土木工程毕业设计（论文）-襄樊市某六层房地产商住楼设计3000【全套图纸】.doc

襄樊学院土木工程专业毕业设计 第57页第1章 建筑设计全套图纸，加1538937061.1建筑方案设计1.1.1建筑平面设计本建筑为襄樊市某房地产商住楼，设计六层，底层为商铺，二六层为住宅。建筑总长为40m,总宽为12m,总高为20.350m。底层商住楼层高为3.9m，住宅层高为3m。考虑商住楼的要求及房间布置，平面尺寸应简洁、规则。建筑平面柱网图如图所示：1. 为满足不同用户对住房及商业用房的要求，参考中小型民用建筑设计对房屋尺寸的有关要求与结构设计的基本原则，本方案采用的柱网布置方案为三排两跨柱网，考虑上层住房尺寸的限制，柱网布置如图。横向框架的跨度为4.8M和6.6M。2. 底层为商住楼，分为单独的铺面出售，房间大小不一满足不同的商户的要求，每户隔墙隔开，当然也可以打通成大空间做超市或其他商业用。3. 二六层为住宅，为三室一厅的常见户型，客厅较大，所以做成餐客一体，方便其他房间布局。另外除生活阳台外，客厅窗做成600凸窗，亦可做景观阳台用。卧室分主卧与客卧、书房，除公共卫生间外主卧还带一个1.8M2.7M的卫生间。1.1.2建筑立面设计立面造型简洁明快，底层多立克槽柱做装饰，阳台用雕花漆铁栏杆，屋面檐口悬挑歇山顶，采用仿古做法。1.1.3建筑设计资料1、屋面做法（自上而下）：隔热架空层（30400400预制钢筋混凝土平板；浆砌120120120砖礅，纵横间距400）；SBS防水层；水泥沙浆找平层20厚；水泥珍珠岩找坡层（平均厚度120）；现浇楼板（平均厚度120）；15厚混合沙浆顶棚粉刷层；表面刮仿瓷涂料。2、楼面做法（自上而下）：600600抛光地面砖（10厚面层；20厚水泥沙浆打底）；细石混凝土整浇层30厚；现浇楼板120厚；15厚混合沙浆顶棚粉刷层；表面刮仿瓷涂料。3. 主导风象： 南风4. 基本风压： W0=0.35KN/m25. 基本雪压： S0=0.40KN/m26. 活荷载：查建筑结构荷载规范楼层活荷载标准指2.0KN/；屋面活荷载1.5KN/（按上人的承重钢筋混凝土屋面考虑），楼梯活载取2.0KN/。7. 地形、地质条件：不考虑地下水及其侵蚀，详情见地质勘测报告。第二章 结构选型及布置2.1结构设计概述结构选型的原则归纳起来有以下几个方面：1、 满足功能要求；2、 符合力学原理；3、 注意美观；4、 便于施工；5、 考虑经济。该设计项目是商住两用型六层楼，结构特点是底层空间的跨度大而二层及以上各层有要满足住宅楼的空间要求，那就是空间紧凑，大小不一。并且由于居住的要求和各功能房间的布置要求。整个结构的布置就需要很大的灵活性。另一方面，随着人们环境保护意识的提高，很多建筑材料都被限制使用或者禁止使用，如大量的烧结粘土砖、烧结空心砖等。考虑到上述各种原因，我认为该项目适合用现浇框架结构。主要原因有以下几点：1、 框架结构体系由梁和柱组成，平面布置灵活，易于满足建筑物设置大房间的要求，在工业和民用建筑中应用广泛；2、 框架结构体系的侧向刚度小；3、 现浇框架结构的整体性和抗震性能都较好，适合于615层的多层和高层建筑结构。2.2结构的材料和尺寸2.2.1 梁柱截面的确定梁柱板皆为C25的混凝土，墙体材料采用空心砖或混凝土砌块。1. 横向框架梁截面高度h框架梁的高度可按照高跨比来确定，即梁高h=L。h=L1=6600550825mm 取h=600mm截面宽度b=h=600200300mm 取b=300mm2.纵向框架梁截面高度h=L1=6600550825mm 取h=600mm截面宽度b=h=600200300mm 取b=300mm3.框架柱预取中柱截面400400mm，取边柱截面400400mm，并在框架内力计算中进行验算。2.2.2横向框架的布置2.2.3横向框架柱的跨度和柱高1.框架的跨度 框架的跨度应取柱形心间的距离。2.框架底层柱的高度 框架的底层柱高取基础扩大面至二层楼板顶面间的距离。