一、設計資料（一）工程名稱蘭州市某小區(qū)住宅樓設計1規(guī)模：6層住宅樓，建筑面積約6000平方米左右。2使用要求：住宅樓內(nèi)設起居室、臥室、餐廳等；每套均設衛(wèi)生間。建筑立面為簡捷、流暢的現(xiàn)代風格。3屋面為上人保溫隔熱屋面。4層高為2.9m5樓面、屋面采用現(xiàn)澆板。6房屋結構為框架結構。7填充墻采用加氣混凝土砌塊（容重為7.5kN/m3）。（二）建筑物地點甘肅省蘭州市城關區(qū)某地。（三）工程概況建筑總高度為17.4m，共6層。室外絕對標高為28.5m，室內(nèi)外高差為0.45m，底層室內(nèi)設計標高±0.000。（四）建筑等級建筑物設計使用年限50年，耐火等級為二級，防水等級為二級，耐久等級為二級。（五）抗震設防抗震設防烈度為7度，抗震等級為三級。（六）氣象資料1主導風向：夏季：東南風；冬季：東北風。2風速：冬季平均2.6m/s，夏季平均2.5m/s，最大風速21.9m/s。3氣溫：最熱月平均溫度28.8oC，最冷月平均溫度為3oC，極端最高溫度為39.4oC，極端最低溫度為－18.1oC。4相對濕度：最熱月平均79％，最冷月平均76％。5降水：平均年降雨量1230.6mm，最大暴雨強度50mm/h，最大降雨量317.4mm，最大積雪深度320mm。（七）地質(zhì)資料擬建場地地勢平坦，第一層為雜填土，厚度范圍0.3~0.5m，承載力特征值為70kpa；第二層為粘土層，厚度范圍0.5~0.8m，承載力特征值為130kpa；第三層為卵石層，土層厚度為4~5m，承載力特征值為230kpa；第四層為淤泥粘土，土層厚度為2.5~3m，承載力特征值為70kpa。（八）材料選用1混凝土：采用C30。2墻體：外墻采用250厚加氣混凝土砌塊，內(nèi)墻采用200厚加氣混凝土砌塊。二、結構承重方案選擇根據(jù)建筑功能要求以及建筑施工的布置圖，本工程確定采用框架承重方案，框架梁、柱布置參見結構施工圖紙。一榀框架的豎向荷載的傳力途徑：樓板的均布活載和恒載經(jīng)次梁間接或直接傳至主梁，再由主梁傳至框架柱，最后傳至地基。根據(jù)以上樓蓋的平面布置及豎向荷載的傳力途徑，本辦公樓框架的承重方案為橫向框架承重方案，這可使橫向框架梁的截面高度大，增加框架的橫向側移剛度。（一）主要構件選型及尺寸初步估算1.主要構件選型（1）梁、板、柱結構形式：現(xiàn)澆鋼筋混凝土結構。（2）墻體采用：加氣混凝土砌塊，容重為7.5kN/m3。（3）墻體厚度：外墻:250mm，內(nèi)墻:200mm。（4）基礎采用：柱下獨立基礎。2.梁﹑柱截面尺寸估算（1）橫向邊跨框架梁：取跨度較大者進行計算。取L=6600mmh=(1/8~1/12)L=550mm~825mm取h=600mm.b=(1/2~1/3)h=275mm~350mm取b=300mm滿足b>200mm故橫向邊跨框架梁初選截面尺寸為：b×h=300mm×600mm（2）橫向跨中框架梁：取b×h=300mm×600mm（3）縱向框架梁：與橫向框架梁一樣初選截面尺寸為：b×h=300mm×600mm（4）框架柱：取b=h=500mm柱初選截面尺寸為：b×h=500mm×500mm（5）板：雙向板，一般不做剛度驗算的板的最小厚度為H=(1/45~1/50)lox=72mm~80mm，取板厚為100mm。（二）確定結構計算簡圖1.三個假設（1）平面結構假定：認為每一方向的水平力只由該方向的抗側力結構承擔，垂直于該方向的抗側力結構不受力；（2）樓板在自身平面內(nèi)在水平荷載作用下，框架之間不產(chǎn)生相對位移；（3）不考慮水平荷載作用下的扭轉作用。梁﹑柱慣性矩計算梁慣性距：主梁b×h=300mm×600mmI0=bh3/12=300×6003/12=5.4×109次梁b×h=250mm×500mmI0=bh3/12=250×5003/12=2.6×109柱慣性距b×h=500mm×500mmI0=bh3/12=500×5003/12=5.2×109梁線剛度：邊跨：i=2I0EC/l=2×5.4×109Ec/6600=1.64×106Ec中跨：i=2I0EC/l=2×5.4×109Ec/3000=3.6×106Ec柱線剛度：標準層：i=I0EC/H=5.2×109Ec/3600=1.44×106Ec底層：i=I0EC/H=5.2×109Ec/5200=1.0×106Ec三荷載計算（一）恒載標準值計算（1）屋面保護層：30厚C20細石混凝土防水0.03m×24kN/m3=0.72kN/m2防水層：三氈四油鋪小石子0.4kN/m2找平層：15厚水泥沙漿0.015m×20kN/m3=0.30kN/m2找坡層：40厚水泥石灰焦渣砂漿2﹪找平0.04m×14kN/m3=0.56kN/m2保溫層：80厚礦渣水泥0.08m×14.5kN/m3=1.16kN/m2結構層：100厚現(xiàn)澆鋼筋砼板0.1m×25kN/m3=2.5kN/m2抹灰層：10厚混合砂漿0.01m×17kN/m3=0.17kN/m2合計5.81kN/m2（2）標準層樓面12mm厚大理石面層0.012m×28kN/m3=0.34kN/m230mm厚細石砼0.03m×24kN/m3=0.72kN/m2現(xiàn)澆樓板(100mm2)0.1m×25kN/m3=2.5kN/m2抹灰層:10厚混合砂漿0.01m×17kN/m3=0.17kN/m2合計3.73kN/m2（3）梁自重①b×h=300mm×600mm自重：25kN/m3×0.30m×(0.6m-0.1m抹灰層：0.01m×[(0.60m-0.10m)×2+0.30m]×17kN/m2合計3.97kN/m②b×h=250mm×500mm自重：25kN/m2×0.25m×(0.5m-0.1m抹灰層：0.01m×[(0.5m-0.10m)×2+0.25m)]×17kN/m合計2.68kN/m（4）柱自重框架柱初選截面尺寸為：b×h=500mm×500mm自重：25kN/m2×0.5m×0.5m=6.25kN/m抹灰層：0.01m×0.50m×4×17kN/m2=0.34kN/m合計6.59kN/m（5）外縱墻自重墻自重:0.25m×7.5kN/m3=1.88kN/m2內(nèi)墻面抹灰:20厚混合砂漿0.02m×17kN/m3=0.34kN/m2外墻面裝修:25厚水刷石外墻面0.5kN/m2合計2.72kN/m2內(nèi)縱墻自重墻自重:0.2m×7.5kN/m3=1.5kN/m2墻面抹灰（20厚混合砂漿）：0.02m×2×17kN/m3=0.68kN/m2合計2.18kN/m2（6）女兒墻自重女兒墻：高為1100mm，100mm厚混凝土壓頂，水刷石外墻面0.5kN/m2自重：0.25m×1.1m×7.5kN/m3+25kN/m3×0.1m×0.25m+(1.2m×2+0.25m)×0.5kN/m2=4.01kN/m鋁合金窗0.5kN/m2木門0.2kN/m2鋼鐵門0.45kN/m2(二)活載標準值計算（1）屋面和樓面活荷載標準值：根據(jù)荷載規(guī)范查得：上人屋面：2.0KN/m2樓面：辦公樓：2.0KN/m2走廊：2.5KN/m2（2）雪荷載：Sk=μr×S0=1.0×0.5KN/m2=0.5KN/m2屋面活荷載與雪荷載不同時考慮，兩者中取大值2.0KN/m2(三)豎向荷載下框架受荷總圖框架受荷總圖說明：1號梯形荷載α=1500/6600=0.23q=(1-2α2+α3)q’=0.91q’2號梯形荷載α=1500/6000=0.25q=(1-2α2+α3)q’=0.89q’3號三角形荷載的等效均布荷載q=5/8q’（1）A-B軸間框架梁屋面梁恒載=梁自重+板傳恒載=3.97kN/m+0.91×5.81kN/m2×1.5m×2=19.83kN/m活載=板傳活載=0.91×2.0kN/m2×1.5m×2=5.46kN/m樓面梁恒載=梁自重+墻自重+板傳恒載=3.97kN/m+2.18×3.6+3.73kN/m2×1.5m×0.91×2=22.00活載=板傳活載=5.46kN/m（2）B-C軸間框架梁1.