Международная образовательная корпорация Казахская головная архитектурно строительная академия
жүктеу/скачать 0,63 Mb.
|
Самат Әлібек курсовой полный
- Бұл бет үшін навигация:
- Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси (подбор продольной арматуры)
- 2∅28 А-400; А s = 12,32 см 2
- 2∅28 А-400; А s =12,32 см 2
- 2∅28 А-400; Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси (подбор поперечной арматуры)
- Определение усилий в средней колонне. Определение продольных сил от расчетных нагрузок
- Итого постоянная нагрузка
- Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок
- Подбор сечения симметричной арматуры
Уточнение высоты сечения ригеляВысота сечения ригеля определяется из условия возможного образования пластического шарнира: h = 1,8 ⋅ + а , где 1,8 – коэффициент, соответствующий рекомендуемому оптимальному значению относительной высоты сжатой зоны бетона. ξ = ω R σ ⎛ ω ⎞ 1 + SR ⎜1 − scu ⎝ ⎟ 1,1⎠ ω= α –0,008Rb=0,8–0,008·13,05=0,7456 α=0,8 R ξ = 0,7456 = 0,603> ξ = 0.35 1 + 365 ⎛1 − 0,7456⎞ ⎟ opt 500 ⎝ 1,1 ⎠ ξopt=0,35< ξR=0,603 т.е. условие ξ ≤ ξR соблюдается h = 1,8 ⋅ +4=54,4≈60 см Окончательно принимаем h=60 см, b=25 см. Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси (подбор продольной арматуры)Сечение на крайней опоре: М=155,14кН·м Рабочая высота сечения ригеля при однорядном расположении стержней: h0 = h – a = 60-4 = 56м αm = М b 0 R ⋅ b ⋅ h 2 = 155,14⋅105 13,05 ⋅ (100)⋅ 25 ⋅562 = 0,151 ξ=0,151< ξR=0,5821 , т.е. условие ξ ≤ ξR соблюдается η =0,915 As = Rs M ⋅η ⋅ h0 155,14⋅105 2 , 8,29см 365(100) ⋅ 0,915⋅ 56 2∅28 А-400; Аs= 12,32 см2Сечение на средней опоре: М=203,99кН⋅м αm = М b 0 R ⋅ b ⋅ h 2 = 203,99⋅105 13,05 ⋅ (100)⋅ 25 ⋅56 = 0199 η =0,89 M 203,99 ⋅105 2 As = Rs ⋅η ⋅ h0 = = 11,21см , 365(100) ⋅ 0.89⋅ 56 2∅28 А-400; Аs=12,32 см2Сечение в пролете: М=148,05кН⋅м Рабочая высота сечения при расположении арматуры в два ряда: αm = М b 0 R ⋅ b ⋅ h 2 = 148,05 ⋅105 13,05⋅100⋅25 ⋅ 542 = 0,144 η =0,92 M 148,05⋅105 2 As = Rs ⋅η ⋅ h0 = = 8,16см , 365(100) ⋅ 0,92⋅ 54 2∅28 А-400;Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси (подбор поперечной арматуры)В качестве расчетного принимаем сечение на средней опоре, в котором действует максимальная поперечная сила Qmax=197.90кН. Выполним проверку условий, что Qmax ≤ 2,5 ⋅ Rbt ⋅ b ⋅ h0 Qmax <330,75⋅103 H , условия выполняется При диаметре продольной арматуры d s =32мм принимаем диаметр поперечных стержней из условия свариваемости dsw =8мм, но минимальный диаметр арматуры класса А-II равен 10мм, то окончательно принимаем dsw =10мм. Так как число хомутов - 3, то площадь сечения поперечных стержней равна A =2⋅0,785=1,57 см2 sw Определим шаг стержней исходя из конструктивных требований. При h≥450 мм s≤h/3=60/3=20 см и не более 500 мм. На приопорных участках равных ¼ пролета принимаем s=20 см. В средней части пролета, равной L/2 шаг поперечных стержней должны составлять s≤3/4h=3·60/4=45 см, но также не более 500мм. Принимаем s (1)=20 см. Тогда погонное усилие в поперечных стержнях отнесенные к единицу длины будет qsw = Asw ⋅ Rsw s = 157⋅ 225= 176,6Н/см 20 Прочность наклонного сечения не обеспечена. 