建筑抗震课程设计.doc

1、、设计资料某2层现浇钢筋混凝土框架结构房屋按多层框架考虑,其平面及剖面分别见图1和图2,楼层高度分别为H1二、H2二见分组表.现浇钢筋混凝土楼层盖.框架梁截面参考尺寸：走道梁各层为250mmX400mm、顶层为250mmX600mm、一层250mmX650mm.柱截面参考尺寸：500mmX500mmo混凝土强度等级：梁采用C30；柱采用C35.钢筋强度等级：受力纵筋和箍筋的强度等级分别不低于HRB400、HRB335o抗震设防烈度为8度,设计根本地震加速度为,结构阻尼比为,设计地震分组为第二组、场地类别为IV类.试对该框架进行横向水平地震作用下的地震设计计算.荷载信息如下：钢筋混凝土容重为25

2、kN血3,楼板厚度为h见分组表,活荷载标准值：住宅楼面为m2,走道为m2,不上人屋面为m2.设计时考虑雪荷载的影响,雪荷载标准值为kN血2.图1结构平面图图2结构剖面图注：a=6m,b=,c=重力荷载代表值对于重力荷载的计算,永久荷载取全部,可变荷载取50%,各层重力荷载集中于楼层标高处,各层的墙体均取本层的一半和上一层的一半,顶层只取下层的一半计算.其代表值如图3所示.第二层：恒载：|4.5X8X(6+24+6)X0.12X2536X0,5X0.5X3.6XQ.5X25+(X(0.4-0.12)X9X2.4+0.25X(0.6-0.12)X(6X184.5X16)X25=2538KN活载：X

3、XX8X6+2.4+6荷载代表值G2二第一层：恒载：L-八八入八AA-36+39件5X8x(6+24+6)X0.12X25+36X05X05X2X25+X(0.40,12)X9X2.4+0,25X(0.65-0.12)X(6X10+4.5X16X25=3033KN活载：XXX8X6+2.44-6荷载代表值G1二为了方便计算,取G1=2645KN,G2=3555KN.、结构自震周期计算1、横梁线刚度的计算梁柱的刚度均采用D值法计算,即梁的截面惯性矩考虑了楼板的作用,计算表1梁的抗侧移刚度部位截面hb/m2跨度1/m矩形截面惯性矩Iobh3y12io3n14边框架梁中框架梁L1.51)3410mi

4、-Erlb1101kNmlb2Io3410mibE:1410kNm走道梁0.25X0.a2二层其他梁0.25X0669一层其0.25X0.时他梁注：混凝土C30,Ec3.0104NIim22、柱及楼层的抗侧移刚度12i柱抗侧移刚度：Dh2一日一tF日一i0.5K2%2Ki2K表2框架柱值及楼层抗侧移刚度楼层层高柱号根数截面21届1213410mEI*11410kNmTD/(2kMmUyklimDi2Wrn2Zi140.50.515150212100617300Z21420300284200Z341249051760Z4417310692401Zi140.50.51836025704066846

5、0Z21421210296940Z341670066800Z4419420476803、结构自振周期计算采用假想顶点位移计算,见表3:表3假想顶点位移计算楼层重力代表值kN楼层剪力VGGii/kN楼层抗侧移度Di/104kH%层间位移VD/iGii/fa楼层位移ii/m226452645617300135556200668460Gi6200取填充墙的周期影响系数t0.60,那么结构的根本自振周期为:T|-1.7X0.67Xx/07014:0,135s四、水平地震作用计算及弹性位移验算1、水平地震影响系数结构的根本自振周期为二0.135s,多遇地震设防烈度8度,设计根本地震加速度为,查表得水平地

