一幢消防中隊三層辦公樓的建筑設計施工圖

1、第一章 設計任務及要求1.1設計原始資料一、工程概況本建筑位于xx市xx區(qū)，南臨xx路、東臨xx公路，是一幢三層框架結(jié)構(gòu)的辦公樓，梁、板、柱均采用現(xiàn)澆。二、設計條件1.地質(zhì)條件本工程為7度設防，地震加速度為0.1g，基礎(chǔ)類別為丙類，結(jié)構(gòu)安全系數(shù)為1.0。本工程場地土為上海iv類場地土。2.氣象基本風壓：wo=0.55kn/基本雪壓：so=0.20kn/地面粗糙度屬于b類。1.2建筑設計任務及要求一、任務及要求主要完成一幢消防中隊三層辦公樓的建筑設計施工圖，其中包括建筑平面圖、立面圖、剖面圖及部分節(jié)點詳圖。1.3結(jié)構(gòu)設計任務及要求一、任務及要求1.結(jié)構(gòu)布置2.確定梁、柱截面尺寸3.荷載計算4.一

2、榀框架抗震設計計算5.一榀框架風荷載設計計算6.一榀框架恒荷載設計計算7.一榀框架活荷載設計計算8.一榀框架內(nèi)力組合9.一榀框架框架配筋10.樓板計算11.次梁計算12.樓梯計算13.一榀框架基礎(chǔ)計算14.結(jié)構(gòu)設計施工第二章 結(jié)構(gòu)布置2.1結(jié)構(gòu)平面布置本次結(jié)構(gòu)計算假設本工程采用橫向框架承重的方案，梁、柱布置示意如下：2.2確定計算框架簡圖本次結(jié)構(gòu)計算選取一榀框架進行計算，選取6軸進行計算，計算簡圖如下：第三章 梁、柱截面尺寸3.1柱截面尺寸確定一、確定混凝土強度等級框架柱采用c30的混凝土c30混凝土 fc=14.3n/mm2 ft=1.43 n/mm2一、 確定柱截面尺寸假設豎向荷載標準值為

3、20kn/,恒荷載、活荷載綜合分項系數(shù)為1.25，則底層內(nèi)中柱軸力設計值n估為：n=1.25204.5（）4=3375kn（0.90.95） a250000mm2 236842mm2采用方形截面，則bc=hc=500 487因底層層高較高,底層柱截面取500500 。其余柱截面取400500 。3.2梁截面尺寸確定一、確定混凝土強度等級框架梁采用c30的混凝土c30混凝土 fc=14.3n/mm2 ft=1.43 n/mm2二、確定梁截面尺寸橫向框架梁：跨度為8.5m 取300750縱向次梁：跨度為4.5m 取200450第四章 荷載計算4.1樓面及屋面荷載4.1.1樓面荷載計算 恒載現(xiàn)澆板(

4、150mm、140mm、130，120厚) 0.15(0.14，0.13，0.12)25=3.75(3.50；3.25，3) kn/m2粉刷(20厚水泥砂漿): 1720.02=0.68 kn/m2地磚: 0.65 kn/m2合計： 5.08(4.83；4.58，4.33) kn/m2取值： 5.1 （4.9；4.7） kn/m2 活載餐廳、走廊： 2.5 kn/m2廚房、衛(wèi)生間： 4.0 kn/m2會議室、宿舍、辦公室： 2.0 kn/m2多功能廳、活動室： 4.0 kn/m24.1.2屋面荷載計算 恒載不上人保溫屋面： 現(xiàn)澆板(130mm厚)： 0.1325=3.25 kn/m2 35厚c

