某公司钢结构厂房设计方案

毕业设计PAGE969797-目录TOC\o"1-3"\h\u14708第一章设计资料 -5-39271.1工程概况 -5-315291.2.设计资料 -5-第二章建筑设计说明5257132.2厂房的剖面设计 -6-7222.3厂房天然采光设计 -6-14262第三章结构选型及排架计算简图确定 -6-196823.1结构选型 -7-15433.2天沟板 -7-29707第四章荷载计算 -8-49534.1荷载计算 -8-236504.1.2风荷载 -12-106984.1.3墙体自重 -12-190384.2内力计算 -15-235574.3排架的内力组合 -23-3448第五章柱、基础的配筋计算 -24-247315.1柱的配筋计算 -24-83695.2牛腿设计计算 -26-92525.3柱的吊装验算（以A柱为例） -28-15898第六章基础设计计算 -29-299436.1地基承载力特征值和基础材料 -29-115426.2基础地面内力及基础底面积计算 -29-281016.3基底反力验算 -30-130566.4基础高度验算 -30-179636.5基础底面配筋计算 -31-148526.6排架柱裂缝宽度验算 -32-5277第七章梁、柱截面尺寸的初步确定 -33-26586第八章框架侧移刚度的计算 -34-298818.1横梁线刚度i的计算 -34-274618.2纵梁线刚度i的计算 -35-238938.3柱线刚度i的计算 -35-159958.4各层横向侧移刚度计算 -35-第九章重力荷载代表值的计算30009.1资料准备 -37-199409.2重力荷载代表值的计算 -37-第十章框架结构的内力和侧移计算2198410.1横向自振周期的计算 -41-1174010.2水平地震作用及楼层地震剪力的计算 -41-97010.3水平地震作用下框架内力计算 -43-801310.4风荷载计算 -45-4109第十一章竖向荷载作用下框架结构的内力计算 -52-2518811.1计算单元的选择确定 -52-2926211.2荷载计算 -52-401611.3恒荷载作用下梁的内力计算 -55-2722411.4内力计算 -57-1315811.5梁端剪力和柱轴力的计算 -60-1455111.6框架梁的内力组合 -61-93411.7框架柱的内力组合 -65-2330211.8柱端弯矩设计值的调整 -67-4588第十二章楼板设计与截面设计 -70-1865212.1楼板计算 -70-642312.2板的计算 -70-2904112.3板的配筋计算 -72-2168312.4次梁计算 -72-2040112.5主梁计算 -75-2953112.6框架柱 -70-416第十三章基础设计 -83-139813.1设计基本资料 -83-2424513.2确定持力层承载力 -83-476713.3计算基础底面尺寸 -83-1180213.4计算基底边缘压力 -84-497513.5验算基底的允许条件 -84-2555013.6基础的冲切破坏验算 -84-1498713.7基础变阶处验算 -88-1740413.8基础底板配筋计算 -88-第二章建筑设计说明2.1厂房的平面设计2.1.1建筑平面的选择①柱网的选择②定位轴线的划分图2-1厂房平面图Fig.2-1Plantlayout2.2厂房的剖面设计2.2.1厂房天然采光设计门窗明细表见表2-1所示。表2-1门窗明细表Tap2-1Doorandwindowlist门窗编号尺寸数量高（mm）宽（mm）TM—1450042002C—21800360026C—41800360011图3-1厂房剖面图Fig.3-1Plantprofile3.1结构选型3.1.1天沟板采用外天沟排水，选用04G410标准图集中的TGB77—1。3.1.2屋架采用GWJ-24-4,GWJ-24-5,GWJ-24-63.1.3吊车梁3.2排架计算简图的确定3.2.1确定柱高(1)确定柱高。3.2.2确定柱的截面尺寸B柱参数（=12.7m,=4.2m,=8.5m）表3-1吊车参数Tab.3-1Craneparameters参数边柱（A、B）(mm2)2.0×105(mm2)4.17×109(mm2)1.775×105(mm2)14.38×109λ=/0.331>0.30.290(N/mm)0.0193Ec图4-2屋面活荷载弯矩计算简图Fig.4-2Roofliveloadmomentcalculationdiagram图4-3柱自重弯矩计算简图Fig.4-3Stringweightmomentcalculationdiagram图4-4吊车弯矩计算简图Fig.4-4Calculationofbendingmomentdiagramofcrane图4-5求Dmax时的吊车位置图Fig.4-5CranepositionofDmax表4-2风荷载汇总表Tab.4-2Windloadsummarystable1.061.061.211.211.211.211.211.210.80.50.80.20.60.60.60.51．781.112.030.511.521.521.521.27作用长度2．31．192.672.671.192．