毕业设计综合办公楼框架结构设计建筑图结构图计算书Word格式.docx
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绘首层、标准层结构平面图
第14周
绘框架梁,柱配筋图;
基础结构平面图
第15周
绘制楼梯配筋图;
整理设计成果
第一部分:
工程概况
1.1毕业设计概况
建筑地点:
永州市
建筑类型:
六层综合办公楼,框架填充墙结构。
建筑概况:
建筑面积约7153.02平方米,室内外高差450mm,楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土框架结构,楼板厚度取120mm,填充墙采用蒸压白砂砖砌块。
门窗使用:
门厅大门采用钢门,其它为木门,门洞尺寸为1.5m×
2.5m,窗为铝合金窗,洞口尺寸为1.5m×
2.1m,和1.2m×
1.8m
地质条件:
根据设计任务说明地震设防烈度为8度。
地基承载力标准值为200KN/M2。
结构概况:
结构体系框架结构,基础为柱下独立基础,基础混凝土C20,其余混凝土为C30.
第二部分:
结构计算单元确定及框架侧移刚度的计算
柱网与层高:
本办公楼采用柱距为6.0m的内廊式小柱网,边跨为6.0m,中间跨为2.7m,层高取首层为4.5m,其余为3.3m,如下图所示:
框架结构承重方案的选择:
竖向荷载的传力途径:
楼板的均布活载和恒载经梁框架柱,再由框架柱传至地基。
根据以上楼盖的平面布置及竖向荷载的传力途径,本办公楼框架的承重方案为横向框架承重方案,这可使横向框架梁的截面高度大,增加框架的横向侧移刚度。
框架结构的计算简图:
梁、柱、板截面尺寸的初步确定:
1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。
本方案取1/10×
6000=600mm,截面宽度取600×
1/2=250mm,可得梁的截面初步定为b×
h=250*600。
楼板取120mm,楼梯板及休息平台板为100mm,平台梁250×
400。
2、框架柱的截面尺寸
梁截面尺寸(mm)
混凝土等级
横梁(b×
h)
纵梁(b×
AB跨、CD跨
BC跨
C30
250×
600
400
柱截面尺寸(mm)
层次
b×
h
1-6
600×
1.横梁线刚度ib的计算:
类别
Ec
(N/mm2)
(mm×
mm)
I0
(mm4)
l
(mm)
EcI0/l(N·
2EcI0/l(N·
3.0×
104
4.50×
109
6000
2.25×
1010
1.33×
2700
1.48×
3.34×
2.柱线刚度ic的计算:
I=bh3/12
hc(mm)
Ec(N/mm2)
Ic
EcIc/hc
(N·
1
4500
1.08×
7.2×
2--6
3300
9.82×
第三部分:
荷载计算
1.恒载计算
(1)屋面框架梁线荷载标准值:
20厚1:
2水泥砂浆找平0.02×
20=0.4KN/m2
100-140厚(2%找坡)膨胀珍珠岩(0.10+0.14)/2×
7=0.80KN/m2
120厚现浇钢筋混凝土楼板0.12×
25=3KN/m2
15厚石灰抹底0.015×
16=0.24KN/m2
屋面恒载3.98KN/m2
边跨框架梁自重0.25×
0.6×
25=3.75KN/m
梁侧粉刷2×
(0.6-0.1)×
0.02×
17=0.34KN/m
中跨框架梁自重0.25×
0.4×
25=2.5KN/m
梁侧抹灰2×
(0.4-0.1)×
17=0.204KN/m
因此,作用在顶层框架梁上的线荷载为
g6AB!
=g6cd1=4.09KN/m
g6BC=2.704KN/m
(2)楼面框架梁线荷载标准值
25厚水泥砂浆面层0.025×
20=0.5KN/m
25=3KN/m
15厚板底石灰抹底0.015×
16=0.24KN/m
楼面恒载3.24KN/m
边跨框架梁及梁侧粉刷4.09KN/m
边跨填充墙自重0.25×
(3.3-0.6)×
19=12.825KN/m
墙面粉刷(3.3-0.6)×
2×
17=1.836KN/m
中跨框架及梁侧粉刷2.704KN/m
因此,作用在中间层框架梁上的线荷载为
gAB!
