框架结构毕业设计截面设计.docx

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1、框架结构毕业设计截面设计通过对梁内力组合的分析，对梁的截面设计分为3组，即6 层梁，5、4、3层梁相同，2、1层梁相同。这里仅以第六层AB跨梁为例，说明计算方法和过程，其它 层梁的配筋计算结果见表5-1-K 5-1-2表5-1-1梁正截面配筋表 层次 截面 M (kNm) As (mm2) As (mm2)实配钢筋(mm2) As，/As (%) A 148.260 941 6873 18(763) 1.23 0.35 支座 Bl 155.570 941 7213 18(763) 1.23 0.35 AB 跨间 192.02 0.0089 838Br 147. 24 支 3 20(941)1.

2、23 0.41 0 941 6823 18(763) 0. 35座 Cl 150. 350 941 696318 (763) 1. 23 0. 35 6 BC 跨间 153. 12 0. 0072 674A 403. 85 0. 0429 1388 1870 支 3 20 (941)0.71 0.41 4 25 (1964)0. 86 座 Bl 350. 29 0. 0206 1388 16222 25+2 22(1742) 0. 80 0. 76 AB 跨间 305. 67 0.01431347Br 346. 92 0. 0577 941 1606 支座 Cl341. 75 0. 0576

3、941 15822 22+2 20(1388)0. 54 0.61 2 25+222 (1742) 0. 76 2 25+2 22 (1742) 0. 54 0. 76 3 BC 跨间 167. 68 0. 0078 739A 513. 36 0. 0649 1742 2445 支座 Bl 402. 36 0.0106 1742 18633 20(941) 0. 67 0. 41 4 25+2 20(2592) 1. 16 4 25(1964) 0. 89 0. 86 AB 跨间 370. 43 0. 0174 1639Br 404. 36 0. 0431 1388 1872 支座 Cl 40

4、2. 68 0. 0415 1388 18642 25+2 22(1742)0. 71 0. 76 4 25(1964)0. 86 4 25(1964) 0. 71 0. 86 2 BC 跨间 251. 17 0. 0118 1112 2 22+2 20(1388)0.61表5-1-2梁斜截面配筋表梁端加密区非加密区层次位置 REV 02 . Obhfcc(kN) 0025. 142.OhfbhfvsAyvtREsv 实配钢筋(sAsv )实配钢筋(sAsv ) AB 125. 42 652. 08REV6 BC 114. 57 652. 08REV-0. 06 双肢 8100(l. 01)

5、双肢 8200(0. 50) -0. 11 双肢 8100(l. 01)双肢 8200(0. 50)AB 204. 05 652. 08REV3 BC 154. 69 652. 08REVAB 224. 53 652. 08REV2 BC 204. 23 652. 08REV 0. 34 双肢 8100(1.01)双肢 8200(0. 50) 0.09 双肢 8100(1.01) 双肢 8200(0.50) 0.44 双肢 8100(1.01)双肢 8200(0.50) 0.34 双肢 8100(1.01)双肢 8200(0. 50) 5. 1. 1梁的正截面受弯承载力计算 选出AB跨跨间截

6、面及支座的最不利内力，并将支座中心处的弯矩换算为支座边缘限 制截面的弯矩进行配筋计算。如最不利内力是由地震组合下得出，应引入承载力抗震调整系 数RE。支座弯矩：MA=237. 8-133. 740. 6/2=197. 68kN m REMAR. 75197. 68=148. 26kN m MB=208. 44T76. 240. 6/2=155. 57kN m 跨间最大正弯矩：Mmax=192. 02kN m当梁下部受拉时，按T形截面设计，当梁 上部受拉时，按矩形截面设计。翼缘计算宽度当按跨度考虑时，bf=l/3=7. 8/3=2. 6nl=2600mm； 按梁间距考虑时，bf=b+Sn=300

7、+3300=3600mm；按翼缘厚度考虑时， h0=h-as=800-40=760mm, bf/h0=120/760=0. 1580. 1, 此种状况不起 限制作用。取 bf=2600mmo梁内纵向钢筋选 HRB335 级钢(fy=fy=300N/mm2), b=0. 555, 下部跨间截面按单筋T形截面计算，因为：)2( f0 f flchhhbf =1. 014. 32600120(760-120/2)=3123. 12kN ml92. 02kN m 属第一类 T 形截面s二2620 fl76026003 .140 . 11002. 192hbfMc =0. 00885=1-s 21=0.

