某市辦公樓框架結(jié)構(gòu)設(shè)計畢業(yè)論文-在線瀏覽
2024-09-06 11:22本頁面
【正文】 度（KN/m3）體 積（m3）數(shù) 量(根)單 重（KN）總 重（KN）橫梁650030060025171700250400259縱梁650030060025283500300600254類別計算高度（mm）截 面（mm）密 度（KN/m3）體 積（m3）數(shù) 量（根）單 重（KN）總 重（KN）柱36007007002536（2）、內(nèi)外填充墻重的計算： 橫墻： AB跨、CD跨墻：墻厚240mm，計算長度6500mm，計算高度3600600=3000mm。 單跨體積：（*）= 單跨重量：= 數(shù)量：2 總重：2= 廁所橫墻：墻厚240mm，計算長度72002400=4800mm，計算高度3600120=3480mm。第二層：（1）、梁、柱橫梁：AB跨：300mm600mm 18根=BC跨：250mm400mm 9根= 縱梁：819+63=882KN 柱： 類別計算高度（mm）截 面（mm）密 度（KN/m3）體積（m3）數(shù) 量（根）單 重（KN）總 重（KN）柱36006506502536（2）、內(nèi)外填充墻重的計算：橫墻總重：縱墻： 比較第二層縱墻與第一層的區(qū)別有： 大廳：一層有鐵門 二層A④⑤、B④⑤、B⑤⑥跨有內(nèi)墻。第三層至第五層：比較其與第三層的異同，只有B④⑤、B⑤⑥不同，可得三到五重力荷載代表值為：G35=+（）=第六層重力荷載代表值的計算：橫梁：+= 縱梁：882KN 柱：計算高度：2100mm截面：650mm650mm數(shù)量：36總重：2536= 橫墻： 縱墻：（+）/2= 窗重： 木門重：門高2400mm，計算高度為門的1500mm以上，故系數(shù)а=（）/=3/8則木門重：3/8= 屋面恒載、活載計算： 恒載：= 活載：= 雪載：=由以上計算可知，六層重力荷載代表值為G6=G 恒+G活=（+882+）+++++ +（+） =注：。按式Ge=Gn+1（1+3h1/2/H）將突出房屋重力荷載代表值折算到主體結(jié)構(gòu)的頂層，即：Ge=[1+3（5+）]=（KN）基本自振周期T1（s）可按下式計算：T1= （uT）1/2注：uT假想把集中在各層樓面處的重力荷載代表值Gi作為水平荷載而算得的結(jié)構(gòu)頂點位移。uT按以下公式計算：VGi=∑Gk（△u）i= VGi/∑D ij uT=∑（△u）k注：∑D ij 為第i層的層間側(cè)移剛度。 （△u）k為第k層的層間側(cè)移。結(jié)構(gòu)頂點的假想側(cè)移計算過程見下表，其中第六層的Gi為G6和Ge之和。查表得設(shè)防烈度為8度的аmax=а1=（Tg/T1） =（） = 結(jié)構(gòu)總的水平地震作用標(biāo)準(zhǔn)值FEkFEk=а1Geq = =（KN）==T1=，所以應(yīng)考慮頂部附加水平地震作用。m）GiHi/∑GjHjFi（KN）Vi（KN）654321∑各質(zhì)點水平地震作用及樓層地震剪力沿房屋高度的分布見下圖： （具體數(shù)值見上表）三、多遇水平地震作用下的位移驗算：水平地震作用下框架結(jié)構(gòu)的層間位移（△u）i和頂點位移u i分別按下列公式計算：（△u）i = Vi/∑D iju i=∑（△u）k各層的層間彈性位移角θe=（△u）i/hi，根據(jù)《抗震規(guī)范》，考慮磚填充墻抗側(cè)力作用的框架，層間彈性位移角限值[θe]1/550。四、水平地震作用下框架內(nèi)力計算：框架柱端剪力及彎矩分別按下列公式計算：Vij=DijV i /∑DijM bij=Vij*yh M uij=Vij（1y）hy=yn+y1+y2+y3注：yn框架柱的標(biāo)準(zhǔn)反彎點高度比。 yy3為上下層層高變化時反彎點高度比的修正值。底層柱需考慮修正值y2，第二層柱需考慮修正值y1和y3，其它柱均無修正。m）M ui1（KNm）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：?、圯S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(fù)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
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