3方向表4-3荷载汇总表Tab.4-3Loadsummarystable荷载类型简图A（B）柱N(KN)M(KN·m)恒载=297.84KN＝21KN+==21+50.36=71.36KN=43.82KN=59.57KN.m+=44.68+3.15-32.73=15.1KN·m屋面活载=38.31KN=7.66KN.m=5.75KN.m吊车竖向荷载Dmax在A柱=505.25KNDmin在A柱：=126.50KN=328.41KN·m=82.23KN·m续表4吊车横向水平荷载Tmax＝17.30KN（一台30/5,一台15/3）Tmax＝12.54KN(一台30/5)风荷载Fw＝16.91KNq1＝2.54KN/m，q2＝1.59KN/m水平地震作用Fw＝18.28KN图4-9风荷载作用下内力图(一)Fig.4-9Windloadinternalforce表4-2A柱内力汇总表Tap4-2.TheAcolumninternalforcediagram荷载类型序号Ⅰ－ⅠⅡ－ⅡⅢ－ⅢM(KN·m)N(KN)M(KN·m)N(KN)M(KN·m)N(KN)V(KN)恒载131.30318.816.2369.2－41413.02-6.73屋面活载2a5.6038.31-0.1538.31-4.3138.31-0.49吊车竖向荷载Dmax在A柱3a-83.290245.12505.2576.57505.25-19.83Dmin在A柱3b-83.330-1.1126.50-169.74126.50-19.84吊车横向荷载一台30/5t一台15/3t4a±15.850±15.850±152.950±16.13一台30/5t4b±15.050±15.050±121.640±12.54风荷载右吹5a44.87044.870231.750-29.55左吹5b-51.660-51.660-216.13024.07水平地震作用6a±38.390±38.390±109.680±9.146b±38.390±38.390±109.680±9.14（2）A柱的内力图汇总表见下表表4-3A柱内力汇总表Tap4-3.TheAcolumninternalforcediagramsummary荷载类型弯矩图(KN·m)轴力图（KN）恒载屋面活载吊车竖向荷载Dmax在A柱Dmin在A柱续表6吊车横向水平荷载一台30/5t的吊车一台30/5t,一台15/3t风荷载右吹左吹水平地震作用4.4排架的内力组合表4-4A柱内力组合表Tap4-3.组合方式Ⅰ－ⅠⅡ－ⅡⅢ－ⅢM(KN.m)N(KN)M(KN.m)N(KN)M(KN.mN(KNV(KN),相应的1.2×1+1.4×0.9(2a+5a)1.2×1+1.4×0.9[3a+4a+5a]1.2×1+1.4×0.9[3a+4a+5a]104.84430.88328.131079.97511.711132.55-83.98，相应1.2×1+1.4×0.9[3b+4a+5b]1.2×1+1.4×0.9(2a+4a+3b+5b)1.2×1+1.4×0.9[2a+3b+4a+5b]-124.57382.6-72.25650.07-682.10703.223.61,相应1.2×1+1.4×0.9[2a+3b+4a+5b]1.2×1+1.4×0.9[2a+3a+4a+5a]1.2×1+1.4×0.9[2a+3a+4a+5b]-117.52430.88327.941128.2-443.48118023.61，相应±Mmax1.2×1+1.4×0.9[3b+4a+5b]1.2×1+1.4×0.9(3b+4a+5b)1.2×1+1.4×0.9(3b+4a+5b)-124.57382.61-72.06601.80-636.73655.0124.22第五章柱、基础的配筋计算（由于A、B柱的对称性，所以以下计算过程均以A柱为例）5.1柱的配筋计算材料：混凝土C30，钢筋（）箍筋（）,(级钢)。5.1.1柱截面参数截面界限受压区高度截面，截面、截面;截面以;截面配筋同截面。表5-1A柱截面配筋计算表Tap5-1.截面Ⅰ-ⅠⅢ-Ⅲ内力M(KN·m)124.57682.10N(KN)382.61703.28325.58969.882026.67345.58996.55840085001.01.00.9821.041.2641.064688.72350.22400355(710.1)(2473)图5-1柱配筋图Fig.5-1Reinforcementofcolumns5.2牛腿设计计算（注：材料同柱。）5.2.1·：按下式验算：验算顶面局部承压，近似取按结构要求安排箍筋，取＠100，上部即500mm领域内能满足大于的要求，,弯起钢筋由于，可以不设，见下图。图5-2柱构造配筋图Fig.5-2Columnstructualreinforcementofgraph5.3柱的吊装验算（以A柱为例）按伸臂梁算得式中，M为考虑动力荷载后按柱自身重力荷载算得的最不利的弯矩D截面：D截面，认为满足要求。B截面：B截面图5-3吊装验算时计算简图Fig.5-3Liftingcheckcalculation第六章基础设计计算根基底面的配筋依据第二组基底净土反力开始计算,见表6-1。表6-1基础底板配筋表Fig.6-1Baseplateofreinforcedsheet截面P（）E566.17333.6478.83219.31实配受拉钢筋（）24即＠10021，即＠6.6排架柱裂缝宽度验算表6-2排架柱配筋表Fig.6-2Bentframecolumnreinforcedsheet柱截面1-1截面3-3截面内力标准值（KN·m）34.37+44.87+0.7（15.85+5.6）=94.26456.89（KN）318.84+38.31=357.15528.4994.26/357.15=0.264<0.55h456.89/528.49=0.86>0.55不需验算0.01661.0221351.22644.4201.360.1810.106〈0.3mm满足要求第七章梁、柱截面尺寸的初步确定7.1梁截面尺寸的确定梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。主梁截面取b×h=250×500，次梁的截面初步定为b×h=200×400。