Xreferat.com » Рефераты по строительству » Многоэтажное производственное здание

Многоэтажное производственное здание

ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО ПО ОБРАЗОВАНИЮ

ГОСУДАРСТВЕННОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ

ПЕРМСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ

Кафедра строительных конструкций


Курсовой проект

по теме:

МНОГОЭТАЖНОЕ ПРОИЗВОДСТВЕННОЕ ЗДАНИЕ


Выполнил: студент группы ПГС - 43

Арсенов Н.В.

Проверил: ассистент каф. СК

Смирнов А.Ю.


Пермь 2010


Содержание


Исходные данные для проектирования

1 Компоновка конструктивной схемы здания

1.1 Выбор несущих конструкций каркаса

1.2 Мероприятия по обеспечению жесткости и устойчивости каркаса

2 Статический расчет поперечной рамы

2.1 Назначение размеров элементов рамы и определение нагрузок, действующих на раму

2.1.1 Назначение предварительных размеров элементов рамы

2.1.2 Сбор нагрузок на перекрытие и покрытие

2.1.3 Уточнение размеров элементов рамы

2.1.4 Определение жесткостей элементов рамы

2.2 Расчетная схема и статический расчет поперечной рамы

2.3 Перераспределение усилий, построение огибающих эпюр

2.4 Вычисление продольных сил в колоннах первого этажа

3 Проектирование панели перекрытия

3.1 Назначение размеров и выбор материалов. Сбор нагрузок на продольные ребра. Расчетная схема. Определение усилий

3.2 Расчет панели на прочность по нормальному сечению

3.3 Вычисление геометрических характеристик приведенного сечения

3.4 Определение потерь предварительного напряжения и усилия обжатия

3.5 Расчет панели на прочность по наклонному сечению

3.6 Расчет панели по второй группе предельных состояний

3.7 Расчет полки панели

4 Проектирование ригеля

4.1 Расчет прочности ригеля по нормальному сечению

4.2 Расчет прочности ригеля по наклонному сечению

4.3 Построение эпюры материалов

4.3.1 Определение мест фактического обрыва нижних стержней

4.3.2 Определение мест фактического обрыва верхних стержней

5 Проектирование колонны

5.1 Расчет колонны на устойчивость и прочность

5.2 Расчет консоли колонны

5.3 Расчет стыка ригеля с колонной

6 Проектирование монолитного перекрытия

6.1 Компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия

6.2 Расчет и конструирование монолитной плиты

6.2.1 Определение шага второстепенных балок

6.2.2 Выбор материалов

6.2.3 Расчет и армирование плиты

6.3. Расчет по прочности второстепенной балки

6.3.1 Назначение размеров второстепенной балки и статический расчет

6.3.2 Расчет прочности второстепенных балок по нормальному сечению

6.3.3 Расчет прочности второстепенных балок по наклонному сечению

Библиографический список

ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ


Номер зачетной книжки – 06076.

Шифр № 276.

Количество этажей – nэт=6.

Высота этажа – hэт=3.3 м.

Количество пролетов – N=3 шт.

Район строительства – город Иваново.

Пролет здания L=6.4 м.

Шаг колонн здания B=5.8 м.

Нормативная временная нагрузка на междуэтажное перекрытие Р=14 кН/м2.

Условное расчетное сопротивление основания R0=0.27 МПа.

1 Компоновка конструктивной схемы здания


1.1 Выбор несущих конструкций каркаса


Каркас проектируемого здания сборный железобетонный и состоит из колонн и ригелей, образующих многоэтажные поперечные рамы с жесткими узлами. Конструктивными элементами здания являются также панели перекрытий, соединяющие рамы в единую пространственную систему, стеновое ограждение (стеновые панели и панели остекления) и фундаменты.

Колонны высотой на два этажа с явновидимыми консолями для опирания ригелей. Привязка колонн: средних – осевая (разбивочные оси совмещаются с геометрическими осями колонн), крайних – нулевая (разбивочные оси совмещаются наружными гранями колонн).

Ригели пролётом 6.4 м с предварительным напряжением с полками для опирания плит.