149,44 > 0,3 ⋅ϕw1 ⋅ϕb1 ⋅ Rb ⋅ b ⋅ h0 = 79,3⋅103 H Условие не выполняется, прочность не обеспечивается. 2,Qb min = ϕb3 *(1+ϕn+ϕf)=Rbt * b * h0=79380 3.qsw qsw>qbmin qsw =176.63 H / мм > =70,87 Н/мм 4. S ≤ Smax S=200 Smax= = = 561,5 мм 5. Mb= (1+ + ) . Rbt . b = 148176000 H/ мм 6. C q 0.56 qsw q да C = C мм Не выполняется, принамаем 1864,8 7. Qb= ; Qb Qmin Qb= 8. C0 = h0 C0 = 560 1120 9. Qsw=qsw C0=176.63 10. Q Qb+Qsw 165.14 149440.2 241238.4 5 Расчет сборной железобетонной колонныИсходные данные: Здание 3-х этажное с подвалом, каркасное. Размеры здания 20х78 мхм Сетка колонн 5х7,8 мхм Высота этажа 3,9м Класс ответственности здания - II: γn=0,95 Нормативное значение временной нагрузки V=4,7 кН/м2 Снеговой район – III Определение усилий в средней колонне. Определение продольных сил от расчетных нагрузокГрузовая площадь средней колонны при сетке колонн 5х7,8=39 м2. Постоянная нагрузка от перекрытий одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn=0,95: а) от плит покрытия и конструкций пола 3,6⋅39*0,95=133,38кН; б) от ригеля: (3,8/5) ⋅39=29,64 кН, где 3,8=0,25⋅0,60⋅25 в) от собственного веса колонны: (сечением 0,4х0,4), h=4,5м, ρ =25кН/м3, γ f = 1,1 γ n = 0,95 ; тогда 0,4 ⋅ 0,4 ⋅ 3 ⋅ 25⋅1,1⋅ 0,95 = 12,54кН Итого постоянная нагрузка:Gперекр= 133,38+29,64+12,54=175,56кН Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом γn=0,95: Q=4,7·1,2·39·0,95=208,96кН В том числе длительная: Qдлит=208,96·0,7=146,27 кН Кратковременная: Qкрат=208,96·0,3=62,69 кН Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 3,4 кН/м2 составляет: 3,4·39·0,95=125,97 кН от ригеля – 29,64 кН; от собственного веса колонны – 12,54кН Gпокр=125,97+29,64+12,54=168,15 кН Временная нагрузка от покрытия: снег для III снегового района при коэффициенте γf=1,4 и γn=0,95: Qсн=1·1·1,4·39·0,95=51,87 кН В том числе длительная: Qдлит=0,3·51,87= 15,56кН Qкрат=0,7·51,87=36,09кН Продольная сила, возникающая в колонне первого этажа: от длительной нагрузки: N=165,15+15,56+(175,56+146,27)·7=2433,52 кН. от полной нагрузки: N=2433,52+36,09+62,69=2532,3 кН. Продольная сила колонны подвала: от длительных нагрузок: N=2532,3+175,56+146,27= 2724,13 кН. -от полной нагрузки: N=2724,13+36,09+62,69=2822,91 кН. Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузокВычисляют опорные моменты ригеля перекрытия подвала – первого этажа. Отношение погонных жесткостей: k1 = 1,2 ⋅ 1 = 1,2 ⋅1,05 = 1,26 Определяют максимальный момент колонн – при загружении 1+2 без перераспределения моментов. g = 21,01кН / м ; v = 26,79кН / м v длит=26,79·0,7=18,75 кН/м v крат=26,79·0,3=8,04 кН/м q=47,8 кН/м Определяем левый и правый опорные моменты: -при действии длительных нагрузок M 21 M 23 = −(0,091⋅ 21,01 + 0,074⋅ 26,79)⋅ 7,82 = −231,19кН ⋅ м = −(0,085⋅ 21,01 + 