7.1.1框架柱截面尺寸的确定（1）柱组合的轴压力设计值N=βFgEn（2）Ac≥N/uNfc7.1.2计算过程对于边柱：N=βFgEn=1.3×5.625×14×2=204.75（KN）Ac≥N/uNfc=204.75×103/0.9/14.3=15909.09（mm2）取400mm×400mm对于内柱：N=βFgEn=1.25×3.375×14×2=118.125（KN）Ac≥N/uNfc=118.125×103/0.9/14.3=9178.32（mm2）取400mm×400mm图7-2计算简图表7-1梁截面尺寸及各层混凝土强度等级混凝土等级横梁（b×h）纵梁（b×h）AB跨、CD跨BC跨C30250×500250×500200×400柱截面尺寸（mm）层次混凝土等级b×h1C30400×4002C30400×400第八章框架侧移刚度的计算8.1横梁线刚度i的计算表8-1横梁线刚度i表类别Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（N·mm）边框1.5EcI0/l（N·mm）中框2EcI0/l（N·mm）AB跨、CD跨3.0×104250×5002.60×10945001.73×10102.60×10103.46×1010BC跨3.0×104250×5002.60×10930002.60×10103.90×10105.20×10108.2纵梁线刚度i的计算表8-2纵梁线刚度i表类别Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（N·mm）1.5EcI0/l（N·mm）2EcI0/l（N·mm）1~6跨3.0×104200×4001.07×10930001.07×10101.61×10102.14×10108.3柱线刚度i的计算表8-3柱线刚度i表层次hc（mm）Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）Ic（mm4）EcIc/hc（N·mm）141003.0×104400×4002.13×1091.56×1010230003.0×104400×4002.13×1092.13×1010边框图8-1边框计算简图8.4各层横向侧移刚度计算表8-4各层横向侧移刚度表楼层ic）（KN.M）一般层K=/2底层K=/一般层=K/2+K底层=0.5+K/2+KD=12/2(KN/M)根数1A,D轴边框边柱1.56×1041.670.596.5×1034A,D轴中框边柱2.220.647.1×1038B,C轴边框中柱4.170.768.5×1034B,C轴中框中柱5.550.808.9×1038(KN/m)18.8×1042A,D轴边框边柱2.13×1041.220.381.08×1044A,D轴中框边柱1.620.451.28×1048B,C轴边框中柱3.050.601.70×1044B,C轴中框中柱4.070.671.9×1048(KN/M)36.56×104纵向框架侧移刚度计算方法与横向框架相同第九章重力荷载代表值的计算9.1资料准备查《荷载规范》可取：①屋面永久荷载标准值（上人）V型轻钢龙骨吊顶0.25KN/m2合计5.35KN/m2②1-2层楼面：木块地面（加防腐油膏铺砌厚76mm）0.7KN/m2V型轻钢龙骨吊顶0.25KN/m2合计3.95KN/m2表9-1梁参数表类别净跨（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量(根)单重（KN）总重（KN）横梁4500250×500250.5612141683000250×500250.3869.557纵梁3000200×400250.24456270表9-2柱参数表类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）柱3000400×400250.482412288（2）内外填充墙重的计算外墙单位墙面重力荷载为：0.5+0.02×17+0.37×5.5=2.88KN/m2AB跨，CD跨内墙总重：4.5×2.7×6×2=145.8KNBC跨内墙总重：（3×2.7-2.7×1.8）×2×2.88=18.66KN横墙总重：18.66+145.8+34.99=199.45KN外纵墙：1~6跨外墙总重：（3×2.7-2.7×1.8）×9=29.16KN内纵墙：墙厚240mm，计算长度3000mm，计算高度3000-300=2700mm。1~6跨内墙总重：（3×2.7-1.2×2.4）×7+3×2.7×2=52.74KN纵墙总重：29.16+52.74=81.9KN窗户2尺寸：1800mm×2700mm自重：0.4KN/m2数量：11重量：1.8×2.7×0.4×11=21.38KN总重：11.67+21.38=33.05KN自重：0.4KN/m2数量：1重量：2.7×2.7×0.4=2.916KN总重：3.024+2.916=5.94KN（5）楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）面积：4.5×3×10+3×3×5=180m2恒载：3.95×180=711KN活载：2.0×180=360KN由以上计算可知，一层重力荷载代表值为G1=G恒+0.5×G活=（168+57+270+288）×1.05+199.45+81.90+33.05+5.94+711+360×0.5=2033.49KN9.2.2第二层重力荷载代表值计算表9-3梁、柱计算表类别净跨（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量(根)单重（KN）总重（KN）横梁4500250×500250.5612141683000250×500250.3869.557纵梁3000200×400250.24456270类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）柱3000400×400250.482412288BC跨内墙总重：（3×2.7-2.7×1.8）×2×2.88=18.66KN横墙总重：18.66+145.8+27.99=192.45KN纵墙总重量：81.9KN总重：15.55+23.33=38.88KN（5）楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