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(單位:KN·m)3、正截面承載力計算:取板的截面有效高度h0=100-15=85mm。表3-1屋面板正截面承載力計算截面M(KN·m)(mm2)選配鋼筋實配鋼筋面積(mm2)A-B跨中4.050.0340.9832318@200251B支座-5.70.0470.9763278@110457B-C跨中1.550.0130.993876@200141C支座-3.80.0310.9842168@200251C-D跨中2.20.0180.9911246@200141D支座-4.430.0370.9812538@200251D-E跨中2.250.0190.9901276@200141E支座-3.670.0300.9852098@200251E-F跨中1.240.0100.955706@200141F支座-6.460.0540.9723728@110457E-G跨中4.660.0390.9802668@110457G支座-7.620.0630.9674418@110457G-H跨中2.990.0250.9871708@200251H支座-9.80.0810.9585738@85592H-I跨中6.80.0560.9713928@110457二、雙向板內(nèi)力計算(A區(qū)格,B區(qū)格配筋同A區(qū)格)1.荷載設計值恒荷載:gk=6.25KN/㎡g=1.4×6.25=8.75KN/㎡活荷載:qk=2.0KN/㎡q=1.2×2=2.4KN/㎡荷載組合:g+q=8.75+2.4=11.15KN/㎡g+=8.75+=9.95KN/㎡==1.2KN/㎡2.彎矩計算計算彎矩時,考慮泊松比的影響,取A區(qū)格板:跨中最大彎矩可簡化為當內(nèi)支座固支時,g+作用下的跨中彎矩值與當內(nèi)支座鉸支時作用下的跨中彎矩值兩者之和。支座最大負彎矩即為內(nèi)支座固支時g+q作用下的支座彎矩。3.截面設計截面有效高度:選用8鋼筋作為受力主筋,則l01橫向跨中截面的,l02縱向跨中截面的,支座截面處的h0均為81mm。截面彎矩設計值:該板四周與梁整澆,故彎矩設計值應按如下折算:A區(qū)格跨中截面折減200/0,A區(qū)格四周支座折減200/0計算配筋量時,取內(nèi)力臂系數(shù),則表3-2屋面板雙向板配筋計算截面h0(mm)m(KN·m/m)(mm2/m)實配鋼筋實配鋼筋面積(mm2/m)跨中l(wèi)01方向814×0.8=3.21988@200251跨中l(wèi)02方向732×0.8=1.6998@200251支座l01方向81-7.54×0.8=-6.033738@130387支座l02方向73-5.72×0.8=-4.582838@1702963.3.2樓面板的內(nèi)力計算一、單向板部分1、荷載計算1)恒荷載:gk=3.56KN/㎡2)活荷載:按辦公樓取,qk=2.0KN/㎡3)荷載組合:1.2gk+1.4qk=1.2×3.56+1.4×2=7.07KN/㎡1.35gk+1.4×0.7qk=1.35×3.56+1.4×0.7×2=6.77KN/㎡取g+q=7.07KN/㎡樓面板的幾何尺寸和計算簡圖見圖3-3(a)樓面板的幾何尺寸(b)樓面板的計算簡圖圖3-3樓面板的幾何尺寸和計算簡圖2、內(nèi)力計算取1m寬板帶作為計算單元,按彈性理論計算,各跨的計算跨度l0為各跨支座中心線間的距離lc,各截面彎矩用彎矩分配法計算得:圖3-4樓面板各截面彎矩(單位:KN·m)3、正截面承載力計算取板的截面有效高度h0=100-15=85mm表3-3樓面板正截面承載力計算截面M(KN·m)(mm2)選配鋼筋實配鋼筋面積(mm2)A-B跨中2.740.0230.9881556@170166B支座-3.860.0320.9842208@200251B-C跨中1.060.0090.995606@200141C支座-2.580.0210.9891468@200251C-D跨中1.480.0120.994836@200141D支座-3.010.0250.9871718@200251D-E跨中1.530.0130.993866@200141E支座-2.490.0210.9891418@200251E-F跨中-0.850.0070.996486@200141F支座-4.370.0360.9822498@200251F-G跨中3.180.0260.9871806@200141G支座-5.180.0430.9782978@170296G-H跨中2.030.0170.9911156@200141H支座-6.670.0550.9723848@130387H-I跨中4.620.0380.9812648@170296二、雙向板內(nèi)力計算(A區(qū)格,B區(qū)格配筋同A區(qū)格)1、荷載設計值恒荷載:gk=3.56N/㎡g=1.4×3.56=4.98KN/㎡活荷載:qk=2.0KN/㎡q=1.2×2=2.4KN/㎡荷載組合:g+q=4.98+2.4=7.38KN/㎡g+=4.98+=6.18KN/㎡==1.2KN/㎡2、彎矩計算計算彎矩時,考慮泊松比的影響,取A區(qū)格板:跨中最大彎矩可簡化為當內(nèi)支座固支時,g+作用下的跨中彎矩值與當內(nèi)支座鉸支時作用下的跨中彎矩值兩者之和。支座最大負彎矩即為內(nèi)支座固支時g+q作用下的支座彎矩。3、截面設計截面有效高度:選用8鋼筋作為受力主筋,則l01橫向跨中截面的h01=h-c-=100-15-=81mm,l02縱向跨中截面的h02=h-c-=100-15-=73mm,支座截面處的h0均為81mm。