框架結(jié)構(gòu)計(jì)算書_圖文

1、1. 工程概況黑龍江省某市興建六層商店住宅,建筑面積 4770平方米左右,擬建房屋所在地震動(dòng) 參數(shù) 08. 0m ax =, 40. 0T g =,基本雪壓 -20m 6KN . 0S =,基本風(fēng)壓 -20m 40KN . 0=,地 面粗糙度為 B 類。地質(zhì)資料見表 1。表 1 地質(zhì)資料 2. 結(jié)構(gòu)布置及計(jì)算簡(jiǎn)圖根據(jù)該房屋的使用功能及建筑設(shè)計(jì)的要求, 進(jìn)行了建筑平面、 立面及剖面設(shè)計(jì), 其標(biāo) 準(zhǔn)層建筑平面、結(jié)構(gòu)平面和剖面示意圖分別見圖紙。主體結(jié)構(gòu)共 6層,層高 1層為 3.6m , 26層為 2.8m 。填充墻采用陶?？招钠鰤K砌筑:外墻 400mm ;內(nèi)墻 200mm 。窗戶均采用鋁合金窗,門

2、 采用鋼門和木門。樓蓋及屋面均采用現(xiàn)澆鋼筋砼結(jié)構(gòu),樓板厚度取 120mm ,梁截面高度按跨度的1/812/1估算,尺寸見表 2,砼強(qiáng)度采用 mm 43N . 1f , mm 3KN . 14f (C -2t -2c 30=。屋面采用彩鋼板屋面。表 2 梁截面尺寸(mm 柱截面尺寸可根據(jù)式 cN f NA c 估算。因?yàn)榭拐鹆叶葹?7度,總高度 30m <,查表可知該框架結(jié)構(gòu)的抗震等級(jí)為二級(jí),其軸壓比限值 8. 0N =;各層的重力荷載代表值近 似取 12-2m KN ,由圖 2.2可知邊柱及中柱的負(fù)載面積分別為 2m 35. 4和 2m 8. 45. 4。 由 公式可得第一層柱截面面積為

3、邊柱 32c 1.34.5312106A 98182mm 0.814.3=中柱 23c mm 51049114.38. 0610128. 45. 425. 1A =如取柱截面為正方形,則邊柱和中柱截面高度分別為 371mm 和 389mm 。根據(jù)上述計(jì)算結(jié) 果并綜合考慮其它因素,本設(shè)計(jì)框架柱截面尺寸取值均為 600m m 600m m ,構(gòu)造柱取400m m 400m m ?；A(chǔ)采用柱下獨(dú)立基礎(chǔ),基礎(chǔ)埋深標(biāo)高 -2.40m ,承臺(tái)高度取 1100mm 。框架結(jié)構(gòu)計(jì)算 簡(jiǎn)圖如圖 1所示。取頂層柱的形心線作為框架柱的軸線;梁軸線取至板底, 62層柱高 度即為層高,取 2.8m ;底層柱高度從基礎(chǔ)頂

4、面取至一層板底,取 4.9m 。 圖 1. 框架結(jié)構(gòu)計(jì)算簡(jiǎn)圖3. 重力荷載計(jì)算3.1 屋面及樓面的永久荷載標(biāo)準(zhǔn)值屋面(上人 :20厚水泥砂漿找平層 -2m 40KN . 002. 020= 150厚水泥蛭石保溫層 -2m 75KN . 015. 05.0= 100厚鋼筋混凝土板 -2m 5KN . 210. 025= 20厚石灰砂漿 -2m KN 43. 020. 071=合計(jì) 4.11-2m KN 15層樓面:瓷磚地面(包括水泥粗砂打底 0.55-2m KN 120厚鋼筋混凝土板 -2m 5KN . 210. 025= V型輕鋼龍骨吊頂或 20厚水泥砂漿 0.34-2m KN 合計(jì) 3.39

5、-2m KN 3.2 屋面及樓面可變荷載標(biāo)準(zhǔn)值上人屋面均布荷載標(biāo)準(zhǔn)值 2.0-2m KN 樓面活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 2.0-2m KN 屋面雪荷載標(biāo)準(zhǔn)值 20r k m 6KN . 06. 00. 1S S -=3.3 梁、柱、墻、窗、門重力荷載計(jì)算梁、 柱可根據(jù)截面尺寸、 材料容重及粉刷等計(jì)算出單位長(zhǎng)度上的重力荷載; 對(duì)墻、門、窗等可計(jì)算出單位面積上的重力荷載了。具體計(jì)算過程從略,計(jì)算結(jié)果見表 3。表 3 梁、柱重力荷載標(biāo)準(zhǔn)值 續(xù)表 3注 :1表中 為考慮梁、柱的粉刷層重力荷載而對(duì)其重力荷載的增大系數(shù);g 表示單位長(zhǎng)度構(gòu)件重力荷載; n 為構(gòu)件數(shù)量2梁長(zhǎng)度取凈長(zhǎng);柱高取層高。外墻為 400厚陶?？招?/p>

