某某辦公室建筑結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)畢業(yè)論文(參考版)
2025-07-01 19:35本頁面
【正文】 ξ1=7002/（103）=取ξ1= 又l。m此組內(nèi)力是非地震組合情況，且無水平荷載效應(yīng)，故不必進(jìn)行調(diào)整。 ξ1=7002/（103） = 取ξ1=又l0/h15，取ξ2=得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2 =1+660/1400/ =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 =+700/240 = 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700/30=，故取ea= 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)第二節(jié) 框架柱一、柱截面尺寸驗(yàn)算根據(jù)《抗震規(guī)范》，對(duì)于二級(jí)抗震等級(jí)，剪跨比大于2。箍筋配置，滿足構(gòu)造要求。(二)、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。三、梁斜截面受剪承載力計(jì)算(一)、驗(yàn)算截面尺寸：hw=h0=565mmhw/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。ρ=1742/300/565=%ρmin=%，滿足要求。m屬第一類T形截面。跨中正彎矩按T形截面計(jì)算縱筋數(shù)量，跨中截面的計(jì)算彎矩，應(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：(一)、考慮跨間最大彎矩處：按T形截面設(shè)計(jì)，翼緣計(jì)算寬度bf，按跨度考慮，取bf，=l/3=，梁內(nèi)縱向鋼筋選II級(jí)熱扎鋼筋，（fy=fy，=310N/mm2）， h0=ha=60035=565mm，因?yàn)閒cm =bf，hf，（ h0 hf，/2）=2600120（565120/2）=m支座Bl：Mmax= KN一、梁的最不利內(nèi)力 經(jīng)以上計(jì)算可知，梁的最不利內(nèi)力如下：跨間： Mmax= KN橫向框架A柱柱端組合彎矩設(shè)計(jì)值的調(diào)整（相當(dāng)于本層柱凈高上下端的彎矩設(shè)計(jì)值）層次654321截面柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb） γREN 二、B柱第6層，按《抗震規(guī)范》，無需調(diào)整。 ΣMb為節(jié)點(diǎn)左右梁端截面順時(shí)針或逆時(shí)針方向組合的彎矩設(shè)計(jì)值之和。第3層，柱頂軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/ =。柱底軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/ =，無需調(diào)整。第六節(jié) 框架柱的內(nèi)力組合取每層柱頂和柱底兩個(gè)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MN柱底MN5柱頂MN柱底MN4柱頂MN柱底MN3柱頂MN柱底MN2柱頂MN柱底MN1柱頂MN柱底MN橫向框架B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MN柱底MN5柱頂MN柱底MN4柱頂MN柱底MN3柱頂MN柱底MN2柱頂MN柱底MN1柱頂MN柱底MN第七節(jié) 柱端彎矩設(shè)計(jì)值的調(diào)整一、A柱第6層，按《抗震規(guī)范》，無需調(diào)整。mV=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[2+]= KN右震：M lb= M rb=mM rb=m M rb=m γREMmax== KNm MB=m γReMmax== KNm MB=計(jì)算理論：根據(jù)梁端彎矩的組合值及梁上荷載設(shè)計(jì)值，由平衡條件確定。ηvb梁端剪力增大系數(shù)。二、框架梁內(nèi)力組合本方案考慮了三種內(nèi)力組合，+， SGk + +。m）MBC= 5q2，l22/96 =5（KNm）MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96 =2+5 =（KNα=a/l=(一)、對(duì)于第7層，MAB=q1l21/12+q2l21（12α2+α3） =+[12+]/12 = （KNm）MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96 =2+5 =（KNm）7（）（）（）（）（）（）16 注：表中括號(hào)內(nèi)數(shù)值對(duì)應(yīng)于屋面雪荷載作用情況。m(二)、對(duì)于16層，永久荷載計(jì)算和7層類似,不再詳算,計(jì)算結(jié)果見下表橫向框架活載匯總表層次q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KNm 同理，在屋面雪荷載的作用下： q2== KN/m q2，== P1=（） P2=（）+（） 集中力矩M1=P1e1 =（）/2 = KNm）72625242322212二、活載作用下柱的內(nèi)力計(jì)算 活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示： (一)、對(duì)于第7層， q2== q2，== KN/m P1=（） P2=（）+（） 集中力矩M1=P1e1 =（）/2=m 對(duì)于16層，永久荷載計(jì)算和7層類似,不再詳算,計(jì)算結(jié)果見下表 橫向框架恒載匯總表樓層q1 q139。q2== KN/mq2，== KN/mPP2分別由邊縱梁、中縱梁直接傳給柱的恒載，它包括主梁自重、次梁自重、樓板重等重力荷載，計(jì)算如下：P1=（）+25++25= KN
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