Расчет железобетонного монолитного каркаса промышленного здания

Тип работы:
Курсовая
Предмет:
Строительство


Узнать стоимость

Детальная информация о работе

Выдержка из работы

Федеральное агентство железнодорожного транспорта

Уральский государственный университет путей сообщения

Кафедра СК и СП

Курсовой проект

по дисциплине: Железобетонные и каменные конструкции

Выполнил

студент гр. ПГСу-420

Кичигина Н.В.

Проверил преподаватель Файзрова И. Н.

Екатеринбург

2014

Содержание

1. Исходные данные

2. Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной плиты перекрытия

2.1 Расчетный пролет и нагрузки

2.2 Внутренние усилия в плите от расчетных и нормативных нагрузок

2.3 Установление размеров сечения плиты

2.4 Характеристики прочности бетона и арматуры

2.5 Расчет продольных ребер плиты перекрытия по 1 группе предельных состояний

2.5.1 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

2.5.2 Расчет прочности по сечению, наклонному к продольной оси

2.6 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы

2.6.1 Определение геометрических характеристик приведенного сечения

2.6.2 Расчет потерь предварительного напряжения. Определим первые потери предварительного напряжения арматуры

2.6.3 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

2.6.4 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси

2.6.5 Расчет прогиба плиты

3. Расчет ригеля

3.1 Расчетная схема и нагрузки

3.1.1 Определение геометрических характеристик поперечного сечения ригеля

3.1.2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля

3.1.3 Опорные моменты ригеля по грани колонны

3.1.4 Поперечные силы ригеля

3.2 Сведения об арматуре и бетоне

3.2.1 Подбор продольной арматуры в расчетных сечениях ригеля

3.3 Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

3.4 Конструирование арматуры ригеля

4. Расчет средней колонны

4.1 Определение усилий в средней колонне

4.1.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок

4.1.2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок

4.2 Расчет прочности средней колонны

4.2.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

4.2.2 Подбор сечений симметричной арматуры

4.2.3 Консоль колонны для опирания ригеля

4.2.4 Конструирование арматуры колонны

5. Расчет монолитного перекрытия

5.1 Расчет многопролетной плиты монолитного перекрытия

5.1.1 Разбивка плана монолитного междуэтажного перекрытия

5.1.2 Выбор оптимального класса бетона

5.1.3 Расчетный пролет и нагрузка

5.1.4 Подбор сечения продольной арматуры

5.2 Расчет многопролетной второстепенной балки

5.2.1 Расчетный пролет и нагрузки

5.2.2 Расчетные усилия

5.2.3 Определение высоты сечения балки

5.2.4 Расчет прочности второстепенной балки по сечениям, наклонным к продольной оси

6. Расчет кирпичного простенка

6.1 Расчет схема

6.2 Сбор нагрузок

6.3 Расчет на внецентренное сжатие кирпичного простенка

Список литературы

1.

1. Исходные данные

Компоновка конструктивной схемы здания (рис. 1)

Пролеты по ширине каркаса, м: 6×3=18;

Пролеты по длине каркаса, м: 6×8=48;

Высота первого этажа: 4,8 м;

Высота типового этажа: 4,2 м;

Количество этажей: 3;

Привязка торцевых колонн к осям и тип плит перекрытия: осевая, при многопустотных плитах;

Временная нагрузка на перекрытие, кН/м2: 14;

Снеговая нагрузка, кН/м2: 0,7;

Рекомендуемый тип сечения ригеля и высота сечения:

Здание каркасное, в которым несущими вертикальными конструкциями являются железобетонные колонны, на которые опираются ригели в поперечном направлении. Сопряжение ригелей с крайними и средними колоннами жесткое. При длине здания 48 м температурно-усадочные швы отсутствуют. На ригели опираются плиты перекрытия по длине в продольном направлении.

Пространственная жесткость здания в поперечном направлении обеспечивается по рамной схеме, в продольном — вертикальными металлическими связями, устанавливаемыми в середине здания по каждому ряду колонн, т. е. по связевой схеме.

Ригели двухполочные предварительно напряженные, плиты перекрытия — многопустотные предварительно напряженные одного типоразмера: с номинальной шириной 1500 мм. Опирание плит — на консольные полки ригелей.

Для распределения местных нагрузок на соединение элементы и эффективной работы перекрытия швы между плитами замоноличиваются. Стеновые панели — навесные из легкого бетона, в торцах здания замоноличиваются совместно с торцевыми рамами, образуя вертикальные связевые диаграммы.

2.

2. Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной плиты перекрытия

2. 1 Расчетный пролет и нагрузки

Расчетный пролет плиты (расстояние между линиями действия опорных реакций) составляет:

lп=l-(b+40)-2*a-c,

Где l=6000мм — номинальный пролет плит (расстояние между осями колонн);

b+40=(300+40) мм — ширина ригеля на уровне его консольных полок (т.е. с учетом технологических уклонов боковых граней);

а = 55мм — зазор между плитой и ригелем, необходимый для монтажа и последующего замоноличивания;

с= 100мм — глубина опирания плиты на полку ригеля.

Lп=6000−340−2*55−100=5450 мм

Конструктивная длина панели: l0=l-(b+40)-2*a

l0=6000−340−2*55=5550 мм

Рисунок 2. Расчетная схема плиты

Таблица 1. Сбор нагрузок на перекрытие

Нагрузка

Нормативная нагрузка, кН/м2

Коэффициент надежности по нагрузке, ?f

Расчетная нагрузка, кН/м2

Постоянные нагрузки

1. Собственный вес плиты

рБ=25 кН/м3 — вес железобетона

t=0,22 м — толщина плиты

2. Стяжка цементно-песчаная,

t=0,02 м,

рр=22 кН/м3

3. Керамическая плитка,

t=0. 009 м,

рк=18кН/м3

25*0,22=5,5

22*0,02=0,44

18*0,009=0,162

1,1

1,3

1,1

6,05

0,57

0,18

Итого q

6,10

6,8

Временная нагрузка

4. Временная нагрузка V

В том числе:

-длительная д=0,5*V

-кратковременная к=0,5*V

14

7

7

1,2

1,2

1,2

16. 8

8,4

8,4

5. Полная нагрузка q+V

В том числе:

— постоянная и длительная q+ д

— кратковременная к

20,1

13,1

7

1,2

1,2

1,2

24,12

15,72

8,4

Таблица 2 — Сбор нагрузок на покрытие

Нагрузка

Нормативная нагрузка, кН/м2

Коэффициент надежности по нагрузке, ?f

Расчетная нагрузка, кН/м2

Постоянные нагрузки

1. Собственный вес плиты

2. Обмазочная пароизоляция

3. Утеплитель (минераловатные плиты)

4. Асфальтовая стяжка t=0,02 м

5. Рулонный ковер

5,5

0,05

0,4

0,35

0,15

1,1

1,3

1,2

1,3

1,3

6,05

0,07

0,48

0,46

0,2

Итого q:

6,45

7,26

Временная нагрузка

6. Временная нагрузка S

В том числе:

— длительная 0. 5*S

— кратковременная S

0,7

0,35

0,7

1,4

1,4

1,4

0,98

0,49

0,98

7. Полная нагрузка q+S

7,15

8,24

Таблица 3 — Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м.п. плиты перекрытия

g=q*B* ?n

V= V *B* ?n

Наименование нагрузки

Нагрузка, кН/м2

Ширина плиты В, м

Коэффициент надежности по нагрузке, ?n

Нагрузка кН/м

нормативная

расчетная

нормативная

расчетная

1. Постоянная q

2. Полная q+ V

3. Постоянная и длительная q+ д

Временная V

6,45

20,1

13,1

14

7,26

24,12

15,72

8,4

1,5

0,95

9,19

28,64

18,67

19,95

10,35

34,37

22,40

11,97

2. 2 Внутренние усилия в плите от расчетных и нормативных нагрузок

Расчет производим одновременно для обоих продольных ребер, причем плиту рассматриваем как балку таврового сечения. Расчетная схема плиты — однопролетная свободно опертая балка, загруженная равномерно распределенной нагрузкой.