截面彎矩設計值:該板四周與梁整澆,故彎矩設計值應按如下折算:A區(qū)格跨中截面折減20,A區(qū)格四周支座折減20計算配筋量時,取內(nèi)力臂系數(shù),則表3-4樓面雙向板配筋計算截面h0(mm)m(KN·m/m)(mm2/m)實配鋼筋實配鋼筋面積(mm2/m)跨中l(wèi)01方向812.8×0.8=2.24138.68@200251跨中l(wèi)02方向731.4×0.8=1.1276.98@200251支座l01方向81-4.99×0.8=-3.992478@200251支座l02方向73-3.79×0.8=-3.031888@2002513.4次梁內(nèi)力及配筋計算3.4.1屋面次梁內(nèi)力計算(取L1計算)一、荷載設計值恒荷載:由板傳來:6.25×3=18.75KN/m次梁自重:5.25KN/m合計:gk=24KN/m活荷載:qk=2×3=6KN/m荷載組合設計值g+q=1.2gk+1.4qk=1.2×24+1.4×6=37.2KN/mg+q=1.35gk+1.4×0.7qk=1.35×24+1.4×0.7×6=38.28KN/m取g+q=38.28KN/m(單向板部分的荷載設計值)雙向板部分的荷載設計值eq\o\ac(○,3)-eq\o\ac(○,4)軸間:l0x/l0y=4.5/3=1.5<2,故為雙向板;eq\o\ac(○,5)-eq\o\ac(○,6)軸間:l0x/l0y=3/3=1<2,故為雙向板。雙向板部分次梁承受的最大荷載g+q=38.28KN/m將梯形分布荷載化為等效的均布荷載:將三角形分布荷載化為等效的均布荷載:屋面次梁的幾何尺寸和計算簡圖見圖3-5圖3-5屋面次梁的幾何尺寸和計算簡圖二、內(nèi)力計算1、由于各跨跨距相差較大,次梁的彎矩用彈性理論中的彎矩分配法求得,其中各跨的計算跨度l0為各跨軸線間的距離lc。圖3-6屋面次梁各截面彎矩(單位:KN·m)2、內(nèi)力匯總表3-5屋面樓面次梁各截面內(nèi)力截面A支座A-B跨中B支座B-C跨中C支座C-D跨中D支座D-E跨中左右左右左右M(KN·m)0170-216.6121-834-106.7134V(KN)1031721321326464126--截面E支座E-F跨中F支座F-G跨中G支座G-H跨中H支座H-I跨中I支座左右左右左右左右M(KN·m)-99.5-40-87130-186.5164-232.71640V(KN)-12636361321321551551721033、截面承載力計算1)次梁跨中截面按T形截面進行計算,其翼緣寬度取兩者中的較小值(取最大跨軸線間距8.1m計算)取判斷跨中截面屬于哪一類T形截面取h0=700-35=665mm,則:-->167.1KN·m故屬于第一類T形截面。支座截面按矩形截面計算,均按一排鋼筋考慮,取h0=700-35=665mm次梁正截面受彎承載力計算表3-6屋面次梁正截面受彎承載力計算截面位置M(KN·m)(跨中)或b(支座)(mm2)選配鋼筋實配鋼筋面積(mm2)A-B跨中1700.0100.010<0.995856320941B支座-216.63000.0980.103<0.94911444201256B-C跨中1210.0070.007<0.997608220628C支座-833000.0370.038<0.981424220628C-D跨中40.00040.0004<1.00020220628D支座-106.73000.0480.049<0.976548220628D-E跨中1340.0080.008<0.996674320941E支座-99.53000.0450.046<0.977510220628E-F跨中-400.0050.005<0.998201220628F支座-873000.0390.040<0.980445220628F-G跨中1300.0080.008<0.9966543206941G支座186.53000.0840.088<0.9569784201256G-H跨中1640.0080.008<0.996825320941H支座-232.73000.1050.111<0.94512344201256H-I跨中1640.0090.009<0.996825320941次梁斜截面受剪承載力計算由表3-5得,Vmax=172KN0.25×1.0×300×665×16.7=833KN>Vmax=124KN則截面尺寸滿足要求0.7ftbh0=0.7×1.57×300×665=219KN>Vmax=124KN則按構造規(guī)定選配箍筋,選配6@2503.4.2樓面次梁內(nèi)力計算(取L1計算)一、荷載設計值1.恒荷載:由板傳來:3.56×3=10.68KN/m次梁自重:5.25KN/m合計:gk=15.93KN/m活荷載:qk=2×3=6KN/m荷載組合設計值(單向板部分的荷載設計值)g+q=1.2gk+1.4qk=1.2×15.93+1.4×6=27.52KN/mg+q=1.35gk+1.4×0.7qk=1.35×15.93+1.4×0.7×6=27.39KN/m取g+q=27.52KN/m雙向板部分的荷載設計值eq\o\ac(○,3)-eq\o\ac(○,4)軸間:l0x/l0y=4.5/3=1.5<2,故為雙向板;eq\o\ac(○,5)-eq\o\ac(○,6)軸間:l0x/l0y=3/3=1<2,故為雙向板。雙向板部分次梁承受的最大荷載g+q=27.52KN/meq\o\ac(○,3)-eq\o\ac(○,4)軸間:將梯形分布荷載化為等效的均布荷載:eq\o\ac(○,5)-eq\o\ac(○,6)軸間:將三角形分布荷載化為等效的均布荷載:樓面次梁的幾何尺寸和計算簡圖見圖3-7圖3-7樓面次梁的幾何尺寸和計算簡圖二、內(nèi)力計算1、由于各跨跨距相差較大,次梁的彎矩用彈性理論中的彎矩分配法求得,其中各跨的計算跨度l0為各跨軸線間的距離lc。圖3-8樓面次梁各截面彎矩(單位:KN·m)2、內(nèi)力匯總表3-7樓面次梁各截面內(nèi)力截面A支座A-B跨中B支座B-C跨中C支座C-D跨中D支座D-E跨中左右左右左右M(KN·m)0100-155.357-59.516-76.476V(KN)741249595464691--截面E支座E-F跨中F支座F-G跨中G支座G-H跨中H支座H-I跨中I支座左右左右左右左右M(KN·m)-71.5-48-6366-133.576-167.1780V(KN)-9126269595111111124743、截面承載力計算1)次梁跨中截面按T形截面進行計算,其翼緣寬度取兩者中的較小值(取最大跨軸線間距8.1m計算)取判斷跨中截面屬于哪一類T形截面取h0=700-35=665mm,則:-->167.1KN·m故屬于第一類T形截面。