根据地质资料综合分析，假定基础高度为1.5m，确定基础顶面标高为-0.90，二层板顶的标高为3.9，所以底层柱高应取为4.8m。3.其余各层柱高 除底层柱外的其余各层柱的柱高均取层高，故本设计其余各层柱高均为3.0m。2.3梁柱线刚度的计算根据梁柱截面惯性矩及长度（附图二）可求得梁柱线刚度（i=EI/l）,在内力分析时，只需要梁柱的相对线刚度，而在侧位移计算时则需要其实际线刚度。本框架梁柱采用相同的混凝土强度等级，故在计算相对线刚度时，不必算入E值，在算出所以相对线刚度以后，以其中等一值作为基准，再求出各构件的相对线刚度，考虑现浇板的作用，取I=2I0(I0为不考虑楼板翼缘作用的梁截面惯性矩)。BD跨梁： i=2Ec1/120.30.63/4.8=22.510-4EcM3DE跨梁： i=2Ec1/120.30.63/6.6=16.3610-4EcM3 标准层柱： i=Ec1/120.40.43/3.0=7.1110-4EcM3 底层柱： i=Ec1/120.40.43/4.8=4.4410-4EcM3取标准层柱i=7.1110-4EcM3作为基准1，算得各构件相对线刚度（附图二）。第3章 第轴横向框架内力计算3.1荷载计算3.1.1恒荷载的计算1.屋面框架梁线荷载标准值20厚1：2水泥沙浆找平 0.02 20=0.4KN/100140 厚（2%坡度）膨胀珍珠岩 （0.10+0.140）/2=0.84KN/120厚现浇钢筋混凝土楼板 0.1225=3KN/15厚纸筋石灰抹底 0.015 16=0.24KN/屋面恒荷载 4.48 KN/边跨（BD、DE）框架梁自重 0.30.625=4.5 KN/m梁侧粉刷 2（0.6-0.12）0.0217=0.33 KN/m 4.8KN/m因此，作用在顶层框架梁上的线荷载为 G6BD1 =G6DE1=4.8 KN/m G6BD2 =4.483.8=17.024 KN/mG6DE2 =4.483.35=15.008 KN/m 2.楼面框架梁线荷载标准值25厚水泥沙浆面层 0.02520=0.5 KN/120厚现浇钢筋混凝土楼板 0.12 25=3KN/15厚纸筋石灰抹底 0.015 16=0.24KN/ 楼面恒荷载 3.74KN/ 边跨框架梁及梁侧粉刷 4.8 KN/m 边跨填充墙自重 0.24（3-0.6）19=10.94 KN/m 墙面粉刷 （3-0.6）0.02217=1.63KN/m 12.57KN/m 因此，作用在中间层框架上的线荷载为：GDE1=GBD1=4.8+12.57=17.37 KN/m GBD2=3.743.8=14.21 KN/mGDE2=3.743.35=12.53 KN/m 3.屋面框架节点集中荷载标准值B轴柱连系梁自重 0.30.63.825=17.1 KN 粉刷 0.02（0.6-0.12）23.817=1.24 KN0.5M檐口自重 0.53.80.219+0.843.80.0425=10.41KN 粉刷 0.50.0213.817=0.65 KN 连系梁传来的屋面自重 0.53.80.53.84.48=16.17KN 顶层边节点集中荷载 G6B=45.57 KNE轴柱连系梁自重 0.30.63.3525=15.08 KN 粉刷 0.02（0.6-0.12）23.3517=1.09KN0.5M檐口自重 0.53.350.219+0.843.350.0425=9.18KN 粉刷 0.50.0213.3517=0.57 KN 连系梁传来的屋面自重 0.53.350.53.354.48=12.57KN 顶层边节点集中荷载 G6E=38.49 KN D轴柱连系梁自重 0.30.63.825=17.1 KN 粉刷 0.02（0.6-0.12）23.817=1.24 KN连系梁传来的屋面自重 12.57+16.17=28.74 KN 顶层中节点集中荷载 G6D=47.08 KN4.