某六層中學(xué)教學(xué)樓畢業(yè)設(shè)計-計算書

1、<p><b>　　第一章：工程概況</b></p><p>　　1.1 建筑地點：光州新區(qū)</p><p>　　建筑類型：六層中學(xué)教學(xué)樓，框架填充墻結(jié)構(gòu)。</p><p>　　建筑介紹：建筑面積約3600平方米，樓蓋及屋蓋均采用現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)，樓板厚度取120mm，填充墻采用240mm厚的混凝土空心小砌塊。</p&g

2、t;<p>　　地質(zhì)條件：經(jīng)地質(zhì)勘察部門確定，此建筑場地為三類近震場地，設(shè)防烈度為7 度。</p><p>　　1.2 框架結(jié)構(gòu)承重方案的選擇：</p><p>　　豎向荷載的傳力途徑：樓板的均布活載和恒載經(jīng)連系梁梁間接或直接傳至主梁，再由主梁傳至框架柱，最后傳至地基。</p><p>　　根據(jù)以上樓蓋的平面布置及豎向荷載的傳力途徑，本

3、教學(xué)樓框架的承重方案為橫向框架承重方案，這可使橫向框架梁的截面高度大，增加框架的橫向側(cè)移剛度，柱網(wǎng)布置見建筑平面圖。</p><p>　　1.3 框架結(jié)構(gòu)的計算簡圖：</p><p><b>　　圖1-1</b></p><p>　　1.4 梁、柱截面尺寸的初步確定：</p><p>　　1、梁截面高度一般取梁跨度的

4、1/12至1/8。</p><p>　　本方案縱向框架梁h=（1/12~1/8）×5000=416~625mm,取h=500mm，截面寬度b=(1/3~1/2)×500=160~250mm,取b=250mm，可得縱梁的截面初步定為b×h=250mm*500mm。</p><p>　　橫向框架梁h=(1/12~1/8)*8260=688~1032mm,取h=70

5、0mm,截面寬度 b=(1/3~1/2)*700=233~350mm,取b=250,可得橫梁的截面初步定為</p><p>　　b×h=250mm*700mm</p><p>　　2、框架柱的截面尺寸根據(jù)柱的軸壓比限值，按下列公式計算： </p><p>　?。?）柱組合的軸壓力設(shè)計值N=βFg E n</p><p>　　注：

6、β考慮地震作用組合后柱軸壓力增大系數(shù)。</p><p>　　F按簡支狀態(tài)計算柱的負載面積。</p><p>　　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14KN/m2。</p><p>　　n為驗算截面以上的樓層層數(shù)。</p><p>　?。?）Ac≥N/uNfc </p><p>　　注：uN 為框

7、架柱軸壓比限值，本方案為二級抗震等級，查《抗震規(guī)范》可知取為0.8。 </p><p>　　fc 為混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值，對C30，查得14.3N/mm2。</p><p><b>　　3、計算過程：</b></p><p><b>　　對于柱：</b></p><p>　　N=βFg E n=

8、1.3×25.92×14×6=2830.464（KN）</p><p>　　Ac≥N/uNfc=2830.464×103/0.8/14.3=227418.18（mm2）</p><p>　　取400mm×600mm</p><p><b>　　梁截面尺寸（mm）</b></p>&

9、lt;p><b>　　表1-1</b></p><p><b>　　柱截面尺寸（mm）</b></p><p><b>　　表1-2</b></p><p>　　第二部分：框架側(cè)移剛度的計算</p><p>　　2.1 橫梁線剛度i b的計算：</p>&l

10、t;p><b>　　表2-1</b></p><p>　　縱梁線剛度i b的計算：</p><p><b>　　表2-2</b></p><p>　　柱線剛度i c的計算：I=bh3/12</p><p><b>　　表2-3</b></p><p&g

11、t;　　2.2 各層橫向側(cè)移剛度計算： (D值法)</p><p>　　柱的側(cè)移剛度D計算公式：</p><p>　　其中為柱側(cè)移剛度修正系數(shù)，為梁柱線剛度比，不同情況下，、取值不同。</p><p>　　對于一般層： </p><p>　　對于底層： </p>

12、<p>　　由此可知，橫向框架梁的層間側(cè)移剛度為：</p><p><b>　　表2-4</b></p><p>　　∑D1/∑D2=923810/729530>0.7，故該框架為規(guī)則框架。</p><p>　　2.3 各層縱向側(cè)移剛度計算：</p><p>　　同理，縱向框架層間側(cè)移剛度為：</

13、p><p><b>　　表2-5</b></p><p>　　∑D1/∑D2=1035634/935623>0.7，故該框架為規(guī)則框架。</p><p>　　第三章：重力荷載代表值的計算</p><p>　　3.1 資料準備：</p><p>　　查《荷載規(guī)范》可?。?lt;/p>&

14、lt;p>　　屋面永久荷載標準值（上人）</p><p>　　30厚細石混凝土保護層 22×0.03=0.66KN/m2 </p><p>　　三氈四油防水層 0.4 KN/m2</p><p>　　20厚礦渣水泥找平層

15、 14.5×0.02=0.29 KN/m2</p><p>　　150厚水泥蛭石保溫層 5×0.15=0.75 KN/m2</p><p>　　120厚鋼筋混凝土板 25×0.12=3.0 KN/m2</p><p>　　V型輕鋼龍骨