屋面梁：恒載=梁自重+板傳恒載=3.19kN/m+5.81kN/m2×1.5m×5/8×2=14.86kN/m活載=板傳活載=2.0kN/m2×1.5m×5/8×2=3.75kN/m2.樓面梁恒載=梁自重+板傳恒載=3.97kN/m+3.73kN/m2×1.5m×5/8×2=10.96kN/m活載=板傳活載=2.5kN/m2×1.5m×5/8×2=4.69kN（3）C-D軸間框架梁與A~B軸間框架梁相同（4）A軸柱縱向集中荷載頂層柱：恒載=女兒墻自重+梁自重+屋面板傳恒載+次梁傳荷載=4.01KN/m×6m+3.97KN/m×(6-0.5)m+5.81KN/m2×1.5m×6m×5/8+0.91×5.81KN/m×1.5m×6.6m×2×1/4×2+2.68×6.6×1/2=139.76KN活載=屋面板傳活載=2.0KN/m2×1.5m×6m×5/8+0.91×2.0KN/m2×1.5m×6.6m×2=29.27KN標準層柱：恒載=墻自重+梁自重+樓面板傳恒載+次梁傳荷載=2.72KN/m2×3.6×(3.6m-0.6m)+2.4×2.1×0.5KN/m2+2.72KN/m2×2.4×(3.6-0.6-2.1)+3.97KN/m×(6m-0.5m)+3.73KN/m2×1.5×5/8×6+0.91×3.73KN/m2×1.5m×6.6m×2×1/4×2+2.68×6.6=123.04KN活載=樓面板傳活載=29.27kN基礎頂面恒載=底層外縱墻自重+基礎梁自重（250×500）=2.72KN/m2×(5.2-0.6-0.5)×3.6+2.4×2.1×0.5KN/m2+2.72KN/m2×(5.2-1.1-2.1)×2.4+2.68KN/m×(6-0.5)=70.47KN（5）B軸柱縱向集中荷載①頂層柱：恒載=梁自重+屋面板傳恒載+次梁傳荷載=3.97KN/m×(6-0.5)m+0.89×5.81kN/m2×1.5m×6m+5.81kN/m2×1.5m×6m×5/8+0.91×5.81kN/m2×1.5m×6.6m×2×1/4×2+2.68×6.6×1/4×2=162.24KN活載=屋面板傳活載+次梁傳活載=0.89×2.0KN/m2×1.5m×6m+2.0KN/m2×1.5m×6.6m×0.91×2×1/4×2+2.0kN/m2×1.5m×6m×5/8=45.29KN②標準層柱：恒載=墻自重+梁自重+樓面板傳恒載+次梁傳荷載=3.73kN/m2×1.5×5/8×6+3.97KN/m×(6-0.5)m+0.89×3.73×1.5×6+0.91×3.73×1.5×6.6×2×1/4×2+2.68×6.6×1/4×2+2.9×2.18×（3.6-0.6）+0.45×2×1.2×2.4+（3.6-2.4-0.6）×2.18×2.4=139.80KN活載=樓面板傳活載=2.5KN/m2×1.5m×0.89×6m+2.0KN/m2×1.5m×5/8×6+2.0kN/m2×1.5m×0.91×6.6m×2×1/4×2=49.3KN基礎頂面恒載=2.68×（6-0.5）+（5.2-2.4-0.6-0.5）×2.18×2.4+2.18×（5.2-0.6-0.5）×2.9=49.55KNC,D軸和A,B軸對稱，所以其荷載值大小相等。(四)風荷載計算(1)作用在屋面梁和樓面梁節(jié)點處的集中風荷載值Wk=βzμsμzw0(hi+hj)×B/2其中：w0=0.6KN/m2μs為風荷載體型系數(shù)，查荷載規(guī)范，迎風面μs=0.8，背風面μs=-0.5，所以取μs=1.3μz為風壓高度變化系數(shù)βz風振系數(shù)，因房屋高度小于30m，所以βz=1.0hi為下層柱高hj為上層柱高，對頂層取女兒墻高度的2倍B為迎風面的寬度.B=6m場地為B類粗糙度計算過程見下表離地高度（m）μsμzβzW0（KN/m2）hi（m）hj（m）Wk19.051.301.231.000.63.602.4017.2615.451.301.151.000.63.603.6019.3711.851.301.051.000.63.603.6017.698.251.301.001.000.63.603.6016.854.651.301.001.000.64.653.6019.30(2)各層D值計算橫向2-5層D值計算（Ec=3.0×107KN/m3）構件名稱=b/cc=/(2+)D=cc12/h2(KN/m)A軸柱(2×1.64)/(2×1.44)=1.140.36314520B軸柱(3.6+1.64)/1.44=3.640.64525800C軸柱3.640.64525800D軸柱1.140.36314520∑D=(25800KN/m+14520KN/m)×2=80640KN/m橫向底層D值計算（Ec=3.0×107KN/m3）構件名稱 =b/cc=0.5+/(2+)D=cc12/h2(kN/m)A軸柱1.64/1.0=1.640.5887828B軸柱(3.6+1.64)/1.0=5.240.79310558C軸柱(3.6+1.64)/1.0=5.240.79310558D軸柱1.64/1.0=1.640.5887828∑D=(7828KN/m+10558KN/m)×2=36772KN/m（3）風荷載作用下框架的側移計算,水平荷載作用下框架的層間側移可按下式計算△uj=Vj/∑Dij其中：Vj：第j層總剪力∑Dij：第j層所有柱的抗側移剛度之和uj：第j層的層間側移層次Wjk/kNVj /kN(kN/m)△uj/m△uj/h517.2617.26806400.00021/18000419.3736.63806400.00051/7200317.6954.32806400.00071/5143216.8571.17806400.00091/3600119.3090.47367720.00251/1385u==0.005m層間側移最大值1/1385<1/550(滿足)(五)地震荷載計算（1）該建筑屬于一般民用建筑（辦公樓），故抗震設防類別為丙類建筑?？拐鹪O防烈度為7度。查表知，結構的抗震等級為三級，Tg=0.35s,多遇地震下的水平地震影響系數(shù)的最大值為max=0.08（2）重力荷載代表值。