2)支座截面按矩形截面計算,均按一排鋼筋考慮,取h0=700-35=665mm3)次梁正截面受彎承載力計算表3-8樓面次梁正截面受彎承載力計算截面位置M(KN·m)(跨中)或b(支座)(mm2)選配鋼筋實配鋼筋面積(mm2)A-B跨中1000.0060.006<0.997503218509B支座-155.33000.0700.073<0.9648084181017B-C跨中570.0030.003<0.998286216402C支座-59.53000.0270.027<0.986302216402C-D跨中160.0010.001<0.99980216402D支座-76.43000.0340.035<0.983390216402D-E跨中760.0050.005<0.997382216402E支座-71.53000.0320.033<0.984364216402E-F跨中-480.0060.006<0.997241216402F支座-633000.0280.028<0.986320216402F-G跨中660.0100.010<0.995332216402G支座-133.53000.0600.062<0.969691318763G-H跨中760.0040.004<0.998382216402H支座-167.13000.0750.078<0.9618724181017H-I跨中780.0040.004<0.9983922164024)次梁斜截面受剪承載力計算由表3-7得,Vmax=124KN0.25×1.0×300×665×16.7=833KN>Vmax=124KN則截面尺寸滿足要求。0.7ftbh0=0.7×1.57×300×665=219KN>Vmax=124KN則按構造選配箍筋,選配6@250。3.5橫向平面框架的內(nèi)力計算3.5.1框架梁柱相對線剛度計算一、框架柱的慣性矩二、框架梁的慣性矩矩形截面慣性矩:對中框架KJ8為:三、各層框架梁線剛度表3-9各層框架梁線剛度框架梁位置eq\o\ac(○,A)-eq\o\ac(○,B)軸框架梁eq\o\ac(○,B)-eq\o\ac(○,C)軸框架梁eq\o\ac(○,C)-eq\o\ac(○,D)軸框架梁eq\o\ac(○,D)-eq\o\ac(○,E)軸框架梁跨度l(mm)4500660030006000線剛度四、各層框架柱線剛度表3-10各層框架柱線剛度框架柱位置頂層框架柱標準層框架柱底層框架柱層高H(mm)450036005100線剛度五、各桿件相對線剛度以eq\o\ac(○,C)-eq\o\ac(○,D)軸框架梁線剛度相對值為1,則可算得各桿件相對線剛度值,注于圖3-9中。圖3-9各桿件相對線剛度3.5.2恒荷載作用下框架的內(nèi)力計算一、恒荷載標準值計算框架橫梁上主要承受次梁傳來的集中荷載和主梁自重產(chǎn)生的均布荷載,現(xiàn)將主梁自重產(chǎn)生的均布荷載轉(zhuǎn)化為集中荷載,與次梁傳來的集中荷載相加,一起進行彎矩分配。1、屋面層F1=(6.25×1.15+5.688)×7.65+5.688×1.15+8×0.24×1.5×7.65=127KNF2=(6.25×2.25+5.25)×7.65+5.688×2.25=161KNF3=(6.25×2.2+5.688)×7.65+5.688×2.2=161KNF4=(6.25×2.2+5.25)×7.65+5.688×2.2=158KNF5=(6.25×2.6+5.688)×7.65+5.688×2.6=183KNF6=(6.25×3+5.688)×7.65+5.688×3=204KNF7=(6.25×3+5.25)×7.65+5.688×3=201KNF8=(6.25×1.5+5.688)×7.65+5.688×1.5+8×0.24×1.5×7.65=146KN2、樓面層F9=(3.56×1.15+5.688)×7.65+5.688×1.15+8×0.24×[4.5×7.1-(2.25+1.4+0.4)×1.8]+(2.25+1.4+0.4)×0.3×1.8=131KNF10=(3.56×2.25+5.25)×7.65+5.688×2.25=114KNF11=(3.56×2.2+5.688)×7.65+5.688×2.2+8×0.24×1.02×4.5=125KNF12=(3.56×2.2+5.25)×7.65+5.688×2.2=113KNF13=(3.56×2.6+5.688)×7.65+5.688×2.6+8×0.24×(4.5×7.1-1.2×2.1)+1.2×2.1×0.2=186KNF14=(3.56×3+5.688)×7.65+5.688×3+8×0.24×(4.5×3.775-1.2×2.1)+1.2×2.1×0.2=170KNF15=(3.56×3+5.25)×7.65+5.688×3=139KNF16=(3.56×1.5+5.688)×7.65+5.688×1.5+8×0.24×[4.5×7.1-(2.25+1.4)×1.8]+(2.25+1.4)×0.3×1.8=144KNF17=(3.56×1.15+5.688)×7.65+5.688×1.15+8×0.24×[3.6×7.1-(2.25+1.4+0.4)×1.8]+(2.25+1.4+0.4)×0.3×1.8=101KNF18=(3.56×2.2+5.688)×7.65+5.688×2.2+8×0.24×1.02×3.6=123KNF19=(3.56×2.6+5.688)×7.65+5.688×2.6+8×0.24×(3.6×7.1-1.2×2.1)+1.2×2.1×0.2=174KNF20=(3.56×3+5.688)×7.65+5.688×3+8×0.24×(3.6×3.775-1.2×2.1)+1.2×2.1×0.2=164KNF21=(3.56×1.5+5.688)×7.65+5.688×1.5+8×0.24×[3.6×7.1-(2.25+1.4)×1.8]+(2.25+1.4)×0.3×1.8=131KN3、恒荷載作用下KJ8受荷簡圖圖3-10恒荷載作用下KJ8受荷簡圖(單位:KN)二、框架內(nèi)力計算框架內(nèi)力采用分層法計算,對圖3-9標明的各桿件相對線剛度值,除底層柱以外,其余各層柱線剛度乘以0.9,即:頂層柱:0.206×0.9=0.185;標準層柱:0.258×0.9=0.232具體計算過程如下:頂