楼面框架节点集中荷载标准值 B柱连系梁自重 17.1 KN 粉刷 1.24 KN墙体自重 （3.0-0.6）0.243.819=41.59 KN 粉刷 20.02(3.0-0.6)3.817=6.20 KN框架柱自重 0.40.43.025=12 KN连系梁传来的楼面自重 0.53.80.53.83.74=13.50KN B轴楼面框架节点集中荷载标准值 GB=91.63KNE柱连系梁自重 15.08KN 粉刷 1.09KNE柱窗自重 2.11.50.45=1.42 KN墙体自重 0.242.43.3519=36.66 KN 粉刷 20.022.43.3517=5.47 KN框架柱自重 0.40.43.025=12 KN连系梁传来的楼面自重 0.53.350.53.353.74=10.49 KNE轴楼面框架节点集中荷载标准值 GE=80.79KND轴柱连系梁自重 17.1KN粉刷 1.24 KN墙体自重 3.8（3.0-0.6）0.2419=41.59KN粉刷 3.8（3.0-0.6）0.02217=6.20 KN框架柱自重 12 KN连系梁传来的楼面自重 13.50+10.49=23.99KND轴楼面框架节点集中荷载标准值 GD=102.12 KN5. 作用于框架上的恒荷载标准值Gk为：6.6M跨： 屋面：4.486.6+4.8=34.37 KN/M 楼面：3.746.6+4.8=29.48 KN/M4.8M跨： 屋面：4.484.8+4.8=26.30 KN/M楼面：3.744.8+4.8=22.75 KN/M6. 框架结构恒荷载作用下的计算简图见附图。3.1.2活荷载的计算活荷载标准值 2.0 KN/ 折减系数0.91.屋面活载雪载 0.4 KN/ 上人现浇屋面活载1.5 KN/取大者 1.5 KN/BD跨 1.54.8=7.2 KN/mDE跨 1.56.6=9.9 KN/m 2. 楼面活载标准值 2.0KN/ BD跨 2.04.8=9.6 KN/m DE跨 2.06.6=13.2 KN/m3. 活荷载对框架结构的作用力 P6=1.50.5(3.4+4.2)=5.7 KN/mP6=1.50.5(3.4+3.3)=5.025 KN/m P=2.00.5（3.4+4.2）=7.6 KN/mP=2.00.5(3.4+3.3)=6.7 KN/mP6=0.53.80.53.81.5=5.415 KNP6=5.415+4.21=9.63 KNP6=0.53.350.53.351.5=4.21 KN P=0.53.80.53.82.0=7.22 KNP=7.22+5.61=12.83 KNP=0.53.353.350.52.0=5.61 KN4. 框架结构活荷载作用下的计算简图见附图。3.1.3风荷载的计算1.确定基础顶面离室外地面为450，由此得底层层高为0.45+0.45+3.9=4.8m2.风压标准值计算公式：=zszo3.因结构高度H=20.3米30米 可取z=1.0，对于矩形平面s=1.34.风压高度变化系数z查规范得（按地面粗糙程度C）层次zsZzo(KN/)A()Pw(KN)61.01.319.350.8270.357.62.860.37651.01.316.350.7670.3511.43.980.34941.01.313.350.7400.3511.43.840.336731.01.310.350.7400.3511.43.840.336721.01.37.350.7400.3511.43.840.336711.01.34.350.7400.3514.824.990.3367基本风压o=0.35 KN/ Z1=3.9+0.45=4.35m。5.风荷载计算过程如上表：6.风荷载作用下的计算简图如图见附图。3.2内力计算框架梁跨度大者为L=6.6M，取h=(1/8-1/12)L=825550,初选h=600,则b=(1/21/3)h=275183,初选b=300；因此对6.6M跨框架梁初定截面bh=300600，核算如下（同理可初定4.8M跨bh=300600）。