16、吊頂 0.25 KN/m2</p><p>　　（二層9mm紙面石膏板、有厚50mm的巖棉板保溫層） </p><p>　　合計 5.35 KN/m2</p><p><b>　　②、1-5層樓面：<

17、;/b></p><p>　　木塊地面（加防腐油膏鋪砌厚76mm） 0.7 KN/m2</p><p>　　120厚鋼筋混凝土板 25×0.12=3.0 KN/m2</p><p>　　V型輕鋼龍骨吊頂 0.25 KN/m2

18、 </p><p>　　合計 3.95 KN/m2</p><p>　?、?、屋面及樓面可變荷載標準值：</p><p>　　上人屋面均布活荷載標準值 2.0 KN/m2</p><p>　　樓面活荷載標準值

19、 2.0 KN/m2</p><p>　　屋面雪荷載標準值 SK=urS0=1.0×0.2=0.2 KN/m2</p><p>　?。ㄊ街衭r為屋面積雪分布系數(shù)）</p><p>　?、?、梁柱密度25 KN/m2</p><p>　　240mm厚的

20、混凝土空心砌塊 5.5KN/m3</p><p>　　3.2 重力荷載代表值的計算：</p><p><b>　　1、第一層：</b></p><p><b>　　（1）、梁、柱：</b></p><p><b>　　表3-1</b></p>&l

21、t;p><b>　　表3-2</b></p><p>　?。?）、內(nèi)外填充墻重的計算：</p><p><b>　　橫墻：</b></p><p>　　AB跨、CD跨墻：墻厚240mm，計算長度6500mm，計算高度3600-600=3000mm。</p><p>　　單跨體積：0.24

22、15;6.5×3=4.68m3</p><p>　　單跨重量：4.68×5.5=25.74KN</p><p><b>　　數(shù)量：17</b></p><p>　　總重：25.74×17=437.58KN</p><p>　　BC跨墻：墻厚240mm，計算長度1700mm，計算高度3600-

23、600=3000mm。</p><p>　　單跨體積：（1.7×3-1.5*2.4）×0.24=0.36m3</p><p>　　單跨重量：0.36×5.5=1.98KN</p><p><b>　　數(shù)量：2</b></p><p>　　總重：1.98×2=3.96KN</p

24、><p>　　廁所橫墻：墻厚240mm，計算長度7200-2400=4800mm，計算高度3600-120=3480mm。</p><p>　　體積：0.24×4.8×3.48=4.009m3</p><p>　　重量：4.009×5.5=22.0495KN </p><p>　　橫墻總重：437.58+3.96+2

25、2.0495=463.5895KN</p><p><b>　　縱墻：</b></p><p>　?、佗诳缤鈮Γ簡蝹€體積：[（6.5×3.0）-（1.8×2.1×2）] ×0.24=2.8656 m3</p><p><b>　　數(shù)量：12</b></p><p&

26、gt;　　總重：2.8656×12×5.5=189.1296KN</p><p>　　廁所外縱墻：體積：6.5×3.0-1.8×2.1=15.72 m3</p><p>　　總重：15.72×5.5=86.46KN</p><p>　　樓梯間外縱墻：體積：3.5×3.0-1.8×2.1=6.72

27、m3</p><p>　　總重：6.72×5.5=36.96KN</p><p>　　門衛(wèi)外縱墻： 體積：3.5×3.0-1.2×2.4=7.62m3</p><p>　　總重：7.62×5.5=41.91KN</p><p>　　內(nèi)縱墻：單個體積：(6.5×3.0-1.2×2.4*

28、2) ×0.24=13.74m3</p><p>　　單個重量：13.74×5.5=75.57KN</p><p><b>　　數(shù)量：12</b></p><p>　　總重：75.57×12=906.84KN</p><p>　　廁所縱墻：單個體積：0.24×（3.6-0.12）&

29、#215;4.93=4.1175m3</p><p>　　單個重量：4.1175×5.5=22.6463KN</p><p><b>　　數(shù)量：2</b></p><p>　　總重：22.6463×2=45.2926KN</p><p>　　正門縱墻：總重：（1.8×6.5-1.8×

30、;2.1）×0.24×5.5=10.4544KN</p><p>　　縱墻總重：189.1296+86.46+36.96+41.91+906.84+45.2926+10.4544</p><p>　　=1317.0466KN</p><p>　?。?）、窗戶計算（鋼框玻璃窗）：</p><p><b>　　走廊窗

31、戶：</b></p><p>　　尺寸：1800mm×2100mm</p><p>　　自重：0.4KN/m2</p><p><b>　　數(shù)量：26</b></p><p>　　重量：1.8×2.1×0.4×26=39.312KN</p><p&g

32、t;<b>　　辦公室窗戶：</b></p><p>　　尺寸：1500mm×2100mm</p><p>　　自重：0.4KN/m2</p><p><b>　　數(shù)量：2</b></p><p>　　重量：1.5×2.1×0.4×2=2.52KN</p

33、><p>　　總重：39.312+2.52=41.832KN</p><p><b>　?。?）、門重計算：</b></p><p>　　木門：尺寸：1200mm×2400mm</p><p>　　自重：0.15KN/m2</p><p><b>　　數(shù)量：26.25</b&