GE=Gk+∑ψQi×QikψQi：相應的可變荷載組合值系數(shù)Qik：第i個可變荷載標準值G5=（139.76KN+162.24KN）×2+23.72KN×4+19.83KN/m×6.6m×2+14.86KN×3+0.5×0.5KN/m2×6.0m×16.2m=1029.52KNG4～G2=（123.04KN+139.8KN）×2+22.00KN/m×6.6m×2+10.96KN/m×3m+23.72KN×4+0.5×5.46KN/m×6.6m×2+0.5×4.69kN/m×3m+0.5×（29.27+49.3）×2=1065.13KNG1=（124.04KN+139.8KN）×2+22.00KN/m×6.6m×2+10.96KN/m×3m+(70.47KN+49.55kN)×2+34.29×4+0.5×5.46KN/m×6.6m×2+0.5×4.69kN/m×3m+0.5×2×（29.27+49.3）=1347.81KNG5～G1相對應的高度為：H5==19.6mH4==16.0mH3=12.4mH2=8.8mH1=5.2m總高度為H=19.6m（3）結構的自振周期：使用經(jīng)驗公式T1=0.22+0.035H×B-1/3=0.22+0.035×19.6×16.2-1/3=0.49s（4）求水平地震作用影響系數(shù)Tg=0.35s，T1=0.49s，由抗規(guī)設計反應譜因Tg<T1<5Tg,故有=(Tg/T1)0.9×max=(0.35/0.49)0.9×0.08=0.059（5）底部總剪力值的確定FEK=0.85××∑Gi=0.85×0.059×（1029.52+1065.13×3+1347.81）KN=279.47KN（6）作用于樓層和屋面的水平地震作用標準值因為：T1=0.49>1.4Tg=1.4×0.35=0.49KN所以可以不用考慮頂部附加地震作用。F1=G1×H1/(∑Gi×Hi)×FEK×=（1347.81KN×5.2m×279.47KN）/[1347.81KN×5.2m+1065.13KN×（8.8m+12.4m+16m）+1029.52KN×19.6m）]=29.3KN同理可以計算得到：F5=84.41KNF4=71.29KNF3=55.25KNF2=39.21KN（7）水平地震荷載作用下框架的側移計算△uj=uj/∑Dij其中：uj：第j層總剪力∑Dij：第j層所有柱的抗側移剛度之和層次Fj/kN /kN(kN/m)△uj/m△uj/h698.5498.54806400.00061/4251584.4184.41806400.00101/3273471.29155.7806400.00191/1714355.25210.95806400.00261/1286239.21250.16806400.00311/1059129.32279.48367720.00761/658u==0.0173m層間側移最大值1/658<1/550(滿足)四內(nèi)力計算(一)恒載內(nèi)力計算（1）在豎向荷載作用下，框架側移很小，可按無側移框架進行內(nèi)力計算，其中應用最廣泛的是彎矩分配法,對于水平荷載作用下的內(nèi)力計算采用反彎點法或者改進的反彎點法：D值法。在本次畢業(yè)設計中采用分層法計算恒荷載作用下的內(nèi)力和活荷載作用下的內(nèi)力，用D值法計算風荷載和地震荷載作用下的內(nèi)力。（2）梁柱相對線剛度值A.框架柱的慣性矩=5.2×109mm4,框架梁的慣性矩=5.4×各層框架梁的線剛度為：邊跨i=1.64×106Ec中間跨i=3.6×106Ec標準層柱線剛度i=1.44×106Ec底層柱線剛度i=1.0×106Ec令標準層柱的線剛度的相對值為1.0，則可以算得底層柱及梁相對線剛度。(二)風荷載作用下的內(nèi)力計算框架在風荷載（左風）下的內(nèi)力用D值法進行計算。步驟為：（1）求各柱反彎點處的剪力值（2）求各柱反彎點高度（3）求各柱的桿端彎矩和梁端彎矩（4）求各柱的軸力和梁剪力第i層第m柱所分配的剪力為=/，=，框架柱反彎點位置y=y0+y1+y2+y3(三)水平地震作用下的內(nèi)力計算（1）各柱的反彎點高度A軸和D軸框架柱的反彎點位置層號h/miy0y1y2y3yyh/m62.91.140.360.000.000.000.361.2352．91.140.360.000.000.000.361.3042.91.140.450.000.000.000.451.6232.91.140.500.000.000.000.501.8022.91.140.500.000.000.000.501.8012.91.640.650.000.000.000.653.38B軸和C軸框架柱的反彎點位置層號h/miy0y1y2y3yyh/m62.93.640.450.000.000.000.451.3652.93.640.450.000.000.000.451.6242.93.640.500.000.000.000.501.8032.93.640.500.000.000.000.501.8022.93.640.500.000.000.000.501.8012.95.240.550.000.000.000.552.86（2）框架柱在地震作用下，框架柱的剪力計算：地震荷載作用下框架柱的剪力計算層數(shù)柱號6A614520.008.23B625800.0014.295A514520.0015.20B525800.0027.014A414520.0028.04B425800.0049.813A314520.0037.98B325800.0067.492A214520.0045.04B225800.0080.041A17828.0059.50B110558.0080.24五內(nèi)力組合(一)設計中梁剪力抗震設計值調(diào)整為了防止梁的剪切破壞發(fā)生在彎曲破壞之前，應使梁端的受剪抗震承載力大于梁端的受彎抗震承載力，以實現(xiàn)強剪弱彎的設計原則.調(diào)整公式為第一層：AB跨：經(jīng)比較，與左震組合時，剪力設計值較大MA1=165.22KN·m，MB1左=-225.48KN·m，Vb=1.1×（MA1+MB1左）/Ln+VGb=1.1×(165.22KN·m+225.48KN·m)/6.1m+1.2×1/2×(22KN+0.5×5.46KN)×6.1m=161.0KNBC跨：經(jīng)比較，與左右地震組合時，剪力設計值一樣大MB右=253.21KN·m，MC左=-350.77KN·m，Vb=1.1×（MB右+MC左）/Ln+VGb=1.1×(253.21KN·m+350.77KN·m)/2.5m+1.2×1/2×(10.96KN+0.5×4.69KN)×2.5m=285.8KN第二層：AB跨：經(jīng)比較，與左震組合時，剪力設計值較大MA右=110.62KN·m，MB左=-199.93KN·m，Vb=1.1×（MA右+MB左）/Ln+VGb=1.1×(110.62KN·m+199.93KN·m)/6.1m+1.2×1/2×(22KN+0.5×5.46KN)×6.1m=146.5KNBC跨：經(jīng)比較，左右地震組合時，剪力設計值一樣大VC1D1=1.1×(195.28KN·m+288.04KN·m)/2.5m+1.2×1/2×(10.96KN+0.5×4.69KN)×2.5m=232.62KN第六層：AB跨：左震作用下，剪力值較大。