Наружные стены – навесные. Высота керамзитобетонных стеновых панелей (плотность керамзитобетона – 1000 кг/м3) – 0,9; 1,2; 1,8 м, толщина – 300 мм, высота панелей остекления – 1,2 м.


1.2 Мероприятия по обеспечению жесткости и устойчивости каркаса

Каркас здания рамно-связевой


Поперечная жесткость здания обеспечивается работой многоэтажных поперечных рам: колоннами, жестко заделанными в стаканы фундаментов и жестким сопряжением колонн с ригелями.

Продольная жесткость здания обеспечивается работой металлических связей, установленных на каждом этаже в середине температурного блока в каждом продольном ряду колонн, а так же плитами перекрытия, играющими роль связевых, устанавливаемых в уровне каждого этажа вдоль продольных рядов колонн.


Рис. 1.1. Маркировочная схема каркаса на отметке 3.3 м.


Рис. 1.2. Разрез 1-1.

2 Статический расчет поперечной рамы


2.1 Назначение размеров элементов рамы и определение нагрузок, действующих на раму


2.1.1 Назначение предварительных размеров элементов рамы

Поперечное сечение ригеля тавровое с полкой внизу (Рис. 2.1.).

Предварительная высота ригеля: hрпредв=(1/10…1/8)*l=(1/10…1/8)*6.4=(0.64…0.8) м, примем с учетом требования унификации hрпредв=0.7 м.

Предварительная ширина ригеля: bрпредв=(0.3…0.5)*hрпредв=(0.3…0.5)*0.7=(0.21…0.35), примем с учетом требования унификации bрпредв=0.3 м.


Рис. 2.1. Предварительное поперечное сечение ригеля.


Предварительно сечение колонны примем размером 400*400 мм.


2.1.2 Сбор нагрузок на перекрытие и покрытие

Нагрузка на ригель рамы принимается равномерно распределенной, т.к. количество сосредоточенных сил в пролете больше трех.

Вычисление нагрузок от покрытия и перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn=0.95 приведено в таблице 1.


Таблица 1.

Вычисление нагрузок от покрытия и перекрытия

№п/п Наименование нагрузки

Нормативная нагрузка, кН/м2

Коэффициент надежности по нагрузке, γf

Расчетная нагрузка, кН/м2

1 2 3 4 5

ПОКРЫТИЕ


I

ПОСТОЯННАЯ (gпок)




1

Два слоя линокрома ТУ 5774-002-13157915-98 10 кг/м2

10*9,81*0,95/1000

0.093

1.3

0.121

2

Цементо-песчанная стяжка ρ=1800 кг/м3, δ=20 мм

1800*0,02*9,81*0,95/1000

0.336

1.3

0.436

3

Пенополистирол ГОСТ 15588-86 ρ=50 кг/м3, δ=100 мм

50*0,1*9,81*0,95/1000

0.047

1.3

0.061

4

Рубероид 1 слой ГОСТ 10923-93 5 кг/м2

5*9,81*0,95/1000

0.047

1.3

0.061

5

Цементо-песчанная стяжка ρ=1800 кг/м3, δ=20 мм

1800*0,02*9,81*0,95/1000

0.336

1.3

0.436

6 Железобетонная панель покрытия высотой 400 мм.

2.75

1.1

3.025


ИТОГО: еgпок=g1+g2+g3+g4+g5+g6

3.607


4.140

II

ВРЕМЕННАЯ (Vпок)





Снеговая (Vпок)

2.28·0,7=1.596

1/0,7=1,428

2.4·0,95=2.28


ПОЛНАЯ: gпок=еgпок+Vпок

5.203


6.420


ПЕРЕКРЫТИЕ


I

ПОСТОЯННАЯ (gпер)




1

Керамические плитки ρ=1800 кг/м3, δ=13 мм

1800*0.013*9,81*0.95/1000

0.218

1.1

0.240

2

Слой цементного раствора ρ=1800 кг/м3, δ=20 мм

1800*0.02*9,81*0.95/1000

0.336

1.3

0.436

3

Выравнивающий слой из бетона ρ=2200 кг/м3, δ=20 мм

2200*0.02*9,81*0.95/1000

0.410

1.3

0.533

4 Железобетонная панель перекрытия высотой 400 мм.