34、gt;</p><p>　　重量：1.2×2.4×0.15×26.25=11.34KN</p><p>　　鐵門：尺寸：6500mm×3000mm</p><p>　　自重：0.4KN/m2</p><p><b>　　數(shù)量：0.5</b></p><p>

35、　　重量：6.5×3*0.4×0.5=3.9KN</p><p>　　總重：11.34+3.9=15.24KN</p><p>　?。?）、樓板恒載、活載計算（樓梯間按樓板計算）：</p><p>　　面積：48.4416×13+117.4176+30.24=777.3984（m2）</p><p>　　恒載：3

36、.95×777.3984=3070.7237KN</p><p>　　活載：2.0×777.3984=1554.7968KN</p><p><b>　　一層重力荷載代表值</b></p><p>　　G1=G 恒+0.5×G活</p><p>　　=（497.25+38.25）×

37、1.05+（819+63）×1.05+1587.6×1.05+463.5895+1317.0466+41.832</p><p>　　+15.24+（3070.7237+1554.7968）×0.5</p><p>　　=9618.5836KN</p><p>　　注：梁柱剩上粉刷層重力荷載而對其重力荷載的增大系數(shù)1.05。</p

38、><p><b>　　2、第二層：</b></p><p><b>　?。?）、梁、柱</b></p><p><b>　　橫梁：</b></p><p>　　AB跨：300mm×600mm 29.25KN×18根=526.5KN</p>

39、<p>　　BC跨：250mm×400mm 4.25KN×9根=38.25KN</p><p><b>　　縱梁：</b></p><p>　　819+63=882KN</p><p>　　柱： </p><p><b>　　表3-3&

40、lt;/b></p><p>　　（2）、內(nèi)外填充墻重的計算：</p><p>　　橫墻總重：463.5895KN</p><p><b>　　縱墻：</b></p><p>　　比較第二層縱墻與第一層的區(qū)別有：</p><p><b>　　大廳：一層有鐵門</b>&l

41、t;/p><p><b>　　二層有內(nèi)墻。</b></p><p>　　比較異同后，可得第二層縱墻總重為：</p><p>　　1317.0466+（3.0×6.55-2×1.8×2.1）×0.24×5.5-3.9+（1.5×6.55-1.5×1.2）×0.24

42、5;5.5+（1.5×3.55-1.5×1.2）×0.24×5.5</p><p>　　=1317.0466+15.9588-3.9+10.593+4.653</p><p>　　=1344.3514KN</p><p>　?。?）、窗戶計算（鋼框玻璃窗）：</p><p><b>　　第一類

43、：</b></p><p>　　尺寸：1800mm×2100mm</p><p>　　自重：0.4KN/m2</p><p><b>　　數(shù)量：29</b></p><p>　　重量：1.8×2.1×0.4×29=43.848KN</p><p>

44、;<b>　　第二類：</b></p><p>　　尺寸：1500mm×2100mm</p><p>　　自重：0.4KN/m2</p><p><b>　　數(shù)量：2</b></p><p>　　重量：1.5×2.1×0.4×2=2.52KN</p>

45、;<p>　　總重：43.848+2.52=46.368KN</p><p><b>　?。?）、門重計算：</b></p><p>　　木門：尺寸：1200mm×2400mm</p><p>　　自重：0.15KN/m2</p><p><b>　　數(shù)量：27.25</b>

46、</p><p>　　重量：1.2×2.4×0.15×27.25=11.772KN</p><p>　?。?）、樓板恒載、活載計算（樓梯間按樓板計算）：</p><p>　　面積：777.3984+11.16×6.96=855.072（m2）</p><p>　　恒載：3.95×855.072

47、=3377.5344KN</p><p>　　活載：2.0×855.072=1710.144KN</p><p>　　二層重力荷載代表值為</p><p>　　G2=G 恒+0.5×G活</p><p>　　=（526.5+38.25）×1.05+882×1.05+1368.9×1.05+46

48、3.5895+1344.3514+46.368</p><p>　　+11.772+（3377.5344+1710.144）×0.5</p><p>　　=9910.1918KN</p><p>　　注：梁柱剩上粉刷層重力荷載而對其重力荷載的增大系數(shù)1.05。</p><p>　　三到五重力荷載代表值為：</p>&l

49、t;p>　　G3-5=9910.1918-10.593-4.653+（3.0×10.1-2×1.2×2.4）×0.24×5.5</p><p>　　=9927.3386KN</p><p>　　3、第六層重力荷載代表值的計算：</p><p>　　橫梁：526.5+38.25=564.75KN</p>

50、;<p><b>　　縱梁：882KN</b></p><p><b>　　柱：</b></p><p>　　計算高度：2100mm</p><p>　　截面：650mm×650mm</p><p><b>　　數(shù)量：36</b></p>

51、<p>　　總重：0.65×0.65×2.1×25×36=798.525KN</p><p>　　橫墻：463.5895/2=231.7948KN</p><p>　　縱墻：（1344.3514+32.3928-10.593-4.653）/2=680.7491KN</p><p>　　窗重：46.368/2=23.1