5、20細石混凝土找平層： 0.3525=0.875 kn/m2 25厚擠塑板保溫層： 0.20 kn/m2 20厚水泥砂漿找平層: 200.020=0.40 kn/m2 防水層： 0.40 kn/m2 粉頂: 0.40 kn/m2 合計： 5.525 kn/m2上人保溫屋面（平屋面）： 現(xiàn)澆板(150、140mmmm厚)： 0.15(0.14)25=3.75(3.5) kn/m2 25厚擠塑板保溫層： 0.20 kn/m2 20厚水泥砂漿找平層: 200.020=0.40 kn/m2 防水層： 0.40 kn/m2 粉頂: 0.40 kn/m2 吊頂： 0.5 kn/m2合計： 5.65(5.4

6、) kn/m2 取值： 6.5 kn/m2活載 不上人屋面： 0.5 kn/m2上人屋面： 2.0 kn/m2 4.2梁間恒荷載4.2.1外墻恒荷載計算外填充墻采用250厚混凝土空心砌塊，按重度11.8kn/m2計算。 250厚墻體： 混凝土砌塊： 0.2511.8 =2.95 kn/m2 墻面抹灰(單面20mm厚)： 0.342 =0.68 kn/m2 合計： 3.63 kn/m2 取值： 4.0 kn/m2一、底層外墻恒荷載 4.0x(5.6-0.6)=20 kn/m二、二,三層外墻恒荷載4.0x(3.6-0.6)=12 kn/m4.2.2內(nèi)墻恒荷載計算內(nèi)填充墻采用200厚加氣混凝土砌塊，

7、按重度7.5kn/m2計算。200厚墻體： 混凝土砌塊： 0.2010 = 2.0 kn/m2 墻面抹灰(單面20mm厚)： 0.342 = 0.68 kn/m2 合計： 2.68 kn/m2 取值： 3.0 kn/m2一、底層內(nèi)墻恒荷載3.0x(5.6-0.6)=15 kn/m二、二，三層內(nèi)墻恒荷載3.0x(3.6-0.6)=9 kn/m第五章 抗震設計計算5.1 gi計算5.1.1公式gi=5.1.2各層荷載1.各層墻重（1）女兒墻：3.8119.8= 455.24kn（2）三層墻：外墻：（119.8-0.422-0.59）x12=1278kn內(nèi)墻：(13x5+3.85x3+5.1+5.0

8、+0.8x2+2.2+4.5x7+5+1.2+1.35x3+1.0x4)x9=136.2x9=1225.8 kn女兒墻：3.830.1= 114.4k三層墻總重：12781225.8114.4=2618.2 kn（3）二層墻：外墻：（137.8-0.422-0.511）x12=1482kn內(nèi)墻：(13x8+9+3.6+2.9+1.2+1.5+3.8+5+4.5x7+5+36.5-0.4x8-4.5+1.35x3+1.2x2+2.6x21.8)x9=209.75x9=1887.752kn女兒墻：3.8（14.824.5）= 149.34 kn二層墻總重：14821887.856.2=3519.1

9、 kn（4）一層墻：外墻：（146.8-0.536）x20 =2576kn內(nèi)墻：124.55 x15=1868.25kn一層墻總重：25761868.25=4444.3 kn2.各層梁板重（1）屋面梁板：屋面板：6.5x658.2=4278.3 kn屋面梁：0.3x0.61x9x8+0.3x0.61x6.8+0.3x0.75x8+0.38x0.2x5.1+0.2x0.43x5.1+0.3x0.47x10x6+0.3x0.75x6+0.3x0.47x1.9x2+4.6x0.25x0.38+0.25x0.33x4.60.25x0.44x(4.5x7+0.5-0.4x8)x2+0.25x0.75x4

10、x3+0.25x0.44x4.5+0.25x0.44x37.5+0.2x0.32x39.1 x27=43.917x27=1185.8 kn屋面梁板總重：4278.31185.8=5464.1 kn（2）三層梁板：三層板：658.24.9386.5=3472.18 kn三層梁：1185.8+0.2x0.35x5+0.2x0.33x9+0.2x0.23x1.8x5+0.2x0.31x4.50.25x0.43x7.5x3+0.3x0.53x7.1x2+0.3x063x13.7x25=1185.8+52.825x27=2612.1 kn三層梁板總重：3472.182612.1=6084.3 kn（3）