3.2.1作用在梁上的荷载设计值6.6M跨： 屋面：1.234.37+1.49.9=55.10KN/M 楼面：1.229.48+1.413.2=53.86 KN/M4.8M跨： 屋面：1.226.30+1.47.2=41.28 KN/M 楼面 ：1.222.75+1.49.6=40.74 KN/M取跨度L=4800，荷载设计值为0.840.74=32.59KN/MM= l/832.594.84.8=93.86 KN/MV=1/232.59（4.8-0.20-0.20）=71.70 KN 跨度L=6600，荷载设计值为0.853.86=43.09 KN/M M=1/843.096.66.6=234.63 KN/M V=1/243.09（6.6-0.20-0.20）=133.58KN3.2.2对初定截面尺寸的验算选用C25混凝土，fc=11.9KN/，钢筋采用二级，fy=fy=300N/2.1.斜截面4.8M跨： 0.25fcbh0=0.2511.9300565=504.2671.70KN 满足6.6M 跨： 0.25fcbh0=0.2511.9300565=504.2671.70KN 满足2.正截面 （最大弯矩处） fcmbh0b (1-b )=11.93005650.55(1-0.55)=499.22KN/MM=234.63 KN/M 满足 梁惯性矩：4.8M跨： I=1/12bh3=1/123006003=5.41094 6.6M跨： I=1/12bh3=1/123006003=5.410943.2.3柱截面尺寸1、内柱按轴心受压估算，对于底层其轴压标准值为：恒载：4.8M跨：（26.30+22.755）（6.6+4.80）/2=798.29KN 6.6M跨：（34.37+29.485）（6.6+4.80）/2=1036.09KN活载：4.8M跨：（7.2+9.65）（6.6+4.8）/2=314.64KNV=133.58KN 6.6M跨：（9.9+13.25）（6.6+4.8）/2=432.63KNV=133.58KN则轴力设计值为1036.091.2+432.631.4=1848.99KN考虑到弯矩的影响，将上述轴力乘以增大系数1.2，则 N=1848.991.2=2218.79KN按层高选择柱截面尺寸，取底层柱高h=4800，则有4800（1/15-1/20）=320-240初选内柱尺寸为bh=400400， 由l0/b=4800/400=12查表=0.95则As/=（N/-fcA）/fy/=(2218.79103/0.95-11.94002)/300=1438.562而As/A=1438.56/（400400）=0.0090.03 故内柱截面尺寸为bh=400400 合适惯性矩 IB=1/12 bh3=1/124004003=2.131094 3.2.4恒荷载作用下的内力计算横向框架上的分布荷载由矩形和梯形两部分组成，求固端弯矩时可直接按图计算，亦可将梯形分布荷载转化为等效均布荷载。恒荷载（竖向荷载）作用下的内力计算采用分层法，取其中一层进行分析，结构计算简图如图所示，中柱的线刚度取框架柱实际线刚度的0.9倍。a=3.800.5/4.8=0.396a=3.350.5/6.6=0.2541.中间层固端弯矩 1) 等效荷载计算 G,BD= GBD1+(1-2a2 +a3)GBD2=17.37+(1-20.3962+0.3963)14.21=28.01KN/mG,DE= GDE1+(1-2a2 +a3)GDE2=17.37+(1-20.2542+0.2543)12.53=28.49 KN/m 2）各杆的固端弯矩MBD=1/12G,BDL2BD=1/1228.014.82=53.78KN.MMDE=1/12G,DEL2DE=1/1228.496.62=103.42KN.M2.顶层固端弯矩 1）等效荷载计算G,6BD= G6BD1+(1-2a2 +a3)G6BD2=4.8+0.74817.024=17.53 KN/mG,6DE= G6DE1+(1-2a2 +a3)G6DE2=4.8+0.88715.008=18.11 KN/m2）各杆的固端弯矩M6BD=1/12G,6BDL2BD=1/1217.534.82=33.66KN.MM6DE=1/12G,6DEL2DE=1/1218.116.62=65.74KN.M3.