一幢消防中队三层办公楼的建筑设计施工图

1、第一章 设计任务及要求1.1设计原始资料一、工程概况本建筑位于xx市xx区，南临xx路、东临xx公路，是一幢三层框架结构的办公楼，梁、板、柱均采用现浇。二、设计条件1.地质条件本工程为7度设防，地震加速度为0.1g，基础类别为丙类，结构安全系数为1.0。本工程场地土为上海iv类场地土。2.气象基本风压：wo=0.55kn/基本雪压：so=0.20kn/地面粗糙度属于b类。1.2建筑设计任务及要求一、任务及要求主要完成一幢消防中队三层办公楼的建筑设计施工图，其中包括建筑平面图、立面图、剖面图及部分节点详图。1.3结构设计任务及要求一、任务及要求1.结构布置2.确定梁、柱截面尺寸3.荷载计算4.一

2、榀框架抗震设计计算5.一榀框架风荷载设计计算6.一榀框架恒荷载设计计算7.一榀框架活荷载设计计算8.一榀框架内力组合9.一榀框架框架配筋10.楼板计算11.次梁计算12.楼梯计算13.一榀框架基础计算14.结构设计施工第二章 结构布置2.1结构平面布置本次结构计算假设本工程采用横向框架承重的方案，梁、柱布置示意如下：2.2确定计算框架简图本次结构计算选取一榀框架进行计算，选取6轴进行计算，计算简图如下：第三章 梁、柱截面尺寸3.1柱截面尺寸确定一、确定混凝土强度等级框架柱采用c30的混凝土c30混凝土 fc=14.3n/mm2 ft=1.43 n/mm2一、 确定柱截面尺寸假设竖向荷载标准值为

3、20kn/,恒荷载、活荷载综合分项系数为1.25，则底层内中柱轴力设计值n估为：n=1.25204.5（）4=3375kn（0.90.95） a250000mm2 236842mm2采用方形截面，则bc=hc=500 487因底层层高较高,底层柱截面取500500 。其余柱截面取400500 。3.2梁截面尺寸确定一、确定混凝土强度等级框架梁采用c30的混凝土c30混凝土 fc=14.3n/mm2 ft=1.43 n/mm2二、确定梁截面尺寸横向框架梁：跨度为8.5m 取300750纵向次梁：跨度为4.5m 取200450第四章 荷载计算4.1楼面及屋面荷载4.1.1楼面荷载计算 恒载现浇板(

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厚水泥砂浆): 1720.02=0.68 kn/m2地砖: 0.65 kn/m2合计： 5.08(4.83；4.58，4.33) kn/m2取值： 5.1 （4.9；4.7） kn/m2 活载餐厅、走廊： 2.5 kn/m2厨房、卫生间： 4.0 kn/m2会议室、宿舍、办公室： 2.0 kn/m2多功能厅、活动室： 4.0 kn/m24.1.2屋面荷载计算 恒载不上人保温屋面： 现浇板(130mm厚)： 0.1325=3.25 kn/m2 35厚c

5、20细石混凝土找平层： 0.3525=0.875 kn/m2 25厚挤塑板保温层： 0.20 kn/m2 20厚水泥砂浆找平层: 200.020=0.40 kn/m2 防水层： 0.40 kn/m2 粉顶: 0.40 kn/m2 合计： 5.525 kn/m2上人保温屋面（平屋面）： 现浇板(150、140mmmm厚)： 0.15(0.14)25=3.75(3.5) kn/m2 25厚挤塑板保温层： 0.20 kn/m2 20厚水泥砂浆找平层: 200.020=0.40 kn/m2 防水层： 0.40 kn/m2 粉顶: 0.40 kn/m2 吊顶： 0.5 kn/m2合计： 5.65(5.4

6、) kn/m2 取值： 6.5 kn/m2活载 不上人屋面： 0.5 kn/m2上人屋面： 2.0 kn/m2 4.2梁间恒荷载4.2.1外墙恒荷载计算外填充墙采用250厚混凝土空心砌块，按重度11.8kn/m2计算。 250厚墙体： 混凝土砌块： 0.2511.8 =2.95 kn/m2 墙面抹灰(单面20mm厚)： 0.342 =0.68 kn/m2 合计： 3.63 kn/m2 取值： 4.0 kn/m2一、底层外墙恒荷载 4.0x(5.6-0.6)=20 kn/m二、二,三层外墙恒荷载4.0x(3.6-0.6)=12 kn/m4.2.2内墙恒荷载计算内填充墙采用200厚加气混凝土砌块，

