框架結(jié)構(gòu)設(shè)計

1、第一章：工程概況和結(jié)構(gòu)設(shè)計方案 2.1工程概況 2.1.1設(shè)計依據(jù)： （一） 工程設(shè)計使用年限：本工程設(shè)計使用年限為 50年。 （二）自然條件： 1. 基本風(fēng)壓：Wo（KN. m）=0.45 2. 地面粗糙程度：B類。 3. 基本雪壓：0.65 KN/ m2o 4. 工程地質(zhì)見下表： 表2-1擬建場地工程地質(zhì)情況 巖土 層名 稱 土層深度 （m） 稠 密 度/ 風(fēng) 化 程 度 地基承載 力 fak（Kpa） 混凝土預(yù)制樁 人工挖孔灌注樁 qsa(kp a) qpa1(kp a) qsa(kp a) qpa2 (kp a) (1) 02.0 稍 32 粉質(zhì) 密 粘土 (2 ) 2.05.0 稍

2、130 50 粘土 密 (3 ) 5.09.0 可 200 40 粉質(zhì) 塑 粘土 9.512.0 硬 180 55 粉土 塑 (5) 12.0 硬 200 60 3300 粉土 塑 夾粉 砂 地下水情況: 無侵蝕性，最高水位距地表-2.0 m o 2.1.2設(shè)計要求: 設(shè)計地震分組為第I分組，基本地震加 4.5米。樓蓋及屋蓋均采用現(xiàn)澆鋼筋 （一）本工程主體為鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)，抗震設(shè)防烈度為 速度為0.10g，場地類別為III類，現(xiàn)澆框架抗震等級為三級。層高 混凝土結(jié)構(gòu)，板厚 120mm （二）設(shè)計荷載: (1) 不上人屋面活荷載 0.5 KN/ (2) 屋面雪荷載 0.65 KN/ (3)

3、車間活荷載標(biāo)準(zhǔn)值為 3.5KN/ m2o (4) 樓面永久荷載 3.80 KN/ (5) 屋面永久荷載 3.98 KN/ 2.2結(jié)構(gòu)設(shè)計方案 2.2.1柱網(wǎng)布置 圖2-1框架結(jié)構(gòu)的計算簡圖 圖2-2縱向框架組成的空間結(jié)構(gòu) 本方案中，按照縱向的平面框架進行計算。 2.2.2梁柱截面尺寸的初步確定 梁截面尺寸估算 梁截面高度一般取梁跨度的1/121/8進行估算，梁寬取梁高的1/31/2。由此估算的框架梁 的截面尺寸如下： 主框架梁：bx h=300mnX 750mm 次梁： b x h=250mnX 600mm 表2-2梁截面尺寸（mr） 層次 混凝土強度等級 框架梁 次 梁 15 C30 300

4、mm x 750mm 250mnX 600mm 柱截面尺寸估算依據(jù) （一）根據(jù)柱的軸壓比限值按下列公式計算 1. 柱組合的軸壓力設(shè)計值N=B Fg E n 注：B考慮地震作用組合后柱軸壓力增大系數(shù)。 F按簡支狀態(tài)計算柱的負(fù)載面積。由圖二可知邊柱及中柱的負(fù)載面積分別為7.2 X 3.5和怦和7.2 X 6.8 m2o g E折算在單位建筑面積上的重力荷載代表值，可近似的取12KN/m2 n為驗算截面以上的樓層層數(shù)。 2. Ac N/uNfc 注：uN為框架柱軸壓比限值，本方案為三級抗震等級，查抗震規(guī)范可知取為0.9。 fc為混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值，對C30,查得14.3N/mm2。 由公式可得

5、柱截面面積為 1.3 7.2 3.5 12 1（0 52 邊柱Ac130778mm 0.9 16.7 中柱 1.25 7.2 6.8 1 2 1 03 52 Ac244311mm 0.9 16.7 取截面尺寸：500 mmx 500 mm 表2-3柱截面尺寸（mn） 層數(shù) 混凝土強度等級 b X h 15 C35 500 mmX 500 mm 第三章：結(jié)構(gòu)計算 3.1荷載計算 3.1.1屋面及樓面的永久荷載標(biāo)準(zhǔn)值 屋面（不上人）： 20 厚水泥砂漿找平層 20 X 0.02=0.4 KN/ m 現(xiàn)澆混凝土屋面板 25 X 0.12=3KN/ m 40 厚擠塑保溫板 0.5 X 0.04=0.0

6、2KN/ m 40 厚C20細(xì)石混凝土 14 X 0.04=0.56 KN/ m 合計3.98KN/m2 14層樓面： 瓷磚地面（包括水泥粗砂打底）0.55KN/ m 120厚鋼筋混凝土板25X 0.12=3KN/ m V型輕鋼龍骨吊頂或 20厚水泥砂漿0.25 KN/nr 合計 3.1.2屋面及樓面可變荷載標(biāo)準(zhǔn)值 不上人屋面均布活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 車間樓面活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 屋面雪荷載標(biāo)準(zhǔn)值 3.80KN/ n 0.5KN/ n 3.5KN/ 0 n Skr S01.0 0.65 0.65KN m 2 3.1.3梁、柱、墻、窗、門重力荷載計算 （一）梁自重 主框架梁： 25 次梁： 25 （二）柱自重

