办公楼设计本科毕业设计

聊城大学建筑工程学院 2015届

本科毕业设计工作任务下达书

本设计为东昌国际办公楼结构设计，根据建筑设计图确定该结构设计为钢筋混凝土框架结构，根据既定的建筑通过结构选型与布置，荷载统计与计算，内力分析与组合，，对梁、板、柱、基础、楼梯进行合理的的配筋计算。主要工作为对梁、板、柱截面的初步估计以及确定后进行荷载统计，通过底部剪力法对该结构进行抗震验算，对一榀框架弯矩、剪力和轴力进行分析和组合，竖向荷载采用分层法，横向荷载采用D值法，内力组合采用有震组合和无震组合的方法。对梁进行纵筋和箍筋设计，柱子考虑大偏心受压和小偏心受压后进行纵筋和箍筋的设计，以及板和梁式楼梯进行配筋计算。最后通过梁柱施工图模块进行结构验算和配筋，对该办公楼的结构设计进行优化处理，最后满足建筑功能要求以及要求，在经过校核后该结构设计方案可以应用于实际施工生产中。

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Abstract

This design for building Dong Chang Guo Ji structure design, according to the construction drawings to determine the structure design of reinforced concrete frame structure, according to the established building through the selection of the structure and layout, the load statistics and calculation, internal force analysis and combination, and the beam, slab, column, foundation, stair reasonable reinforcement calculation. Main job is to preliminary estimates of the beam, plate, column section and after load statistics, through the bottom shear method for seismic calculation, the structure of a common framework for the bending moment, shear force and axial force analysis and combination of different layers of the vertical load method, lateral load using the D value method, internal force combination of shock-isolation combination and seismic methods. Pillars of longitudinal reinforcement and stirrup beams design, after considering the large eccentric compression and small eccentricity compression for the design of longitudinal reinforcement and stirrup, and plate and beam reinforcement calculation stairs. Finally through the post and beam construction drawing module structure calculation and reinforcement, optimized structure design of the office building, finally meets the demand of building functional requirements and, after checking the structure design scheme can be applied in practical production

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目录

摘要 Abstract

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第1章 绪 论

工程概况

本工程为恒德办公楼项目，建筑总面积平方米。地上主体部分五层，建筑高度（室外地面至主要屋面板的板顶）为18米。

结构首层布置如下图：

结构设计资料

（1） 场地在勘察期间静止地下水位线在-6米处，地下水对混凝土不具侵蚀性。 （2）土工试验成果简表：

土层

土分类 名称

土层状态

土层厚度 （m）

承载力特征值fak（kPa）

重度 (kN/m3)

1 杂填土 2 粉砂 3 粉土 4 粉质粘土

杂填土和耕土 黄褐-褐灰色 褐黄色，湿，稍密 褐灰色，饱和

2 3 3

100 120 120

16 18 19

压缩模量 E（ sMPa）

（3）场地抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为。场地类别为II类建筑场地。 （4）拟建场地标准冻结深度为米。 3．设计荷载：

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（1）基本风压m。

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（2）基本雪压m。

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（3）楼面、屋面荷载及常用材料和构件重量见《建筑结构荷载规范》（GB50009-2001）

第2章 建筑结构设计

结构选型及布置

东昌国际办公楼采用钢筋混凝土框架承重方案，根据地质条件，采用桩基础设计。 构件材料选择

柱：采用C35混凝土，主筋采用HRB400钢筋，箍筋采用HPB300钢筋； 梁：采用C30混凝土，主筋采用HRB400钢筋，箍筋采用HPB300钢筋；梁柱节点箍筋采用HPB300钢筋，柱主筋通长配置。 板：采用C30混凝土，主筋采用HPB300钢筋；

基础：采用C30混凝土，主筋采用HRB400钢筋。

围护墙、间隔强材料：内外墙均采用240mm厚浆砌焦渣砖墙，卫生间内部隔断取用100厚轻质隔断。浆砌焦渣砖强度等级MU5，砌筑砂浆强度M7.5，采用水泥石灰混合砂浆。 构件尺寸确定 （1）梁

确定原则：梁截面高度一般为其跨度的1/12~1/8，次梁截面截面高度一般为其跨度的1/18~1/10宽度一般为其截面高度的1/3~1/2，梁截面高宽比不宜大于4.