2.75

1.1

3.025


ИТОГО: еgпер=g1+g2+g3+g4

3.714


4.234

II

ВРЕМЕННАЯ (Vпер)




1

Полезная (V1)

а) кратковременная

б) длительная

14

7

7


1.2

1.05


8.4

7.35

2

Перегородки (V2)

0.5

1.1

0.55


ИТОГО: еVпер=V1+V2

14.5


16.3


ПОЛНАЯ: gпер=еgпер+еVпер

18.214


20.534


Вычисляем расчетные нагрузки на 1 погонный метр ригеля:

1) ригель покрытия:

а) постоянная:

- от кровли и плит:


P1пок=Σgпок*B=4.140*5.8=24.010 кН/м,


-от массы ригеля:


P2пок=Sсеч*ρ*9.81*γfn/1000=0.286*2500*9.81*1.1*0.95/1000=7.330 кН/м.


ИТОГО:


Pgпок=P1пок+P2пок=24.010+7.330=31.340 кН/м.


б) временная (снеговая):


P3пок=Vпок*B=2.28*5.8=13.224 кН/м,

P3,длпок=0,5*P3пок=0,5*13.224=6.612 кН/м,

P3,крпок=(1-0,5)*P3пок=(1-0,5)*13.224=6.612 кН/м,


Полная погонная расчетная нагрузка на ригель покрытия:

Pпок=Pgпок+P3пок=31.340+13.224=44.564 кН/м.


2) ригель перекрытия:

а) постоянная:


- от пола и панелей: P1пер=Σgпер*B=4.234*5.8=24.558 кН/м,

- от массы ригеля: P2пер=P2пок=7.330 кН/м,

ИТОГО: Pgпер=P1пок+P2пок=24.558+7.330=31.8876 кН/м.


б) временная:


- от перегородок: P3пер=V2*B=0.55*5.8=3.19 кН/м,

- полезная: P4пер=V1*B=(8.4+7.35)*5.8=91.35 кН/м,

PV,длпер=P3пер+0.5*P4пер=3.19+0.5*91.35=48.865 кН/м,

PV,крпер=(1-0,5)*P4пер=(1-0,5)*91.35=45.675 кН/м.

ИТОГО: PVпер=P3пер+P4пер=3.19+91.35=94.5400 кН/м.


Полная погонная расчетная нагрузка на ригель перекрытия:


Pпер=Pgпер+PVпер=31.8876+94.5400=126.428 кН/м.


2.1.3 Уточнение размеров элементов рамы

1. Определение размеров сечения ригеля.

Для уточнения предварительно принятых размеров сечения ригеля вычисляется требуемая высота на основании упрощенного расчета. Опорный момент приближенно принимаем равным: М=(0,6…0,7)*М0, где М0пер*L2/8–изгибающий момент в ригеле, вычисленный как для однопролетной балки.

М0=126.428*6.42/8=647.309 кН*м.

М=0,7*647.309=453.117 кН*м.

Примем бетон ригеля марки B25, с расчетным сопротивлением сжатию: Rb=14.5 МПа, тогда рабочая высота ригеля:


h0==(453.117/(0.2888*14.5*0.3*1000))0,5=0.6006 м=60.06 см,


где А0оптопт*(1-0,5*ξопт)=0.35*(1-0,5*0.35)=0.2888 м2.


Высота ригеля: hр=h0+as=60.06+7=67.06 см.


Принимаем ригель высотой hр=70 см и шириной bр=30 см из бетона класса B25 (Рис. 2.2.)


Рис. 2.2. Поперечное сечение ригеля.


2. Определение размеров сечения колонн.

Нагрузка на среднюю и крайнюю колонны нижнего этажа:


Nср=Pпок*L+Pпер*L*(nэт-1)=44.564*6.4+126.428*6.4*(6-1)=4330.891 кН;

Nкр=Nср/2=4330.891/2=2165.445 кН.