Q= g*l0/2, M=g*l02/8

Таблица 4. Максимальные усилия в плите

Наименование нагрузки

Нагрузки, кН/м

Поперечная сила Q, кН

Изгибающий момент М, кНм

нормативная

расчетная

от нормативной

от расчетной

от нормативной

от расчетной

Полная q+ V

28,64

34,37

79,5

95,4

110,3

132,3

Постоянная и длительная q+ д

18,67

22,40

51,8

62,2

71,9

86,2

2. 3 Установление размеров сечения плиты

В курсовом проекте разрабатывают одну из плит перекрытия. Она опирается на ригели короткими сторонами и рассчитывается как балка двутаврового профиля, свободно лежащая на двух опорах.

Предварительно уточняют размеры поперечного сечения плиты и приводят его к эквивалентному двутавровому на основе следующих конструктивных требований:

конструктивная ширина плиты на 1 см меньше номинальной;

диаметр, количество и размещение пустот назначают, из условия максимального снижения веса плиты, при этом толщина бетона выше и ниже пустот должна быть не менее 25−30 мм, а между пустотами -- 30−35 мм;

контуры продольных боковых поверхностей плит устраивают с выступами для улучшения заполнения швов бетоном; ширина швов должна быть не 20 мм, высота выступа -- 60−100 мм;

для удобства расшивки швов и во избежание местных околов на нижних поверхностях продольных боковых граней плит устаивают продольные фаски размером 15×15 мм. Кроме того, для обеспечения совместной работы плит в составе диска перекрытия на их боковых поверхностях устраиваются круглые или прямоугольные углубления (шпонки). Пример поперечного сечения плиты представлен на рис. 3.

Рисунок 3. Поперечное сечение многопустотной плиты

Высота сечения плиты перекрытия назначается из условий прочности и жесткости:

h = (1/10−1/15)·l=(0,1−0,07)*6=0,18 м

Принимаем высоту сечения многопустотной плиты перекрытия 220 мм.

Рабочая высота сечения: h0=h-38=220−3=182мм,

Где 30мм — защитный слой бетона.

Расчетное поперечное сечение плиты по предельным состояниям первой и второй групп — тавровое.

Приведение сечения плиты к двутавровому осуществляют путем вычитания суммы ширины квадратных пустот, эквивалентных по площади круглым = 0,9·d). Поэтому при ширине плиты по верху b'f, высоте h, Рисунок 4. Эквивалентное двутавровое сечение плиты диаметре пустот d основные размеры двутаврового сечения следующие:

-- ширина верхней полки b'f, нижней -- bf;

-- высота верхней и нижней полки -- h'f = hf =(h — 0,9d)/2;

-- ширина ребра -- b = b'f--n·0,9·d, где n -- число пустот.

h'f = hf =(220−0,9*160)/2=38мм

b =1550−8*0,9*160=398мм

2. 4 Характеристики прочности бетона и арматуры

Многопустотную предварительно напряженную плиту армируют стержневой арматурой класса А-V с электротермическим натяжением на упоры форм. Класс бетона В30.

Затем выполняют расчеты плиты по первой (подбор продольной и поперечной арматуры) и второй (по образованию трещин, деформациям и раскрытию трещин) группам предельных состояний.

Характеристики бетона класса В30 (4, табл. 1,2,4):

?b=0,9 — коэффициент условия работы бетона;

Rb, n=Rb, ser=22МПа=22*103кН/м2 — сжатие осевое (призменная прочность — нормативная);

Rb=17МПа=17*103кН/м2 — сжатие осевое (призменная прочность — расчетная);

Rbt, n= Rbt, ser=1. 75МПа=1,75*103кН/м2 — растяжение осевое — нормативное;

Rbt=1. 15МПа=1,15*103кН/м2 — растяжение осевое — расчетное;

Eb =32,5*103МПа=32,5*106кН/м2 — начальный модуль упругости бетона.

Характеристики арматуры продольных ребер класса А-V (4, таблицы 7,8 п. 2.2.2. 6);

Rs, n= Rs, ser=800МПа=800*103кН/м2 — нормативное сопротивление растяжению;

Rs=695МПа=695*103кН/м2 — расчетное сопротивление растяжению;

Es=200*103МПа=200*106кН/м2 — модуль упругости бетона;

уsp=0. 6* Rs, n=0. 6*800=470МПа=470*103кН/м2 — предварительное напряжение арматуры.

Выбираем способ предварительного натяжения арматуры — электротермический. Проверяем выполнение условия уsp+р? Rs, n,

Где р — усилие предварительного обжатия с учетом потерь предварительного напряжения в арматуре,

Р=30+360/l=30+360/6=90МПа (l=6м — длина натягиваемого стержня, принимаемая как расстояние между наружными гранями упоров)

470+90=560МПа< 800МПа — условие выполняется.

Предельное отклонение предварительного напряжения при числе напрягаемых стержней n=9:

Д?sp

Коэффициент точности натяжения? sp=1-Д ?sp=1−0,13=0,87

При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимаем: ?sp=1+ Д? sp=1+0,13=1,13

Предварительное напряжение с учетом точности натяжения: уsp=0,87* уsp=0,87*470=408,9*103кН/м2.

2. 5 Расчет продольных ребер плиты перекрытия по 1 группе предельных состояний

Расчет плиты перекрытия по 1 группе предельных состояний включает:

— расчет прочности изгибаемого элемента по нормальному сечению;

— расчет прочности изгибаемого элемента по наклонному сечению.

2.5.1 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

Физический смысл расчета заключается в следующем: в момент загружения плиты полной нагрузкой в месте максимального изгибающего момента возникает нормальная трещина (направленная перпендикулярно продольной оси балки), которая свидетельствует о начале разрушения конструкции.

Во избежание разрушения конструкции (плиты) выполняется расчет в сечении а-а на действие изгибающего момента Мmax от полной расчетной нагрузки. Результатом расчета служит определение площади продольной арматуры Аs.

Рисунок 4. Расчетная схема плиты перекрытия

Рисунок 5. Расчетная схема плиты перекрытия — тавровое сечение с полкой в сжатой зоне

h0 — рабочая высота сечения;

As — площадь продольной арматуры;

Ab — сжатая площадь сечения

1. Определим положение нейтральной оси для таврового сечения с полкой в сжатой зоне из условий х? h'f

M< Rb*?b2*b'f*h'f*(h0−0. 5*h'f),

Где М=132,3 кНм — момент, определяемый в продольном ребре от полной расчетной нагрузки (табл. 4);

Rb=17*103кН/м2 — расчетное сопротивление бетона;

b’f=1550 мм; h’f=38мм; h0=182мм — параметры таврового сечения, устанавливаемые при компоновке поперечного сечения;

?b2=0,9 — коэффициент, учитывающий неоднородность бетона

132,3 кН< 17*103*0,9*1,55*0,038*(0,182−0,5*0,038)=147кНм

Условие выполняется.

2. Граничная относительная высота сжатой зоны бетона

Где щ=б-0,008*Rb*?b2 — характеристика сжатой зоны бетона;

б=0,85 — для тяжелого бетона;

щ=0. 85−0. 008*17*0. 9=0. 73

уsR — напряжение в арматуре, принимаемое для арматуры класса А-V;

уsR =Rs+220-уsp=695+220−408. 9=506*103 кН/м2

уsc, u — предельное напряжение в арматуре;

уsc, u = 500*103кН/м2 — при? b2=0. 9

3. Коэффициент бm

4.

5.

6. Высота сжатой зоны

Х=о*h0=0. 18*182=33<hf=38мм

Следовательно, нейтральная ось проходит в пределах высоты сжатой зоны полки.

