Расчет электронной пушки

Тип работы:
Курсовая
Предмет:
Коммуникации, связь, цифровые приборы и радиоэлектроника


Узнать стоимость

Детальная информация о работе

Выдержка из работы

Нижегородский государственный архитектурно-строительный университет

Институт экономики, управления и права

Кафедра железобетонных и каменных конструкций

Пояснительная записка к курсовому проекту по дисциплине

«Железобетонные конструкции» по теме:

«РАСЧЕТ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ МНОГОЭТАЖНОГО ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ»

Нижний Новгород — 2010 г.

1. Исходные данные

Район строительства — г. Ярославль (IV снеговой район).

Сетка колонн: поперёк здания — 5.7 м х 4 шт, вдоль здания — 6.7 м х 6 шт.

Высота этажа — 3.3 м.

Количество этажей — 4.

Временная нормативная нагрузка — р= 8.5 кН/м2.

Коэффициенты — к1= 0. 75, К2= 0.8.

Бетон тяжелый класса для: плиты — В25, ригеля — В20, колонны — В25.

Рабочая арматура класса для: полка сборной плиты — А400, продольные рёбра плиты — А500, ригель — А500, колонны — А400.

Проектирование элементов железобетонных конструкций выполняется в соответствии с действующими Нормами.

2. Конструктивное решение сборного железобетонного каркасного здания

В соответствии с заданием проектируются сборные железобетонные конструкции 4-этажного, 3-пролетного производственного здания без подвала, с обычными условиями эксплуатации помещений (относительная влажность воздуха не выше 75%) и временными нагрузками на перекрытиях p = 8.5 кН/м2.

Здание имеет полный железобетонный каркас с рамами, расположенными в поперечном направлении. Поперечные рамы образуются из колонн, располагаемых на пересечениях осей, и ригелей, идущих поперек здания. Ригели опираются на короткие консоли колонн. Места соединения ригелей и колонн, после сварки выпусков арматуры и замоноличивания стыков, образуют жесткие рамные узлы. Ригели и колонны делаются прямоугольного сечения.

На рамы по верху ригелей опираются плиты перекрытий (покрытия), располагаемой длинной стороной вдоль здания. Номинальная длина плит равна расстоянию между осями рам lк=6.7 м. У продольных стен укладываются плиты половинной ширины, называемыми доборными. По рядам колонн размещаются связевые плиты, приваренные к колоннам и образующие продольные распорки.

Продольные стены выполняются навесными или самонесущими из легкобетонных панелей. Привязка колонн крайних рядов и наружных стен к продольным разбивочным осям — «нулевая».

3. Проектирование сборного железобетонного перекрытия

3.1 Компоновка сборного перекрытия

План и поперечный разрез проектируемого здания, решенного в сборном железобетоне, представлены на рисунке 1.

Сборное железобетонное перекрытие компонуется из двух элементов: сборных ребристых плит (именуемых ниже «плиты») и сборных ригелей. Ригели поперечных рам во всех зданиях направлены поперек, а плиты — вдоль здания.

Ригели проектируются с ненапрягаемой рабочей арматурой. Поперечное сечение ригеля принимается прямоугольным.

4. Расчет сборной ребристой плиты.

Рис. 2. Схема армирования ребристой плиты в поперечном сечении

Для сборного железобетонного перекрытия, представленного на плане и в разрезе на рис. 1, требуется рассчитать сборную ребристую плиту с ненапрягаемой арматурой в продольных ребрах. Сетка колонн llк= 5.7×6.7 м. Направление ригелей междуэтажных перекрытий — поперек здания. Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия 8.5 кН/м2. Вся временная нагрузка условно считается длительной. Коэффициент надежности по назначению здания принимается гn=0,95, коэффициенты надежности по нагрузке: временной — гѓ = 1,2; постоянной — гѓ = 1,1. Бетон тяжелый класса В25. По таблицам СНиП 2. 03. 01−84 расчетные сопротивления бетона Rb = 14.5 МПа и Rbt = 1. 05 МПа; коэффициент условий работы бетона гb1=1,0 С учетом этого значения коэффициента гb1, принимаемые далее в расчетах по несущей способности (первая группа предельных состояний) величины расчетных сопротивлений равны:

Rb = 1,0 • 14.5 = 14.5 МПа;

Rbt = 1,0 • 1. 05 = 1. 05 МПа.

Для расчета по второй группе предельных состояний (расчет прогиба и ширины раскрытия трещин) расчетные сопротивления бетона будут Rb,ser= 18.5 МПа, Rbt,ser= 1,55 МПа; модуль упругости бетона Eb = 30 000 МПа (п. 5.2. 10).

Основные размеры плиты:

— длина плиты: ln = lk — 50 мм = 6700 — 50 = 6650 мм;

— номинальная ширина: В = l:5 = 5700:5 = 1140 мм;

— конструктивная ширина: В1 = В — 15 мм = 1140 — 15= = 1125 мм.