横向框架长跨梁：bh350mm750mm； 横向框架短跨梁：bh350mm600mm； 纵向框架梁：bh350mm750mm； （2）柱

柱子尺寸暂定为bh600mm600mm,最后进行验算。 （3）板

由于长边与短边之比为7200/30002.402.0，故需要区分但双向板计算。钢筋混

凝土单向板，短向板跨跨厚比不大于30，双向板的短向板跨跨厚比不大于40，故板厚取为120mm600040150mm。

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结构布置

针对本办公楼的建筑施工图纸，选择第④轴框架作为手算对象。本计算书除特别说明外，所有计算、选型、材料、图纸均为第④轴框架数据。

第3章 横向框架计算

荷载计算

构件自重统计

（1）板： 25mm水泥砂浆和30mm大理石砖地面 1.3kN/m2 120mm厚混凝土楼板 0.12253.0kN/m2 石灰砂浆顶棚 0.6kN/m2 小计 4.9kN/m2 （2）横向框架梁 ①边跨7200mm,750

钢筋混凝土梁 0.75-0.120.35255.51kN/m 涂料 0.750.1220.350.240.39kN/m

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小计 5.90kN/m ②中跨2400mm,600

钢筋混凝土梁 0.60-0.120.35254.20kN/m 涂料 0.60.1220.350.240.32kN/m

小计 4.52kN/m （3）纵向框架梁： ①过梁：

钢筋混凝土梁 0.75-0.120.35255.51kN/m 外墙涂料 0.750.280.21kN/m 内墙涂料 0.75-0.120.280.18kN/m

小计 5.90kN/m ②梁：

钢筋混凝土梁 0.75-0.120.35255.51kN/m 涂料 0.750.1220.350.240.39kN/m

小计 5.90kN/m （4）柱： ①边柱：

钢筋混凝土柱 0.60.63.62532.4kN 外墙涂料 0.63.60.280.60kN 内墙涂料 0.60.6-0.2423.60.281.33kN

小计 34.33kN ②中柱：

钢筋混凝土柱 0.60.63.62532.4kN 内墙涂料 0.620.6-0.2423.60.281.94kN

小计 34.34kN

③角柱：

钢筋混凝土柱 0.60.63.62532.4kN 外墙涂料 20.63.60.281.20kN

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小计 33.60kN （5）墙：

①浆砌焦渣砖内墙240mm：

砌体 3.6-0.750.24149.58kN/m 内墙涂料 23.6-0.750.281.60kN/m

小计 11.18kN/m

②浆砌焦渣砖外墙240mm：

砌体 3.6-0.750.24149.58kN/m 内墙涂料 3.6-0.750.280.80kN/m 外墙涂料 3.6-0.750.280.80kN/m

小计 11.18kN/m （6）框架顶层自重计算 ①板：

防水屋面 3.61kN/m2 120厚钢筋混凝土楼板 0.12253.0kN/m2 石灰砂浆顶棚 0.24kN/m2

小计 6.85kN/m2 ②女儿墙：

砌体 0.90.24143.02kN/m 外墙涂料 0.90.280.25kN/m 内墙面20厚水泥粉刷 0.90.02200.36kN/m

小计 3.63kN/m （7）门窗

①木门 0.2kN/m2

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恒载计算

板荷传导方式示意图 （1）中间层梁、柱恒载计算

①边跨纵梁上线荷载计算

边跨梁上线荷载=边跨梁自重+板重+墙重，其中 板自重按450分配。

由此可知梁上分布荷载为一均布荷载与一梯形荷载叠加，只要求出控制点的荷载值，就可绘出该梁上荷载分布图。

5.812.754.911.1825.3kN/m 8 ②中跨纵梁上线荷载计算：

中跨梁上线荷载，

5.811.24.92.74.9511.1831.1kN/m。 8 ③ 横梁荷载计算

5.812.7120.3750.3750.3750.3750.3754.9211.1837.4kN/m ③边柱集中力计算

边柱集中力=边柱自重+框架梁承受的荷载

框架梁承受的荷载=部分板重+框架梁自重+外墙重 其中，板重：

4.90.55.42.70.57.222.77.22.70.5295.2kN

框架横梁自重：5.90.57.221.2kN 框架纵梁自重：5.900.55.415.9kN 纵向墙重：11.185.40.653.7kN 横向墙重：11.810.57.2-0.636.9kN

