某框架結(jié)構(gòu)計(jì)算書(shū)結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)-wenkub.com
2025-06-19 22:40 本頁(yè)面
【正文】 一方面，梁底面鋼筋可增加負(fù)彎矩時(shí)塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力；另一方面，防止正彎矩作用時(shí)屈服過(guò)早或破壞過(guò)重而影響負(fù)彎矩作用是強(qiáng)度和變形能力的正常發(fā)揮。水平段的粘結(jié)，是構(gòu)成錨固的主要成份，它控制了滑移和變形，在錨固中起很大作用。③ 在地震反復(fù)荷載作用下，梁中縱向鋼筋埋入柱節(jié)點(diǎn)的相當(dāng)長(zhǎng)度范圍內(nèi)，混凝土與鋼筋的粘結(jié)力易發(fā)生破壞，因此，應(yīng)比非抗震框架的錨固長(zhǎng)度大。⑤梁支座負(fù)鋼筋至少字柱邊起延長(zhǎng)ln/4（ln為梁的凈跨）方可截?cái)唷Ｔ囼?yàn)表明，當(dāng)x/ ～，梁的位移延性系數(shù)可達(dá)3～4?？蚣芰旱慕孛娓叨萮b一般按（1/8～1/12）lb（lb為梁的計(jì)算跨度）估算，且不宜大于1/4凈跨，梁的高寬比bb/hb較小時(shí)，混凝土抗剪能力有較大降低，同時(shí)梁截面寬度不宜小于200mm和1/2bc（bc為柱寬），梁截面的最小尺寸還應(yīng)滿足豎向荷載作用下的剛度要求。因此，對(duì)不同的框架，應(yīng)有不同的節(jié)點(diǎn)承載力和延性要求。m Mcl＝ KN表327 柱正截面受壓承載力計(jì)算截面ⅠⅠⅡⅡⅢⅢM（KNm N＝＝ KN ②M＝ McⅢⅢ＝＝ KNmMcⅡⅡ＝（－）＝ KNm梁端取左震，也應(yīng)取左震： ＝ KNm ?。?KN因此，對(duì)一、二、三級(jí)框架《抗震規(guī)范》規(guī)定：其底層柱下端截面的彎矩設(shè)計(jì)值。地震往復(fù)作用，兩個(gè)方向的彎矩設(shè)計(jì)值均應(yīng)滿足要求，當(dāng)柱子考慮順時(shí)針彎矩之和時(shí)，梁應(yīng)考慮反時(shí)針?lè)较驈澗刂停粗嗳?。軸壓比驗(yàn)算表325 軸壓比限值 類型抗震等級(jí)一二三框架柱框支柱由B柱內(nèi)力組合表21查得： NⅠ1= KNμc ＝＝＝NⅡⅡ＝ KNμc＝＝＝NⅢⅢ＝ KNμc＝＝＝均滿足軸壓比限值得要求。m VA右＝VB左＝＋＝ KN VB右＝＋＝ 考慮承載力抗震系數(shù) γRE＝ γRE VD右＝γRE VJ左＝＝ KN γRE VJ右＝＝ KN調(diào)整后的剪力值大于組合表中的靜力組合剪力值，故按調(diào)整后的剪力值進(jìn)行斜截面計(jì)算。 剪力調(diào)整：AB跨：Mbν＋Mbr＝＋= KNm ； Mbr＝－m ； Mbr＝ KN圖317 第一層梁內(nèi)力示意 混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C25（fcm＝，fc＝），縱筋為Ⅱ級(jí)（fy＝310 N/mm2），箍筋為Ⅰ級(jí)（fy＝210 N/mm2）。注意：在截面配筋時(shí)，組合表中與地震力組合的內(nèi)力均應(yīng)乘以γRE后再與靜力組合的內(nèi)力進(jìn)行比較，挑選出最不利內(nèi)力。 