7、柱 25 抹灰層 17 X 0.3 X (0.75-0.12)=4.725 KN/m X 0.25 X( 0.6-0.12 ) =3 KN/m X 0.5 X 0.5=6.25 KN/m X 0.01 X 4X 0.5=0.34 KN/m 合計 6.59KN/m （三）墻自重 外墻體為240厚KP1磚，內(nèi)墻體為240厚加氣混凝土砌塊。 1.外縱墻自重（KP1磚） 縱墻19 鋁合金窗0.35 外墻面帖瓷磚0.5 內(nèi)墻面20厚抹灰 17 X( 1-15%)X 1X 0.24=3.876 KN/m X 1.7=0.595 KN/m X( 4.5-1.7-0.8) =1 KN/m X 0.02 X(

8、4.5-1.7-0.8) =0.68 KN/m 合計 6.151KN/m 2.內(nèi)墻自重及橫墻自重 抹灰厚（兩側(cè)） 5.5X( 4.5-0.6 ) =5.148 KN/m 17 X( 4.5-0.6 ) =2.652 KN/m 合計 7.8KN/m 3. 女兒墻自重 墻重及壓頂重19 X( 1-15%)X 0.9 X 0.24+25 X 0.24 X 0.3=5.676KN/m 外帖瓷磚 0.5 X 1.2=0.6 KN/m 水泥粉刷內(nèi)面0.36 X 1.3=0.468KN/m 合計6.744KN/m 3.2框架內(nèi)力計算 3.2 .1采用結(jié)構(gòu)設(shè)計軟件PKPMft行計算 （一）執(zhí)行PMCADfc菜

9、單1,輸入結(jié)構(gòu)的整體模型 首先。根據(jù)建筑平、立、剖面圖輸入軸線。結(jié)構(gòu)圖中尺寸是指中心線尺寸，而非建筑平面圖中的外輪 廓尺寸，根據(jù)上一層建筑平面的布置，在本層結(jié)構(gòu)平面圖中適當(dāng)增設(shè)次梁，只有樓層板、梁、柱等構(gòu)件布 置完全一樣（位置、截面、材料），并且層高相同時，才能歸并為一個結(jié)構(gòu)標(biāo)準(zhǔn)層。 再估算（主、次）梁、板、柱等構(gòu)件截面尺寸，并進行構(gòu)件定義。對于梁，抗震規(guī)范第6.3.6條規(guī)定 寬度200mm主梁高度取跨度的 1/81/12，寬度取高度的1/31/2 ;次梁的高度取跨度的 1/121/16 , 寬度取高度的1/31/2。對于框架柱，抗震規(guī)范第 6.3.1條規(guī)定，矩形柱長和寬都要大于 300mm同

10、時控 制柱的軸壓比。對于板，單向板樓板厚取跨度的 1/401/45，且大于60mm雙向板樓板厚取跨度的 1/50 1/45，且大于80mm 接著選擇各標(biāo)準(zhǔn)層進行梁、柱構(gòu)件布置。柱只能布置在節(jié)點上，主梁只能布置在軸線上，考慮外輪廓 平齊采取偏心。 然后在荷載定義下輸入樓、屋面恒、活荷載 最后根據(jù)建筑方案，將各結(jié)構(gòu)標(biāo)準(zhǔn)層和荷載標(biāo)準(zhǔn)層進行組裝，形成結(jié)構(gòu)整體模型，并且確定總信息、 地震信息、風(fēng)荷載信息等等。 （二）執(zhí)行PMCADfc菜單2,布置次梁樓板 此處次梁是指未在主菜單1布置過的次梁，對于已將其當(dāng)作主梁在主菜單1布置過的梁，不得重復(fù)布 置。對樓梯間進行全房間開洞，對個別房間板厚發(fā)生變化的，按照設(shè)

11、計實際作局部修改，對有懸挑板的梁 上布置懸挑板。根據(jù)實際情況需要，拷貝前層的樓板開洞、修改板厚、設(shè)懸挑板、次梁布置等信息。 （三）執(zhí)行PMCADfc菜單3,輸入荷載信息 對個別房間進行樓面荷載修改，如板厚有變化的房間的樓面恒載、廁所的樓面恒載及門廳、走道、樓 梯間的樓面活荷載等。對梁承受的非板傳來的荷載（如填充墻等）進行輸入，注意，對梁承受填充墻荷載 的需考慮窗洞、樓梯間全房間開洞的須根據(jù)實際情況計算梯段傳至樓層梯梁的均布恒（活）載、梯段及休 息平臺經(jīng)平臺梯梁（梯柱）傳至下層框架梁的集中恒（活）載。程序能對梁的自重、板的導(dǎo)荷進行自動計 算，這些荷載都不能在此處重復(fù)計算，荷載的輸入是指程序不能計

12、算和導(dǎo)算的外加荷載，一定要根據(jù)實際 情況進行計算輸入，不得多輸，更不能漏掉荷載。此外，根據(jù)實際情況選擇前面已經(jīng)布置好的任意一層作 荷載拷貝，還可根據(jù)實際情況選擇是否拷貝樓面荷載、梁間荷載、節(jié)點荷載等信息。 （四）ST 8計算 對所建模型進行導(dǎo)荷及配筋，根據(jù)實際情況調(diào)整軟件的各種參數(shù)，以符合實際情況及安全保證，如果 先前所建模型不滿足要求，就可以通過計算出的各種圖形看出，可以通過對計算出的受力圖，內(nèi)力圖，彎 矩圖等等對電算結(jié)果進行分析，找出模型中的不足并加以調(diào)整，反復(fù)至電算結(jié)果滿足要求為止。 322縱向框架側(cè)移剛度計算縱梁線剛度（D值法） 表2-4縱梁線剛度ib計算表 類別 層 次 Ec (N

