B-C跨中 1.55 0.013 0.993 87 C支座 -3.8 0.031 0.984 216 C-D跨中 2.2 0.018 0.991 124 D支座 -4.43 0.037 0.981 253 D-E跨中 2.25 0.019 0.990 127 E支座 -3.67 0.030 0.985 209 E-F跨中 1.24 0.010 0.955 70 F支座 -6.46 0.054 0.972 372 E-G跨中 4.66 0.039 0.980 266 G支座 -7.62 0.063 0.967 441 G-H跨中 2.99 0.025 0.987 170 H支座 -9.8 0.081 0.958 573 H-I跨中 6.8 0.056 0.971 392 二、双向板内力计算（A区格，B区格配筋同A区格） 1.荷载设计值
恒荷载：gk=6.25KN/㎡ g=1.4×6.25=8.75KN/㎡ 活荷载：qk=2.0KN/㎡ q=1.2×2=2.4KN/㎡ 荷载组合： g+q=8.75+2.4=11.15KN/㎡ g+
2.弯矩计算
计算弯矩时，考虑泊松比的影响，取υc=0.2 A区格板：
q2.4=8.75+=9.95KN/㎡ 226＠200 8＠200 6＠200 8＠200 6＠200 8＠200 6＠200 8＠110 8＠110 8＠110 8＠200 8＠85 8＠110 141 251 141 251 141 251 141 457 457 457 251 592 457 q2.4==1.2KN/㎡ 22l013==0.67 l024.5q作用下的跨中弯矩值与当内支座铰支时2跨中最大弯矩可简化为当内支座固支时，g+
q±作用下的跨中弯矩值两者之和。 2支座最大负弯矩即为内支座固支时g+q作用下的支座弯矩。
q2q2m1?(m1?υm2)(g?)l01?(m1?υm2)l01 22?(0.0333?0.2?0.0104)?9.95?32?(0.0717?0.2?0.0284)?1.2?32?4KN?m/mq2q2m2?(m2?υm1)(g?)l01?(m2?υm1)l01 22?(0.0104?0.2?0.0333)?9.95?32?(0.0284?0.2?0.0717)?1.2?32?2KN?m/m11
'''2m1?m1??0.0751(g?q)l01??0.075?11.15?32??7.54KN?m/mm?m??0.0570(g?q)l'2''2201??0.057?11.15?3??5.72KN?m/m2
3.截面设计 截面有效高度：选用
8钢筋作为受力主筋，则
d2?100-15-?81mm， 28l01横向跨中截面的h01?h-c-l02纵向跨中截面的h02?h-c-支座截面处的h0均为81mm。
3d3?8?100-15-?73mm，
22截面弯矩设计值：该板四周与梁整浇，故弯矩设计值应按如下折算： A区格跨中截面折减200/0，A区格四周支座折减200/0 计算配筋量时，取内力臂系数γs=0.95，则
表3-2 屋面板双向板配筋计算
m实配 AS=h0 m 0.95h0fy实配钢筋 钢筋面积 截面 (mm) (KN·m/m) (mm2/m) (mm2/m) 跨中l01方向 81 4×0.8=3.2 198 8＠200 251 跨中l02方向 73 2×0.8=1.6 99 8＠200 251 支座l01方向 81 -7.54×0.8=-6.03 373 8＠130 387 支座l02方向 73 -5.72×0.8=-4.58 283 8＠170 296 3.3.2 楼面板的内力计算
一、单向板部分 1、荷载计算
1) 恒荷载：gk=3.56KN/㎡
2) 活荷载： 按办公楼取，qk=2.0KN/㎡
3) 荷载组合：1.2gk+1.4qk=1.2×3.56+1.4×2=7.07KN/㎡
1.35gk+1.4×0.7qk=1.35×3.56+1.4×0.7×2=6.77KN/㎡ 取g+q=7.07KN/㎡ 楼面板的几何尺寸和计算简图见图3-3
12
(a) 楼面板的几何尺寸
(b) 楼面板的计算简图
图3-3 楼面板的几何尺寸和计算简图
2、内力计算
取1m宽板带作为计算单元，按弹性理论计算，各跨的计算跨度l0为各跨支座中心线间的距离lc ,各截面弯矩用弯矩分配法计算得：
图3-4 楼面板各截面弯矩(单位：KN·m)
3、正截面承载力计算
取板的截面有效高度h0=100-15=85mm
表3-3 楼面板正截面承载力计算