Высоту плиты ориентировочно, принимая всю нагрузку длительной, определяем по формуле:

h=c•l0И (4. 1)

h = 30 • 64 001,5 = 511 мм

но не менее h = ln/15 = 6650/15= 443 мм.

с = 30 — при армировании сталью класса А400

l0 = lк — b = 6700 — 300 = 6400 мм — пролёт ребра плиты в свету, где

b=300 мм — предварительно принимаемая ширина сечения ригеля;

Rs=355 МПа — расчётное сопротивление арматуры класса А_ІІІ (А400) для предельного состояния первой группы;

Es=2105 МПа — модуль упругости арматуры;

=1,5.

Принимаем h = 500 мм.

4.1 Расчет плиты по прочности (первая группа предельных состояний)

1. Расчет полки плиты.

Толщину полки принимаем h?ѓ = 50 мм.

Пролет полки в свету l0п = В1 — 240 мм = 1125 — 240 = 885 мм = 0,885 м.

Расчетная нагрузка на 1 м2 полки:

Постоянная (с коэффициентом надежности по нагрузке гѓ = 1,1):

a) вес полки: гѓ • h?ѓ • с = 1,1 • 0,05 • 25 = 1,375 кН/м2,

25 кН/м3 — вес 1 куб. м тяжелого железобетона;

b) вес пола и перегородок 1,1 • 2,5 = 2,75 кН/м2. При отсутствии сведений о конструкции пола и перегородок, их нормативный вес принимаем 2,5 кН/м2.

Итого постоянная нагрузка: g0 = 1,375+2,75 = 4,125 кН/м2.

Временная нагрузка (с гѓ = 1,2): p0 = 1,2 • 8.5 = 10.2 кН/м2.

Полная расчетная нагрузка (с гn = 0,95):

q = гn (g0+ p0)=0,95(4,125+10. 2) = 13. 61 кН/м2.

Изгибающий момент в полке (в пролете и на опорах) по абсолютной величине равен:

М =, кН•м. (4. 2)

М =13. 61·(0. 885)2/11= 0. 97 кН•м.

По заданию полка армируется сварными сетками из обыкновенной арматурной проволоки класса А400.

Расчетное сопротивление Rs = 355 МПа

h0 = hѓ? — a = 50 — 17,5 = 32,5 мм; b = 1000 мм,

где, а = 17.5 — 19 мм, примем, а = 17.5 мм

По формулам имеем:

(4.3.)

Проверяем условие бm < бR:

. (4.4.)

Граничная относительная высота сжатой зоны:

(4.5.)

бR = оR(1−0,5 оR) (4.6.)

бR = 0,531(1−0,5•0,531) = 0,39

Таким образом, условие бm = 0,063 < бR = 0,39 выполняется.

Находим площадь арматуры:

Аs= (4.7.)

Аs=14. 5/355·1000·32. 5·(1-v1−2·0. 063) = 86 мм2

Нижние (пролётные) и верхние (надопорные) сетки принимаем:

С1(С2); Аs =141 мм2 (+8,5%).

Процент армирования полки:

м%=0. 43%.

2. Каждое поперечное торцовое ребро армируется -образным сварным каркасом с рабочей продольной арматурой 3 Ш 6 А400 и поперечными стержнями Ш 4 В500 с шагом 100 мм.

3. Расчет продольных ребер. Продольные ребра рассчитываются в составе всей плиты, рассматриваемой как балка П-образного сечения с высотой h =500 мм и конструктивной шириной В1=1125 мм (номинальная ширина В=1,14 м). Толщина сжатой полки h?ѓ = 50 мм.

Расчетный пролет при определении изгибающего момента принимаем равным расстоянию между центрами опор на ригелях:

l=lk — 0,5b = 6,7 — 0,5 • 0,3 = 6. 55 м;

расчетный пролет при определении поперечной силы:

l0 = lk — b = 6,7 — 0,3=6.4 м,

где b=0,3 м — предварительно принимаемая ширина сечения ригеля.

Нагрузка на 1 пог. м плиты (или на 1 пог. м двух продольных ребер) составит:

а) расчетная нагрузка для расчета на прочность (первая группа предельных состояний, гѓ > 1): постоянная

7. 29 кН/м

где- расчётная нагрузка от собственного веса двух рёбер с заливкой швов

кН/м, где

=220 мм — средняя ширина двух рёбер.

= 25 кн/м3.

временная p = гn p0 B = 0,95 · 10.2 · 1,14 = 11. 05 кН/м;

полная q = g + p = 7,29 + 11. 05 = 18. 34 кН/м;

б) расчетная нагрузка для расчета прогиба и раскрытия трещин (вторая группа предельных состояний, гѓ=1):

qII = qn = 15. 84 кН/м.

Усилия от расчетной нагрузки для расчета на прочность

М =98.4 кН·м;

Q =58.7 кН.

Изгибающий момент для расчета прогиба и раскрытия трещин

МII =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:

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:

m =0,031;

== 0,031;

x = h0 = 0,031 450 = 14 мм < hf=50мм;

Проверяем условие бm < бR:

Граничная относительная высота сжатой зоны:

бR = оR(1−0,5 оR) = 0,49(1−0,5•0,49) = 0,370.

