湖南民族职业技术学院3#食堂设计 毕业设计计算书

'毕业设计学号：毕业设计计算书题目：湖南民族职业技术学院3#食堂设计作者×××届别2013系别建筑与化学工程系专业土木工程指导老师×××职称讲师完成时间2013.05第74页（共74页） 毕业设计目录第一章工程概况1.1建设项目名称11.2建设地点11.3工程概况1第二章结构选型2.1结构承重方案选择32.2主要构件选型32.3梁、柱截面尺寸估算32.4板厚确定3第三章框架计算简图及梁柱线刚度3.1确定框架计算简图43.2相对线刚度计算5第四章荷载计算4.1恒载标准值计算64.2风荷载计算84.3风荷载作用下的位移验算94.4水平地震作用计算164.5多遇水平地震作用标准值以及位移计算17第五章框架内力计算5.1活荷载设计标准值计算255.2竖向荷载下框架受荷总图及计算25第六章框架内力组合6.1框架结构梁内力组合396.2框架结构柱内力组合416.3抗震作用下承载力抗震调整41第七章截面的设计与配筋计算7.1设计依据477.2框架柱截面设计与配筋477.3框架梁截面设计与配筋527.4主梁吊筋计算54第八章基础设计8.1基础设计资料558.2F轴柱柱下基础设计558.3E轴柱柱下基础设计59第九章楼面板、楼梯设计9.1现浇楼板的配筋计算639.2梁式楼梯设计69参考文献72致谢73第74页（共74页） 毕业设计第一章工程概况1.1建设项目名称：湖南民族职业技术学院3#食堂设计1.2建设地点：湖南民族职业技术学院1.3工程概况：（一）建筑基地平面本项目位于岳阳市郭镇湖南民族职业技术学院内。食堂规划用地面积1000m2。（二）建筑规模与要求总建筑面积5430m2，总共5层，层高4.2m，建筑总高21.0m，室内外高差0.6m，具体可参见结构平面布置图。根据大学食堂的要求设置学生食堂、教师食堂、厨房，仓库等。图1-1.标准层结构布置图第74页（共74页） 毕业设计（三）结构型式采用现浇钢筋混凝土框架结构，楼面采用现浇钢筋混凝土板。基础可根据场地情况选择浅基础或桩基础。（四）建筑技术条件1、气象条件1）温度：最热月平均30.1℃，最冷月平均4.2℃，夏季极端最高39.8℃，冬季极端最低-5.5℃。2）相对湿度：最热月平均73%。3）气象条件：全年为偏南风，夏季为西南风，基本风压W0=0.4kN/m2,基本雪压为0.4kN/m2，地面粗糙程度为B类。2、工程地质条件1）地形概述：拟建场地地形平缓，地面标高海拔在40.00~45.00m之间。2）自然地表1m内为填土，填土下层为4m厚砂质黏土，再下层为砾石层。砂质黏土允许承载力特征值为300kN/m2。砾石层允许承载力特征值为360kN/m2。3）地下水位：地表以下3.0m，无侵蚀性。4）地震设计烈度：7度，抗震等级为三级。近震、Ⅱ类场地、特征周期Tg＝0.4s、αmax＝0.08g第74页（共74页） 毕业设计第二章结构选型2.1结构承重方案选择根据建筑功能要求以及建筑施工的布置图，本工程确定采用框架结构，框架梁、柱布置参见结构平面图。竖向荷载传力途径：楼板的均布活载和恒载经次梁间接或直接传至主梁，再由主梁传至框架柱，最后传至地基。根据以上楼盖的平面布置及竖向荷载的传力途径，本食堂框架的承重方案为横向框架承重方案，这可使横向框架梁的截面高度大，增加框架的横向侧移刚度。2.2主要构件选型（１）框架结构形式：现浇钢筋混凝框架、现浇楼盖。砼采用Ｃ30（２）墙体采用：灰砂砖；墙体厚度：240mm（３）楼梯：采用梁式双跑楼梯（４）基础采用：柱下独立基础2.3梁﹑柱截面尺寸估算（１）主要承重框架:按跨度居中的梁进行计算，取L=6000mmh=(1/8～1/12)L=750mm～500mm取h=600mm.b=(1/2～1/3)h=300mm～200mm取b=250mm主要框架梁初选截面尺寸为：b×h=250mm×600mm（２）次要承重框架：h比主梁高度低50，则取550mm，b取200mm故次要框架梁初选截面尺寸为：b×h=200mm×550mm（3）框架柱的截面尺寸根据框架柱距确定为500mm×500mm2.4板厚确定根据构造要求和刚度要求，楼层板和屋顶板厚均取为100mm。卫生间板厚为120mm,但比楼面低100mm。第三章框架计算简图及梁柱线刚度第74页（共74页） 毕业设计3.1确定框架计算简图取5轴框架进行计算，框架的计算单元如下图所示。假定框架柱嵌固于基顶，室内外高差600mm，则底层柱高从基础顶面算至一层楼面，高为5.3m。其余层柱高从楼面算至上一层楼面（即层高），故均为4.2m，由此可绘出框架计算简图：图3-1.第5榀框架简图3.2相对线刚度计算第74页（共74页） 毕业设计图3-2.梁柱的相对线刚度(1)对于中框架梁取I=2I0AB、EF跨梁:i=EI/L=3.0×107KN/m2×2×1/12×0.25m×(0.6m)3/4m=6.8×104KN.m中跨梁：i=EI/L=3.0×107KN/m2×2×1/12×0.25m×(0.6m)3/6m=4.5×104KN.m(2)底层柱（A～F轴）：i=EI/L=3.0×107KN/m2×1/12×(0.5m)4/5.3m=2.95×104KN.m其余各层柱（A～F轴）：i=EI/L=3.0×107KN/m2×1/12×(0.5m)4/4.2m=3.7×104KN.m(3)令=1.0，则其余个杆件的相对线性刚度为：左边梁=右边梁：i=6.8×104KN.m／3.7×104KN.m=1.84中跨梁：i=4.5×104KN.m／3.7×104KN.m=1.22底层柱：i=2.95×104KN.m／3.7×104KN.m=0.8第四章荷载计算4.1恒载标准值计算第74页（共74页） 毕业设计①屋面恒载防水层（刚性）:30厚C20细石砼防水0.03m×24KN/m3=0.72KN/m找平层:15厚水泥沙浆0.015mX20KN/m3=0.30KN/m找坡层:40厚水泥石灰焦渣3％找坡0.04m×14KN/m3=0.56KN/m保温层：80厚矿渣水泥0.08m×14.5KN/m3=1.16KN/m结构层:100厚现浇钢筋混凝土板0.1m×25KN/m3=2.5KN/m抹灰层:10厚混合沙浆0.01m×17KN/m3=0.17KN/m∑=5.41KN/m②食堂楼面恒载大理石面层，水泥砂浆檫逢20mm水泥砂浆打底1.16KN/m素水泥结合层一道结构层：100厚现浇钢筋混凝土板0.1m×25KN/m3=2.5KN/m抹灰层：10厚混合砂浆0.01m×17KN/m3=0.17KN/m∑=3.83KN/m③厕所楼板恒载陶瓷砖地面0.65KN/m15厚1：2水泥砂浆找平0.015m×20KN/m3=0.30KN/m40厚C20细石混凝土0.04m×24KN/m3=0.96KN/m300厚1：6水泥炉渣垫层0.3m×14KN/m3=4.2KN/m20厚1：2.5水泥砂浆保护层0.02m×20KN/m3=0.4KN/m15厚聚氨脂涂料防水层0.05KN/m20厚1：2.5水泥砂浆找平层0.02m×20KN/m3=0.4KN/m120厚钢筋混凝土板0.12m×25KN/m3=3KN/m板底抹灰0.4KN/m∑=10.36KN/m④梁自重（b×h=250mm×600mm）第74页（共74页） 毕业设计梁自重25KN/m3×0.25m×(0.6m-0.1m)=3.13KN/m抹灰层：10厚混合浆0.01m×17KN/m3×[(0.6m-0.1m)×2+0.25m]=0.21KN/m∑=3.33KN/m⑤梁自重（b×h=200mm×550mm）梁自重25KN/m3×0.2m×(0.55m-0.1m)=2.25KN/m抹灰层：10厚混合浆0.01m×17KN/m3×[(0.55m-0.1m)×2+0.2m]=0.19KN/m∑=2.44KN/m基础梁（b×h=200mm×550mm）梁自重25KN/m3×0.2m×0.55m=2.75KN/m⑥柱自重（b×h=500mm×500mm）柱自重25KN/m3×0.5m×0.5m=6.25KN/m抹灰层：10厚混合砂浆0.01m×0.5m×4×17KN/m3=0.34KN/m∑=6.59KN/m⑦外纵墙自重标准层：纵墙4.2m×0.24m×0.55×18KN/m3=9.98KN/m铝合金窗2×2.7m×0.35KN/m=1.89KN/m水刷石外墙面4.2m×0.24m×0.55×0.5KN/m=0.28KN/m水泥粉刷内墙面4.2m×0.24m×0.55×0.36KN/m=0.20KN/m∑=12.35KN/m底层：纵墙（5.3m--0.6m-0.5m）×0.24m×0.57×18KN/m3=10.34KN/m卷帘门3m×0.2KN/m=0.6KN/m水刷石外墙面（5.3m--0.6m-0.5m）×0.24m×0.57×0.5KN/m=0.29KN/m水泥粉刷石内墙面（5.3m--0.6m-0.5m）×0.24m×0.57×0.36KN/m=0.21KN/m∑=11.44KN/m⑧内纵墙(隔墙)自重标准层：纵墙4.2m×0.24m×18KN/m3=18.14KN/m水泥粉刷石墙面4.2m×0.36KN/m×2=3.02KN/m∑=21.16KN/m底层：纵墙（5.3m--0.6m-0.5m）×0.24m×0.68×18KN/m3=12.34KN/m铝合金窗2×1.5m×0.35KN/m=1.05KN/m第74页（共74页） 毕业设计水刷石外墙面（5.3m--0.6m-0.5m）×0.24m×0.68×0.5KN/m=0.34KN/m水泥粉刷内墙面（5.3m--0.6m-0.5m）×0.24m×0.68×0.36KN/m=0.25KN/m∑=13.98KN/m⑨栏杆自重0.24m×1.2m×18KN/m3+0.05m×25KN/m3×0.24m=5.48KN/m⑩现浇天沟自重：25KN/m3×［0.60m+(0.40m-0.08m)］×0.08m+(0.60m+0.40m)×(0.5KN/m+0.36KN/m)=2.7KN/m4.2风荷载计算为了简化计算，作用在外墙面上的风荷载可近似用作用在屋面梁和楼面和楼面处的等效集中荷载替代。作用在屋面梁和楼面梁节点处的集中风荷载标准值：式中:基本风压为0.4KN/m；:风压高度变化系数,考虑到建设地位于某中型城市郊区,所以取地面粗糙度为B类；:风荷载体型系数,根据建筑物体型查得为1.3；:风震系数,β=1+ξvφ/μ，对于建筑总高度不超过30m的取1.0；:下层柱高.:上层柱高.B:迎风面的宽度,为6m表4.2.1集中风荷载标准值和设计值离地高度(m)(KN/m)/m/m/KN21.61.2811.30.44.22.112.5817.41.1911.30.44.24.215.5913.21.0911.30.44.24.214.289.01.0011.30.44.24.213.104.81.0011.30.44.84.214.04第74页（共74页） 毕业设计4.3风荷载作用下的位移验算表4.3.1.