6、砌塊(5-2mKN ,外墻面貼瓷磚(0.5-2mKN ,內(nèi)墻面為 20mm 厚抹灰,則外墻單位墻面重力荷載為:-2mKN84. 602. 01740. 0515. 0=+;內(nèi)墻為 200厚陶?？招钠鰤K,兩側(cè)均為 20mm 厚抹灰,則內(nèi)墻單位面積重力荷載為: 1-2mKN68. 3202. 01720. 05=+。木門單位面積重力荷載為 -2m2KN. 0;鋁合金窗單位面積重力荷載取 -2m4KN. 0;鋼鐵門單位面積重力荷載為 -2m4KN. 0。3.4 重力荷載代表值 (見圖 4集中于各樓層標(biāo)高處的重力荷載代表值, 為計(jì)算單元范圍內(nèi)的各樓層樓面上的重力荷 載代表值及上下各半層的墻柱等重量。

7、計(jì)算時(shí), 各可變荷載的組合按規(guī)定采用, 屋面上的 可變荷載均取雪荷載,具體過程略,計(jì)算簡(jiǎn)圖見圖 2。 6880.28KN6880.28KN6880.28KN4940.39KN圖 24. 橫向框架側(cè)移剛度計(jì)算橫梁線剛度bi 計(jì)算過程見表 4;柱線剛度ci 計(jì)算見表 5。表 4 橫梁線剛度bi 計(jì)算表 表 5 柱線剛度ci 計(jì)算表柱的側(cè)移剛度 D 值按下式計(jì)算:2cc h12iD =。根據(jù)梁柱線剛度比 K 的不同,柱可分 為中框架中柱和邊柱、邊框架中柱和邊柱以及樓、電梯間柱等,計(jì)算結(jié)果分別見表 6、表 7、表 8。表 6 中框架柱側(cè)移剛度 D 值 mm N (-1 表 7 邊框架柱側(cè)移剛度 D 值

8、 mm N (-1 將上述不同情況下同層框架側(cè)移剛度相加, 即得框架各層層間側(cè)移剛度 i D , 見表 8。 由表 8可見, 12D /D 1194642/16848300.7090.7=>,故該框架為橫向規(guī)則框架。表 8 橫向框架層間側(cè)移剛度 D 值 mm /N ( 5. 橫向水平荷載作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力和側(cè)移計(jì)算5.1 橫向水平地震作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力和側(cè)移計(jì)算5.1.1 橫向自振周期計(jì)算結(jié)構(gòu)頂點(diǎn)的假想位移計(jì)算見表 9。表 9 結(jié)構(gòu)頂點(diǎn)的假想位移計(jì)算 結(jié)構(gòu)基本自震周期 T T 17. 1T =,其中 T 的量綱為 m ,取 7. 0T =,則S 492. 01711. 07. 07.

9、 1T 1=5.1.2 水平地震作用及樓層地震剪力計(jì)算本方案結(jié)構(gòu)高度小于 40m ,質(zhì)量和剛度沿高度分布較均勻,變形以剪切型為主,故可用底部剪力法計(jì)算水平地震作用。因?yàn)槭嵌噘|(zhì)點(diǎn)結(jié)構(gòu),所以eq i G 0.85G 0.854940.396880.2847058.8833592.33KN =+=( 設(shè)防烈度按 7度考慮,場(chǎng)地特征周期分區(qū)為二區(qū),場(chǎng)地土為類,查表得: 特征周期 T g =0.40s 水平地震影響系數(shù)最大值 08. 0m ax =0.90.9g 1max 1T 0.400.080.066T 0.492= EK 1eq F G 0.06633592.332217.09KN =因?yàn)?g 1

10、1.4T 1.40.40.56S T 0.492S =>=,所以不應(yīng)考慮頂部附加水平地震作用。 各質(zhì)點(diǎn)的水平地震作用:(i ii ii n EK nnjjjjj 1j 1G H G H F 1F 2217.09G HG H=-=表 10各質(zhì)點(diǎn)橫向水平地震作用及樓層地震剪力計(jì)算表 各質(zhì)點(diǎn)水平地震作用及樓層地震剪力沿房屋高度的分布如下圖 3。V6V5V4V3V2V1F4F3F2F1F6F5(a 縱向水平地震作用分布 (b 層間剪力分布 圖 3 縱向水平地震作用及層間剪力分布圖5.1.3 水平地震作用下的位移驗(yàn)算水平地震作用下框架結(jié)構(gòu)的層間位移 i 和頂點(diǎn)位移 i 按下式計(jì)算=s1j ij i