11、二層梁板：二層板: 755.34.9(69.7554.8)6.5=4510kn二層梁: 2612.1+0.35x0.457.5+0.3x0.45x7.5+0.2x0.33x7.2+0.3x0.48x7.2x27=2612.1+3.706x27=2712.2 kn二層梁板總重：45102712.2=7222.2 kn3.各層柱重（1）三層柱：（0.50.5+0.40.535）3.627=704.7kn（2）二層柱：（0.50.5+0.40.538）3.627=763.02kn（3）一層柱：（0.50.531+0.40.510）527=1316.25kn4.各層活荷載（1）屋面：658.20.5=

12、329.1kn（2）三層：372.83285.42.5+91.62.0=2015.1kn（3）二層： 755.32.5(69.7554.8)2=2137.35kn5.1.2各層重力荷載代表值g3=5464.1+329.1+（455.24+2618.2+704.7）/2=7682.3kng2=6084.3+2015.1+（2618.2+704.7+3519.1+763.02）/2=11901.9kng1=7222.2+2137.35+（3519.1763.02+4444.3+1795.2）/2=14380.9kn5.2 框架剛度計算ec(kn/m2)30000000 梁寬m梁高m跨度 l（m）

13、i0=bh3/12 m4邊框架梁ib=1.5 i0 （m4） ib=ecib/l（knm） 0.30 0.60 6.50 0.01 0.01 37384.62 0.30 0.75 8.50 0.01 0.02 55836.40 柱寬m柱高mm跨高hi0=bh3/12 m4ic=ecib/h（knm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 層kdi柱數(shù)量底層中柱3.34 0.72 7678.21 8.00 k=ib/ic底層邊柱1.34 0.55 5881.58

14、 8.00 =(0.5+k)/(2+k)底層邊柱2.00 0.63 6674.12 8.00 di=*ic*12/h2d20233.91 2層中柱2.68 0.57 18424.78 8.00 k=ib/ic2層邊柱1.08 0.35 11250.90 8.00 =k/(2+k)2層邊柱1.61 0.45 14329.02 8.00 di=*ic*12/h2d44004.70 3層中柱42.68 0.57 18424.78 8.00 k=ib/ic3層邊柱1.08 0.35 11250.90 8.00 =k/(2+k)3層邊柱1.61 0.45 14329.02 8.00 di=*ic*12/

15、h2d44004.70 ec(kn/m2)30000000 梁寬m梁高m跨度 l（m） i0=bh3/12 m4邊框架梁ib=1.5 i0 （m4） ib=ecib/l（knm） 0.30 0.60 2.40 0.01 0.01 101250.00 0.30 0.60 6.50 0.01 0.01 37384.62 0.30 0.75 7.30 0.01 0.02 65014.98 0.30 0.75 1.20 0.01 0.02 395507.81 柱寬m柱高mm跨高hi0=bh3/12 m4ic=ecib/h（knm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0

16、.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 層kdi柱數(shù)量底層中柱14.97 0.78 8378.55 1.00 k=ib/ic底層中柱23.67 0.74 7852.18 1.00 底層中柱3 20.63 0.93 7975.25 1.00 底層邊柱4.54 0.77 6581.14 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底層邊柱17.72 0.92 7891.62 1.00 di=*ic*12/h2d38678.74 2層中柱13.99 0.67 21420.37 1.00 k=ib/ic2層中柱22.95 0.60 19157.