層計算單元(單位:KN·m)標準層計算單元(單位:KN·m)底層計算單元(單位:KN·m)圖3-11恒荷載作用下的KJ8梁端彎矩計算彎矩圖(單位:KN·m)剪力圖和軸力圖(注:括號內(nèi)數(shù)字表示相應樓層的柱下端軸力)(單位:KN)圖3-12恒荷載作用下的KJ8內(nèi)力圖3.5.3活荷載作用下框架的內(nèi)力計算一、活荷載標準值計算1、屋面層:雪荷載:0.2KN/㎡屋面活荷載(上人屋面):2.0KN/㎡F1=2×1.15×7.65=18KNF2=2×2.25×7.65=34KNF3=2×2.2×7.65=34KNF4=2×2.2×7.65=34KNF5=2×2.6×7.65=40KNF6=2×3×7.65=46KNF7=2×3×7.65=46KNF8=2×1.5×7.65=23KN2、樓面層:根據(jù)荷載規(guī)范,辦公樓樓面活荷載標準值取2.0KN/m,荷載同屋面層。3、活荷載作用下KJ8受荷簡圖圖3-13活荷載作用下KJ8受荷簡圖(單位:KN)二、框架內(nèi)力計算同恒荷載一樣,活荷載作用下的框架內(nèi)力計算采用分層法,具體計算過程如下:頂層計算單元(單位:KN·m)標準層計算單元(單位:KN·m)底層計算單元(單位:KN·m)圖3-14活荷載作用下的KJ8梁端彎矩計算彎矩圖(單位:KN·m)剪力圖和軸力圖(單位:KN)圖3-15活荷載作用下的KJ8內(nèi)力3.5.4風荷載作用下框架的內(nèi)力計算一、風荷載標準值計算由于是現(xiàn)澆框架,而且每榀橫向框架的車移剛度基本相同,故各榀框架承受同樣的風力?,F(xiàn)取出第eq\o\ac(○,8)軸的KJ8,計算水平風荷載。1、基本參數(shù)基本風壓=0.55KN/㎡;按B類粗糙度查得風壓高度系數(shù)在4.05m、7.65m、11.25m、14.85m、18.45m、22.95m處分別為1.00、1.00、1.04、1.14、1.22、1.30;風荷載體形系數(shù)在迎風面為+0.8,在背風面為-0.5。2、風荷載標準值計算:由確定圖3-16風荷載標準值二、風荷載作用下的框架內(nèi)力計算1、各梁柱相對線剛度表3-11各梁柱相對線剛度梁、柱位置eq\o\ac(○,A)-eq\o\ac(○,B)跨梁eq\o\ac(○,B)-eq\o\ac(○,C)跨梁eq\o\ac(○,C)-eq\o\ac(○,D)跨梁eq\o\ac(○,D)-eq\o\ac(○,E)跨梁頂層柱標準層柱底層柱相對線剛度i0.6670.45510.50.2060.2580.1832、各柱的剪力值(D值法)表3-12風荷載做用下各柱的剪力值層數(shù)柱號(KN)第6層A63.2380.6180.127()0.713()4.76B65.4470.7310.151()5.66C67.0630.7790.160()5.99D67.2820.7850.162()6.07E62.4270.5480.113()4.23第5層A52.5850.5640.146()0.832()9.42B54.3490.6850.177()11.42C55.6400.7380.190()12.26D55.8140.7440.192()12.39E51.9380.4920.127()8.2第4層A42.5850.5640.146()0.832()13.35B44.3490.6850.177()16.19C45.6400.7380.190()17.38D45.8140.7440.192()17.56E41.9380.4920.127()11.62第3層A32.5850.5640.146()0.832()16.95B34.3490.6850.177()20.55C35.6400.7380.190()22.06D35.8140.7440.192()22.29E31.9380.4920.127()14.75第2層A22.5850.5640.146()0.832()20.41B24.3490.6850.177()24.74C25.6400.7380.190()26.56D25.8140.7440.192()26.84E21.9380.4920.127()17.75第1層A13.6450.7340.134()0.719()25.57B16.1310.8160.149()28.43C17.9510.8490.155()29.58D18.1970.8530.156()29.77E12.7320.6830.125()23.85注:其中第一層,3、各柱反彎點高度根據(jù)總層數(shù)m,該柱所在層數(shù)n,梁柱線剛度比,查表得到標準反彎點系數(shù)y0;根據(jù)上下橫梁線剛度比值i查得修正值y1;根據(jù)上下層高度變化查得修正值y2、y3;各層反彎點高度yh=(y0+y1+y2+y3)h。表3-13風荷載作用下各柱反彎點高度層數(shù)第六層(m=6,n=6,h=4.5m)柱號y0y1y2y3yh=(y0+y1+y2+y3)h(m)A63.2380.45100.802.03B65.4470.45100.802.03C67.0630.45100.802.03D67.2820.45100.802.03E62.4270.42100.801.89層數(shù)第五層(m=6,n=5,h=3.6m)A52.5850.45101.250101.62B54.3490.5101.250101.8C55.6400.5101.250101.8D55.8140.5101.250101.8E51.9380.45101.250101.62層數(shù)第四層(m=6,n=4,h=3.6m)A42.5850.451010101.62B44.3490.51010101.8C45.6400.51010101.8D45.8140.51010101.8E41.9380.451010101.62層數(shù)第三層(m=6,n=3,h=3.6m)A32.5850.51010101.8B34.3490.51010101.8C35.6400.51010101.8D35.8140.51010101.8E31.9380.51010101.8層數(shù)第二層(m=6,n=2,h=3.6m)A22.5850.510101.401.8B24.3490.510101.401.8C25.6400.510101.401.8D25.8140.510101.401.8E21.9380.510101.401.8層數(shù)第一層(m=6,n=1,h=5.1m)A13.6450.55100.702.81B16.1310.55100.702.81C17.9510.55100.702.81D18.1970.55100.702.81E12.7320.55100.702.814、風荷載作用下的框架內(nèi)力求出各柱剪力Vi和該柱反彎點高度yi后,則該柱下端彎矩為Mi=Viyi,上端彎矩為Vi(hi-yi),再利用節(jié)點平衡求出框架梁端彎矩,畫出左風作用下的框架內(nèi)力圖,右風作用下的框架內(nèi)力與左風作用下的反號。