遠大集團綜合辦公樓結(jié)構(gòu)設(shè)計(編輯修改稿)
2025-07-26 08:13 本頁面
【文章內(nèi)容簡介】 分別為樓面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載。q2== KN/mq2，== KN/m外縱墻線密度 [（2）+2]/= KN/mP1=（+）+（+）+25= KNP2=（++）++25= KN集中力矩M1=P1e1=（）/2= KNmM2=P2e2=（）/2= KNm（3）、對于第1層，柱子為700mm700mm，其余數(shù)據(jù)同25層，則q1=+= KN/mq1，=25=q和q2，分別為樓面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載。q2== KN/mq2，== KN/m外縱墻線密度 [（2）+2*]/= KN/mP1=（+）+（+）+25= KNP2=（++）++25= KN集中力矩M1=P1e1=（）/2= KNmM2=P2e2=（）/2= KNm活載作用下柱的內(nèi)力計算：活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示：（1）、對于第6層，q2== KN/mq2，== KN/mP1=（+）= KNP2=（++）= KN集中力矩M1=P1e1=（）/2= KNmM2=P2e2=（）/2= KNm同理，在屋面雪荷載的作用下：q2== KN/mq2，== KN/mP1=（+）= KNP2=（++）= KN集中力矩M1=P1e1=（）/2= KNmM2=P2e2=（）/2= KNm（2）、對于第25層，q2== KN/mq2，== KN/mP1=（+）= KNP2=（++）= KN集中力矩M1=P1e1=*（）/2= KNmM2=P2e2=*（）/2= KNm（3）、對于第1層，q2== KN/mq2，== KN/mP1=（+）= KNP2=（++）= KN集中力矩M1=P1e1=（）/2= KNmM2=P2e2=（）/2= KNm將計算結(jié)果匯總?cè)缦聝杀恚簷M向框架恒載匯總表層次q1（KN/m）q1，（KN/m）q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KNm）M2（KNm）6251橫向框架活載匯總表層次q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KNm）M2（KNm）6（）（）（）（）（）（）251注：表中括號內(nèi)數(shù)值對應(yīng)于屋面雪荷載作用情況。恒荷載作用下梁的內(nèi)力計算：恒荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示：等效于均布荷載與梯形、三角形荷載的疊加。α=a/l=（1）、對于第6層，MAB=q1l21/12+q2l21（12α2+α3）=+[12（1/3）2+（1/3）3]/12= （KN*m）MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96=+5*= （KNm）（2）、對于第15層，MAB=q1l21/12+q2l21（12α2+α3）=+[12（1/3）2+（1/3）3]/12= （KNm）MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96=+5= （KNm）活荷載作用下梁的內(nèi)力計算：活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示：對于第16層，MAB=q2l21（12α2+α3）=[12（1/3）2+（1/3）3]/12= （KNm）MBC= 5q2，l22/96=5= （KNm）三、內(nèi)力計算：梁端、柱端彎矩采用彎矩二次分配法計算，由于結(jié)構(gòu)和荷載均對稱，故計算時可用半框架，彎矩計算如下圖所示：四、梁端剪力和柱軸力的計算：恒載作用下：例：第6層：荷載引起的剪力：VA=VB=（+）/2= KN VB=VC=（+）/2= KN本方案中，彎矩引起的剪力很小，可忽略不計。A柱： N頂=+= KN柱重：25= KNN底= N頂+= KNB柱： N頂=++= KN恒載作用下梁端剪力及柱軸力（KN）層次荷載引起的剪力柱軸力AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCN頂N底N頂N底654321活載作用下：例：第6層：荷載引起的剪力：AB跨：VA=VB= BC跨：VB=VC=A柱：N頂= N底=+= KNB柱：N頂= N底=++= KN 活載作用下梁端剪力及柱軸力（KN）層次荷載引起的剪力柱軸力AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCN頂=N底N頂=N底654321五、框架梁的內(nèi)力組合：結(jié)構(gòu)抗震等級：根據(jù)《抗震規(guī)范》，本方案為二級抗震等級。框架梁內(nèi)力組合：本方案考慮了三種內(nèi)力組合，+， SGk + +?？