Таким образом, условие бm = 0,031 < бR = 0,370 выполняется.

Площадь сечения продольной арматуры:

As=

As517 мм2

Принимаем продольную арматуру 414 А400 с Аs = 616 мм2 по два стержня в каждом ребре.

м%=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=212,6 = 25,2 мм2.

Бетон тяжелый класса В25 (Rb = 14.5 МПа; Rbt = 1. 05 МПа; коэффициент условий работы бетона гb1=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 = 337 мм; S2 ?500мм).

Прочность бетонной полосы проверим из условия (7):

> Qмах = 58 700 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 = 0,251. 5 170 =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=3450=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 = 34 020 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.

4.4 Определение приопорного участка

При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от:

Н/мм,

где

.

Поскольку

, тогда:

, Н/мм

Н/мм

Так как, то длина приопорного участка:

, (4. 12.)

где (4. 13.)

Н

мм

4.5 Расчет плиты по деформациям и по раскрытию трещин (вторая группа предельных состояний)

1. Расчет прогиба плиты

Исходные данные для расчета:

Изгибающий момент в середине пролета МII=84. 95 кНм.

Модуль упругости: бетона Eb=30 000 МПа, арматуры Es=200 000 МПа.

Сечение тавровое. С учетом замоноличивания бетоном продольного шва между ребрами расчетная ширина полки будет bf=1140 мм и средняя ширина ребра

b=(255+185)/2=220 мм

Проверяем наличие нормальных к продольной оси трещин в растянутой зоне ребер. Трещины образуются при условии

MII > Rbt,serWpl. (4. 14.)

Упругопластический момент сопротивления Wpl по растянутой зоне находим по формуле при Аs=0 и 1=0:

Wpl=(0,292+0,7521+0,151)bh2, (4. 15.)

где 1=

1=

=

Wpl=(0,292+1,50,566,67+0,150,42)·220 5002 = 22,60 5106 мм3.

Rbt,serWpl. =1,5522,60 5106=35,04106 Нмм=35,0 4 кНм < MII=84,95 кНм,

т.е. растянутой зоне образуются трещины.

Кривизну 1/r определяем для элемента с трещинами в растянутой зоне, согласно пп. 4. 27−4. 29 СНиП 2. 03. 01−84* [2]. Для железобетонного изгибаемого элемента с ненапрягаемой арматурой формула (160) указанного СНиПа примет вид:

, (4. 16.)

Где b = 0,9 — для тяжелого бетона (п. 4. 27);

v = 0,15 — для тяжелого бетона при продолжительном действии нагрузки (п. 4. 27, табл. 35).

Коэффициент s вычисляется по формуле (167) СНиП 2 при исключении третьего члена:

s=1,25 — lsm, (4. 17.)

где ls=0,8 (п. 4. 29, табл. 36, продолжительное действие нагрузки);

m= < 1

(формула (168) для изгибаемого элемента при отсутствии предварительного напряжения).

s=1,25 — 0,80,41 =0. 922 < 1. Согласно п. 4. 29 СНиПа 2, принимаем s=1,0.

Плечо внутренней пары сил и площадь сжатой зоны бетона определяется по приближенным формулам, полагая:

x= мм,

мм,

мм2.

Кривизна составит:

мм

Прогиб плиты в середине пролета будет

f= мм < fult= мм,

т. е. прогиб плиты лежит в допустимых пределах (см. 1, табл. 19).

2. Проверка ширины раскрытия трещин, нормальных к оси продольных ребер, производится согласно пп. 4. 14 и 4. 15 СНиП 2. 03. 01 — 84* [2]. Ширина раскрытия трещин определяется по формуле (144) СНиПа:

Для рассчитываемой плиты, загруженной только длительной нагрузкой, входящие в расчетную формулу для аcrc величины согласно п. 4. 14 СНиПа равны:

< 0,02;

цl=1,6−15м=1,6−15*0,0062=1,507 (тяжелый бетон естественной влажности); д=1,0; з=1,0; d- диаметр принятой арматуры.

Напряжение в арматуре уs в сечении с трещиной при расположении арматуры в два ряда по высоте находится на основании формул (147) и (149) СНиПа [2] при значении Р=0 (предварительное напряжение отсутствует):

,

Где

Значения z и x принимаются такой же величины, как при расчете прогиба:

а1=50 мм; мм;

;

Н/мм2=340.7 МПа < Rs,ser=500 МПа

(требование п. 4. 15 СНиПа [2]).

Ширина раскрытия трещин составит:

0,36 мм = acrc2 = 0,36 мм,

т.е. ширина раскрытия трещин лежит в допустимых пределах.

5. Расчет сборного ригеля поперечной рамы

Для сборного железобетонного перекрытия, план и разрез которого представлены на рис. 1, требуется рассчитать сборный ригель. Сетка колонн l lк = 6. 75.7 м. Для ригеля крайнего пролета построить эпюры моментов и арматуры.