17、88 1.00 2層中柱313.26 0.87 27937.39 1.00 2層邊柱2.92 0.59 19070.38 1.00 =k/(2+k)2層邊柱1.08 0.35 11250.90 1.00 di=*ic*12/h2d98836.93 3層中柱13.99 0.67 21420.37 1.00 k=ib/ic3層中柱22.95 0.60 19157.88 1.00 3層中柱313.26 0.87 27937.39 1.00 3層邊柱2.92 0.59 19070.38 1.00 =k/(2+k)3層邊柱11.39 0.85 27348.31 1.00 di=*ic*12/h2d114

18、934.34 ec(kn/m2)30000000 梁寬m梁高m跨度 l（m） i0=bh3/12 m4邊框架梁ib=1.5 i0 （m4） ib=ecib/l（knm） 0.30 0.60 2.40 0.01 0.01 101250.00 0.30 0.60 6.50 0.01 0.01 37384.62 0.30 0.75 7.30 0.01 0.02 65014.98 0.30 0.75 1.20 0.01 0.02 395507.81 柱寬m柱高mm跨高hi0=bh3/12 m4ic=ecib/h（knm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5

19、.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 層kdi柱數(shù)量底層中柱14.97 0.78 8378.55 1.00 k=ib/ic底層中柱23.67 0.74 7852.18 1.00 底層中柱3 400x50020.63 0.93 7975.25 1.00 底層邊柱400x5004.54 0.77 6581.14 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底層邊柱40050017.72 0.92 7891.62 1.00 di=*ic*12/h2d38678.74 2層中柱1-400x5003.99 0.67 21420.37 1.00 k=ib/

20、ic2層中柱2-400x5002.95 0.60 19157.88 1.00 2層中柱3-400x50013.26 0.87 27937.39 1.00 2層邊柱400x5002.92 0.59 19070.38 1.00 =k/(2+k)2層邊柱400x5001.08 0.35 11250.90 1.00 di=*ic*12/h2d98836.93 3層中柱1-400x5003.99 0.67 21420.37 1.00 k=ib/ic3層中柱2-400x5002.95 0.60 19157.88 1.00 =k/(2+k)3層中柱3-400x5007.57 0.79 25429.67 1.

21、00 3層邊柱400x5002.92 0.59 19070.38 1.00 d85078.31 ec(kn/m2)30000000 梁寬m梁高m跨度 l（m） i0=bh3/12 m4邊框架梁ib=1.5 i0 （m4） ib=ecib/l（knm） 0.30 0.75 6.50 0.01 0.02 73016.83 0.30 0.75 8.50 0.01 0.02 55836.40 柱寬m柱高mm跨高hi0=bh3/12 m4ic=ecib/h（knm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3

22、.60 0.00 34722.22 層kdi柱數(shù)量底層中柱4.62 0.77 8256.82 1.00 k=ib/ic底層邊柱2.62 0.68 7207.93 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底層邊柱2.00 0.63 6674.12 1.00 di=*ic*12/h2d22138.86 ec(kn/m2)30000000.00 梁寬m梁高m跨度 l（m） i0=bh3/12 m4邊框架梁ib=1.5 i0 （m4） ib=ecib/l（knm） 0.30 0.60 2.40 0.01 0.01 101250.00 0.30.60 6.50 0.01 0.01 37384.62 0.3

23、0 0.75 8.50 0.01 0.02 55836.40 柱寬m柱高mm跨高hi0=bh3/12 m4ic=ecib/h（knm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 層kdi柱數(shù)量底層中柱16.21 0.82 6980.98 1.00 k=ib/ic底層中柱24.18 0.76 6466.98 1.00 底層邊柱4.54 0.77 6581.14 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底層邊柱2.50 0.67 5695.17 1.00 di=*ic*

24、12/h2d25724.26 2層邊柱1.61 0.45 14329.02 1.00 =k/(2+k)2層邊柱1.61 0.45 14329.02 1.00 di=*ic*12/h2d28658.04 橫向框架頂點位移層次gigidi層間相對位移i3.00 7682.30 7682.30 552050.22 0.0139 0.1661 =gi/di2.00 11901.90 19584.20 578369.48 0.0339 0.1522 1.00 14380.90 33965.10 287091.91 0.1183 0.1183 5.3 自振周期假設頂點側(cè)移結(jié)構(gòu)自振周期折減系數(shù)=0.9t1=

