層辦公樓設計畢業設計(編輯修改稿)

　

【文章內容簡介】 活=++++++=注：。 橫向自振周期的計算采用結構頂點的假想位移法。 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構頂點位移。ψT結構基本自振周期考慮非承重磚墻影響的折減系數。uT按以下公式計算：VGi=∑Gk（△u）i= VGi/∑D ij uT=∑（△u）k注：∑D ij 為第i層的層間側移剛度。 （△u）i為第i層的層間側移。 （△u）k為第k層的層間側移。 s為同層內框架柱的總數。結構頂點的假想側移計算過程見下表層次Gi（KN）VGi（KN）∑D i（N/mm）△ui（mm）ui（mm）58872494887249388724928872491951266T1= （uT）1/2 =()1/2=(s)本結構質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：結構等效總重力荷載代表值GeqGeq=∑Gi==（KN）計算水平地震影響系數а1查表得二類場地近震特征周期值Tg=。查表得設防烈度為7度的аmax=а1=（Tg/T1） =（） =結構總的水平地震作用標準值FEkFEk=а1Geq = =（KN）質點橫向水平地震作用按下式計算： Fi=GiHiFEk/（∑GkHk）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：層次Hi（m）Gi（KN）GiHi（KNm）GiHi/∑GjHjFi（KN）Vi（KN）54321∑水平地震作用下框架結構的層間位移（△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《抗震規范》，考慮磚填充墻抗側力作用的框架，層間彈性位移角限值[θe]1/550。計算過程如下表：層次Vi（KN）∑D i（N/mm）（△u）i （mm）ui（mm）hi（mm）θe=（△u）i /hi588724933001/2230488724933001/1183388724933001/866288724933001/72819512664．6347001/1015由此可見，最大層間彈性位移角發生在第二層，1/6391/550，滿足規范要求?？蚣苤思袅皬澗胤謩e按下列公式計算：Vij=DijV i /∑DijM bij=Vijyh M uij=Vij（1y）hy=yn+y1+y2+y3注：yn框架柱的標準反彎點高度比。 y1為上下層梁線剛度變化時反彎點高度比的修正值。 yy3為上下層層高變化時反彎點高度比的修正值。 y框架柱的反彎點高度比。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。下面以②③⑦⑧軸線橫向框架內力的計算為例：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）M ui1（KNm）588724921315488724921315388724921315288724921315195126625112 各層柱端彎矩及剪力計算（中柱）層次hi（m）Vi（KN）∑D ij（N/mm）中 柱Di2（N/mm）Vi2（KN）kY（m）M bi2（KNm）M ui2（KNm）588724933538488724933538388724933538288724933538195126629829梁端彎矩、剪力及柱軸力分別按以下公式計算： M l b=i l b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b） M r b=i r b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b） V b=（M l b+ M r b）/ l Ni=∑（V l b V r b）k具體計算過程見下表：梁端彎矩、層次邊梁走道梁柱軸力MlbMrblVbMlbMrblVb邊柱N中柱N5 4 3 2 1 255．63 263 例：第五層：邊梁 M l b= M u 6= KNmM r b=（+）= KNm走道梁 M l b =M r b== KNm 邊柱N==中柱N== KN 豎向荷載作用下框架結構的內力計算，由于房間內布置有次梁（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。計算單元范圍內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，作用于各節點上。由于縱向框架梁的中心線與柱的中心線不重合，所以在框架節點上還作用有集中力矩。恒載作用下柱的內力計算：恒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13層，qq1，代表橫梁自重，為均布荷載形式。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。q2== KN/mq2，== KN/mPP2分別由邊縱梁、中縱梁直接傳給柱的恒載，它包括主梁自重、次梁自重、樓板重等重力荷載，計算如下：P1=[（）2+（+）] ++25／2+= KNP2=[（）2+（+）+（+）2/2] ++25／2=集中力矩M1=P1e1 =（）/2= KNmM2=P2e2 =（）/2= KNm（2）對于212層，q1 、q1， 包括梁自重和其上橫墻自重，為均布荷載。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。q2== KN/mq2，== KN/mP1=〔+（＋）／2〕+++()+2= KNP2=〔++（+））+++（）= KN集中力矩M1=P1e1 =（）/2 =m M2=P2e2 =（）/2 = KNm（3）對于第1層，柱子為700mm700mm，其余數據同24層，則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。q2== KN/mq2，== KN/mP1=（+）++＋（）+2=P2=（++（+））+++()=集中力矩M1=P1e1 =（）/2 = KNm M2=P2e2 =（）/2 = KNm活載作用下柱的內力計算： 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13層，q2== KN/mq2，==P1=〔+（+）〕= KNP2=〔++（+））= KN集中力矩M1=P1e1 =（）/2 =m M2=P2e2 =（）/2 = KNm同理，在屋面雪荷載的作用下：q2== KN/mq2，== KN/mP1=（+）= KNP2=（++6）=集中力矩M1=P1e1 =（）/2 =m M2=P2e2 =（）/2 = KNm（2）對于第212層q2= KN/m q2，= KN/mP1= P2= KN集中力矩 M1=P1e1=m M2=P2e2=m（3）對于第1層 q2= KN/m q2，= KN/mP1= P2= KN集中力矩M1=P1e1 =（）/2 = KNm M2=P2e2 =（）/2 = KNm將計算結果匯總如下兩表：層次q1（KN/m）q1，（KN/m）q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KNm）M2（KNm）5241層次q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KNm）M2（KNm）5（）（）（）（）（）（）241注：表中括號內數值對應于屋面雪荷載作用情況。梁端、柱端彎矩采用彎矩二次分配法計算，由于結構和荷載均對稱，故計算時可用半框架，彎矩計算如下圖所示：恒荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示：1.①恒荷載作用下框架的彎矩計算 （1）固端彎矩計算：將框架梁視為兩端固定，計算固端彎矩， AB跨BC跨均布荷載（）L(m)均布荷載（）L(m) （2）根據梁、柱相對線剛度，算出各節點的彎矩分配系數μij，用彎矩分配法計算框架內力，計算時先對各節點不平衡彎矩進行第一次分配，向遠端傳遞(傳遞系數為1/2)，再將因傳遞產生的新的不平衡彎矩進行第二次分配，到此結束。 上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁54321 ：①樓面活載作用下框架的彎矩計算 ⑴固端彎矩計算：將框架視為兩端固定梁，計算固端彎矩計算結果見表。 AB跨BC跨均布荷載（）L(m)均布荷載（）L(m)⑵活載作用下框架的彎矩計算活載作用下框架的彎矩計算步驟和結果參見下圖表 上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁5（）（）（）（）