1. Дополнительные данные

Бетон тяжелый, класс бетона B20, коэффициент работы бетона гb1 = 1,0. Расчетные сопротивления бетона с учетом гb1 = 1,0 равны:

Rb = 1,0•11,5 = 11,5 МПа;

Rbt = 1,0•0,9 = 0,9 МПа.

Продольная и поперечная арматура — класса A500. Коэффициент снижения временной нагрузки к1=0,75.

2. Расчетные пролеты ригеля

Предварительно назначаем сечение колонн 400 400 мм (hc = 400 мм), вылет консолей lc = 300 мм. Расчетные пролеты ригеля равны:

крайний пролет l1 = l-1,5hc-2lc = 5,7 — 1,5 • 0,4 — 2 • 0,3 = 4,5 м;

средний пролет l2 = l — hc — 2lc = 6,7 — 0,4 — 2 • 0,3 = 4,7 м.

3. Расчетные нагрузки

Нагрузка на ригель собирается с грузовой полосы шириной lк = 6,7 м, равной расстоянию между осями ригелей (по lк/2 с каждой стороны от оси ригеля).

а) постоянная нагрузка (с гn = 0,95 и гѓ = 1,1):

вес железобетонных плит с заливкой швов:

0,95•1,1•3•6,7 = 21 кН/м;

вес пола и перегородок:

0,95•1,1•2,5•6,7 = 17.5 кН/м;

собственный вес ригеля сечением bh 0,30,6 м (размеры задаются ориентировочно)

0,95•1,1•0,3•0,6•25 = 4,7 кН/м;

итого: постоянная нагрузка g = 43.2 кН/м.

б) Временная нагрузка с коэффициентом снижения к1 = 0,75 (с гn = 0,95 и гѓ = 1,2):

с = 0,95•0,75•1,2•8. 5•6,0 = 41. 42 кН/м.

Полная расчетная нагрузка: q = g + с = 43.2 + 41. 42 = 84. 62 кН/м.

4. Расчетные изгибающие моменты.

В крайнем пролете:

кНм

На крайней опоре:

кНм

В средних пролетах и на средних опорах:

кНм

Отрицательные моменты в пролетах при p/ с = 41. 42 / 43.2 = 0,96 1,0:

в крайнем пролете для точки «4» при в = - 0,010

M4=в (g+с) l12 = -0,010 •84. 62•4,5 2 = -17 кН•м;

в среднем пролете для точки «6» при в= -0,013

M6=в (g+с) l22 = -0,013•84. 62•4.7 2 = - 24.3 кН•м.

5. Расчетные поперечные силы

На крайней опоре:

QA = 0,45ql1 = 0,45•84. 62•4,5 = 171.4 кН.

На опоре B слева:

0,55 84. 62 4, 5 = 209.4 кН.

На опоре B справа и на средних опорах:

0,5 84. 62 4.7 = 198.9 кН.

6. Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям

Для арматуры класса A500 оR = 0,49 (см. расчет продольного ребра плиты). Принимаем ширину сечения b=300мм. Высоту ригеля определяем по опорному моменту MB = 117 кН•м, задаваясь значением о = 0,35 < оR = 0,49. Находим бm = о (1 — 0,5о) = 0,35(1 — 0,5•0,35) = 0,289. Сечение рассчитывается как прямоугольное по формуле (1):

мм;

h = h0+a = 343+65 = 408 мм;

принимаем h = 450 мм (h/b = 450/300 = 1,5).

Расчет арматуры

Расчетное сопротивление арматуры класса A500 будет Rs = 435 МПа. Расчет производится по формулам:

Аs =

а) Крайний пролет. M1 = 142.7 кН•м; b = 300 мм; h = 450 мм; h0 = h — a = 450 — 65 = 385 мм (арматура расположена в два ряда по высоте)

Аs = 1023 мм2.

Принимаем арматуру 2Ш16 A500 + 2Ш20 A500 с АS = 402 + 628 = 1030 мм2.

Проверяем условие бm < бR:

бR = оR(1−0,5 оR) = 0,49(1−0,5•0,49) = 0,37

Таким образом, условие бm = 0,279 < бR = 0,37 выполняется, т. е. для сечения ригеля с наибольшим моментом M1 условие выполняется.

б) Средний пролет. M2 = 117 кН•м; b = 300 мм; h = 450 мм; h0 = h-a = 450−60=390 мм (арматура расположена в два ряда по высоте)

Аs =

791 мм2

принято 214 A500 и 218 A500 с As = 308 + 509 = 817 мм2.

в) Средняя опора. MB = MC = M = 117 кН•м; b = 300 мм; h = 450 мм; h0 = h — a = 450−65 = 385 мм (арматура расположена в один ряд с защитным слоем 50 мм)

Аs =

805 мм2

принято 225 A500 с As = 982 мм2.

г) Крайняя опора. MA = 85.7 кН•м; h0 = h — a = 450 — 65 = 385 мм (арматура расположена в один ряд с защитным слоем 50 мм);

Аs =

565 мм2

принято 220 A500 с As = 628 мм2.