Примем бетон средней колонны марки B30, с расчетным сопротивлением сжатию Rb=17 МПа, крайней – B30 (Rb=17 МПа) тогда требуемая площадь сечения средней и крайней колонн нижнего этажа:


Асртр=(1,1…1,5)*Nср/(γb2*Rb)=1.1*4330.891/0.9*17=3113.712 см2;

Акртр=(1,1…1,5)*Nкр/(γb2*Rb)=1.1*2165.445*10/0.9*17=1556.856 см2.


Задаемся шириной колонны bcol=40 см, тогда требуемая высота сечения колонн нижнего этажа:


hср сolтрсртр/bcol=3113.712/40=77.84 см;

hкр сolтркртр/bcol=1556.856/40=38.92 см.


Учитывая, что кроме бетона нагрузку воспринимает арматура, примем следующие сечения колонн:


- средних – bср col*hср сol=400*600 мм из бетона класса B30.

- крайних – bкр col*hкр сol=400*400 мм из бетона класса B30.


Расчетные пролеты ригелей (расстояния между осями колонн):


- в крайних пролетах l01=L-hкр сol/2=6400-400/2=6200 мм;

- в средних пролетах l02=L=6400 мм.


2.1.4 Определение жесткостей элементов рамы

Длину стоек, вводимых в расчет, принимаем равной высоте этажа hэт=3.3 м.

Средняя расчетная длина ригелей:


l0=(l01+l02)/2=(6200+6400)/2=6300 мм=6.3 м.


Расстояние от центра тяжести сечения до нижней грани сечения ригеля:


y=S/Ap=0.090/0.286=0.3147 м,


где Ap=bp*hp=0.3*0.7=0.286 м2.

S=bp*hp2/2+2*0,02*hпл*0,5*(hp-hпл+hпл/3)+2*0,17*0,1*(hp-hпл-0,05)+2*0,17*(hp-hпл-0,1)2*0,5*2/3=0.3*0.72/2+2*0,02*0.4*0,5*(0.7-0.4+0.4/3)+2*0,17*0,1*(0.7-0.4-0,05)+2*0,17*(0.7-0.4-0,1)2*0,5*2/3=0.090 м3

статический момент относительно нижней грани сечения.

Определим жесткости ригеля (1), средних стоек (2) и крайних стоек (3), а также их соотношения.

1) Момент инерции сечения ригеля относительно центра тяжести:


Ip=bp*hp3/12+bp*hp*(hp/2-y)2=0.3*0.73/12+0.3*0.7*(0.7/2-0.3147)2=0.00884 м4.


Погонная жесткость ригеля (ригель из бетона класса B25, бетон подвергнут тепловой обработке, Eb=27000 МПа):


ip=Eb*Ip/l0=27*103*0.00884/6.3=37872 кН*м.


2) Момент инерции сечения средней стойки:


Iсрs3=bсрcol*hсрcol3/12=0.4*0.63/12=0.0072 м4.


Погонная жесткость средних стоек (колонна из бетона класса B30, бетон подвергнут тепловой обработке Eb=29000 МПа):


i3s=i’3s=Eb*Iсрs3/hэт=29000*103*0.0072/3.3=63273 кН*м.

Соотношение жесткостей:


η3=(i3s+1,5*i’3s)/ip=(63273+1,5*63273)/37872=4.177.


3) Момент инерции сечения крайней стойки:


Iкрs4=bкрcol*hкрcol3/12=0.4*0.43/12=0.00213 м4.


Погонная жесткость крайних стоек (колонна из бетона класса B30, бетон подвергнут тепловой обработке Eb=29000 МПа):


i4s=i’4s=Eb*Iкрs4/hэт=29000*103*0.00213/3.3=18747 кН*м.


Соотношение жесткостей:


η4=(i4s+1,5*i’4s)/ip=(18747+1,5*18747)/37872=1.238.


2.2 Расчетная схема и статический расчет поперечной рамы


Расчетная схема поперечной рамы изображена на рис. 2.3.