）面积：4.5×3×10+3×3×5=180m2恒载：3.95×180+180×5.35=1674KN活载：2.0×180=360KN雪载：180×0.2=171.0144KN女儿墙自重：0.6×0.37×2×15+0.6×0.37×2×12=11.99KN由以上计算可知，顶端重力荷载代表值为G2=G恒+0.5×G活=（168+57+270+288）×1.05+192.45+81.90+38.88+3.024+1674+360×0.5+171.0144×0.5=3077.92KN图9-1各层重力荷载代表值简图第十章横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算10.1横向自振周期的计算uT按以下公式计算：VGi=∑Gk（△u）i=VGi/∑DijuT=∑（△u）k表10-1结构顶点的假想侧移计算层次Gi（KN）VGi（KN）∑Di（N/mm）△ui（mm）ui（mm）23077.923077.923656008.4235.6112033.495111.4118800027.1927.19T1=1.7ψT（uT）1/2=1.7×0.6×(0.03561)1/2=0.192(s)10.2水平地震作用及楼层地震剪力的计算10.2.1结构等效总重力荷载代表值GeqGeq=0.85∑Gi=0.85×（2033.49+3077.92）=4344.699（KN）10.2.2计算水平地震影响系数а1查表得设防烈度为6度的аmax=0.04а1=（Tg/T1）0.9аmax=（0.3/0.192）0.9×0.04=0.059810.2.3结构总的水平地震作用标准值FEkFEk=а1Geq=0.0598×4344.699=259.813（KN）因1.4Tg=1.4×0.3=0.42s>T1=0.192s，Fi=GiHiFEk（1-δn）/（∑GkHk）=259.813GiHi/（∑GkHk）（KN）地震作用下各楼层水平地震层间剪力Vi为Vi=∑Fk（i=1，2，…n）表10-2各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表层次Hi（m）Gi（KN）GiHi（KN·m）GiHi/∑GjHjFi（KN）Vi（KN）27.13077.9221853.2320.724188.105188.10514.12033.498337.3090.27671.708259.813∑30190.541图10-1地震剪力沿房屋高度的分布10.2.4多遇水平地震作用下的位移验算（△u）i=Vi/∑Dijui=∑（△u）k表10-3横向水平地震作用下的位移验算层次Vi（KN）∑Di（N/mm）（△u）i（mm）ui（mm）hi（mm）θe=（△u）i/hi2188.1053656000.5151.89730001/58251259.8131880001.3821.38241001/296710.3水平地震作用下框架内力计算10.3.1框架柱端剪力及弯矩分别按下列公式计算Vij=DijVi/∑DijMbij=Vij×yhMuij=Vij（1-y）hy=yn+y1+y2+y3表10-4各层柱端弯矩及剪力计算（边柱）层次hi（m）Vi（KN）∑Dij（N/mm）边柱Di1（N/mm）Vi1（KN）ky（m）Mbi1（KN·m）Mui1（KN·m）23188.105365600128006.5860.450.407.9010.8714.1259.81318800071009.8120.640.6526.1514.08例：第二层边柱的计算：Vi1=12800×188.105/365600=6.586（KN）y=ynMbi1=6.586×0.40×3=7.90（KN×m）Mui1=6.586×（1-0.40）×3=10.87（KN×m）表10-5各层柱端弯矩及剪力计算（中柱）层次hi（m）Vi（KN）∑Dij（N/mm）中柱Di2（N/mm）Vi2（KN）kY（m）Mbi2（KN·m）Mui2（KN·m）23188.105365600190009.770.670.4011.7217.5914.1259.813188000890012.300.800.6532.7817.6510.3.2梁端弯矩、剪力及柱轴力分别按以下公式计算Mlb=ilb（Mbi+1，j+Mui，j）/（ilb+irb）Mrb=irb（Mbi+1，j+Mui，j）/（ilb+irb）Vb=（Mlb+Mrb）/lNi=∑（Vlb-Vrb）按照公式计算两端弯矩、剪力及柱轴力，见10-6表。表10-6梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算表层次边梁走道梁柱轴力MlbMrblVbMlbMrblVb边柱N中柱N24.3486.5224.52.41610.56210.56237.041-2.416-4.625图10-2横向框架梁剪力图（KN）图10-3横向框架柱轴力图（KN）10.4风荷载计算风压标准计算公式为=×××第十一章竖向荷载作用下框架结构的内力计算11.1计算单元的选择确定图11-1横向框架柱轴力图（KN）11.2荷载计算11.2.1恒载作用下柱的内力计算图11-2恒荷载分布图（KN）（1）对于第二层q1=0.25×0.5×25=3.125KN/mq1，=0.25×0.5×25=3.125KN/mq2=5.35×3=16.05KN/mq2，=5.35×1.5=8.025KN/mq2，=3.95×3=11.85KN/mP1=[（3×1.5/2）×2+（1.5+4.5）×1.5/2]×5.35+6+7+2.88×4.5×1.2=76.70KNP2=[（3×1.5/2）×2+（1.5+4.5）×1.5/2+（3+2.25）×2×1.2/2]×5.35+6+7+2×2.7×4.5×1.2=124.02KN11.2.2活载作用下柱的内力计算图11-3活荷载分布