д) Верхняя пролетная арматура среднего пролета по моменту в сечении «6»

M6 = 24.3 кН•м; b = 300 мм; h = 450 мм; h0 =

=h — a = 450−35=415мм (однорядная арматура);

Аs =

138 мм2

принято 210 A500 с As= 157 мм2.

е) Верхняя пролетная арматура крайнего пролета по моменту в сечении «4»

M4 = 17 кН•м; h0 = h — a = 415 мм (однорядная арматура);

Аs =

96.9 мм2

принято 28 А500 с As = 101 мм2.

7. Расчет ригеля на прочность по наклонным сечениям на действие поперечных сил

В крайнем и средних пролетах ригеля устанавливаем по два плоских сварных каркаса с односторонним расположением рабочих продольных стержней. Наибольший диаметр продольных стержней в каждом каркасе d = 25 мм.

Qmax = 209.4 кН. Бетон В20 (Rb = 11,5МПа; Rbt = 0,9МПа гb1 = 1,0

Так как нагрузка на ригель включает ее временную составляющую).

Принимаем во всех пролетах поперечные стержни из стали класса А-II (А300) диаметром dsw = 6 мм (Asw = 28.3 мм2). Принятый диаметр поперечных стержней удовлетворяет требованиям обеспечения качественной сварки, расчетное сопротивление поперечных стержней принимаем, согласно Приложения, равным Rsw = 300 МПа. Количество поперечных стержней в нормальном сечении равно числу плоских сварных каркасов в элементе, т. е. n=2.

Вычисляем

Asw=n•Asw1=2•28,3=56.6 мм2;

RswAsw = 300•56.6 = 16 980 H.

Сечение прямоугольное с шириной b=300 мм и высотой h = 450 мм. Рабочая высота сечения на приопорных участках h0 = 385 мм (см. расчет продольной арматуры). В крайнем и среднем пролетах ригеля шаг поперечных стержней: предварительно принимаем

Sw1=100мм (S1?0,5h0; S1?300 мм);

Sw2=250 мм (S2 ?0,75h0; S2 ?500мм).

1. Проверки на прочность наклонной сжатой полосы:

0,3 Rb b h0 = 0,3 11,5 300 385 = 398. 48 кH > QMAX = 209.4 кН

т.е. прочность полосы обеспечена

2. Проверка прочности наклонного сечения

Н/ мм.

Поскольку qsw=169.8 Н/мм > 0,25Rbtb = 0,25•0,9•300 = 67,5 Н/мм — хомуты полностью учитываются в расчете и Мb определяется по формуле:

Н мм = 60. 03 кН м.

кН/м

Поскольку

cмм < 3h0 = 3 • 385 = 1155 мм

Принимаем c = 969 мм, c0= 2•385=770 мм;

98 060 H = 98. 06 кН

кН

кН (147. 5)

Проверка условия

кН > Q=147.5 кН,

условие прочности обеспечивается.

Проверка требования

мм > Sw1=100 мм

т.е. принятый шаг Sw1=100 мм удовлетворяет требованиям СП [4].

Определение приопорного участка

При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от:

76. 41 Н/мм, где:

Н/ мм.

qsw2 = 67. 92 Н/мм > 0,25 Rbt b = 0,25 0,9 300 = 67,5 Н/ мм — условие выполняется, т. е. Mb и Qb,max не пересчитываем.

Так как Н/ мм > q1 =63. 91 Н/ мм, то:

,

мм

где = 51 975 Н

Обрыв продольной арматуры в пролете. Построение эпюры арматуры.

По изложенному выше расчету определяется площадь продольной рабочей арматуры в опасных участках сечения: в пролетах и на опорах, где действует наибольшие по абсолютной величине моменты.

Для определения места обрыва продольной арматуры строятся огибающая эпюра изгибающих моментов от внешних нагрузок и эпюра арматуры, представляет собой изображение несущей способности сечений ригеля Мult.

Моменты в пяти точках определяются по формуле:

Расчетные моменты эпюры арматуры, которое может воспринять балка в каждом сечении при имеющихся в этих сечениях растянутой арматуры, определяется по формуле:

, где

, мм — высота сжатой зоны.

AS — площадь арматуры в рассматриваемом сечении.

Место действия обрыва стержней отстаёт от теоретического на расстоянии W, принимаемом не менее величины, определяемой по формуле:

Q — расчетная поперечная сила в месте теоретического обрыва стержня;

qsw — усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента на рассматриваемом участке;

d — диаметр обрываемого стержня.

При правильном подборе и распределении продольной арматуры по длине ригеля эпюра арматуры Mult повсюду охватывает огибающую эпюру моментов M, нигде не врезаясь в нее, но и не удаляясь от нее слишком далеко в расчетных сечениях. В таком случае во всех сечениях ригеля, будет выполнятся условие прочности по моменту M< Mult и обеспечения экономичности расходование арматуры.