7、按重度7.5kn/m2计算。200厚墙体： 混凝土砌块： 0.2010 = 2.0 kn/m2 墙面抹灰(单面20mm厚)： 0.342 = 0.68 kn/m2 合计： 2.68 kn/m2 取值： 3.0 kn/m2一、底层内墙恒荷载3.0x(5.6-0.6)=15 kn/m二、二，三层内墙恒荷载3.0x(3.6-0.6)=9 kn/m第五章 抗震设计计算5.1 gi计算5.1.1公式gi=5.1.2各层荷载1.各层墙重（1）女儿墙：3.8119.8= 455.24kn（2）三层墙：外墙：（119.8-0.422-0.59）x12=1278kn内墙：(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女儿墙：3.830.1= 114.4k三层墙总重：12781225.8114.4=2618.2 kn（3）二层墙：外墙：（137.8-0.422-0.511）x12=1482kn内墙：(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女儿墙：3.8（14.824.5）= 149.34 kn二层墙总重：14821887.856.2=3519.1

9、 kn（4）一层墙：外墙：（146.8-0.536）x20 =2576kn内墙：124.55 x15=1868.25kn一层墙总重：25761868.25=4444.3 kn2.各层梁板重（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屋面梁板总重：4278.31185.8=5464.1 kn（2）三层梁板：三层板：658.24.9386.5=3472.18 kn三层梁：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三层梁板总重：3472.182612.1=6084.3 kn（3）

11、二层梁板：二层板: 755.34.9(69.7554.8)6.5=4510kn二层梁: 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二层梁板总重：45102712.2=7222.2 kn3.各层柱重（1）三层柱：（0.50.5+0.40.535）3.627=704.7kn（2）二层柱：（0.50.5+0.40.538）3.627=763.02kn（3）一层柱：（0.50.531+0.40.510）527=1316.25kn4.各层活荷载（1）屋面：658.20.5=

12、329.1kn（2）三层：372.83285.42.5+91.62.0=2015.1kn（3）二层： 755.32.5(69.7554.8)2=2137.35kn5.1.2各层重力荷载代表值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 框架刚度计算ec(kn/m2)30000000 梁宽m梁高m跨度 l（m）

13、i0=bh3/12 m4边框架梁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 柱宽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 层kdi柱数量底层中柱3.34 0.72 7678.21 8.00 k=ib/ic底层边柱1.34 0.55 5881.58

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

15、h2d44004.70 ec(kn/m2)30000000 梁宽m梁高m跨度 l（m） i0=bh3/12 m4边框架梁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 柱宽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 层kdi柱数量底层中柱14.97 0.78 8378.55 1.00 k=ib/ic底层中柱23.67 0.74 7852.18 1.00 底层中柱3 20.63 0.93 7975.25 1.00 底层边柱4.54 0.77 6581.14 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底层边柱17.72 0.92 7891.62 1.00 di=*ic*12/h2d38678.74 2层中柱13.99 0.67 21420.37 1.00 k=ib/ic2层中柱22.95 0.60 19157.

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

18、934.34 ec(kn/m2)30000000 梁宽m梁高m跨度 l（m） i0=bh3/12 m4边框架梁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 柱宽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 层kdi柱数量底层中柱14.97 0.78 8378.55 1.00 k=ib/ic底层中柱23.67 0.74 7852.18 1.00 底层中柱3 400x50020.63 0.93 7975.25 1.00 底层边柱400x5004.54 0.77 6581.14 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底层边柱40050017.72 0.92 7891.62 1.00 di=*ic*12/h2d38678.74 2层中柱1-400x5003.99 0.67 21420.37 1.00 k=ib/

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

21、00 3层边柱400x5002.92 0.59 19070.38 1.00 d85078.31 ec(kn/m2)30000000 梁宽m梁高m跨度 l（m） i0=bh3/12 m4边框架梁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 柱宽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 层kdi柱数量底层中柱4.62 0.77 8256.82 1.00 k=ib/ic底层边柱2.62 0.68 7207.93 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底层边柱2.00 0.63 6674.12 1.00 di=*ic*12/h2d22138.86 ec(kn/m2)30000000.00 梁宽m梁高m跨度 l（m） i0=bh3/12 m4边框架梁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 柱宽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 层kdi柱数量底层中柱16.21 0.82 6980.98 1.00 k=ib/ic底层中柱24.18 0.76 6466.98 1.00 底层边柱4.54 0.77 6581.14 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底层边柱2.50 0.67 5695.17 1.00 di=*ic*

24、12/h2d25724.26 2层边柱1.61 0.45 14329.02 1.00 =k/(2+k)2层边柱1.61 0.45 14329.02 1.00 di=*ic*12/h2d28658.04 横向框架顶点位移层次gigidi层间相对位移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 自振周期假设顶点侧移结构自振周期折减系数=0.9t1=

25、1.7=1.70.9=0.623s5.4多遇水平地震作用计算设防烈度7度，iv类场地下，设计地震分组为第一组 1=(tg/ t1)0.9max=（0.65/0.623）0.90.08=0.075结构总水平地震作用效应标准值为：fek=1geg=0.0750.8533965.1=2165kn5.5框架各层地震力及弹性位移层次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 层次层间剪力vi（kn）层间刚度di（kn/m）u层间位移=vi/di（m）ui(m)层高h（m）层间相对弹性转角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 满足规范要求5.6水平地震作用下框架内力分析梁