25、1.7=1.70.9=0.623s5.4多遇水平地震作用計算設防烈度7度，iv類場地下，設計地震分組為第一組 1=(tg/ t1)0.9max=（0.65/0.623）0.90.08=0.075結(jié)構(gòu)總水平地震作用效應標準值為：fek=1geg=0.0750.8533965.1=2165kn5.5框架各層地震力及彈性位移層次hihigigihigi/gihifivi3.00 3.60 12.80 7682.30 98333.44 0.34 738.27 738.27 2.00 3.60 9.20 11901.90 109497.48 0.38 822.09 1560.37 1.00 5.60 5

26、.60 14380.90 80533.04 0.28 604.63 2165288363.96 層次層間剪力vi（kn）層間剛度di（kn/m）u層間位移=vi/di（m）ui(m)層高h（m）層間相對彈性轉(zhuǎn)角e3.00 738.27 552050.22 0.0013 0.0116 3.60 0.0004 2692 e=u/h2.00 1560.37 578369.48 0.0027 0.0102 3.60 0.0007 1334 1.00 2165.00 287091.91 0.0075 0.0075 5.60 0.0013 743 1/550 滿足規(guī)范要求5.6水平地震作用下框架內(nèi)力分析梁

27、的彎矩：以使桿件下側(cè)受拉者為正。柱的彎矩：以使桿件順時針轉(zhuǎn)動者為正。梁端剪力：以向上者為正。柱的軸力：以壓力為正，拉力為負。地震力層di層間剛度di（kn/m）di/di層間剪力vi（kn）剪力vij（kn)底層中柱b7678.21 287091.91 0.0267 2165.00 57.90 底層邊柱a5881.58 0.0205 44.35 底層邊柱c6674.12 0.0232 50.33 2層中柱b18424.78 578369.48 0.0319 1560.37 49.71 2層邊柱a11250.90 0.0195 30.35 2層邊柱c14329.02 0.0248 38.66 3

28、層中柱b18424.78 552050.22 0.0334 738.27 24.64 3層邊柱a11250.90 0.0204 15.05 3層邊柱c14329.02 0.0260 19.16 柱彎矩計算y0y1y2y3y層高hy*hv(kn)m下(kn.m)m上(kn.m)底層中柱b0.52 00.00 00.52 5.60 2.89 57.90 167.31 156.93 底層邊柱a0.58 00.00 00.58 3.26 44.35144.79 103.57 底層邊柱c0.55 00.00 00.55 3.08 50.33155.02 126.83 2層中柱b0.48 0.00 0.0

29、0 0.00 0.48 3.60 1.73 49.71 85.90 93.06 2層邊柱a0.45 0.00 0.00 0.00 0.45 1.62 30.3549.17 60.09 2層邊柱c0.45 0.00 0.00 0.00 0.45 1.62 38.6662.63 76.55 3層中柱b0.43 0.00 00.00 0.43 3.60 1.55 24.64 38.14 50.56 3層邊柱a0.35 0.00 00.00 0.35 1.26 15.0518.96 35.22 3層邊柱c0.38 0.00 00.00 0.38 1.37 19.1626.28 42.70 梁彎矩、剪力

30、、軸力計算頂部節(jié)點：m梁 =- m柱一般邊節(jié)點：m梁 =-（ m上柱 + m下柱）中節(jié)點：m梁左 =-（m上柱 + m下柱）i左梁/（i左梁 + i左梁）m梁右 =-（m上柱 + m下柱）i右梁/（i左梁 + i左梁）v左= -v右=-（m左梁 + m右梁）/ln下柱 = n上柱 v左梁 + v右梁i左梁/（i左梁 + i左梁）=0.4 i右梁/（i左梁 + i左梁）=0.6m3ab =35.22 knmm3ba =50.56x0.4=20.22 knmm3bc =50.56x0.6=30.34 knmm3cb =42.7 knmm2ab =18.96+60.09=79.05 knmm2ba