0,012⋅ 26,79)⋅ 7,82 = −127,76кН ⋅ м -при действии полной нагрузки: 21 M = −231,19− 0,074⋅ 8,04⋅ 7,82 = −267,39кН ⋅ м 23 M = −127,76 − 0,012⋅ 8,04⋅ 7,82 = −133,62кН ⋅ м Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы: при длительных нагрузках: ΔМ = 231,19 − 127,76 = 103,43кН ⋅ м ; при полной нагрузке: ΔМ = 267,39− 133,62 = 133,77кН ⋅ м Изгибающий момент колонны подвала от длительных нагрузок: Мподв = 0,4 ⋅ ΔМ = 0,4 ⋅103,43= 41,37кН ⋅ м от полной нагрузки: Мподв = 0,4 ⋅ ΔМ = 0,4 ⋅ 133,77 = 53,51кН ⋅ м Изгибающий момент колонны первого этажа от длительных нагрузок: М = 0,6 ⋅ ΔМ = 0,6 ⋅103,43= 62,05 кН ⋅ м от полной нагрузки: М = 0,6 ⋅ ΔМ = 0,6 ⋅ 133,77= 80,26 кН ⋅ м Вычисляют изгибающие моменты колонны, соответствующие максимальным продольным силам. Для этой цели используют загружения пролетов ригеля по схеме 1: от длительных нагрузок: 74,6=21,01+26,79=47,8 Изгибающие моменты ΔM = (0,091 − 0,085)⋅47,8 ⋅ 7,82 = 17,45кН ⋅ м , где – колонн подвала: М = 0,4 ⋅ ΔМ = 0,4 ⋅ 17,45 = 6,98кН ⋅ м – первого этажа: М = 0,6 ⋅ ΔМ = 0,6 ⋅ 17,45 = 10,47кН ⋅ м - от полных нагрузок: ΔM = (0,091 − 0,085)⋅ 47,8 ⋅ 7,22 = 14,86кН ⋅ м Изгибающие моменты – колонн подвала: М = 0,4 ⋅ ΔМ = 0,4 ⋅ 14,86 = 5,9кН ⋅ м – первого этажа: М = 0,6 ⋅ ΔМ = 0,6 ⋅ 14,86 = 8,9кН ⋅ м 2 комбинация Мmax=53,51Кн*м Mдлит=41,37Кн*м N=2822,91Кн Nдлит=2724,13Кн 1 комбо Nmax= 2532,3 Nдлит=2433,52 Mдлит=5,9 Mсоотв=6,98 2 комбо Nmax=2822,91 Nдлит=2724,13 Mдлит=41,34 Mсоотв=53,51 Вывод: Расчет ведем по II комбинации, т.к. значения изгибающего момента значительно больше, тогда как значение N близко по двум комбинациям. Подбор сечения симметричной арматурыAs = As′ Рабочая высота сечения h0 = h – a = 40 – 4 = 36 см, ширина b=40 см. Эксцентриситет силы: 0 e = M / N = 53,51⋅103 /2822,91= 1,9см Случайный эксцентриситет: e0 = h / 30 = 40 / 30 = 1,3см или e0 = l / 600 = 390/ 600 = 0,65см , но не менее 1 см. Поскольку эксцентриситет силы e0 = 5см больше случайного эксцентриситета e0 = 1,9см , его и принимают для расчета статически неопределимой системы. Найдем значения моментов в сечении относительно оси, проходящей через центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры. При длительной нагрузке: M1l = Ml + Nl (h / 2 − a) = 41,34 + 2724,13⋅ 0,16 = 477,2кН ⋅ м ; При полной нагрузке: M1 = M + N (h / 2 − a) = 53,51 + 2822,91⋅ 0,16 =505,18 кН ⋅ м . L0=l=3,9m R=11.56см 390/11,56=33,73>14 Ŋ=1/1-N/Ncr=1,02 Ncr=145218,62кН Eb=24*103МПа A=40*40см L0=3,9м R=11,56см ȹl=1+5,9/6,98=1,84 ƍ=1/40=0,025 ƍмин=0,53 принимаем α=Es/Eb=8.33 µ1=0.025 h=30cm a=4cm e0+£=e0*ŋ e=e0*ŋ+h/2-a=17,03см As=Asl 1.Ƹ<ƸR 2.Ƹ>ƸR ƸR=0.63 W=α-β*Rb=0.85-0.008*10.35=0.767 α=0.85 β=0.008 Ϭ=Rs=365МПа ƔB2=0.9 Ϭsu=500МПа Αn= N/Rb*b*h0 >ƸR Αs=αn*(l/h0 – 1+αn/2)/1- ƍi ƍi=αi/h0=4/36=0.09 αs≤0 As=Asi конструктивн. Ds min=16мм Ns>2 αs>0 As=Asi по расчету As=Asi=N/Rs=1.4см2 Ƹ=> ƸR=0.76>0.63 Αn=1.5>0.63 Αs=1.34>0 3ǿ40 As=37,68см2 жүктеу/скачать 0,63 Mb. Достарыңызбен бөлісу:
|