6、震影响系数最大值amax0.16o场地类别为IV类,地震分组为第二组,查表得特征周期=0.75so结构阻尼比为,阻尼调整系数勤2=1,故地震影响系数为：Q=n2amax=o.162、结构总的水平地震作用标准值由于按多层框架考虑,采用底部剪力法计算水平地震作用,结构等效总重力Geq取重力荷载代表的85%计算,那么结构底部剪力标准值FEk为：FEk=QGEq=0.16X0.85X6200=843.2KN由于心=0-75s>0.55s|,且Ti=0135<1.4%=1.05,不需修正顶层附加地震作用.各层水平地震作用计算公式为：Fer=GFEk,计算结果如表4.3、楼层地震位移计算5地震

7、作用下各楼层水平地震层间剪力为：ViFk,计算结果如表4所示.ki4、多遇水平地震作用下的位移验算多遇地震作用标准值产生的楼层内最大的弹性层间位移ViUeGi弹性层间位移角为：e一h1,故梁柱截面尺寸均550其中h为计算楼层层高,计算结果如表4所示:表4F、Vi、e的计算楼层层高hi血Gi/kNHi血GiHiGiHiFi/kNVi/kNDikN/mUe103/me22645198383370361730014476135551386566846013196显然弹性层间角位移均小于弹性层间角限制满足要求.五、多遇水平地震作用下框架内力计1、框架柱端剪力及弯矩水平地震作用下的中框架柱剪力和柱端弯矩

8、标准值如表5所示:表5水平地震作用下的中框架柱剪力和柱端弯矩标准值fdr1r:_rv柱J层数hi/Vi/KNDiuDDiVk/KTybM./tMr/mN26173001515016684601836012261730020300166846021210水平地震作用下的边框架柱剪力和柱端弯矩标准值如表6所示:表6水平地震作用下的中边框架柱剪力和柱端弯矩标准值"vrr*=I-y5n柱J层数hi/mVi/KNDiDuDuDiVRfcANyb/t/Zi261730012490166846016700a2617300173101668460194202、梁端弯矩、剪力及柱轴力水平地震作用下的中

9、框架梁端弯矩、剪力及柱轴力标准值如表7所示:表7水平地震作用下中框架梁端弯矩、剪力及柱轴力标准值楼层大梁走道梁Z1Z2跨度1MEk1/MEkr/VFLEkAn跨度1血MEk1/MEkr/VEkANnEkannEk的2616水平地震作用下的边框架梁端弯矩、剪力及柱轴力标准值如表8所示:表8水平地震作用下边框架梁端弯矩、剪力及柱轴力标准值楼层大梁走道梁Z1ZL一Z2跨度11rMeVEk/跨度1血1M./rM./VEkANNEkAN/NEk(N2616六、竖向荷载作用框架内力分析计算框架在重力荷载代表值竖向作用下的内力时,重力荷载代表值取全部永久荷载、50%的楼面活荷载和50%的雪荷载.由于结构的根

10、本对称,竖向荷载下的框架侧移可以忽略,因此,这儿选取半结构采用弯矩分配法计算框架内力.考虑塑性内力重分布进行梁端负弯矩调幅,取弯矩调幅系数为,梁的跨中弯矩随之做相应的增加.1、各节点分配系数节点分配系数：口二图3节点布置图45587节点B:“sc-45587+42080+57200"°'31542080=二029a部45587+42080+5720057200口即二二°395目45587+42080+57200|节点C:45587uon=0.503口股45587T4500045000-八;=0.4974558745000节点D:45587df=0.425D

11、F45587+45000+33333X0.545000nc=0.420“45587十45000+33333X0.533333X0.5Ude=0.15545587445000433333X0.5节点F:33333X0.5UfgHfg=0.10345587+42080+33333X0.5+5720045587J=0.28245587+42080+33333X0.5+572000.3540.2615720045587+42080+33333X0：5+572004208045587+42080+33333X0?5+57200表9各节点分配系数节点U左IutIBCDF2、连续梁荷载计算以下均取中框架结构

12、计算.(1)连续梁恒载二层：大梁线荷载25X(0.25X0.6+0.12X4.5)+0.5X04X4.5=18,15KN走道梁线荷载25X(025X0.4*0.12X45)*05X0,4X4.5=16.9KN一层：大梁线荷载25X(025X0.65+0.12X4.5)+05X2X4.5=2210KN走道梁线荷载25X(025X0.4+0.12X4.5)+0,5X2X45=20.5KN图4荷载分布图(KN/m)(2)弯矩计算固端弯矩：N*=-Mfb=-X22.1X62=-66.3KNmMm=llX1815X6?=-54.45KN.mMfg-2Mqf-X20.5X-9.84KN.mJ16-9X1.