恒荷载作用下的力矩分配图见 附图3.2.5活荷载作用下的内力计算1.中间层固端弯矩P,BD=0.7487.6=5.68 KN/mP,DE=0.8876.7=5.94 KN/mMBD=1/12P,BDL2BD=1/125.684.82=10.90KN.MMDE=1/12P,DEL2DE=1/125.946.62=21.56KN.M2.顶层固端弯矩P,6BD=0.7485.7=4.26 KN/mP,6DE=0.8875.025=4.46 KN/mM6BD=1/12P,6BDL2BD=1/124.264.82=8.18KN.MM6DE=1/12P,6DEL2DE=1/124.466.62=16.19KN.M4. 活荷载作用下的力矩分配图见 附图弯矩分配法计算过所的各层弯矩如(附图、)所示，将各层分层法求得的弯矩图叠加，可得到整个框架结构在恒载作用下的弯矩图，叠加后框架内各节点弯矩并不一定能达到平衡，可将节点不平衡弯矩再分配一次进行修正，修正后可得竖向荷载作用下整个结构弯矩图，并进而可求得框架各梁的剪力图和轴力图。 在求得结构的梁端支座弯矩，若求梁跨中弯矩，则须根据求得的支座弯矩和跨中的实际荷载分布按平衡条件计算，而不能按等效分布荷载计算，框架梁在实际分布荷载作用按简支梁计算的跨中弯矩，考虑梁端弯矩调幅，并将梁两端节点弯矩换算到梁端柱边弯矩图。3.2.6风荷载作用下的内力计算1.将风荷载标准值k乘以分项系数1.4得风荷载设计值F7F六层：Vj= 2.861.4=4.00KN五层：Vj =（3.98+2.86）1.4=9.58KN四层：Vj =（3.84+3.98+2.86）1.4=14.95KN三层：Vj =（3.84+3.84+3.98+2.86）1.4=20.33KN二层：Vj =（3.84+3.84+3.84+3.98+2.86）1.4=25.70KN底层：Vj =（4.99+3.84+3.84+3.84+3.98+2.86）1.4=32.69KN2.用D值法计算水平风载，列表计算如下26层（h=3.0m）柱各层剪力V系数六层五层DB5B6D5D6E5E6B4B5D4D5E4E5K=ib/2 ic3.516.062.553.516.062.55ac=K/(2+K)0.640.750.560.640.750.56D=aC12ic /hj20.768 0.90.6720.7680.90.6722.34V=D/DVj1.311.541.153.143.682.75系数四层三层二层DB3B4D3D4E3E4B2B3D2D3E2E3B1B2D1D2E1E2K=ib/2 ic3.516.062.553.516.062.553.516.062.55ac=K/(2+K)0.640.750.560.640.750.560.640.750.56D=aC12ic /hj20.7680.90.6720.7680.90.6720.7680.90.6722.34V=D/DVj4.95.754.296.677.825.848.439.887.38底层(h=4.8m)系数B0B1D0D1E0E1DK=ib/ ic5.18.83.7ac=(0.5+K)/(2+K)0.7890.8610.737D=aC12ic /hj20.2550.2780.2380.771V=D/DVj11.7211.7910.093. 