图（KN）（1）对于第2层q2=2.0×3=6KN/mq2，=2.0×1.5=3KN/mP1=（3×3+3×3）×2.0=36KNP2=（3×3+3×3+4.5×1.2）×2.0=46.80KNq2=0.3×3=0.9KN/mq2，=0.3×1.5=0.45KN/mP1=（3×3+3×3）×0.3=5.4KNP2=（3×3+3×3+4.5×1.2）×0.3=7.02KN集中力矩M1=P1e1=5.4×（0.50-0.25）/2=10.8KN·mM2=P2e2=7.02×（0.50-0.25）/2=0.878KN·m表11-1横向框架恒载汇总表层次q1（KN/m）q1，（KN/m）q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KN·m）M2（KN·m）23.1253.12516.058.02576.7094.869.5911.8619.925.92511.8576.70124.029.5915.50表11-2横向框架活载汇总表层次q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KN·m）M2（KN·m）26（0.9）3（0.45）36（5.4）46.80（7.02）4.5（10.8）5.85（0.88）1633646.804.55.8511.3恒荷载作用下梁的内力计算图11-4恒荷载作用梁的内力图（KN）等效于均布荷载与梯形、三角形荷载的叠加。α=a/l=2.4/7.2=1/311.4活荷载作用下梁的内力计算图11-5恒荷载作用梁的内力图（KN）11.5内力计算图11-6弯矩计算内力图（KN）顶层：MFAB=-1/12×19.175×4.52=-32.36KN.MMFBA=1/12×19.175×4.52=32.36KN.MMFBC=-1/3×11.15×1.52=-8.36KN.MMFAB=-1/12×6×4.52=-10.13KN.MMFBA=-1/12×6×4.52=10.13KN.MMFBC=-1/3×3×1.52=-2.25KN.M转动刚度：SAB=SBA=4i=4×3.46=13.84KN.MSAD=SBE=4i=4×2.13×0.9=7.67KN.MSBC=i=5.20KN.M分配系数：AD=0.36AB=0.64BA=0.52BE=0.29BC=0.19传递系数：CAD=CBE=1/3KN.MCAB=CBA=1/2KN.MCBC=-1KN.M一层柱下端固接于基础为刚性的固定端，故柱子的线刚度和传递系数都不变图11-8恒载作用下的固端计算简图MFAB=-1/12×19.175×4.52=-32.36KN.MMFBA=1/12×19.175×4.52=32.36KN.MMFBC=-1/3×11.15×1.52=-8.36KN.MMFAB=-1/12×6×4.52=-10.13KN.MMFBA=-1/12×6×4.52=10.13KN.MMFBC=-1/3×3×1.52=-2.25KN.M转动刚度：SAD=SBE=4i=4×1.56=6.24KN.MSAF=SBG=4i=4×2.13×0.9=7.67KN.MSAB=SBA=4i=4×3.46=6.24KN.MSBC=i=5.20KN.M分配系数：AD=0.22AB=0.50AF=0.28BA=0.42BE=0.19BC=0.16BG=0.23传递系数：CAD=CBE=CAB=CBA=1/2KN.MCAF=CBG=1/3KN.MCBC=-1KN.M11.6梁端剪力和柱轴力的计算11.6.1恒载作用下VA=VB=（19.175×4.5）/2=43.14KNVB=VC=（11.15×3）/2=16.725KNA柱：N=76.70+43.14=119.84KN柱重：0.40×0.40×3×25=12KNN=N+12=131.84KNB柱：N=94.86+43.14+16.725=154.725KN表11-3恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）层次荷载引起的剪力柱轴力AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCN顶N底N顶N底243.1416.725119.84131.84154.725166.725143.1416.725251.68268.08350.61367.0111.7框架梁的内力组合11.7.1框架梁内力组合即1.2SGk+1.4SQk，1.35SGk+1.0SQk及1.2SGE+1.3SEk。层次截面位置内力SGk调幅后SQk调幅后SEk(1)(2)SWk(1)(2)γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkγReMmaxV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]1.2×SGk+1.26（SQk+SWk）12122AM-25.89-8.104.3512.29-22.70-31.19-43.05-42.4173.9461.93-25.79-56.7673.94-25.7963.62V43.1413.502.4164.09542.5548.8971.7470.6763.62B左M-25.89-8.106.5212.29-33.30-19.22-43.05-42.4173.94-56.76V43.1413.502.4164.09548.8942.5571.7470.6773.94B右M-6.69-1.8010.5612.293.47-17.13-10.83-10.5530.9131.095.19-25.7830.91V16.734.507.044.09510.2223.9527.0926.3820.591AM-25.89-8.108.7916.79-18.38-35.52-43.05-42.4176.1562.82-20.12-62.43V43