11、 i D /V ( 和kn1k = ( , 各 層 的 層 間 彈 性 位 移 角 i i e h /=,計(jì)算結(jié)果如表 11。表 11 橫向水平地震作用下的位移驗(yàn)算 由表可見,最大層間彈性位移角發(fā)生在第 2層,其值 0.818310- 1/550,滿足要求 , 其中 550/1h /=是由彈性層間位移角限值查得。5.1.4 水平地震作用下框架內(nèi)力計(jì)算以 4軸線框架內(nèi)力計(jì)算,其余框架計(jì)算從略。 框架柱端剪力及彎矩按式 i s1j ijijij V DD V =;yh V M ij ij b = ;h y 1V M ij uij (-=各柱反彎點(diǎn)高度比 321n y y y y y += 本例中底

12、層柱需考慮修正值 y 2,第二層柱需 考慮修正值 y 1和 y 3,其余柱均無(wú)修正。計(jì)算結(jié)果見表 12。梁端彎矩、剪力及柱軸力分別按式M M (i i i M u ij b j , 1i rbl b l b l b+=+ ; M M (i i i M uij b j , i i rbl b r b r b+=+ ; LM M V 2b1b b += ;knik r b l b i V V (N =+= ;計(jì)算結(jié)果見表 12。黑龍江八一農(nóng)墾大學(xué)畢業(yè)設(shè)計(jì) 注 :表中 M 的量綱為 kN ·m,V 量綱為 kN10 表 13梁端彎矩、剪力及柱軸力計(jì)算注 :1柱軸力中的負(fù)號(hào)表示拉力。當(dāng)為左地

13、震時(shí),左側(cè)兩根柱為拉力 , 對(duì)應(yīng)的右側(cè)兩根柱為壓力。 2表中單位為 kN ·m , V 單位 N , l 的單位為 m 。.198.0239.659.2633.69155.6824. 7528.5828. 589. 600. 7263.627. 868. 57. 567. 321. 93441.53. 691791169.3125.2636.8141.2517.8830.3944.9457.7114.3317.8830.3944.9414.33125.75291165.25150.9293.2148.2717.886.559.8611.9617.9523.35-6.55-16.38-

14、28.34-44.77-62.72-86.07-11.33-31.89-64.87-106.15-102.93-204.93125.7557.716.559.8611.9616.4317.9523.35(a 框架彎矩圖 (b 梁端剪力及柱軸力圖 圖 4 左地震作用下框架彎矩圖、梁端剪力及柱軸力圖5.2 橫向風(fēng)荷載作用下框架結(jié)構(gòu)內(nèi)力和側(cè)移計(jì)算5.2.1 風(fēng)荷載標(biāo)準(zhǔn)值風(fēng)荷載標(biāo)準(zhǔn)值按式 o z s z k =, 基本風(fēng)壓 w 0=0.40KN/m2。 由 荷載規(guī)范 查得 8. 0s =(迎風(fēng)面和 5. 0s -=(背風(fēng)面 , B 類地區(qū), H/B=18.9/82.9=0.23,查表得: 脈動(dòng)影響 系

15、數(shù) =0.42. T1=0.492S , W 0T 12=0.097KNS2/m2. 查表得脈動(dòng)增大系數(shù) =1.23。 HH 42. 032. 111iz z z z +=+= 仍取圖 4軸線橫向框架,其負(fù)載寬度 4.05m ,沿房屋高度分布風(fēng)荷載標(biāo)準(zhǔn)值z(mì) z s q(z4.050.4=根據(jù)各樓層標(biāo)高處高度 H i 查取 z , z (q 沿房屋高度的分布見表 14。 z (q 沿房屋高度的 分布見圖 5(a 。表 14 沿房屋高度分布風(fēng)荷載標(biāo)準(zhǔn)值 荷載規(guī)范規(guī)定,對(duì)于高度大于 30m 且高寬比大于 1.5的房屋結(jié)構(gòu),應(yīng)采用風(fēng)振系 數(shù) z 來考慮風(fēng)壓脈動(dòng)的影響,本例房屋高度 H=18.9m<

16、;30m,H/B<0.23,因此,該房屋應(yīng)不考 慮風(fēng)壓脈動(dòng)的影響?？蚣芙Y(jié)構(gòu)分析時(shí),應(yīng)按靜力等效原理將分布風(fēng)荷載轉(zhuǎn)化為節(jié)點(diǎn)集中荷載,節(jié)點(diǎn)集中荷 載見圖 5(b , 例第 5層集中荷載 F 5的計(jì)算如下:F 5=(2.08+1.3+1.89+1.18×2.8×1/2+(2.26-2.08 +(1.41-1.3 ×2.8×1/2×1/3 +(2.08-1.89 +(1.3-1.18 ×2.8×1/2×2/3 =9.45KN2.262.081.891.691.571.470.920.981.051.181.31.41