52、84KN</p><p>　　木門重：門高2400mm，計算高度為門的1500mm以上，故系數(shù)</p><p>　　а=（2.4-1.5）/2.4=3/8</p><p>　　則木門重：11.772×3/8=4.4145KN</p><p>　　屋面恒載、活載計算：</p><p>　　恒載：855.072&

53、#215;5.35=4574.6352KN</p><p>　　活載：855.072×2.0=1710.144KN</p><p>　　雪載：855.072×0.2=171.0144KN</p><p>　　六層重力荷載代表值為</p><p>　　G6=G 恒+0.5×G活</p><p&g

54、t;　　=（564.75+882+798.525）×1.05+231.7948+680.7491+23.184+4.4145+4574.6352</p><p>　　+（1710.144+171.0144）×0.5</p><p>　　=9753.4748KN</p><p>　　注：梁柱剩上粉刷層重力荷載而對其重力荷載的增大系數(shù)1.05。<

55、;/p><p>　　5、頂端重力荷載代表值的計算：</p><p>　　橫梁：29.25×2=58.5KN</p><p>　　縱梁：15.75×2=31.5KN</p><p>　　柱：38.025×4=152.1KN</p><p>　　橫墻：25.74×2=51.48KN<

56、;/p><p><b>　　縱墻：</b></p><p>　?。?.0×3.55-1.2×2.4）×0.24×5.5+（3.0×3.55-1.8×2.1）×0.24×5.5</p><p>　　=19.3248KN</p><p>　　木門：1

57、.2×2.4×0.15=0.432KN</p><p>　　窗：1.8×2.1×0.4=1.512KN</p><p>　　樓板恒載、活載計算：</p><p>　　面積：4.2×7.2=30.24m2</p><p>　　恒載：30.24×5.35=161.784KN</p&

58、gt;<p>　　活載：30.24×2.0=60.48KN</p><p>　　雪載：30.24×0.2=6.048KN</p><p>　　頂端重力荷載代表值為</p><p>　　G頂=G 恒+0.5×G活</p><p>　　=58.5+31.5+51.48+19.3248+152.1+0.4

59、32+1.512+161.784+(60.48+6.048) ×0.5</p><p>　　=543.1608KN</p><p>　　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：</p><p>　　第四章：橫向水平荷載作用下框架</p><p>　　結(jié)構(gòu)的內(nèi)力和側(cè)移計算</p><p>

60、　　4.1橫向自振周期的計算：</p><p>　　橫向自振周期的計算采用結(jié)構(gòu)頂點的假想位移法。</p><p>　　按式Ge=Gn+1（1+3×h1/2/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：</p><p>　　Ge=543.1608×[1+3×3.6/（3.6×5+4.7）]</p><

61、;p>　　=650.8153（KN）</p><p>　　基本自振周期T1（s）可按下式計算：</p><p>　　T1=1.7ψT （uT）1/2</p><p>　　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。</p><p>　　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)，取0.6。&

62、lt;/p><p>　　uT按以下公式計算：</p><p><b>　　VGi=∑Gk</b></p><p>　?。ā鱱）i= VGi/∑D ij </p><p><b>　　uT=∑（△u）k</b></p><p>　　注：∑D ij 為第i層的層間側(cè)移剛度。</

63、p><p>　　（△u）i為第i層的層間側(cè)移。</p><p>　　（△u）k為第k層的層間側(cè)移。</p><p>　　s為同層內(nèi)框架柱的總數(shù)。</p><p>　　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。</p><p>　　結(jié)構(gòu)頂點的假想側(cè)移計算</p><p>&l

64、t;b>　　表4-1</b></p><p>　　T1=1.7ψT （uT）1/2</p><p>　　=1.7×0.6×(0.265989)1/2</p><p><b>　　=0.526(s)</b></p><p>　　4.2 水平地震作用及樓層地震剪力的計算：</p&

65、gt;<p>　　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：</p><p>　　1、結(jié)構(gòu)等效總重力荷載代表值Geq</p><p>　　Geq=0.85∑Gi</p><p>　　=0.85×（9618.5836+9910.1918+9927.3386×3+975

66、3.4748+543.1608）</p><p>　　=50666.3128（KN）</p><p>　　2、計算水平地震影響系數(shù)а1</p><p>　　查表得二類場地近震特征周期值Tg=0.30s。</p><p>　　查表得設(shè)防烈度為7度的аmax=0.08</p><p>　　а1=（Tg/T1）0.9аmax

67、</p><p>　　=（0.3/0.526）0.9×0.08</p><p><b>　　=0.0965</b></p><p>　　3、結(jié)構(gòu)總的水平地震作用標準值FEk</p><p><b>　　FEk=а1Geq</b></p><p>　　=0.0965&

68、#215;50666.3128</p><p>　　=4890.5658（KN）</p><p>　　因1.4Tg=1.4×0.3=0.42s<T1=0.526s，所以應(yīng)考慮頂部附加水平地震作用。頂部附加地震作用系數(shù)</p><p>　　δn=0.08T1+0.07=0.08×0.526+0.07=0.1121</p><

69、;p>　　F6=0.1121×4890.5658=548.2324KN</p><p>　　各質(zhì)點橫向水平地震作用按下式計算：</p><p>　　Fi=GiHiFEk（1-δn）/（∑GkHk）</p><p>　　=4342.333（KN）</p><p>　　地震作用下各樓層水平地震層間剪力Vi為</p>