13、27-8.11KN.m弯矩分配见表10.最终弯矩调幅此表中的弯矩符号规那么：以顺时针为正.整理并考虑梁端弯矩值折算到节点边缘后可得到重力荷载代表下中框架梁端弯矩及柱端弯矩、轴力值,如表11所示.七、内力组合和内力调整本框架抗震等级为二级.只考虑水平地震作用效应和重力荷载效应的组合.1、框架梁的内力组合和调整对于第一层大梁：注：此处以使梁下部受拉的弯矩为正并考虑了弯矩值折算到节点边缘1大梁端部组合弯矩设计值梁左端：地震弯矩逆时针方向作用且丫此二L2时,梁左端负弯矩:=1.3X(«55.26)X1卜L2X(37.8)0.325'55726rX3,95526+4642H1.69KN

14、.nJ地震弯矩顺时针方向作用且丫生=>2时,梁左端正弯矩:二L3X55.26X03255526X3V55.26+46.42+1.2X(-37.8)二20J97KN.m地震弯矩顺时针方向作用且丫让=1.时,梁左端正弯矩Mb=1.3MU+LOMqO.32555.26+LOX(37.8)55.26+46.42X3.9/=28.53KN.m同理,大梁右端弯矩组合分别为：*1.2X(-42.88)=1.3X(46.42)X15526+4642X3910630KN.m1(=1.3M以*I.2WgJ=1.3X46.42X0.32546.42=3.38KN.m832546.42»L2X(-42

15、.88)4L0X(-42.88)x3.9155.26+46.42=11.96KN.nJ经比拟,大梁端部组合弯矩设计值得最后取值为：梁左端负弯矩:,正弯矩；梁右端负弯矩：,正弯矩.2大梁跨中组合弯矩设计值三1.355.26X10.325552655.2646.42*39*42.18X22.1X62-237.80+42.881+1.2X仁5526XI=1.3032555.26X39j55,26+46.42-4218=76.68KN.m喘=L3MtM+1.0MGk0.325-55.26X1+42.1855.26X3.9/55,26+46M21X弓+LOX(-28.37.80+42.88X22.1X6

16、2-_)2=64.85KN.in经比拟,梁底跨中组合弯矩设计值得最后取值为：瞎=7668KMm.3)大梁端部组合剪力设计值梁端剪力增大系数取苗4=>2.且Y能二L2.梁端弯矩顺时针作用时的剪力为：2853+106.301Vb=1.2X1.2X(0.5X22.1X55)=10898KN梁端弯矩逆时针作用时的剪力为：11169十II96Vb=1.2X-f1.2X(0.5X221X5.5)=10654KN5.5经比拟,梁端剪力设计值得最后取值为：Vb=108-98KNO同理,用Excel表格处理数据可以得到横向水平地震作用与重力荷载代表值组合效应,如表格12所示.表12中框架梁的横向水平地震作

17、用与重力荷载代表值组合效应楼层端部地震重力荷载代表值最大值M/VANM/VANM皿/KN.mkJKNjtiV或N2大梁左r±7右*9.0中±00走道梁左±右±?中01.001大梁左1±7右,±?中±.00走道梁左r±.右±1中0i00注：表中弯矩以以使梁下部受拉的弯矩为正.“坞虑了地震两个方向的作用,即左震和右震,梁两端的剪力两个值分别考虑了地震弯矩顺时针和逆时针方向.2、框架柱的内力组合和调整对于第一层中柱Z2的内力组合和调整计算如下.1)柱端组合弯矩设计值柱端弯矩组合计算第一层中柱Z2柱顶弯矩：落=1