13、mm-2) b h (mm mm) 1。 (mm4) L (mm) EJ/L (N mm) 1.5EJ/L (N mm) 2EJ/L (N mm) 縱梁 15 3.0104 300X750 10 1.055 10 7200 10 4.396 10 10 6.594 10 10 8.792 10 表2-5柱線剛度ic計算表 層 次 hc (mm) Ec (N mm-2) b h (mm mm) Ic (mm4) EcIc/hc (N mm) 15 4500 3.15104 500X 500 9 5.208 109 3.646 1010 柱的側(cè)移剛度 D值按下式計算： 12i Dc h2。根據(jù)梁柱

14、線剛度比K的不同，柱可分為中框架中柱和邊柱、 邊框架中柱和邊柱等，計算結(jié)果如下： -1 表2-6（ BCDEF列）中框架柱側(cè)移剛度D值（N mm） 層 次 B-1 B-7(9 根) 中柱（24根） B-2 K c Di1 K c Di2 K c Di3 K c 25 1.809 0.475 10263 2.411 0.547 11818 4.823 0.707 15275 4.22 0.68 1 1.809 0.606 13090 2.411 0.660 14260 4.823 0.780 16853 4.22 0.76 表2-7（AG列邊框架柱側(cè)移剛度D值（N mm1） 層 次 A-1 A-

15、7(3 根) A-2 A3(9 根) K c Di1 K c Di2 K c Di3 K c Di4 25 1.206 0.376 8124 1.809 0.475 10263 3.014 0.601 12985 3.62 0.64 13914 1 1.206 0.532 11494 1.809 0.606 13090 3.014 0.701 15146 3.62 0.73 15837 層次 中框架 Di 邊框架 Di 25 497874 177124 00 將上述不同情況下同層框架側(cè)移剛度相加，即得框架各層層間側(cè)移剛度Di，見下表 層次 1 2 3 4 5 Di 7354 998 67499

16、8 674998 表2-8 各層層間側(cè)移剛度Di 由表可見，D1/ D2 735401/674998 1.089 0.7，故該框架為縱向向規(guī)則框架。 #算法舉例：（BCDEF列）中框架柱側(cè)移剛度 D值 (底層) 亦1. B K=6.594/3.646=1.809a c=(0.5+K)/(2+K)=0.606 10 2 Di1= a cx 12X ic/h2=0.606 X 12X 3.646 X 10 /5400 =13090 2. B-7 C-1 C-7 D-1 D-7 E-1 E-7 F-1 F-7(9根) K=8.792/3.646=2.411 a c=(0.5+K)/(2+K)=0.6

17、60 Di2= a cX 12X ic/h2=0.660 X 12X 3.646 X 1010 /5400 2 =14260 3. 中柱（D-6） K=(8.792+8.792)/3.646=4.823a c=(0.5+K)/(2+K)=0.780 Di3= a cX 12X ic/h2=0.780 X 12X 3.646 X 10 2 Di1= a cX 12X ic/h2=0.475 X 12X 3.646 X 10 /4500 =10263 3 /5400 10 2 =16853 自7勺m 8.79? 3 646 4. B-2 K=(8.792+6.594)/3.646=4.220a c

18、=(0.5+K)/(2+K)=0.606 22心 7 9 Di4=a cx 12Xic/h2=0.759 X 12X 3.646 X 曲 /5刖=16399 Di=13090+14260X 9+16853X 24+16399=562301 (25 層) 3B-1 K=6.594/3.646=1.809 a c=K/(2+K)=0.475 B.792 K=8.792/3.646=2.411 a c=K/(2+K)=0.547 Di2= a c x 12 x i c/h =0.547 X 12 x 3.646 X 1010 /4500 a c=K/(2+K)=0.678 a cX 12X i c/

19、h 6594 =.678 =14649 3.646 6時 8.79F Di4= 10 X 12X 3.646 X 10 /4500 =11818 3 中柱 (D-6) K=(8.792 X 2)/3.646=4.823 a c=K/(2+K)=0.707 Di3= 2 a cX 12X i c/h 8-72 8.792 4 CO =0.707 X 12X 3.646 X 10 /4500 =15275 792 B79? 3B-2 K=(8.792+6.594)/3.646=4.220 Di=10263+11818X 9+15275X24+14649=497874 (AG列邊框架柱側(cè)移剛度 D值

20、 底層 1. (A-1) K=4.396/3.646=1.206 a c=(0.5+K)/(2+K)=0.532 Di1 = 4.396 3.646 2. (A-7,G-1,G-7 3 根) K=6.594/3.646=1.809 a c=(0.5+K)/(2+K)=0.606 Di仁 2 a cx 12X i c/h =0.606 10 2 X 12X 3.646 x 10 /5400 =13090 6.594 3.646 3.(A-2) K=(6.594+4.396)/3.646=3.014 a c=(0.5+K)/(2+K)=0.701 2 a cx 12X i c/h =0.701 1