7. Площадь рабочей арматуры

Где ?sб — коэффициент, определяемый для высокопрочной арматуры класса А-V по формуле:

?sб=?-(?-1)*

где ?=1,15 — для арматуры класса А-V

Условие не выполняется. Принимаем? Sб=?=1. 15

По сортаменту Приложения 6 определяем диаметр, количество стержней и площадь рабочей арматуры Аs

8Ш12 А-V As=9. 05 см²

8. Определяем процент армирования

2.5.2 Расчет прочности по сечению, наклонному к продольной оси

Физический смысл расчета заключается в следующем: в момент загружения плиты полной нагрузкой в месте максимальной поперечной силы (на опоре или у опоры) возникает наклонная трещина, которая свидетельствует о начале разрушения конструкции. Для того чтобы наклонные трещины не возникали.

Во избежание разрушения балки расчет выполняют по сечению б-б на действие поперечной силы Qmax от полной расчетной нагрузки. Результатом расчета служит определение площади поперечной арматуры Asw.

Qmax=95,4 (таблица 4) — максимальная поперечная сила от полной расчетной нагрузки.

1. Проверяем требуется ли поперечная арматура по следующим условиям: Q

2. 5*?b2*Rbt*b*h0=2. 5*0. 9*1. 15*103*0. 398*0. 182=187. 4кН

Q=95. 4<187. 4кН

Условие выполняется — арматура не требуется

Qс??b4*(1+?n)*Rbt*b*h02/c

QC=Q-q1*c

Где q1=22,4кН/м (таблица 4) — постоянная и длительная расчетная нагрузка.

Проверим выполнение условие:

q1?0. 16*?b4*(1+?n)*?b2*Rbt*b

где ?b4 — коэффициент, учитывающий влияние вида бетона, ?b4=1,5 — для тяжелого бетона;

?n — коэффициент, учитывающий влияние продольных сил; при наличии продольных сжимающих сил:

?n =0,1*=3,5

?n =3,5> 0,5, принимаем? n =0,5 (СНиП 2. 03. 01−84 п. 3. 31*) принимаем для тяжелых бетонов? b3 =0. 6

где N=Р — усилие обжатия с учетом полных потерь Р=0,7*уsp*Asp=0. 7*408. 9*103*905=259. 0кН

q=22.4 кН/м< 0,16*1,5*(1+ 3,5)*0,9*1,15*103*0,398=445кН/м

Условие выполняется, принимаем с=2,5*h0

Где с — длина проекции наиболее опасного наклонного сечения на продольную ось элемента

с=2,5*0,182=0,455 м

Qс=95,4−22,4*0,455=85,2кН

?b4*(1+?n)*Rbt*b*h02/c=1,5*(1+0,5)*1,15*103*0,398*0,1822/0,455=75кН

Qc=85. 2кН>75кН

Условие выполняется, поперечная арматура по расчету не требуется.

2. 6 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы

Учет потерь предварительного напряжения арматуры зависит от способа и метода напряжения арматуры.

Рассмотрим натяжение арматуры на упоры при электротермическом способе, бетон при этом подвергнут тепловой обработке при атмосферном давлении.

Согласно СНиП 2. 03. 01−84 табл. 2 пустотная плита, эксплуатируемая в закрытом помещении и армируемая напрягаемой арматурой А-V должна удовлетворять 3-й категории требований по трещиностойкости, т. е. допускается непродолжительное раскрытие трещин шириной аcrc1 =0.3 мм и продолжительное аcrc2 =0.2 мм.

Прогиб плиты от действия постоянной и длительной нагрузок не должен превышать fn=40 мм (СНиП 2. 01. 07−85 табл. 19)

2.6. 1

2.6. 1 Определение геометрических характеристик приведенного сечения

Исходя из равенства деформаций арматуры и бетона, приведение выполняют по отношению модулей упругости этих материалов:

б=Esp /Eb=200*103/32,5*103=6,15

Сечение для расчетов по второй группе предельных состояний:

Аred=b*h+(b'f -b)*hf'+(bf -b)*hf+б*Asp

Аred=39,8*22,0+(155−39,8)*3,8+(156−39,8)*3,8+6,15*9,05=1810,8*102мм2

Статический момент приведенного сечения относительно оси, проходящей по нижней грани плиты:

Sred=УAiyi=b*h2/2+(bf'-b)*hf'*(h-0. 5hf')+(bf'-b)*hf'*0. 5*hf'+б*Asp*a

=39. 8*222/2+(155−39. 8)*3. 8*(22−0. 5*3. 8)+(155−39. 8)*3. 8*0. 5*3. 8+6. 15*9. 05*3. 5=9631. 6+8799. 8+831. 74+194. 8=19 458 см3

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:

y0=Sred/Ared=19 458/1810. 8=10. 75см=107,5 мм

Момент инерции приведенного сечения:

Ired=У[Ii]+Ai (y0-yi)2=bh2/12+bh (0. 5h-y0)2+2(bf'-b)(hf')3/12+(bf'-b) hf'(h-y0−0.5 hf')2+(bf-b) hf (h-y0−0.5 hf)2+бAsp (y0-a)2

=39. 8*222/12+39. 8*22*(0. 5*22−10. 75)2+2*(155−39. 8)*3. 83/12+(155−39. 8)*3. 8*(22−10. 75−0. 5*3. 8)2+(156−39. 8)*3. 8*(10. 75−0. 5*3. 8)2+6. 15*9. 05*(10. 75−3. 5)2=1605. 3+54. 73+1053. 54+38 270. 07+34 584. 08+2925. 5=78 493. 22 см4=784,9*106мм4

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:

=см3

Момент сопротивления приведенного сечения по верхней зоне:

=см3

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки, наименее удаленной от растянутой зоны:

r=?

0. 7???1. 6-

Где — отношение напряжения в бетоне от нормативных нагрузок и усилия обжатия к расчетному сопротивлению бетона, для предельных состояний второй группы предварительно принимают равным 0,75

?=1,6−0,75=0,85

r=0. 85* см

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки, наименее удаленной от растянутой зоны (нижней):

перекрытие монолитный ригель простенок

rinf=?=0,85*

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне при эксплуатации плиты:

Wpl=?*Wred=1,75*7301,7=12 778 см3

Где ?=1,75 — для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента:

Wpl'=?*W'red=1,5*6977. 2=10 465,8 см³

Где ?=1,5 — для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при

bf'/b=145. 5/40. 8=3. 6>2; h’f/h=3. 8/22=0. 17<0. 2

2.6. 2 Расчет потерь предварительного напряжения. Определим первые потери предварительного напряжения арматуры

Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения стержневой арматуры:

Потери от температурного перепада:

Потери при деформации анкеров:

Где l=60 000 мм — длина каната, Дl=1,25+0,15*d=1,25+0,15*12=3,05 мм

Определим усилие обжатия:

Р1=As*(уsp- у1- у2- у3)=905*(408,9−5,1−81,25−10,2)=282кН

Где Аs=9,05 см² площадь продольной арматуры.

Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного сечения:

Еор=у0-а=107,5−35=72,5

Напряжение в бетоне при обжатии:

=2,52 М

Устанавливаем передаточную прочность бетона из условий:

убр/Rбр?0. 75 и Rбр?0,5*В

где В — первоначальный класс бетона

Rбр=2,52/0,75=3,36< Rb. n=0. 5*B30=15 МПа

Принимаем Rбр=15 МПа=15*103 кН/м2, тогда

убр/Rбр=2,52/15=0,17< 0,75

Сжимающие напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия обжатия Р1 и с учетом изгибающего момента от веса плиты:

М==

Где m=5,5 кН/м2 — собственный вес плиты 1 м² плиты (табл. 1)

=2. 52 МПа

Потери от быстронатекающей ползучести для бетона подвергнутого тепловой обработке:

б=0,25+0,025*Rбр=0,25+0,025*15=0,625< 0,8

Уровень напряжений в бетоне при его обжатии:

убр/Rбр=2,52/15=0,17< 0,625

у6=0,85*40* убр/Rбр

у6=0,85*40*0,17=5,78МПа

Первые потери: уlos1= у1+ у6+ у2 +у3=5,1+81,25+10,2+5,78=102,33МПа

Вычислим усилие обжатия с учетом первых потерь:

Р1=As*(уsp- уlos1)=905*(408,9−102,33)=277,4кН

Напряжение в бетоне при обжатии с учетом первых потерь:

=2,3МПа

Определим вторые потери (при эксплуатации плиты):

Потери от усадки бетона =35МПа по СНиП 2. 03. 01−84 табл.5 в зависимости от класса бетона (В30) и условий твердения (бетон подвергнут тепловой обработке при атмосферном давлении).