17、8.437.157.748.599.4510.97(a 風(fēng)荷載沿房屋高度的分布 (b 等效節(jié)點(diǎn)集中風(fēng)荷載 圖 5 框架上的風(fēng)荷載5.2.2 風(fēng)荷載作用下的水平位移驗(yàn)算根據(jù)圖 5(b 所示水平荷載,由式 =ni k k i F V 計(jì)算層間剪力 V i ,然后依據(jù)表 6求出軸 -4線框架的層間側(cè)移剛度,再按式=s1j ij i i D /V (;kn1k (=計(jì)算各層的相對(duì)側(cè)移和絕對(duì)側(cè)移,計(jì)算結(jié)果見表 15。表 15風(fēng)荷載作用下框架層間剪力及側(cè)移計(jì)算 由表 15可見, 風(fēng)荷載作用下框架最大層間位移角為 0.244310-, 遠(yuǎn)小于 1/550, 滿足 規(guī)范要求。5.2.3 風(fēng)荷載作用下框架結(jié)構(gòu)內(nèi)

18、力計(jì)算風(fēng)荷載作用下框架結(jié)構(gòu)內(nèi)力計(jì)算過程與水平地震作用下的相同。 4軸線橫向框架在風(fēng) 荷作用下的彎矩,梁端剪力及柱軸力見圖 6。計(jì)算結(jié)果見表 16表 17;表 17 風(fēng)荷作用梁端彎矩剪力及柱軸力計(jì)算 4軸線橫向框架在風(fēng)荷載作用下的彎矩、梁端剪力及柱軸力見圖 6。黑龍江八一農(nóng)墾大學(xué)畢業(yè)設(shè)計(jì) 16 續(xù)表 16 4. 0754.075. 6546.86970. 98915.8579.8390974614.8077.9. 4632. 7837.49213.732-6.85915.38939258.432. 615. 12353.7323.6135.65421.51827.811-9.78142.883.

19、 5340. 4890.760.76-0.76-2.0852.072-4.157-6.8572.873-9.73-14.5121.3252.0722.72.8734.782-6.7924.962.5527.512-5.4277.88215.39410.73526.1292.52328.652-44.89-18.922-19.272-11.2372.5522.5524.967.88210.7352.52330.7530.7559.4024.782(a 框架彎矩圖 (b 梁端剪力及柱軸力圖 圖 6橫向框架在水平風(fēng)荷載作用下框架彎矩圖、梁端剪力及柱軸力圖6. 豎向荷載作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力計(jì)算 6.1

20、 橫向框架內(nèi)力計(jì)算6.1.1 計(jì)算單元取 8軸線橫向框架進(jìn)行計(jì)算,計(jì)算單元寬度為 3.6m ,如圖 9所示。由于房間內(nèi)布置有 次梁,故直接傳給該框架的樓面荷載如圖中的水平陰影線所示,計(jì)算單元范圍內(nèi)的其余樓 面荷載則通過次梁和縱向框架梁以集中力的形式傳給橫向框架,作用于各節(jié)點(diǎn)上。由于縱 向框架的中心線與柱的中心線不重合,因此在框架節(jié)點(diǎn)上還作用有集中力矩。6.1.2 荷載計(jì)算6.1.2.1 恒荷計(jì)算在圖 7中, 1q 代表橫梁自重,為均布荷載。對(duì)于第 6層:' 1q =KN/m938. 3q 1 , 2q 為房間板傳給橫梁的梯形荷載,由圖 7所示,幾何關(guān)系得 圖 7 橫向框架計(jì)算單元P 1

21、P A3 M 111P 2P BCD34圖 8各層梁上作用的恒荷載'2q =KN/m796. 1422. 74.11q 2= 1P 、 2P 分別為由邊縱梁、中縱梁直接傳給柱的恒載,它包括梁自重、樓板重和女兒墻等的重力荷載,計(jì)算如下:11P 3.61.84.114.7253.66.840.63.645.1KN2=+=21P 3.61.84.112+4.7253.6=43.64KN2=31P 3.61.84.114.7253.66.840.63.645.1KN 2=+=集中力矩 14110.60.3M =Pe45.16.725KN m 2M -= 對(duì) 25層, 1q 包括梁自重和其上橫墻

22、自重,為均布荷載。其它荷載計(jì)算方法同第 6層: ' '' 111q 3.9383.68(2.80.5 12.402KN /m q q =+-= 2q 3.393.612.204KN /m = ' 2q 3.392.79.153KN /m = '' 2q 3.393.311.187KN /m =11P (3.61.83.39 4.7253.66.843(2.80.6 2.11.5220.42.11.5232.57KN=+-+= 21P 3.61.8(0.451.8 1.353.394.7253.63.6832.262.58KN 2=+=3P (0.