Vb=1.1×(19.23KN·m+107.07KN·m)/6.1m+1.2×1/2×(19.83KN+0.5×5.46KN)×6.1m=105.35KN和非抗震組合相比，取大值V=109.95KNBC跨:Vb=1.1×(7.97KN·m+105.31KN·m)/2.5m+1.2×1/2×(14.86KN+0.5×3.75KN)×2.5m=74.9KN(二)抗震設計中柱剪力設計值調(diào)整第一層：右震作用下剪力值較大A1A0柱剪力調(diào)整Vc=1.1×（M上+M下）/5.2=1.1×（167.06+274.64）/5.2=93.4KNB1B0柱剪力調(diào)整VC=1.1×（M上+M下）/5.2=1.1×（264.25+308.48）/5.2=121.2KN第二層：A2A1柱剪力調(diào)整Vc=1.1×（M上+M下）/3.6=1.1×（150.09+148.29）/3.6=91.17KNB2B1柱剪力調(diào)整VC=1.1×（M上+M下）/3.6=1.1×（220.95+222.15）/3.6=135.39KN第六層：A5A4柱剪力調(diào)整VC=1.1×（M上+M下）/3.6=1.1×（97.47+70.99）/3.6=51.47KNB5B4柱剪力調(diào)整VC=1.1×（M上+M下）/3.6=1.1×（107.38+91.57）/3.6=60.79KN柱端彎矩的調(diào)整直接乘以1.1，三級抗震等級底層柱的下端乘以1.15的調(diào)整系數(shù)。六橫向框架配筋計算（一）框架梁配筋計算現(xiàn)以A1B1為例，說明框架梁的配筋過程?；炷罜30，鋼筋HRB335級，α1=1.0，fc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2，fy=300N/mm2，ξb=0.550。1跨中正截面受彎承載力計算Mmax=131.39kN·m，as=35mm,對于鋼筋混凝土，2驗算適用條件：Asmin=minbh0=0.21%×300mm×565mm=356mm2選用鋼筋4Ф16（804mm2）3斜截面受剪承載力計算Vb=161.0KN,.截面尺寸驗算：故滿足要求。取雙肢箍，加密區(qū)，非加密區(qū)為（二）框架柱配筋設計以底層中柱為例進行柱的截面設計，三級抗震節(jié)點可不進行設計，但是應該滿足構造要求。正截面設計:柱子在實際工程中為了便于施工和受力方面的要求，柱子采用對稱配筋，受力鋼筋采用HRB335,混凝土的強度等級為C30，as=40mm,設計采用，，三組內(nèi)力計算需要的鋼筋面積，并且取大值進行正截面的設計。1軸壓比驗算，滿足要求2截面尺寸復核取h0=500mm-40mm=460mm，Vmax滿足要求3正截面受彎承載力計算柱同一截面分別承受正反向彎矩,采用對稱配筋。底層柱子的計算長度為1.0H，考慮抗震設計時候要對柱子的內(nèi)力進行調(diào)整，柱子的軸壓比大于0.15，所以=0.8.B1B0柱子的上端內(nèi)力值在左震和右震情況下的調(diào)整。左震：264.25×0.8×1.1=232.54KN.m1309.06×0.8=1047.25KN右震：223.93×0.8×1.1=197.06KN.m2177.46×0.8=1741.97KNB1B0柱子的下端內(nèi)力值在左震和右震情況下的調(diào)整。左震：308.48×0.8×1.15=283.8KN.m1409.67×0.8=1127.74KN右震：288.2×0.8×1.15=265.1KN.m2278.07×0.8=1822.46KN經(jīng)過內(nèi)力調(diào)整，抗震設計和非抗震設計的設計值處在同一個水平，然后從中找出設計要用的三組內(nèi)力值進行配筋設計。進過比較，三組內(nèi)力分別為：M=283.8KN.mN=1127.74KNM=82.36KN.mN=2199.31KNM=232.54KN.mN=1047.25KN在本次設計中采用第一組內(nèi)力進行例算。Nb=①求偏心距增大系數(shù)l0=1.0H=5.2me0=M/N=283.8×103/1127.74=251mmea=20mm或h/30=500/30的較大值，取ea=20mmei=e0+ea=251+20=271mml0/h=5200/500=10.4>5,應考慮偏心距增大系數(shù)ζ1=0.5fcA/N=0.5×14.3×500×500/(1127.74×103)=1.6>1.0，取ζ1=1.0l0/h=10.4<15,取ζ2=1.0ei=1.13×271=306mm②判別大、小偏心受壓Nb=1809kN>N屬大偏心受壓③=306+500/2-40=516mm最小配筋率min=0.7%As,min=A’s,min=0.7%×500mm×500mm/2=875mm2實配鋼筋，每側4Φ22（1520mm2）④斜截面受剪承載力計算=121.2KN×0.85,受剪截面要求：，滿足。剪跨比λ=Hn/2h0==5>3,所以λ=3因為0.3fcA=0.3×14.3×500×500=1072.5KN<N,取N=1072.5KN=-0.45按構造要求配箍，取四肢箍加密區(qū)Ф8﹫100非加密區(qū)Ф8﹫200裂縫寬度驗算e0/h0=251mm/460mm=0.54<0.55,可不驗算裂縫寬度。4框架柱縱向受力鋼筋配筋計算表一層邊柱（A)正截面配筋計算表組合500×500500×500500×500內(nèi)力組合彎矩M/（KN·m）252.6715.58100.76N/KN1380.101821.181008.000.390.510.2852005200520010.4010.4010.40183.088.5599.96202020203.0828.55119.961.000.981.001.001.001.000.440.060.261.172.221.30238.6263.44155.50448.62273.44365.500.420.550.31大偏心受壓小偏心受壓大偏心受壓無0.56無932.44-855.79-192.10每側最小配筋面積875.00875.00875.00每側實配面積一層中柱（B)正截面配筋計算表組合500×500500×500500×500內(nèi)力組合彎矩M/（KN·m）283.8082.36232.54N/KN1127.742199.311047.250.320.620.2952005200520010.4010.4010.40251.6537.45222.05202020271.6557.45242.051.000.811.001.001.001.000.590.120.531.131.501.15307.1986.33277.59517.19296.33487.590.340.670.32大偏心受壓小偏心受壓大偏心受壓無0.67無1217.74-172.28837.97每側最小配筋面積875.00875.00875.00每側實配面積二三四五層邊柱（A)正截面配筋計算表組合500×500500×500500×500內(nèi)力組合彎矩M/（KN·m）132.0852.7654.99N/KN1025.311372.03822.120.290.380.234500450045009.009.009.00128.8238.4566.89202020148.8258.4