标准层D值计算构件名称i=∑ib/2icac=i/(2+i)D=12acic/hA、F轴柱(2×6.8×104KN.m)/(2×3.7×104KN.m)=1.840.47912056KN/mB、E轴柱2×(6.8×104KN.m+4.5×104KN.m)/(2×3.7×104KN.m)=3.050.60415203KN/mC、D轴柱2×(4.5×104KN.m+4.5×104KN.m)/(2×3.7×104KN.m)=2.430.54913818KN/m∑D=2×12056KN/m+2×15203KN/m+2×13818KN/m=82154KN/m表4.3.2.底层D值的计算构件名称i=∑ib/icac=（0.5+i）/(2+i)D=12acic/hA、F轴柱6.8×104KN.m/2.95×104KN.m=2.310.6528217KN/mB、E轴柱(6.8×104KN.m+4.5×104KN.m)/(2.95×104KN.m)=3.830.7439364KN/mC、D轴柱(4.5×104KN.m+4.5×104KN.m)/(2.95×104KN.m)=3.050.7038859KN/m∑D=2×8217KN/m+2×9364KN/m+2×8859KN/m=52880KN/m表4.3.3.风荷载作用下框架侧移计算层号Wj/KNvj/KN∑D/(KN/M)Δuj/mΔuj/h512.5812.58821540.00021/21000415.5928.17821540.00031/14000314.2842.45821540.00051/8400213.1055.55821540.00071/6000114.0469.59528800.00131/4077U=∑Δuj=0.0030m第74页（共74页） 毕业设计层间侧移最大值1/4077<1/550(满足要求)表4.3.4.A、F轴柱反弯点位置层号h/myyh/m54.21.840.390.000.000.000.391.6444.21.840.440.000.000.000.441.8534.21.840.490.000.000.000.492.0624.21.840.500.000.00-0.01260.492.0615.32.310.550.00-0.00040.000.552.92表4.3.5.B、E轴柱反弯点位置层号h/myyh/m54.23.050.450.000.000.000.451.8944.23.050.450.000.000.000.451.8934.23.050.500.000.000.000.502.124.23.050.500.000.000.000.502.115.33.830.550.000.000.000.552.92表4.3.6.C、D轴柱反弯点位置层号h/myyh/m54.22.430.420.000.000.000.421.7644.22.430.450.000.000.000.451.8934.22.430.500.000.000.000.502.124.22.430.500.000.000.000.502.115.33.050.550.000.000.000.552.92架各柱的杆端弯矩、梁端弯矩按下式计算，计算过程如表所示。中柱出的梁第74页（共74页） 毕业设计边柱处的梁表4.3.7.风荷载作用下A、F轴框架柱剪力和梁柱端的弯矩计算层/KN∑D/KN/m/KN/m//KNyh/m/KN.m/KN.m/KN.m512.5882154120560.1471.851.644.743.034.74428.1782154120560.1474.131.859.717.6412.74342.4582154120560.1476.232.0613.3312.8320.97255.5582154120560.1478.152.0617.4416.7930.27169.595288082170.15510.812.9225.7331.5742.52表4.3.8.风荷载作用下B轴框架柱剪力和梁柱端的弯矩计算层/KN∑D/KN/m/KN/m//KNyh/m/KN.m/KN.m/KN.m/KN.m512.5882154152030.1852.331.895.384.403.242.14428.1782154152030.1855.211.8912.049.859.896.55342.4582154152030.1857.862.116.5116.5115.8510.51255.5582154152030.18510.282.121.5921.5922.9115.19169.595288093640.17712.322.9229.3235.9730.6120.30表4.3.9.风荷载作用下C、D轴框架柱剪力和梁柱端的弯矩计算层/KN∑D/KN/m/KN/m//KNyh/m/KN.m/KN.m/KN.m/KN.m512.5882154138180.1682.121.765.173.732.592.59428.1782154138180.1684.741.8910.958.967.347.34342.4582154138180.1687.142.114.9914.9911.9811.98255.5582154138180.1689.342.119.6119.6117.3017.30169.595288088590.16811.662.9227.7534.0523.6823.68第74页（共74页） 毕业设计表4.3.10.风荷载作用下E轴框架柱剪力和梁柱端的弯矩计算层/KN∑D/KN/m/KN/m//KNyh/m/KN.m/KN.m/KN.m/KN.m512.5882154152030.1852.331.895.384.402.143.24428.1782154152030.1855.211.8912.049.856.559.89342.4582154152030.1857.862.116.5116.5110.5115.85255.5582154152030.18510.282.121.5921.5915.1922.91169.595288093640.17712.322.9229.3235.9720.3030.61表4.3.11.风荷载作用下框架柱轴力和梁端剪力层梁端剪力/KN柱轴力/KNAB跨VbABBC跨VbBCCD跨VbCDA轴NcAB轴C轴VbAB-VbBCNcBVbBC-VbCDNcC52.000.790.86-2.001.211.21-0.07-0.0745.662.322.45-7.663.344.55-0.13-0.2039.213.753.99-16.875.4610.01-0.24-0.44213.305.425.77-30.177.8817.89-0.35-0.79118.287.337.89-48.4510.9528.84-0.56-1.35所选框架为对称结构，故此处只算了一半。表4.3.12.风荷载作用下框架柱剪力层柱剪力/KNA轴VbAB轴VbBC轴柱VbCD轴柱VbDE轴柱VbEF轴柱VbF51.852.332.122.122.331.8544.135.214.744.745.214.1336.237.867.147.147.866.2328.1510.289.349.3410.288.15第74页（共74页） 毕业设计110.8112.3211.6611.6612.3210.81第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计4.4水平地震作用的计算该建筑高度为21m，且质量和刚度沿高度均匀分布，故可采用底部剪力法来计算水平地震作用。4.4.1荷载计算屋面重力值：G面=5.41KN/m×(6m×26m)=843.96KN楼面重力值：G板=3.83KN/m×(6m×26m)=597.48KN梁重力值：G梁=(6×6m+26m)×3.4KN/m+26m×2.46KN/m=274.76KN柱重力值：G标准柱=6.59KN/m×6×4.2=166.07KNG底层柱=6.59KN/m×6×5.3=209.56KN墙重力值：G天沟=2.7KN/m×6m×2=32.4KNG五层墙=12.35KN/m×6m×3+21.16KN/m×6m+5.48KN/m×6m=381.78KNG三四层墙=12.35KN/m×6m×2+13.98KN/m×6m+21.16KN/m×6m+5.48KN/m×6m=391.92KNG二层墙=12.35KN/m×6m×2+13.98KN/m×6m=232.08KNG底层墙=12.35KN/m×6m+13.98KN/m×6m+11.44KN/m×6m=226.62KN活载：屋面：Q=(6m×26m)×0.5KN/㎡=78KN楼面：Q=(6m×4m)×4KN/㎡+(6m×22m)×2.5KN/㎡=426KN楼面（五楼）：Q=(6m×4m)×4KN/㎡+(6m×18m)×2.5KN/㎡+(6m×4m)×2.0KN/㎡=414KN4.4.2重力荷载代表值G5=G板+G梁+G下柱/2+G天沟+F活/2+G五层墙/2=843.96KN+274.76KN+166.07KN/2+32.4KN+78KN/2+381.78KN/2=1464.05KNG4=G板+G梁+G标准柱+G五层墙/2+G四层墙/2+F活/2=597.48KN+274.76KN+166.07KN+381.78KN/2+391.92KN/2+426KN/2=1638.16KNG3=G板+G梁+G标准柱+G三四层墙+F活/2=597.48KN+274.76KN+166.07KN+391.92KN+426KN/2=1643.23KNG2=G板+G梁+G标准柱+G三层墙/2+G二层墙/2+F活/2=597.48KN+274.76KN+166.07KN+391.92KN/2+232.08KN/2+426KN/2=1563.31KNG1=G板+G梁+G上柱/2+G底柱/2+G二层墙/2+G底层墙/2+F活/2=597.48KN+274.76KN+166.07KN/2+209.56KN/2+232.08KN/2+226.62KN/2+426KN/2第74页（共74页） 毕业设计=1502.41KN总重力荷载代表值∑Gi为：∑Gi=1464.05KN+1638.16KN+1643.23KN+1563.31KN+1502.41KN=7811.16KN4.4.3结构自振周期计算（能量法）表4.4.3.