Рис. 2.3. Расчетная схема поперечной рамы.


Статический расчет поперечной рамы проведем в программе RAMA2. Исходные данные для выполнения расчета сведены в таблицу 2.


Таблица 2.

Исходные данные для программы RAMA2.

Величина

l01

l02

Pgпер

PVпер

η3

η4

Обозначение в программе L01 L02 Pgпер Pvпер K1 K2
Значение

6.2000

6.4000

30,6830

94.5400

4.1770

1.2380


╔═══════════════════════════════════════════════════════════════════════╗

║ Исходные данные ║

╠═══════════╦═══════════╦═══════════╦═══════════╦═══════════╦═══════════╣

║ L01 ║ L02 ║ Pgper ║ Pvper ║ K1 ║ K2 ║

║ [м] ║ [м] ║ [кН/м] ║ [кН/м] ║ ║ ║

╠═══════════╬═══════════╬═══════════╬═══════════╬═══════════╬═══════════╣

║ 6.2000║ 6.4000║ 30.6830║ 94.5400║ 4.1770║ 1.2380║

╚═══════════╩═══════════╩═══════════╩═══════════╩═══════════╩═══════════╝


╔═════════════════════════════════════════════════════════════════════╗

║ Изгибающие моменты в ригеле [кН/м] ║

╠═════╦═══════╦═══════╦═══════╦═══════╦═══════╦═══════╦═══════╦═══════╣

║ ║ M A ║ M1 ║ M2 ║ M3 ║ M BL ║ M BP ║ M4 ║ M5 ║

╠═════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╣

║ 1+2 ║-370.04║ 84.93║ 239.04║ 92.31║-355.27║-195.84║ -78.01║ -38.74║

╠═════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╣

║ 1+3 ║ -57.79║ 12.03║ 8.15║ -69.46║-220.78║-386.36║ 94.49║ 254.78║

╠═════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╣

║ 1+4 ║-307.31║ 95.20║ 196.87║ -2.31║-502.35║-497.22║ -16.36║ 143.93║

╚═════╩═══════╩═══════╩═══════╩═══════╩═══════╩═══════╩═══════╩═══════╝


╔═══════════════════════════════════════════════════════╗

║ Поперечные силы в ригеле [кН] ║

╠═════════════╦═════════════╦═════════════╦═════════════╣

║ Q A ║ Q BL ║ Q BP ║ Q CL ║

╠═════════════╬═════════════╬═════════════╬═════════════╣

║ 390.5728║ -385.8098║ 98.1856║ -98.1856║

╠═════════════╬═════════════╬═════════════╬═════════════╣

║ 68.8292║ -121.4054║ 400.7136║ -400.7136║

╠═════════════╬═════════════╬═════════════╬═════════════╣

║ 356.7342║ -356.7342║ 400.7136║ -400.7136║

╚═════════════╩═════════════╩═════════════╩═════════════╝


╔═══════════════════════════════════════════════════════════════════════╗

║ Изгибающие моменты в колоннах [кН/м] ║

╠═════╦══════════╦══════════╦══════════╦══════════╦══════════╦══════════╣

║ ║ M AB ║ M AH ║ M A0 ║ M BB ║ M BH ║ M B0 ║

╠═════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╣

║ 1+2 ║ 148.0145║ -222.0217║ 111.0108║ -63.7738║ 95.6606║ -47.8303║

╠═════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╣

║ 1+3 ║ 23.1171║ -34.6757║ 17.3379║ 66.2340║ -99.3509║ 49.6755║

╠═════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╣

║ 1+4 ║ 122.9247║ -184.3871║ 92.1936║ -2.0516║ 3.0774║ -1.5387║

╚═════╩══════════╩══════════╩══════════╩══════════╩══════════╩══════════╝

Способ выравнивания – Луговой


╔══════════════════════════════════════════════════╗