21、0 2 X 12X 3.646 X 10 /5400 =15146 6.594 4.396 3.646 Di3= 4. (A36,G26 9 根) K=(6.594+6.594 ) /3.646=3.617 a c=(0.5+K)/(2+K)=0.733 2 10 2 Di3=a cX 12X i c/h =0.733 X 12X 3.646 X 10 /5400 =15837 6.594 6.594 3.646 Di=11494+13090X 3+15146+15837X 9=173100 25 層: 1.(A-1) K=(4.396+4.396)/(2 X 3.646)=1.206 a c

22、=K/(2+K)=0.376 10 2 Di1= a cx 12X ic/h2=0.376 X 12X 3.646 X 10 /4500 =8124 4.396 3.646 4.396 2. (A-7,G-1,G-7 3根) K=(6.594+6.594)/(2 X 3.646)=1.809 a c=K/(2+K)=0.475 10 2 Di2= a cx 12X ic/h2=0.475 X 12X 3.646 X 10 /4500 =10263 6.594 3.646 6.594 3. (A-2) K=(6.594+4.396)/(3.646)=3.014a c=K/(2+K)=0.601

23、10 2 Di3= a cX 12X ic/h2=0.601 X 12X 3.646 X 10 /4500 =12985 4.396 3.646 4.396 6.594 4. (A36,G26 9根) K=(6.594+6.594)/(3.646)=3.617a c=K/(2+K)=0.644 10 2 Di4= a cX 12X ic/h2=0.644 X 12X 3.646 X 10 /4500 =13914 L 6.594 6.594 6.594 3.646 6.594 Di=8124+10263X 3+12985+13914X 9=177124 3.2.3重力荷載代表值的計算 （一）屋

24、面及樓面可變荷載標(biāo)準(zhǔn)值 1. 屋面永久荷載標(biāo)準(zhǔn)值3.98 KN/ 2. 樓面永久荷載標(biāo)準(zhǔn)值3.80 KN/ （二）屋面及樓面可變荷載標(biāo)準(zhǔn)值 1. 不上人屋面均布活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 nr m 0.5KN/ m 3.5KN/ m 2. 車間樓面活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 3.屋面雪荷載標(biāo)準(zhǔn)值 Sk rS0 1.0 0.65 0.65KN （三）墻，門窗重力荷載計算： 1. 外墻240KP1磚19X（ 1-15%） =16.15 KN/m3 外墻面瓷磚 0.5KN/ n,外墻面 20厚抹灰，則外墻 單位墻面的重力荷載為： 0.5+0.24 X 16.15+17 X 0.02=40716KN/ m2 2. 內(nèi)墻240厚加

25、氣混凝土砌塊（5.5 KN/m3 ）雙面抹灰各20mm則內(nèi)墻的重力荷載為： 5.5 X 0.24+17 X 0.02 X 2=2 KN/ m 3. 鋁合金門窗單位面積的重力荷載為：0.35 KN/ m 4. 梁柱計算： 梁柱重力荷載計算： 表2-9梁柱重力荷載計算表 層次 構(gòu)件 bX h Y (KN/m3) 3 g (KN/m) Li (m) N （根） Gi (Kn) Gi(Kn) 橫梁 1 300X750 25 1.05 5.906 6.1 35 1260.9 橫梁 300X750 25 1.05 5.906 6.5 7 268.72 2 縱梁 300X750 25 1.05 5.906

26、6.7 42 1661.9 15 橫次 250X600 25 1.05 3.938 6.175 30 729.52 4079 梁1 橫次 250X600 25 1.05 3.938 6.575 6 155.35 梁2 柱 500X500 25 1.10 6.857 4.5 49 1515.938 （四）各層墻（外墻）自重標(biāo)準(zhǔn)值計算: 1.女兒墻重： 總長 L=(43.2+40) X 2=166.4m 總重 Gk1=6.744Kn/mX 166.4m=1122.2KN 2. 標(biāo)準(zhǔn)層墻重：總長 L=166.4-24 X 5=154.4m 總重 Gk1=6.151Kn/mX 154.4m=949.7

27、1KN （五）板重力荷載標(biāo)準(zhǔn)值： 表2-10板重力荷載標(biāo)準(zhǔn)值計算表 層數(shù) 板面積（m首層（墻+梁+板+柱） G=949.71/2KN+4079.47KN+6306.37KN+1515.938KN=12376.63KN 標(biāo)準(zhǔn)層（墻+梁 +板+柱） G=949.71KN+4079.47KN+6306.37KN+1515.938KN=12851.49KN 頂層（墻+梁+板+柱） G=949.71/2KN+1122.2KN+4079.47KN+6877.44KN+1515.938KN=14544.758KN （七）重力荷載代表值的計算： 重力荷載代表值 G取結(jié)構(gòu)和構(gòu)件自重標(biāo)準(zhǔn)值和可變荷載組合值之和，各

28、可變荷載組合值系數(shù)取 為a.雪荷載：0.5 b.屋面活荷載：0.0 c.按等效均布荷載計算的樓面荷載：0.5. 1. 首層（墻+梁+板+柱） G=12376.63+0.5 X （1627.74+25.2） X 3.8=15517.22 KN 2. 標(biāo)準(zhǔn)層（墻+梁+板 +柱） G =12851.49+0.5 X (1627.74+25.2) X 3.8=15992.08 KN ） gk( KN/ m) Gki/ KN 刀 Gi/KN 15 樓面 1627.74 3.8 6185.41 6306.37 樓梯 25.2 4.8 120.96 屋面 1728 3.98 6877.44 6877.44