能量法计算层号Gj/KNvj/KN∑D/(KN/M)Δuj/muj=∑Δuj51464.051464.05821540.0180.33941638.163102.21821540.0380.32131643.234745.44821540.0580.28321563.316308.75821540.0770.22511502.417811.16528800.1480.148U=∑Δuj=0.339mT1=0.743s式中——结构基本自振周期，s——假想的各楼层标高处的水平位移，m。即假象集中在各楼层处的重力荷载代表值作为该楼层标高的水平荷载，求得的弹性位移。——考虑非承重墙刚度对结构自振周期影响的折减系数。当非承重墙体为填充墙体时，框架结构可取0.6-0.7，本计算中取0.7。4.5多遇水平地震作用标准值以及位移计算：(底部剪力法)由地震设计烈度：7度，抗震等级为三级。近震、Ⅱ类场地、特征周期Tg＝0.4s、αmax＝0.08g,则横向地震影响系数：α1=αmax=0.0458结构的底部剪力FEK=Geqα1=0.85α1∑Gi=0.0458×0.85×7811.16KN=304.09KN已知0.743>1.4Tg=1.4×0.4=0.56第74页（共74页） 毕业设计,由抗震规范可知尚须计算顶部附加集中水平地震作用。δn=0.08T1+0.01=0.08×0.743+0.01=0.069于是，结构顶部附加如下集中水平地震作用为：ΔFn=δnFEK=0.069×304.09KN=20.982KN又已知H1=5.3m,H2=9.5m,H3=13.7m,H4=17.9m,H5=22.1m,则有：∑GjHj=1464.05KN×22.1m+1638.16KN×17.9m+1643.23KN×13.7m+1563.31KN×9.5m+1502.41KN×5.3m=107005.04KNF5=G5H5(1-δn)FEK/∑GjHj=1464.05KN×22.1m×(1-0.069)×304.09KN/107005.04KN=85.604KNF4=G4H4(1-δn)FEK/∑GjHj=1638.16KN×17.9m×(1-0.069)×304.09KN/107005.04KN=77.581KNF3=G3H3(1-δn)FEK/∑GjHj=1643.23KN×13.7m×(1-0.069)×304.09KN/107005.04KN=59.562KNF2=G2H2(1-δn)FEK/∑GjHj=1563.31KN×9.5m×(1-0.069)×304.09KN/107005.04KN=39.293KNF1=G1H1(1-δn)FEK/∑GjHj=1502.41KN×5.3m×(1-0.069)×304.09KN/107005.04KN=21.067KN表4.5.1.水平地震作用下框架层间侧移计算层Fj（KN）VEKj(KN)∑Dij(KN/m)Δuj/m相对值Δuj/h585.604106.586821540.00131/3231477.581184.167821540.00221/1909359.562243.729821540.00301/1400239.293283.022821540.00341/1235121.067304.089528800.00581/914结构层间最大位移：1/914<1/550,满足要求第74页（共74页） 毕业设计图4-5.地震作用剪力图表4.5.2.地震作用下A、F轴框架柱剪力和梁柱端的弯矩计算层/KN∑D/KN/m/KN/m//KNyh/m/KN.m/KN.m/KN.m5106.58682154120560.14715.671.6440.1225.7040.124184.16782154120560.14727.071.8563.6150.0889.313243.72982154120560.14735.832.0676.6873.81126.762283.02282154120560.14741.602.0689.0285.70162.831304.0895288082170.15547.132.92112.17137.62197.87第74页（共74页） 毕业设计表4.5.3.地震作用下B轴框架柱剪力和梁柱端的弯矩计算层/KN∑D/KN/m/KN/m//KNyh/m/KN.m/KN.m/KN.m/KN.m5106.58682154152030.18519.721.8945.5537.2727.3918.164184.16782154152030.18534.071.8978.7064.3963.7242.253243.72982154152030.18545.092.194.6994.6995.6663.422283.02282154152030.18552.362.1109.96109.96123.0681.591304.0895288093640.17753.822.92128.09157.15143.1494.91表4.5.4.地震作用下C、D轴框架柱剪力和梁柱端的弯矩计算层/KN∑D/KN/m/KN/m//KNyh/m/KN.m/KN.m/KN.m/KN.m5106.58682154138180.16817.911.7643.7031.5221.8521.854184.16782154138180.16830.941.8971.4758.4851.5051.503243.72982154138180.16840.952.186.0086.0072.9372.932283.02282154138180.16847.552.199.8699.8692.9392.931304.0895288088590.16851.092.92121.59149.18110.73110.73表4.5.5.地震作用下E轴框架柱剪力和梁柱端的弯矩计算层/KN∑D/KN/m/KN/m//KNyh/m/KN.m/KN.m/KN.m/KN.m5106.58682154152030.18519.721.8945.5537.2718.1627.394184.16782154152030.18534.071.8978.7064.3942.2563.723243.72982154152030.18545.092.194.6994.6963.4295.662283.02282154152030.18552.362.1109.96109.9681.59123.061304.0895288093640.17753.822.92128.09157.1594.91143.14第74页（共74页） 毕业设计表4.5.6.地震载作用下框架柱轴力和梁端剪力层梁端剪力/KN柱轴力/KNAB跨VbABBC跨VbBCCD跨VbCDA轴NcAB轴C轴VbAB-VbBCNcBVbBC-VbCDNcC516.886.677.28-16.8810.2110.21-0.61-0.61438.2615.6317.17-55.1422.6332.84-1.54-2.15355.6122.7324.31-110.7532.8865.72-1.58-3.73271.4729.0930.98-182.2242.38108.10-1.89-5.62185.2534.2736.91-267.4750.98159.08-2.64-8.26所选框架为对称结构，故此处只算了一半。表4.5.7.地震荷载作用下框架柱剪力层柱剪力/KNA轴VbAB轴VbBC轴柱VbCD轴柱VbDE轴柱VbEF轴柱VbF515.6715.4017.9117.9115.4015.67427.0730.5030.9430.9430.5027.07335.8345.3240.9540.9545.3235.83241.6055.4847.5547.5555.4841.60147.1356.6651.0951.0956.6647.13第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第五章框架内力计算第74页（共74页） 毕业设计5.1活荷载设计标准值计算屋面和楼面活荷载标准值根据《荷载规范》查得：不上人屋面0.5KN/㎡厨房4.0KN/㎡食堂、餐厅、厕所2.5KN/㎡住房2.0KN/㎡雪荷载SK=1.0×0.4KN/m3=0.4KN/㎡屋面活荷载和雪荷载不同时考虑，两者中取较大值。5.2竖向荷载下框架受荷载总图图5-1.屋面板传荷载（1）A～B轴间框架梁a.屋面板传荷载：第74页（共74页） 毕业设计恒载：5.41KN/㎡×1.5m×(1-2×0.382+0.383)×2=12.43KN/m活载：0.5KN/㎡×1.5m×(1-2×0.382+0.383)×2=1.15KN/m梁自重：3.4KN/mb.楼面板传荷载：恒载：3.83KN/㎡×1.5m×(1-2×0.382+0.383)×2=8.80KN/m活载：2.5KN/㎡×1.5m×(1-2×0.382+0.383)×2=5.75KN/mc.A～B轴间框架梁均布荷载为：屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载=3.4KN/m+12.43KN/m=15.83KN/m活载=板传荷载=1.15KN/m楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载=3.4KN/m+8.80KN/m=9.14KN/m活载=板传荷载=5.75KN/m（2）B～C轴、C～D轴、D～E轴间框架梁a.屋面板传荷载：恒载：5.41KN/㎡×1.5m×(1-2×0.252+0.253)×2=14.45KN/m活载：0.5KN/㎡×1.5m×(1-2×0.252+0.253)×2=1.34KN/m梁自重：3.4KN/mb.楼面板传荷载：恒载：3.83KN/㎡×1.5m×(1-2×0.252+0.253)×2=10.23KN/m活载：2.5KN/㎡×1.5m×(1-2×0.252+0.253)×2=6.68KN/mc.B～C轴、C～D轴、D～E轴间框架梁均布荷载为：屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载=3.4KN/m+14.45KN/m=17.85KN/m活载=板传荷载=1.34KN/m楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载=3.4KN/m+6.68KN/m=10.08KN/m活载=板传荷载=6.68KN/m（3）E～F轴间框架梁a.