70、<p>　　Vi=∑Fk（i=1，2，…n）</p><p><b>　　計算過程如下表：</b></p><p>　　各質(zhì)點橫向水平地震作用及樓層地震剪力計算表</p><p><b>　　表4-2</b></p><p>　　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：&l

71、t;/p><p><b>　?。ň唧w數(shù)值見上表）</b></p><p>　　4.3 多遇水平地震作用下的位移驗算：</p><p>　　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：</p><p>　　（△u）i = Vi/∑D ij</p><p>　　u i=

72、∑（△u）k</p><p>　　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。</p><p><b>　　計算過程如下表：</b></p><p>　　橫向水平地震作用下的位移驗算</p><p><b>　　表4-

73、3</b></p><p>　　由此可見，最大層間彈性位移角發(fā)生在第二層，1/639<1/550，滿足規(guī)范要求。</p><p>　　4.4 水平地震作用下框架內(nèi)力計算：</p><p>　　1、框架柱端剪力及彎矩分別按下列公式計算：</p><p>　　Vij=DijV i /∑Dij</p><p&

74、gt;　　M bij=Vij*yh M uij=Vij（1-y）h</p><p>　　y=yn+y1+y2+y3</p><p>　　注：yn框架柱的標準反彎點高度比。</p><p>　　y1為上下層梁線剛度變化時反彎點高度比的修正值。</p><p>　　y2、y3為上下層層高變化時反彎點高度比的修正值。</p>

75、;<p>　　y框架柱的反彎點高度比。</p><p>　　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。</p><p>　　下面以橫向框架內(nèi)力的計算為例：</p><p>　　各層柱端彎矩及剪力計算</p><p><b>　　表4-5</b></p><p

76、>　　例：第六層柱的計算：</p><p>　　Vi1=17681×1241.908/762600=28.794（KN）</p><p>　　y=y n=0.18（m） （無修正）</p><p>　　M bi1=28.794×0.18×3.6=18.66（KN*m）</p><p>　　M ui1=28

77、.794×（1-0.18）×3.6=85.00（KN*m）</p><p>　　2、梁端彎矩、剪力及柱軸力分別按以下公式計算：</p><p>　　M l b=i l b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b）</p><p>　　M r b=i r b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b

78、）</p><p>　　V b=（M l b+ M r b）/ l</p><p>　　Ni=∑（V l b- V r b）k</p><p>　　具體計算過程見下表：</p><p>　　梁端彎矩、剪力及柱軸力的計算</p><p><b>　　表4-6</b></p><p

79、><b>　　例：第六層：</b></p><p>　　邊梁 M l b= M u 6=85.00 KN·m </p><p>　　M r b=113.08*4.5/（4.5+3.34）=64.91 KN·m </p><p>　　走道梁 M l b =M r b=113.08-64.91=48.17 KN

80、83;m</p><p>　　A軸柱N=0-20.82=-20.82 KN</p><p>　　B軸柱N=20.82-40.14=-19.32 KN</p><p><b>　　圖4-1</b></p><p><b>　　圖4-2</b></p><p>　　橫向框架軸力圖

81、（KN）</p><p><b>　　圖4-3</b></p><p>　　第五章： 風(fēng)荷載的計算</p><p>　　5.1 風(fēng)壓標準值計算</p><p>　　風(fēng)壓標準值計算公式為：w=βZμSμZω0 本地區(qū)基本風(fēng)壓為：w0=0.36</p><p>　　樓高H>30m；地面粗糙類別

82、為C類；風(fēng)振系數(shù)：βZ=1+Hi/Hξγ/μZ </p><p><b>　　表5-1</b></p><p>　　H總=24.35mm B≈11.6m H/B≈2</p><p>　　查表：脈動影響系數(shù)γ=0.59 </p>

83、<p><b>　　表5-2</b></p><p>　　結(jié)構(gòu)基本周期：T=（0.08～0.1）n. 取T=0.9，ω0 =0.36kN/m2</p><p>　　ω0T2=0.360.62=0.29 查表得：脈動增大系數(shù)ξ=1.2725</p><p>　　βZ=1+Hi/Hξγ/μZ </p><p&

84、gt;<b>　　表5-3</b></p><p>　　查表得：風(fēng)載體型系數(shù)：迎風(fēng)面為1.0；背風(fēng)面為-0.5</p><p>　　∴μS=1.5 ωk=βZμSμZω0</p><p>　　∵結(jié)構(gòu)高度H=26.75<30m,故取βZ=1.0, μS=1.3 </p>&

85、lt;p><b>　　表5-4</b></p><p>　　轉(zhuǎn)化為集中荷載（受荷面與計算單元同） </p><p>　　其中，A為一榀框架各層節(jié)點的受風(fēng)面積，取上層的一半和下層的一半之和，頂層取到女兒墻頂，底層只取到下層的一半。注意底層的計算高度應(yīng)從室外地面開始取</p><p>　　6層： FW9K=0.753.6（1.2+2.9/2）

86、=7.15KN</p><p>　　5層： FW8K=3.62.90.68=7.09KN</p><p>　　4層： FW7K=3.62.90.61=6.36KN</p><p>　　3層： FW6K=3.62.90.53=5.53KN</p><p>　　2層： FW5K=3.62.90.44=4.59KN</p><p

