某六辦公樓框架結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)畢業(yè)論文(參考版)
2025-06-23 07:06本頁(yè)面
【正文】 s為箍筋間距。注：Asvi、li為第i根箍筋的截面面積和長(zhǎng)度。柱端加密區(qū)的箍筋選用4肢Ф10100。ξ1=6002/（103）= 取ξ1= 又l0/h15，取ξ2= 得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2 =1+560/1400/ = ηei===560=198mm,故為小偏心受壓。m此組內(nèi)力是非地震組合情況，且無(wú)水平荷載效應(yīng)，故不必進(jìn)行調(diào)整。 ξ1=6002/（103）= 取ξ1= 又l0/h15，取ξ2= 得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2 =1+560/1400/ 軸向力作用點(diǎn)至受拉鋼筋A(yù)s合力點(diǎn)之間的距離 e=ηei+h/2as =+600/240 = mm 對(duì)稱配筋： ξ=x/h0=N/fcmbh0=103/ =ξb= 為大偏壓情況。m，N= KN 軸向力對(duì)截面重心的偏心矩e0=M/N=106/(103)= mm 附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30兩者中的較大值，即600/30=20mm，故取ea=20 mm。Mc=（KN柱的剪跨比和軸壓比驗(yàn)算柱號(hào)層次b（mm）h0（mm）fcm（N/mm2）Mc（KNm）ξ計(jì)算As，（mm2）實(shí)配As，（mm2）計(jì)算As（mm2）實(shí)配As（mm2）As/As，ρ（%）配箍1支座A 0 4Ф22Ф22(2724) 加密區(qū)雙肢Ф8100,非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 0 5Ф25(2454)加密區(qū)四肢Ф880非加密區(qū)四肢Ф8100BC跨間 4Ф25(1964)2支座A0 5Ф25(2454)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl0 5Ф25(2454)AB跨間 4Ф22(1520)支座Br 5Ф23(2077)加密區(qū)四肢Ф8100非加密區(qū)四肢Ф8150BC跨間 4Ф24(1808)3支座A 0 5Ф23(2077)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 5Ф23(2077)AB跨間 3Ф23(1246)支座Br 5Ф22(1900)加密區(qū)四肢Ф8100非加密區(qū)四肢Ф8150BC跨間 4Ф26(1593)4支座A 0 4Ф24(1808)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 4Ф24(1808)AB跨間 2Ф25(982)支座Br 3Ф25(1473)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間 4Ф20(1256)5支座A 0 3Ф25(1473)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 3Ф25(1473)AB跨間 2Ф18(509)支座Br 5Ф16(1005)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間 3Ф22(1140)6支座A 0 5Ф16(1005)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 5Ф16(1005)AB跨間 2Ф14(308)支座Br 3Ф16(603)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間 3Ф14(461)二、框架柱：柱截面尺寸驗(yàn)算：根據(jù)《抗震規(guī)范》，對(duì)于三級(jí)抗震等級(jí)，剪跨比大于2。箍筋配置，滿足構(gòu)造要求。 （2）、驗(yàn)算是否需要計(jì)算配置箍筋： =300565 =V=182700N 可知，需按計(jì)算配箍。梁斜截面受剪承載力計(jì)算： （1）、驗(yàn)算截面尺寸： hw=h0=565mm hw/b=565/300=4,屬厚腹梁。 支座Bl上部： As=M/fy/(h0a,)=106/310/（56535）= mm2 實(shí)配鋼筋2Ф22Ф22，As=2724 mm2。梁端截面受壓區(qū)相對(duì)高度：ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=3101742/，符合三級(jí)抗震設(shè)計(jì)要求。下部跨間截面按單筋T形截面計(jì)算：αs=M/（fcmbf，h02）=106/ξ=1（12αs）1/2=As=ξfcmbf，h0/fy=2400565/310= mm2實(shí)配鋼筋2Ф22Ф22，As=1742 mm2。m KNm 調(diào)整后剪力：V= KN梁正截面受彎承載力計(jì)算： 抗震設(shè)計(jì)中，對(duì)于樓面現(xiàn)澆的框架結(jié)構(gòu)，梁支座負(fù)彎矩按矩形截面計(jì)算縱筋數(shù)量。m 支座A：Mmax= KN第六部分：截面設(shè)計(jì)一、框架梁： 以第1層AB跨框架梁的計(jì)算為例。 ηc柱端彎矩增大系數(shù)。 可知，一、二、三層柱端組合的彎矩設(shè)計(jì)值應(yīng)符合下式要求： ΣMc=ηcΣMb 注：ΣMc為節(jié)點(diǎn)上下柱端截面順時(shí)針或逆時(shí)針?lè)较蚪M合的彎矩設(shè)計(jì)值之和，上下柱端的彎矩設(shè)計(jì)值可按彈性分析分配。 第4層，同理也無(wú)需調(diào)整。第5層，柱頂軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/=，無(wú)需調(diào)整。m V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb] =[2+] = KN（2）、對(duì)于第15層， AB跨：q1== KN/m q2=（+）= KN/m V Gb=+ BC跨：q1== KN/m q2=（+）= KN/m V Gb=+剪力調(diào)整方法同上，結(jié)果見(jiàn)47頁(yè)各層梁的內(nèi)力組合和梁端剪力調(diào)整表。m V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb] =[（+）/+] = KNBC跨：受力如圖所示：梁上荷載設(shè)計(jì)值：q1== KN/m V Gb= ln== m左震：M lb= M rb=m V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb] =[（+）/+] = KN右震：M lb=m 其它跨間的最大彎矩計(jì)算結(jié)果見(jiàn)下表： 跨間最大彎矩計(jì)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(jì)中，其梁端剪力設(shè)計(jì)值應(yīng)按下式調(diào)整：V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]（1）、對(duì)于第6層， AB跨：受力如圖所示：梁上荷載設(shè)計(jì)值：q1== KN/m q2=（+）= KN/m V Gb=+ ln== m左震：M lb=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= KNm右震： MA=mVA= （MAMB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2 =（+）/++ = KN0則Mmax發(fā)生在左支座，Mmax ==（+）= KN1）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(shuō)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(shuō)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，BC跨在均布荷載作用下，如下圖： VA= （MA+MB）/l+q1l/2 x可由下式解得： VA=q1x可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAxq1x2/2第1層AB跨梁： 梁上荷載設(shè)計(jì)值：q1== KN/m q2=（+）= KN/m 左震： MA=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
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