屋面板传荷载：板传至梁上的梯形荷载，为简化计算近似等效为均布荷载，荷载的传递示意图见图4.恒载：5.41KN/㎡×1.5m×(1-2×0.382+0.383)×2=12.43KN/m活载：0.5KN/㎡×1.5m×(1-2×0.382+0.383)×2=1.15KN/m梁自重：3.4KN/mb.楼面板传荷载：恒载：3.83KN/㎡×1.5m×(1-2×0.382+0.383)×2=8.80KN/m第74页（共74页） 毕业设计活载：4KN/㎡×1.5m×(1-2×0.382+0.383)×2=9.19KN/mc.E～F轴间框架梁均布荷载为：屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载=3.4KN/m+12.43KN/m=15.83KN/m活载=板传荷载=1.15KN/m楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载=3.4KN/m+8.80KN/m=9.14KN/m活载=板传荷载=9.19KN/m（4）A、F轴柱横向集中荷载计算顶层柱恒载=梁自重+板传荷载=3.4KN/m×(6m-0.5m)/2+12.43KN/m×4m/2=34.21KN顶层柱活载=板传荷载=1.15KN/m×4m/2=2.3KN标准层柱恒载=梁自重+板传荷载=3.4KN/m×(6m-0.5m)/2+8.80KN/m×4m/2=27.23KN标准层柱活载=板传荷载=9.19KN/m×4m/2=18.38KN基础顶面恒载=基础梁自重=2.75KN/m×4m/2=5.5KN(5)B、E轴柱横向集中荷载计算顶层柱恒载=梁自重+板传荷载=3.4KN/m×(6m-0.5m)+12.43KN/m×4m/2+14.45KN/m×6m/2=86.91KN顶层柱活载=板传荷载=1.15KN/m×4m/2+1.34KN/m×6m/2=6.32KN标准层柱恒载=梁自重+板传荷载=3.4KN/m×(6m-0.5m)+8.80KN/m×4m/2+10.23KN/m×6m/2=66.99KN标准层柱活载=板传荷载=9.19KN/m×4m/2+6.68KN/m×6m/2=38.42KN基础顶面恒载=基础梁自重=2.75KN/m×(4m+6m)/2=13.75KN(6)C、D轴柱横向集中荷载计算顶层柱恒载=梁自重+板传荷载=3.4KN/m×(6m-0.5m)+14.45KN/m×6m=105.4KN顶层柱活载=板传荷载=1.34KN/m×6m=8.04KN标准层柱恒载=梁自重+板传荷载=3.4KN/m×(6m-0.5m)+10.23KN/m×6m=80.08KN标准层柱活载=板传荷载=6.68KN/m×6m=40.08KN基础顶面恒载=基础梁自重=2.75KN/m×6m=16.5KN(7)柱自重计算第74页（共74页） 毕业设计标准层柱自重=6.59KN/m×4.2m=27.68KN底层柱自重=6.59KN/m×5.3m=34.93KN图5-2.竖向受荷总图注：1.图中各值的单位为KN；2.图中数值均为标准值。第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第74页（共74页） 毕业设计第六章框架内力组合6.1框架结构梁内力组合各种荷载情况下的框架内力求得后，根据最不利又是可能的原则进行内力组合。在竖向荷载作用下，考虑结构塑性变形内力重分布的有利影响时，应在内力组合之前对竖向荷载作用下的内力进行调幅，现浇框架的调幅系数为0.8-0.9，本设计竖向荷载较小，故无需调整。分别考虑恒荷载和活荷载由可变荷载效应控制的组合和由永久荷载效应控制的组合，并比较两种组合的内力，取最不利者。由于构件控制截面的内力值应取自支座边缘处，为此，进行组合前，应先计算控制截面处的（支座边缘处的）内力值。支座边缘处的内力值：M边=M-Vb/2V边=V-qb/2式中：M边：为梁内力组合表中支座轴线的弯矩标准值；V边：为相应的支座剪力标准值；M：梁柱中线交点处的弯矩标准值；V：与M相应的梁柱中线交点处的剪力标准值；q：梁单位长度的均布荷载标准值；b：为相应的柱的宽度。柱上端控制截面在上层的梁底，柱下端控制截面在下层的梁顶。按轴线计算简图算得的柱端内力值，宜换算到控制截面处的值。为了简化计算，此处采用轴力处内力值，这样算得的钢筋用量比需要的钢筋用量略微多一点。6.1.1按规范要求，组合要分为由地震作用和无地震作用的组合。(1)无地震作用组合无地震作用的荷载效应组合设计值应按下式进行：式中S——荷载效应组合的设计值——永久荷载分项系数——楼面活荷载分项系数——风荷载的分项系数——永久荷载效应标准值——楼面活荷载效应标准值——风荷载效应标准值第74页（共74页） 毕业设计、——分别为楼面活荷载组合值系数和风荷载组合值系数，当永久荷载效应起控制作用时分别取0.7和0.0；当可变荷载效应起控制作用时分别取1.0和0.6或0.7和1.0.注：对于书库，本条楼面活荷载组合值系数取0.7的场合应取0.9。按规范规定，上式中，当活荷载起控制作用时取1.2，当永久荷载起控制作用时取1.35；一般取1.4；应取1.4。(2)有地震作用组合有地震作用效应组合时，荷载效应和地震作用效应组合的设计值按下式进行：（不考虑竖向地震作用）式中S——荷载效应组合和地震效应组合的设计值——重力荷载代表值效应，应为（恒载+0.5*活载）作用下的荷载效应值，当有书库处为（恒载+0.9*活载）。——水平地震作用标准值的效应，尚应乘以相应的增大系数或调整系数。——重力荷载分项系数，取1.2——地震作用荷载分项系数，取1.35——风荷载分项系数，取0.0，也即地震作用效应不与风荷载效应组合在一起。根据上述规范的规定，可以得到以下几种组合情况：1、由可变荷载效应控制的组合：2、由永久荷载效应控制的组合：3、竖向荷载与水平地震作用下的组合：或根据以上公式，可以做出如下组合表，其中弯矩KN.m，剪力KN，弯矩的上部受拉为负，剪力以使其临近截面产生顺时针旋转为正。（另应注意，前序活荷载是作为满跨布置的情况而计算出其内力，为了考虑活荷载最不利布置的影响，应将活荷载跨中弯矩值在组合前乘以1.1-1.2的放大系数。本计算中取1.2）第74页（共74页） 毕业设计框架在恒载、楼面活载、屋面活载、风载、地震荷载作用下的内力分别按照前序章节求出后，要计算各主要截面可能发生的最不利内力。这种计算各主要截面发生的最不利内力的工作叫内力组合。梁一般有三个控制截面：左端支座截面、跨中支座截面、和右端支座截面。柱上端控制截面在梁底，下端在梁顶，应按轴线计算简图所得的柱端内力值换成控制截面的相应值，此计算为简化起见，采用轴线处内力值。计算结果见表6.1.1、表6.1.2、表6.1.3.6.2框架结构柱的内力组合柱上端控制截面在梁底，下端在梁顶，应按轴线计算简图所得的柱端内力值换成控制截面的相应值，此计算为简化起见，采用轴线处内力值。计算结果见表6.2.1、表6.2.2。6.3抗震作用下承载力抗震调整查《抗震规范》可知：正截面承载力计算时，受弯构件γRE=0.75；斜截面承载力计算时，各类构件及框架节点γRE=0.85，可先内力组合之后，算梁配筋时再给弯矩、剪力调整。第74页（共74页） 毕业设计表6.1.1梁EF内力组合表横梁内力组合（EF)层截面内力荷载类别内力组合恒①活②左风③右风④左震⑤右震⑥1.2恒+1.4活1.2恒+1.4左风1.2恒+1.4右风1.2恒+0.9*1.4(活+左风）1.2恒+0.9*1.4(活+右风）1.35恒+1.4*0.7活1.2（恒+0.5活）+1.3左震1.2(恒+0.5活)+1.3右震5左M-5.78-1.234.74-4.7440.12-40.12-8.66-0.30-13.57-2.51-14.46-9.0144.48-59.83V23.562.00-2.002.00-16.8816.8831.0725.4731.0728.2733.3133.777.5351.42中M9.680.560.75-0.756.37-6.3712.4012.6710.5713.2711.3813.6220.233.67右M-38.18-2.42-3.243.24-27.3927.39-49.20-50.35-41.28-52.95-44.78-53.91-82.88-11.66V-39.76-2.60-2.002.00-16.8816.88-51.35-50.51-44.91-53.51-48.47-56.22-71.22-27.333左M-5.9-7.1220.97-20.97126.76-126.76-17.0522.28-36.4410.37-42.47-14.94153.44-176.14V14.9716.13-9.219.21-55.6155.6140.555.0730.8626.6849.8936.02-44.6599.94中M5.778.112.56-2.5615.55-15.5518.2810.513.3420.3713.9215.7432.01-8.423右M-19.13-16.12-15.8515.85-95.6695.66-45.52-45.15-0.77-63.24-23.30-41.62-156.9991.73V-21.59-20.63-9.219.21-55.6155.61-54.79-38.80-13.01-63.51-40.30-49.36-110.5834.011左M-5.14-6.1842.52-42.52197.87-197.87-14.8253.36-65.7039.62-67.53-13.00247.36-267.11V14.5815.76-18.2818.28-85.2585.2539.56-8.1043.0914.3260.3935.13-83.87137.78中M5.758.365.96-5.9627.37-27.3718.6015.24-1.4424.949.9215.9647.50-23.67右M-19.93-16.65-30.6130.61-143.14143.14-47.23-66.7718.94-83.466.33-43.22-219.99152.18V-21.98-21.00-18.2818.28-85.2585.25-55.78-51.97-0.78-75.87-29.80-50.25-149.8071.85第74页（共74页） 