31、=(38.14+93.06)0.4=52.48 knmm2bc =(38.14+93.06)0.6=78.72 knmm2cb =26.28+76.55=102.83 knmm1ab =49+103.57=152.57 knmm1ba =(85.9+156.93)0.4=97.13 knmm1bc =(85.9+156.93)0.6=145.7 knmm1cb =62.63+126.83=189.46 knmv3ab =-v3ba = (35.22+20.22) /6.5 = 8.5 knv3bc =-v3cb = (30.34+42.7) /8.5 = 8.6 knv2ab =-v2ba =

32、 (79.05+52.48) /6.5= 20.24 knv2bc =-v2cb = (78.72+102.83) /8.5 = 21.34 knv1ab =-v1ba = (152.57+97.13) /6.5 = 38.42 knv1bc =-v1cb = (145.7+189.46) /8.5 = 39.42 knn3a =-8.5 knn3b =8.5-8.6=-0.1 knn3a =-8.6 knn2a =-（8.5+20.24）=-28.74 knn2b = 8.5+20.24-8.6-21.34=-1.2 knn2c = -(8.6+21.34)=-29.94 knn1a =-（

33、8.5+20.24+38.42）=-67.16 knn1b = 8.5+20.24+38.42-8.6-21.34-39.42=-2.20kn n1c = -（8.6+21.34+39.42） =-69.36 kn第六章 風荷載設計計算6.1風荷載計算 當計算主要承重結(jié)構(gòu)時，風壓標準計算公式為： 當計算圍護結(jié)構(gòu)時，風壓標準計算公式為： w=bgzuzuswo-高度z處的風振系數(shù)-風壓高度變化系數(shù)（查表）-風荷載體型系數(shù)（查表）bgz-高度z處的陣風系數(shù)us局部風壓體形系數(shù)（查表） 因結(jié)構(gòu)高度h30m 可取。將風荷載換算成作用于框架層節(jié)點的集中荷載，計算過程見下表：層次z(m)31.01.312

34、.81.080.5512.839.9121.01.39.21.000.5517.112.211.01.35.61.000.5535.1525.136.2 框架剛度框架剛度同前地震力計算時，詳p15頁6.3水平風荷載作用下框架內(nèi)力計算第七章 樓板計算7.1計算簡圖7.2二，三層樓板計算1.板計算l0y=8500mm， l0x=5000mm，板厚為。因為：l0y/l0x=1.7，所以，此板為雙向板。由以上計算可知：其活荷載，恒荷載。采用c30混凝土?；詈奢d分項系數(shù)為1.4，恒荷載分項系數(shù)為1.2（1）荷載設計值（2）彎矩計算由l0x/l0y =0.59，查表得三邊固定，一邊簡支：m1max=0.0

35、386， m2max=0.0105 mx0=-0.0814， my0=-0.0571跨中彎距：m1 max =(0.0386+0.01051/6)8.925.02=9.0kn.mm2 max =(0.0105+0.03861/6)8.9252=3.8kn.m支座彎距：mx0=-0.0814 8.925.02=-18.2 kn.mmy0=-0.0571 8.925.02=-12.7 kn.m（3）配筋計算鋼筋選用8或10，則l0y方向跨中截面h0y=150-35-5=110mm，沿l0x方向h0x=150-35=115mm,支座處。mxmaxmymaxmx0my0m93.818.212.7fc1

36、4.314.314.314.3fc=14.3n/mm2b1000100010001000b=1000mmh0115110115110h0=150-35=115as0.05 0.02 0.10 0.07 as=m/fc*b*h01-2as0.90 0.96 0.81 0.85 rs0.98 0.99 0.95 0.96 rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360360360360as=m/(fy*rs*h0)as222.83 97.04 463.09 333.43 ft1.43 1.43 1.43 1.43 rmin0.00178750.0017880.0017880.001788ft