求反弯点高度y,计算结果如下表： 系数 榀号Kr0a1r1a2r2a3r3Y层次 第六层（m=6 n=6 h=3.0m）B5B63.510.2951.001.001.000.89D5D66.060.4071.001.001.001.22E5E62.550.3521.001.001.001.06层次 第五层（m=6 n=5 h=3.0m）B4B53.510.3451.001.001.001.04D4D56.060.4501.001.001.001.35E4E52.550.4021.001.001.001.21层次 第四层（m=6 n=4 h=3.0m）B3B43.510.4001.001.001.001.20D3D46.060.4441.001.001.001.33E3E42.550.4501.001.001.001.35层次 第三层（m=6 n=3 h=3.0m）B2B33.510.4501.001.001.001.35D2D36.060.4441.001.001.001.33E2E32.550.4501.001.001.001.35层次 第二层（m=6 n=2 h=3.0m）B1B23.510.5051.001.001.001.52D1D26.060.5001.001.001.001.50E1E22.550.5001.001.001.001.50层次 第一层（m=6 n=1 h=3.9m）B0B15.10.7001.001.40002.57D0D18.80.6041.001.40002.08E0E13.70.6371.001.40002.25根据各柱剪力值和反弯点高度（均可由上述表中得到），再求出柱端弯矩和梁端弯矩，进一步求出轴力。第4章 第轴横向框架内力组合 及配筋验算4.1内力组合4.1.1 根据内力计算结果，即可进行框架各梁柱各控制截面上的内力组合，其中梁的控制截面为梁端柱边及跨中,本框架每层的梁有五个控制截面，每层的柱有两个控制截面。如图所示：4.1.2 本工程地处地震六度设防区的多层框架，所以不考虑水平地震荷载，组合中需考虑风荷载与其他荷载的组合情况，所以考虑如下三种荷载组合：1.恒荷载+活荷载 2.恒荷载+风荷载 3.恒荷载+0.85（活荷载+风荷载）4.1.3横梁内力组合表：框架横梁的活荷载最不利布置与连续梁的活荷载最不利布置相同。对BD跨和DE跨进行布置，考虑到DE与BD跨相似，故选三种情况：1.边支座E产生最大负弯矩、最大剪力，及DE跨中产生最大弯矩。2.中间跨DE跨中产生最大弯矩。3.D支座最大负弯矩和最大剪力的活荷载布置。显然，在恒荷载的参与下，恒荷载和活荷载的组合形式，横梁内力组合见下表：4.2 截面设计4.2.1横梁配筋；根据横梁控制截面内力设计值，利用受弯构件正截面承载力和斜截面承载力计算公式，计算出所需纵筋及箍筋，并进行配筋。1.正截面受弯承载力计算：采用单筋矩形截面公式，取as=35,则 fcm=11.9N/2，fy=300 N/2,b=300,h0=h- as=600-35=565(6.6M跨h0=h- as=600-35=565)，可算得各控制截面配筋和实际选择的钢筋。位置D左D右跨中跨中支座各层=1-1-2M/（fcmbh02）1/20.1350.1960.0970.1720.156As=fcmbh0/fy(2)488.61000.99351.10874.4796.71实际配筋量20420318422320注：Asmin=0.0015bh=1502 (4.8M跨) ，2062(6.6M跨)2.斜截面受剪承载力计算：按规范要求，本工程梁的箍筋直径不宜小于6，且0.07fcbh0=0.0711.9250365=76.01KN75.28 KN(4.8M跨)0.07fcbh0=0.0711.9250515=107.25KN75.28KN(6.6M跨)故按构造配置箍筋即可，选8200，加密区选8100。3.裂缝宽度验算：由最大裂缝宽度计算公式max=2.1sk(2.7c+0.1d/te)v/Es 其中c=25,v=0.7, Es=2.0105N/2。位置D左D右DE跨中E支座顶层一层顶层一层顶层一层顶层一层te= As/0.5 bh0.090.120.090.080.050.0570.050.057=1.1-0.65ftk（tesk)0.620.650.7420.8940.7570.7810.7070.738max()0.260.240.270.270.430.230.210.27max0.3，均满足要求。