Навигация
84.95 кН·м. 4.2 Расчет прочности нормальных сечений
Продольная рабочая арматура в ребрах принята в соответствии с заданием класса А500, расчетное сопротивление Rs=435 МПа. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне; расчетная ширина полки:
b´f= B1 – 40 мм = 1125 – 40 = 1085 мм;
h0 = h – a = 500 – 50 = 450 мм (а=50 мм при двухрядной арматуре).
Полагая, что нейтральная ось лежит в полке, имеем:
am =
0,031;
x=
= 0,031;
x = xh0 = 0,031 × 450 = 14 мм < hf¢=50мм;
Проверяем условие αm < αR:
Граничная относительная высота сжатой зоны:
αR = ξR(1-0,5 ξR) = 0,49(1-0,5∙0,49) = 0,370.
Таким образом, условие αm = 0,031 < αR = 0,370 выполняется.
Площадь сечения продольной арматуры:
As=
As
517 мм2
Принимаем продольную арматуру 4Æ14 А400 с Аs= 616 мм2 по два стержня в каждом ребре.
μ%=
1.37% < 5%.
4.3 Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу
Поперечная сила на грани опоры Qmax= 58.7 кН. В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром d = 14 мм (рис. 2). Диаметр поперечных стержней должен быть не менее 4 мм. Принимаем поперечные стержни диаметром dsw= 4 мм из проволоки класса В500, Asw1=12,6 мм2; расчетное сопротивление Rsw= 300 МПа. При Asw1=12,6 мм2 и n = 2 (на оба ребра) имеем:
Asw = n Asw1=2×12,6 = 25,2 мм2.
Бетон тяжелый класса В25 (Rb = 14.5 МПа; Rbt = 1.05 МПа; коэффициент условий работы бетона γb1=1,0 т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки).
Шаг хомутов предварительно принимаем:
Sw1 = 150 мм (S1 ≤ 0,5h0 = 0,5 ∙450 = 225 мм; S1≤300мм)
Sw2=300мм (S2 ≤ 0,75 h0 = 0,75 ∙ 450 = 337мм; S2 ≤500мм).
Прочность бетонной полосы проверим из условия (7):
>Qмах = 58700 Н
т.е. прочность полосы обеспечена
Интенсивность хомутов определим по формуле:
, Н/мм (4.8.)
Н/мм
Поскольку qsw=50.4 Н/мм > 0,25Rвtb = 0,25×1.05×170 =44.6 Н/мм – хомуты полностью учитываются в расчете и значение Мb определяется по формуле:
, Н∙мм (4.9.)
Н∙мм
Определим длину проекции самого невыгодного наклонного сечения с:
кН/м.
Поскольку
значение с определяем по формуле:
, но не более 3h0 (4.10.)
мм > 3h0=3×450=1350 мм,
следовательно, принимаем с=1350 мм.
Длина проекции наклонной трещины с0 – принимается равной с, но не более 2h0. Принимаем
с0 = 2h0 = 2 × 450 =900 мм. Тогда
QSW= 0,75qSW×c0 = 0,75 ×50.4 × 900 = 34020 Н = 34.02 кН
кН,
кН.
Проверяем условие
кН >
кН.
т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.
Проверим требование:
> Sw1. (4.11.)
мм > Sw1=150 мм.
т.е. требование выполнено.
Похожие работы
... 1991. - 767 с. 7. Бондаренко В.М., Римшин В.И. Примеры расчёта железобетонных и каменных конструкций: Учеб. пособие. - М.: Высш. шк., 2006. - 504 с. 8. Тимофеев Н.А. Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания: Метод. указания к курсовой работе и практическим занятиям для студентов спец. "Строительство ж. д., путь и путевое хозяйство". - М.: МИИТ, 2004. ...
... . 1). Размеры рядовой плиты 6,0 × 1,6 м. Таблица 1 Вид нагрузки Нормативная нагрузка (Н/м2) γf Расчетная нагрузка (Н/м2) 1.Постоянная: 1.1. Собств. Вес плиты 2000 1,1 2200 1.2. Конструкция пола 900 1,3 1170 Итого постоянная 2900 - 3370 2.Временная: 7000 1,2 8400 2.1. в т.ч. кратковременная 2000 1,2 2400 2.2. в т.ч. длительная 5000 1,2 ...
... устойчивость и прочность Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечной рамы. Колонны принимаются двухэтажной разрезки. Колонны многоэтажного каркасного здания с жесткими узлами рассматриваются как элементы поперечной рамы и рассчитываются как внецентренно сжатые элементы от совместного действия изгибающих моментов и продольных сил. ...
... 20,66) · 100 = 314,57 · 105кН · м 5. Проектирование колонны первого этажа 5.1 Конструктивная схема Колонны многоэтажных промышленных зданий состоят из сборных ж/б элементов длиной, кроме элемента 1-го этажа, равной высоте этажа. Для опирания ригелей перекрытия колонны снабжены консолями. Стыки элементов колонн для удобства работ по соединению устраиваются на расстоянии 500—800 мм выше ...
0 комментариев