║ Выравненные изгибающие моменты в ригеле [кН/м] ║

╠═════╦════════╦════════╦════════╦════════╦════════╣

║ ║ M A ║ M2 ║ M BL ║ M BP ║ M5 ║

╠═════╬════════╬════════╬════════╬════════╬════════╣

║ 1+2 ║ -370.04║ 239.04║ -355.27║ -195.84║ -38.74║

╠═════╬════════╬════════╬════════╬════════╬════════╣

║ 1+3 ║ -57.79║ 8.15║ -220.78║ -386.36║ 254.78║

╠═════╬════════╬════════╬════════╬════════╬════════╣

║ 1+4 ║ -307.31║ 254.86║ -386.36║ -386.36║ 199.35║

╚═════╩════════╩════════╩════════╩════════╩════════╝


2.3 Перераспределение усилий, построение огибающих эпюр


Рис. 2.4. Эпюры изгибающих моментов и поперечных сил в упругой стадии для различных комбинаций загружения ригелей.


Выравнивание для сочетания нагрузок 1+2.

1) Условия MBL>MA, MBL>M2 не выполняются, перераспределение невозможно.

Выравнивание для сочетания нагрузок 1+3.


1) ∆М=0.5*(MBP5)=0.5*(368.36-254.78)=56.79 кН*м.

2) 0,3*MBP=0,3*368.36=110.508 кН*м.

3) Принимаем ∆М=56.79 кН*м.


Выравнивание для сочетания нагрузок 1+4.

Максимальный момент в Мmax=502.35 кН*м первом пролете.

Перераспределение начнем с первого пролета:

1) ∆М=0.75*(502.35-307.31)=146.28 кН*м.

2) 0,3*Мmax=0,3*502.35=150.705 кН*м.

3) Принимаем в первом пролете ∆М=146.28 кН*м.

4) Принимаем во втором пролете ∆М=141.15 кН*м.


Рис. 2.5. Огибающие эпюры.


2.4 Вычисление продольных сил в колоннах первого этажа


Нагрузка от собственной массы крайней и средней колонн:


Nсcolкр=bcolкр*hcolкр*ΣHcolcol*g*γfn=0.4*0.4*19.8*2.5*9,81*1.1*0.95=81.191 кН,

Nсcolср=bcolср*hcolср*ΣHcolcol*g*γfn=0.4*0.6*19.8*2.5*9,81*1.1*0.95=121.787 кН,


где ΣHcol=hэт*nэт=3.3*6=19.8 м – суммарная высота колонны,

ρcol=2.5 т/м3 – плотность бетона колонны.

Нагрузка от остекления:


Nост=lост*ΣHостостfn=5.8*7.2*0.4*1,1*0,95=17.456 кН,


lост=B=5.8 м – шаг рам,

ΣHост=1,2*nэт=1,2*6=7.2 м суммарная высота остекления,

ρост=0.4 кН/м2 – вес 1 м2 остекления.

Нагрузка от навесных стеновых панелей:


Nп=bп*lп*ΣHпп*g*γfn=0.3*5.8*12.6*9,81*1*1,2*0,95=245.185 кН,


где bп=0.3 м – толщина стеновой панели,

lп=B=5.8 м – длина панели (шаг рам),


ΣHп=ΣHcol-ΣHост=19.8-7.2=12.6 м – суммарная высота стеновых панелей,


ρп=1 т/м3 – плотность бетона стеновой панели.

Суммарная нагрузка от навесных стеновых панелей и остекления:


Nст=Nп+Nост=245.185+17.456=252.385 кН.


Продольная сила, действующая соответственно на крайнюю и среднюю колонны:

Nкрcol=Nсcolкр+Pпок*l01/2+(nэт-1)*Pпер*l01/2+Nст=81.191+44.564*6.2/2+(6-1)*126.428*6.2/2+252.385=2431.352 кН,

Nсрcol=Nсcolср+Pпок*(l01+l02)/2+(nэт-1)*Pпер*(l01+l02)/2=

=121.787+44.564*(6.2+6.4)/2+(6-1)*126.428*(6.2+6.4)/2=4385.008 кН.

3 Проектирование панели перекрытия


3.1 Назначение размеров и выбор материалов. Сбор нагрузок на продольные ребра. Расчетная схема. Определение усилий


Проектируем ребристую панель перекрытия с предварительно напряженной арматурой.