截面設(shè)計(jì)（1） 承載力抗力調(diào)整系數(shù)γRE考慮地震作用時(shí)，結(jié)構(gòu)構(gòu)件的截面設(shè)計(jì)采用下面的表達(dá)式：S式中：γRE——承載力抗震調(diào)整系數(shù)，取值見(jiàn)表23；S——地震作用效應(yīng)或地震作用效應(yīng)與其它荷載效應(yīng)的基本組合； R——結(jié)構(gòu)構(gòu)件的承載力。 表20及表21中，系數(shù)β時(shí)考慮計(jì)算截面以上各層活荷載不總是同時(shí)滿足二對(duì)樓面均布活荷的一個(gè)折減系數(shù)，稱為活荷載按樓層的折減系數(shù)，其取值見(jiàn)表322。V跨中MDJMJK 續(xù)表 319層次位置內(nèi)力荷載類型豎向荷載組合豎向荷載與地震力組合恒載①活載②地震荷載③①＋②（①＋②）177。V跨中MAMBC5A右M177。③7A右M177。m）MEB（KN剪力值應(yīng)取V′左、V′右，具體見(jiàn)表31表317。MEA及x1的具體數(shù)值見(jiàn)表18，表中RA、x1 、MGE均有兩組數(shù)值。跨中M若小于 ql2，應(yīng)取M＝ ql2。由圖39，查得梁上均布荷載為：第六層：q＝ KN/m集中荷載： KN柱自重： 第七層：q＝ KN/m由圖313，查得：六層梁端彎矩： ML= （） KN﹒m Mr = （） KN﹒m七層梁端彎矩： ML=（） KN﹒m Mr =（） KN﹒m括號(hào)內(nèi)為調(diào)幅后得數(shù)值續(xù)圖3－11 活載彎矩分配圖 （KN/m） 七層梁端剪力 VqD＝VqJ＝ql＝＝ KN調(diào)幅前： VmD＝VmJ== KNVD＝VqD－VmD＝－＝ KNVJ＝VqJ＋VmJ＝＋＝ KN調(diào)幅后： VmD＝VmJ=＝－ KN VD＝VqD－VmD＝－＝ KN VJ＝VqJ＋VmJ＝＋= KN 圖3－12 活載彎矩分配圖 （KN/m）同理第六層梁端剪力：調(diào)幅前： VD＝＋＝ KN VJ＝－＝ KN調(diào)幅后： VD＝+＝ KN VJ＝－＝第七層A柱柱頂及柱底軸力：N頂＝V＋P＝＋0＝ KNN底＝＋＝ KN第六層A柱柱頂及柱底軸力N頂＝＋＋＝ KNN底＝＋= KN其它梁端剪力及柱軸力計(jì)算見(jiàn)表16，活載作用下梁端剪力及柱軸力見(jiàn)表表316恒載作用下梁端剪力及柱軸力（KN）層 數(shù)荷載引起剪力彎矩引起剪力總剪力柱軸力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VqA＝VqBVqA＝VqBVmA＝－VmBVmB＝VmC VmA＝－VmBVAVBVB＝VCN頂N底N頂N底7()0（）（）6（）0（）（）5（）0（）（）4（）0（）（）3（）0（）（）2（）0（）（）1（）0（）（）注：括號(hào)內(nèi)為調(diào)幅后的剪力值。彎矩分配：恒載作用下，框架的彎矩分配計(jì)算見(jiàn)圖3－11，框架的彎矩見(jiàn)圖3－13；活載作用下，框架的彎矩分配計(jì)算見(jiàn)圖3－12，框架的彎矩見(jiàn)圖3－14。固端彎矩計(jì)算將框架梁視為兩端固定梁計(jì)算固端彎矩，計(jì)算結(jié)果見(jiàn)表3－15表3－15 固端彎矩計(jì)算 AB跨BC跨簡(jiǎn)圖固端彎矩M0＝MJ（KN/m）簡(jiǎn)圖固端彎矩MJ=MK（KN/m）＝＝＝＝＝＝＝＝分配系數(shù)計(jì)算 考慮框架對(duì)稱性，取半框架計(jì)算，半框架的梁柱線剛度如下圖310所示。 豎向荷載作用下框架的內(nèi)力分析仍取中框計(jì)算（1） 荷載計(jì)算第七層梁的均布線荷載AB跨屋面均布恒載傳給梁 ＝ KN/m橫梁自重（包括抹灰） 25＝ KN/m恒載 KN/m圖3－8 地震作用下框架梁柱彎矩圖ABCD BC跨屋面均布恒載傳給梁 ＝ KN/m 橫梁自重（包括抹灰） 25＝ KN/m 恒載 KN/m第七層活載：＝ KN/m第二．