土木工程畢業(yè)設計論文建筑類

1、第一章一 建筑設計一 工程概述本工程為某大學生公寓樓青青公寓幼兒園，地處煙臺市萊山區(qū)，是整體二層局部三層六層的全現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架結構。建筑面積為6300 ，占地面積約為1200m2，共可容納約1000人住宿。該公寓設公共洗漱間和廁所，采用節(jié)能設計思想。二 環(huán)境概況及建筑做法概述，建筑平面為L型，東部為一錯層的圓形結構，設計數(shù)據(jù)如下：1、氣象條件?；撅L壓是0.55kN/，基本雪壓是0.4kN/。2、抗震設防裂度?？拐鹪O防裂度為7度，地震時設計基本加速度為0.10g，屬第一組，抗震等級為三級。3、工程地質條件。地面粗糙類別為A類，屬二類建筑場地，基礎持力層為粘粒含量 10%的粉土，地基承載力特

2、征值Fak =180kPa，地下水位在天然地面下3.2m，且無侵蝕性。4、設計標高。室內設計標高±0.000相當于絕對+4.000m，室內外高差0.45m。5、墻身做法。墻身采用空心磚砌塊，M5混合砂漿砌筑，內粉刷為混合砂漿打底，紙筋灰抹面，厚20mm，“803”內墻涂料兩度。外粉刷為1：3水泥砂漿打底厚20mm，3mm釉面磚貼面。6、樓面做法。樓板頂面為18mm厚水泥砂漿找平，12mm 厚1：2水泥砂漿批面，3 mm厚瓷磚。7、屋面做法。先澆樓板上鋪膨脹珍珠巖（檐口厚30 mm，2%自檐口兩側向中間找坡）100 mm厚加氣混凝土絕熱層，1：2水泥砂漿漿找平層厚20 mm，高聚物改性

3、瀝青防水卷材。8、門窗做法。宿舍門為木門，其它為鋁合金門窗。9、混凝土強度等級：梁板為C25，柱為C30。第二章 結構設計（一 ）結構布置及梁柱截面尺寸、板厚、梁跨度及柱高度的確定1、（一）結構平面布置見建筑圖，梁柱截面尺寸、梁跨度及柱高度的確定如下。(1)1、現(xiàn)澆樓板厚度衛(wèi)生間取80，其余均取100 ，結構平面布置見建筑圖各梁柱截面尺寸確定如下：(2)2、軸的橫向框架梁 h=(1/10-1/12)L=(1/10-1/12)×6000=500-600，取h=600 。 b=(1/2-1/3)×500=166-250， 取b=300 。 b×h=300×5

4、00。B C F G軸的縱向梁h=(1/10-1/12)L=（1/10-1/12）×3600=400-300，取h=500 。 b=(1/2-1/3)×500=250-170， 取b=300。中柱、邊柱連系梁，取b×h=300×500方柱截面均取 b×h=450×450(3)3、柱高度 底層柱高度h=3.2+0.45+0.5=4.15m 二層頂層的層高為3.2m.2（二）.框架計算簡圖45×0.453/3.2=10.68×底層柱： i=E×1/12×0.45×0.453/4.15=8.

5、23×第三章 荷載計算 (一 )屋面均布恒載標準值按屋面做法逐項計算均布荷載:高聚物防水卷材層 0.4 kN/20厚1：2水泥砂漿找平 0.02×20=0.4 kN/30-130厚（2%找坡）膨脹珍珠巖 （0.03+0.13）/2×10=0.8 kN/100厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土樓板 0.1×25=2.5 kN/15厚紙筋石灰抹底 0.015×16=0.24 kN/ 合計 4.31 kN/ 圖31恒荷載計算簡圖 圖32活荷載計算簡圖(二 )樓面恒載標準值按樓面做法逐項計算均布荷載:瓷磚 0.65 kN/ 20厚水泥砂漿找平 0.02×20=