毕业设计表6.1.2梁DE内力组合表横梁内力组合（DE)层截面内力荷载类别内力组合恒①活②左风③右风④左震⑤右震⑥1.2恒+1.4活1.2恒+1.4左风1.2恒+1.4右风1.2恒+0.9*1.4(活+左风）1.2恒+0.9*1.4(活+右风）1.35恒+1.4*0.7活1.2（恒+0.5活）+1.3左震1.2(恒+0.5活)+1.3右震5左M-46.15-3.422.14-2.1418.16-18.16-60.17-52.38-58.38-56.99-62.39-65.65-33.82-81.04V51.923.89-0.790.79-6.676.6767.7561.2063.4166.2168.2073.9055.9773.31中M29.292.650.23-0.231.85-1.8538.8635.4734.8338.7838.2042.1439.1434.33右M-55.93-4.23-2.592.59-21.8521.85-73.04-70.74-63.49-75.71-69.18-79.65-98.06-41.25V-55.18-4.16-0.790.79-6.676.67-72.04-67.32-65.11-72.45-70.46-78.57-77.38-60.043左M-27.13-18.9510.51-10.5163.42-63.42-59.09-17.84-47.27-43.19-69.68-55.2038.52-126.37V29.5219.79-3.753.75-22.7322.7363.1330.1740.6755.6365.0859.2517.7576.85中M16.0712.420.74-0.744.76-4.7636.6720.3218.2535.8734.0033.8732.9220.55右M-31.45-20.48-11.9811.98-72.9372.93-66.41-54.51-20.97-78.64-48.45-62.53-144.8444.78V-30.96-20.30-3.753.75-22.7322.73-65.57-42.40-31.90-67.46-58.01-61.69-78.88-19.781左M-26.79-18.9120.30-20.3094.91-94.91-58.62-3.73-60.57-30.40-81.55-54.7079.89-166.88V29.4519.78-7.337.33-34.2734.2763.0325.07845.6051.0369.5059.142.6691.76中M16.2012.441.69-1.697.91-7.9136.8621.8117.0737.2432.9934.0637.1916.62右M-31.53-20.47-23.6823.68-110.73110.73-66.49-70.99-4.68-93.47-33.79-62.63-194.0793.83V-31.03-20.30-7.337.33-34.2734.27-65.66-47.50-26.97-72.05-53.58-61.78-93.97-4.87第74页（共74页） 毕业设计表6.1.3梁EF正常使用极限状态基本组合表EF层截面内力荷载类别内力组合恒①活②左风③右风④左震⑤右震⑥Ms,maxMs,min组合项目值组合项目值5左M-5.78-1.234.74-4.7440.12-40.12①+0.5②+⑥-46.52中M9.680.560.75-0.756.37-6.37①+0.5②+⑤16.33右M-38.18-2.42-3.243.24-27.3927.39①+0.5②+⑤-66.793左M-5.9-7.1220.97-20.97126.76-126.76①+0.5②+⑥-136.22中M5.778.112.56-2.5615.55-15.55①+0.5②+⑤25.38右M-19.13-16.12-15.8515.85-95.6695.66①+0.5②+⑤-122.851左M-5.14-6.1842.52-42.52197.87-197.87①+0.5②+⑥-206.10中M5.758.365.96-5.9627.37-27.37①+0.5②+⑤37.30右M-19.93-16.65-30.6130.61-143.14143.14①+0.5②+⑤-171.40DE左M-46.15-3.422.14-2.1418.16-18.16①+0.5②+⑥-66.025中M29.292.650.23-0.231.85-1.85①+0.5②+⑤32.47右M-55.93-4.23-2.592.59-21.8521.85①+0.5②+⑤-79.90左M-27.13-18.9510.51-10.5163.42-63.42①+0.5②+⑥-100.033中M16.0712.420.74-0.744.76-4.76①+②28.49右M-31.45-20.48-11.9811.98-72.9372.93①+0.5②+⑤-114.62左M-26.79-18.9120.30-20.3094.91-94.91①+0.5②+⑥-131.161中M16.2012.441.69-1.697.91-7.91①+0.9(②+③)28.92右M-31.53-20.47-23.6823.68-110.73110.73①+0.5②+⑤-152.50第74页（共74页） 毕业设计表6.2.1F轴柱内力组合表层截面内力恒活左风右风左震右震1.2恒+1.4活1.2恒+1.4风1.2恒+0.9*（1.4活+1.4风）1.35恒+1.4*0.7活1.2(恒+0.5活)+1.3地震①②③④⑤⑥M,N︱M︱maxNmaxNmin︱M︱maxNmaxNminM,N︱M︱maxNmaxNmin5上M5.771.244.74-4.7440.12-40.128.660.2913.562.5114.469.00-44.4959.82N57.774.3-2.002.00-16.8816.8875.3472.1266.5277.2672.2282.2093.8549.96下M-4.16-2.63-3.033.03-25.7025.70-8.67-0.75-9.23-4.49-12.12-8.1926.84-39.98N85.454.3-2.002.00-16.8816.88108.56105.3499.74145.35105.44119.57127.0699.78V2.360.92-1.851.85-15.6715.674.125.420.246.321.664.0923.76-16.991上M1.842.2425.73-25.73112.17-112.175.34-33.8138.23-27.3937.454.68-142.27149.37N337.53141.74-48.4548.45-267.47267.47603.47472.87337.21784.18522.58594.57837.79208.80下M-0.92-1.12-31.5731.57-137.62137.62-2.6743.09-45.3037.26-42.29-2.34177.13-180.68N377.96141.74-48.4548.45-267.47267.47651.99521.38385.72876.71571.10649.15886.31278.28V0.520.63-10.8110.81-47.1347.131.5115.76-14.5115.04-12.201.3262.27-60.27第74页（共74页） 毕业设计表6.2.2E轴柱内力组合表层截面内力恒活左风右风左震右震1.2恒+1.4活1.2恒+1.4风1.2恒+0.9*（1.4活+1.4风）1.35恒+1.4*0.7活1.2(恒+0.5活)+1.3地震①②③④⑤⑥M,N︱M︱max、NmaxNmin︱M︱max、NmaxNminM,N︱M︱max、NmaxNmin5上M7.972.425.38-5.3845.55-45.5512.9517.102.0319.395.8313.1370.23-48.20N178.5912.811.21-1.2110.21-10.21232.24216.00212.61231.97228.92253.65235.27208.72下M-5.47-1.19-4.404.40-37.2737.27-8.23-12.72-0.40-13.61-2.52-8.55-55.7341.17N206.2712.811.21-1.2110.21-10.21265.46249.22245.83265.19262.14291.02268.48241.94V3.260.862.33-2.3315.40-15.405.127.170.657.932.065.2424.45-15.591上M2.440.829.32-29.32128.09-128.094.0543.98-38.1240.88-33.014.08169.93-163.11N734.47328.8128.84-28.84159.08-159.081341.70921.74840.991332.001259.331313.771285.45871.85下M-1.22-0.4-35.9235.92-157.15157.15-2.02-51.7548.82-47.2343.29-2.04-206.00202.59N769.40328.8128.84-28.84159.08-159.081383.61963.66882.901373.921301.241360.921327.37913.76V0.690.2312.32-12.3256.66-56.661.1518.076-16.4216.64-14.411.1674.62-72.69第74页（共74页） 毕业设计第七章截面的设计与配筋计算7.1.设计依据钢筋混凝土强度：C30，=14.3N/mm，=1.43N/mm，k=2.01N/mm钢筋强度HPB235=210N/mm，k=235N/mmHRB400=360N/mm，k=400N/mmξb=0.5187.2.框架柱截面设计（1）轴压比验算底层E柱：N=1383.61KN轴压比:Un=N/fcAc=1383.61KN/(14.3N/mm×500mm×500mm)=0.387<[0.90](满足要求)采用复式箍。（2）截面尺寸复核取=500mm-35mm=465mm,V=74.62KN因为h/b=465mm/500mm=0.934所以=0.25×1.0×14.3N/mm×500mm×465mm=831.19KN>74.62KN满足要求.（3）验算可否按构造配箍0.7bhO=0.7×14.3N/mm×500mm×465mm=232.73KN>74.62KN,按构造配箍。