因此边柱上集中力为：

95.221.215.953.736.934.33257.23kN ④中柱集中力计算

中柱集中力=中柱自重+框架梁承受的荷载

框架梁承受的荷载=部分板重+框架梁自重+外墙重 其中，板重：

4.90.55.42.70.50.57.222.77.22.70.51.25.479.4kN 框架横梁自重：5.90.52.45.90.57.228.32kN

框架纵梁自重：5.905.431.86kN

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纵向墙重：11.185.40.653.7kN

横向墙重：11.810.57.2-0.611.812.40.60.549.6kN 因此中柱上集中力为：

79.428.3231.8653.749.6242.9kN （2）顶层梁、柱恒载计算

①边跨纵梁上线荷载计算

边跨梁上线荷载=边跨梁自重+板重+女儿墙重

5.812.754.93.6317.7kN/m 8 ②中跨纵梁上线荷载计算：

中跨梁上线荷载，

5.811.24.92.74.9519.9kN/m。 8③ 横梁荷载计算

5.812.7120.3750.3750.3750.3750.375 4.9226.2kN/m③边柱集中力计算

边柱集中力=边柱自重+框架梁承受的荷载

纵向框架梁承受的荷载=部分板重+横向梁自重+纵向梁自重+女儿墙自重 其中，板重

6.850.55.42.70.57.2-22.77.22.70.52133.1kN

框架横梁自重：5.90.57.221.2kN 框架纵梁自重：5.900.55.415.9kN 女儿墙自重：3.635.40.617.4kN

因此边柱上集中力为：

133.121.215.917.4187.6kN ④中柱集中力计算

中柱集中力=中柱自重+框架梁承受的荷载 框架梁承受的荷载=部分板重+框架梁自重

其中，板重：

6.850.55.42.70.50.57.222.77.22.70.51.25.4110.97kN 框架横梁自重：5.90.52.45.90.57.228.32kN

框架纵梁自重：5.905.431.86kN 因此中柱上集中力为：

110.9728.3231.86171.2kN

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活载计算

类型 标准值活载汇总表 组合值系数频遇值系数准永久值系数kN/m 2c f q 0 办公室 会议室 卫生间 走廊 楼梯 不上人屋面 （1）顶层框架梁柱活载计算： ①边跨纵梁上线荷载计算

2.750.50.8kN/m 8 ②中跨纵梁上线荷载计算：

中跨梁上线荷载，

1.20.52.70.551.4kN/m。 8③ 横梁荷载计算

2.7120.3750.3750.3750.3750.375 0.522.08kN/m③边柱集中力计算

0.50.55.42.77.222.77.22.70.59.7

④中柱集中力计算

0.50.55.42.77.222.77.22.70.51.25.412.96

（2）中间层框架梁、柱活载计算：

办公室、会议室活载：2.0KN/m2 走廊2.5KN/m2 ①边跨纵梁上线荷载计算

2.7523.375kN/m 8 ②中跨纵梁上线荷载计算：

中跨梁上线荷载，

1.222.7255.78kN/m。 8③ 横梁荷载计算

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2.7120.3750.3750.3750.3750.375 228.32kN/m③边柱集中力计算

20.55.42.77.222.77.22.70.538.8

④中柱集中力计算

20.55.42.77.222.77.22.70.51.25.451.8

风载计算

该建筑所在场地的地面粗糙度为C类，基本风压为00.65kN/m2

因为结构高度H5.43.6419.8m30m，取z1.0 迎风面风载体型系数s0.8，背风面体型系数s-0.5 迎风面风压：kzsz01.00.8z0.650.52z 迎风面风压：kzsz01.00.5z0.650.325z 将风荷载换算成作用于第④轴横向框架的线荷载： 迎风面：k'Bk6.60.52z3.432z 背风面：k'Bk6.60.325z2.145z

