多層框架商場畢業(yè)設(shè)計計算書-資料下載頁
2025-08-16 11:32本頁面
【正文】 N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)νRE[(SGK+)+]+1SQK+MmaxMM12NNminNmax4柱頂MN柱底MN3柱頂MN柱底MN2柱頂MN柱底MN1柱頂MN柱底MN七、柱端彎矩設(shè)計值的調(diào)整：一．二．三級框架的梁柱節(jié)點(diǎn)處除 ,柱端組合的彎矩設(shè)計值應(yīng)符合下式要求.∑MC=ηC∑MB注：∑MC為節(jié)點(diǎn)上下柱截面順時針或逆時針方向組合的彎矩值之和，上下柱端的彎矩值可按彈性分析分配?！芃B為節(jié)點(diǎn)左右梁端截面順時針或逆時針方向組合的彎矩設(shè)計值之和。ηC為柱端彎矩增大系數(shù)。,1. E柱:第4層，柱頂軸壓比[UN]=N/ACfC=103/〈 無需調(diào)整。柱底軸壓[UN]=N/ACfC=103/〈 無需調(diào)整第3層，柱頂軸壓比[UN]=N/ACfC=103/〈 無需調(diào)整。柱底軸壓[UN]=N/ACfC=103/〈 無需調(diào)整第2層，柱頂軸壓比[UN]=N/ACfC=103/〈 無需調(diào)整。柱底軸壓[UN]=N/ACfC=103/〈 無需調(diào)整第1層，柱頂軸壓比[UN]=N/ACfC=103/。柱底軸壓 需調(diào)整可知一層柱端組合的彎矩設(shè)計值應(yīng)符合下式要求橫向框架E柱柱端組合彎矩設(shè)計值的調(diào)整層次4321截面柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底rRE (∑MC=ηC∑MB)rRE N2. D柱:經(jīng)計算當(dāng)軸力N=fCAC=6002/1000=，:橫向框架D柱柱端組合彎矩設(shè)計值的調(diào)整層次4321截面柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底rRE (∑MC=ηC∑MB)rRE N橫向框架C柱柱端組合彎矩設(shè)計值的調(diào)整層次4321截面柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底rRE (∑MC=ηC∑MB)182rRE N橫向框架B柱柱端組合彎矩設(shè)計值的調(diào)整層次4321截面柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底rRE (∑MC=ηC∑MB)rRE N八、柱端剪力組合和設(shè)計值的調(diào)整橫向框架E柱剪力組合與調(diào)整(kN). 層次SGKSQKSEK(1)SEK(2)νRE[(SGK+)++1SQK+V=rRE[ηVC(M bC+MlC)/ln]124321橫向框架D柱剪力組合與調(diào)整(kN)層次SGKSQKSEK(1)SEK(2)νRE[(SGK+)++1SQK+V=rRE[ηVC(M bC+MlC)/ln]12435421橫向框架C柱剪力組合與調(diào)整(kN)層次SGKSQKSEK(1)SEK(2)νRE[(SGK+)++1SQK+V=rRE[ηVC(M bC+MlC)/ln]124321橫向框架B柱剪力組合與調(diào)整(kN)層次.SGKSQKSEK(1)SEK(2)νRE[(SGK+)++1SQK+V=rRE[ηVC(M bC+MlC)/ln]124321橫向框架A柱剪力組合與調(diào)整(kN)層次SGKSQKSEK(1)SEK(2)νRE[(SGK+)++1SQK+V=rRE[ηVC(M bC+MlC)/ln]124321第六部分 截面設(shè)計一、框架梁以第一層ED跨框架梁主計算梁的最不利內(nèi)力經(jīng)以上計算可知，梁的最不利內(nèi)力如下：跨間：Mmax= KNm支座D：Mmax= KNm支座E：Mmax= KNm調(diào)整后剪力：V= KN梁正截面受彎承載力計算當(dāng)梁下部受拉時,按T形截面設(shè)計。當(dāng)梁上部受拉時,按矩形截面設(shè)計?？