Построение эпюры арматуры ниже иллюстрируется на примере рассчитываемого ригеля рамы. Согласно заданию, построение эпюр производиться для крайнего пролета.

Подсчет моментов сведен в табл. 2, при этом отрицательные моменты в пролете вычисляются для отношения

p/g = 41. 42/43.2 1.

Таблица 2

Крайний пролет «0 — 5»

M = q l12 = 84. 62 4,52 = 1713. 6· (кНм)

Сечения

0

1

2

2'

3

4

5

Положительные моменты

-

0,037

0,079

0,0833

0,077

0,030

-

-

63. 4

135. 4

142. 7

132

51. 4

-

Отрицательные моменты

-0,050

-0,003

+0,021

-

+0,018

-0,010

-0,0625

-85. 68

-5. 14

+36

-

+30. 8

-17

-117

Нулевые точки эпюры положительных моментов располагаются на расстоянии 0,1 l1= 0,45 м от грани левой опоры и 0,125 l1 = 0,56 м от грани правой опоры. Огибающая эпюра моментов приведена на рис. 11. Под ней построена эпюра поперечных сил для крайнего пролета.

Ординаты эпюры Мult вычисляются через площади фактически принятой ранее арматуры и откладываются на том же чертеже.

На положительные моменты

На наибольший положительный момент M1 принята арматура 220 и 216 А500 с Аs = 1030 мм2.

мм

435 1030 (385 — 0,5 130) = 143.4 кНм

Ввиду убывания положительного момента к опорам, часть арматуры можно не доводить до опор, оборвав в пролете. Рекомендуется до опор доводить не менее 50% расчетной площади арматуры. Примем, что до опор доводится 2Ш20 A500 с АS = 628 мм2. Момент Мult, отвечающий этой арматуре, получим пропорционально ее площади:

мм

435 628 (385 — 0,5 79) = 94.4 кНм

На отрицательные опорные моменты:

На момент МA принята арматура 2Ш20 А500 с АS=628 мм2.

мм,

435 628 (385 — 0,5 79) = 94.4 кНм

На момент МB = МC принята арматура 2Ш25 А500 с АS=982 мм2.

мм

435 982 (385 — 0,5 123. 8) = 138 кНм

На отрицательные пролетные моменты

На момент М4 принята арматура 2Ш8 А500 с АS=101 мм2.

мм

435 101 (415 — 0,5 12. 7) = 17. 95 кНм

Обрываемые пролетные и опорные стержни заводятся за место теоретического обрыва на величину W. Расстояние от опорных стержней до мест теоретического обрыва стержней, а определяется из эпюры графически.

В сечении 2 каркаса (dsw= 6 мм; Аsw1=28.3 мм2; Аsw=56.6 мм2; Rsw= 300 МПа)

H/мм.

Значения W будут (см. рис. 11): для пролетных стержней 225 A- II (А300)

слева: 407 мм < 20d = 500 мм

справа: 512 мм > 20d = 500 мм;

для надопорных стержней слева 2Ш28 А300:

504 мм < 20d = 560 мм

справа 236 A-II (А300)

629 мм < 20d = 720 мм

Принято W1= 500 мм; W2 = 550 мм; W3 = 600 мм; W4 = 750 мм.

6. Расчет сборной железобетонной колонны

Сетка колонн м

Высота этажей между отметками чистого пола — 3.3 м. Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия 8.5 кH/м2, расчетное значение снеговой нагрузки на покрытие — 2.4 кH/м2 (для г. Ярославля). Кратковременная нагрузка превышает 10% от всей временной. Коэффициент снижения ее на междуэтажных перекрытиях к2=0,8. Коэффициент надежности по назначению здания n=0,95.

Основные размеры ребристых плит и ригелей перекрытий и покрытия принимаются по предыдущему расчету. Толщина пола — 100 мм. Бетон тяжелый класса B25, продольная арматура — класса A400, поперечная арматура — класса A240.

Расчет колонны на сжатие

Полная грузовая площадь для одной внутренней колонны составит

5. 76,7=38. 19 м2.

Подсчет нагрузок на грузовую площадь сведен в таблицу.

Нагрузку от собственного веса конструкций покрытия и междуэтажных конструкций принимаем по данным предыдущего расчёта.

Колонну принимаем сечением 400Ч400 (мм). Собственный вес колонны длиной 3.3 м с учетом веса двухсторонней консоли будет:

Нормативный — 0,95[0,40,43.3 +(0,30,45+0,30,3) 0,4] 25 = 14. 68кН.

Расчетный — 1,114. 68 = 16. 15 кН.

Расчет колонны по прочности на сжатие производим для двух схем загружения:

Расчет колонны по условиям первой схемы загружения

За расчетное принимаем верхнее сечение колонны 1-го этажа, расположенное на уровне оси ригеля перекрытия этого этажа. Расчет выполняется на комбинацию усилий Mmax-N, отвечающую загружению временной нагрузкой одного из примыкающих к колонне пролетов ригеля перекрытия 1-го этажа и сплошному загружению остальных перекрытий и покрытия.