29、（六）各層自重標(biāo)準(zhǔn)值的計算： 3. 頂層（墻+梁+板+柱） G =14544.76+0.65 X 1728 X 0.5=15106.36 KN （八）等效總重力荷載代表值的計算： 本設(shè)計抗震設(shè)防烈度 7度，設(shè)計地震分組為第一組，場地類別為III類，差得Tg = 0.45s， 0.08s，取阻尼比為 0.05。 結(jié)構(gòu)的總重力荷載代表值為： n Gi =15517.22+15992.08 X 3+15106.36=78599.82 KN i 1 結(jié)構(gòu)的等效總重力荷載代表值為： n Gq = 0.85Gi =66809.847 KN i 1 圖2-3 荷載示意圖 3.2.4縱向水平地震作用下框架的內(nèi)

30、力計算 （一）結(jié)構(gòu)頂點假象位移的計算 （一）表2-11結(jié)構(gòu)頂點假象位移的計算表 層次 G (KN) V (KN) 刀 Di (N/mn) Ui (mrn Ui (mm 5 15106.36 15106.36 674998 22.4 344.5 4 15992.08 31098.44 674998 46.1 322.1 3 15992.08 47090.52 674998 69.8 276 2 15992.08 63082.6 674998 99.3 206.2 1 15517.22 78599.82 735401 106.9 106.9 1.基本自振周期T1 (s)可按下式計算： T1=1.7

31、 0 T ( 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。 0 T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)，取0.6。 uT按以下公式計算： VGi=E Gk ( u) i= VGi/ 刀D ij uT=( u) k 主：刀D ij 為第i 層的層間側(cè)移剛度。 ( u) i為第 i層的層間側(cè)移。 ( u) k為第 k層的層間側(cè)移。 s 為同層內(nèi)框架柱的總數(shù)。 T1=1.7 X T ut =1.7 X 0.7X V0.3445=0.70s 2.水平地震作用及樓層地震剪力的計算： 0.9 0.9 Tg 0.45C cc c c . = 1

32、max X 0.08=0.0 54 T1 0.70 n n F EK =1Geq = 1 X 0.85 X Gi =0.054 X 66809.847=3607.73 KN i 1 i 1 由于1.4 T g=1.4 X 0.45=0.63s T 1 =0.7s所以要考慮頂部附加水平地震作用 按規(guī)范查的n= 0.08 T 1+0.01=0.066. F5=0.066 X 3607.73=238.11 KN 各質(zhì)點水平地震作用按下式計算： Gi H i Fi = p Fek(1-n) GiHi i 1 表2-12各質(zhì)點縱向水平地震作用及樓層地震剪力計算表 層次 h ( m G (KN) GH (

33、KN) GiHi F (KN) V (KIN GjHj 5 22.5 15106.36 339893.1 0.321 1081.65 1081.65 4 18 15992.08 287857.4 0.272 916.54 1998.19 3 13.5 15992.08 215893.1 0.204 687.40 2685.59 2 9 15992.08 143928.7 0.136 458.27 3143.86 1 5.4 15517.22 69827.49 0.066 222.39 3366.25 GiHi =1057399.83 GiHi Fi=3607.73(1-0.66 )=3369.

34、62 GjHj 3. 縱向水平地震作用下位移的計算： 根據(jù)建筑抗震設(shè)計規(guī)范GBJ11-89的要求，本結(jié)構(gòu)須進行多遇地震作用下的抗震變形驗算，要 對結(jié)構(gòu)的變形加以限制，使其層間彈性位移以及結(jié)構(gòu)頂點位移不超過一定的限值。 U 1 對于砌體填充墻的框架結(jié)構(gòu)，其層間彈性位移限值為百 550。 本結(jié)構(gòu)變形計算如下表所示： 表2-13結(jié)構(gòu)變形計算表 層 次 剪力Vi 剛度 Di 層間位移 Ui Ui hi e 5 1081.65 674998 1.60 17.78 4500 ?2809 4 1998.19 67998 2.96 16.18 4500 %522 3 2685.59 674998 3.98 1

35、3.22 4500 1131 2 3143.86 674998 4.66 9.24 4500 965 1 3366.25 735401 4.58 4.58 5400 1179 Ui1 由上表可知，結(jié)構(gòu)層間相對位移1均小于，故其層間彈性位移滿足要求。 hj550 4. 水平地震作用下框架內(nèi)力的計算( B軸) 圖2-7 B-B 剖面圖 底部剪力法計算出來的每層的地震剪力，按照每榀框架的剛度比值分配到每榀框架上，而每榀框架 的地震剪力按柱的剛度比值分配到每一根柱上，最后以反彎點法求結(jié)構(gòu)的內(nèi)力?，F(xiàn)以KJ-C為例，其 內(nèi)力的計算如下： Vij=DijV i / 刀 Dij M bij=Vijyh Mui

