某辦公樓框架填充墻結(jié)構(gòu)設(shè)計-在線瀏覽
2025-08-10 17:59本頁面
【正文】 面積：= 恒載：= 活載：=雪載：=由以上計算可知，頂端重力荷載代表值為G頂=G 恒+G活=++++++++(+) =集中于各樓層標高處的重力荷載代表值G i的計算結(jié)果如下圖所示：第四部分：橫向水平荷載作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力和側(cè)移計算一、橫向自振周期的計算： 橫向自振周期的計算采用結(jié)構(gòu)頂點的假想位移法。ψT結(jié)構(gòu)基本自振周期考慮非承重磚墻影響的折減系數(shù)。 （△u）i為第i層的層間側(cè)移。 s為同層內(nèi)框架柱的總數(shù)。結(jié)構(gòu)頂點的假想側(cè)移計算層次Gi（KN）VGi（KN）∑D i（N/mm）△ui（mm）ui（mm）676260057626004762600376260027295301923810T1= （uT）1/2 =()1/2=(s)二、水平地震作用及樓層地震剪力的計算：本結(jié)構(gòu)高度不超過40m，質(zhì)量和剛度沿高度分布比較均勻，變形以剪切型為主，故可用底部剪力法計算水平地震作用，即：結(jié)構(gòu)等效總重力荷載代表值GeqGeq=∑Gi=（++3++）=（KN） 計算水平地震影響系數(shù)а1查表得二類場地近震特征周期值Tg=。頂部附加地震作用系數(shù) δn=+=+= △F6== 各質(zhì)點橫向水平地震作用按下式計算： Fi=GiHiFEk（1δn）/（∑GkHk） =（KN）地震作用下各樓層水平地震層間剪力Vi為 Vi=∑Fk（i=1，2，…n）計算過程如下表：各質(zhì)點橫向水平地震作用及樓層地震剪力計算表層次Hi（m）Gi（KN）GiHi（KN計算過程如下表：橫向水平地震作用下的位移驗算層次Vi/（KN）∑D i（N/mm）△ui /mmui/mmhi/mmθe=（△u）i /hi676260036001/2210576260036001/1225476260036001/899376260036001/747272953036001/639192381047001/999由此可見，最大層間彈性位移角發(fā)生在第二層，1/6391/550，滿足規(guī)范要求。 y1為上下層梁線剛度變化時反彎點高度比的修正值。 y框架柱的反彎點高度比。下面以②③⑦⑧軸線橫向框架內(nèi)力的計算為例：各層柱端彎矩及剪力計算（邊柱）層次hi（m）Vi（KN）∑D ij（N/mm）邊 柱Di1（N/mm）Vi1（KN）ky（m）M bi1（KNm）676260017681576260017681476260017681376260017681272953017681192381025112注：，V量綱為KN。m）M ui2（KNmM r b=*（+）= KNm 邊柱N== KN 中柱N== KN ②③⑦⑧軸線橫向框架彎矩圖（KN*m） ②③⑦⑧軸線橫向框架梁剪力圖（KN） ②③⑦⑧軸線橫向框架柱軸力圖（KN）第五部分：豎向荷載作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力計算（橫向框架內(nèi)力計算）一、計算單元的選擇確定：取③軸線橫向框架進行計算，如下圖所示：，由于房間內(nèi)布置有次梁（bh=200mm400mm），故直接傳給該框架的樓面荷載如圖中的水平陰影所示。由于縱向框架梁的中心線與柱的中心線不重合，所以在框架節(jié)點上還作用有集中力矩。q1=25= KN/mq1，=25=q和q2，分別為屋面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載。m M2=P2e2 =（）/2 = KN 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。m M2=P2e2 =（）/2 = KNq2== 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 = 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 = 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 = KNm（2）、對于第25層，q2== KN/mq2，== KN/mP1=（+）= KNP2=（++）= KN集中力矩M1=P1e1 =*（）/2 = KNm （3）、對于第1層， q2== KN/mq2，== KN/mP1=（+）= KNP2=（++）= KN集中力矩M1=P1e1 =（）/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）6251橫向框架活載匯總表層次q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（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。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） MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96 =+5 = （KNm） MBC= 5q2，l22/96 =5 = （KNA柱： N頂=+= KN 柱重：25= KN N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=+= KN B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?？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(dāng)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。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。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
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