紤]到鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)具有塑性內(nèi)力重分布的性質(zhì)，在豎向荷載下可以適當降低梁端彎矩，進行調(diào)幅（），以減少負彎矩鋼筋的擁擠現(xiàn)象。ηvb梁端剪力增大系數(shù)。各層梁的內(nèi)力組合和梁端剪力調(diào)整結(jié)果如下表：層次截面位置內(nèi)力SGk調(diào)幅后SQk調(diào)幅后SEk(1)SEk(2)γRe[（SGk+）+] ++γReMmaxV=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]126AM V B左M V B右M V 5AM V B左M V B右M V 4AM V B左M V B右M V 3AM V B左M V B右M V 2AM V B左M V B右M V 1AM V B左M V B右M V 跨間最大彎矩的計算：以第一層AB跨梁為例，說明計算方法和過程。計算理論：根據(jù)梁端彎矩的組合值及梁上荷載設(shè)計值，由平衡條件確定。1）均布和梯形荷載下，如下圖： VA= （MA+MB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2若VA（2q1+q2）al/2≤0，說明x≤al，其中x為最大正彎矩截面至A支座的距離，則x可由下式求解：VAq1xx2q2/（2al）=0將求得的x值代入下式即可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAxq1x2/2x3q2/（6al）若VA（2q1+q2）al/20，說明xal，則x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAx（q1+ q2）x2/2+alq2（xal/3）/2若VA≤0，則Mmax=MA2）同理，三角形分布荷載和均布荷載作用下，如下圖：VA= （MA+MB）/l+q1l/2+q2l/4x可由下式解得： VA=q1x+x2q2/l可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAxq1x2/2x3q2/3l第1層AB跨梁：梁上荷載設(shè)計值：q1== KN/mq2=（+）= KN/m左震： MA=mMB=mVA= （MAMB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2=（+）/++= KN0則Mmax發(fā)生在左支座，Mmax ==（+）= KNmγReMmax== KNm右震： MA=mMB=mVA= （MAMB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2=（+）/++= KN（2+）0，故xal=l/3=x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）=（+）/（+）=Mmax=MA+VAx（q1+q2）x2/2+alq2（xal/3）/2=+（+）（）2/2+（）/2= KNmγREMmax== KNm其它跨間的最大彎矩計算結(jié)果見下表：跨間最大彎矩計算結(jié)果表層次123跨ABBCABBCABBCMmax層次456跨ABBCABBCABBCMmax梁端剪力的調(diào)整：抗震設(shè)計中，其梁端剪力設(shè)計值應(yīng)按下式調(diào)整：V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]（1）、對于第6層，AB跨：受力如圖所示：梁上荷載設(shè)計值：q1== KN/mq2=（+）= KN/mV Gb=+ln== m左震：M lb=mM rb=mV=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[（+）/+]= KN右震：M lb=mM rb=mV=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[（+）/+]= KNBC跨：受力如圖所示：梁上荷載設(shè)計值：q1== KN/mq2=（+*）= KN/mV Gb=+ln== m左震：M lb= M rb=mV=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[2+]= KN右震：M lb= M rb=mV=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[2+]= KN（2）、對于第15層，AB跨：q1== KN/mq2=（+）= KN/mV Gb=+BC跨：q1== KN/mq2=（+）= KN/mV Gb=+剪力調(diào)整方法同上，結(jié)果見47頁各層梁的內(nèi)力組合和梁端剪力調(diào)整表。六、框架柱的內(nèi)力組合：取每層柱頂和柱底兩個控制截面，組合結(jié)果如下表：橫向框架A柱彎矩和軸力組合層次截面內(nèi)力SGk調(diào)幅后SQk調(diào)幅后SEk（1）SEk（2）γRe[（SGk+）+] ++MmaxMM12NNminNmax6柱頂M N 柱底M
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