а) Определение усилий в колонне. Расчетная продольная сила N.

Постоянная и временная нагрузки на одну внутреннюю колонну от покрытия и всех межэтажных перекрытий, кроме того перекрытия 1-го этажа; собирается с полной грузовой площади 38. 19 м2. Постоянная нагрузка от перекрытия 1-го этажа собирается с полной грузовой площади.

Вид нагрузки

Нагрузка (кН/м2)ЧЧ

Нормативн. нагрузка (кН)

Расчетная нагрузка

А. Нагрузка на перекрытие

1. Собственный вес конструкций кровли

(ковер, утеплитель, стяжка и пр.)

2. Вес железобетонной конструкции покрытия.

3. Временная нагрузка (снег)

2,9538. 190,95

3,838. 190,95

2. 438. 190,95

107. 03

137. 9

87. 1

1,3

1,1

1/0,7

139. 15

151. 7

124. 4

Полная нагрузка

332. 03

415. 25

Б. Нагрузка на межэтажное перекрытие

1. Вес железобетонных конструкций перекрытия

2. Вес пола и перегородок

3. Временная нагрузка с коэф. снижения к2=0,8

0,88. 5=6.8 кН/м2

3,838. 190,95

2,538. 190,95

6. 838. 190,95

137. 9

90. 7

246. 7

1,1

1,1

1,2

151. 7

99. 8

296

Полная нагрузка

475. 3

547. 5

Временная нагрузка на перекрытие 1-го этажа собирается с половины грузовой площади, учитывается полосовое ее расположение через пролет. Расчетная продольная сила N в расчетном сечении колонны с учетом собственного веса двух ее верхних этажей, расположенных выше рассматриваемого сечения:

N=415. 25+3547. 5−296/2+316. 15=1958.2 кН.

Расчетный изгибающий момент М.

Для определения момента М в расчетном сечении 1 колонны временную нагрузку на ригеле перекрытия 1-го этажа располагаем в одном из примыкающих к колонне пролетов. Величина расчетной временной нагрузки на 1 м длины ригеля с учетом коэффициента снижения к2=0,8:

кН.

Расчетные высоты колонн будут: для первого этажа

Н11эт+0. 15-hпол-hпл-hриг/2=3. 3+0,15−0,1−0,5−0,45 /2=2. 625 м.

для второго этажа

Н22эт=3.3 м.

Линейные моменты инерции:

— колонны сечением 400Ч400 мм:

Для первого этажа м3

Для второго этажа м3.

— ригеля сечением 300Ч450 мм, пролетом l=5.7 м:

м3.

Расчетный изгибающий момент М в расчетном сечении колонны по формуле:

кНм.

б) Расчет колонны по прочности.

Принимая условно всю нагрузку длительно действующей, имеем

NL=1958.2 кН и ML=50,67 кНм; l0=H1=2. 625 м.

Для тяжелого бетона класса В25 имеем расчетное сопротивление бетона Rb=14,5Ч0,9=13. 05МПа, модуль упругости бетона Еb=30 000 МПа.

Для продольной арматуры класса А400 расчетное сопротивление Rs=Rsc=355 МПа; модуль упругости Еs=200 000 МПа.

h0=h-a=400−50=350 мм (предварительно а=50 мм).

необходим учет прогиба колонны

т.е. значение М не корректируем.

т.к. вся нагрузка принята длительно действующей.

Так какпринимаем

Задаемся м = 0,0185;

Жесткость колонны:

Критическая сила:

;

;

кНм;

;;

Если

Допускается принимать

Проверка

(0. 3%)

Расчет колонны по усилиям второй схемы загружения

За расчетное принимается нижнее сечение колонны 1-го этажа, расположенное на уровне верха фундамента. Расчет выполняется на комбинацию усилий Nmax-M, отвечающих сплошному загружению временной нагрузкой всех междуэтажных перекрытий и покрытия.

а) Определение усилий в колонне. Расчетная продольная сила N.

Постоянная и временная нагрузка на одну внутреннюю колонну от покрытия и всех перекрытий собираются с полной грузовой площади. Учитывается также собственный вес колонны высотой в три этажа. На основании данных таблицы получим:

N=415. 25+3547. 5+416. 15=2122. 35 кН.

Расчетный изгибающий момент М.

Поскольку здание имеет жесткую конструктивную схему и пролеты ригеля, примыкающие к рассматриваемой колонне слева и справа, равны, то при сплошном загружении временной нагрузкой покрытия и всех междуэтажных перекрытий изгибающий момент в сечении колонны будет равен нулю.

б) Расчет колонны на прочность.

В нижнем сечении колонны 1-го этажа действует продольная сила N=2122. 35 кН. Изгибающий момент в сечении М=0. Поскольку расчетный эксцентриситет с0=М/N=0, сечение рассчитывается на сжатие продольной силой N=2122. 35 кН, приложенной со случайным эксцентриситетом е0.