6、0.4 kN/ 100厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土樓板 0.10×25=2.5 kN/15厚紙筋石灰抹底 0.015×16=0.24 kN/ 合計 3.75 kN/(三 )屋面活載屋面均布活荷載標準值上人屋面按荷載規(guī)范取q6BC=q6FG=q 6CF=2.0 kN/m2(四 )樓面活載樓面均布荷載標準值為：BCCF FG6GF=0.5(五) 梁上的恒荷載計算：6BC6CF 6FG6G6F=0.56BC6CF 6FG6GF=0.5 根據(jù)荷載規(guī)范風壓標準值計算公式為： F6=76.3 kN ， F5=58.5 kN ， F4=50 kN， F3 =39.5 kN ， F2 =30 kN ，

7、 F1=14 kN。水平地震荷載的計算簡圖見下圖831：框架梁的線剛度見表831：柱的線剛度及D值見表832，表833： 圖31 地震荷載、風荷載計算簡圖中 柱 的 剛 度 表32層數(shù)截面層高混凝土慣性矩線剛度底層(KNkN/m)bh (m2)h (m)EIc其它60.4523.223.4×10634×10-4249871.680.421.471542650.4523.223.4×10634×10-4249871.680.421.471542640.4523.223.4×10634×10-4249871.680.421.4715426

8、30.4523.223.4×10634×10-4249871.680.421.471542620.4523.223.4×10634× 10-9249871.680.421.471542610.4524.1523.4×10634×10-4192671.90.620.78362 框 架 梁 的 線 剛 度 表31頂一層及一般層框架梁截面跨度混凝土慣性矩框 架bho （m2） l(m2)EI0邊梁中梁邊梁中梁Ib=I0(kN.m)橫向0.3×0.6623.4×10654×10-4811×10-4108

9、×10-43159042120縱向0.3×0.53.623.4×10631×10-447×10-463×10-43042040560邊 柱 的 剛 度 表33層數(shù)截面層高混凝土慣性矩線剛度底層(kN/m)bh (m2)h (m)EIc其它60.4523.223.4×10634×10-4249871.260.391.471432550.4523.223.4×10634×10-4249871.260.391.471432540.4523.223.4×10634×10-424987

10、1.260.391.471432530.4523.223.4×10634×10-4249871.260.391.471432520.4523.223.4×10634× 10-9249871.260.391.471432510.4524.1523.4×10634×10-4192673.280.650.788673 （三） 地震荷載作用下的變形驗算 采用D值法進行驗算，計算過程見表34。 表34層數(shù)地震力剛度層間位移頂點位移層高h(m)總高度頂點位移 與總高之比61143.98330280.001370.02053.220.1552020

11、.78330280.002430.01913.242755.18330280.003310.01673.233347.18330280.004020.01343.223796.68330280.004560.009353.214094.88552040.004790.004794.15經(jīng)驗算，各樓層均滿足層間位移，建筑物的頂點位移也滿足規(guī)范中的要求。 經(jīng)驗算，各樓層均滿足層間位移，建筑物的頂點位移也滿足規(guī)范中的要求。四 樓板設計（一 ）設計資料對各層樓板設計，故按雙向板進行計算。樓板自重加上面層、粉刷層等，恒荷載標準值gk=3.14kN/m2,樓面活荷載標準值為qk=2.0kN/m2 。采用C

12、25混凝土澆澆注，板中鋼筋采用HPB235筋。 筑，板中鋼筋采用HPB235筋。（二 ） 荷載設計值 恒荷載設計值：g=1.2gk=1.2（三 ）計算跨度： 內跨：lo=lc ,邊跨: lo=lc-250+- .具體見表41。（四 ）內力計算：考慮到實際情況，采用塑性鉸線法進行計算。計算后繪表41。 假定邊緣板帶跨中配筋率與中間板帶相同，支座截面配筋率不隨板帶而變化。根據(jù)不同的支承情況，整個樓蓋可分為A、B、C、D四種區(qū)格。板的類別見圖41。 圖41 板的平面布置取m2u=m1u,，1=2=1=2”=2，. 彎矩計算公式為：M1u=m1ul02=nm1ul01 (41)M2u =m2ul01=

13、m1ul01 (42)M1u=M”1u=nm1ul01 (43)M2u=M”2u=m1ul01 (44) .2 M1u +2 M2u + M1u + M”1u + M2u + M”2u = (45)式中： M1u 短跨（l01）方向跨中極限承載能力， M2u 長跨(l02)方向跨中極限承載能力， M1u ，M”1u短跨方向兩支座極限承載能力， M2u ，M”2u長跨方向兩支座極限承載能力,為樓面荷載設計值。（一）1、 A區(qū)格： ,=0.4, =6.6kN/m2故有： M1u= 5.61m1 ， M2u = 2.24 m1 ， M1u = M”1u = -11.22 m1 ， M2u=M”2u=