三．四．五．六層梁的均布線荷載 AB跨： 樓面均布荷載傳給梁 ＝ KN/m 橫梁自重（包括抹灰） 25＝ KN/m 內(nèi)橫墻自重（包括粉刷） 19（－）＝ 恒載 BC跨： 樓面均布荷載傳給梁 ＝ 橫梁自重（包括抹灰） 25＝ KN/m 恒載 第二．三．四．五．六層活荷載： 2＝ KN/m第二．三．四．五．六層集中荷載： 縱梁自重（包括抹灰） 25＝ KN縱墻自重（包括抹灰） 19+（－）＝ KN 柱自重（包括抹灰） 25＝ KN總計(jì)： KN 第一層梁的均布線荷載： AB跨恒載： KN/m BC跨恒載： KN/m 活載： KN/m第一層 集中荷載：縱梁自重（包括抹灰） 25＝ KN縱墻自重（包括抹灰） 19+（－）＝ KN 柱自重（包括抹灰） 25＝ KN第一層柱自重（包括抹灰）：25＝ KN總計(jì)： 注：雙向板支承梁計(jì)算梯形分布荷載作用下，可將實(shí)際荷載換算成等效的均布荷載梯形分布：qeq=(12k2+k3)qs三角形分布：qeq=5/8 qs 圖3－10 雙向板的傳力圖中框架恒載及活載見(jiàn)下圖。中柱兩側(cè)梁端彎矩按梁線剛度分配。δn= T1+=+=結(jié)構(gòu)橫向總水平地震作用標(biāo)準(zhǔn)值：FEK=（Tg/ T1）αmax =2656KN頂點(diǎn)附加水平地震作用△Fn=δn FEK=2656=各層橫向地震剪力見(jiàn)表如下表3－7各層橫向地震作用及樓層地震剪力層次hiHiGiGiHiFiVi81189332337690417018461968976191638523589761620174434897613239636338976102775280289767315411019649451135注：1 △Fn 只加入主體的頂層即7層 2 突出屋面的第8層V8=3F8圖3－6橫向框架各層水平地震作用及地震剪力（5）橫向框架抗震變形驗(yàn)算.多遇地震作用下，層間彈性位移驗(yàn)算見(jiàn)下表表3－8橫向變形驗(yàn)算層次層間剪力Vi（KN）層間剛度Di（KN）層間位移Vi/Di（m）層高（m）層間相對(duì)彈性轉(zhuǎn)角θe78764461/330068764461/206358764461/157148764461/132038764461/113728764461/10641101961/746層間彈性相對(duì)轉(zhuǎn)角均滿足要求θe[θe]=1/450（6）縱向框架柱側(cè)移剛度D值.表3－9 縱向框架柱側(cè)移剛度D值計(jì)算 項(xiàng)目層 根數(shù)底 層邊框架邊柱6298 38082 1邊框架中柱2/=79022+91321中框架邊柱6253288622中框架中柱2/=78422+96872∑D117200二 三 四 層邊框架邊柱6459392471邊框架中柱2/=90222+105351中框架邊柱63692102362中框架中柱2/=96362+111352∑D131955五 六 七 層邊框架邊柱5837380231邊框架中柱2/=78552+89721中框架邊柱5765287562中框架中柱2/=77832+94052∑D113634頂 層邊框架邊柱87564中框架邊柱87562∑D52536（7）縱向框架自振周期表3－10 縱向框架頂點(diǎn)位移計(jì)算 層數(shù)Gi（KN）Gi（KN）Di（KN/m）δi=∑Gi/ Di △i85253671136346113634511363441319553131955
環(huán)評(píng)公示相關(guān)推薦
鄂ICP備17016276號(hào)-1