=gcd1=18.75KN/m
gBC1=2.704KN/m
gAB2=gcd2=19.44KN/m
gBC2=8.748KN/m
(3)屋面框架节点集中荷载标准值
边柱连系梁自重0.25×
6×
25=22.5KN
粉刷0.02×
(0.6-0.1)×
17=2.04KN
1.2m高女儿墙1.2×
0.25×
19=34.2KN
粉刷1.2×
17=4.896KN
连系梁传来屋面自重0.5×
0.5×
3.98=35.82KN
顶层边节点集中荷载99.46KN
中柱连系梁自重0.25×
(6+6-2.7)×
1.35×
3.98=24.98KN
0.5×
3.98×
3=35.82KN
顶层中节点集中荷载85.34KN
(4)楼面框架节点集中荷载标准值
边柱连系梁自重22.5KN
粉刷2.04KN
钢窗自重2×
1.2×
1.8×
0.45=1.944KN
窗下墙体自重0.25×
0.85×
(6-0.5)×
19=22.2KN
粉刷2×
5.5×
17=3.179KN
窗边墙体自重0.25×
(6-2×
1.2-0.5)×
19=26.51KN
3.1×
17×
0.02=3.79KN
框架柱自重0.5×
3.3×
25=24.75KN
粉刷1.7×
17=1.907KN
连系梁传来楼面自重0.5×
3.24=29.16KN
中间层边节点集中荷载137.98KN
中柱连系梁自重22.5KN
内纵墙自重6×
19=153.9KN
粉刷6×
2.7×
17=11.02KN
扣除门洞重加上门重-2.1×
0.8×
(5.24-0.2)×
=-16.93KN
框架柱自重24.75KN
粉刷1.907KN
连系梁传来楼面自重
3.24=20.34KN
1.5×
3.24=14.58KN
楼面活荷载计算
p6AB=p6CD=1.5×
6=9KN/m
p6BC=1.5×
2.7=4.05KN/m
p6A=p6D=3×
3×
1.5=13.5KN
p6B=p6C=0.5×
9.3×
1.5+0.25×
1.5=9.42+13.5=22.92KN
pAB=pCD=1.5×
pBC=2×
2.7=5.4KN/m
pA=pD=3×
pB=pC=0.5×
2+0.25×
2=12.56+18=30.56KN
2.风荷载计算
风压标准值计算公式为W=βz.μs.μz.W0
因结构高度H<30m,可取βz=1.0;
对矩形平面μz=1.3;
可查荷载规范,当查得的μz<1.0时,取μz=1.0
将风荷载换算成作用于框架每层节点上的集中荷载,计算过程如表:
风荷载计算:
βz
μs
Z(m)
μz
W0(K0.55N/m)
A(m2)
Pw(kN)
6
1.0
1.3
21
1.25
0.55
9.9
8.85
5
17.7
1.18
19.8
16.71
4
14.4
1.10
15.57
3
11.1
1.01
14.30
2
7.8
4.5
23.4
16.73
3.地震作用计算
因本办公楼为长方形布置柱网,纵向柱网使得整体纵向刚度较大,仅考虑水平地震对横向柱网影响即可。
采用剪力法计算水平地震作用力,为求基底剪力,先要计算结构各楼层的总重力代表值。
总重力荷载统计
3.1顶层总重力荷载1203KN
结构板0.12×
(6×
2+3.1×
6)=9.06KN
柱0.25×
12×
25=121.5KN
梁0.25×
(24×
2+9.1×
2)×
25=248.25KN
墙[(12×
6-12×
0.6)×
2.7+(3.1×
2-4×
2.7-1.5×
2.1×
3-0.8×
2-1.2×
2-1.5×
3]×
19=750.12KN
门(1.5×
3+0.8×
5.24=67.12KN
窗(1.2×
2+1.5×
3)×
0.45=6.54KN
3.2六层总重力荷载代表值18089KN
屋面3.98×
81.1×
14.7=4744KN
14.7×
25+0.02×
17=3385KN
梁25×
[(81.1-13×
4+11.4×
14]+0.3×
(2.7-0.6)×
14×
25=1467KN
柱0.6×
25×
64=1900KN
墙[(452+29.4)×
3.3-1.2×
51-1.5×
5-0.8×
49]×
19=6106KN
门0.8×
49×
5.24=431KN
51+1.5×
5)×
0.45=56KN
3.3五层总重力荷载代表值17207KN
楼面3.24×
14.7=3862KN
3.4四层总重力荷载代表值17207KN
17=3385KN
3.5三层总重力荷载代表值17207KN
14.7=3362KN
3.6二层总重力荷载代表值17207KN
3.7一层总重力荷载代表值19812KN
4.5×
64=2592KN
4.5-1.2×
2.5×
19=8510KN
0.45=65KN
各层重力荷载代表值
结构自振周期采用经验公式
T1=0.22+0.035H/B1/3
式中H为结构总高;
B为结构宽度。
即T1=0.22+0.035×
(5×
3.3+4.5)/14.71/3
=0.52S
设防烈度8度,由《抗震规范》查得水平地震影响系数最大值
αmax=0.16按近震Ⅰ类场地取Tg=0.2,则地震影响系数