37、=1.43n/mm20.0020.0020.0020.002asmin230220230220asmin=rmin*b*h0跨中鋼筋：l0y方向：選8150，實配as=335 mm2l0x方向：選8120，實配as=419 mm2支座鋼筋：l0y方向：選8150，實有as=335 mm2 l0x方向：選8100，實有as=503 mm2 2.板計算l0y=8500mm， l0x=4500mm，板厚為140mm。因為：l0y/l0x=1.89，所以，此板為雙向板。由以上計算可知：其活荷載，恒荷載。采用c30混凝土?；詈奢d分項系數(shù)為1.4，恒荷載分項系數(shù)為1.2（1）荷載設計值（2）彎矩計算由l0

38、x/l0y =0.53，查表得三邊固定，一邊簡支：m1max=0.0406， m2max=0.0092 mx0=-0.0833， my0=-0.057跨中彎距：m1 max =(0.0406+0.00921/6)8.684.52=7.4kn.mm2 max =(0.0092+0.04061/6)8.684.52=2.8kn.m支座彎距：mx0=-0.0833 8.684.52=-14.64 kn.mmy0=-0.057 8.684.52=-10.0 kn.m（3）配筋計算鋼筋選用8或10，則l0y方向跨中截面h0y=140-35-5=100mm，沿l0x方向h0x=140-35=105mm,支

39、座處。mxmaxmymaxmx0my0m7.42.814.610fc14.314.314.314.3fc=14.3n/mm2b1000100010001000b=1000mmh0105100105100h0=150-35=115as0.05 0.02 0.09 0.07 as=m/fc*b*h01-2as0.91 0.96 0.81 0.86 rs0.98 0.99 0.95 0.96 rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360360360360as=m/(fy*rs*h0)as200.59 78.55 406.00 288.24 ft1.43 1.43 1.43 1.43 rmin

40、0.00178750.0017880.0017880.001788ft=1.43n/mm20.0020.0020.0020.002asmin210200210200asmin=rmin*b*h0跨中鋼筋：l0y方向：選8150，實配as=335 mm2l0x方向：選8150，實配as=335 mm2支座鋼筋：l0y方向：選8150，實有as=335 mm2 l0x方向：選8120，實有as=419 mm2 3.板計算l0y=4100mm， l0x=4500mm，板厚為130mm。因為：l0y/l0x=0.91，所以，此板為雙向板。由以上計算可知：其活荷載，恒荷載。采用c30混凝土?；詈奢d分項系

41、數(shù)為1.4，恒荷載分項系數(shù)為1.2（1）荷載設計值（2）彎矩計算由l0y/l0x =0.91，查表得三邊固定，一邊簡支：m1max=0.0269， m2max=0.0165 mx0=-0.0657， my0=-0.0563跨中彎距：m1 max =(0.0269+0.01651/6)8.444.12=4.2kn.mm2 max =(0.0165+0.02691/6)8.444.12=2.8kn.m支座彎距：mx0=-0.0657 8.444.12=-9.3 kn.mmy0=-0.0563 8.444.12=-8.0 kn.m（3）配筋計算鋼筋選用8或10，則l0y方向跨中截面h0y=130-3

42、5-5=90mm，沿l0x方向h0x=130-35=95mm,支座處。mxmaxmymaxmx0my0m4.239.38fc14.314.314.314.3fc=14.3n/mm2b1000100010001000b=1000mmh095909590h0=150-35=115as0.03 0.03 0.07 0.07 as=m/fc*b*h01-2as0.93 0.95 0.86 0.86 rs0.98 0.99 0.96 0.96 rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy210210360360as=m/(fy*rs*h0)as214.07 160.84 282.50 256.09 ft1.43 1.43 1.43 1.43 rmin0.0030642860.0030640.0017880.001788ft=1.43n/mm20