586.891.001.001.001.001.001.000.320.130.191.181.461.31175.4385.07113.50385.43295.07323.500.310.420.25大偏心受壓大偏心受壓大偏心受壓無無無-23.32-751.19-515.50每側最小配筋面積875.00875.00875.00每側實配面積二三四五層中柱（B)正截面配筋計算表組合500×500500×500500×500內(nèi)力組合彎矩M/（KN·m）195.4941.02194.44N/KN905.621689.25882.860.250.470.254500450045009.009.009.00215.8624.28220.24202020235.8644.28240.241.001.001.001.001.001.000.510.100.521.111.601.11262.4870.90266.85472.48280.90476.850.280.510.27大偏心受壓大偏心受壓大偏心受壓無無無544.86-817.45550.68每側最小配筋面積875.00875.00875.00每側實配面積六層邊柱（A)正截面配筋計算表組合500×500500×500500×500內(nèi)力組合彎矩M/（KN·m）97.4753.6235.59N/KN281.43351.48241.270.080.100.074500450045009.009.009.00346.34152.55147.51202020366.34172.55167.511.001.001.001.001.001.000.800.380.361.071.151.16392.95199.17194.13602.95409.17404.130.090.110.07大偏心受壓大偏心受壓大偏心受壓無無無363.25-73.23-74.68每側最小配筋面積875.00875.00875.00每側實配面積六層中柱（B)正截面配筋計算表組合500×500500×500500×500內(nèi)力組合彎矩M/（KN·m）107.3840.9148.66N/KN322.18441.04297.830.090.120.084500450045009.009.009.00333.2992.76163.38202020353.29112.76183.381.001.001.001.001.001.000.770.250.401.081.241.15379.91139.37210.00589.91349.37420.000.100.130.09大偏心受壓大偏心受壓大偏心受壓無無無389.78-279.28-45.33每側最小配筋面積875.00875.00875.00每側實配面積5框架柱斜截面設計計算表一層柱斜截面配筋計算表截面計算過程500×460截面剪力V(KN)121.2103.023滿足1072.5KN<1127.7KN取N=1072.5KN-0.45箍筋形式4肢箍直徑為8mm加密區(qū)箍筋直徑、間距4肢箍直徑為8mm@100非加密區(qū)箍筋直徑、間距4肢箍直徑為8mm@200二三四五六層柱斜截面配筋計算表截面計算過程500×460截面剪力V(KN)135.39115.083滿足1072.5KN<1132.02KN取N=1072.5KN-0.32箍筋形式4肢箍直徑為8mm加密區(qū)箍筋直徑、間距4肢箍直徑為8mm@100非加密區(qū)箍筋直徑、間距4肢箍直徑為8mm@200七板的設計（一）屋面板設計恒載標準值：gk=5.81KN/m2活載標準值：qk=2.0KN/m2恒載設計值：g=5.81KN/m2×1.2=6.97KN/m2活載設計值：q=2.0KN/m2×1.4=2.8KN/m2合計：p=g+q=9.77KN/m21lox=3.0m-0.3m=loy=6.0m-0.3m=n=loy/lox=5.7m/2.7m=2.1α=1/n2=0.23，β=2Mx=loymx=5.7mxMy=αloxmx=0.23×2.7m×mx=0.62mxMx’=Mx”=βloymx=2×5.7m×mx=11.4mxMy’=0My”=αβloxmx=0.23×2×2.7m×mx=1.24mx取內(nèi)力折減系數(shù)為0.8，由公式：2Mx+2My+Mx’+My’+Mx”+My”=2×5.7mx+2×0.62mx+2×11.4mx+1.24mx+0=得mx=1.95kN·m/mmy=α×mx=0.23×1.95kN·m/m=0.45kN·m/mmx’=mx”=βmx=2×1.95kN·m/m=3.9kN·m/mmy’=0my”=βmy=2×0.45=0.9kN·m/m2B區(qū)格板內(nèi)力計算：lox=3.0m-(0.3m+0.25)/2=2.73mloy=6.6m-0.3m=n=loy/lox=6.3m/2.73m=2.3α=1/n2=0.19,β=2Mx=loymx=6.3mxMy=α×loxmx=0.19×2.73m×mx=0.52mxMx’=Mx”=βloymx=2×6.3m×mx=12.6mxMy’=3.9×2.73=10.65KN·mMy”=0區(qū)格板B四周與梁連接，內(nèi)力手折減系數(shù)為0.8，由公式：2Mx+2My+Mx’+My’+Mx”+My”=2×6.3mx+2×0.52mx+10.65+0+2×12.6mx=得mx=1.82KN·m/mmy=α×mx=0.19×1.82KN·m=0.35KN·m/mmx’=mx”=βmx=2×1.82KN·m=3.6KN·m/mmy’=3.9KN·m/mmy”=03Clox=2.73m，loy=6.3m，n=loy/lox=6.3m/2.73m=2.3α=1/n2=0.19，β=2Mx=6.3mxMy=0.52mxMx’=6.3×3.6=22.68kN·mMx”=0My’=10.65kN·mMy”=0區(qū)格板B四周與梁連接，由公式：2Mx+2My+Mx’+My’+Mx”+My”=2×6.3mx+2×0.52mx+10.65+22.68=得mx=5.39KN·m/mmy=α×mx=0.19×5.39KN·m=1.02KN·m/mmx’=3.6KN·m/mmx”=0my’=3.9KN·m/mmy”=04配筋計算：取hox=80mm,hoy=70mm，HPB235鋼筋，fy=210N/m2,As=m/(0.95fy×ho)截面m(kN·m)h0(mm)As(mm2)選配鋼筋實配面積（mm2）跨中Ａ區(qū)格lox方向1.9580122Φ8@180279loy方向0.457033Φ8@180279Ｂ區(qū)格lox方向1.8280114Φ8@180279loy方向0.357025Φ8@180279Ｃ區(qū)格lox方向5.3980337Φ8@140360loy方向1.027073Φ8@180279支座A-B3.980245Φ8@180279A-C3.980245Φ8@180279B-C3.680229Φ8@180279A-E0.98057Φ8@180279B-D3.680229Φ8@180279（二）樓面板設計恒載標準值：gk=3.73KN/m2活載標準值：客廳：qk=2.0KN/m2走廊：qk=2.5KN/m2恒載設計值：g=3.73KN/m