风压高度变化系数可查和在规范，将风荷载换算成作用于横向框架的节点上的集中荷载如下表：

表 迎风面节点集中荷载计算表 Zm （女儿墙） z k'kN/m FkkN 表 背风面节点集中荷载计算表 Zm 12

z k'kN/m FkkN -

（女儿墙） 由此绘出第④轴横向框架风载图。

水平地震作用计算

（1）计算各层重力荷载 1）二、三，四，五层

①楼板面积（扣除柱所占的面积）为： 17.0450.64480.60.6845.63m2 故楼板自重为：4.9845.634143..59kN ②梁柱自重：

横向框架梁：2127.2-0.65.81122.4-0.64.431015.99kN 纵向框架梁：250.64-120.65.905.861021.70kN 标准层柱自重：433.602434.332034.341645.12kN 标准层梁柱自重：1015.991021.71645.123682.81kN ③填充墙、门窗自重：

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外墙窗自重：71.5124.21.80.443.8kN 内墙窗自重2.40.91221.80.90.411.66kN 内墙门自重：40.9141.22.10.28.59kN 外墙面积：

50.40.2416.80.24-0.61423.6-0.75-43.8228.4m2

0.4外墙自重：199.1511.18/3.60.75781.2kN 内墙面积：

5.4-0.612730.67.2-0.6133.6-0.75-11.668.59384.47m20.40.2

内墙自重：384.4711.18/3.60.751535.13kN 小隔墙面积：60.63.6-2.10.917.55m2 小隔墙自重：17.5511.76/3.657.33kN ④活荷载 走廊面积：

2.450.640.480.60.18120.49m2

走廊活载：2.5120.49301.23kN 楼梯活载：247.2494.48kN

卫生间活载：2.530.247.20.24294.05kN 办公室面积：

5.47.21267.2337.2618.06m2

办公室活载：2.0618.061236.12kN 2）底层

柱自重：433.602434.332034.34内墙自重：1535.135.42467.68kN 3.64.82046.84kN 3.6外墙面积：

228.43.62.121.62.12206.56m

4.8-0.753463.68kN 内墙自重：206.5611.183.60.75 3）屋顶

①女儿墙自重：50.6417.04-0.61420.93.63387.33kN

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③楼板面积（扣除柱所占的面积）为： 17.0450.64480.60.6845.63m2 故楼板自重为：4.9845.634143..59kN ④梁柱自重：

横向框架梁：2127.2-0.65.81122.4-0.64.431015.99kN

纵向框架梁：250.64-120.65.905.861021.70kN ⑤ 屋顶活载：

由于不上人屋面活载：0.5KN/m2，雪荷载：rS01.00.50.5kN/m2 活载取：0.5kN/m2 屋

顶

面

积

：

17.0450.64480.60.6845.63m2

屋面活载：0.5992.81496.42kN （2）计算各层重力荷载代表值 首层：

GE1GKi0.5QKi

1371.902057.854357.385853.75365.062741.95 22 0.5378.9394.4818.869.07134.481439.2815994.95kN 二层：

GE2GKi0.5QKi

5365.064113.854357.38

0.5378.9394.4818.869.07134.481439.2814903.81kN

三层：

GE3GKi0.5QKi

4357.384428.755365.064113.85 2 0.5378.9394.4818.869.07121.181446.7414936.58kN

四层：

GE4GKi0.5QKi

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2827.904428.755365.064113.85 2 0.5260.1394.4818.869.07121.181616.6814197.41kN

五层：

GE5GKi0.5QKi

2827.901371.902741.957500.13472.84267.89893.141284.19564.622

0.51985.6216817.47kN

顶层： GE5GKi0.5QKi

4.211.89238.61200.0411.20217.8978.41

0.529.931107.18kN

（3）梁柱刚度的计算

1）梁的线刚度计算时，考虑到现浇楼板对梁的约束作用（现浇板相当于框架梁的翼缘），对于两侧都有现浇板的梁，其线刚度取I2I0。对于一侧有现浇板的梁，其线刚度取I1.5I0。