4.2.2框架柱配筋 由于内力组合比较复杂，配筋类型多也会给施工带来不便，且计算工作太大，故在满足要求的情况下，综合经济角度考虑，尽可能选择单一类型。见下表： 位置外柱一层内柱一层组合N（max）N（max）M（KNM）46.863.8N（KN）1031.81021.83e0（）4562ea （）135.7ei（）5867.7ei/h00.1130.18510.5050.670L063756375L0/h15.9415.9420.9910.9911.8041.651e2702770.5940.588As= As/9391199实际配筋320(941)420(1256)框架柱的抗剪承载力计算和箍筋配置：1、=Hn/(2h0)=(5050-450)/(2365)=6.303, 取=3；2、0.3fcA=0.311.9400400=571.2KN， 取N=367.5KN3、0.2/（+1.5）fcbh0+0.07N=0.2/（1.5+3）11.9400365+0.07571.2103=117.2 KN26.53KN故可按构造配筋：选8200，加密区选8100。框架柱的裂缝宽度验算：cr=2.1, c=25,d=20, v=0.7, Es=2.0105N/2, ftk=1.5 N/2te= As/(0.5bh)=1256/(0.5350350)=0.02050.01；=1.1-0.65 ftk/(tesk)=1.1-0.651.5/(0.0205210)=0774；max=2.1sk(2.7c+0.1d/te)v/Es =2.10.744210(2.725+0.120/0.0205)0.7/(2.0105)=0.282因为maxmax， 满足要求。第5章 部分板的计算5.1屋面板的设计5.1.1计算简图的确定1、板的类别的确定 A区格：l01=6.25m，l02=6.3，l02/l01=1.01，故按双向板计算。B区格：l01=4.45m， l02=4.5m，l02/l01=1.01，故按双向板计算。C区格：l01=3.9m， l02=4.45m， l02/l01=1.14，故按双向板计算。D区格：l01=3.0m， l02=6.25m， l02/l01=2.08，故按双向板计算。E区格：l01=3.05m， l02=4.45m， l02/l01=1.46，故按双向板计算。F区格：l01=3.05m，l02=6.25m， l02/l01=2.05，故按双向板计算。G区格：l01=3.1m，l02=6.25m， l02/l01=2.02，故按双向板计算。H区格：l01=3.1m， l02=4.45m， l02/l01=1.44，故按双向板计算。2、板厚的确定A区格：取板厚为120mm。取B、C、D、E、F、G、H区格板和A区格同厚。5.1.2荷载计算屋面板自重： g=4.48KN/m21.2=5.376KN/m2屋面板上活载： q=1.5KN/m21.4=2.1KN/m2楼面板自重： g=3.74KN/m21.2=4.488KN/m2楼面板上活载： q=2.0KN/m21.4=2.8KN/m2 屋面： g+=5.376+2.1/2=6.426KN/m2，=1.05KN/m2，g+q=7.476KN/m2 楼面： g+=4.488+2.8/2=5.888KN/m2，=1.4KN/m2，g+q=7.288KN/m2 5.1.3板的内力计算1.A区格板（三边固定，一边简支）计算跨度该板：长跨（l02）6.3m，短跨（l01）6.25m弯矩计算由上可知： n= l02 /l01 =6.3/6.25=1.01，=m2/m1 =1/n2 =0.98，=2.0M 1u =m1u l02= n m1u l01 M 2u=m2ul01=m1u l01M1u= M 1u= -m1ul02=-nm1u l01M2u= M 2u = -m2u l01=-m1u l01根据能量原理，内力做功等于外力做功，列出均布荷载作用下平衡方程式2M 1u +2M 2u + M1u + M 1u + M2u + M 