2×1.2=4.48KN/m2活載設計值：AE區(qū)格板q=2.5KN/m2×1.4=3.5KN/m2其他區(qū)格板q=2.0KN/m2×1.4=2.8KN/m2合計：AE區(qū)格板p=g+q=7.98KN/m2其他區(qū)格板p=g+q=7.28KN/m21lox=3.0m-0.3m=loy=6.0m-0.3m=n=loy/lox=5.7m/2.7m=2.1α=1/n2=0.23,β=2Mx=loymx=5.7mxMy=αloxmx=0.23×2.7m×mx=0.62mxMx’=Mx”=βloymx=2×5.7m×mx=11.4mxMy’=0My”=αβloxmx=0.23×2×2.7m×mx=1.24mx取內(nèi)力折減系數(shù)為0.8，由公式：2Mx+2My+Mx’+My’+Mx”+My”=2×5.7mx+2×0.62mx+2×11.4mx+1.24mx+0=得mx=1.59kN·m/mmy=α×mx=0.23×1.59kN·m/m=0.37kN·m/mmx’=mx”=βmx=2×1.59kN·m/m=3.18kN·m/mmy’=0my”=βmy=2×0.37=0.74kN·m/m2B區(qū)格板內(nèi)力計算：lox=3.0m-(0.3m+0.25)/2=2.73mloy=6.6m-0.3m=n=loy/lox=6.3m/2.73m=2.3α=1/n2=0.19,β=2Mx=loymx=6.3mxMy=α×loxmx=0.19×2.73m×mx=0.52mxMx’=Mx”=βloymx=2×6.3m×mx=12.6mxMy’==3.18×2.73=8.68KN·mMy”=0區(qū)格板B四周與梁連接，內(nèi)力手折減系數(shù)為0.8，由公式：2Mx+2My+Mx’+My’+Mx”+My”=2×6.3mx+2×0.52mx+8.68+0+2×12.6mx=得mx=1.34KN·m/mmy=α×mx=0.19×1.34KN·m=0.25KN·m/mmx’=mx”=βmx=2×1.34KN·m=2.68KN·m/mmy’=3.18KN·m/mmy”=03lox=2.73mloy=6.3mn=lox/loy=6.3m/2.73m=2.3α=1/n2=0.19,β=2Mx=6.3mxMy=0.52mxMx’=6.3×2.68=16.88kN·mMx”=0My’=8.68kN·mMy”=0區(qū)格板B四周與梁連接，由公式：2Mx+2My+Mx’+My’+Mx”+My”=2×6.3mx+2×0.52mx+8.68+16.88=得mx=3.96KN·m/mmy=α×mx=0.19×3.96KN·m=0.75KN·m/mmx’=2.68KN·m/mmx”=0my’=3.18KN·m/mmy”=04配筋計算：取hox=80mm,hoy=70mm，HPB235鋼筋，fy=210N/m2,As=m/(0.95fy×ho)截面m(kN·m)h0(mm)As(mm2)選配鋼筋實配面積（mm2）跨中Ａ區(qū)格lox方向1.5980100Φ8@180279loy方向0.377026Φ8@180279Ｂ區(qū)格lox方向1.348084Φ8@180279loy方向0.257018Φ8@180279Ｃ區(qū)格lox方向3.9680248Φ8@180279loy方向0.757054Φ8@180279支座A-B3.1880199Φ8@180279A-C3.1880199Φ8@180279B-C1.348084Φ8@180279A-E0.748046Φ8@180279B-D3.1880199Φ8@180279八樓梯設計（一）梯段板計算層高為3.6m,尺寸為150×300，混凝土為C30，樓梯上的均布活荷載為2.5KN/m2板傾斜度tgα=150/300=0.5cosα=0.894設板厚h=120mm，約為板斜長的1/30取1m寬板帶計算。1荷載計算：梯段板的荷載：踏步面層為30mm厚水磨石面層，底面為20mm厚混合砂漿抹灰。恒荷載標準值水磨石面層：（0.3+0.15）×0.65KN/m2×1/0.3=0.98KN/m三角形踏步：1/2×0.3×0.15×25KN/m3×1/0.3=1.88KN/m混凝土斜板：0.12×25×1/0.894=3.64KN/m板底抹灰：0.02×17×1/0.894=0.38KN/m恒荷載標準值：gk=6.88KN/m荷載分項系數(shù)rG=1.2rQ=1.4基本組合的總荷載設計值p=6.88×1.2+2.5×1.4=11.76KN/m2截面設計：板水平計算跨度ln=3.5m彎矩設計值M=pln2/10=11.76×3.52/10=14.4KN·mh0=120-20=100mmαs=M/（α1fcbh02）=14.4×106/(14.3×1000×1002)=0.1受力鋼筋選Φ12@130,實有As=870mm2分布鋼筋Φ8@300，每級踏步下一根。（二）平臺板計算設平臺板厚h=100mm，取1m寬板帶計算。1荷載計算：平臺板的荷載：恒荷載標準值計算：水磨石面層：0.65KN/m平臺板自重：0.1×25=2.5KN/m板底抹灰：0.02×17=0.34KN/mgk=3.49KN/m荷載分項系數(shù)rG=1.2rQ=1.4基本組合的總荷載設計值p=3.49×1.2+1.4×2.5=7.69KN/m2截面設計：板的計算跨度l0=1700mm彎矩設計值M=pl02/8=7.69×1.72/8=2.8KN·mh0=100-20=80mmαs=M/（α1fcbh02）=選Φ8@180,實有As=279mm2（三）平臺梁計算設平臺梁截面b=200mmh=350mm1荷載計算：梯段板傳來：11.76×3.3/2=19.4kN/m平臺板傳來：7.69×[（1.5/2+0.2]=7.3kN/m平臺梁自重：1.2×0.2×（0.35-0.1）×25=1.5kN/m梁側抹灰：1.2×0.02×（0.35-0.1）×17×2=0.2kN/m基本組合的總荷載設計值p=19.4+7.3+1.5+0.2=28.4kN/m2內(nèi)力計算：l0=3.3m內(nèi)力設計值Mmax=pl02/8=28.4×3.32/8=38.7kN/mV=pln/2=28.4×3.1/2=44.02kN3配筋計算縱向鋼筋（截面按倒L形計算）翼緣寬度的選取為：=l0/6=3300/6=550mm取=550mm判斷倒L形截面類別h0=350-35=315mm1.0×14.3×550×100×（315-100/2）=208.4kN·m>38.7kN·m屬第一類倒L形截面=0.05×1.0×14.3×550×315/300=413mm2選2Φ18的縱向鋼筋,As=509mm2斜截面受剪承載力計算，0.7ftbh0=0.7×1.43×200×315=63kN>Vmax=44.02kN按構造配箍筋，選用Φ8@200,九基礎設計（一）基礎J-1根據(jù)設計資料，應對基礎和地基進行抗震承載力驗算驗算公式為，柱子傳到基礎的效應分為標準組合和基本組合。