23、451.8 1.35(0.151.8 1.653.393.153.63.683.6(2.80.4 63.34KN=+-=4P (0.151.8 1.653.394.7253.66.84(32.22.11.52 0.42.11.5232.49KN=+-+=14M =45.1=6.765KNm 2M = 對(duì) 1層:' '' 111q 3.9383.68(4.20.5 17.55KN /m q q =+-=212.204q = ' 29.153q = ''211.187q = 1P 32.57KN =2P 62.58KN = 3P 63.34KN =4

24、P 32.49KN =1110.60.3M P e 32.574.89KN m 2-= 4440.60.3M P e 32.494.87KN m 2-=6.1.2.2 活荷載計(jì)算活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如圖 9所示。12q 2.03.67.2KN m -= '22612/q KN m = 141P (3.61.8 2.06.48KN 2P =21P 3.61.822=12.96KN2=1111.61.3M P e 6.480.972m 2KN -= 2M 0m KN =4440.60.3M P e 6.486.480.150.972m 2KN -= =1M AP 1P B2P

25、 D44 圖 9 各層梁上作用的活荷載在雪荷載作用下:12q 60.21.2KN m -=1P 0.648N K = 111M P e 0.097KN m = 2P 12.96KN = m 0KN M 1=3P 0.648KN = 333M P e 0.097KN m = 對(duì)于 15層:2q 3.627.2KN /m = ' 2q 2.725.4KN /m ='' 2q 3.326.6KN /m =11P 3.61.82=6.48KN2= 21P 6.48(0.93.6 1.352=12.56KN2=+311P (0.93.6 1.352+(0.3+3.61.652=1

26、2.51KN22=+41P (0.33.6 1.652=6.435KN2=+10.6-0.3M =6.48=0.972KNm 2 23M =M=0KNm 4M =6.4350.15=0.965KNm 將以上計(jì)算結(jié)果匯總,見表 18,表 19。表 18 橫向框架恒荷匯總表 表 19 橫向框架活荷匯總表 6.1.3 內(nèi)力計(jì)算梁端、柱端彎矩采用彎矩二次分配法計(jì)算。彎矩計(jì)算過程如圖 10所示,所得彎矩圖 如圖 11所示。梁端剪力可根據(jù)梁上豎向荷載引起的剪力與梁端彎矩引起的剪力相疊加而 得;柱軸力可由梁端剪力和節(jié)點(diǎn)集中力疊加得到,計(jì)算柱底軸力還需要考慮柱的自重,如 表 20和表 21所列。左梁 下柱 上

27、柱上柱下柱 右梁 左梁 右梁 下柱 上柱0.4080.4080.18417.6778.839-9.01716.3330.4080.4080.18432.92810.32910.214-3.915-37.919-39.9819.91810.2978.8391.383-3.32719.798-31.3270.408-48.2417.67717.67710.21411.4578.8394.920-9.602-4.31418.32416.671-38.7170.4080.4080.184-48.2417.67710.2148.8398.839-9.017-4.066-38.191-48.2417.67

28、710.214-9.017-4.06616.314-38.19117.677-8.7670.3590.3590.282-48.2417.21214.2128.6278.8395.164-5.014-5.014-3.94939.98-57.62.76610.2374.616-1.734-3.76545.94427.272-61.98248.24-134.489.14033.41633.41612.34-1.623-5.176-2.76261.98633.42745.172-123.8290.0990.3680.3680.16548.24-134.489.14033.41612.345.10716

29、.70816.708-9.390-2.924-6.765-3.048-124.829-1.667-3.075-3.075-2.9454.31316.708-9.52532.92814.17948.24-134.480.1450.3070.3070.2410.0990.3680.16548.24-134.489.14033.41633.41612.345.0716.708-2.781-10.371-10.371-2.97960.56249.879-123.7170.0990.3680.3680.16548.24-134.489.14033.41612.345.10716.70816.708-2.

30、924-6.765-6.765-3.04860.76243.42143.421-124.82957.6-10.824.52117.31453.826-47.313129.621-4.87-18.781-49.253-49.2534.53717.20617.2060.119129.621-4.87-18.781-49.253-49.2535.62320.42420.424111.157-53.234-53.234-18.781-49.2535.62320.42420.424-49.253-4.870.1190.441129.6210.1190.441-18.781-49.253-49.2534.