（4）正截面受弯承载力计算柱同一截面分别受正反方向弯矩，故采取对称配筋。E轴柱：从柱的内力表中可见Nb=ξb=14.3N/mm×500mm×465mm×0.518=1722KN底层：从柱的内力组合表可见，NVmax232.73232.73232.73232.73Nb=ξb/(KN)1722172217221722判定大小偏心N33.87>35.05>33.87>3λ的调整值33330.3fcA/(KN)1072.5>N1072.5>N1072.5NN的调整值886.31127.061072.5268.48Asv/s=[V-1.75ftbh0/(λ+1)-0.07N]/fyvh0<0<0<0<0按构造配箍（取复式箍）Φ10@200Φ10@200Φ10@200Φ10@200加密区Φ10@100Φ10@100Φ10@100Φ10@100表7.2.3.框架柱裂缝宽度验算计算公式F柱E柱底层柱顶层柱底层柱顶层柱第一组第二组第一组第二组第一组第二组第一组第二组e0/(mm)649.27715.371197.36203.85155.1945.33298.51230.93h0/(mm)465465465465465465465465e0/h01.3961.5382.5750.4380.3340.0970.6420.497大于0.55需验算验算验算验算不验算不验算不验算验算不验算MK/(kN.m)-139.1115.1346.5154.88NK/(kN)181.36140.9343.04195.21e0=MK/NK766.98816.931080.62281.13ρte=AS/0.5bh0.0075＜0.01,取0.010.0061＜0.01,取0.010.0061＜0.01,取0.010.0061＜0.01，取0.01ηS=1+h0l0/4000e0h1.01.01.01.0e=ηSe0+h/2-aS981.981031.931295.62496.13Z=[0.87-0.12(h0/e0)]h0/mm392.0393.2397.4355.5σsk=NK(e-z)/ASz289.8300.0127.5101.2ψ=1.1-0.65ftk/ρteσsk0.650.660.075-0.191，取0.2ωmax=αcrψσSK/ES(1.9c+0.08deq/ρte)0.2830.2970.0190.041第74页（共74页） 毕业设计7.3框架梁截面设计与配筋表7.3.1框架梁正截面配筋计算层数计算公式梁EF梁DE支座左截面跨中支座支座右截面支座左截面跨中支座支座右截面5M/(kN.m)-59.8320.23-82.88-81.0439.14-98.06抗震调幅：0.75M-44.8720.23-62.16-60.7839.14-73.55αs=M/α1b0.0390.0180.0540.0530.0340.0640.0400.0180.0560.0540.0350.066AS=α1bξ//mm224101314303196370AS,min/mm300300300300300300实配钢筋/mm316（603）316（603）316（603）316（603）316（603）316（603）3M/(kN.m)-176.1432.01-156.99-98.0636.67-144.84抗震调幅：0.75M-132.1132.01-117.74-73.5536.67-108.63αs=M/α1b0.1160.0280.1030.0640.0320.0950.1830.0280.1090.0660.0330.100AS=α1bξ//mm651157578359180533AS,min/mm300300300300300300实配钢筋/mm318（763）316（603）318（763）318（763）316（603）318（763）1M/(kN.m)-267.1147.50-219.99-166.8837.24-194.07抗震调幅：0.75M-200.3347.50-164.99-125.1637.24-145.55αs=M/α1b0.1760.0420.1450.1100.0330.1280.1950.0430.1570.1170.0340.137AS=α1bξ//mm1094241881656191769AS,min/mm300300300300300300实配钢筋/mm322（1140）316（603）322（1140）322（1140）316（603）322（1140）第74页（共74页） 毕业设计注：跨中弯矩无需调幅。表7.4.1框架梁裂缝宽度验算层数计算公式梁EF梁DE支座左截面跨中支座支座右截面支座左截面跨中支座支座右截面50.75MK/(kN.m)34.8916.3350.0949.5232.4759.93σSK=MK/0.87h0AS117.7155.09169.00167.05109.55202.17ρte=AS/Ate0.008<0.01,取0.010.010.010.010.010.01ψ=1.1-0.65ftk/ρteσSK-0.287取0.2-1.864取0.20.1340.122-0.391取0.20.292deq=∑nidi/∑nividi161616161616αcr2.12.12.12.12.12.1ωmax=αcrψσSK/ES(1.9c+0.08deq/ρte)0.043<0.30.0200.0420.0380.0400.10930.75MK/(kN.m)102.1725.3892.1475.0228.4985.97σSK=MK/0.87h0AS272.4285.63245.67200.0396.12229.22ρte=AS/Ate0.0100.010.0100.0100.010.010ψ=1.1-0.65ftk/ρteσSK0.620-0.807取0.20.5680.447-0.599取0.20.530deq=∑nidi/∑nividi181618181618αcr2.12.12.12.12.12.1ωmax=αcrψσSK/ES(1.9c+0.08deq/ρte)0.3400.032<0.30.2810.1800.0350.24410.75MK/(kN.m)154.5837.30128.5598.3728.92114.38σSK=MK/0.87h0AS247.23125.84205.60157.3397.57182.93ρte=AS/Ate0.0170.010.0170.0170.010.017ψ=1.1-0.65ftk/ρteσSK0.789-0.198取0.20.7260.612-0.574取0.20.680deq=∑nidi/∑nividi181618181618αcr2.12.12.12.12.12.1ωmax=αcrψσSK/ES(1.9c+0.08deq/ρte)0.271<0.30.0460.2070.1340.0360.250第74页（共74页） 毕业设计表7.5.1框架梁斜截面配筋计算计算公式梁EF梁DE第5层第3层第1层第5层第3层第1层Vb/(kN)71.22110.58149.8078.5778.8893.97抗震调幅：0.85Vb60.5493.99127.3366.7867.0579.87/kN504.97(＞Vb)504.97(＞Vb)504.97(＞Vb)504.97(＞Vb)504.97(＞Vb)504.97(＞Vb)ASV/s=(Vb-0.7ftbh0)/1.25fyvh0<0<0<0<0<0<0实配箍筋2φ8@2002φ8@2002φ8@2002φ8@2002φ8@2002φ8@2007.4主梁吊筋的计算：1.荷载计算：(1)由次梁传给主梁：G由板传来3.83KN/m×3m=11.49KN/m次梁自重1.2×2.44KN/m=2.93KN/mg=14.42KN/mG=14.42KN/m×6m=86.52Kn(2)活载设计值由板传来1.3×4KN/m=5.2KN/mq=5.2KN/m×3m=15.6KN/mQ=15.6KN/m×6.0m=93.6KN2.由次梁传给主梁BC的集中力为:G+Q=14.42KN+93.6KN=108.02KN则AS=(G+Q)/2fysinα=108.02KN/(2×360KN/m×0.707)=212.2mm选216（AS=402mm）第74页（共74页） 毕业设计第八章基础设计8.1基础设计资料设计基础的荷载包括：①架柱传来的弯矩、轴力、剪力（可取设计底层柱的相应控制内力）；②基础自重土的重量；③底层地基梁传来的轴力和弯矩。根据前序组合以及结构的对称性，现取底层边柱F轴柱、E轴柱下端相应控制内力进行组合，本设计框架结构层数不多，可对此两轴柱进行柱下独立基础的设计，采用柱下钢筋混凝土独立阶梯形基础。本设计自然地表1m内为填土，填土下层为4m厚砂质黏土，再下层为砾石层。砂质黏土允许承载力特征值为300kN/m2。砾石层允许承载力特征值为360kN/m2。地下水位：地表以下3.0m，无侵蚀性。基础混凝土强度等级采用C30，，，下设100mm厚C10的素混凝土垫层,所用钢筋等级为HRB400，fyv=360N/mm2。8.2F轴柱柱下独立基础设计8.2.1作用于基础顶面上的荷载计算表8.2.1基础设计的不利内力组别荷载效应基本组合荷载效应标准组合M/(kN/m)N/kNV/kNMK/(kN/m)NK/kNVK/kNF轴柱177.13886.3162.27136.14716.3047.97E轴柱-206.001327.3774.62-155.731092.8957.47F轴基础承受的外墙总宽度为6.0m，总高度为21.6m，墙体为240mm实心砖墙，铝合金玻璃窗，基础梁重量为2.75KN/m×6.0m=16.5KN/根。基础由墙体传来的重力荷载为：外纵墙12.35KN/m×6.0m×5=370.5kN基础梁16.5kNNWK=387kN本建筑柱为轴心受压，则有：NW=1.2×387kN=464.4kN第74页（共74页） 毕业设计8.2.2基础尺寸及埋置深度1.按构造要求拟定高度hh=h1+a1+50mm由柱的插入深度表可知：当柱截面尺寸为500mm×500mm时，h1=hC=500mm。初步定h=500mm+350mm+50mm=900mm。基础顶面标高为-1.100m，故基础埋置深度d为：d=h+1.1m=2m台阶高度取400mm，见图。2.地基承载力修正由地质资料可知：基础埋置深度为2m时，地基持力层为砂质黏土，其允许承载力特征值fak=300kN/m2,因埋深d=2m＞0.5m，故还需对fak进行修正。