36、j=Vij (1-y ) h y=y0+y1+y2+y3 注：1. y0框架柱的標(biāo)準(zhǔn)反彎點高度比。 2. y1為上下層梁線剛度變化時反彎點高度比的修正值。 3. y2、y3為上下層層高變化時反彎點高度比的修正值。 4. y框架柱的反彎點高度比。 表2-14各層柱端彎矩及剪力計算表 層 hi Vi 刀D ij 邊柱B-1 次 (m (Kn) ( Di Vi K Y Mbi1 Mui1 ) NC) ( (Kn (m ( ( ) ) ) KN ?m) KN ?m) 5 4.5 1081. 674998 10263 16.4 1.8 0.3 28.87 45.16 65 5 09 9 4 4.5 19

37、98. 674998 10263 30.3 1.8 0.4 61.52 75.19 19 8 09 5 3 4.5 2685. 674998 10263 40.8 1.8 0.4 90.03 93.70 59 3 09 9 2 4.5 3143. 674998 10263 47.8 1.8 0.5 107.55 107.55 86 0 09 0 1 5.4 3366. 735401 13090 59.9 1.8 0.6 175.27 94.37 25 2 09 5 層 次 hi (m) Vi (Kn) 刀D ij (%m) 中柱B-36 Di2 %) Vi2 (Kn) K Y (m) Mbi2

38、 (KN ?m) Mui2 (KN ?m) 5 4.5 1081.65 674998 15725 24.48 4.823 0.45 49.57 58.09 4 4.5 1998.19 674998 15725 45.22 4.823 0.50 101.75 97.58 3 4.5 2685.59 674998 15725 60.77 4.823 0.50 136.73 131.13 2 4.5 3143.86 674998 15725 71.14 4.823 0.50 160.06 153.52 1 5.4 3366.25 735401 16853 77.14 4.823 0.55 190.9

39、2 152.02 層 次 hi m Vi (Kn) 刀D ij (%m ) 邊柱B-7 Di1 N/ ) (/ mm ) K 丫( m Mbi1 (KN ?m ) Mui1 (KN ?m ) 5 4. 674998 11818 18.9 2.41 0.42 35.80 49.43 5 4 1 4 4. 5 674998 11818 34.9 8 2.41 1 0.47 73.98 83.43 3 4. 674998 11818 47.0 2.41 0.50 105.8 105.8 5 2 1 2 4. 674998 11818 55.0 2.41 0.50 123.84 123.84 5 4

40、1 1 5. 735401 14260 65.2 2.41 0.61 179.17 114.55 4 7 1 層 次 hi (m Vi (Kn) 刀 D ij ( ) 中柱B-2 Di2 ( ) Vi2 (Kn ) K Y( m) Mbi2 ( KN ?m) Mui2 ( KN ?m) 5 4.5 1081. 674998 14649 23.4 4.2 0.45 47.53 58.09 65 7 2 4 4.5 1998. 674998 14649 43.3 4.2 0.50 97.58 97.58 19 7 2 3 4.5 2685. 674998 14649 58.2 4.2 0.50 1

41、31.13 131.13 59 8 2 2 4.5 3143. 674998 14649 68.2 4.2 0.50 153.52 153.52 86 3 2 1 5.4 3366. 735401 16377 75.0 4.2 0.55 185.65 152.02 25 7 2 表2-14梁端彎矩及剪力的計算表 層次 間 間 Mb Mbr l Vb Mb Mb l Vb 5 45.16 29.05 7.2 10.31 29.05 30.30 7.2 8.24 4 104.06 72.56 7.2 24.53 72.56 75.66 7.2 20.59 3 155.22 114.36 7.2 3

42、7.44 114.36 119.24 7.2 32.44 2 197.58 142.33 7.2 47.21 142.33 148.40 7.2 40.38 1 201.92 152.77 7.2 49.26 152.77 158.14 7.2 43.18 層次 ，間 間 Mb M： l Vb Mb M： l V： 5 30.30 30.30 7.2 8.42 30.30 49.43 7.2 11.74 4 75.66 75.66 7.2 21.02 75.66 119.23 7.2 27.07 3 119.24 119.24 7.2 33.12 119.24 179.78 7.2 41.53

43、 2 148.40 148.40 7.2 41.22 148.40 229.64 7.2 52.51 1 158.14 158.14 7.2 43.93 158.14 238.39 7.2 55.07 表2-15柱端軸力的計算 層次 邊柱 中柱 B-1 B-7 B-2 B-36 5 -10.31 -11.74 2.07 -3.32 4 -34.84 -38.81 1.64 -9.37 3 -72.28 -80.34 0.96 -17.78 2 -119.49 -132.85 0.12 -29.07 1 -168.75 -187.92 -0.63 -40.21 3.3標(biāo)準(zhǔn)層板、次梁的結(jié)構(gòu)計算 樓

44、面梁格布置 荷載計算 活荷載標(biāo)準(zhǔn)值：qk =3.5 kn / m2 恒載標(biāo)準(zhǔn)值：gk =3.8 KN /m2 活荷載設(shè)計值:q=4.9 KN / m2 恒載設(shè)計值：g=4.56 KN / m2 q4 92 g 4.567.01KN /m2 2 2 2 q/22.45KN /m g q 9.46KN / m2 3.3.1板的結(jié)構(gòu)計算 （一）方案確定（彈性理論）雙向板計算 1. 計算跨度AB區(qū)格板：|01 3.6ml02 6.6m 2. 彎矩的計算： A區(qū)格： 0.55 q4.92lx 3.6 （1）滿布何載時 g 4.567.01KN /m，布于板上時 22ly 6.6 支撐方式：兩鄰邊簡直，兩