(a)彎矩圖(單位:KN·m)與梁剪力圖(單位:KN)(b)柱剪力圖與軸力圖(單位:KN)圖3-17左風作用下的框架內(nèi)力圖3.5.5地震荷載作用下框架的內(nèi)力計算一、水平地震作用標準值的計算1、框架的抗震等級由設計需求,抗震設防烈度為7度,房屋高度為22.5m<30m,可知該框架的抗震等級為三級。2、場地和特征周期值根據(jù)工程地質(zhì)報告和土的類型劃分,可知該場地為Ⅱ類場地,由設計地震分組為第一組,可查得特征周期值Tg=0.35s。3、重力荷載代表值(取第eq\o\ac(○,8)軸線的KJ8計算各層重力荷載代表值)頂層重力荷載代表值G6活荷載:按上人屋面:2.0×20.65×7.65=315.9KN雪載:0.2×20.65×7.65=31.6KN取大值:315.9KN恒荷載:屋面板自重:6.25×20.34×7.65=972.5KN柱自重:5×=97.5KN縱向框架梁自重:5.688×(7.65-0.55)×5=201.9KN橫向框架梁自重:5.688×(20.1-4×0.55)=101.8KN次梁自重:5.25×(7.65-0.35)×4=153.3KN窗洞:0.45×(2.25×2+1.4×2+0.4)=3.47㎡窗自重:3.47×0.3=1.04KN縱墻自重:8×0.24×[×(3.775×4+3.325×3+3.48+1.02)-3.47]=121.1KN橫墻自重:8×0.24××(5.45+4.26)=41.9KN女兒墻自重:8×0.24×1.5×7.65×2=44.1KNG6=恒+0.5活=(972.5+97.5+201.9+101.8+153.3+121.1+41.9+44.1+1.04)+0.5×315.9=1893.09KN第五層重力荷載代表值G5活荷載:2.0×20.34×7.65=311.2KN恒荷載:樓面板自重:3.56×20.34×7.65=553.9KN縱向框架梁自重:201.9KN橫向框架梁自重:101.8KN次梁自重:153.3KNΣ=1010.9KN第六層下半層:窗洞:1.35×(2.25×2+1.4×2+0.4)=10.4㎡窗自重:10.4×0.3=3.12KN門洞:(0.9+1.2×3)×2.1=9.45㎡門自重:9.45×0.2=1.89KN墻體自重:8×0.24×[×(3.775×4+5.45+3.325×3+4.26+3.48+1.02)-10.4-9.45]=131.6KN柱自重:97.5KNΣ=234.11KN第五層上半層:窗洞:×(2.25×2+1.4×2+0.4)=6.93㎡窗自重:6.93×0.3=2.08KN門洞:(0.9+1.2×3)×0.3=1.35㎡門自重:1.35×0.2=0.26KN墻體自重:8×0.24×[×(3.775×4+3.325×3+3.48+1.02+5.45+4.26)-6.93-1.35]=119.9KN柱自重:31.2/2×5=78KNΣ=200.25KNG6=恒+0.5活=(1010.9+234.1+200.25)+0.5×311.2=1600.86KN第四層重力荷載代表值G4活荷載:311.2KN恒荷載:(樓面板+框架梁+次梁)自重:Σ=1010.9KN第五層下半層:窗洞:6.93㎡窗自重:6.93×0.3=2.08KN門洞:(0.9+1.2×3)×1.8=8.1㎡門自重:8.1×0.2=1.62KN墻體自重:8×0.24×[×(3.775×4+3.325×3+3.48+1.02+5.45+4.26)-6.93-8.1]=106.9KN柱自重:78KNΣ=188.6KN第四層上半層:(門+窗+墻體+柱)自重:Σ=200.25KNG4=恒+0.5活=(1010.9+188.6+200.25)+0.5×311.2=1555.35KN第三層重力荷載代表值G3G3=恒+0.5活=(1010.9+188.6+200.25)+0.5×311.2=1555.35KN第二層重力荷載代表值G2G2=恒+0.5活=(1010.9+188.6+200.25)+0.5×311.2=1555.35KN底層重力荷載代表值G1活荷載:322.14KN恒荷載:(樓面板+框架梁+次梁)自重:Σ=1010.9KN第二層下半層:(門+窗+墻體+柱)自重:Σ=188.6KN第一層上半層:窗洞:1.65×(2.25+1.4+1.4+3.725)=14.56㎡窗自重:14.56×0.3=4.37KN門洞:1.05×(0.9+1.2+2.1)=4.41㎡門自重:4.41×0.2=0.88KN墻自重:8×0.24×[×(3.775×4+3.325×3+3.48+5.45+3.95)-14.56-4.41]=165.68KN柱自重:44.2/2×5=110.5KNΣ=281.43KNG1=恒+0.5活=(1010.9+188.6+281.43)+0.5×322.14=1642KN4、結構自震周期T1對框架結構,采用經(jīng)驗公式計算:T1=0.085n=0.085×6=0.51s5、地震影響系數(shù)由=0.35s,T1=0.51s,<T1<5,則由地震影響曲線,有6、計算水平地震作用標準值(采用底部剪力法計算)因為T1>1.4,且=0.35s,故,則由可列表計算如下:表3-14計算水平地震作用標準值位置頂層1893.092445434422134第五層1600.8619.53121742292第四層1555.3515.92473042273第三層1555.3512.31913142257第二層1555.358.71353