Главная Учебники - Разные Лекции (разные) - часть 61
1.
2.
Расчет деревянной клеефанерной балки покрытия
2.1.
Сбор нагрузок
Ветреные нагрузки: Wm
= Wo
*k*c k– коэффициент учитывающий изменения ветряного давления по высоте Нзд
Нзд
= 8 м с – аэродинамический коэффициент: наветренная сторона = 0,8; не наветренная = 0,6 Wm
= 30*0,8*8 = 192 кгс/м - наветренная сторона Wm
= 30*0,6*8 = 144 кгс/м – не наветренная сторона Расчетная нагрузка на 1 м длины балки: q=(qр
+qсн
)/L q = (4994,37+5443,2)/10,8 = 966,4 кгс/м 2.2.
Выбор конструктивной схемы балки
Принимаем двускатную клеефанерную балку с уклоном верхнего пояса i = 1/12. Высота балки пролета h = L/8 = 1,35 м. Высота балки на опоре: hоп
= h-iL = 1,35-0,9 = 0,45 м. Для предварительного расчета принята высота поясов hп
= 15 см, толщина досок с учетом острожки δп
= 3,4 см, зазор между внутренними досками пояса с = 1 см; bп
= 15 см σФ
= 24 мм. 2.3.
Определение расчетных усилий в балке
Расстояние от опоры до расчетного сечения: xм
= (√ŋ2
+ŋ-ŋ)*L ŋ = h'оп
/Ltgα h'оп
= hоп
- hп
/2
= 0,45 – 0,075 = 0,375 м tgα = (h-hоп
)/L1
= (1,35-0,45)/5,4 = 0,167 L1
= 5,4 м ŋ = 0,375/(0,167*10,8) = 0,2 xм
= (√0,04+0,2-0,2)*10,8 = 3,1 м Расчет сечения при равномерном распределении нагрузки находящейся на расстоянии xм
от опоры. Изгибающий момент в этом сечении: Mx
= [q*xм
/2]*(L-xм
) Mx
= (966,4*3,1/2)*(10,8-3,1) = 1497,9*7,7 = 11533,83 кгс*м = 115,3 кН*м h'x
= h'оп
+ xм
* tgα h'x
= 0,375 + 3,1*0,167 = 0,893 м Продольная сила: Nx
= Mx
/ h'x
Nx
= 115,3/89,3 = 129,1 кН 2.4.
Определение площади сечения нижнего пояса
Fтр
= Nx
/Rр
Rр
– расчетное сопротивление Rр
= 120 кгс/см2
Fд
= 197,2 см2
σФ
= 2,4 см hx
= h'x
+ 15 = 89,3 + 15 = 104,3 см Fтр
= 129,1/120 = 107,6 см2
Момент инерции приведенного сечения: Iп
= Iф
+( /Eф
)*Iд
Iф
= bh3
/12 Eд
= 10000 МПа Iп
= 1095189,5 см4
Приведенный момент сопротивления расчетного сечения: Wпрх
= 2Iп
/hx
Wпрх
= 2*1095189,5/104,3 = 21000,8 см2
σ = Mx
*10/ Wпрх
= 115,3*103
/21000,8 = 5,5 МПа < Rф.р
= 9 МПа 1.5. Проверка стенки на срез по нейтральной ос
и
Q = qL/2 Q = 9,66*10,8/2 = 51,84 кН τ = QSпр
/(Iпр
bрасч
)<
Rф.
cр
hоп
= 45 см Sпр
= 3861,3 см3
Iпр
= 119190,04 см4
τ = (51,84*103
*3861,3*10-6
*10-6
)/(119190,04*2,4*10-10
) = 7 МПа Rф.
cр
= 6 МПа 1.6 Проверка скалывания по швам между поясами и стенкой
τ = QSпр
/(Iпр
bрасч
)<
Rф.
cк
bрасч
= n(hп
– c); n = 2; hп
– c = 14 см τ = (51,84*103
*3861,3*10-6
*10-6
)/(119190,04*2*14*10-10
) = 0,6 МПа <
Rф.