31、87119.27619.276110.876-54.390-52.3900.1910.4040.404129.021-4.87-19.051-48.964-48.9641.4514.1574.157(a 恒荷作用下圖 10 橫向框架彎矩的二次分配法18.67-0.965-2.107-7.8080.7482.77118.509-8.941-9.5792.771-7.808-2.107-7.8080.7872.9152.915-7.808-0.965-13.1086.3166.316-7.808-7.8081.704-2.107-27.6770.43-23.23127.6770.116-6.287

32、-0.9722.6722.3965.3435.3431.4372.6722.3965.3435.3431.4372.6722.6722.3965.3435.3431.4379.288-3.5012.3965.3435.3431.43714.8916.7154.0240.7191.764-1.1641.3420.7191.5862.0120.40830.499.466-0.0214.86-30.49-0.03417.487-26.953-2.5132.513-0.870.7931.2052.683-4.86左梁 下柱 上柱上柱下柱 右梁 左梁 右梁 下柱 上柱0.972-4.861.5860.8

33、990.793-0.5252.187-3.7670.4080.4080.1841.5860.793-0.940.4080.4080.1841.5860.793-0.941.4390.4080.4080.1841.586-0.9020.3590.3590.2821.5860.899-4.860.793-0.94-0.424-3.666-4.861.5860.899-0.94-0.4242.411-3.6661.5860.899-0.407-3.649-4.860.9720.9720.9720.972-19.37-18.816.271-0.782-1.744-19.37-18.81-0.7820.

34、2410.3070.3076.271-1.7440.1650.3680.368-1.744-19.370.1650.3680.368-19.5984.514-1.57-3.501-19.374.85-0.9425.7950.0994.850.45-0.4690.0994.850.45-0.4696.2680.0990.3680.165-19.374.850.45-0.4256.312-1.5816.434-1.5816.434-18.737-0.7090.1454.850.1910.4410.11918.6718.610.4040.404-2.107-7.8080.7872.9152.915-

35、7.808-0.9650.11918.670.870.4110.87-3.382-7.153-7.153-1.6912.6723.4994.4584.4582.1051.0531.3960.793-0.6631.3961.096-0.663-0.521-0.368-0.469-0.4690.548-0.222(b 活荷作用下圖 10 橫向框架彎矩的二次分配法110. 253.23452.3944.80722.40365.51653.23456.21351.71947.31353. 82661. 98245. 94431. 62727.27219.78816.67116.31416.31417.

36、968.92445.17243.42143.42149.72828.62338. 71738. 19138. 19137. 91938. 07661. 986123. 860. 762124. 860. 762124. 82960. 562123. 7161. 131131. 2111. 1111. 1110. 86119. 84.46214.311ABC(a 恒荷作用下圖 11豎向荷載作用下框架彎矩圖262.513CBA0.8531.9953.6242. 5139. 4663. 7675. 7953. 6666. 2683. 6666. 2683. 6496. 3123. 2327. 281

37、19. 427. 6772.1872.4112.4112.3541.70513.1088.79718. 549.7624.6518. 814.6518. 549.76218. 59.57918. 736.4343.98917. 917. 47.2486.36117.48726. 9534.51419. 59818. 8(b 活荷作用下圖 11 豎向荷載作用下框架彎矩圖表 20 恒荷作用下梁端剪力及柱軸力 27表 21 活荷作用下梁端剪力及柱軸力 28296.2 橫向框架內(nèi)力組合 6.2.1 結(jié)構(gòu)抗震等級(jí)結(jié)構(gòu)的抗震等級(jí)根據(jù)結(jié)構(gòu)類型、地震烈度、房屋高度等因素查表得,本商場(chǎng)框架結(jié)構(gòu) 為二級(jí)抗震等級(jí)。

38、6.2.2 框架梁內(nèi)力組合本 方 案 考 慮 了 四 種 內(nèi) 力 組 合 , 即 Qk Gk 4S . 12S . 1+, S S (4. 19. 02S . 1wk Qk Gk +,Qk Gk 0S . 135S . 1+及 Ek GE 3S . 12S . 1+。此外,對(duì)于本方案, wk Gk 4S . 12S . 1+這種內(nèi)力組合與考慮地震作用的組合相比一般較小,對(duì)結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)不起控制作用,故不予考慮。各層梁的內(nèi)力 組合結(jié)果見表 22,表中 Gk S , Qk S 兩列中的梁端彎矩 M 為經(jīng)過調(diào)幅后的彎矩(調(diào)幅系數(shù)取 0.8 。6.2.3 框架柱內(nèi)力組合取每層柱頂和柱底兩個(gè)控制截面進(jìn)行組合,