242240底層16425.1837442225KN·m二、水平地震作用產(chǎn)生的框架內(nèi)力1、各柱剪力值及反彎點高度表3-15水平地震作用下框架各柱剪力值及反彎點高度層數(shù)柱號反彎點高度y6134A60.127()0.713()23.92.03B60.151()28.42.03C60.160()30.12.03D60.162()30.42.03E60.113()21.21.895226A50.146()0.832()40.12.16B50.177()48.71.8C50.190()52.21.8D50.192()52.81.8E50.127()34.91.624299A40.146()0.832()53.11.8B40.177()64.41.8C40.190()69.11.8D40.192()69.81.8E40.127()46.21.83356A30.146()0.832()63.21.8B30.177()76.71.8C30.190()82.31.8D30.192()83.21.8E30.127()55.01.82396A20.146()0.832()70.31.8B20.177()85.31.8C20.190()91.51.8D20.192()92.51.8E20.127()61.21.81421A10.134()0.719()78.52.81B10.149()87.22.81C10.155()90.82.81D10.156()91.32.81E10.125()73.22.872、水平地震作用下的框架內(nèi)力圖求出各柱剪力Vi和該柱反彎點高度yi后,則該柱下端彎矩為Mi=Viyi,上端彎矩為Vi(hi-yi),再利用節(jié)點平衡求出框架梁端彎矩,畫出左地震作用下的框架內(nèi)力圖,右地震作用下的框架內(nèi)力與左地震作用下的反號。彎矩圖(單位:KN·m)與梁剪力圖(單位:KN)柱剪力圖與軸力圖(單位:KN)圖3-18左風作用下的框架內(nèi)力圖3.5.6水平荷載作用下框架的抗側移驗算一、風荷載作用下框架的側移驗算內(nèi)力計算時的相對線剛度為1時的線剛度絕對值為8.20×106E,對C35混凝土,E值為3.15×104N/mm2,再由相對線剛度值,可得各層各柱的實際剛度值。對一般多層框架結構,當房屋高度不超過50m時,只考慮梁柱彎曲變形產(chǎn)生的框架側移??紤]到正常使用情形下梁柱的塑性變形,對于現(xiàn)澆框架可側移時,引入剛度折減系數(shù)0.85,則層間相對側移。表3-16風荷載作用下框架的側移驗算位置相對線剛度絕對線剛度限制頂層26.70.713()109.1370.2881/156251/400第五層53.70.832()198.9870.3171/11356第四層76.10.832()198.9870.4501/8000第三層96.60.832()198.9870.5711/6305第二層116.30.832()198.9870.6881/5233底層137.20.719()85.6831.8841/2707頂點位移1/57171/500二、水平地震作用下的框架彈性側移驗算鋼筋混凝土框架結構應進行多遇地震作用下的抗震變形驗算,其樓層內(nèi)的最大彈性層間位移應滿足的要求。表3-17水平地震作用下的框架彈性側移驗算位置[]頂層134109.1371.441/31251/550第五層226198.9871.341/2687第四層299198.9871.771/2034第三層356198.9872.101/1714第二層396198.9872.341/1538底層42185.6835.781/8823.6橫向平面框架的內(nèi)力組合與配筋計算3.6.1框架內(nèi)力組合計算一、框架內(nèi)力組合1、考慮以下五種荷載組合:1)1.2恒荷載+1.4活荷載2)1.2恒荷載+1.4左風荷載(或右風荷載)3)1.2恒荷載+0.7×(1.4活荷載+1.4左風荷載(或右風荷載))4)1.35恒荷載+0.7×1.4活荷載5)1.2×(恒+0.5活)+1.3左地震荷載(或右地震荷載)對于活載的處理方式:認為滿跨布置活載,支座彎矩不調(diào)整,跨中彎矩放大1.1倍??紤]梁端塑性內(nèi)力重分布,對豎向荷載作用下的梁端負彎矩進行調(diào)幅,對于現(xiàn)澆框架,支座調(diào)幅系數(shù)取0.85。2、框架梁的內(nèi)力組合表表3-18KJ8的屋面框架梁WKL8內(nèi)力組合表(6層)桿件號截面位置內(nèi)力種類恒載活載左風右風左地震右地震荷載組合一二三四五ABAM-9.6-2.311.8-1259-59-15-28-25-15-90V37.78-4.54.5-22.422.45652575979跨中M96.622147116137152129B左M-156-33-8.38.32-41.641.6-234-199-228-243-261V-123-26-4.54.5-22.422.4-184-154-178-192-193BCB右M-174-375.68-5.728.5-28.5-261-217-251-272-269V16735.4-1.61.6-7.87.8249202236259231跨中M20346.8309244290320272C左M-129-30-4.64.6-23.323.3-197-162-189-204-203V-150-33-1.61.6-7.87.8-225-182-213-234-209CDC右M-100-2410.2-1051-51-153-134-153-158-200V11.73.2-6.76.7-33.733.71923241960跨中M-86-22134-103-124-137-116D左M-72-16-1010-50.150.1-108-100-112-112-161V11.73.2-6.76.7-33.733.71923241960DED右M-99-235-525-25-150-125-146-156-165V11225.6-2.72.7-13.413.4170138162177167跨中M22957.8355274331365309EM-48-10-1111-55.355.3-71-72-78-74-135V-89-20-2.72.7-13.413.4-135-110-129-140-136注:1、“-”表示數(shù)值較小,不起主要作用,忽略不計。