cк
= 0,8 МПа 1.7 Проверка прочности стенки в опасном сечении на действие главных растягивающих напряжений
σст
/2 + √((σст
/2)2
+ τст
2
) <
Rф.ра
где Rф.ра
– расчетное сопротивление фанеры растяжению под углом α (по графику прилож. 5 СНиП II-25-80); σст
– нормальное напряжение в стенке от изгиба на уровне внутренней кромки поясов. Σст
= Mx
?/Iпрх
*(hx
/2 – hп
) σст
= (115,3*103
*10-6
)/(1095189,5*10-8
)*(104,3/2 – 15)*10-2
= 3,9 Мпа Qx
= (Qmax
(L/2 – xм
))/(L/2) = 51,84(540 – 310)/540 = 22,08 кН Sпрх
= 15*3,4*2(104,3/2 – 7,5) + 7*3,4*2(104,3/2 – 3,5) + 7*3,4*2(104,3/2 –15 + 3,5) + 0,9*1,4*15(104,3/2 – 7,5) = 4554,3 + 2315,7 + 1934,9 + 843,9 = 9648,8 см3
τст
= Qx
Sпр
x
/(Iпр
b) τст
= (22,08*103
*9648,8*10-6
)/(1095189,5*2,4*10-10
)*10-6
= 0,81 Мпа tg2α = 2τст
/σст
= 2*0,81/3,9 = 0,42 2α = 22,8° α = 11°20' Rф.ра
= 11,2 Мпа 3,9/2+√((3,9/2)2
+0,812
) = 4,05 Мпа 1.8 Проверка устойчивости стенки на действие касательных и нормальных напряжений
Расчет производится, если отношение hст
/δ>50. В проектируемой балке в середине пролета это отношение (135-30)/2,4 = 43,8, в расчетном сечении (104,3-30)/2,4 = 31 Устойчивость стенки проверяют по формуле СНиПа: (σст
/(ku
(100/hст
)2
))+(τст
/(kt
(100/hрасч
)2
))<
1 В расчетном сечении σст
=3,9 МПа; τст
=0,81 МПа Для расчетного сечения hст
= 74,3 см, ar
= 135 см; γ = ar
/ hст
= 135/74,3 = 1,8 По графикам 18, 19 прилож. 5 СНиПа ku
= 16 МПа; kt
= 2,6 МПа (3,9/(16(100*2,4/74,3)2
))+(0,81(2,6(100*2,4/74,8)2
)) = 0,023+0,03 = 0,053 < 1 Устойчивость стенки обеспечена. 1.9. Определение прогиба балки в середине пролета
f = (f0
/k)[1+c(h/l)2
] f0
– прогиб балки постоянного сечения без учета деформаций сдвига; k– коэффициент, учитывающий влияние переменности высоты сечения. Для клееных элементов из фанеры с древесиной принимается жесткость сечения равной 0,7 EIпр
. Коэффициент, учитывающий влияние переменности высоты сечения на прогиб, по табл. 3 прилож. 4 СНиПа k = 0,4+0,6β; β = hоп
/h = 45/135 = 0,33 Коэффициент, учитывающий деформации сдвига от поперечной силы там же: с = (45,3 – 6,9 β)γ здесь γ – отношения площади поясов к площади стенки балки (высота стенки между центрами тяжести поясов) γ = 2Fп
/Fст
= (2*197,2)/((135-15)*2,4) = 1,4 k = 0,4+0,6*0,33 = 0,598 c = (45,3 – 6,9*0,33)*1,4 = 60,2 f0
= (5/384)*(ql4
/0,7EIпр
x
) = 0,013*((9,66*13604,9*103
)/(0,7*10000*106
*1095189,5*10-8
)) = 0,022 м = 2,2 см f = (2,2/0,33)[1+60,2(1,35/10,8)2
] = 6,67*1,94 = 12,9 см [f] = l/200 = 1080/200 = 5,4 см 3.