（C30混凝土：E3.0107kN/m2）

图 水平地震作用计算简图

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表 梁线刚度计算表 断面 bmhm 0.350.75 0.350.60 跨度 lm 截面惯性矩I0m4 12.310-3 边框架梁 ibEI/lI1.5I0m4 18.4510-3 9.4510-3 中框架梁 ibEI/lI2I0m4 24.610-3 12.610-3 6.310-3 KN•m 7.28104 11.81104 KN•m 9.71104 15.75104 2）柱的侧移刚度D值按下式计算： Dc12ic 2hcK0.5Kii，Kb；底层：c，Kb 2K2K2icic 式中，一般层：c各层框架柱的抗侧移刚度计算见下表（C40混凝土：E3.25107KN/m2）

表 柱抗侧移刚度计算表 K 柱类别 柱编号 ickN•m hcm 边框架Z-1、Z-10 边柱 Z-31、Z-40 边框架Z-11、Z-20 6.50104 Z-21楼层 中柱 1 中框架边柱 中框架中柱 2~5 边框架边柱 边框架中柱 中框架边柱 中框架中柱 6  Di Di 13883 18617 15273 19955 16370 、Z-30 Z-32~Z-39 Z-2~Z-9 693648 6.50104 Z-12~Z-19Z-22~Z-29 、Z-10 Z-31、Z-40 Z-1 4、Z-20 9.7510 Z-21、Z-30 Z-2~Z-9 Z-32~Z-39 Z-11 29792 1049384 19981 34065 20282 81128 Z-12~Z-19 9.75104 Z-22~Z-29 框架柱 、Z-26 4Z-35、Z-36 8.3610 Z-25 （4）自振周期计算

按顶点位移法（适用于质量、刚度沿高度分布均匀的框架，本工程基本符合均匀分布，故按顶点位移法进行计算）计算，考虑填充墙对框架刚度的影响，取

17

-

基本周期调整系数00.6。

表 横向框架顶点位移计算 层次 5 4 3 2 1 GikN GkN ii15 Di ii1GimD i 1049384 1049384 1049384 1049384 693648 基本周期：T11.70T1.70.60.25820.52s

（5）地震作用的计算 ①水平地震影响系数

该建筑所在场地属于II类一组场地，7度设防设计，查《建筑抗震设计规范》，在多遇地震下，水平地震影响系数最大值max0.08，场地特征周期

Tg0.35s。

T10.52s，由于TgT15Tg，一般钢筋混凝土结构0.9，21

Tg所以：1T10.35max0.520.080.056

0.9②利用底部剪力法求各楼层水平地震系数

结构等效总重力荷载：

Geq0.85Geqii160.8515994.9514903.8114936.5814197.4116817.471107.1866263.79kN

结构总水平地震荷载值：FEk1Geq0.05666263.793710.77kN 由于T10.52s1.4Tg0.351.40.49s，且Tg3.5s

n0.08T10.070.080.520.070.112s 所以顶部附加地震作用系数为：由公式FiGiHi6GHjj1FEk1n计算各层所受的水平地震作用。

j18

-

GHjj16j15994.955.414903.819.014936.5812.614197.4116.2

16817.4719.81107.1824.0998264.20KN•mF1285.11kN，F2442.76kN，F3621.23kN，F4759.20kN，

F5F5FEkn1514.76kN

F6G6H6GHjj16FEk1n3j1107.1824.03710.7710.112263.14KN998264.20

（6）抗震验算

①在多遇地震作用下的抗震变形验算，楼层最大弹性层间位移应符合

ueeh

表 抗震变形验算表

楼层 5 4 3 2 1 水平地震层间剪力 层间刚度 uuVimii1DiDi 力FikN VikN 1049384 1049384 1049384 1049384 693648 层高 hm i层间相对弹性转角 1/2400 1/1565 1/1241 1/1091 1/1000 1 其中：V5F5F6，Vi1~4Fi1Fi

3 查规范知道混凝土框架层间位移角限值为1/550，所以均满足要求。

②抗震验算时，结构每一层水平地震剪力应符合：VEkiGj，查《建筑

jin抗震设计规范》（GB50011-2010）得0.012。

VEk13728.77Gj0.01276850.221229.60kN

j1nn VEk23443.66Gj0.01260855.27973.68kN

j2n VEk33000.90Gj0.01245951.46735.22kN

j319

-

VEk42379.67Gj0.01231014.88496.24kN

j4n VEk51620.47G50.01216817.47269.08kN 故，结构抗震满足要求。

（7）③轴横向框架水平地震的计算

一榀框架每层的分配系数为：iDDj1k1nmik

ij所以每层的分配系数为：

15273219955210.102

6936641998123406522~50.103

1049384③轴横向框架各层所分配的水平地震作用为：

F1~51F10.102285.1029.08kN F2~52F20.103442.7645.60kN F3~53F30.103621.2363.99kN F4~54F40.103759.2078.20kN F5~55F50.1031514.76156.02kN