對于邊柱：1標準組合值的三組內(nèi)力為：=212.11KN.m，N=1426.72KNM=212.11KN.m，=1426.72KNM=49.33KN.m，=1143.33KNV=65.86KN2基本組合的三組內(nèi)力為：=274.64KN.m，N=1725.12KNM=15.58KN.m，=1821.18KNM=71.02KN.m，=1364.80KNV=84.99KN3基礎高度的確定：柱鋼筋直徑最大值d=20mm，HRB335級，基礎砼強度等級選為C30，則柱鋼筋的最小錨固長度laE=1.05loE=40d=840mm，考慮鋼筋保護層厚度，取基礎高度h=1000mm?；A設計過程：（1）選擇基礎埋深d=1550mm（2）地基承載力特征值修正：b=0.3d=1.6重度計算雜填土：γ1=16kN/m3h1=0.5m粘土層：γ2=19kN/m3h2=0.5m卵石層：γ3=20kN/m3h3=1.55-1=0.55m則基礎底面以上土的加權平均重度γ0=fa=fak+bγ(h-3)+dγ0(d-0.5)=230+1.6×18.4×(1.55-0.5)=260.9kN/m2（3）基礎底面尺寸先按中心荷載作用下計算基底面積A，Nk/（fa-Gd）=1426.72/(260.9-20×1.55)=6.2m2但考慮到偏心荷載作用下應力分布不均勻，故將計算出的基底面積增大20%-40%，取1.3A=1.3A，=1.3×6.2=8m選用矩形：a:b=1：1，取寬×長=2.9m×2.9m，A=8.41m（4）地基承載力驗算（采用標準組合）W=bh2/6=2.9×2.92/6=4.1m作用于基底中心的彎矩、軸力分別為Mk=212.11kN·mNk=1426.72kN<fa=260.9kN/m2故承載力滿足要求（5）沖切驗算（采用基本組合）基土的反力設計值的計算：Pj=不包括基礎及回填土自重柱與基礎交接處：h0=100-50=950mm，as=50mmAl=2900×（1450—250-950）=0.66mFl=PjAl=292.8×0.66=193.25kNam==1.45m0.7βhpftamh0=0.7×1.0×1.43×1.45×103×950=1378.9kN>Fl=193.25kN基礎變階處：h0=400-50=350mmAl=2900×（600-350）-1/2×2×250×250=0.66mFl=PjAl=193.25kNam==2.05m0.7βhpftamh0=0.7×1.0×1.43×2.05×103×350=718.2kN>Fl=193.25kN故滿足要求4基礎底面配筋計算（按基本組合確定）M=274.6KN.mN=1725.12kNV=84.99kN.mPI=（330-154.6）×1700/2900+154.6=257.4KN/m2Ps1=(257.4+330)/2=293.7KN/m2=293.7/24×(2.9-0.5)2×(22.9+0.5)=444.1KN.mPs2=(330+154.6)/2=242.3KN/m2=366.7KN.mho=1000-50=950mm由以上計算結果可得：框架平面內(nèi)選取As=1884mm224Ф10@120框架平面外選取As=1884mm224Ф10@120（二）基礎J-2根據(jù)設計資料，應對基礎和地基進行抗震承載力驗算驗算公式為，柱子傳到基礎的效應分為標準組合和基本組合。對于中柱：1標準組合值的三組內(nèi)力為：=237.94KN.m，N=1202.56KNM=221.04KN.m，=1870.56KNM=237.94KN.m，=1202.56KNV=85.14KN2基本組合的三組內(nèi)力為：=308.48KN.m，N=1409.67KNM=288.2KN.m，=2278.07KNM=113.14KN.m，=1498.12KNV=110.19KN3基礎高度的確定：柱鋼筋直徑最大值d=20mm，HRB335級，基礎砼強度等級選為C30，則柱鋼筋的最小錨固長度laE=1.05loE=40d=840mm，考慮鋼筋保護層厚度，取基礎高度h=1000mm。基礎設計過程：（1）選擇基礎埋深d=1550mm（2）地基承載力特征值修正：b=0.3d=1.6重度計算雜填土：γ1=16kN/m3h1=0.5m粘土層：γ2=19kN/m3h2=0.5m卵石層：γ3=20kN/m3h3=1.55-1=0.55m則基礎底面以上土的加權平均重度γ0=fa=fak+bγ(h-3)+dγ0(d-0.5)=230+1.6×18.4×(1.55-0.5)=260.9kN/m2（3）基礎底面尺寸先按中心荷載作用下計算基底面積A，Nk/（fa-Gd）=1870.56/(260.9-20×1.55)=8.1m2但考慮到偏心荷載作用下應力分布不均勻，故將計算出的基底面積增大20%-40%，取1.2A=1.2A，=1.2×8.1=9.7m選用矩形：取寬×長=2.9m×3.6m，A=10.44m（4）地基承載力驗算（采用標準組合）W=bh2/6×3.6×2.92/6=5.1m作用于基底中心的彎矩、軸力分別為Mk=237.94kN·mNk=1202.56kN<fa=260.9kN/m2故承載力滿足要求（5）沖切驗算（采用基本組合）基土的反力設計值的計算：Pj=不包括基礎及回填土自重柱與基礎交接處：h0=100-50=950mm，as=50mmAl=3600×（1450—250-950）-1/2×2×600×600=0.54mFl=PjAl=294×0.54=158.76kNam==1.45m0.7βhpftamh0=0.7×1.0×1.43×1.45×103×950=1378.9kN>Fl=158.76kN基礎變階處：h0=400-50=350mmAl=2900×（600-350）-1/2×2×250×250=0.66mFl=PjAl=194.04kNam==2.05m0.7βhpftamh0=0.7×1.0×1.43×2.05×103×350=718.2kN>Fl=194.04kN故滿足要求4基礎底面配筋計算（按基本組合確定）M=288.2KN.mN=2278.07kNV=98.43kN.mPI=（331.2-179.6）×1700/2900+179.6=268.4KN/m2Ps1=(268.4+331.2)/2=299.8KN/m2=299.8/24×(2.9-0.5)2×(2×3.6+0.5)=554KN.mPs2=(331.2+179.6)/2=255.4KN/m2=644.3KN.mho=1000-50=950mm由以上計算結果可得：框架平面內(nèi)選取As=2712mm224Ф12@150框架平面外選取As=2712mm224Ф12@120結束語經(jīng)過兩年基礎與專業(yè)知識的學習，培養(yǎng)了我獨立做結構設計的基本能力。在老師的指導和同學的幫助下，我成功地完成了這次的設計課題——蘭州市某小區(qū)住宅樓的框架結構設計。此課題設計歷時約三個月，在這三個月中，我能根據(jù)設計進度的安排，緊密地和本組同學合作，按時按量的完成自己的設計任務。在畢業(yè)設計前期，我溫習了《結構力學》、《鋼筋混凝土》、《建筑結構抗震設計》等知識，并借閱了《抗震規(guī)范》、《混凝土規(guī)范》、《荷載規(guī)范》等規(guī)范。在畢業(yè)設計中期，我們通過所學的基本理論、專業(yè)知識和基本技能進行建筑、結構設計。在畢業(yè)設計后期，主要進行設計手稿的電子化，并得到指導老師審的批和指正。