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某辦公樓框架結構建筑結構設計畢業(yè)論文(參考版)

2025-06-25 21:35本頁面
  

【正文】 mh0=10020=80 mmαs=M/(fcmbh02)=106/11/1000/802=rs=As=M /(rsfyh0)=106/選Φ6140,實有As=202 mm2分布筋Φ6,每級踏步下一根。三、 平臺板計算:設平臺板厚h=100mm,取1m寬板帶計算。荷載計算:梯段板的荷載:荷載種類荷載標準值(KN/m)恒載水磨石面層(+)三角形踏步25/2/=斜板25/=板底抹灰17/=小計活荷載荷載分項系數(shù)rG= rQ=基本組合的總荷載設計值 p=+=10 KN/m截面設計:板水平計算跨度ln= m彎矩設計值 M=pln2/10 =10 =10 KN二、 樓梯板計算:板傾斜度 tgα=150/300= cosα=設板厚h=100mm,約為板斜長的1/30。(2)樓板M=1/8=As=M/(rsh0fy)=106/配筋φ6200,實有As=141 mm2其余支座負筋按構造要求配置。(2)屋面板M=As=M/(rsh0fy)=106/配筋φ8130,實有As=387 mm2其余支座負筋按構造要求配置。m 對其它板,亦按同理進行計算,詳細過程從略,所得計算結果列于下表:按塑性鉸線法計算彎矩表(KNm m1I=0,m1II=(2)*= KN取m2=аm1, а=1/n2=1/4= (其中n為長短跨比值) 取β1,=β1,=β2,=β2,=2,然后利用下式進行連續(xù)運算:2M1u+2M2u+ M1uI+M1uII+M2uI+ M2uII=Pu l012(3 l02 l01)/12 對于15層樓面,l01=lc250+50b/2 =6000250+50300/2=5650 mml02=lc250+50b/2 =600250+50300/2=5650 mmM1=m1(l02l01/2)+m1l01/4 = m1()+ =M2=m2l01/2+m2l01/4 = + ==*=M1I= M1II=2m1l02=2m1=(支座總彎矩取絕對值計算)M2I= M2II=2m2l01=2m2==將以上數(shù)據(jù)代入公式2M1u+2M2u+ M1uI+M1uII+M2uI+ M2uII=Pu l012(3 l02 l01)/12得 2+2+2+2 =(3)/12 =162 m1= KN設計荷載:(1)、對于15層樓面,活載: q== KN/m2恒載: g== KN/m2 q+g=+= KN/m2(2)、對于6層屋面, 活載: q=(+)= KN/m2 恒載: g== KN/m2 q+g=+= KN/m2計算跨度:(1)、內跨:l0=lcb (lc為軸線長、b為梁寬)(2)、邊跨:l0=lc250+50b/2 樓板采用C20混凝土,板厚選用120mm,h/ l01=120/6000=1/60≥1/50,符合構造要求。設計時按塑性鉸線法設計。m)Vj(KN)bj=bc(mm)600600600600600600hj(mm)600600600600600600(KN)配箍4Ф101004Ф101004Ф101004Ф101004Ф101004Ф10100[++fyvAsvj(hb0as,)/s]/γRE(KN)結論合格合格合格合格合格合格層次456節(jié)點邊節(jié)點中節(jié)點邊節(jié)點中節(jié)點邊節(jié)點中節(jié)點hb(mm)600600600600600600hb0(mm)565565565565565565Hc(m) ΣMb(KN該節(jié)點區(qū)配箍為4Ф10100,則[++fyvAsvj(hb0as,)/s]/γRE=[600600+103+2104(46535)/100]/=2107125N≥Vj=1998670N故承載力滿足要求。為驗算方向柱截面寬度。m可知,剪力設計值Vj=(ηjbΣMb)[1(hb0as,)/(Hchb)]/ (hb0as)=103[1(46535)/(5000500)]/(46535)= KN節(jié)點核芯區(qū)截面的抗震驗算是按箍筋和混凝土共同抗剪考慮的,設計時,應首先按下式對截面的剪壓比予以控制:Vij≤注:ηj為正交梁的約束影響系數(shù),樓板為現(xiàn)澆,梁柱中心重合。m) N(KN) V(KN) e0(mm) ea(mm) l0(m)ei(mm) l0/h ξ1 ξ2 η e(mm) ξ計算As=As’(mm2) 實配單側選4Ф20(1256)選4Ф20(1256)選4Ф20(1256)ρs%%%%%%偏心判斷大小大小大小配箍加密區(qū)4肢Ф10100,非加密區(qū)4肢Ф10150加密區(qū)4肢Ф10100,非加密區(qū)4肢Ф10150加密區(qū)4肢Ф10100,非加密區(qū)4肢Ф10150柱B柱層次456截面尺寸600600600600600600組合一二一二一二M(KNm) N(KN) V(KN) e0(mm) ea(mm) l0(m)ei(mm) l0/h ξ1 ξ2 η e(mm) ξ計算As=As’(mm2) 0 0 實配單側選4Ф20(1256)選4Ф20(1256)選4Ф20(1256)ρs%%%%%%偏心判斷大小大小大小配箍加密區(qū)4肢Ф10100,非加密區(qū)4肢Ф10150加密區(qū)4肢Ф10100,非加密區(qū)4肢Ф10150加密區(qū)4肢Ф10100,非加密區(qū)4肢Ф10150柱A柱層次456截面尺寸600600600600600600組合一二一二一二M(KNs為箍筋間距。