39、組合結(jié)果以及柱端彎矩設(shè)計(jì)值的調(diào)整見表 6.6表 6.9。在考慮地震作用效應(yīng)的組合中,取屋面為雪荷載時(shí)的內(nèi)力進(jìn)行組合。黑龍江八一農(nóng)墾大學(xué)畢業(yè)設(shè)計(jì) 表 22框架梁內(nèi)力組合表 30續(xù)表 22 表 23(a 橫向框架 A 柱彎矩和軸力組 合 續(xù)表 23(a QK表 23(b 橫向框架 A 柱柱端組合彎矩設(shè)計(jì)值調(diào)整 注 : 表中 V 以繞柱端順時(shí)針為正 。 +n tc b c vc RE HM M 為相表 25(a 橫向框架 B 柱彎矩和軸力組 合 續(xù)表 25(a QK表 25(b 橫向框架 B 柱柱端組合彎矩設(shè)計(jì)值調(diào)整 表 27(b 橫向框架 C 柱柱端組合彎矩設(shè)計(jì)值調(diào)整 注 : 表中 V 以繞柱端順

40、時(shí)針為正 。 +n t c b c vc RE M M 為相 表 27(a 橫向框架 C 柱彎矩和軸力組 合 續(xù)表 27(a注:表中 M 以左側(cè)受拉為正,單位為 KN.m 。 N 以受壓為正,單位為 KN 。 S QK 一列中括號(hào)內(nèi)的數(shù)值為屋面作用雪荷載,其它層樓面作用活荷載對(duì)應(yīng)的內(nèi)力值。 7. 截面設(shè)計(jì)7.1 框架梁本方案以第一層為例, 說明計(jì)算方法和過程, 各層梁的配筋計(jì)算結(jié)果見表 29和表 7.2。 表 29框架梁橫向鋼筋計(jì)算表 7.1.1 梁的正截面承載力計(jì)算從表 22中分別選出 AB 跨跨間截面及支座截面的最不利內(nèi)力,并將支座中心處的彎矩 換算為支座邊緣控制截面的彎矩進(jìn)行配筋計(jì)算。A

41、支座彎矩: A M 400.25197.4620.60.6/2341.011KN m =-=( RE A M 0.75341.011255.758KN m = B左支座彎矩: B 0.6M 228.534212.204164.863KN m 2=-= RE B M 0.75164.863153.647KN m =跨間彎矩取控制截面,即支座邊緣的正彎矩。由表 6.5,可求得相應(yīng)的剪力: V 1.3125.751.047.5760.55.355113.222KN =-+=(則支座邊緣處即跨中最大正彎矩:max M 204.96113.2220.3170.993KN m =-=RE max M 0.

42、75170.993128.245KN m =當(dāng)梁下部受拉時(shí),按 T 形截面設(shè)計(jì);當(dāng)梁上部受拉時(shí),按矩形截面設(shè)計(jì)。翼緣計(jì)算寬 度當(dāng)按跨度考慮時(shí), f 3.6b 1.233l m '= 按梁間距考慮時(shí), 30030003300f n b b S mm '=+=+= 按翼緣厚度考慮時(shí), mm a h h s 465355000=-=-=1. 026. 0465120>='h h f 此種情況不起控制作用,取三者最小者,故 1200f h mm '=。梁內(nèi)縱向鋼筋選 HRB400級(jí)鋼(2/360mm N f f y y =' , 518. 0=b 。下部跨

43、間截面按 單筋 T 形截面計(jì)算,因?yàn)?10120( 1.014.31200120(465 833.976128.24522f c f fh f b h h KN m KN m '''-=-=> 屬第一類 T 形截面。 AB 跨:62210128.245100.0341.014.31200465s c f M f b h '= 10.035=-= 2s 100.03514.31200465A /1073360c f y f b h f mm '=實(shí)配鋼筋 420(2s 1256A mm =, %25. 0%837. 05003001256>=滿

44、足要求。將 下 部 跨 間 截 面 的 420鋼 筋 伸 入 支 座 , 作 為 支 座 負(fù) 彎 矩 作 用 下 的 受 壓 鋼 筋 (2s 1256A mm =' ,再計(jì)算相應(yīng)的受拉鋼筋 s A ,即支座 A 上部62255.758103601256(465350.1191.014.3300465s -=s 010.0162/70/4650.151h '=<= 說明 's A 富裕,且達(dá)不到屈服,可近似取620255.758101552.183( 360(46535s y s M A mm f h '=- 實(shí)取 1570(0252mm A s =, %3

45、. 0%66. 0>=, 3. 0714. 0/>='s s A A ,滿足要求。 支座 B 上部620168.9101091.085( 360(46535s y s M A mm f h '=- 實(shí)取 7. 1271(1852mm A s =, %3. 0%04. 1>=, 3. 018. 0/>='s s A A ,滿足要求。 支座 C 上部620208.02101343.8( 360(46535s y s M A mm f h '=- 實(shí)取 1570(0252mm A s =7.1.2 梁斜截面受剪承載力表 30 框架梁箍筋數(shù)量計(jì)算