18、.3MEk*1,2域=1,3X47.35I+12X(-1320)3.9,(0325X11 47.3547：35+5787=34_32KN_m(顺时针方向)2 =1.3MEk+1.2呢e=1.3X(-47.35)/0.325X11+L2X(-1320)!47.35I“X39,47.35+5787"=-65.99KN.冰逆时针方向二L3X57.87/0.325X一.+12X-66)X39,47.35+57.87二54.51KN,m顺时针方向=1.3X(-57.87)0.3251X1z+1,2X(-566)57.87/、X394735+57.87-=-75.62KN.m(逆时针方向)柱端弯

19、矩调整这里仅以逆时针方向弯矩调整为例,并进行承载力计算.A.柱下端截面.对于二级框架：=1-5X=柱上端截面.经验算,底层柱轴压比小于,因此,柱上端弯矩按下面式子调整：=1.5按柱上下端弹性分析所得的考虑地震组合的弯矩比进行分配.节点左侧梁弯矩(已折算到节点边缘)：第一层中柱Z2上端节点：Mfc=1.2X42.88*k3X42,18=106.3KNmI-I=1.2X(-10.0)+1.3X21.41=1584KNm第二层中柱Z2下端节点：二1.2X(-22.53)+L3X(-21.21)I=-5461KN.m那么第一层中柱Z2上端截面调整后的组合弯矩设计值为：您=心：；J?=1.5X.4vLt

20、X(106.3+15.84)二100.25K2)柱端组合剪力设计值%=13.柱上下端截面组合剪力设计值调整时,对于二级框架结构,柱剪力增大系数取7607KN1195+89,693.9183253)节点核心区组合剪力设计值二级框架,强节点系数Fc二L35.106.3+15.84=135X-X(10.65-04-0.04-0.0420.65+040.04-0.04)473526.120.651043.9X+3.6X-4735+57.872612+32.852同理可得其他柱端节点处的弯矩调整值、组合剪力设计值及节点核心区组合剪力设计值,如表13所示.表13中框架柱端弯矩逆时针方向调整柱楼层MM.nM

21、/KN.rt吐尔风nKNnMq/KH.n调整后壮/KNm调整后电/KMmVKNV./KNZ2201Z120010注：！表中柱端弯矩已经折算到节点边缘.也表示所求柱端弯矩节点处的另一个柱端弯矩.二层柱Hr"3.60.3"3.3mo表14中框架柱端弯矩顺时针方向调整柱楼层mJ/kh.他MLmMt/KN.m姆/KN.IriH/KN.m喇整后VKN.1丫倜整脑K/KNj.VAN%/KNZ2021Z200110八、截面抗震承载力验算以下以第一层大梁和第一层Z2柱为例计算.混凝土C30：fc=14.3N/mm2,ift='43N/mni2；c35：fc=16.7N/mr,|ft

22、=1-57N/mm2o(1)框架梁截面抗震承载力1)梁正截面抗弯承载力计算梁端在地震反复作用下受弯承载力应满足以下要求：在正弯矩下：丫时般£fyAKhcaj在负弯矩下：YRfcMbWaifcbx(ho05x)»千人(h.aJa抵bx=fyAa-fyAb梁左端下部配筋：YRE«b075x28530000?fy(hc-as)-360x(650-40-40)104128mli考虑到为了满足梁配筋的构造要求,选配414,A上女615am?.梁左端上部配筋:由于丫小一%A.加-%口'a件<0,那么为了满足梁配筋的构造要求,选配A3=804m2.验算二级框架抗震

23、要求:fyA*fyA360X(804-615)G?fcbho1.0X14.3X250As615-=-=0.765>0.3As804650=487,5<如表15所示.As=804m2>o.3%bh=0.3%X250X即均满足要求.同理结合表12中数据可求出其它梁端配筋,表15中框架梁抗弯承载力计算楼层AsIlliA；理论值扁2实配2大梁左上04C14(615荷)左下4c1252e2)右上04cl4615荷)右下04c1252)跨中4c1252m2)走道梁左上04C14(615荷)左下4C12052*)右上04cl4615e2)右下4c1252e?)跨中4c1252e?)1大梁左