.1413.504.885.8540.1449.6671.7470.6761.4176.15B左M-25.89-8.1013.1916.79-35.52-18.34-43.05-42.4176.15-62.43-20.12V43.1413.504.885.8549.6640.1471.7470.6776.1561.41B右M-6.69-1.8017.6416.7910.37-22.89-10.83-5.5133.1232.4210.86-31.45V16.734.5011.765.855.6228.5527.0926.3818.3833.1211.7.2跨间最大弯矩的计算均布和梯形荷载VA=-（MA+MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2则Mmax发生在右支座，Mmax=1.3MEk-1.0MGE=1.3×8.79-（25.89+0.5×8.10）=-18.513KN·mγReMmax=0.75×-18.513=-13.88KN·m由于58.55-（2×11.88+10.71）×3/2=6.85>0，故x>al=l/3=1.5mx=（VA+alq2/2）/（q1+q2）=（58.55+1.2×10.71）/（11.88+10.71）=3.16mMmax=MA+VAx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2=-47.36+58.55×3.16-（11.88+10.71）×（3.16）2/2+10.71×1.5×（3.16-1.5/3）/2=46.24KN·mγREMmax=0.75×46.24=34.68KN·m表11-6跨间最大弯矩计算结果表层次12跨ABBCABBCMmax34.6821.3630.5618.7911.7.3梁端剪力的调整V=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]（1）对于第2层图11-12梁端荷载计算简图（KN）梁上荷载设计值：q1=1.2×3.125=3.75KN/mq2=1.2×（16.05+0.5×6）=22.86KN/mVGb=3.75×4.5/2+22.86×3/2=42.73KNln=4.5-0.65=3.85m左震：Mlb=-22.70/0.75=-30.27KN·mMrb=-33.30/0.75=-44.40KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×（44.4+30.27）/3.85+42.73]=49.50KN右震：Mlb=-31.19/0.75=-41.59KN·mMrb=-19.22/0.75=-25.63KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×（41.59+25.63）/3.85+42.73]=47.76KN图11-13BC跨计算简图（KN）11.8框架柱的内力组合表11-7跨间最大弯矩计算结果表层次截面内力SGk调幅后SQk调幅后SEk（1）SEk（2）γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax2柱顶M7.673.6-10.8710.87-2.119.1213.9514.2419.12-2.114.24N119.8449.50-2.4162.416127.78132.49211.28213.11132.49127.78213.11柱底M-9.49-4.687.90-7.90-2.94-18.35-17.94-17.94-18.35-2.94-17.94N131.8449.50-2.4162.416138.58143.29227.48227.51143.29138.58227.511柱顶M7.673.6-14.0814.08-5.2122.2513.9514.2422.25-5.2114.24N251.6899-9.5099.509261.79280.33438.77440.62280.33261.79440.62柱底M-12.4-4.6826.15-26.1512.23-38.76-21.42-21.43-38.7612.23-21.43N268.08129.60-9.5099.509290.32308.86491.51503.14308.86290.32503.14表11-8横向框架B柱弯矩和轴力组合层次截面内力SGk调幅后SQk调幅后SEk（1）SEk（2）γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax2柱顶M-7.67-3.6-17.5917.59-25.678.63-13.95-14.24-25.67-25.67-14.24N154.7364.80-4.6254.625163.93172.94273.68276.39163.93163.93276.39柱底M-9.49-4.6811.72-11.720.78-22.07-17.49-17.940.780.78-17.94N166.7364.80-4.6254.625174.70183.72289.88290.79174.70174.70290.791柱顶M-7.67-3.6-17.6517.65-25.738.69-13.95-14.24-25.73-25.73-14.24N350.61129.60-11.49811.498362.66385.08602.92602.17362.66362.66602.92柱底M-12.40-4.6832.78-32.7818.69-45.23-21.4221.4318.6918.69-21.43N367.01129.60-11.49811.498377.42399.84625.06621.85377.42377.42625.0611.9柱端弯矩设计值的调整11.9.1A柱调整