缰薪孛娴挠嬎銖澗貞?yīng)取該跨的跨間最大正彎矩或支座彎矩與1/2，簡支梁彎矩之中的較大者依據(jù)上述理論得⑴ 考慮跨間最大彎矩處:按T形截面設(shè)計,翼緣計算寬度b’f①按跨度考慮,取b’f=6000/3=2400mm②按凈梁凈距Sn考慮 b’f=b+sn=300+5400=5700 mm③按翼緣高度h’f考慮, h0=ha=60035=565 mmh’f/h0=120/565=此種情況不起控制作用,故取b’f =2400mm梁內(nèi)縱向鋼筋選HRB223級熱扎鋼筋(fy = f’y=300 N/m),ξb=’f h’f (h0 h’f /2)=2000120(565120/2)=m KNm所以屬第一類T形截面計算.下部跨間截面按單筋T形截面計算.αs=M/α1fcb’f h’f h02=106/ξ=1(12αs)1/2=AS=ξα1fcb’f h0/fy=20005652/300=實(shí)配鋼筋 2Ф25 AS=982mm2P=982/300/565=% Pmin 滿足要求. 梁端截面受壓區(qū)相對高度ξ=fyAS/(α1fcb’fh0)=982300/符合三級抗震設(shè)計要求.⑵考慮兩支座處:將下部跨間截面的2Ф25鋼筋伸入支座,作為支座負(fù)彎矩作用下的受壓鋼筋A(yù)’S=982mm2再計算相應(yīng)受拉鋼筋A(yù)S即支座E上部:αs=[Mf’yA’S (h0a’)]/( α1fcb’f h20)=[106300982(56535)]/=. ξ=1(12αs)1/2=2α′s/h0=２35/565=說明A’S富裕達(dá)不到屈服,可近似取AS=M/fy/( h0 α′s)=106/300/(56535)=實(shí)配鋼筋 2Ф25+1Ф22 AS= mm2支座Dl上部:AS=M/fy/( h0 α′s)=106/(56535)/300=實(shí)配鋼筋 2Ф25 AS=982 mm2ρ=982/300/565=%ρmin=55ft/fy=55,又AS/ AS =982/982=1滿足梁的抗震構(gòu)造要求。:⑴.驗算截面尺寸:hW=h0=565 mmhW /b=565/300=4,屬于腹梁.=300565=605963NV=120590N可知,截面符合條件.⑵.驗算是否需要計算配置箍筋:=300565=V=可知,需按構(gòu)造配箍.⑶箍筋選擇:梁端加密區(qū)箍筋取雙肢Ф8@100,箍筋用HPB235級(fy=210N/mm2).非加密區(qū)箍筋 取雙肢Ф8@150 框架梁縱向鋼筋計算表層次截面M(KNm)ξA’SAS實(shí)配ASA’S/ ASρ%4支座E6283Ф18(763)加密區(qū)雙肢18@100非加密區(qū)雙肢18@150Dl6283Ф18(763)ED跨2Ф20(628)3支座Dr6283Ф18(763)Cl6283Ф18(763)DC跨2Ф20(628)3支座Cr6283Ф18(763)Bl6283Ф18(763)CB跨2Ф20(628)3支座Br6283Ф18(763)A6283Ф18(763)BA跨2Ф20(628)33支座E6283Ф18(763)加密區(qū)雙肢18@100非加密區(qū)雙肢18@150Dl6283Ф18(763)ED跨2Ф20(628)3支座Dr1536283Ф18(763)Cl6283Ф18(763)DC跨2Ф20(628)3支座Cr6283Ф18(763)Bl6284253Ф18(763)CB跨2Ф20(628)3支座Br6283Ф18(763)A6283Ф18(763)BA跨2Ф20(628)32支座E6283Ф18(763)加密區(qū)雙肢18@100非加密區(qū)雙肢18@150Dl6283Ф18(763)ED跨2Ф20(628)3支座Dr6283Ф18(763)Cl6283Ф18(763)DC跨2Ф20(628)3支座Cr6283Ф18(763)Bl6283Ф18(763)CB跨2Ф20(628)3支座Br6283Ф18(763)A6283Ф18(763)BA跨2Ф20(628)31支座E6283Ф18(763)加密區(qū)雙肢18@100非加密區(qū)雙肢18@150Dl6283Ф18(763)ED跨2Ф20(628)3支座Dr6283Ф18(763)Cl6283Ф18(763)DC跨2Ф20(628)3支座Cr6283Ф18(763)Bl6283Ф18(763)CB跨2Ф20(628)3支座Br6283Ф18(763)A6283Ф18(763)BA跨2Ф20(628)3 :: 根據(jù)《抗震規(guī)范》對于三級抗震等級,剪跨比大于2,由表可見,各柱剪跨比和軸跨比均滿足規(guī)范要求.柱的剪跨比和軸壓比驗算 柱號層次b(mm)h0(mm)fcm(mm)MlC(KNm)VlC(mm)N(mm)MlC/VlCh0N/fcmbh0E柱4600560()23600560()22
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