在繁忙緊張的工程實踐中，作為一名工程技術人員，我們應該努力調(diào)動集體的積極性和創(chuàng)造力，充分挖掘團隊的潛力，這樣我們的工作才能以最高的效率來進行。在工程實踐上，有很多問題應該發(fā)揮集體的智慧和力量，所以我們要重視團隊作用的發(fā)揮。在本次畢業(yè)設計中，我為能用上這幾年的學習成果而感到非常高興，同時我深深的感覺到了基礎知識的重要性。在以前學習結構力學、鋼筋混凝土結構、建筑結構抗震等專業(yè)課時，老是覺得所學的東西跟實踐相差的太遠，甚至覺得沒什么用，這可能跟當時特別想學什么就馬上能用有關。這種急功近利的思想使自己對一些專業(yè)課的學習有所放松，在畢業(yè)設計的過程中，我感覺到那些基礎知識是相當重要的。在以后的學習生活中切不可急于求成而忽略了基礎知識的鍛煉，對一門系統(tǒng)的科學，應該扎實的學習它的每一部分知識，充分利用各種實踐環(huán)節(jié)，切實做到理論聯(lián)系實踐，學以致用。大學畢業(yè)后，我將在新的地方開始自己新的學習和生活，但畢業(yè)設計這段時間是我大學生活最充實的一段時間。在此我再次感謝在這次畢業(yè)設計中支持和幫助我的老師和同學。參考文獻[1]楊志勇土木工程專業(yè)畢業(yè)設計手冊(第二版)，武漢：武漢理工大學出版社，2003[2]楊志勇工民建專業(yè)畢業(yè)設計手冊，武漢：武漢工業(yè)大學出版社，1997[3]沈蒲生梁興文.混凝土結構設計原理(上冊)，北京：高等教育出版社，2002[4]沈蒲生梁興文.混凝土結構設計(下冊)，北京：高等教育出版社，2002[5]牛曉榮應芬芳.建筑結構構造手冊，北京：中國建筑工業(yè)出版社，1995[6]趙明華土力學與基礎工程，武漢：武漢理工大學出版社，2000[7]同濟大學等四校房屋建筑學(第三版)，北京：中國建筑工業(yè)出版社，1997[8]段兵廷土木工程專業(yè)英語，武漢：武漢理工大學出版社，2001[9]龍驅球包世華.結構力學教程，北京：高等教育出版社，1999[10]GBJ67-89辦公建筑設計規(guī)范，北京：中華人民共和國建設部，2002[11]GB50011-2001混凝土結構設計規(guī)范，北京：中華人民共和國建設部，2002[12]GB50010-2002建筑抗震規(guī)范，北京：中華人民共和國建設部，2001[13]GB50009-2001結構荷載設計規(guī)范，北京：中華人民共和國建設部,2002[14]GBJ10-89混凝土結構設計規(guī)范，北京：中華人民共和國建設部，2002[15]GBJ7－89建筑地基基礎設計規(guī)范，北京：中華人民共和國建設部,2002[16]BolanderJE,LeBDJr.Modelingcrackdevelopmentinreinforcedconcretestructuresunderservicelading[J].ConstructionandBuildingMaterials,1999致謝本人畢業(yè)設計期間是在各專業(yè)老師全面、具體的指導下完成的。各位老師淵博的學識、敏銳的思維、嚴謹?shù)墓ぷ髯黠L使學生受益非淺，終生難忘！由于時間關系，在計算輸入過程中難免出現(xiàn)些錯誤，還望各位老師給予批評與指正。在此尤為感謝設計指導老師給予的指導。感謝我的同學和朋友對我的關心和幫助。本設計由于時間倉促及水平有限，難免會有不當甚至錯誤之處，敬請老師給予批評和指正。致謝人：李曉軍2009年3月1日

附錄資料：不需要的可以自行刪除冷卻塔施工方案1．工程概況：2．主要項目施工順序土方開挖毛石砌筑底板環(huán)基池壁人字柱吊裝塔芯等其它項目淋水裝置筒壁環(huán)梁池壁砼3．主要施工方法3．1土方工程土方開挖示意圖－10.000－2.500A1111A-A土方開挖示意圖－10.000－2.500A1111A-AA3．2底板施工底板施工應按設計區(qū)格進行鋼筋綁扎、澆筑混凝土，為保證上、下層鋼筋間距正確和上層鋼筋保護層正確，設置φ16mm鋼筋制作的鐵馬凳支撐，設置間距為@1.5m，上鋪φ18mm的架力筋。伸縮縫處的橡膠止水帶應安裝正確，接頭嚴密，嚴格按規(guī)范要求施工。底板砼澆筑完畢后，適時清除伸縮縫內(nèi)的雜物，嚴格按設計要求施工。底板砼采用泵送，同一區(qū)格的砼連續(xù)澆筑完成，不留施工縫。澆筑完畢后砼及時養(yǎng)生。3．3環(huán)基及池壁施工環(huán)基混凝土施工，為防止產(chǎn)生溫度裂縫，采用跳倉法施工，泵送砼。施工時采用分層振搗的施工方法。每段混凝土要求連續(xù)澆筑、一氣呵成。環(huán)基與池壁間只允許留設水平施工縫，水平施工縫的接縫形式，本次施工時采用凸槽形式。同時采用BW膨脹橡膠止水條代替?zhèn)鹘y(tǒng)的金屬止水片進行密封防水處理，此方法施工簡單，效果良好。施工時，先將包裝BW橡膠止水條的隔離紙撕掉，然后直接粘貼在平整和清理干凈的施工縫處，壓緊粘牢，每隔一米左右22#鐵線固定，即可澆筑池壁混凝土。在施工縫上澆筑混凝土前，應將施工縫處的混凝土表面鑿毛，清除浮粒和雜物，用水沖洗干凈，保持濕潤，再鋪一層20～25mm厚與原混凝土配合比相同的水泥砂漿。水池池壁鋼筋綁扎需綁剪刀撐，保證鋼筋骨架整體剛度，防止傾倒，模板采用大模板，內(nèi)設橫擋、外設門字架支撐控制壁厚，保證池壁混凝土外表工藝良好?；炷敛捎帽盟?。3．4人字柱預制人字柱施工采用預制吊裝方法。預制采用定形鋼胎模鋪貼薄硬塑板。測量人員首先對地面抄平，并保證密實不下沉，將枕木按800mm間距鋪于地面上，然后將底模置于枕木上，找平后固定，鋼筋現(xiàn)場綁扎，主筋焊接采用坡口焊。為保證人字柱主筋間距、防止扭曲，每根柱筋內(nèi)放2—3個Φ12鋼筋固定支架環(huán)。注意：人字柱內(nèi)的避雷線不可遺漏，避雷線針應做好標記。模板必須清理干凈，無銹無水泥漿后涂均脫模劑，放置墊塊，再放進綁扎好的鋼筋，最后安裝上模，端口堵緊堵嚴，以防漏漿。端口堵板要按立筋間距留設長槽。砼運輸采用砼攪拌運輸車，人工澆筑、機械振搗。為防止人字柱表面出現(xiàn)過多氣泡，砼澆筑采用分層澆注，最上層分兩次振搗，在砼初凝前進行，以便徹底排氣。初凝后拆除上模將砼表面壓光，保證收口處細膩。及時覆蓋塑料布養(yǎng)護一周。底模應在砼強度達75%以上時方可拆除，用吊車將柱從底模中輕輕吊出，放在事先準備好的墊木上。預制好的人字柱堆放最多堆放三層，層間用100mm*100mm木方墊起。3．5人字柱吊裝人字柱采用雙根吊裝的施工方法，吊裝機械采用16t汽車吊。每對柱子上下各設一根工具式支撐，支撐兩端分別與人字柱端部用鋼卡卡牢，注意兩根柱子的夾角必須準確，并且每對人字柱均設置一榀獨立的鋼架支撐。吊裝前測量人員定出環(huán)基和人字柱中心交點、人字柱的中心投影線、支撐鋼架兩個底角的位置，同時測出人字柱底根埋件標高的誤差。吊裝時，利用吊車將一對人字柱吊裝就位，并將人字柱底部的槽鋼與環(huán)基上的埋件焊接。利用激光經(jīng)緯儀，調(diào)整支撐鋼架和人字柱的角度，使激光點對準柱子上部十字線后，焊工及時將支撐焊接在底板預埋件上。依此類推完成整個塔的人字柱吊裝。3．6環(huán)梁施工1）施工順序：測量給出鋼排架底腳環(huán)向中心線鋼排架搭設鋪環(huán)梁及底模鋪跳板、安欄