Потери от ползучести бетона при убр/Rбр=0,17< 0,75;

у9=150*б * убр/Rбр=150*0. 85*0. 17=21,7 МПа

где б=0,85 — для бетона подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении.

Вторые потери: уlos2= у8+ у9=35+21,7=56,7 МПа

Полные потери: уlos= уlos1+ уlos2=102,33+56,7=159 МПа> 100МПа, т. е. больше установленного минимального значения потерь.

Вычисляем усилие установленного минимального значения потерь:

Р2=Аs*(уsp-уlos)=9. 05(40. 89−15. 9)=226. 16кН

2.6. 3 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

Рисунок 9. Образование трещин на стадии: а) изготовления; б) эксплуатации

В стадии изготовления возможно образование начальных трещин на верхней грани плиты вследствие её изгиба от внецентренного приложения усилия Р1.

Проверяем, образуется ли начальные трещины в верхней зоне плиты при её обжатии,

?sp*P1*(eop-rinf)-Mnn< Rbt, ser*W'pl

Где ?sp=1.2 — коэффициент точности натяжения;

Mnn — момент от собственного веса плиты

Mnn =

Где q = 6,05 кН/м2 — расчетная нагрузка от собственного веса плиты (табл. 1)

Rbt, ser=1,75*103 кН/м2 — растяжение осевое — нормативное;

1. 2*277. 4*(72. 5−3. 3)*10−2-33. 8=2. 3кНм

<1. 75*103*10. 47*10−3=18,3кНм

Условие выполняется, значит при обжатии плиты трещины в верхней зоне не образуются.

В стадии эксплуатации в сечении посередине пролета действуют усилия обжатия с учетом всех потерь Р2=226,16 кН и нормативный момент от полной нагрузки М=110,3 кНм (табл. 4)

Поскольку на возможность образования трещин в плите выполняем по формулам СНиП 2. 01. 03−84 п. 4.5 для выявления случая расчета по деформациям.

Расчет по образованию трещин производим из условия Mr< Mcrc.

Где Mcrc — момент, воспринимаемый нормальным сечением при образовании трещин, определяется по формуле:

Mcrc=?b2*Rbt, ser*Wpl+Mгр

Где Мгр — ядровый момент усилия обжатия:

Мгр=?sp*P2*(eop+r)=1. 2*226. 16*(72. 5+3. 4)*10−3=20,6 кНм

М=110,3 кНм> Мсrc=1,2*1,75*103*12,78*10−3+20,6=47кНм

Условие выполняется, значит в растянутой нижней зоне плиты от эксплуатационных нагрузок не происходит образование трущин.

2.6. 4 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси

Расчет ведется на нагрузки с коэффициентом надежности по нагрузке? f=1 и коэффициентом точности натяжения? sp=1

Изгибающие моменты от нормальных нагрузок:

— постоянной и длительной М=47кНм

— полной М=110,3 кНм

Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия постоянной и длительных нагрузок:

уs=(M-P2*(z1-esn))/Ws

где z1? h0−0. 5*hf'=18. 2−0. 5*3. 8=16.3 см — плечо внутренней пары сил:

esn=0, т.к. усилие обжатия Р1 приложено в центре тяжести площади напрягаемой арматуры;

Ws — момент сопротивления по растянутой арматуре:

Ws=As*z1=9. 05*16. 3=147.5 см3

уs=(47−226. 16*(0. 163−0))/147. 5*10−6=68,7*103 кН/м2

Приращение напряжений в арматуре от действия полной нагрузки:

уs=(110. 3−226. 16*(0. 163−0))/147. 5*10−6=498*103 кН/м2

Коэффициент армирования принимается без учета сжатых свесов полок

м=

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки при д=1, ?=1, ?=1, d=12мм — диаметр продольной арматуры:

acrc1=20*(3. 5−100*м)*д*?*?1*

acrc1=20*(3. 5−100*0. 012)*1*1*1*=0. 26 мм

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок:

a’crc1=20*(3. 5−100*м)*д*?*?1*

a’crc1=20*(3. 5−100*0. 012)*1*1*1*=0. 036 мм

Ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузок:

?1=1,6−15*м=1,6−15*0,012=1,42

acrc2=20*(3. 5−100*м)*д*?*?1*

acrc2=20*(3. 5−100*0,012)*1*1*1,42*=0,051 мм

Непродолжительная ширина раскрытия трещин:

acrc= acrc1- acrc1 + acrc2=0. 26−0. 036+0. 051=0. 275 мм<[ acrc]=0. 3 мм

Продолжительная ширина раскрытия трещин:

acrc= acrc2 =0,036 мм<[ acrc]=0. 2 мм

Условия выполняются, ширина раскрытия трещин меньше допустимой.

2.6. 5 Расчет прогиба плиты

Предельно допустимый прогиб для рассчитываемой плиты с учетом эстетических требований согласно нормам принимается равным:

fu=

Прогиб от постоянной и длительной нагрузок составит:

f=

где — кривизна плиты

На участках, где не образуются нормальные к продольной оси трещины, полная величина кривизны изгибаемого элемента определяется по формуле:

=

Где М=38,4кНм — момент от нормативной кратковременной нагрузки.

=

Где М=71,9 кНм — момент от нормативной постоянной и длительной нагрузок

=

=

Где

*10−4=58. 76*10−4

Прогиб от постоянной и длительной нагрузок составит:

f=

Прогиб не превышает предельную величину:

f=1. 88 см< fu=2. 725 см

3.

3. Расчет ригеля

3. 1 Расчетная схема и нагрузки

Поперечная многоэтажная рама имеет регулярно расчетную схему с равными пролетами ригелей и равными длинами стоек. Сечение ригелей и стоек по этажам также принято постоянными. Такую многоэтажную раму для расчета расчленяем на вертикальную нагрузку на одноэтажные рамы с нулевым точками моментов — шарнирами, расположенными по концам стоек, — в середине длины стоек всех этажей, кроме первого. Расчетная схема рассчитываемой рамы средних этажей приведена на рисунке

Вычисляем нагрузку на 1 м длины ригеля. Погонные нагрузки на ригель (табл. 1) на ширину грузовой полосы, равную шагу рам l=6м

1. Постоянная нагрузка:

— от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания? n=0. 95:

qп=q*l* ?n=6,8*6*0,95=38,76 кН/м

где q=6,8 кН/м2 — постоянная нагрузка (от веса ригеля)

qр= ?n* ?f *pб*Ap =0. 95*1. 1*25*0,13=3,4 кН/м

где ?n, ?f=0,95, 1,1 — коэффициент надежности;

рб=25кН/м3 — средняя плотность железобетона

Ар — площадь поперечного сечения ригеля (рис. 11)

Ар= м2

Рисунок 11. Размеры сечения ригеля, мм

g=qп +qр =38,76+3,4=42,16 кН/м

2. Временная, с учетом? n=0,95:

16,8*6*0,95=95,76 кН/м

В том числе: длительная д =8,4*6*0,95=47,88 кН/м

кратковременная к= 8,4*6*0,95=47,88 кН/м

Где V = 16.8 кН/м2 — временная нагрузка

д = 8.4 кН/м2 — длительная нагрузка

к = 8,4 кН/м2 — кратковременная нагрузка

3. Полная нагрузка

g+=42. 16+95. 76=137. 88 кН/м

3.1. 1 Определение геометрических характеристик поперечного сечения ригеля

Расстояние от центра тяжести до нижней грани ригеля:

Yц.т. =

Где Ар = 130 000 мм2 — площадь поперечного сечения ригеля;

Sp — статический момент площади поперечного сечения ригеля относительно нижней грани

Sp=200*250*175+200*400*150=20 750*103мм3

Расстояние от центра тяжести до верхней грани ригеля:

Н-Yц.т. =450−160=290мм

Момент инерции сечения ригеля относительно центра тяжести:

Ip=b*h3/12+b*h*(h/2-y)2

= 400*4503/12+400*450(450/2−160)=30. 5*108мм4

Для расчета принимаем стандартное сечение колонны 400×400 мм, длина колонны 4,8 м.