87、>　　1層： FW4K=3.60.33（2.9+4.2）2=4.21 KN</p><p>　　第六章：豎向荷載作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力計算</p><p>　?。M向框架內(nèi)力計算）</p><p>　　6.1 計算單元的選擇確定：</p><p>　　?、圯S線橫向框架進行計算，如下圖所示：</p><p><

88、;b>　　圖6-1</b></p><p>　　直接傳給該框架的樓面荷載如圖中的水平陰影所示。計算單元范圍內(nèi)的其余樓面荷載則通過次梁和縱向框架梁以集中力的形式傳給橫向框架，作用于各節(jié)點上。</p><p>　　6.2 荷載計算：</p><p>　　1、恒載作用下柱的內(nèi)力計算：</p><p>　　恒荷載作用下各層框架梁上

89、的荷載分布如下圖所示：</p><p><b>　　圖6-2</b></p><p>　　（1）、對于第6層，</p><p>　　q1、q1，代表橫梁自重，為均布荷載形式。</p><p>　　q1=0.3×0.6×25=4.5 KN/m</p><p>　　q1，=0.25

90、×0.4×25=2.5KN/m</p><p>　　q2、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。</p><p>　　q2=5.35×3.6=19.26 KN/m</p><p>　　q2，=5.35×1.8=9.63 KN/m</p><p>　　P1、P2分別由邊縱梁、中縱梁直

91、接傳給柱的恒載，它包括主梁自重、連系梁自重、樓板重等重力荷載，計算如下：</p><p>　　P1=[（3.6×2.4/2）×2+（2.4+7.2）×1.8/2] ×5.35+4.5×7.2</p><p>　　+0.2×0.4×25×7.2=132.95 KN</p><p>　　P2

92、=[（3.6×2.4/2）×2+（2.4+7.2）×1.8/2+（2.7+3.6）×2×1.2</p><p>　　/2] ×5.35+4.5×7.2+0.2×0.4×25×7.2=173.39 KN </p><p>　　（2）、對于2-5層，</p><p>　　

93、包括梁自重和其上橫墻自重，為均布荷載，其它荷載的計算方法同第6層。</p><p>　　q1=4.5+0.24×3.0×5.5=8.46 KN/m</p><p>　　q1，=0.25×0.4×25=2.5KN/m</p><p>　　q2、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。</p>&

94、lt;p>　　q2=3.95×3.6=14.22 KN/m</p><p>　　q2，=3.95×1.8=7.11 KN/m</p><p>　　外縱墻線密度 [（7.2×3.0-1.8×2.1×2）×0.24×5.5+2×1.8×2.1×0.4]/7.2=2.99 KN/m</

95、p><p>　　P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×3.95+（4.5+2.99）×7.2+0.2×0.4×25×7.2</p><p>　　=130.28 KN</p><p>　　P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×3.95+8.

96、46×7.2+0.15×0.3×25×7.2</p><p>　　=167.13 KN</p><p>　?。?）、對于第1層，</p><p>　　柱子為400mm×600mm，其余數(shù)據(jù)同2-5層，則</p><p>　　q1=4.5+0.24×3.0×5.5=8.46

97、KN/m</p><p>　　q1，=0.25×0.4×25=2.5KN/m</p><p>　　q2、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。</p><p>　　q2=3.95×3.6=14.22 KN/m</p><p>　　q2，=3.95×1.8=7.11 KN/m<

98、/p><p>　　外縱墻線密度 [（7.2×3.0-1.8×2.1×2）×0.24×5.5+2×1.8×2.1*0.4]/7.2=2.99 KN/m</p><p>　　P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×3.95+（4.5+2.99）×7.2+0.2×0.4×

99、;25×7.2</p><p>　　=130.28 KN</p><p>　　P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×3.95+8.46×7.2+0.2×0.4×25×7.2</p><p>　　=167.13 KN</p><p>　

100、　2、活載作用下柱的內(nèi)力計算：</p><p>　　活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示：</p><p><b>　　圖6-3</b></p><p>　　（1）、對于第6層，</p><p>　　q2=2.0×3.6=7.2 KN/m</p><p>　　q2，=2.0

101、15;1.8=3.6 KN/m</p><p>　　P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×2.0=34.56 KN</p><p>　　P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×2.0=49.68 KN</p><p>　　P3=（3.6×2.4+9.6×0

102、.9）×2.0=34.56 KN</p><p>　　同理，在屋面雪荷載的作用下：</p><p>　　q2=0.2×3.6=0.72 KN/m</p><p>　　q2，=0.2×1.8=0.36 KN/m</p><p>　　P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×0.2=3.