Так как вся временная нагрузка принята длительной, то Nl=N=2122. 35 кН. При Nl/N=1 и l0/h=6.6 для тяжелого бетона находим

мм2.

Коэффициент армирования:

Процент армирования 0. 39% т. е. лежит в пределах оптимального армирования.

Таким образом, в результате проведённых расчётов видим, что

Аs, tot=638 мм2 > Аss =2247=494 мм2.

Поэтому продольную рабочую арматуру подбираем по наибольшей требуемой площади

Аs, tot=638 мм2.

Принимаем 6Ш12 A500 с АS=679 мм2 (+6. 4%)

Принятую продольную арматуру пропускаем по всей длине рассчитываемой монтажной единицы без обрывов. Колонна армируется сварным каркасом из арматуры диаметром 8 мм класса А240 с шагом S = 400 мм.

7. Расчет консоли колонны

Консоль колонны предназначена для опирания ригеля рамы. Консоли колонны бетонируются одновременно с ее стволом, поэтому выполняется также из тяжелого бетона класса В25 имеем расчетное сопротивление бетона Rb=13. 05 МПа, Rbt=0,945 МПа, модуль упругости бетона Еb=30 000 МПа. Продольная арматура выполняется из стали класса A400 с расчетным сопротивлением Rs=355 МПа. Поперечное армирование коротких консолей выполняется в виде горизонтальных двухветвевых хомутов из стержней диаметром 8 мм класса А240. Модуль упругости поперечных стержней Еs=200 000МПа. Консоль воспринимает нагрузку от одного междуэтажного перекрытия с грузовой площади щ/2 = 19. 095 м2.

Расчетная поперечная сила передаваемая на консоль, составляет:

Q=547. 5/2=273. 75 кН.

Принимаем вылет консоли lc=300 мм, высоту сечения консоли в месте примыкания ее к колонне, h=600мм. Угол наклона сжатой грани консоли к горизонту. Высота сечения у свободного края h1=600−300=300 мм > h/3=200 мм. Рабочая высота опорного сечения консоли h0=h-a=600−50=550 мм. Поскольку lc=300<0. 9h=495мм, консоль короткая.

Расстояние от приложения силы Q до опорного сечения консоли будет:

a= lc-lsup/2=300−240/2=180мм.

Проверяем прочность бетона на смятие под опорной площадкой:

МПа < Rb=13. 05 МПа.

Проверяем условие прочности по наклонной сжатой полосе:

Принимаем шаг горизонтальных хомутов Sw=150 мм.

Asw=nAsw1=2Ч50. 3=100.6 мм2.

Проверяем условие прочности:

= 0,8 1,06 13. 05 400 211,2 0,88 = 822 703 H

Площадь сечения продольной горизонтальной арматуры консоли As определяют по изгибающему моменту у грани колонны (в опорном сечении консоли), увеличенному на 25% за счет возможности отклонения фактического приложения нагрузки Q на консоль от ее теоретического положения в неблагоприятную сторону: M=1,25Q a.

М=1,25Qа=1,25 273. 750,18=61. 59 кН·м.

Площадь сечения арматуры будет равна:

мм2.

Принимаем 2Ш16 A400 с АS=402 мм2.

Список литературы

СНиП 2. 01. 07−85*. Нагрузки и воздействия [Текст]: утв. Госстроем России 29. 05. 2003: взамен СНиП II-6−74: дата введения 01. 01. 87. — М.: ГУП ЦПП, 2003. — 44 с.

СНиП 2. 03. 01−84. Бетонные и железобетонные конструкции [Текст]: Госстрой СССР — М.: ЦИТП, 1989. — 85 с.

СНиП 52−01−2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения [Текст]: утв. Государственным комитетом Российской Федерации по строительству и жилищно-коммунальному комплексу от 30. 06. 2003: взамен СНиП 2. 03. 01−84: дата введ. 01. 03. 2004. — М.: ГУП НИИЖБ, 2004. — 26 с.

СП 52−101−2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры [Текст]: утв. Государственным комитетом Российской Федерации по строительству и жилищно-коммунальному комплексу от 30. 06. 2003: взамен СНиП 2. 03. 01−84: дата введ. 01. 03. 2004. — М.: ГУП НИИЖБ, 2004. — 55 с.

Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций [Текст]: Научно-исследовательский институт бетона и железобетона Госстроя СССР. — М.: Стройиздат, 1975. — 192 с.

Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения) [Текст]: ГПИ Ленингр. Промстройпроект Госстроя СССР, ЦНИИпромзданий Госстроя СССР. — М.: Стройиздат, 1978. — 175 с.

Байков, В. Н. Железобетонные конструкции. Общий курс [Текст]: учеб. для вузов / В. Н. Байков, Э. Е. Сигалов. Изд. 5-е, перераб. и доп. — М.: Стройиздат, 1991. — 767 с.: ил.

Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций [Текст]. — М.: Стройиздат, 1975.

Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения) [Текст]. М.: Стройиздат, 1978.

Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры. [Текст]. — М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1988 г.

ПоказатьСвернуть
Заполнить форму текущей работой