Момент инерции сечения колонны относительно центра тяжести:

=a4/12=4004/12=21. 3*108 мм4

Отношение погонных жесткостей ригеля и колонны:

д=Ip/Ik=30. 5*108/21. 3*108=1. 43

д=1. 43<10 — в этом случае ригель рассматриваем совместно с примыкающими колоннами, где высота колонны равна высоте этаже. Узел сопряжения ригеля с колонной принимать жестким. Расчет производим по приложению 11 (Байков В.Н. «Железобетонные конструкции»)

3.1. 2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля

1. Опорные моменты ригеля от постоянной и различных комбинаций временных нагрузок определяют по формулам:

M=б*g*l2 или M=в*v*l2

Где б, в — коэффициенты, зависящие от схем загружения ригеля постоянной и временной нагрузками и коэффициента k.

k=

Вычисление опорных моментов ригеля от постоянной нагрузки различных схем загружения временной нагрузкой приведено в табл. 5

Таблица 5. Опорные моменты ригеля при различных схемах загружения

Схема загружения

Опорные моменты, кНм

М12

М21

М23

М32

I

-0,069*

42. 16*62=

-104. 73

-0,0902*

42. 16*62=

-136. 9

-0,0836* 42. 16*62=

-126. 88

-0,0836*

42. 16*62=

-126. 88

II

-0,0748*

42. 16*62=

-113. 53

-0,0774*

42. 16*62=

-117. 47

-0,0078*

42. 16*62=

-11. 84

-0,0078*

42. 16*62=

-11. 84

III

0,0056*

42. 16*62=

8. 5

-0,0216*

42. 16*62=

-32. 78

-0,0757*

42. 16*62=

-114. 89

-0,0757*

42. 16*62=

-114. 89

IV

-0,0681*

42. 16*62=

-103. 36

-0,0929*

42. 16*62=

-141

-0,0898*

42. 16*62=

-136. 29

-0,0701*

42. 16*62=

-106. 39

Расчетные схемы для опорных моментов

I+IV

-208,09

I+IV

-277,9

I+IV

-263,17

I+IV

-233,27

Расчетные схемы для пролетных моментов

I+II

-218,26

I+II

-254,37

I+II

-138,72

I+II

-138,72

2. Пролетные моменты ригеля определяются по формуле:

M, или M

Определим пролетные моменты ригеля при различных сочетаниях загружений (I+II, I+III, I+IV)

1) Левый пролет.

I+II: M

кНм

I+III: кНм

I+IV: кНм

2) Правый пролет:

I+II: M

кНм

I+III: кНм

I+IV: кНм

3. Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров. Уменьшаем на 30% опорные моменты ригеля М21 и М23 по схемам загружения I+IV; при этом намечаем образование пластических шарниров на опоре.

К эпюре моментов схем загружения I+IV добавляем выравнивающую эпюру моментов так, чтобы уравнять опорные моменты М21=М23 и были обеспечены удобства армирования опорного узла.

Ординаты выравнивающей эпюры моментов:

ДМ21=0,3*277,9=83,37 кНм

ДМ23=0,3*263,17=78,95 кНм

При этом:

ДМ12= ДМ21/3=83,37/3=-27,79кНм

ДМ32= ДМ23/3=78,95/3=-26,32кНм

Рисунок 13. Выравнивающая эпюра моментов, кНм

4. По результатам расчета строим огибающую эпюру изгибающих моментов с учетом перераспределения моментов. Огибающая эпюра — это график изменения наибольших изгибающих моментов по длине балки от наиболее неблагоприятного сочетания постоянной и одной из временных нагрузок.

Разность ординат в узле выравнивающей эпюры моментов передается на стойки.

Пролетные моменты на огибающей эпюре превышают значения пролетных моментов при схемах загружения I+II, I+III, они и будут являться расчетными.

3.1. 3 Опорные моменты ригеля по грани колонны

На средней опоре при схеме загружения I+IV опорный момент ригеля по грани колонны не всегда оказывается расчетным (максимальным по абсолютному значению). При большой временной нагрузке и относительно малой погонной жесткости колонн он может оказаться расчетным при схемах загружения I+II или I+III. Необходимую схему загружения для расчетного опорного момента ригеля по грани колонны можно установить следующим расчетом.

1. Опорный момент ригеля по грани средней колонны слева М2л:

— по схемам загружения I+IV и выравненной эпюре моментов

М2л=М21-(Q21*hk/2)=277,9-(115. 045*0,4/2)=254,89кНм

Q21=кНм

— по схемам загружения I+III без распределения моментов

М2л=М21-(Q21*hk/2)=277,9-(115. 65*0,4/2)=254,77 кНм

Q21=кНм

— по схемам загружения I+II без распределения моментов

М2л=М21-(Q21*hk/2)=277,9-(109. 4*0,4/2)=256. 02 кНм

Q21=кНм

2. Опорный момент ригеля по грани средней колонны справа М2п:

— по схемам загружения I+IV и выравненой эпюре ммоментов

М2п=М23-(Q23*hk/2)=263,17-(108. 4*0,4/2)=241,49кНм

Q23=кНм

— по схемам загружения I+II без распределения моментов

М2п=М23-(Q23*hk/2)=263,17-(103. 41*0,4/2)=242,49 кНм

Q23=кНм

Расчетный опорный момент ригеля по грани средней колонны слева возникает при схеме загружения I+IV: М2л=254,89 кНм

3. Опорный момент по грани крайней колонны:

М=М12-(Q23*hk/2)=208,09-(91,78*0,4/2)=189,73кНм

Q21==91,78кНм

Рисунок 14. Огибающая эпюра моментов по граням колонн, кНм

3.1.4 Поперечные силы ригеля

Для расчета прочности по сечениям, наклонным к продольной оси, принимают значения поперечных сил ригеля большие из двух расчетов:

а) с учетом перераспределения моментов:

На крайней опоре

Q1==91,78кНм

б) упругого расчета по схеме загружения I+IV

На средней опоре слева

Q2л==109,43кНм

На средней опоре справа

Q2п==108,4кНм

3. 2 Сведения об арматуре и бетоне

Сечение ригеля рассматривают как прямоугольное 450×200; площадь сечения консольных свесов в расчет не вводят, т.к. они расположены вне сжатой зоны. Бетон класса В30. Арматура класса Ат-VI. В опорных сечениях ригеля и в сечениях колонн в целях упрощения конструкции стыков целесообразно применить ненапрягаемую арматуру класса А-III.

Rb, n=Rb, ser=22МПа=22*103кН/м2 — сжатие осевое (призменная прочность — нормативная);

Rb=17МПа=17*103кН/м2 — сжатие осевое (призменная прочность — расчетная);

Rbt, n= Rbt, ser=1. 75МПа=1,75*103кН/м2 — растяжение осевое — нормативное;

Rbt=1. 15МПа=1,15*103кН/м2 — растяжение осевое — расчетное;

Eb =32,5*103МПа=32,5*106кН/м2 — начальный модуль упругости бетона.

Характеристику сжатой зоны бетона определим по СНиП 2. 03. 01−84 по формуле: щ=0,85−0,008*0,9*17=0,728

Предельное напряжение в арматуре сжатой зоне при? b2<1 принимаем уsc, u=500 МПа. Напряжение в растянутой арматуре Ш 10…40 А-III уsR=Rs=365 МПа.