27、的弯矩：以使杆件下侧受拉者为正。柱的弯矩：以使杆件顺时针转动者为正。梁端剪力：以向上者为正。柱的轴力：以压力为正，拉力为负。地震力层di层间刚度di（kn/m）di/di层间剪力vi（kn）剪力vij（kn)底层中柱b7678.21 287091.91 0.0267 2165.00 57.90 底层边柱a5881.58 0.0205 44.35 底层边柱c6674.12 0.0232 50.33 2层中柱b18424.78 578369.48 0.0319 1560.37 49.71 2层边柱a11250.90 0.0195 30.35 2层边柱c14329.02 0.0248 38.66 3

28、层中柱b18424.78 552050.22 0.0334 738.27 24.64 3层边柱a11250.90 0.0204 15.05 3层边柱c14329.02 0.0260 19.16 柱弯矩计算y0y1y2y3y层高hy*hv(kn)m下(kn.m)m上(kn.m)底层中柱b0.52 00.00 00.52 5.60 2.89 57.90 167.31 156.93 底层边柱a0.58 00.00 00.58 3.26 44.35144.79 103.57 底层边柱c0.55 00.00 00.55 3.08 50.33155.02 126.83 2层中柱b0.48 0.00 0.0

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

30、、轴力计算顶部节点：m梁 =- m柱一般边节点：m梁 =-（ m上柱 + m下柱）中节点：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 风荷载设计计算6.1风荷载计算 当计算主要承重结构时，风压标准计算公式为： 当计算围护结构时，风压标准计算公式为： w=bgzuzuswo-高度z处的风振系数-风压高度变化系数（查表）-风荷载体型系数（查表）bgz-高度z处的阵风系数us局部风压体形系数（查表） 因结构高度h30m 可取。将风荷载换算成作用于框架层节点的集中荷载，计算过程见下表：层次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 框架刚度框架刚度同前地震力计算时，详p15页6.3水平风荷载作用下框架内力计算第七章 楼板计算7.1计算简图7.2二，三层楼板计算1.板计算l0y=8500mm， l0x=5000mm，板厚为。因为：l0y/l0x=1.7，所以，此板为双向板。由以上计算可知：其活荷载，恒荷载。采用c30混凝土。活荷载分项系数为1.4，恒荷载分项系数为1.2（1）荷载设计值（2）弯矩计算由l0x/l0y =0.59，查表得三边固定，一边简支：m1max=0.0

35、386， m2max=0.0105 mx0=-0.0814， my0=-0.0571跨中弯距：m1 max =(0.0386+0.01051/6)8.925.02=9.0kn.mm2 max =(0.0105+0.03861/6)8.9252=3.8kn.m支座弯距：mx0=-0.0814 8.925.02=-18.2 kn.mmy0=-0.0571 8.925.02=-12.7 kn.m（3）配筋计算钢筋选用8或10，则l0y方向跨中截面h0y=150-35-5=110mm，沿l0x方向h0x=150-35=115mm,支座处。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跨中钢筋：l0y方向：选8150，实配as=335 mm2l0x方向：选8120，实配as=419 mm2支座钢筋：l0y方向：选8150，实有as=335 mm2 l0x方向：选8100，实有as=503 mm2 2.板计算l0y=8500mm， l0x=4500mm，板厚为140mm。因为：l0y/l0x=1.89，所以，此板为双向板。由以上计算可知：其活荷载，恒荷载。采用c30混凝土。活荷载分项系数为1.4，恒荷载分项系数为1.2（1）荷载设计值（2）弯矩计算由l0

38、x/l0y =0.53，查表得三边固定，一边简支：m1max=0.0406， m2max=0.0092 mx0=-0.0833， my0=-0.057跨中弯距：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支座弯距：mx0=-0.0833 8.684.52=-14.64 kn.mmy0=-0.057 8.684.52=-10.0 kn.m（3）配筋计算钢筋选用8或10，则l0y方向跨中截面h0y=140-35-5=100mm，沿l0x方向h0x=140-35=105mm,支

39、座处。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跨中钢筋：l0y方向：选8150，实配as=335 mm2l0x方向：选8150，实配as=335 mm2支座钢筋：l0y方向：选8150，实有as=335 mm2 l0x方向：选8120，实有as=419 mm2 3.板计算l0y=4100mm， l0x=4500mm，板厚为130mm。因为：l0y/l0x=0.91，所以，此板为双向板。由以上计算可知：其活荷载，恒荷载。采用c30混凝土。活荷载分项系

41、数为1.4，恒荷载分项系数为1.2（1）荷载设计值（2）弯矩计算由l0y/l0x =0.91，查表得三边固定，一边简支：m1max=0.0269， m2max=0.0165 mx0=-0.0657， my0=-0.0563跨中弯距：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支座弯距：mx0=-0.0657 8.444.12=-9.3 kn.mmy0=-0.0563 8.444.12=-8.0 kn.m（3）配筋计算钢筋选用8或10，则l0y方向跨中截面h0y=130-3

42、5-5=90mm，沿l0x方向h0x=130-35=95mm,支座处。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