α1=(Tg/T1)0.9
αmax=(0.2/0.52)0.9×
0.16=0.067
结构总重力荷载为GE=107932KN
由基底剪力法计算公式:
FEK总=α1Geq=α10.85GE=0.067×
107932=6.1×
103KN
本办公楼结构共有14榀框架共同承受水平地震力,则每一榀框架承受的基底剪力为FEK=FEK总/14=6.1×
103/14=439KN
因T1<
1.4Tg,故可不考虑顶部附加地震作用系数,每榀框架所承受的地震作用力可按下式分配至各层节点处:
Fi=GiHiFEk/∑GiHi(i=1,2,3…6)
计算结果见下表:
Hi(m)
Gi(KN)
GiHi(103KN.m)
Fi(KN)
18089
379
123
17207
304
99
247
80
191
62
134
43
19812
89
29
第四部分:
水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算
一、横向自振周期的计算:
横向自振周期的计算采用结构顶点的假想位移法。
按式Ge=Gn+1(1+3×
h1/2/H)将突出房屋重力荷载代表值折算到主体结构的顶层,即:
Ge=1023×
[1+3×
3.6/(3.6×
5+4.7)]
=650.8153(KN)
基本自振周期T1(s)可按下式计算:
T1=1.7ψT(uT)1/2
注:
uT假想把集中在各层楼面处的重力荷载代表值Gi作为水平荷载而算得的结构顶点位移。
ψT结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数,取0.6。
uT按以下公式计算:
VGi=∑Gk
(△u)i=VGi/∑Dij
uT=∑(△u)k
∑Dij为第i层的层间侧移刚度。
(△u)i为第i层的层间侧移。
(△u)k为第k层的层间侧移。
s为同层内框架柱的总数。
结构顶点的假想侧移计算过程见下表,其中第六层的Gi为G6和Ge之和。
结构顶点的假想侧移计算
Gi(KN)
VGi(KN)
∑Di(N/mm)
△ui(mm)
ui(mm)
10404.2901
762600
13.641
265.989
20331.6287
26.661
252.685
30258.9673
39.679
225.685
40186.3059
52.696
186.006
50096.4977
729530
68.670
133.31
59715.0813
923810
64.640
64.64
=1.7×
(0.265989)1/2
=0.526(s)
二、水平地震作用及楼层地震剪力的计算:
本结构高度不超过30m,质量和刚度沿高度分布比较均匀,变形以剪切型为主,故可用底部剪力法计算水平地震作用,即:
1、结构等效总重力荷载代表值Geq
Geq=0.85∑Gi
=0.85×
(18089+17207×
4+19812+1203)
=50666(KN)
2、计算水平地震影响系数а1
查表得二类场地近震特征周期值Tg=0.30s。
查表得设防烈度为8度的аmax=0.16
а1=(Tg/T1)0.9аmax
=(0.3/0.526)0.9×
0.16
=0.0965
3、结构总的水平地震作用标准值FEk
FEk=а1Geq
=0.0965×
50666
=4890(KN)
因1.4Tg=1.4×
0.3=0.42s<
T1=0.526s,所以应考虑顶部附加水平地震作用。
顶部附加地震作用系数
δn=0.08T1+0.07=0.08×
0.526+0.07=0.1121
△F6=0.1121×
4890=548KN
各质点横向水平地震作用按下式计算:
Fi=GiHiFEk(1-δn)/(∑GkHk)=4342(KN)
地震作用下各楼层水平地震层间剪力Vi为
Vi=∑Fk(i=1,2,…n)
计算过程如下表:
各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表
GiHi(KN·
m)
GiHi/∑GjHj
Fi(KN)
Vi(KN)
23.7
1203
13959.23
0.017
73.820
221403.88
0.269
1168.088
1241.908
189612.17
0.230
998.737
2240.645
153873.75
0.187
812.016
3052.662
118135.33
0.143
620.954
3673.615
82254.59
0.100
434.233
4107.848
45207.34
0.055
238.828
4346.676
∑
824446.29
各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布见下图:
(具体数值见上表)
三、多遇水平地震作用下的位移验算:
水平地震作用下框架结构的层间位移(△u)i和顶点位移ui分别按下列公式计算:
(△u)i=Vi/∑Dij
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