103、456 KN</p><p>　　P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×0.2=4.968 KN</p><p>　　（2）、對于第2-5層，</p><p>　　q2=2.0×3.6=7.2 KN/m</p><p>　　q2，=2.0×1.8=3.6 KN/m

104、</p><p>　　P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×2.0=34.56 KN</p><p>　　P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×2.0=49.68 KN</p><p>　　（3）、對于第1層，</p><p>　　q2=2.0

105、15;3.6=7.2 KN/m</p><p>　　q2，=2.0×1.8=3.6 KN/m</p><p>　　P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×2.0=34.56 KN</p><p>　　P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×2.0=49.68 KN&l

106、t;/p><p>　　將計算結(jié)果匯總?cè)缦聝杀恚?lt;/p><p><b>　　橫向框架恒載匯總表</b></p><p><b>　　表6-1 </b></p><p>　　注：表中括號內(nèi)數(shù)值對應(yīng)于屋面雪荷載作用情況。</p><p>　　3、恒荷載作用下梁的內(nèi)力計算：<

107、;/p><p>　　恒荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示：</p><p><b>　　圖6-4</b></p><p>　　等效于均布荷載與梯形、三角形荷載的疊加。α=a/l=2.4/7.2=1/3</p><p>　　（1）、對于第6層， </p><p>　　-MAB=q1l21/

108、12+q2l21（1-2α2+α3）</p><p>　　=4.5×7.22/12+19.26×7.22×[1-2×（1/3）2+（1/3）3]/12</p><p>　　=32.83（KN*m）</p><p>　　-MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96</p><p>　　=2.5

109、15;2.42/12+5×9.63*2.42/96</p><p>　　=4.09 （KN·m）</p><p>　?。?）、對于第1-5層，</p><p>　　-MAB=q1l21/12+q2l21（1-2α2+α3）</p><p>　　=8.46×7.22/12+14.22×7.22×

110、[1-2×（1/3）2+（1/3）3]/12</p><p>　　=28.09（KN·m）</p><p>　　-MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96</p><p>　　=2.5×2.42/12+5×7.11×2.42/96</p><p>　　=3.33 （KN·m）

111、</p><p>　　4、活荷載作用下梁的內(nèi)力計算：</p><p>　　活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示：</p><p><b>　　圖6-5</b></p><p>　　-M對于第1-6層，</p><p>　　-MAB=q2l21（1-2α2+α3）</p>&l

112、t;p>　　=7.2×7.22×[1-2×（1/3）2+（1/3）3]/12</p><p>　　=5.62（KN·m）</p><p>　　-MBC= 5q2，l22/96</p><p>　　=5×3.6×2.42/96</p><p>　　=1.08 （KN·m

113、）</p><p>　　6.3 內(nèi)力計算：</p><p>　　梁端、柱端彎矩采用彎矩二次分配法計算，彎矩計算如下圖所示：</p><p><b>　　表6-3</b></p><p><b>　　圖6-6</b></p><p><b>　　表6-4</b

114、></p><p><b>　　圖6-7</b></p><p>　　6.4 梁端剪力和柱軸力的計算：</p><p><b>　　1、恒載作用下：</b></p><p>　　例：第6層：荷載引起的剪力：VA=VB=（19.26×4.8+4.5×7.2）/2</p

115、><p><b>　　=62.42 KN</b></p><p>　　本方案中，彎矩引起的剪力很小，可忽略不計。</p><p>　　A柱： N頂=132.95+62.42=195.37 KN</p><p>　　柱重：0.65×0.65×3.6×25=38.02 KN</p>&

116、lt;p>　　N底= N頂+38.02=233.39 KN</p><p>　　B柱： N頂=173.39+64.42+8.78=246.59 KN</p><p>　　恒載作用下梁端剪力及柱軸力（KN）</p><p><b>　　表6-5</b></p><p><b>　　2、活載作用下：</

117、b></p><p>　　例：第6層：荷載引起的剪力：</p><p>　　AB跨：VA=VB=7.2×4.8/2=17.28 KN</p><p>　　A柱：N頂= N底=34.56+17.28=51.84 KN</p><p>　　B柱：N頂= N底=49.68+17.28+2.16=69.12 KN</p>

118、<p>　　活載作用下梁端剪力及柱軸力（KN）</p><p><b>　　表6-6</b></p><p>　　6.5 框架梁的內(nèi)力組合：</p><p><b>　　1、結(jié)構(gòu)抗震等級：</b></p><p>　　根據(jù)《抗震規(guī)范》，本方案為二級抗震等級。</p>&l

119、t;p>　　2、框架梁內(nèi)力組合：</p><p>　　本方案考慮了三種內(nèi)力組合，即1.2SGk+1.4SQk，1.35 SGk +1.0 SQk</p><p>　　及1.2SGE+1.3SEk。</p><p>　　考慮到鋼筋混凝土結(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（調(diào)幅系數(shù)取0.8），以減少負彎矩鋼筋的擁擠現(xiàn)象。<

120、;/p><p>　　ηvb梁端剪力增大系數(shù)，二級取1.2。</p><p>　　各層梁的內(nèi)力組合和梁端剪力結(jié)果如下表：</p><p><b>　　表6-7</b></p><p>　　3、跨間最大彎矩的計算：</p><p>　　以第一層AB跨梁為例，說明計算方法和過程。</p>&l

121、t;p>　　計算理論：根據(jù)梁端彎矩的組合值及梁上荷載設(shè)計值，由平衡條件確定。</p><p>　?。?）均布和梯形荷載下，如下圖：</p><p>　　VA= -（MA+MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2</p><p>　　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：</p>