Предельное значение относительной высоты сжатой зоны бетона

=0. 584

Соответствующий коэффициент бR=0. 584(1−0. 5*0. 584)=0. 413

Высокопрочную стержневую арматуру напрягают прогрессивным электротермическим способом. Допускаемое отклонение значения предварительного натяжения р=30+360/l=30+360/6=90 МПа. Максимальное эффективное предварительное напряжение арматуры класса Ат-VI Rs, ser — p=1000−90=910 МПа

Характеристика арматуры Aт-VI СНиП 52−102−2004

Rs, n= Rs, ser=1000МПа=1000*103кН/м2 — нормативное сопротивление растяжению;

Rs=830МПа=830*103кН/м2 — расчетное сопротивление растяжению;

Es=200*103МПа=200*106кН/м2 — модуль упругости бетона.

Потери напряжения арматуры до обжатия бетона

1) От релаксации напряжения у1=0,03*910=27,3 МПа

2) От температурного перепада на 65 °C при прогреве у2=1,25*65=81МПа

Величина погрешности точности натяжения четырех стержней арматуры

?sp =0. 5*p (1+1)/ уsp=0. 5*90*(1+1)/910=0. 15

Напряжение арматуры с учетом потерь при коэффициенте точности натяжения? sp =1−0,15=0,85; уsp=(910−27. 3−81)=802 МПа

Приращение напряжения

Дуsp=1500*(уsp/Rs)-1200=1500*(802/830)-1200=249 МПа

Напряжение в растянутой арматуре

Rs, R=Rs+400-уsp -Дуsp =830+400−802−249=179МПа

Величины 0,65; бR2=0. 65*(1−0. 5*0. 65)=0. 439

Определим рабочую высоту сечения ригеля по опорному моменту:

h0=

По пролетному моменту:

h0=

Требуемая высота сечения ригеля: h=h0+a=30+4=34 см, где, а — защитный слой бетона

Высота сечения ригеля, принятая по заданию, больше требуемой, следовательно принимаем высоту сечения h=450см

Рисунок 15. Размеры сечения ригеля, мм

3.2. 1 Подбор продольной арматуры в расчетных сечениях ригеля

1. В пролетах: h0=100−6=94см

Сечение в первом пролете М=384,15 кНм:

=0. 067 (табл. 3.1 Байков В. Н. «Железобетонные конструкции»)

см2

Принимаем арматуру 4Ш25А-III с As=19. 63 см²

Сечение в среднем пролете М=254,89кНм

=0,04 (табл. 3.1 Байков В. Н. «Железобетонные конструкции»)

см2

Принимаем арматуру 4Ш25 А-III с As=19. 63 см²

2. На опорах: h0=450−4=41 см

Сечение на крайней опоре в первом пролете М=189,73кНм

=0. 03 (табл. 3.1 Байков В. Н. «Железобетонные конструкции»)

см2

Принимаем арматуру 2Ш36А-III с As=20,36 см²

Сечение на средней опоре в среднем пролете М=241,49кНм

=0. 04 (табл. 3.1 Байков В. Н. «Железобетонные конструкции»)

см2

Принимаем арматуру 4Ш25 А-III с As=19. 63 см²

Арматуру для восприятия отрицательного момента в пролете устанавливают по эпюре моментов. Принята арматура 2Ш12 А-III с As=2,26 см²

3. 3 Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

На средней опоре поперечная сила Q=109,43 кН

Диаметр поеречной арматуры устанавливаем из условия сварки их с продольной арматурой диаметром d=36мм и принимаем равным dsw=12мм (прил. 9 Байков В.Н.) с площадью Asw=1. 313 см²

При классе арматуры А-III Rsw=285*103 кН/м2 (табл. 5.8 СП 52. 101−2003). Поскольку ,

Вводим коэффициент? s2=0. 95, тогда Rsw=0. 95*285*103 =270. 75*103 кН/м2

Число каркасов — 2, при этом Asw=2*1. 313=2. 63 см².

Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям s=h/3=100/3=33.3 см. На всех приопорных участках длиной l/4 принимаем шаг s=30 см, в средней части пролета шаг s=3*h/4=3*45/4=33,75 см?35см

qsw=Rsw*Asw/s=270. 75*103*2. 63*10−4/0. 3=237.4 кН/м

Qbmin=?b3*Rbt*h0=0. 6*1. 15*103*0. 4*0. 96=264. 96 кН

qsw=237.4 кН/м> - условие удовлетворяется.

Smax= ?b4*Rbt*b*h02/Q =1. 5*1. 15*103*0. 4*0. 412/109. 43=5,8 м

Smax=580см> s=30см

— требование удовлетворяется.

Mb= ?b2*Rbt*b*h02 =2*1. 15*103*0. 4*0. 412=847. 87 кН/м

Поскольку q1=g+v/2=42,16+95,76/2=90,04 кН/м > 0,56*qsw=0. 56*138=77. 28 кН/м

Длина проекции наклонного сечения определяется по формуле:

< 3,33*h0=3. 33*0. 96=3. 2 м

При этом кН > Qbmin=264. 96 кН

Поперечная сила в вершине наклонного сечения:

Q=Qmax-q1*c=109. 43−90. 04*3. 07=167кН

Длина проекции расчетного наклонного сечения:

м > 2*h0=2*0. 96=1. 92

Принимаем с0=1,65 м

Вычисляем

Qsw=qsw*c0=1. 65*77. 28=127.5 кН

Qb+Qsw=276. 18+127. 5=403. 68 кН > Q=167 кН — условие прочности обеспечивается.

Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами:

?w1=1+5*б*мw=1+5*7. 27*0. 002=1. 073

?b1=1−0. 01*?b2*Rb =1−0. 01*0. 9*17=0. 85

где мw=Asw/b*s=2. 63/40*30=0. 002

б=Es/Eb=200/27. 5=7. 27

Проверим выполнение условия:

Q<0. 3*?w1*?b1*?b2*Rb*b*h0

Q=109. 43<0. 3*1. 073*0. 85*17*103*0. 4*0. 41=1789 кН — условие удовлетворяется.

3. 4 Конструирование арматуры ригеля

Стык ригеля с колонной выполняется на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель армируется двумя сварными каркасами, часть продольных стержней каркаосв обрывают в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре материалов. Обрываемые стержни заводят за место теоритеческого обрыва на длину заделки W.

Рассмотрим сечение 1го пролета.

1. На средней опоре арматура 4Ш25 А-III с Аsw=19. 63 см²

м=As/b*h0=19. 63/40*41=0. 005

(табл. 3.1 Байков В. Н. «Железобетонные конструкции»)

Определим значение изгибающего момента, воспринимаемого в расчетном сечении, по фактически принятой арматуре.

M=Rs*As**h0=355*103*19. 63*10−4* 0. 947*0. 41=633.5 кНм

В месте теоретического обрыва пролетных стержней остается арматура 2Ш12 A-III с As=2,63 см²

м=2,63/40*41=0,0007

=0,9925 (табл. 3.1 Байков В. Н. «Железобетонные конструкции»)

М=355*103*2,63*10−4*0,9925*0,41=88,96 кНм

Устанавливаем на огибающей эпюре моментов по ординатам М места теоретического обрыва стержней. Поперечная сила в месте теоретического обрыва стержня принимается соответствующей изгибающему моменту в этом сечении (рис. 15). Поперечная сила в данном сечении Q=91. 74 кН.