2、活載的跨中彎矩已乘以系數(shù)1.1。3、恒載、活載的梁端負彎矩以乘以系數(shù)0.85進行調(diào)幅。4、彎矩(M)的單位為KN·m,剪力(V)的單位為KN。4、下同。表3-19KJ8的樓面框架梁KL8內(nèi)力組合表(5層)桿件號截面位置內(nèi)力種類恒載活載左風右風左地震右地震荷載組合一一一一一ABAM-14-4.228.4-28106.2-106-23-57-49-24-158V30.89.3-1110.6-42.842.85052565198跨中M7522.712290112123104B左M-102-31-1919.1-86.486.4-165-149-171-167-253V-83-25-1110.6-42.842.8-134-115-134-137-170BCB右M-126-3813-1359-59-204-169-201-207-251V11835.5-3.63.6-16.316.3191146180194184跨中M13946.2232167213233195C左M-101-30-1110.7-48.548.5-163-136-161-166-202V-108-33-3.63.6-16.316.3-175-135-165-178-171CDC右M-59-1723.6-24106.6-107-96-104-111-97-220V9.82.2-1615.6-70.470.415342915105跨中M-48-1680-57-73-80-67D左M-36-12-2323.1-105104.5-60-75-78-60-186V9.82.2-1615.6-70.470.415342915105DED右M-69-2311.5-1252.2-52.2-115-99-117-116-165V74.124-66-26.926.912397118124138跨中M14553.1248174226247206EM-59-18-2424.2-109109.2-96-104-112-97-223V-65-22-66-26.926.9-109-86-105-109-126表3-20KJ8的樓面框架梁KL8內(nèi)力組合表(4層)桿件號截面位置內(nèi)力種類恒載活載左風右風左地震右地震荷載組合一二三四五ABAM-14-4.241.7-42182.2-182-23-75-62-23-256V30.89.3-1615.8-67.467.450596251130跨中M69.322.71158310511697B左M-102-31-3029.5-121121-165-163-181-167-298V-83-25-1615.8-67.467.4-134-122-140-137-202BCB右M-126-3820.2-2082.7-82.7-204-179-208-207-281V11835.5-5.65.6-22.922.9191149182194192跨中M13946.2232167213233195C左M-101-30-1716.7-68.468.4-163-144-167-166-228V-108-33-5.65.6-22.922.9-175-138-167-178-179CDC右M-59-1736.7-37150-150-96-123-124-97-277V9.82.2-2424.2-99.299.215463815142跨中M-48-1680-57-73-80-67D左M-36-12-3636-147147.1-60-93-90-60-242V9.82.2-2424.2-99.299.215463815142DED右M-69-2317.9-1873.5-73.5-115-108-123-116-192V74.124-99-35.535.5123102121124149跨中M14653.1250175228249207EM-56-18-3636.3-140139.7-92-118-120-93-259V-65-22-99-35.535.5-109-90-108-109-137表3-21KJ8的樓面框架梁KL8內(nèi)力組合表(3層)桿件號截面位置內(nèi)力種類恒載活載左風右風左地震右地震荷載組合一二三四五ABAM-14-4.252.1-52209.4-209-23-90-72-23-292V30.89.3-2020.3-80.180.150656651147跨中M56.122.79967909881B左M-102-31-3939.3-151150.9-165-177-190-167-336V-83-25-2020.3-80.180.1-134-128-144-137-219BCB右M-126-3826.8-27103.2-103-204-189-215-207-308V11835.5-7.47.4-28.628.6191152183194200跨中M11246.2199135180197162C左M-101-30-2222.2-85.385.3-163-152-172-166-250V-108-33-7.47.4-28.628.6-175-140-169-178-187CDC右M-59-1748.8-49187.2-187-96-139-136-97-325V9.82.2-3232.2-124123.615574515174跨中M-48-1680-57-73-80-67D左M-36-12-4847.8-184183.7-60-110-102-60-289V9.82.2-3232.2-124123.615574515174DED右M-69-2323.9-2491.7-91.7-115-116-129-116-216V74.124-1211.6-45.745.7123105124124163跨中M13653.1237163215236195EM-56-18-4545.4-182182.2-92-130-129-93-315V-65-22-1211.6-45.745.7-109-94-111-109-150表3-22KJ8的樓面框架梁KL8內(nèi)力組合表(2層)桿件號截面位置內(nèi)力種類