122、;<p>　　VA-q1x-x2q2/（2al）=0</p><p>　　將求得的x值代入下式即可得跨間最大正彎矩值：</p><p>　　Mmax=MA+VAx-q1x2/2-x3q2/（6al）</p><p>　　若VA-（2q1+q2）al/2>0，說明x>al，則</p><p>　　x=（VA+alq2/

123、2）/（q1+q2）</p><p>　　可得跨間最大正彎矩值：</p><p>　　Mmax=MA+VAx-（q1+ q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2</p><p>　　若VA≤0，則Mmax=MA</p><p><b>　　第1層AB跨梁：</b></p><p>　　梁上荷載

124、設(shè)計值：q1=1.2×8.46=10.15 KN/m</p><p>　　q2=1.2×（14.22+0.5×7.2）=21.38 KN/m</p><p>　　左震： MA=270.47/0.75=360.63 KN·m</p><p>　　MB=-367.14/0.75=-489.52 KN·m</p>

125、;<p>　　VA= -（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2</p><p>　　=-（360.63+489.52）/7.2+10.15×7.2/2+21.38×7.2/3</p><p>　　=-30.22 KN<0</p><p>　　則Mmax發(fā)生在左支座，</p><p>　　M

126、max =1.3MEk-1.0MGE</p><p>　　=1.3×347.06-（65.86+0.5×19.19）</p><p>　　=375.72 KN·m</p><p>　　γReMmax=0.75×375.72=281.79 KN·m</p><p>　　右震： MA=-406.

127、29/0.75=-541.72 KN·m</p><p>　　MB=226.48/0.75=301.97 KN·m</p><p>　　VA= -（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2</p><p>　　=（541.72+301.97）/7.2+10.15×7.2/2+21.38×7.2/3</p>

128、<p>　　=205.03 KN</p><p>　　由于205.03-（2×10.15+21.38）×2.4/2=155.01>0，故x>al=l/3=2.4m</p><p>　　x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）</p><p>　　=（205.03+1.2×21.38）/（10.15+21.38

129、）</p><p><b>　　=5.73m</b></p><p>　　Mmax=MA+VAx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2</p><p>　　=-541.72+205.03×5.73-（10.15+21.38）×（5.73）2/2</p><p>　　+21.38

130、5;2.4×（5.73-2.4/3）/2</p><p>　　=241.98 KN·m</p><p>　　γREMmax=0.75×241.98=181.48 KN·m</p><p>　　其它跨間的最大彎矩計算結(jié)果見下表：</p><p>　　跨間最大彎矩計算結(jié)果表</p><p

131、><b>　　表6-8</b></p><p>　　4、梁端剪力的調(diào)整：</p><p>　　抗震設(shè)計中，二級框架梁和抗震墻中跨高比大于2.5，其梁端剪力設(shè)計</p><p><b>　　應(yīng)按下式調(diào)整：</b></p><p>　　V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]

132、</p><p>　?。?）、對于第6層，</p><p>　　AB跨：受力如圖所示：</p><p>　　梁上荷載設(shè)計值：q1=1.2×4.5=5.4 KN/m</p><p>　　q2=1.2×（19.26+0.5×7.2）=27.43 KN/m</p><p>　　V Gb=5.4&

133、#215;7.2/2+27.43×4.8/2=85.27 KN</p><p>　　ln=7.2-0.65=6.55 m</p><p>　　左震：M lb=18.54/0.75=24.72 KN·m</p><p>　　M rb=-132.97/0.75=-177.29 KN·m</p><p>　　V=γRe

134、[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]</p><p>　　=0.75×[1.2×（24.72+177.29）/6.55+85.27]</p><p><b>　　=91.71 KN</b></p><p>　　右震：M lb=147.21/0.75=196.28 KN·m</p>&l

135、t;p>　　M rb=6.4/0.75=8.53 KN·m</p><p>　　V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]</p><p>　　=0.75×[1.2×（196.28+8.53）/6.55+85.27]</p><p><b>　　=92.09 KN</b></p>

136、;<p>　　（2）、對于第1-5層，</p><p>　　AB跨：q1=1.2×8.46=10.15 KN/m</p><p>　　q2=1.2×（14.22+0.5×7.2）=21.38 KN/m</p><p>　　V Gb=10.15×7.2/2+21.38×4.8/2=87.85 KN<

137、/p><p>　　剪力調(diào)整方法同上，結(jié)果見47頁各層梁的內(nèi)力組合和梁端剪力調(diào)整表。</p><p>　　6.6 框架柱的內(nèi)力組合：</p><p>　　取每層柱頂和柱底兩個控制截面，組合結(jié)果如下表：</p><p>　　橫向框架A柱彎矩和軸力組合</p><p><b>　　表6-9</b><

138、/p><p>　　橫向框架B柱彎矩和軸力組合</p><p><b>　　表6-10</b></p><p><b>　　第七章：截面設(shè)計</b></p><p><b>　　7.1框架梁：</b></p><p>　　以第1層AB跨框架梁的計算為例。<

139、;/p><p>　　1、梁的最不利內(nèi)力：</p><p>　　經(jīng)以上計算可知，梁的最不利內(nèi)力如下：</p><p>　　跨間： Mmax=281.79 KN·m</p><p>　　支座A：Mmax=406.29 KN·m</p><p>　　支座Bl：Mmax=367.14 KN·m<