45、鄰邊固定。 查表得：mx (2)間隔布置時 0 0 0.0529 my 0.0104 M x 0.1140 MY 0.0785 查表得：mx 0.0892 my 0.0210 (3)支座負(fù)彎矩 2 9.46KN /m 支撐方式：兩鄰邊簡直，兩鄰邊固定。 0 0.1140 M Y 0.0785 B區(qū)格：(1)滿布荷載時 g 2 4.56 lx 7.01KN /m2，布于板上時一 ly 3.6 6.6 0.55 q/2 2.45 KN / m2支撐方式：四邊簡支。 支撐方式：三邊固定，一邊簡支。 查表得：mx 0.0398 my 0.0042 (2)間隔布置時 q/2 2.45 KN / m2支撐

46、方式：四邊簡支。 查表得：mx 0.0892 my 0.0210 (3)支座負(fù)彎矩 9.46 KN /m2支撐方式：三邊固定，一邊簡支。 0 0.0827 M Y 0.0570 A 板: mi 12 (mx vmy)(g 評1。1 (my vmx)2ql01 2 (0.0529+0.2 X 0.0104 ) X 7.01 2 X 3.6 +(0.0210+0.2 X 0.0892) X 2.45 X 3.62 =6.23kN M 1 2 m2(my vmx)(g 3 q )101 (mix vmyql： 2 (0.0104+0.2 X 0.0529 ) X 7.01 2 X 3.6 +(0.0

47、892+0.2 X 0.0210) X 2.45 X 3.62 =4.87kN M m1 0.1140(g q)l01 0.1140 9.46 3.62 13.98kN* M m2 0.0785( g q)l1 0.0785 9.46 3.62 9.62kN * M B板： m1 (mx 1 vmy )(g q)l01 (my vmx )ql01 2 (0.0398+0.2 X 0.0042 ) X 7.01 X 3.62+(0.0210+0.2 X 0.0892) X 2.45 X 3.62 =4.93kN M 1 2 1 2 m2 血嘰(g 2q)l01 (mx vmy)2ql01 =(0

48、.0042+0.2 X 0.0398 ) X 7.01 X 3.62+(0.0892+0.2 X 0.0210) X 2.45 X 3.62 2 m10.0827( g q)l1 2 m20.057( g q)l1 =4.07kN M 0.0827 9.46 3.6210.14kN* M 0.057 9.46 3.626.99kN * M 3. 截面設(shè)計 截面設(shè)計：截面有效高度：選 1。2方向跨中 d 8 h1 h c - 120 15 101mm 2 2 3d h02 h c 93mm 2 8鋼筋作為受力鋼筋，則|01短跨方向跨中截面 B區(qū)格 支座截面處均為101 mm。截面彎矩設(shè)計值：該板

49、四周與梁整澆，故彎矩設(shè)計值按如下折減: 的跨中截面與各支座截面折減20% A區(qū)格的跨中截面不予折減; 計算配筋量，取內(nèi)力臂系數(shù)rS =0.95 A截面配筋如下: 0.95 fyh0 面 項目 h(mm) m(kN.m) As(mm2) 配筋 實配 As(mm2) 跨 中 A區(qū) 格 l01 101 6.23 309 8150 335 l 02 93 4.87 263 8190 265 B區(qū) 格 lc 101 1 3.94 196 8250 201 02 93 3.26 175 8200 251 支 座 B支座l02 101 -6.99 198 8200 251 B-D 101 -5.59 278

50、 8180 279 B-B 101 -10.14 503 8100 503 A支座l02 101 -9.62 478 8100 503 B支座l01 101 -13.98 694 870 709 332次梁的結(jié)構(gòu)計算 （一） 次梁與主梁采用現(xiàn)澆混凝土C30鋼筋采用HRB400級。 主梁尺寸 350mm 750mm次梁尺寸 250mm 600mm 計算跨度 |01 ln1 6600 300 6300mm l02 ln27000 300 6700 mm （二）次梁按塑性內(nèi)力重分布法計算，截面尺寸及計算簡圖如下： /V r (三) 荷載 恒載：g=1.2 X 3.8 X 3.6+ ( 0.6-0.1

51、2 )X 0.25 X 25=20.02 kn/m2 活載：q=1.4 X 3.5 X 3.6=17.64 kn / m2 全部荷載設(shè)計值 g+q=20.02+17.64=37.66 kn / m2 跨度差（67006300） / 67005.9%10%所以可按等跨連續(xù)梁計算。 （四）次梁內(nèi)力 1.次梁彎矩設(shè)計（各跨跨中彎矩設(shè)計值及個支座彎矩設(shè)計值列于下表） 截面位置 端支座 邊跨跨中 離端第一支座 離 中 中 端 間 間 I V 第 支 跨 -一二 座 中 跨 跨 中 m 1 1 1 1 1 1 1 1 1 24 24 14 14 11 11 16 14 16 M /(kn?m )-70.