将④轴横向框架的地震作用标绘于计算见图，如下图

20

-

第4章 现浇板设计（钢筋混凝土楼盖设计）

区格划分如下图所示，其中的板包括双向板B3、B4，B5、B6、B10、B11 单向板B1、B2,B7、B8、B9、B12

设计资料：

混凝土：C30fc14.3N/mm2,ft1.43N/mm2； 钢筋：HPB300fy270N/mm2； 板厚：120mm.

恒载：25mm水泥砂浆和30mm大理石砖地面 1.3kN/m2 120mm厚混凝土楼板 0.12253.0kN/m2 石灰砂浆顶棚 0.6kN/m2

计 4.9kN/m2 活载：普通教室、会议室荷载取为2.0KN/m2，走廊荷载取2.5KN/m2；

荷载计算

屋顶荷载取0.5KN/m2。 （1）办公室部分荷载设计值：

永久荷载设计值： 1.24.95.88KN/m2

21

-

可变荷载设计值： 1.322.6KN/m2 （2）走廊部分荷载设计值：

永久荷载设计值： 1.24.95.88KN/m2 可变荷载设计值： 1.32.53.25KN/m2

按弹性理论计算：跨中最大正弯矩发生在可变荷载为棋盘形式布置时，简化

qq,,ggq为当内支座固定时做用下的跨中弯矩与当内支座铰支时22作用下的跨中弯矩之和。支座最大负弯矩按可变荷载满布时求得，即内支座固定时qg作用下的支座弯矩。在上述各种情况下，本例将周边梁对板的作用均视为固定支

座。

qgg,5.881.37.2

2qq,1.6KN/m 总计为M

2尺寸计算

纵向：中间跨Loxminlc,1.1ln5.4,1.15.40.35.4m

边跨

abhbLoxminln,lnmin5.40.1750.150.175,5.40.1750.060.1755.46m2222

横向：中间跨Loxminlc,1.1ln2.4,1.12.40.32.4m

边跨

abhbLoxminln,lnmin7.20.1750.150.175,7.20.1750.060.1757.26m2222

双向板

双向板B3

（1）内力计算

尺寸 纵向 横向 纵向长度较短，故取纵向为y

loy lox查表得

22

0.74当v=0时，

-

mx0.03017.25.420.03171.65.427.8

my0.01277.25.420.04871.65.424.9 当v=时，计算得

vmxmx0.2my8.78

mvymy0.2mx6.46

2, mYm，-0.05658.85.4214.5 X-0.07088.85.418.2 截面 lOX lOY M8.780.86.460.87.0kN•m5.17kN•m//m m h90mm 100mm 0 112M2 1fcbh0297mm2 195mm2 Abh0fcsf y实配钢筋 Φ8@150 Φ8@150 335mm2 335mm2 最小配筋率验算 0.028%0.028%pmin0.2% pmin0.2% 双向板B4

（1）内力计算

尺寸 纵向6m 横向 纵向长度较短，

故取纵向为y

loy l0.83ox

当v=0时，查表得

mx0.02617.25.420.03271.65.426.97

my0.01517.25.420.04061.65.425.06 当v=时，计算得

mvxmx0.2my7.98

mvymy0.2mx6.45

23

-

2, mYm，-0.05568.85.4214.3 X-0.06648.85.417 截面 MlOX lOY 7.980.86.4kN•m/m90mm 6.450.85.16kN•m/m100mm h0 2M 111fcbh02 Asbh0fcfy271mm2 195mm2 Φ8@150 Φ8@150 实配钢筋 335mm 2335mm 2最小配筋率验算 0.028%pmin0.2% 0.028%pmin0.2% 双向板B5