查表可知承载力修正系数为：ηb=2.0,ηd=3.0重度计算:填土h1=1.0m砂质黏土h2=1.0m基础底面以上土的加权重度：γm=(γ1h1+γ2h2)/(h1+h2)=(16kN/m3×1.0m+18.2kN/m3×1.0m)/(1.0m+1.0m)=17.1kN/m2先假设基础宽度b≤3m,对地基承载力进行修正如下：fa=fak+ηbγ(b-3)+ηdγm(d-0.5)=300kN/m2+2.0×18.2kN/m3×(3-3)+3.0×17.1kN/m2×(2-0.5)=377kN/m23.拟定基础底面尺寸轴心受压基础，设计时有：A≥（Nk，max+NWK）/(fa-γmd)=(886.31kN+387kN)/(377kN/m2-20kN/m2×2m)=3.78m2适当放大，取A=bl=3m×3m=9m24.计算基底压力及验算地基承载力（采用标准组合）Gk=γmdA=20kN/m2×2m×9m2=360kNW=lb2/6=3m×32m2/6=4.5m3第74页（共74页） 毕业设计基底压力轴心受压按公式Pk=（Nk+Gk）/A≤fa计算。由表34可知，作用于基底中心的弯矩、轴力和剪力分别为：MK=136.14kN.mNK=716.30kNVK=47.97kNPk=（Nk+Gk）/A=（716.30kN+360kN）/9m2=120kN/m2≤fa=377kN/m2故基础底面尺寸满足要求，承载力满足要求。5.基础高度验算验算时采用基底净反力设计值，由表34可知，作用于基底中心的弯矩、轴力和剪力分别为：M=177.13kN.mN=886.31kNV=62.27kNNb=N+NW=886.31kN+464.4kN=1350.71kNMb=M+Vh=177.13kN.m+62.27kN×2m=301.67kN/me=Mb/Nb=301.67kN/m/1350.71kN=0.223ma=b/2-e=3m/2-0.223m=1.277mPj=2Nb/3la=(2×1350.71kN)/(3×3m×1.277m)=235.05kN/m2因台阶高度与台阶宽度相等（均为400mm），所以只需要验算变阶处的受冲切承载力。变阶处受冲切承载力计算截面如图所示。变阶处截面有效高度h0=500mm-45mm=455mm。因为at+2h0=1300mm+2×455mm=2210mm＜L=3000mm,取ab=2210mm,则有：AL=(b/2-bt/2-h0)l-(l-ab)2/22=(3m/2-0.5m/2-0.455m)×3m-(3m-2.21m)2/22=2.23m2FL=PjAL=235.05kN/m2×2.23m2=524.16kNam=(at+ab)/2=(1.3m+2.21m)/2=1.755mh=500mm＜800mm,取βhp=1.0；ft=1.43N/mm2,则有：0.7βhpftamh0=0.7×1.0×1.43N/mm2×1755mm×455mm=799.32kN＞FL=524.16kN故基础高度满足要求。6、基础底板配筋计算（采用基本组合）(1)柱边及变阶处基底反力计算基础底板配筋计算时，由于设计的是方形基础，故只需算一边，计算截面如图所示。由表34可知：M=177.13kN.m，N=886.31kN，V=62.27kN。Pj=（886.31kN+464.4kN）/9m=150.08kN/m2(2)柱边及变阶处弯矩计算MI=Pj(b-bc)2(2l+lc)/24=150.08kN/m2×(3m-0.5m)2×(2×3m+0.5m)/24=254.04kN.m第74页（共74页） 毕业设计因基础为方形基础，则有：MII=MI=254.04kN.mMIII=Pj(b-bc)2(2l+lc)/24=150.08kN/m2×(3m-1.3m)2×(2×3m+1.3m)/24=131.93kN.mMIV=MIII=131.93kN.m(3)配筋计算基础底板受力钢筋用HRB400级（fy=360N/mm2）。AsI=MI/0.9h0fy=254.04kN.m/[0.9×(900mm-45mm)×360N/mm2]=917mm2AsIII=MIII/0.9(h0)fy=131.93kN.m/[0.9×(500mm-45mm)×360N/mm2]=895mm2选用16@200（AS=1005mm2）AsII=MII/0.9(h0-d)fy=254.04kN.m/[0.9×(900mm-45mm-12mm)×360N/mm2]=930mm2AsIV=MIV/0.9(h0-d)fy=131.93kN.m/[0.9×(500mm-45mm-12mm)×360N/mm2]=919mm2选用16@200（AS=1005mm2）基础配筋图如图8-1：图8-1F柱基础配筋图8.3E轴柱柱下独立基础设计第74页（共74页） 毕业设计8.2.1作用于基础顶面上的荷载计算E轴基础承受的内纵墙总宽度为6.0m，总高度为21.6m，墙体为240mm实心砖墙，铝合金玻璃窗，基础梁重量为2.75KN/m×6.0m=16.5KN/根。基础由墙体传来的重力荷载为：内纵墙13.98KN/m×6.0m×4+11.44KN/m×6.0m=404.16kN基础梁16.5kNNWK=420.66kN本建筑柱为轴心受压，则有：NW=1.2×420.66kN=504.79kN8.2.2基础尺寸及埋置深度1.按构造要求拟定高度hh=h1+a1+50mm由柱的插入深度表可知：当柱截面尺寸为500mm×500mm时，h1=hC=500mm。则初步选定h=500mm+350mm+50mm=900mm，台阶高度取400mm，见图。基础顶面标高为-1.100m，故基础埋置深度d为：d=h+1.1m=2m2.地基承载力修正由地质资料可知：基础埋置深度为2m时，地基持力层为砂质黏土，其允许承载力特征值fak=300kN/m2,因埋深d=2m＞0.5m，故还需对fak进行修正。查表可知承载力修正系数为：ηb=2.0,ηd=3.0重度计算:填土h1=1.0m砂质黏土h2=1.0m基础底面以上土的加权重度：γm=(γ1h1+γ2h2)/(h1+h2)=(16kN/m3×1.0m+18.2kN/m3×1.0m)/(1.0m+1.0m)=17.1kN/m2先假设基础宽度b≤3m,对地基承载力进行修正如下：fa=fak+ηbγ(b-3)+ηdγm(d-0.5)=300kN/m2+2.0×18.2kN/m3×(3-3)+3.0×17.1kN/m2×(2-0.5)=377kN/m23.拟定基础底面尺寸轴心受压基础，设计时有：第74页（共74页） 毕业设计A≥（Nk，max+NWK）/(fa-γmd)=(1327.37kN+504.79kN)/(377kN/m2-20kN/m2×2m)=5.44m2适当放大，取A=bl=3m×3m=9m24.计算基底压力及验算地基承载力（采用标准组合）Gk=γmdA=20kN/m2×2m×9m2=360kNW=lb2/6=3m×32m2/6=4.5m3基底压力轴心受压按公式Pk=（Nk+Gk）/A≤fa计算。由表34可知，作用于基底中心的弯矩、轴力和剪力分别为：MK=-155.73kN.m,NK=1092.89kN,VK=57.47kNPk=（Nk+Gk）/A=（1092.89kN+360kN）/9m2=161kN/m2≤fa=377kN/m2故基础底面尺寸满足要求，承载力满足要求。5.基础高度验算验算时采用基底净反力设计值，由表34可知，作用于基底中心的弯矩、轴力和剪力分别为：M=-206.00kN.mN=1327.37kNV=74.62kNNb=N+NW=1327.37kN+504.79kN=1832.16kNMb=M+Vh=-206kN.m+74.62kN×2m=-56.76kN/me=Mb/Nb=56.76kN/m/1832.16kN=0.031ma=b/2-e=3m/2-0.031m=1.469mPj=2Nb/3la=(2×1832.16kN)/(3×3m×1.469m)=277.16kN/m2因台阶高度与台阶宽度相等（均为400mm），所以只需要验算变阶处的受冲切承载力。变阶处受冲切承载力计算截面如图所示。变阶处截面有效高度h0=500mm-45mm=455mm。因为at+2h0=1300mm+2×455mm=2210mm＜L=3000mm,取ab=2210mm,则有：AL=(b/2-bt/2-h0)l-(l-ab)2/22=(3m/2-0.5m/2-0.455m)×3m-(3m-2.21m)2/22=2.23m2FL=PjAL=277.16kN/m2×2.23m2=618.07kNam=(at+ab)/2=(1.3m+2.21m)/2=1.755mh=500mm＜800mm,取βhp=1.0；ft=1.43N/mm2,则有：0.7βhpftamh0=0.7×1.0×1.43N/mm2×1755mm×455mm=799.32kN＞FL=618.07kN故基础高度满足要求。6、基础底板配筋计算（采用基本组合）(1)柱边及变阶处基底反力计算第74页（共74页） 毕业设计基础底板配筋计算时，由于设计的是方形基础，故只需算一边，计算截面如图所示。由表34可知：M=-206.00kN.m，N=1327.37kN，V=74.62kN。Pj=（1327.37kN+504.79kN）/9m=203.57kN/m2(2)柱边及变阶处弯矩计算MI=Pj(b-bc)2(2l+lc)/24=203.57kN/m2×(3m-0.5m)2×(2×3m+0.5m)/24=344.58kN.m因基础为方形基础，则有：MII=MI=344.58kN.mMIII=Pj(b-bc)2(2l+lc)/24=203.57kN/m2×(3m-1.3m)2×(2×3m+1.3m)/24=178.95kN.mMIV=MIII=178.95kN.m(3)配筋计算基础底板受力钢筋用HRB400级（fy=360N/mm2）。AsI=MI/0.9h0fy=344.58kN.m/[0.9×(900mm-45mm)×360N/mm2]=1244mm2AsIII=MIII/0.9(h0)fy=178.95kN.m/[0.9×(500mm-45mm)×360N/mm2]=1214mm2选用16@150（AS=1340mm2）AsII=MII/0.9(h0-d)fy=344.58kN.m/[0.9×(900mm-45mm-12mm)×360N/mm2]=1262mm2AsIV=MIV/0.9(h0-d)fy=178.95kN.m/[0.9×(500mm-45mm-12mm)×360N/mm2]=1247mm2选用16@150（AS=1340mm2）基础配筋图如图8-2：第74页（共74页） 毕业设计图8-2E柱基础配筋图第九章楼面板、楼梯设计9.1现浇楼板配筋设计第74页（共74页） 毕业设计9.1.1设计资料本食堂双向板肋梁楼盖的结构布置如图所示，板厚选用100mm,20mm厚水泥砂浆面层，10mm厚混合砂浆天棚抹灰，混凝土为C30（fc=14.3N/mm2）,钢筋为HPB235级（fy=210N/mm2）,支承主梁截面尺寸为b×h=250mm×600mm，次梁截面尺寸为b×h=200mm×550mm。