Поперечные стержни 2Ш25 сохраняются с шагом s=30 см.

qsw=Rsw*As/s=256*103*2. 63*10−4/0. 3=224. 43 кН/м

Определяем длину анкеровки обрываемых стержней по формуле:

W1=Q/2*qsw+5*d> 20*d

91. 74/2*224. 43+5*0. 025=0. 525м>20*0,025=0,5 м

Условие выполняется, принимаем длину анкеровки W1=0. 525 м

2. На крайней опоре арматура 2Ш36 A-III с As=20,36 см²

м=As/b*h0=20,36/40*41=0. 005

=0,9475 (табл. 3.1 Байков В. Н. «Железобетонные конструкции»)

M=Rs*As**h0=355*103*19. 63*10−4* 0. 947*0. 41=633.5 кНм

В месте теоретического обрыва пролетных стержней остается арматура 2Ш12 A-III с As=2,63 см²

м=0. 0007 0. 015; =0,9925

М=355*103*2,63*10−4*0,9925*0,41=88,96 кНм

Поперечная сила в этом сечении Q=108. 4

Поперечные стержни 2Ш12 A-III с As=2,63 см2 В месте теоретического обрыва стержней 4Ш25 сохраняется с шагом 30 см; qsw=224. 43 кН/м

Длина анкеровки:

W2=Q/2*qsw+5*d> 20*d

108,4/2*224,43+5*0,025=0,56 м > 20*0,025=0,5 м

Принимаем W2=0.6 м

3. Арматура в пролете 4Ш25 A-III с Asw=19. 63 см²

м=As/b*h0=19. 63/40*41=0. 005

(табл. 3.1 Байков В. Н. «Железобетонные конструкции»)

Определим значение изгибающего момента, воспринимаемого в расчетном сечении, по фактически принятой арматуре.

M=Rs*As**h0=355*103*19. 63*10−4* 0. 947*0. 41=633.5 кНм

В месте теоретического обрыва пролетных стержней остается арматура 4Ш25 A-III с As=16,08 см²

м=16,08/40*41=0,006

=0,9375 (табл. 3.1 Байков В. Н. «Железобетонные конструкции»)

М=355*103*16,08*10−4*0,9375*0,41=513,7кНм

Максимальная поперечная сила в этом сечении Q=103. 41 кН

Поперечные стержни 2 Ш12 A-III Asw=2. 63 см² в месте теоретического обрыва стержней 4 Ш25 сохраняется с шагом 30 см; qsw=224. 43 кН/м

Длина анкеровки:

W2=Q/2*qsw+5*d> 20*d

103,41/2*224,43+5*0,025=0,52 м > 20*0,025=0,5 м

Принимаем W2=0.5 м

Рисунок 16. Поперечная сила в месте теоретического обрыва стержня

4.

4. Расчет средней колонны

4. 1 Определение усилий в средней колонне

4.1.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок

Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 6×6=36м2.

1. Постоянная нагрузка от перекрытий одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению здания? n=0. 95

0. 95*q*36=0,95*6,8*36=232,56 кН

Где q=6,8 кН/м2 — постоянная нагрузка (табл. 1)

Нагрузка от ригеля:

Где qp=3.4 кН/м — нагрузка от веса ригеля (п. 3.1. 1)

Нагрузка от колонны сечением 0,4×0,4; l=4,8 м; с=2500 кг/м3; ?f=1. 1; ?n=0. 95

0. 4*0. 4*4. 8*25*1. 1*0. 95=20. 06 кН

Итого: G=274,22 кН

2. Временная нагрузка от перекрытий одного этажа с учетом? n=0. 95

Q=16,8*36*0,95=574,56 кН,

Q=8,4*36*0,95=287,28 кН,

Q=8,4*36*0,95=287,28 кН,

Где V = 16.8 кН/м2 — временная нагрузка

д = 8.4 кН/м2 — длительная нагрузка

к = 8,4 кН/м2 — кратковременная нагрузка

3. Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 5 кН/м2 составляет:

5*36*0,95=171 кН

От ригеля — 21,6кН

От колонны — 20,06 кН

Итого: G=212,66 кН

4. Временная нагрузка от снега Sg=0.7 кН/м2 при коэффициентах надежности от нагрузки? f=1.4 и по назначению здания? n=0. 95

Q=0. 7*1. 4*36*0. 95=33.5 кН

В том числе: длительная Q=0,5*33,5=16,8 кН

Кратковременная Q=0,5*33,5=16,8 кН

Продольная сила колонны первого этажа рамы:

От длительной нагрузки:

N=G2 +Q кр2+(G1+ Q кр1)*2=212. 66+16. 8+(274. 22+287. 28)*2=1352. 46 кН

От полной нагрузки:

N=N+ Q кр2+ Q кр1*2=1352. 46+16. 8+287. 28*2=1943. 82 кН

4.1. 2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок

Вычисляем опорные моменты ригеля перекрытия первого этажа рамы. Отношение погонных жесткостей, вводимых в расчет, увеличивается в 1,2 раза (прил. 11 Байков В. Н. «Железобетонные конструкции»):

k1=1. 2*k=1. 2*0,64=0,77

Определяем максимальный момент колонны при загружении I+II без перераспределения моментов.

При действии длительных нагрузок:

М=(б*g+в*д)*l2

Где б, в — коэффициенты, зависящие от схем загружения ригеля постоянной и временной нагрузками и коэффициентами k (приложение 11. Байков В. Н. «Железобетонные конструкции»)

д = 8.4 кН/м2 — длительная нагрузка (п. 3. 1)

к = 8,4 кН/м2 — кратковременная нагрузка (п. 3. 1)

g=42. 16 Кн/м — постоянная нагрузка (п. 3. 1)

М21 =-(42,16*0,0901+8,4*0,0783)*62= - 160,5 кНм

М23 =-(42,16*0,084+8,4*0,009)*62= - 130,2 кНм

При действии полной нагрузки:

М=М+в*к*l2

М21=-160,5−0,0783*8,4*62= -184,18 кНм

М23=-130,2−0,009*8,4*62= -132,92 кНм

Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы:

При длительных нагрузках ДМ=160,5−130,2=30,3 кНм

При полной нагрузке ДМ=184,15−132,92=51,23 кНм

Изгибающий момент колонны:

От длительных нагрузок М=0,6*ДМ=0,6*30,3=18,18 кНм

От полной нагрузки М=0,6*ДМ=0,6*51,23=30,74 кНм

Вычисляем изгибающие моменты колонны, соответствующие максимальным продольным силам, используя загружение полетов ригеля о схеме 1. (табл. 2 прил. 11 Байков В.Н.).

От длительных нагрузок: М=(0,0901−0,084)*(42,16+8,4)*62=11,1 кНм

Изгибающие моменты колонны: М=0,6*11,1=6,66 кНм

От полной нагрузки: М=(0,0901−0,084)*(42,16+8,4+8,4)*62=12,93 кНм

Изгибающий момент колонны: М=0,6*12,93=7,77 кНм

4. 2

4. 2 Расчет прочности средней колонны

4.2.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

Характеристики тяжелого бетона класса В30

?b2=0.9 — коэффициент условия работы бетона

Rb, n=Rb, ser=22МПа=22*103кН/м2 — сжатие осевое (призменная прочность — нормативная);

Rb=17МПа=17*103кН/м2 — сжатие осевое (призменная прочность — расчетная);

Rbt, n= Rbt, ser=1. 75МПа=1,75*103кН/м2 — растяжение осевое — нормативное;

Rbt=1. 15МПа=1,15*103кН/м2 — растяжение осевое — расчетное;

Eb =32,5*103МПа=32,5*106кН/м2 — начальный модуль упругости бетона.

Характеристики рабочей продольной арматуры колонны класса A-III

Rs, n= Rs, ser=400МПа=400*103кН/м2 — нормативное сопротивление растяжению;

Rs=355МПа=355*103кН/м2 — расчетное сопротивление растяжению;

Es=200*103МПа=200*106кН/м2 — модуль упругости бетона;

Комбинация расчетных усилий (для колонны 1го этажа):

1. max N и Мсоотв

max N=1943. 82 кНм, в том числе от длительных нагрузок Nl=1352. 46 кН и соответствующий момент

Мсоотв=7,77 кНм в том числе от длительных нагрузок Мl=6. 66 кНм

2. max N и Мсоотв

max M=30. 74 кНм в том числе от длительных нагрузок max Мl=18. 18 кНм

4.2. 2 Подбор сечений симметричной арматуры

1. Подбор сечений по первой комбинации усилий.

max N=1943. 82 кНм, в том числе от длительных нагрузок Nl=1352. 46 кН и соответствующий момент

Мсоотв=7,77 кНм в том числе от длительных нагрузок Мl=6. 66 кНм

Рабочая высота сечения h0=h+a=40−4=36 см, ширина b=40 см.