24、上04cl4615荷)左下4c1252荷)右上04C14(615mm2)右下4c1252i2)跨中4c1252)1走道梁左上04cl4615e2)左下4C12052荷)右上04C14(615荷)右下4c1252m?)跨中4C12052荷)As>03%bh满足走道梁：0.3%bh=注：大梁：0.3粘卜0.3%X650X250-450mm);0.3%X250X400=30(W.由表可得以上截面抗震承载力验算均满足要求.2斜截面承载力验算检验梁截面尺寸:0.2pcfcbho0.2X1.0X14.3X250X610YRE0.85X103=51312KN>Vb=108.98KN满足截面尺寸要

25、求.由斜截面承载力公式可得:YRtVb-0.6atvftbh0_云FTs九/记0.85X108980-0.6X0.7X1.43X250X610=<0300X610由二级抗震等级要求,箍筋直径d£8mmi,箍筋间距s=min100,8dfi,取双肢箍B10150o同理可求得其它斜截面承载力验算,如表16所示.表16中框架梁斜截面承载力验算楼层梁V%n0.2¥re龙N02“九帅->VbYRtAsv/s|/mn/inn配箍2大梁满足<0B1015(走道梁满足<0B1015(1大梁满足<0B1015(走道梁满足2pmn/tmB1015(2框架柱截面抗震

26、承载力以柱Z2截面为例.1轴力组合设计值和轴压比验算柱轴力组合验算：4=1.3Nt-1.2NGt=1.3X9.07t1.2X138.04=177.44<N与柱端顺时针方向弯矩对应4=1.3m1.2Kct-1.3X-9.071L2X13804二153.86KN与柱端顺时针方向弯矩对应最大轴压比验算:NcI77440“工=0.0496<0.75fcA143X2500|满足要求.2正截面承载力计算取柱端弯矩逆时针方向为例.Mg=119.5KN.m,心=89.69KN.m,Nc=153.86KN柱为双曲率弯曲,Hi=就,啊=MS/89.69弯矩比：E二-砺二-0.75<0.9轴压比：

27、苏二江=0043<0.75柱偏心方向的回转半径:又;二孤二271<34-12：=34+0,75X12=43由?混凝土结构设计标准?可知：此时可不考虑感觉自身挠曲变形的影响.同理可得其它柱截面的抗弯承载力,如表17和表18所示.表17中框架柱截面轴力组合及轴压比验算轴力组合柱EAN-GE/KNN+NEGEANN+N!EGEANNc/(Afc)<二层Z2满足Z172满足一层Z2满足Z1满足表18中框架柱端弯矩顺时针方向调整时正截面承载力计算轴力组合柱M1/M2/年:同1ca1AeiAs仙m)p>%二层Z2满足25满足58大偏压-1524C18(1018mm)满足Z1满足25

28、满足174大偏压V3o一4C18(1018mm)满足一层Z2满足27满足221大偏压20一4C18(1018mm)满足Z1满足27满足263大偏压724C18(1018mm)满足注：为了便于排版,用表格中A表示式7<34-12M2O二取占二弋对称配筋,=As二表19中框架柱端弯矩逆时针方向调整时正截面承载力计算那么柱截面四周均选配4C18,总配筋12cl8,二3054mm',轴力组合柱M1/M2/冠扁<1cAe：解Asinm)实配p>%二层Z2满足25满足462大偏压252r一4C18(1018mm)满足Z1满足25满足733大偏压327一4C18(1018mm)满足

29、一层Z2满足27满足286大偏压1434C18(1018mm)满足Z1满足27满足344大偏压1804C18(1018mm)满足3054P二500X500-12节>08%,满足要求.3斜截面抗剪承载力验算柱截面尺寸验算:0.2P0.2X1.0X16.7X500X460YRE0.85X103=9038KN>=77,70KN那么所有柱截面满足要求.柱截面抗剪承载力验算:假设选10A100复合箍,那么箍筋直径dA8,箍筋间距sW100mm及8d(纵筋直径),体积配箍率p_0X<50X785_,sv-4*0X4)0x100L4需二0.87%,均满足二级抗一层：入二派二震等级柱加密区的