8、00889yfcsfhbfA/O 1=0. 008891. 014. 32600760/300=838111n12实配钢筋 3 20 (AS=941mm2) , =941/(300760) =0. 41%0. 22%,满意要 求。将下部跨间截面的3 20钢筋伸入支座，作为支座负弯距作 用下的受压钢筋(AS=941mm2),在计算相应的受拉钢筋处上部受拉 AS, A支座上部：s =267603003. 140.1)40760(9413001026. 148=-0.0222 二1 一s 21二-0.02200说明AS富有，且达不到屈服，可近似 取 )(OsysahfMA =)40760(30010

9、 26. 1486=687mm2 实配钢筋 3 18 (AS=763mm),=763/(300720)=0. 35%0. 27%,满意要求。B1支座上部：s =267603003. 140.1)40760(9413001057. 155=-0.0192二 1 一s 21=-0.01900说明AS富有，且达不到屈服，可近似 取 )(OsysahfMA =)40760(30010 57.1556 =721mm2 实配钢筋 3 18 (AS=763mln), =763/(300720)=0. 35%0. 27%, 满意要 求。5.1. 2梁斜截面受剪承载力计算。REV=125. 42kN0. 20b

10、hfcc =0. 21. 014. 3300760=652. 08kN 故 截面尺寸满意要求，梁端加密区箍筋取双肢8100,箍筋用HPB235 级钢筋(fyv=210N/mm),则：0025.142. OhSAfbhfsvyvt=0. 421. 43300760+1. 25210101/100760 =338. 43kN125. 42kN 加密区 长度取1250mni,非加密区箍筋取双肢8200,箍筋设置满意要求。现将柱分为两组，即6层柱，5、4、3层柱，2、1层 柱，各组柱的配筋相同。5. 2.1剪跨比和轴压比验算 表给出了框架柱各层剪跨比和轴 压比计算结果。留意,表中的Me、Vc和N都不应

11、考虑承载力抗震调整系数。由表5-2-1可见，各注的剪跨比和轴压比均满意规范要求。表5-2-1柱剪跨比轴压比验算表柱号层次b hOfc Me Vc N 0 hVMcc bhfNc 6 600 5603 600 5601 700 6606 600 5603 600 5601 700 6606 600 5603 600 5601 700 66019. 1 255. 09 87. 99 417. 95 19. 1 335. 55 144. 55 2034. 86 19. 1 562. 08 176. 82 3251. 36 19. 1 227. 55 83. 33 676. 25 19. 1 415.

12、 73 183. 64 2778. 74 19. 1 626. 43 201. 79 4237. 75 19. 1 214. 51 79. 09 647. 21 19. 1 408. 16 181.40 2667. 3619. 1 622. 80 199.61 4072. 56 5. 18 2 4. 152 4. 822 4. 882 4. 0424. 7024. 8424. 0224. 7320. 06 0.9 0. 300. 90. 350. 90. 100. 9 0. 400. 9 0. 450. 9 0. 090. 9 0. 390. 9 0. 440. 9 A 柱 B 柱C柱5. 2

13、.2柱正截面承载力计算第一层B柱轴力为例说明计 算方法和过程。依据调整后的弯矩设计值，选出最不利内力，进行配筋计算。ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大值， 即 700/30=23. 3mmo柱的计算长度按公式Hl)2 . 02 (minO 确定，其中27.Imin5)27. 12 . 02 (0111.27m 1、按 Mmax 及相应的 N 一组计算，Mmax=576. 31kN m , N=3390. 20kN ,100031. 5760N17020. 3390 Memm3.1933.231700aieeemm 因 为 hl/0=ll. 27103/700=16. 18,

14、须要考虑偏心矩增大系数。)(取 0 . 1 0 . 1 38. 11020.33907001 .195 . 05 .01321NAfc 7 . 027. 1101. 015. 101. 015.102hl =0.989625.1989.011. 16660/3. 193140011) (/140011221 200hlhei1 . 624402/7003 . 193625. 12/siahee mm 对称配筋555.0384.06607001 . 1910 2 .3390300bcbhfNhx 为大偏心受压状况。2 s a =8044.253660384.00h xO hb=0. 555660