14、 -4.48 m1 。將上述各值代入（45）得： m1u=1.89kN·m , m2u=0.4m1u=0.76kN·m, m1u=m“1u=-2m1u=-3.78kN·m, m2u=m“2u=-2m2u=-1.52kN·m.2（二）、 B區(qū)格： ，=0.4, =6.6kN/m2由于B區(qū)格與A區(qū)格基本相似，故不重新計算： M1u= 5.61m1 ， M2u = 2.24 m1 ， M1u = M”1u = -11.22 m1 ， M2u=M”2u= -4.48 m1 。將上述各值代入（45）得： m1u=1.87kN·m , m2u=0.4m1u

15、=0.7kN·m, m1u=m”1u=-2m1u=-3.74kN·m, m2u=m”2u=-2m2u=-1.5kN·m3（三）、 C區(qū)格： ，=0.4, =6.6kN/m2由于C區(qū)格與B區(qū)格基本相似，故不重新計算： M1u= 5.61m1 ， M2u = 2.24 m1 ， M1u = M”1u = -11.22 m1 ， M2u=M”2u= -4.48 m1 。將上述各值代入（45）得： m1u=1.84kN·m , m2u=0.4m1u=0.74kN·m, m1u=m“1u=-2m1u=-3.68kN·m, m2u=m“2u=-2

16、m2u=-1.48kN·m4（四）、D區(qū)格：，=0.3, =6.6kN/m2故有： M1u= 5.7m1 ， M2u = 2.4 m1 ， M1u = M”1u = -11.5 m1 ， M2u=M”2u= -4.68 m1 。將上述各值代入（45）得： m1u=1.76kN·m , m2u=0.4m1u=0.68kN·m, m1u=m”u=-2m1u=-3.43kN·m, m2u=m”u=-2m2u=-1.28kN·m五 （五）配筋計算：各個區(qū)格的截面高度見表42，彎矩設計值見表41，考慮到四邊與梁整體澆結的板的有利因素，對該類板進行折減，取

17、為設計值的80%，取余不折減。為方便計算，近似取=0.95，具體配筋列于表42。各種區(qū)格的配筋率應該滿足最小配筋率的要求，并有足夠的搭接和錨固，具體要求按照混凝土設計規(guī)范的具體要求執(zhí)行。按塑性鉸線法計算的各區(qū)格正截面受彎承載力設計值 表41 單位：kN·m 項目區(qū)格ABCDl01（m）3.65.655.656l02（m）3.33.33.253.25M1u(kN·m)5.61m15.61m15.53m15.85m1M2u(kN·m)2.24m12.24m12.21m12.34m1M1u(kN·m)-11.22m1-11.22m1-11.06m1-11.7m

18、1M”1u(kN·m)-11.22 m1-11.22 m1-11.06 m1-11.7 m1M2u(kN·m)-4.48 m1-4.48 m1-4.42 m1-4.68 m1M”2u(kN·m)-4.48 m1-4.48 m1-4.42 m1-4.68 m1m1u(kN·m)1.891.871.841.76m2u(kN·m)0.760.750.740.71m1u(kN·m)-3.78-3.74-3.68-3.52m”1u(kN·m)-3.780-3.680m2u(kN·m)-1.52-1.500m”2u(kN

19、83;m)-1.52-1.5-1.48-1.41按塑性理論設計的截面配筋 表42 項目 截面h0（m）m(kN·m)As(mm2)配筋實有As(mm2) 跨 中A區(qū)格l01方向801.89 ×0.8=1.5184.66200141l02方向720.76×0.8=0.6138.06200141B區(qū)格l01方向801.87104.76200141l02方向720.7546.76200141C區(qū)格l01方向801.84103.16200141l02方向720.7446.16200141D區(qū)格l01方向801.7698.56200141l02方向720.7144.2620