Эксцентриситет силы: e0=M/N=7. 77/1943. 82=0. 004 м=0.4 см

Случайный эксцентриситет (не менее 1 см):

e0=h/30=40/30=1. 33 см или e0=lk/600=480/600=0.8 см

Поскольку эксцентриситет силы e0=0.4 см меньше случайного эксцентриситета e0=1,33 см, принимаем для расчета статически неопределимой системы 1. 33 см.

Определим значение моментов в сечении относительно оси, проходящей через центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры:

При длительной нагрузке:

М1l=Ml+Nl*(h/2-a)=6. 66+1352. 46*(0. 4/2−0. 04)=223. 05 кНм

При полной нагрузке:

М1=M+N*(h/2-a)=7,77+1943,82*(0,4/2−0,04)=318,78 кНм

Lk/r=480/11. 56=41. 52>14

Где r=0. 289*h=0. 289*40=11. 56 см — радиус ядра сечения.

Выражение для критической продольной силы при прямоугольном сечении с симметричным армированием As=A's (без предварительного напряжения) с учетом, что

Lb=r2*A, ls=м1*A*(h/2-a)2; м=2*As/А

Принимает вид

Ncr=

Расчетную длину колонн многоэтажных зданий при жестком соединении ригелей с колоннами в сборных перекрытиях принимают равной высоте этажа l0=l=4.8 м

Для тяжелого бетона

. 7

Значение

Принимаем д=0,412

Отношение модулей упругости: б=Es/Eb=200*106/32. 5*106=6. 15

Задаемся коэффициентом армирования м1=2*As/A=2*19. 63/40*40=0. 0245

Вычисляем критическую силу

Граничная относительная высота сжатой зоны

Где щ=0,85−0,008*?b2*Rb=0. 85−0. 008*0. 9*17=0. 728МПа

уsR=Rs=355 МПа; уsuR=500Мпа

Где д=а/h0=4/36=0. 111

Определяем площадь арматуры по формуле:

Т.к. требуемая площадь арматуры для второй комбинации усилий больше, чем для первой, принимаем 4Ш28 с As=24,63 см²

м1=2*As/A=2*24. 63/40*40=0. 031>м=0. 0245

Перерасчет не требуется.

4.2. 3 Консоль колонны для опирания ригеля

Опорное давление ригеля Q=109,43 кН (см. п. 3.1. 5).

Принимаем длину опорной площадки l=25 см при ширине ригеля bp=30 см и проверяем условие на прочность:

Вылет консоли с учетом зазор 5 см составляет l1 =30 см. Расстояние от грани колонны до точки приложения опорной реакции Q:

a=l1-l/2=30−25/2=17.5 см

Высота сечения консоли у грани колонны:

h=(0. 7)*hp=0. 8*100=80 см

При угле наклона сжатой грани ?=45° высота консоли у свободного края

h1?h/2=80/2=40 см

Рабочая высота сечения консоли h0=h-a=80−4=76 см

Поскольку l1=30 см< 0,9*h0=0. 9*76=68.4 см — консоль короткая

Консоль армируем горизонтальными хомутами Ш8 A-I (Rs=215*103кН/м2) с Asw=2*0. 503=1. 01 см², с шагом s=10 см (при этом s< 60/4=15 см) и отгибами 2Ш25 A-III с As=9. 82 см²

Проверка прочности сечения консоли:

Q<0. 8*?щ2*?b2*Rb*b*l*sin2и<3. 5*Rbt*b*h0

мщ1=Asw/b*s=1. 01/40*10=0. 0025

бs=ES /Eb=200*106/32. 5*106=6. 15

?щ2=1+5* бs* мщ1=1+5*6. 15*0. 0025=1. 077

sin2и=h2/(h2+l12)=802/(802 +302)=0. 88

0. 8*?щ2*?b2*Rb*b*l*sin2и=0. 8*1. 077*0. 9*1. 7*40*25*0. 88=1160. 06 кН

3,5*Rbt*b*h0=3. 5*0. 115*40*76=1223.6 кН

Q=109. 43 кН< 1160,06 кН< 1223,6 кН — прочность обеспечена.

Изгибающий момент консоли у грани колонны:

M=Q*a=109. 43*0. 175=19. 15 кНм

Площадь сечения продольной арматуры при =0,9

As=1. 25*M/Rs**h0=1. 25*19. 15*102/35. 5*0. 9*76=1 см2

Принимаем 2Ш8 A-III с As=1. 01 см²

4.2. 4 Конструирование арматуры колонны

Колонны армируется пространственными каркасами, образованными их плоских сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры 36 мм на первом и втором этажах здания (согласно прил. 9 Байков В.Н.) принимаем Ш8 A-III с шагом s=400 мм< 20*d=20*25=500 мм (по размеру стороны сечения колонны b=400 мм).

Колонну рамы расчленяем на два элемента длиной:

Ннк=0,8+Н1эт+1=0,8+4,8+1=6,6 м

НВк=Н2эт-1+Н3эт=4,2−1+4,2=7,4 м

Стык колонн выполняют на вантовой сварке выпусков стержней с обетонированием, концы колонн усиливаются поперечными сетками. Элементы сборной колонны должны быть проверены на усилия, возникающие на монтаже от собственного веса с учетом коэффициента динамичности и по сечению в стыке до его обетонирования.

5.

5. Расчет монолитного перекрытия

5. 1 Расчет многопролетной плиты монолитного перекрытия

5.1. 1 Разбивка плана монолитного междуэтажного перекрытия

Рисунок 20. Разбивка плана монолитного междуэтажного перекрытия

5.1. 2 Выбор оптимального класса бетона

Требуемая призменная прочность Rb бетона может быть определена из выражения:

Если в данное выражение подставить в целях экономии стали, характеризуемой расчетным сопротивлением растяжению Rs, наименьший из рекомендуемых коэффициентов армирования м=0,003 и наибольшее значение =0,15. Для плит принимают сварные рулонные сетки из следующих видов арматуры: Ш6 A-III с Rs=355 МПа, Вр-I с Rs=415 МПа

Коэффициент условия работы бетона: ?b1=0. 85

Оптимальная прочность бетона:

Rb=м*Rs/*?b1=0. 003*355/0. 15*0. 85=8.4 МПа

Rb=м*Rs/*?b1=0. 003*360/0. 15*0. 85=8.5 МПа

Оптимальный класс бетона В15 с Rb=8.5 МПа и с Rbt=0,75 Мпа

5.1. 3 Расчетный пролет и нагрузка

Определим толщину плиты и нагрузку на плиту. Минимальная толщина монолитной жб плиты для междуэтажных перекрытий производственных зданий h=60 мм

Таблица 6. Сбор нагрузок на 1 м² перекрытия

Нагрузка

Нормативная нагрузка, кН/м2

Коэффициент надежности по нагрузки, ?f

Расчетная нагрузка, кН/м2

Постоянные нагрузки

1. Собственный вес плиты

рБ=25 кН/м3 — вес железобетона

t=0,06 м — толщина плиты

2. Стяжка цементно-песчаная,

t=0,02 м,

рр=22 кН/м3

3. Керамическая плитка,

t=0. 009 м,

рк=18кН/м3

25*0,06=1,5

22*0,02=0,44

0,009*18=0,162

1,1

1,1

1,1

1,65

0,484

0,178

Итого g

2. 102

2. 312

Временная нагрузка

Временная нагрузка V

14

1,2

16,8

Полная нагрузка g+ V

16. 102

19. 112

Несущая способность сечения плиты:

ПоказатьСвернуть
Заполнить форму текущей работой