按《抗震规范》，表11-9横向框架A柱柱端组合弯矩设计值的调整层次21截面柱顶柱底柱顶柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb）19.1218.3522.2538.76γREN132.49227.51440.62503.1411.9.2B柱调整表11-10横向框架B柱柱端组合弯矩设计值的调整层次21截面柱顶柱底柱顶柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb）25.670.7825.7318.69γREN163.93174.70362.66377.42表11-11横向框架A柱剪力组合与调整（KN）层次SGkSQkSEk1SEk2γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkV=γRe[ηvc（Mbc+Mlc）/hn]122-5.72-2.766.26-6.26-0.29-12.49-10.48-10.7314.991-6.69-2.7613.41-13.415.81-20.34-11.79-11.8924.40表11-12横向框架B柱剪力组合与调整（KN）层次SGkSQkSEk1SEk2γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkV=γRe[ηvc（Mbc+Mlc）/hn]1225.722.769.77-9.7715.91-3.1410.4810.7310.5816.692.7616.81-16.8123.65-9.1311.7911.8917.77第十二章楼板设计与截面设计12.1楼板计算荷载分项系数：，12.2板的编号楼板厚度的确定：要求，单向板厚的，双向板的约取。考虑方便施工。12.3板的计算中跨：边跨：计算简图如下：图12-2等跨连续梁计算简图按板号计算各板的内力（假设泊松比为0）：1)板B1的计算图12-3板B1计算简图L2/L1=3/1.5=2。计算简图如B1图所示。L1/L2=1.5/3=0.5<0.75,按单向板计算图12-4单向板计算简图取一二层最大的g+q计算板B1的弯矩计算表12-1B1的弯矩计算表截面边跨中第一内支座中间跨中中间支座弯矩系数1.49-1.490.98-1.1212.4板的配筋计算参见下表1：取板的截面有效高度，=210N/mm2,=9.6N/mm2,=1.0,板的正截面承载力计算表12-2班的配筋计算表截面边跨中第一内支座中间跨中中间支座1.49-1.490.98-1.1293.3693.3661.4070.18选配钢筋Ф6@150Ф6@150Ф6@150Ф6@150实配钢筋面积（mm2）18818818818812.5次梁计算12.5.1次梁截面尺寸的确定。思考简便施工，取次梁截面，。次梁的构造安放参见图5所示。图12-5次梁计算简图12.5.3截面承载力计算=1\*GB2⑴按，故取。次梁高：，翼缘厚：判定T形截面类型：235.930>12.40。表12-3次梁正截面计算简图截面边跨中第一内支座中间跨中中间支座弯矩M12.40-12.407.77-8.88或0.0100.0500.0060.0360.0100.0510.0060.0370.9950.9750.9970.982164.22167.59102.73119.20选用钢筋5Ф6.55Ф6.55Ф6.55Ф6.5实际钢筋截面面积（mm2）166166166166表12-4次梁斜截面计算简图截面边支座第一内支座中间支座V22.1929.5927.13172.8>V172.8>V172.8>V55.44>V55.44>V55.44>V构造配筋2Ф8@2002Ф8@2002Ф8@200>满足要求12.6主梁计算12.6.1主梁内力计算12.6.2主梁正截面和斜截面承载力计算=1\*GB2⑴T形截面的翼缘宽度，所以仅按计算跨度l和梁（肋）净距考虑.边跨：按计算跨度考虑，故取。中间跨：按计算跨度考虑故取。梁高：h=500，=500-40=460mm翼缘厚：判定T形截面类型：482.23KN.M>114.18KN.M=2\*GB2⑵正截面配筋计算。表12-5正截面配筋图截面1(边跨中)B（中间支座）2（中间跨中）弯矩M120.73-64.3360.3937.040.0400.1450.0300.0730.0410.1570.0300.0760.9800.9220.9850.9621275.3772.6634.7398.6选用钢筋5Ф184Ф183Ф182Ф18实际钢筋截面面积（mm2）12721018763509表12-5斜截面配筋图截面A（边支座）（支座B）（支座B）V76.42120.1643.54276>V258>V258>V88.55>V82.78<V82.78>V箍筋肢数、直径2ф82ф82ф8100.6100.6100.6实配箍筋间距200200200149.29>V满足139.56>V满足139.56>V满足<0<0<0选配弯筋000实配钢筋面积000验算最小配筋率大于,满足要求说明为了施工方便，除加密区箍筋间距一律为15012.6.3两侧附加横向钢筋的计算P=G+Q=21.30+49.15=70.45KN，附加箍筋布置范围：取附加箍筋ф8＠200排,梁两侧各安放三排。满足要求。12.7框架柱12.7.1柱截面尺寸验算表12-6柱的剪跨比和轴压比验算柱号层次b（mm）h0（mm）fcm（N/mm2）Mc（KN·m）Vc（KN）N（KN）Mc/Vch0N/fcmbh0A柱240036014.325.4919.99303.353.54>20.147<0.8140036014.351.6832.53670.854.41>20.326<0.8B柱240036014.334.2314.11232.936.74>20.113<0.8140036014.334.3123.69503.234.02>20.24<0.8轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离e=ηei+h/2-as=1.28×97.04+400/2-40=284.21mm图12-6柱截面配筋图同理2层A柱,一层，二层B柱如此计算。