20、0251 支 座AA80-1.5×0.8=-1.2268.38200251AB80-3.7×0.8=-3.02169.18200251AC80-1.5285.18200251CD80-3.68206.18200251BB80-1.584.08200251BD80-1.584.08200251第五章 結構內力計算及內力組合各種荷載作用下的內力見下面的圖表。一 內力圖（一 ）恒荷載作用下的內力圖見圖51.1，圖51.2，圖51.3 。（二 ）活荷載作用下的內力圖見圖51.4圖51.5，圖51.6。 （三） ）風荷載作用下的內力圖見圖51.7圖51.8，圖51.9。 （四 ）地震

21、荷載作用下的內力圖見圖51.10，圖51.11，圖51.12。由于結構的對稱性，風荷載與地震荷載僅做出其在左側時的內力。當風荷載與地震荷載在右側作用時，對稱做出。圖51.1 恒荷載作用下結構的彎矩圖 單位（KN·m）圖51.1 恒荷載作用下結構的彎矩圖 單位（kN·m）圖51.1 恒荷載作用下結構的彎矩圖 單位（KN·m）圖51.2 恒荷載作用下結構的剪力圖 單位（kN） 圖51.3 恒荷載作用下結構的軸力圖 單位（kN） 圖51.4 活荷載作用下結構的彎矩圖 單位（kN·m）圖51.5 活荷載作用下結構的剪力圖 單位（kN）圖51.6 活荷載作用下結構

22、的軸力圖 單位（kN） 風從左側吹來時的彎矩、剪力、軸力圖分別見下圖51.1，圖51.1，圖51.1 。圖51.7 風荷載作用下結構的彎矩圖 單位（kN·m）圖51.8 風荷載作用下結構的剪力圖 單位（kN）圖51.9 風荷載作用下結構的軸力圖 單位（kN） 左側地震荷載作用下結構的彎矩、剪力、軸力圖見圖54.1 ，圖54.1，圖54.1。圖51.10地震荷載作用下結構的彎矩圖 單位（kN·m）圖51.11 地震荷載作用下結構的剪力圖 單位（kN）圖51.12 地震荷載作用下結構的軸力圖 單位（kN）（二） 、內力組合 各種荷載作用下的框架內力求得之后，根據(jù)最不利又是可能的

23、情況進行內力組合。1（一）、內力組合前的調幅考慮到結構塑性內力重分布的有利影響，應在內力組合之前對豎向荷載作用下的內力進行調幅。豎向荷載主要為恒荷載和活荷載，恒荷載滿跨布置，活荷載本應按最不利布置來進行組合。為簡化方便，采用滿布荷載法，但所求得的梁跨中彎矩卻比最不利荷載布置法要小，因此對梁跨中彎矩乘以1.11.2得系數(shù)予以增大，計算精度可以滿足工程要求。設框架梁AB在豎向荷載作用下，梁端最大負彎矩分別為MAO、MBO ,梁跨中的最大正彎矩為MCO ,則調幅后的梁端彎矩為： MA=MAO , MB=MBO. （52.1） 式中，為彎矩調幅系數(shù)，對于現(xiàn)澆框架可取=0.80.9 ;MA 、MB 分別

24、為調幅后梁端彎矩。 梁端彎矩調幅后，在相應荷載作用下的跨中彎矩必將增加，因此應根據(jù)校核梁的靜力力平衡條件，由下式檢驗： （52.2） 其中，MCO為跨中最大正彎矩；MO為按簡支梁計算的跨中最大彎矩值。 彎矩調幅只對豎向荷載作用下的內力進行，水平荷載不參與調幅，因此，彎矩調幅應在內力組合之前進行。設計采用調幅后的內力值進行截面設計和配筋計算。所選框架為軸的 框架簡圖，見圖52.1 圖52.1 框架控制截面簡圖2（二）、荷載作用下的內力框架為六層，在各種荷載作用下的內力圖，由結構力學求解器求出，現(xiàn)在給出各層框架梁的內力圖，見表52.1。 梁 在 荷 載 作 用 下 的 內 力 表52.1層 數(shù)控制

25、截面恒 載活 載風 載地 震MVMVMVMV 頂 層1-33.145.39-11.314.57±13.29±14.6±26.0±7.33245.57016.270±30.4±14.6±3.6±7.333-41.89-48.8-14.12-15.67±74.1±14.6±18.4±7.334-45.7147.11-15.0115.12±17.66±15.6±26.0±8.64535.36013.020±27.7±15.