恒載活載左風右風左地震右地震荷載組合一二三四五ABAM-14-4.367.2-67240.3-240-23-111-87-24-332V30.89.4-2625.7-91.991.950737151162跨中M7522.712290112123104B左M-102-31-4848.4-173173.2-165-190-199-167-365V-83-25-2625.7-91.991.9-134-136-149-136-234BCB右M-126-3833.1-33118.4-118-204-198-221-207-328V11835.5-9.29.2-32.832.8191154185194205跨中M13946.2232167213233195C左M-101-30-2727.4-97.997.9-163-159-177-166-266V-108-33-9.29.2-32.832.8-175-143-171-178-192CDC右M-59-1760-60214.9-215-96-155-147-97-361V9.82.2-4039.7-14214215675315198跨中M-48-1680-57-73-80-67D左M-36-12-5959-211211-60-126-113-60-325V9.82.2-4039.7-14214215675315198DED右M-69-2329.4-29105.3-105-115-124-134-116-234V74.124-1514.7-52.452.4123110127124171跨中M14653249175227249207EM-57-19-5958.6-209209.2-94-150-143-95-351V-65-22-1514.7-52.452.4-109-98-114-109-159表3-23KJ8的樓面框架梁KL8內(nèi)力組合表(1層)桿件號截面位置內(nèi)力種類恒載活載左風右風左地震右地震荷載組合一二三四五ABAM-13-4.195.3-95306.3-306-21-149-113-22-416V30.79.3-3635.6-115114.750878151192跨中M5622.79967899881B左M-102-31-6565.1-210209.8-165-213-216-167-413V-83-25-3635.6-115114.7-135-150-159-137-264BCB右M-126-3844.5-45143.4-143-204-214-232-207-360V11835.3-1212.2-39.439.4191158188194214跨中M11245.5198135179196162C左M-101-31-3636.2-117116.6-165-172-187-167-291V-108-33-1212.2-39.439.4-176-147-174-178-201CDC右M-59-2079.3-79256-256-99-182-168-100-416V9.93.1-5252.3-169168.816856616233跨中M-48-1882-57-75-82-68D左M-36-12-7877.7-251250.5-60-152-131-60-376V9.83.1-5252.3-169168.816856616233DED右M-69-2338.8-39125.1-125-115-137-144-116-259V74.125-2120.9-66.466.4124118134125190跨中M13654.5239163216237196EM-52-16-8786.6-273273.4-84-183-163-85-427V-65-21-2120.9-66.466.4-107-107-119-108-1773、框架柱的內(nèi)力組合表框架柱內(nèi)力組合時考慮以下三種最不利內(nèi)力組合:1)及相應的N、V;2)及相應的M、V;3)及相應的M、V。詳細計算見表3-24、表3-25、表3-26、表3-27、表3-28、表3-29。表中單位規(guī)定如下:彎矩(M)的單位為KN·m,剪力(V)、軸力(N)的單位為KN。表3-24框架柱的內(nèi)力組合表(6層)桿件截面位置內(nèi)力種類恒載活載左風右風左地震右地震荷載組合一二三四五/M/maxNmaxNmin/M/maxNmaxNmin/M/maxNmaxNmin/M/maxNmaxNmin/M/maxNmaxNminA柱上端M126.9-11.811.8-5959242431-23310232395-58N-164.7-88.34.5-4.522.4-22.4-321-321-204-191-289-280-309-309-280-222下端M96.3-9.79.7-48.548.52024261878N-203.7-88.34.5-4.522.4-22.4-368-251-335-362-327層間V-4.7-2.94.8-4.823.9-23.9-10-10-10-12-121-13-13-4-9-9-9-38-3824B柱上端M27.315.8-1414-70.170.15555525262625252133133N-450.8-247.1-2.92.9-14.614.6-887-887-537-537-780-780-851-851-670-670下端M21.114.4-11.511.5-57.757.74592843-41N-489.8-247.1-2.92.9-14.614.6-934-592-833-903-755層間V-10.8-6.75.7-5.728.4-28.4-22-22-22-21-5-21-25-14-25-21-21-21-5420-54C柱上端M-47.7-27.1-14.814.8-74.374.3-95-95-78-78-98-98-91-91-170-170N-344.2-187.25.1-5.125.9-25.9-675-675-406-406-591-591-648-648-492-492下端M-36.3-24.5-12.212.2-61.161.1-78-26-56-7321N-383.2-1
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