30、箍筋构造要求.而且箍筋肢距不大于200mm,对纵筋的约束要求也满足.对非加密区的配筋仅改为10A200复合箍筋即满足抗震构造要求,此时：3575X1QO0K,二层：入二温二3.3X10002x460=3,59>3取入:3.fcA=03X167X2500'=1252500N>4113K=2840O2N11.75Asv=('-7"由屉,+0.056N)YRt1+XyS11.75(XL57X500X460+270X0.851+3X177440)4X78.5X460+0.056200二427000N>V*x=77700KN那么柱截面抗剪承载力验算满足要求.(

31、3)节点核心区验算由于梁宽九"=250mT>,取bj=b"500mo而且节点四侧各梁截面宽度小于该侧柱截面宽度的1,正交方向的纵向框架梁高度不小于本横向框架梁高度%的34,取交叉梁约束影响系数j二15.节点核心区配箍与柱端配箍相同.截面尺寸验算:0.2iijPcbjhj0.2X1.5X167X500X500Yhl0.85X10'=17435KNVjrrax-260,55KN满足要求.节点作用的轴力:2M<60=399>3Nc=1.314+LON证=-1.3X4.08+1.2X121.8=116.5KN<65abe%I=2087.5KN抗震承载

32、力验算：1svj>bj(1.1ftbjhj+fyv(毗一aJ+0.05Nr；YRtSDr.14X78.5570+320二(1.1X1.5X1.57X500X500+270XX0.85、1002+0.05X116500X1.5X1)=530.3KN>Vg=260.55KN那么节点核心区抗震满足要求.九、罕遇地震作用下变形计算由于该结构为8度设防的钢筋混凝土框架结构,应进行高于本地区设防烈度预估的罕遇地震作用下薄弱层部位的抗震变形.采用简化方法验算.1、各层梁端、柱端基线抗弯承载力按实际配筋计算各层梁端、柱端基线抗弯承载力.梁的上下配筋不一样,顺时针和逆时针的屈服弯矩不同,因此有两个不

33、同的屈服弯矩.对于一层大梁：梁左端：上部：觇油=千ykAsb(hbC-a；)=400X615X(610-40)X10"6=140.2KNrt下部：Mbyk=fykAsb(hb0-as)-400X452X(610-40)X106-103KNm梁右端：上部：Mtyk=140.2KN.m下部：Hbyk二130KN-m对于二层大梁：梁左端：上部：观法=fykA.bChbo-a；)-400X615X(560-40)X10'6127.9KN.rrjMb.k=fykA.b(hbC-as)=400X452X(560-40)X10"6-94KN.梁右端：上部：Mbyk二二127,9K

34、Mm下部：Mbyk-94KNm对于第一层柱端弯矩：,/NgMbyk-fykA2什M-aj+0.SNahJ1-=400X1018X(460-40)4-0.5X228040X500/228040XV1,x500x5007=228KN.m各层梁及柱端屈服弯矩的计算结果如图5所示.2、确定各节点的失效机制及单柱屈服剪力各梁端与柱端的屈服弯矩后,根据节点处梁、柱屈服弯矩的数量关系,先判别预期的塑性较位置,并确定柱端有效受弯承载力和各单柱屈服剪力.结果如图5所示.-127.9*+78.7-94-57.86CC6JGuoVy=(18127.9)/2.975=106.5KNVy=(20L578.7494)/2.97125.SEN+103Vy=(l8+94)/2.975=95.IKi三Vy=(201.5+127.9+57.8)/2.975=130.17KNpl40.2-103Vy=(207.7+189x4.21/4.6)/3.57嚼Vy=(22201.3x4.21/4.6)/3.575=106.5KN屈=115.3KN00/S5框架屈服机制和楼层抗同建