图9-1标准层结构平面布置图第74页（共74页） 毕业设计图9-2屋面板结构平面布置图9.1.2荷载计算（1）标准层楼板由第四章可知：a.EF跨，A区格恒载设计值：g=3.83KN/m×1.2=4.6KN/m活荷载设计值：q=4.0KN/m×1.3=5.2KN/m合计p=g+q=9.8KN/mb．A跨，B区格恒载设计值：g=3.83KN/m×1.2=4.6KN/m活荷载设计值：q=2.5KN/m×1.3=3.3KN/m合计p=g+q=7.9KN/m（2）屋面楼板由第四章可知：C区格恒载设计值：g=5.41KN/m×1.2=6.5KN/m第74页（共74页） 毕业设计活荷载设计值：q=0.5KN/m×1.3=0.7KN/m合计p=g+q=7.2KN/m9.1.3按弹性理论计算在求各区格板跨内正弯矩时，按恒荷载均布及活荷载棋盘式布置计算，取荷载:标准层：A区格：ｇ’=ｇ+ｑ/2=4.6KN/m+5.2KN/m/2=7.20KN/mｑ’=ｑ/2=5.2KN/m/2=2.60KN/mB区格：ｇ’=ｇ+ｑ/2=4.6KN/m+3.3KN/m/2=6.25KN/mｑ’=ｑ/2=3.3KN/m/2=1.65KN/mC区格：荷载与B区格一致顶层：D区格：ｇ’=ｇ+ｑ/2=6.5KN/m+0.7KN/m/2=6.85KN/mｑ’=ｑ/2=0.7KN/m/2=0.35KN/mE区格：荷载与D区格一致在ｇ’作用下，各内支座均可视作固定，某些区格板跨内最大正弯矩不在板的中心点处，在ｑ’作用下，各区格板四边均可视作简支，跨内最大正弯矩则在中心点处，计算时，可近似取二者之和作为跨内最大正弯矩值。在求中间支座最大负弯矩（绝对值）时，按恒荷载及活荷载均满布各区格板计算，取荷载：A区格：P=g+q=9.8KN/mB区格：P=g+q=7.9KN/m,C区格：P=g+q=7.9KN/mD区格：P=g+q=7.2KN/m,E区格：P=g+q=7.2KN/m表9.1标准层楼面板双向板弯矩计算区格ABCL0x/L0y3.0m/3.88m=0.773.0m/3.88m=0.773.0m/6.0m=0.50第74页（共74页） 毕业设计计算简图跨内µ=0mx(0.0313×7.2+0.0596×2.6)KN/m×(3m)2=3.42kN.m/m(0.0313×6.25+0.0596×1.65)KN/m×(3m)2=2.65kN.m/m(0.0400×6.25+0.0965×1.65)KN/m×(3m)2=3.68kN.m/mmy(0.0212×7.2+0.0324×2.6)KN/m×(3m)2=2.13kN.m/m(0.0212×6.25+0.0324×1.65)KN/m×(3m)2=1.67kN.m/m(0.0038×6.25+0.0174×1.65)KN/m×(3m)2=0.47kN.m/mµ=0.2mx(u)(3.42+0.2×2.13)kN.m/m=3.85kN.m/m(2.65+0.2×1.67)kN.m/m=2.98kN.m/m(3.68+0.2×0.47)kN.m/m=3.77kN.m/mmy(u)(2.13+0.2×3.42)kN.m/m=2.81kN.m/m(1.67+0.2×2.65)kN.m/m=2.20kN.m/m(0.47+0.2×3.68)kN.m/m=1.21kN.m/m支座计算简图0.0811×9.8KN/m×(3m)2=7.15kN.m/m0.0811×7.9KN/m×(3m)2=5.77kN.m/m0.0829×7.9KN/m×(3m)2=5.89kN.m/m0.0720×9.8KN/m×(3m)2=6.35kN.m/m0.0720×7.9KN/m×(3m)2=5.12kN.m/m0.0570×7.9KN/m×(3m)2=4.05kN.m/mC-A支座：=（-5.89-7.15）/2=-6.52kN.m/mC-C支座：=-4.05kN.m/mC-B支座：=（-5.89-5.77）/2=-5.83kN.m/mA-A支座：=-6.35kN.m/mC-C支座：=-5.89kN.m/mB-B支座：=-5.12kN.m/m表9.2.屋面板双向板弯矩计算区格DE第74页（共74页） 毕业设计L0x/L0y3.0m/3.88m=0.773.0m/6.0m=0.50计算简图跨内µ=0mx(0.0313×6.85+0.0596×0.35)KN/m×(3m)2=2.12kN.m/m(0.0400×6.85+0.0965×0.35)KN/m×(3m)2=2.77kN.m/mmy(0.0212×6.85+0.0324×0.35)KN/m×(3m)2=1.41kN.m/m(0.0038×6.85+0.0174×0.35)KN/m×(3m)2=0.29kN.m/mµ=0.2mx(u)(2.12+0.2×1.41)kN.m/m=2.40kN.m/m(2.77+0.2×0.29)kN.m/m=2.83kN.m/mmy(u)(1.41+0.2×2.12)kN.m/m=1.83kN.m/m(0.29+0.2×2.77)kN.m/m=0.84kN.m/m支座计算简图0.0811×7.2KN/m×(3m)2=5.26kN.m/m0.0829×7.2KN/m×(3m)2=5.37kN.m/m0.0720×7.2KN/m×(3m)2=4.67kN.m/m0.0570×7.2KN/m×(3m)2=3.69kN.m/mE-D支座：=（-5.37-5.26）/2=-5.28kN.m/mE-E支座：=-3.69kN.m/mE-E支座：=-5.37kN.m/mD-D支座：=-4.67kN.m/m考虑到板四周与梁相连，各跨内、支座弯矩乘以折减系数0.8表9.3.楼层楼盖配筋表截面M/KN.mho/mmAs/mm2选配钢筋实配面积/mm2第74页（共74页） 毕业设计跨中A区格lx方向3.4280214φ8@200251ly方向2.1380133φ8@200251B区格lx方向2.6580166φ8@200251ly方向1.6780105φ8@200251C区格lx方向3.6880231φ8@200251ly方向0.478029φ8@200251D区格lx方向2.1280133φ8@200251ly方向1.418088φ8@200251E区格lx方向2.7780174φ8@200251ly方向0.298018φ8@200251支座C-A()5.2180326φ8@150335C-C()3.2480203φ8@200251C-B()4.6680292φ8@150335A-A()5.0880318φ8@150335C-C()4.7180295φ8@150335B-B()4.1080257φ8@150335E-D()4.2280264φ8@150335E-E()2.9580185φ8@200251E-E()4.3080269φ8@150335D-D()3.7480234φ8@2002519.2梁式楼梯设计9.2.1踏步板（TB--1）计算(1)荷载计算第74页（共74页） 毕业设计踏步的尺寸为300mm×175mm，斜板的厚度取t=40mm，cosφ=0.864,则截面平均高度为:h=175mm/2+40mm/0.864=135mm恒载:踏步自重1.2×0.135m×0.3m×25KN/m3=1.21KN/m踏步面层重1.2×(0.15m+0.3m)×0.65KN/m3=0.35KN/m踏步抹灰重1.2×0.335m×0.02m×17KN/m3=0.14KN/m栏杆自重1.2×1.2m×0.2KN/m=0.29KN/mｇ=1.99KN/m使用活荷载1.4×0.3m×2.5KN/m2=1.05KN/m总计ｇ+ｑ=3.04KN/m(2)内力计算斜梁截面尺寸选用b×h=150mm×300mm,则踏步板计算跨度为：l0=ln+b=1.53m+0.15m=1.68m踏步板跨中弯矩：M=(ｇ+ｑ)l02/8=3.04KN/m×1.682m2=1.073kN.m(3)截面承载力计算踏步板计算截面尺寸：b×h=300mm×135mm第74页（共74页） 毕业设计=h-as=135mm-25㎜=110mmαs=M/(α1fcbho2)=1.073×106N.mm/(1×14.3N/mm×300mm×1102mm2)=0.021ξ==0.021As=α1fcbhoξ/fy=1.0×14.3N/mm×300mm×110mm×0.021/210N/mm=47.19<ρminbh=0.306%×300mm×135mm=124故踏步板应该按构造配筋，每踏步采用2φ10(As=157)，取踏步内斜板分布钢筋φ10@200mm.9.2.2踏步板（TL--1）计算(1)荷载计算(取1m的宽度作为其计算单元)踏步板传荷载3.04KN/m×(1.53m+2×0.15m)×(1/0.3m)/2=9.27KN/m斜梁自重1.2×(0.30m-0.04m)×0.15m×25KN/m3×(1/0.864)=1.35KN/m斜梁抹灰1.2×(0.30m-0.04m)×0.02m×17KN/m3×(1/0.864)=0.12KN/m总计ｇ+ｑ=10.74KN/m(2)内力计算取平台梁截面尺寸b×h=200mm×400mm，斜梁水平方向的计算跨度为：l0=ln+b=3.60m+0.20m=3.80m斜梁跨中截面弯矩及支座截面剪力分别为：M=(ｇ+ｑ)l02/8=10.74KN/m×3.802m2/8=19.39KN.mV=(ｇ+ｑ)lncosφ/2=10.74KN/m×3.60m×0.864/2=16.70KN(3)承载力计算斜梁按T形截面进行配筋计算，取h0=h-as=300mm-35mm=265mm。翼缘有效宽度bf’按到L形截面计算；按梁的跨度考虑bf’=l0/6=3800mm/6=633mm按翼缘宽度考虑bf’=b+s0/2=150mm+1530mm/2=915mm按翼缘高度考虑hf’/h0=40mm/265mm=0.151＞0.10取bf’=633mm首先按第一类T形截面进行试算：αs=M/(α1fcbho2)=19.39×106N.mm/(1×14.3N/mm×633mm×2652mm2)=0.031ξ==0.031