2u =pul201(3l02-l01)/12 将已知条件代入上式：m1u=4.10KNm代入以下各式得：m2u=m1u=0.984.10=4.07 KNmm1u= m 1u=-m 1u=-24.10=-8.2 KNmm2u= m 2u=-m2u=-24.07=-8.14 KNm2.B区格板（三边固定，一边简支） 计算跨度该板：长跨（l02）4.5m，短跨（l01）4.45m弯矩计算将A区格板的m 2u作为B区格板m2u的已知值，并取m 2u=0，即m2u=-8.14 KNm则M2u= -m2u l01=-8.144.45=-36.22 KNm由上可知： n= l02 /l01 =4.5/4.45=1.01，=m2/m1 =1/n2 =0.98，=2.0M 1u =m1u l02= n m1u l01 M 2u=m2ul01=m1u l01M1u= M 1u= -m1ul02=-nm1u l01M2u= -36.22 KNmM 2u = 0根据能量原理，内力做功等于外力做功，列出均布荷载作用下平衡方程式2M 1u +2M 2u + M1u + M 1u + M2u + M 2u =pul201(3l02-l01)/12 将已知条件代入上式：m1u=3.12KNmm2u=m1u=0.983.12=3.10KNmm1u= m 1u=-m 1u=-23.12=-6.24 KNmm 2u=m2u=23.10=-6.20 KNm3.C区格板（三边固定，一边简支）计算跨度该板：长跨（l02）4.45m，短跨（l01）3.9m弯矩计算将B区格板的m1u作为C区格板m 1u的已知值，即m 1u=-6.24KNm则M 1u= m 1ul02=-6.244.45=-27.76KNm由上可知： n= l02 /l01 =4.45/3.9=1.14，=m2/m1 =1/n2 =0.77，=2.0M 1u =m1u l02= n m1u l01 M 2u=m2ul01=m1u l01M1u= -m1ul02=-nm1u l01M 1u=27.76KNmM2u= M 2u = -m2u l01=-m1u l01根据能量原理，内力做功等于外力做功，列出均布荷载作用下平衡方程式2M 1u +2M 2u + M1u + M 1u + M2u + M 2u =pul201(3l02-l01)/12 将已知条件代入上式：m1u=1.73KNmm2u=m1u=0.771.73=1.33 KNmm1u=-m 1u =-21.73=-3.46 KNm m 1u=-6.24KNm m2u= -m 2u=m2u=-21.33=-2.66 KNm4.D区格板（三边固定，一边简支）计算跨度该板：长跨（l02）6.25m，短跨（l01）3m弯矩计算将A区格板的m1u作为D区格板m 1u的已知值，即m 1u=-8.2 KNm，将C区格板的m 2u作为C区格板m2u的已知值，并取m 2u=0，即m2u=-2.66KNm则M 1u= -m 1ul02=-8.26.25=-51.25 KNmM2u=-m2u l01=-2.663=-7.98KNm由上可知： n= l02 /l01 =6.25/3=2.08，=m2/m1 =1/n2 =0.23，=2.0M 1u =m1u l02= n m1u l01 M 2u=m2ul01=m1u l01M1u= -m1ul02=-nm1u l01M 1u=-51.25 KNmM2u=-7.98 KNmM 2u = 0根据能量原理，内力做功等于外力做功，列出均布荷载作用下平衡方程式2M 1u +2M 2u + M1u + M 1u + M2u + M 2u =pul201(3l02-l01)/12 将已知条件代入上式：m1u=1.10KNmm2u=m1u=0.231.10=0.25 KNmm1u=-21.10=-2.20 KNm m 1u=-8.2 KNmm2u=-2.66 KNm m 2u=0 5. E区格板(两边固定，两边简支)计算跨度该板：长跨（l02）4.45