注:Asvi、li為第i根箍筋的截面面積和長度。柱端加密區(qū)的箍筋選用4肢Ф10100。ξ1=7002/(103)=取ξ1=又l0/h15,取ξ2=得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+560/1400/=ηei===660=198mm,故為小偏心受壓。m此組內力是非地震組合情況,且無水平荷載效應,故不必進行調整。ξ1=7002/(103)=取ξ1=又l0/h15,取ξ2=得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+560/1400/=軸向力作用點至受拉鋼筋As合力點之間的距離 e=ηei+h/2as =+600/240 = mm 對稱配筋:ξ=x/h0=N/fcmbh0=103/ =ξb=為大偏壓情況。m,N= KN軸向力對截面重心的偏心矩e0=M/N=106/(103)= mm附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30兩者中的較大值,即700/30=,故取ea= mm。Mc=(KNm)Vc(KN)N(KN)Mc/Vch0N/fcmbh0A柱660056025600560246005602360056022600560216005602B柱660056025600560246005602360056022600560216005602根據(jù)《抗震規(guī)范》,對于二級抗震等級,剪跨比大于2。配筋圖如下圖所示:其它梁的配筋計算見下表:層次截面M(KN(3)、箍筋選擇及梁斜截面受剪承載力計算: 梁端加密區(qū)箍筋取Ф8100,箍筋用I級Q235熱扎鋼筋,fyv=210N/mm,則 + =300565+2102565/100 =182700N ρsv= nAsv1/bs=2*ρsvmin==,非加密區(qū)箍筋取Ф8150。 =300565 =V=182700N 可知,截面符合條件。ρ=2724/300/565=%ρmin=%,又As,/ As =1742/2724=滿足梁的抗震構造要求。(2)、考慮兩支座處:將下部跨間截面的2Ф22Ф22鋼筋伸入支座,作為支座負彎矩作用下的受壓鋼筋,As,=1742 mm2,再計算相應的受拉鋼筋As,即支座A上部,αs=[M fy, As,(h0a,)]/(fcmbf,h02)=[1063101742(56535) ]/= ξ=1(12αs)1/2= 可近似取As=M/fy/(h0a,)=106/310/(56535)= mm2 實配鋼筋2Ф22Ф22,As=2724 mm2。ρ=1742/300/565=%ρmin=%,滿足要求。m屬第一類T形截面??缰姓龔澗匕碩形截面計算縱筋數(shù)量,跨中截面的計算彎矩,應取該跨的跨間最大正彎矩或支座彎矩與1/2簡支梁彎矩之中的較大者,依據(jù)上述理論,得:(1)、考慮跨間最大彎矩處:按T形截面設計,翼緣計算寬度bf,按跨度考慮,取bf,=l/3=6/3=2m=2000mm,梁內縱向鋼筋選II級熱扎鋼筋,(fy=fy,=310N/mm2),h0=ha=60035=565mm,因為fcm bf,hf,( h0 hf,/2)=2000120(565120/2)=m支座Bl:Mmax= KN梁的最不利內力:經以上計算可知,梁的最不利內力如下:跨間: Mmax= KN橫向框架A柱柱端組合彎矩設計值的調整(相當于本層柱凈高上下端的彎矩設計值)層次654截面柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底γRE(ΣMc=ηcΣMb) γREN 321柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底 B柱:第6層,按《抗震規(guī)范》,無需調整。ΣMb為節(jié)點左右梁端截面順時針或逆時針方向組合的彎矩設計值之和。第3層,柱頂軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/=。柱底軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/=,無需調整。四、框架柱的內力組合:取每層柱頂和柱底兩個控制截面,組合結果如下表: 橫向框架A柱彎矩和軸力組合層次截面內力SGk調幅后SQk調幅后SEk(1)SEk(2)γRe[(SGk+)+] ++MmaxMM12NNminNmax6柱頂M N 柱底M N
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