26、1±0.03±8.646-45.71-47.1-15.01-15.52±73.1±15.1±25.9±8.647-41.8948.84-14.1215.67±16.61±15.7±18.0±7.15845.57016.270±30.4±15.7±3.4±7.159-33.1-45.4-11.3-14.57±77.4±15.7±24.9±7.15五 層1-54.8766.09-16.5816±19.5

27、7;16±43.2±17.9249.52013.970±28.5±16±5.34±17.93-63.61-69.6-12.1-14.24±76.5±16±48.4±17.94-83.8495.18-14.6515.12±17.24±15.1±61.2±20.4573.8013.520±28.1±15.1±0.05±20.46-83.84-95.2-14.65-15.12±73.5±15.1

28、7;61.1±20.47-63.6169.57-12.114.24±14.23±14.2±48±17.7849.52013.970±28.5±14.2±5.2±17.79-54.87-66.1-16.58-16±71.2±14.2±58.4±17.7四 層1-53.1665.76-15.5615.68±18.3±15.7±90.7±27.6250.59067.480±28.8±15.7±7.92&

29、#177;27.63-63.7-69.9-12.68-14.56±75.8±15.7±74.8±27.64-85.2695.18-14.9415.12±17.58±15.1±89.2±29.7571.74013.110±27.8±15.1±0.04±29.76-85.26-95.2-14.94-15.12±73.1±15.1±89.1±27.57-63.769.9-12.6814.56±14.92±14.6±

30、;74.6±27.5850.59067.480±28.8±14.6±7.8±27.59-53.16-65.8-15.56-15.68±72.4±14.6±90.2±35.7三層1-51.4365.03-14.8515.39±17.47±15.4±117±35.7250.4014.230±28.7±15.4±10.0±35.73-65.68-70.6-13.46-14.85±74.9±15.4±97

31、.0±37.44-85.695.18-15.0915.12±17.57±15.1±112.±37.4571.35012.910±27.6±15.1±0.04±37.46-85.6-95.8-15.09-15.12±73±15.1±112.±35.57-65.6870.63-13.4614.85±15.83±14.9±96.7±35.5850.4014.230±28.7±14.9±9.87±

32、;35.59-51.43-65-14.58-15.39±73.3±14.9±116.±35.5 續(xù)表52.1層 數(shù)控制截面 恒 載活 載風 載地 震 MVMVMVMV二 層1-49.2464.11-13.9715.02±16.4±15.0±138±42.2250.17014.240±28.6±15.0±11.1±42.23-68.21-71.6-14.47-15.22±73.7±15.0±115.±42.24-86.0295.18-15

33、.2515.12±17.9±15.1±132±44570.68012.680±27.4±15.1±0.05±446-86.02-95.2-15.25-15.12±72.8±15.1±132±447-68.2171.55-14.4715.22±17.0±15.2±115±42850.17014.240±28.6±15.2±10.9±429-49.24-64.1-13.97-15.02±74

34、.3±15.2±137±42一 層1-41.1161.36-11.5314.23±13.6±14.2±168±50.6251.6014.740±29.1±14.2±16.5±50.63-74.14-74.3-16.07-16±71.8±14.2±135±50.64-86.6295.18-15.7715.12±18.6±15.1±141±47.1569.88011.950±26.8±15.

35、1±0.04±47.16-86.62-95.2-15.77-15.12±72.2±15.1±141±47.17-74.1474.3-16.0716±18.9±16.0±135±50.4851.6014.740±29.1±16.0±16.3±50.49-41.11-61.4-11.53-14.23±77.2±16.0±167±50.43（三）、內力分析、組合框架梁各層的控制截面見前圖52.1，設計采用最大內力設計值，即

36、最不利組合下的構件內力。僅給出頂層、三層和一層的內力，見下表52.2 ，表52.3 ，表52.4。 頂層框架梁的不利內力組合 表52.2 三 層 框 架 梁 的 不 利 內 力 組 合 表52.3底層框架梁的不利內力組合 表52.4框架柱各控制截面在各種荷載下的內力值見下表52.5?？蚣苤骺刂平孛娴膬攘M合見表52.6（按不利組合進行，其他組合不起控制作用不另外列出）?？蚣苤骺刂平孛娴膬攘?表52.5 層數(shù)柱號控制截面恒 載活 載風 載地震荷載頂層MNMNMNMNA柱上 -38.94-90.01-13.29-19.43±3.38±0.97±25.58±