Расчет и конструирование балки перекрытия
qp
(погон.м.) = 2017,4*4,2 = 8473 (кг/м.погон) qп
(погон.м.) = 610,8*4,2 = 2565,4 (кг/м.погон) Максимальный момент от полной расчетной нагрузки: M = ql1
2
/8 = 8473*5,42
/8 = 30884,1 (кгмп) M/c1
Wn
<
Ry
γc
c1
=1, γc
= 0,9, Ry
= 2450 кгс/см2
Wn
= 30884,1/(1*2450*10000*0,9) = 0,0014 м3
= 140 см3
№18 Б2 W = 146,3 см3
Вес двутавра = 18,8 кг/м qтв
р
= qp
(итого без собств веса)
* γ+18,8*l1
qтв
р
= 1912,4*0,9+18,8*5,4 = 1721,16+101,52 = 1822,68 (кг/м погон.) Q = qp
l1
/2 = 1822,68*5,4/2 = 4921,2 (кг/м2
) Sx
= 83,2 см3
Y = 1314 см4
b = 91 мм h = 180 мм t = 8 мм tw
= 5,3 мм J = Q*Sx
/Y*tw
= 4921,2*83,2/1314*0,53 = 588 кг/м2
Проверим условие J<
0,9Rc
Rc
= 1421 кгс/см2
588<1278,9 условие выполняется M/Wп
<
Ry
γc
30884,1/146,3<2450*0,9 211,1<2205 условие выполняется f = (5/384)*(qн
l1
4
/EY) f = (5/384)((2565,4*5,44
*106
)/(2*1010
*1314)) = 0,00108 м = 0,108 см [fн
] = l/170 = 540/170 = 3,2 Условие выполняется 4.
Расчет и проектирование сборной железобетонной колонны
3.1 Расчет нагрузок
q2эт
= 0,5*0,5*h2
*ρ*km
= 0,5*0,5*4*2500*1,1 = 2750 (кг/м2
) q1эт
= 0,5*0,5*(h1
+0,15)*ρ*km
= 0,25*(4+0,15)*2500*1,1 = 2853,13 (кг/м2
) N1
= (qрппос
+qрддл
)*l1
*l2
+q1эт
+q2эт
= (965,49+628)*5,4*4,2+2853,12+2750 = 41743,5 N2
= qp
*l1
*l2
+q1
эт
+q2
эт
= 3005,49*5,4*4,2+2853,12+2750 = 73767,6 N1
<N2
*0,82 Условие выполняется γб2
= 1,1 l0
= la
*ŋ ŋ = 1/(1-N/Nср
) l = 4+0,15 = 4,15 м l0
= 4,15*0,7 = 2,905 м λ = l0
/h λ = 2,905/0,5 = 5,81 Условие выполняется Nc
= 0,15EA/(l0
/h)2
= 0,15*331*107
*0,25/33,8 = 3670000 кг Т.к. N<Nc
ŋ = 1/(1-(73767,6/0,367*107
)) = 1,02 l0
= la
* ŋ = 17*1,02 = 17,34 мм 3.2 Расчет по 1-ой группе предельных состояний
ε = x/h0
< εR
x = N/Rb
*b = 73767,6/(173*50*1,1) = 7,75 (см) ε = 7,75/48 = 0,16 εR
= 0,85-0,008*173 = 0,71 σSR
= Rs
- σSR
σ= 0 σSR
= Rs
= 3750 (кгс/см2
) σS
С
= 5000 кгс/см2
εR
= 0,71/((1+3750/5000)*(1-0,71/0,16)) = 0,198>0,16 условие выполняется 3.3 Определение требуемого армирования
an
= N/Rb
*b*h0
an
= 73767,6/173*50*48 = 0,178 0,178<0,198 l = la
+(h0
-a)/2 = 17 + (480-20)/2 = 247 мм M = N*l M = 73767,6*0,247 = 18220,6 кгм am
= M/Rb
*b*h0
2
am
= 18220,6/173*0,5*482
= 0,09 1822060<
Rb
*b*x(h0
-0,5*x)+ Rcs
*As
(h0
-a) 1822060<3254429 условие выполняется
|