52、-62. 120. 106. -153. -135. 93. -106. 93. 44 28 75 77 69 88 42 77 42 Mmplo 2.次梁剪力計算 截面位 置 端支座內(nèi)測 離端第一支座 中間支座 外 內(nèi) 外 內(nèi) 外 內(nèi) vb 0.5 0.5 0.55 0.55 0.55 0.55 0.55 0.55 V/(k n) 131.81 124.28 144.99 136.71 136.71 136.71 136.71 136.71 Vvbp|n 3.配筋計算 (1)正截面承載力計算 次梁跨中截面按T形截面計算翼緣寬度為： 邊跨 bf=6700/3=2233mm b Sn 取 bf=

53、2233mm 中間跨 b f=6300/3=2100mm b Sn取 bf=2100mm 2 2 b=250mm h=600mm h =600-40=560mm h f = 120mm fc=14.3N/mm f y=360 N/mm i fcbf/hf/(ho hf/2)1915.91kN * mM 故次梁邊跨跨中截面按第一類T形計算，同理中跨也按 T形計算 次梁支座截面按矩形截面計算 次梁各跨中截面和各支座截面配筋計算列于下表： 截 端支座 邊跨跨中 離端第二支座 離端 中間 面 I V 第二 支座 位 跨和 置 中間 跨跨 中 M -70.4 -62.2 120.7 106.77 -15

54、3.69 -135.88 93.42 -106.77 /Kn?r n 4 8 5 b或者 25 250 bf /mm ho 56 60 560 560 560 /mm s 0.062 0.055 0.012 0.0113 0.1371 0.121 0.00992 0.09524 8 6 1 0.065 0.057 0.012 0.011 0.148 0.129 0.0099 0.100 As/mm 36 23 718 463 557 實際配 2 16 2 16 3 16 2 16 1 1 4 2 20 1 1 6 1 20 + 2 16 + 3 16 筋 (402 (402 (556) (82

55、9) 2 16 1 14 (603) ) ) (603) (716) 555 M cfcbh。2 1.12 s Asfcbho fy 已經(jīng)驗算最小配筋率 (2)斜截面受剪承載力 2 2 b=250mm h =600-40=560mm fc=14.3N/mm f y=210 N/mm 驗算截面尺寸 hw=ho-h f =560-120=440mm hw b 440 300 1.76 4 0.25 cfcbho 500.5kn V 144.99kn （截面尺寸滿足要求） 0.7 ftbho 0.7 1.43 250 560140.14kn內(nèi) 131.81kn 不需配腰筋，按構(gòu)造配筋即可 選用820

56、0雙肢箍筋 Asv Vcs=0.7 ftbho fyrho 214.1k n 131.81kn(滿足) 驗算配箍率 Asv bs s 2 50.31.43 0.2% 0.240.16% (滿足) 250 200210 3.4樓梯結(jié)構(gòu)計算 3.4.1樓梯概況 本工程樓梯為現(xiàn)澆整體板式樓梯，踏步尺寸150mm =3.8 R738.7 暫時取4根樁s=3d=3 X 0.35=1.05按矩形布置。 初選承臺尺寸 a=b=2X 0.35+1.05=1.75m 承臺埋深1.8m承臺高0.8m樁頂伸入承臺100mm鋼筋保護層厚度取35mm有效高度為 ho=0.8-0.1-0.35=665mm 計算樁頂荷載設(shè)

57、計值: 728.92738.7KN F G 2805.4420 1.75 1.75 1.8 max Nmin (M Vh)Xmax 2 Xi 728.92KN 733.51 KN 459 724.33 KN 1.2R 886.44KN 0 基樁水平力設(shè)計值 H 1 V / n 8.48/ 42.12KN小于單樁水平承載里設(shè)計值。 承臺受沖切承載力驗算 柱邊沖切 ox aox 0.133 ho / 0.6650.2(滿足 0.2 1.0) 0.72 1.8 ox 0.72 oy aoy 0.2 ho oy 0.72 1.8 oy 0.72 2 ox(bc aoy)oy(hc acx) ftho

58、3333.88KN2805.44KN 1y(C1 a1x/2)ftho 1038.44733.51KN (可以) 角樁向上沖切： a1x a0 x 1x 0 xa1ya0y 1 y 0y 1x 0.48 1.2 0.2 0.2 1y 0.48 1.2 0.2 0.2 從角樁內(nèi)邊緣至承臺的距離6= C2=0.35X 3/2=0.525m 1x(c2 a1 y/ 2) 承臺受剪切承載力計算 x0 x 0.20.3取 0.3 剪切系數(shù) 12 0.2 0.3 fcboho 0.2 9600 1.75 0.6652234.4KN1467.02KN 承臺受彎承載力計算 MX Nyi 2 728.9 0.2

59、75 400.895kn?m As Mx 0.9 fyho 2 2232.8mm As My 0.9 fyh。 403.43 106 0.9 300 665 2 2246.89mm 2 選用 14150 ( As 2488mm )平行于y軸方向均勻布置 My NiXi 2 733.51 0.275 403.43kn.m 選用14150( As 2488mm2)平行于x軸方向均勻布置 * s.- ?通-裁一倒* g -g (二)邊柱 初選樁數(shù) NF = 1689.44+56.16 738.7 暫時取3根樁s=3d=3 X 0.35=1.05，按三角形布置。 初選承臺尺寸 承臺邊長 a=b=c=2 X 0.35+1.05=1.75m 承臺埋深1.8m承臺高0.8m樁頂伸入承臺100mm鋼筋保護層厚度取35mm有效高度為 ho=0.8-0.1-0.35=665mm 計算樁頂荷載設(shè)計值： 1745.6 20 1.8 仝 1.752 4 597.8 738.7KN n2 max(MVh