37、;7.33下 33.4390.0110.5-19.43±1.92±0.97±15.86±7.33B柱上 -4.49-136.4-1.05-43.75±6.06±0.25±44.36±1.32下 9.5-136.41.3-43.75±5.03±0.25±37.39±1.32五層A柱上 -31-226.38-9-42.27±6.47±3.51±43.24±25.25下 31.38-226.389.21-42.27±4.82

38、7;3.51±33.68±25.25B柱上 -14.29-328.49-1.71-86.07±10.7±0.66±72.24±3.78下 13.27-328.491.5-86.07±9.8±0.66±66.76±3.78四層A柱上 -31.16-362.43-9.08-64.79±9.01±7.72±56.98±52.83下 30.72-362.438.92-64.79±7.5±7.72±49.21±52.83B柱上

39、 -12.14-520.92-1.16-128.7±15.3±1.02±97.26±5.92下 11.94-520.921.06-128.7±14.4±1.02±92.77±5.92三層A柱上 -29.79-497.74-8.55-87.02±11.4±13.5±67.8±88.5下 29.15-497.748.3-87.02±10.0±13.5±62.31±88.5B柱上 -11.44-714.07-0.86-171.6±1

40、9.4±1.32±116.54±7.67下 11.11-714.070.74-171.6±18.5±1.32±112.68±7.67二層A柱上 -28.78-632.13-8.14-108.9±13.7±20.8±75.19±130.66下 30.43-632.138.57-108.9±10.9±20.8±64.04±130.66B柱上 -9.86-908.16-0.17-214.9±24.3±1.68±135.01

41、±9.58下 9.46-908.160.17-214.9±23.6±1.68±132.25±9.58一層A柱上 -17.94-763.77-4.99-129.9±21.2±30.4±106.83±182.02下 9.37-763.772.6-129.9±29.1±30.4±149.18±182.02B柱上 -5.23-11050.17-259.0±28.7±0.93±147.6±5.94下 2.77-1105-0.05-259

42、.0±32.8±0.93±169.5±5.94得出各種荷載作用下的內力后，選取適當?shù)慕M合形式進行內力組合，求出各個控制界面的內力設計值，具體見下表52.6 。 框架柱的不利內力組合 表52.6 層數(shù)柱號控制截面MNMNMN頂層A柱上 -65.334-135.21-87.96-129.20-65.59-140.56下 54.81680.8167.0386.8355.42102.47B柱上 -6.858-224.93-63.69-191.65-7.09-227.02下 13.22-224.9360.79-191.6514.10-227.02五層A柱上 -49

43、.8-330.83-98.81-329.84-50.67-347.04下 50.55-330.8386.97-329.8451.39-347.04B柱上 -19.542-514.69-112.09-450.74-20.97-527.81下 18.024-514.69103.61-450.7419.38-527.81四層A柱上 -50.104-525.62-116.91-542.47-50.96-552.78下 49.352-525.62106.19-542.4750.21-552.78B柱上 -16.192-805.30-141.70-710.03-17.53-829.38下 15.812-8

44、05.30135.57-710.0317.16-829.38三層A柱上 -47.718-719.11-129.02-764.55-48.59-757.23下 46.6-719.11120.96-764.5547.49-757.23B柱上 -14.932-1097.2-165.75-969.84-16.29-1132.2下 14.368-1097.2160.26-969.8415.72-1132.2二層A柱上 -45.932-911.0-137.17-993.75-46.83-960.09下 48.514-911.0124.91-993.7549.48-960.09B柱上 -12.07-1390.7-187.45-1231.2-13.48-1436.65下 11.59-1390.7183.38-1231.212.94-1436.65一層A柱上 -28.514-1098.5-163.40-1231.1-29.11-1158.44下 14.884-1098.5206.738-1231.1215.20-1158.44B柱上 -6.038-1688.6-198.05-1489.13-6.89-1745.59下 3.254-1688.6223.64-1489.133.69-1745.59 由上表的數(shù)據(jù)可以看出，柱子各個截面的最大內力為：(一) 梁的截面選擇 梁截面采用矩形，其