15、=366. 3)()2/( sO 01 ycssahfxhbxfNeAA)40660(300)2/44. 253660 (44.2537001.190.1 1 .624102 .33903=1661mm2、在按 Nmax 及相应的 M 一组计算，M=4. 63kNm, N=5173. 63kN 100063.40 N9 . 063. 5173 Memm 2 . 243 . 239 . 00aieeemm因为hl /0=11. 27103/700=16. 18,须要考虑偏心矩增大系数。904. 01063.51737001 . 195 . 05 . 0321NAfc7 . 027. 1101.

16、015. 101. 015. 102hl =0. 989 515. 5989.0904.01 , 16660/2 .24140011) (/140011221 2 00hlheil986603 . 03 . 05 , 1332 .24515. 50hei故为小偏心受压状况。5.443402/7002 . 24515. 52/siahee mm 对称配筋bcsbcc20b bhfahbhfNebhfN(01 01101) (43. 0 555. 06607001 . 190 . 1 )40660()555. 08 . 0 (6607001 . 190 . 1 43 . 05.4431063. .

17、 190 . 1 555.01063. 517333=0. 592 )()501)40660(30(sO 201?ycssahfbhfNeAA06607001. 1901 )592.0501(592.05 .4431063.5173230按构造配筋，且应满意%7 . Omin , 单侧配筋率2 . Omin s , 故 980700700%2 . OminbhAAsss mm2 综上所述，应按第一种状况一侧实配3 22+2 20(1768,ssAAmm2) o经过计算，各层柱配筋状况如下，满意%7 . Omin ,单 侧配筋率昭.Omin s , 一层、二层柱一侧实配3 22+2 20,三 层

18、、四层、五层一侧实配2 22+2 18,六层柱一侧实配2 22+2 18 柱斜截面受剪承载力计算以第一层B柱为例说明计算方法 和过程。59.233 VkN 025, Obhfcc =0. 251. 019. 1700660=2206V N=3390.20kNbhfc3 .0=0.319. 17002/1000=2807.7kN , 取N=2807. 7kN 66059. 2331031. 57630VhM =3. 743, 取 30007. 0175 . 1 hfNbhfVsAyvtsv =660210107 .280707. 066070071. 1 1375. 11059. 233330

19、故该柱应按构造配置箍筋。柱端加密区的箍筋选用4肢8100o轴压比n=0.45, 08. 0 v ,则最小体积配箍率%728. 0210/ 1. 1908. 0/minyvcvvff592.06508100650650 728. 0icorvsvlAsA 取 4 肢8, 201 svAmm2,则340 smm,依据构造要求，取加密区箍筋为4 肢8100,加密区长度与位置按规定要求确定。非加密区还应满意slOd=220mm,故箍筋取4肢8200,各层 柱箍筋结果见表5-2-2表5-2-2各层柱斜截面配筋表实配钢筋 柱号层次 REV kN 0. 25fccbh0 kN N kN 0. 3fcAkN

20、Asv/smmvfc/fyv% 力口密区 非力口密区 6 87. 11 1604. 4 313. 46 2062. 80 0. 546 四月支 8100 四肢 8200 3 159. 24 1604. 4 1627. 89 2062. 80 0. 546 四肢 8100 四 肢 8200 A 柱 1 205. 01 2206 2601. 09 2807. 70 0. 591 四肢 8100 四肢 8200 6 82.5 1604. 4 507. 19 2062. 80 0. 546 四肢 8100 四 肢 8200 3 202. 47 1604. 4 2222. 99 2062. 80 0. 637 四肢 8100 四 肢 8200 B 柱 1 233. 59 2206 3390. 20 2807. 70 0. 728 四肢 8100 四肢 8200 6 78. 3 1604. 4 485.41 2062. 80 0. 546 四肢 8100 四 肢 8200 3 200. 22 1604. 4 2133. 89 2062. 80 0. 637 四肢 8100 四 肢 8200 C 柱 1 231. 15 2206 3258. 05 2807. 70 0. 728 四肢 8100 四肢8200