（1）内力计算

尺寸 纵向 横向 横向长度较短，故取横向为y

loy lox时，查表得

0.78当

v=0

mx0.02817.22.420.03231.62.421.46

my0.01387.22.420.04871.62.421.03 当v=时，计算得

vmxmx0.2my1.67

mvymy0.2mx1.32

2, mYm，-0.05618.82.422.8 X-0.06788.82.43.4 截面 MlOX lOY 1.67kN•m /m1.32kN•m/ m24

-

h0 2M 1121fcbh090mm 100mm Asbh0fcfy 69.2mm2 49mm2 实配钢筋 Φ8@150 Φ8@150 335mm 2335mm 2最小配筋率验算 0.028%pmin0.2% 0.028%pmin0.2% 双向板B6

（1）内力计算

尺寸 纵向3m 横向 纵向长度较短，故取纵向

为y

loy lox

0.8当v=0时，查表得

mx0.02717.22.420.03261.62.421.4

my0.01447.22.420.04241.62.421

当v=时，计算得

vmxmx0.2my1.6

mvymy0.2mx1.28

2,2 m，-0.06418.82.43.2m-0.05598.82.42.8 XY 截面 MlOX lOY 1.4kN•m /m90mm 1kN•m/ m100mm h0 2M 1121fcbh0 25

-

Asbh0fcfy 59.7mm2 37.2mm2 实配钢筋 Φ8@150 Φ8@150 335mm 2335mm 2最小配筋率验算 0.028%pmin0.2% 0.028%pmin0.2% 双向板B10

（1）内力计算

尺寸 纵向 横向 纵向长度较短，故取纵向为y

loy lox查表得

0.74当v=0时，

mx0.03017.25.420.03971.65.427.0

my0.01277.25.420.01851.65.423.5 当v=时，计算得

vmxmx0.2my7.7

mvymy0.2mx4.9

2, mYm，-0.05658.85.4214.5 X-0.07088.85.418.2 截面 MlOX lOY 7.0kN•m /m90mm 4.9kN•m/ m100mm h0 2M 1121fcbh0 Asbh0fcfy297mm2 195mm2 Φ8@150 Φ8@150 实配钢筋 335mm 2335mm 226

-

最小配筋率验算 0.028%pmin0.2% 0.028%pmin0.2% 双向板B11

（1）内力计算

尺寸 纵向 横向 纵向长度较短，故取纵向为y

loy lox查表得

0.75当v=0时，

mx0.02967.25.4620.03901.65.4628.2

my0.01307.25.4620.01891.65.4623.69

当v=时，计算得

vmxmx0.2my8.94

mvymy0.2mx5.33

2, mYm，-0.05658.85.46214.8 X-0.07018.85.4618.4 截面 MlOX lOY 8.940.87.2kN•m/m90mm 5.330.84.26 kN•m/m100mm h0 2M 1121fcbh0 Asbh0fcfy297mm2 195mm2 Φ8@150 Φ8@150 实配钢筋 335mm 2335mm 2最小配筋率验算 0.028%pmin0.2% 0.028%pmin0.2% 27