截面 A-B跨中 B支座 B-C跨中 C支座 C-D跨中 D支座 D-E跨中 E支座 E-F跨中 F支座 F-G跨中 G支座 M M α0?2bh0fc(KN·m) γ0?1?1?2α02 MAs?γ0h0fy(mm) 2选配钢筋 6＠170 8＠200 6＠200 8＠200 6＠200 8＠200 6＠200 8＠200 6＠200 8＠200 6＠200 8＠170 2.74 -3.86 1.06 -2.58 1.48 -3.01 1.53 -2.49 -0.85 -4.37 3.18 -5.18 0.023 0.032 0.009 0.021 0.012 0.025 0.013 0.021 0.007 0.036 0.026 0.043 0.988 0.984 0.995 0.989 0.994 0.987 0.993 0.989 0.996 0.982 0.987 0.978 13
155 220 60 146 83 171 86 141 48 249 180 297 实配钢筋面积 （mm2） 166 251 141 251 141 251 141 251 141 251 141 296
G-H跨中 2.03 0.017 0.991 115 H支座 -6.67 0.055 0.972 384 H-I跨中 4.62 0.038 0.981 264 二、双向板内力计算（A区格，B区格配筋同A区格） 1、荷载设计值
恒荷载：gk=3.56N/㎡ g=1.4×3.56=4.98KN/㎡ 活荷载：qk=2.0KN/㎡ q=1.2×2=2.4KN/㎡ 荷载组合： g+q=4.98+2.4=7.38KN/㎡
2.4q g+ =4.98+=6.18KN/㎡
226＠200 8＠130 8＠170 141 387 296
q2.4==1.2KN/㎡ 222、弯矩计算
计算弯矩时，考虑泊松比的影响，取υc=0.2 A区格板：
l013??0.67 l024.5q作用下的跨中弯矩值与当内支座铰支时2跨中最大弯矩可简化为当内支座固支时，g+
?q作用下的跨中弯矩值两者之和。 2支座最大负弯矩即为内支座固支时g+q作用下的支座弯矩。
q2q2m1=(m1+υm2)(g+)l01+(m1+υm2)l0122
=(0.0333+0.2×0.0104)×6.18×32+(0.0717+0.2×0.0284)×1.2×32=2.8KN?m/mq2q2m2=(m2+υm1)(g+)l01+(m2+υm1)l0122
=(0.0104+0.2×0.0333)×6.18×32+(0.0284+0.2×0.0717)×1.2×32=1.4KN?m/m'''2m1=m1=-0.0751(g+q)l01=-0.075×7.38×32=-4.99KN?m/m '2m'2=m'2=-0.0570(g+q)l01=-0.057×7.38×32=-3.79KN?m/m
3、截面设计 截面有效高度：选用
8钢筋作为受力主筋，则
d8l01横向跨中截面的h01=h-c- =100-15-=81mm，
22l02纵向跨中截面的h02=h-c-
3d3×8=100-15-=73mm， 22支座截面处的h0均为81mm。
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截面弯矩设计值：该板四周与梁整浇，故弯矩设计值应按如下折算： A区格跨中截面折减2000，A区格四周支座折减2000 计算配筋量时，取内力臂系数γs=0.95，则
表3-4 楼面双向板配筋计算
截面 跨中l01方向 跨中l02方向 支座l01方向 支座l02方向 h0 （mm） 81 73 81 73 m (KN·m/m) 2.8×0.8=2.24 1.4×0.8=1.12 -4.99×0.8=-3.99 -3.79×0.8=-3.03 m实配 AS=0.95h0fy实配钢筋 钢筋面积 (mm2/m) 138.6 76.9 247 188 8＠200 8＠200 8＠200 8＠200 (mm2/m) 251 251 251 251 3.4 次梁内力及配筋计算
3.4.1 屋面次梁内力计算(取L1计算)
一、荷载设计值
1. 恒荷载：由板传来： 6.25×3=18.75KN/m 次梁自重： 5.25KN/m 合计： gk=24KN/m 2. 活荷载： qk=2×3=6KN/m 3. 荷载组合设计值
g+q=1.2 gk+1.4 qk=1.2×24+1.4×6=37.2KN/m
g+q=1.35gk+1.4×0.7 qk=1.35×24+1.4×0.7×6=38.28KN/m
取g+q=38.28KN/m (单向板部分的荷载设计值)
4. 双向板部分的荷载设计值 3-○4轴间：l○5-○6轴间：l○
0x
/l0y=4.5/3=1.5<2， 故为双向板； /l0y=3/3=1<2， 故为双向板。
0x
双向板部分次梁承受的最大荷载g+q=38.28KN/m 将梯形分布荷载化为等效的均布荷载：
1.521.53)-()]?38.28?28.36KN/m 4.54.5gE=(1-2α2-α3)q=[1-2(将三角形分布荷载化为等效的均布荷载：
55qE?q??38.28?23.93KN/m
8815