表12-7其它各层柱的配筋计算表柱A柱层次12截面尺寸400×400400×400组合一二一二M（KN·m）38.76-21.4319.12-17.94N（KN）503.14503.14227.51227.51V（KN）24.4014.99计算As=As’（mm2）159.43320<0340实配单侧选3Ф14（462）选3Ф14（462）ρs0.96%>0.8%0.96%>0.8%偏心判断大小大小柱B柱层次12截面尺寸400×400400×400组合一二一二M（KN·m）25.73-21.4325.67-17.94N（KN）377.42625.06174.70290.79V（KN）17.7710.58计算As=As’（mm2）175400130145实配单侧选3Ф14（462）选3Ф14（462）ρs0.96%>0.8%0.96%>0.8%偏心判断大小大小配箍加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150第十三章基础设计则基底边缘的压力为：13.4验算基底的允许条件对基础底面：=225=270因=400+2×750=1900<2400mm故：为柱宽，=400mm；=(2400/2-400/2-750)2400-(2400/2-1900/2)×(2400/2-1900/2)=537500mm2基础截面的高度，不大于800mm，则取。=0.7×1.0×1.1×750×(400+1900)/2=664125N偏心荷载作用下，由永久荷载控制荷载效应的基本组合时95.43=0.095N/mm2=0.095×537500=51062.5N=66412513.6基础变阶处验算因=1500+700=2200<2400mm故：为阶宽，；＝；=(3200/2-400/2-350)2400-(2400/2-2200/2)×(2400/2-2200/2)=3470000mm2基础截面的高度，不大于800mm，则取。偏心荷载作用下，由永久荷载控制荷载效应的基本组合时95.43=0.095N/mm2=0.095×3470000=329650=1/48×{(2.4-0.4)2(2×3.2+0.55)(102.96+94.74-2×414.72/7.68)=79.30KN.M=79300000N.M截面П－П处得钢筋计算面积：实际选用9Ф16（=1809）mm2 参考文献除相关教材外，主要参考以下资料：[1].房屋建筑制图统一标准（GB50001-2021）.北京：中国计划出版社，2021[2].建筑结构荷载规范（GB50009-2021）.北京：中国建筑工业出版社，2021[3].混凝土结构设计规范（GB50010-2021）.北京：中国建筑工业出版社，2021[4].建筑抗震设计规范（GB50011-2021）.北京：中国建筑工业出版社，2021[5].建筑地基基础设计规范（GB50007-2021）.北京：中国建筑工业出版社，2021[6].钢筋混凝土结构设计规范（GB50010－2021）.北京：中国建筑工业出版社，2021[7].建筑设计防火规范（GB50016－2021）.北京：中国计划出版社，2021[8].单层工业厂房设计选用（上、下册）（08G118）.北京：中国建筑工业出版社，2021[9].混凝土结构施工图平面整体表示方法制图规则和构造详图（11G101-1）.北京：中国建筑工业出版社，2021[10].建筑物抗震构造详图（单层工业厂房）（11G329-3）.北京：中国计划出版社，2021[11].李必瑜，王雪松，刘建荣.房屋建筑学.武汉理工大学出版社，2021.[12].朱彦鹏，田稳苓，马成松.混凝土结构设计.同济大学出版社，2021.

咖啡店创业计划书第一部分：背景在中国，人们越来越爱喝咖啡。随之而来的咖啡文化充满生活的每个时刻。无论在家里、还是在办公室或各种社交场合，人们都在品着咖啡。咖啡逐渐与时尚、现代生活联系在一齐。遍布各地的咖啡屋成为人们交谈、听音乐、休息的好地方，咖啡丰富着我们的生活，也缩短了你我之间的距离，咖啡逐渐发展为一种文化。随着咖啡这一有着悠久历史饮品的广为人知，咖啡正在被越来越多的中国人所理解。第二部分：项目介绍第三部分：创业优势目前大学校园的这片市场还是空白，竞争压力小。而且前期投资也不是很高，此刻国家鼓励大学生毕业后自主创业，有一系列的优惠政策以及贷款支持。再者大学生往往对未来充满期望，他们有着年轻的血液、蓬勃的朝气，以及初生牛犊不怕虎的精神，而这些都是一个创业者就应具备的素质。大学生在学校里学到了很多理论性的东西，有着较高层次的技术优势，现代大学生有创新精神，有对传统观念和传统行业挑战的信心和欲望，而这种创新精神也往往造就了大学生创业的动力源泉，成为成功创业的精神基础。大学生创业的最大好处在于能提高自己的潜力、增长经验，以及学以致用;最大的诱人之处是透过成功创业，能够实现自己的理想，证明自己的价值。第四部分：预算1、咖啡店店面费用咖啡店店面是租赁建筑物。与建筑物业主经过协商，以合同形式达成房屋租赁协议。协议资料包括房屋地址、面积、结构、使用年限、租赁费用、支付费用方法等。租赁的优点是投资少、回收期限短。预算10-15平米店面，启动费用大约在9-12万元。2、装修设计费用咖啡店的满座率、桌面的周转率以及气候、节日等因素对收益影响较大。咖啡馆的消费却相对较高，主要针对的也是学生人群，咖啡店布局、格调及采用何种材料和咖啡店效果图、平面图、施工图的设计费用，大约6000元左右3、装修、装饰费用具体费用包括以下几种。(1)外墙装饰费用。包括招牌、墙面、装饰费用。(2)店内装修费用。包括天花板、油漆、装饰费用，木工、等费用。(3)其他装修材料的费用。玻璃、地板、灯具、人工费用也应计算在内。整