-

单向板

单向板B1，B2，B7 ，B8，B9，B12 单向板B1，B2，B9。

（1）内力计算

计算跨度：l30006002400mm

荷载设计值：q8.8kN/m2，取1m宽板带作为计算单元。

考虑到双向板对单向板的约束作用，参照连续单向板考虑塑性内力重分布的

1弯矩计算系数的取值，近似取单向板跨中弯矩系数为，板端负弯矩系数为

111。 1411跨中弯矩：Mql28.82.4024.61kN•m/m

111111端部负弯矩：Mql28.82.4023.6kN•m/m

1414（2）配筋计算 跨中正筋：

设计内力：M4.21kN•m/m

板厚120mm，h090mm

112M1fcbh0224.61103110.0406 21.014.390Asbh0fcfy0.040610009014.3193.5mm2

270配筋为8@150,As355mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%

3550.28%min0.2%，满足要求。

1000120支座负筋：

设计内力：M2.17kN•m/m 板厚120mm，h090mm

112M1fcbh0223.6103110.0316

1.014.3902As28

bh0fcfy0.031610009014.3150mm2

270 -

配筋为Ф8@150As355mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%

3550.28%min0.2%，满足要求。

1000120单向板B7，B8 B12

（1）内力计算

计算跨度：l24006001800mm

荷载设计值：q8.8kN/m2，取1m宽板带作为计算单元。

考虑到双向板对单向板的约束作用，参照连续单向板考虑塑性内力重分布的

1弯矩计算系数的取值，近似取单向板跨中弯矩系数为，板端负弯矩系数为

111。 1411跨中弯矩：Mql28.81.8022.6kN•m/m

111111端部负弯矩：Mql28.81.8022.04kN•m/m

1414（2）配筋计算 跨中正筋：

设计内力：M2.6kN•m/m

板厚120mm，h090mm

112M1fcbh0222.6103110.0227 21.014.390Asbh0fcfy0.022710009014.3108.2mm2

270配筋为8@150,As355mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%

3550.28%min0.2%，满足要求。

1000120支座负筋：

设计内力：M2.04kN•m/m

板厚120mm，h090mm

112M1fcbh0222.04103110.018

1.014.390229

-

Asbh0fcfy0.01810009014.385.8mm2

270配筋为Ф8@150As355mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%

3550.28%min0.2%，满足要求。

1000120支座处负筋计算

纵向B33 B1010 B1011 配筋计算

设计内力：M14.5kN•m/m 板厚120mm，h090mm

112M1fcbh02214.5103110.134 21.014.390Asbh0fcfy0.13410009014.3639.6mm2

270配筋为Ф12@120，As942.5mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%

942.50.78%min0.2%，满足要求。

1000120纵向B34 配筋计算 设计内力：

M14.514.314.4kN•m/m 2板厚120mm，h090mm

112M1fcbh02214.4103110.134 21.014.390Asbh0fcfy0.13410009014.3639.6mm2

270配筋为Ф12@120，As942.5mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%

30

-

942.50.78%min0.2%，满足要求。

1000120纵向B14 B13 配筋计算

14.53.6M9.05kN•m/m设计内力： 2板厚120mm，h090mm

112M1fcbh0229.05103110.081

1.014.3902Asbh0fcfy0.08110009014.3388.6mm2

270配筋为Ф12@120，As942.5mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%

942.50.78%min0.2%，满足要求。

1000120纵向B56 配筋计算

设计内力：M3.4kN•m/m 板厚120mm，h090mm

112M1fcbh0223.4103110.03 21.014.390Asbh0fcfy0.0310009014.3142.3mm2

270配筋为Ф8@120，As418.9mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%

418.90.35%min0.2%，满足要求。

1000120纵向B67 配筋计算 设计内力：

M3.22.042.62kN•m/m 2板厚120mm，h090mm

31

-

112M1fcbh0222.62103110.023 21.014.390Asbh0fcfy0.02310009014.3109.1mm2

270配筋为Ф12@120，As942.5mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%

942.50.78%min0.2%，满足要求。

1000120横向 B15 配筋计算

设计内力：M2.8kN•m/m 板厚120mm，h090mm

112M1fcbh0222.8103110.024

1.014.3902Asbh0fcfy0.02410009014.3109.1mm2

270配筋为Ф8@120，As418.9mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%

942.50.35%min0.2%，满足要求。

1000120横向 B26 配筋计算

设计内力：M2.8kN•m/m 板厚120mm，h090mm

112M1fcbh0222.8103110.024

1.014.3902Asbh0fcfy0.02410009014.3109.1mm2

270配筋为Ф8@120，As418.9mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%

32

-

942.50.35%min0.2%，满足要求。

1000120横向 B37 B107 B1112 配筋计算

2.0418.2M10.12kN•m/m设计内力： 2板厚120mm，h090mm

112M1fcbh02210.12103110.092

1.014.3902Asbh0fcfy0.09210009014.3436.4mm2

270配筋为Ф12@120，As942.5mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%

942.50.78%min0.2%，满足要求。

1000120横向 B48 配筋计算 设计内力：

M2.04179.52kN•m/m 2板厚120mm，h090mm

112M1fcbh0229.52103110.086

1.014.3902Asbh0fcfy0.08610009014.3409.3mm2

270配筋为Ф12@120，As942.5mm2

minmax0.2%,0.45ft/fy0.2%



942.50.78%min0.2%，满足要求

100012033