46、表 AB 跨:RE c c 0V 177.84KN 0.2f bh 0.21.014.3300465398.97KN =<= 故截面滿足要求。梁端加密區(qū)箍筋取 4肢 8100,箍筋用 HPB235級(jí)鋼筋(2yv mm /210N f =KN59. 621KN 47. 638 4651002012101.2546530034. 142. 0h S A 25f . 1bh 42f . 00sv yv0t >=+=+ 加密區(qū)長(zhǎng)度取 0.85m ,非加密區(qū)箍筋取 4肢 8150,箍筋設(shè)置滿足要求。 BC 跨:RE c c 0V 128.71KN 0.2f bh 398.97KN =<

47、= 故截面滿足要求。KN 37. 189KN 47. 638SA 25f . 1bh 42f . 00svyv0t >=+h 加密區(qū)長(zhǎng)度取 0.85m ,非加密區(qū)箍筋取 4肢 8150,箍筋設(shè)置滿足要求。7.2 框架柱7.2.1 剪跨比和軸壓比驗(yàn)算表 31柱的剪跨比和軸壓比驗(yàn)算 注:表中 M c、 V c和 N 都不應(yīng)考慮,承載力抗震調(diào)整系數(shù)。由上表 31柱的剪跨比和軸壓比計(jì)算結(jié)果可見,各柱的剪跨比和軸壓比均滿足規(guī)范要求。7.2.2 柱正截面承載力計(jì)算以第二層 B 柱為例說明, 根據(jù) B 柱內(nèi)力組合表, 將支座中心處的彎矩?fù)Q算到支座邊緣,并與柱端組合彎矩的調(diào)整值比較后,選出最不利的內(nèi)力,

48、進(jìn)行配筋計(jì)算.B 節(jié)點(diǎn)左右梁端彎矩 0. 6288. 524212224. 8642k N m -+=-0. 6267. 09135225. 1952k N m -= B 節(jié)點(diǎn)上下柱端彎矩 313. 30. 837. 470. 850. 12372. 282k N m -=99.520.80.85(0.50.12 94.925kN m -+-=-224.864225.195450.059B MkN m =+=梁94. 925372. 282467. 20B M k N m =+=柱1. 038B B MMk N m=梁柱1.2540.07B M kN m =梁540.07467.20772.8

49、6B M kN m =-=在節(jié)點(diǎn)處將其按彈性彎矩分配給上下柱端,即94. 925540. 0109. 729.94. 925372. 282B M k N m=+上柱 372.282540.07430.341. 94.925372.282B M kN m =+下柱46. 0.8430.341344.273. RE B M kN m =上柱63344.27310296.031162.94810M e mm N =e a 取 20mm 和偏心方向截面尺寸的 1/30兩者中較大值,即 600/30=20mm,故取 e a =20mm,柱 的計(jì)算長(zhǎng)度按公式確定,其中 柱的計(jì)算長(zhǎng)度11.5722.777

50、5.2083.124u =+11.576.6122.1825.2083.124l +=+010.15(10.15(2.7772.1822.84.88u l L H m =+=+= 0296.0320316.03i a e e e mm =+=+=因?yàn)?L 0/h=4880/600=8.13>5,故應(yīng)考慮偏心矩增大系數(shù) 。211322201200.50.514.36002.2131.0(1.01162.9481015, 1.0111( 18.131.081400/1400560c i f A N L hL e h h =>=<=+=+=取 取 6001.08316.034060

51、1.3122i s h e e a mm =+-=+-= 3001162.948100.2420.51814.3600560b c x N h f bh =<=對(duì)稱配筋此為大偏心受壓情況2'0' ' 0322(10.5 (1162.94810601.310.242(10.50.242 1.014.3600560678.07360(56040c s S y s Ne f bh A A f h a mm -=-=-再按 max N 及相應(yīng)的 M 一組計(jì)算, 1464.302N kN = 節(jié)點(diǎn)上,下端彎距;68.82350.850.1262.721M kN m =-=4

52、0.638.7(0.50.12 39.324M kN m =-=此內(nèi)力組合是非地震作用下的組合情況,且水平荷載等效,故不必進(jìn)行調(diào)整,47取 01.252.83.5l m = 60362. 72110e 42. 81464. 30210M N = i e 42.82062.8=+= 30l 3. 5105. 835h 600=> 同理可求得: 211302201200.50.514.36001.761.0(1.01464.3021015, 1.011( 1.221400/c i f A N LhL e h h=>=<=+=取 取i 0e 1.2262.876.616mm 0.30.3560168h mm =<=故為小偏心受壓i s e e h /2a 76.616600/240336.616mm =+-=+-=b 0N 2495.141KN 0.51814.36005602488.89c f bh KN =>=故 按 構(gòu) 造 配 筋 , 且 應(yīng) 滿 足 %8. 0m in =, 單 側(cè) 配 筋 率 %2. 0m in s , 故2m i n0. 2%600600720s s s A A b h m m '= 選 1256(204mm A A s s =',總配筋率