Продольное ребро свободно опирается на ригель и рассматривается как балка, свободно опертая на двух опорах и загруженная равномерно распределенной нагрузкой.


Рис. 3.1. Конструктивная и расчетная схемы панели и эпюры усилий.


Принимаем следующие размеры:

- зазор между гранью ригеля и торцом плиты принимаем d=30 мм;

- длина площадки опирания: lоп=100 мм;

- длина плиты lпл=B-bp-2*d-2*d=5800-300-2*30-2*20=5400 мм;

- высота продольного ребра – 400 мм;

- ширина продольного ребра внизу –70 мм;

- ширина продольного ребра вверху –100 мм;

- ширина поперечных ребер внизу – 50 мм;

- ширина поперечных ребер вверху – 70 мм;

- толщина полки hf’=50 мм.

- конструктивная ширина основной панели:


bf=(L-n*d)/n=(6400-4*30)/4=1570 мм,


где n=4 шт – количество плит в пролете,

d=30 мм – зазор между гранями продольных ребер панелей.

- номинальная ширина панелей:

а) основной bf’=bf+d=1600 мм,

б) доборной bfдоб=bf’/2=800 мм.

Материалы плиты:

- тяжелый бетон класса B25; γb2=0.9; Rb=14.5 МПа, Rbt=1.05 МПа, Rb,ser=18.5 МПа, Rbt,ser=1.6 МПа, Eb=27000 МПа, подвергнут тепловой обработке;

- напрягаемая арматура класса A800: Rs=680 МПа, Rs,ser=785 МПа, Es=190000 МПа;

- ненапрягаемая продольная арматура класса A400: 2 каркаса, диаметры ds=dsc=8 мм, As=Asc=100.5 мм2, Rs=R=355 МПа, Rs,ser=390 МПа, Es=E=200000 МПа;

- ненапрягаемая поперечная арматура класса B500, Rsw=260 МПа, Rs,ser=395 МПа, Es=170000 МПа;

- полка панели армируется сетками из арматуры класса B500, Rs=260 МПа, Rs,ser=395 МПа, Es=170000 МПа.

Способ напряжения арматуры – электротермический на упоры формы.

Расчетный пролет панели:

lр=lпл-lоп=5400-100=5300 мм.


Полная нормативная погонная нагрузка на панель перекрытия:


Pn=gперn*bf’=18.214*1.6=29.142 кН/м.


Полная расчетная погонная нагрузка на панель перекрытия:


P=gпер*bf’=20.534*1.6=32.855 кН/м.


Временная расчетная погонная нагрузка на панель перекрытия:


Pv=ΣVпер*bf’=16.3*1.6=26.080 кН/м.


Максимальные усилия:


Мmax=P*lр2/8=32.855*5.32/8=115.361 кН*м;

Qmax=P*lр/2=32.855*5.3/2=87.065 кН.


3.2 Расчет панели на прочность по нормальному сечению


В расчет вводится приведенное тавровое сечение с полкой в сжатой зоне (Рис 3.2.).

Ширина полки приведенного таврового сечения bf’=1.6 м.

Толщина полки hf’=0.05 м.

Ширина ребра при расчете по предельным состояниям первой группы:


b1=2*bребниз+d=(2*70+30)/1000=0.17 м.


Ширина ребра при расчете по предельным состояниям второй группы:

b2=bребниз+bребвер+d=(70+100+30)/1000=0.2 м.


Высота таврового сечения h=0.4 м.

Расстояние от центра напрягаемой арматуры до нижней грани аsp=0.05 м.


Рабочая высота сечения h0=h-аsp=0.4-0.05=0.35 м.


Расчет ведем в предположении, что сжатой ненапрягаемой арматуры не требуется:


Rb*bf’*hf’*(h0-0.5*hf’)=14500*1.6*0.05*(0.35-0.5*0.05)=377 кН*м > Mmax=115.361 кН*м,


т.е. граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b=bf’=1.6 м.

Определим значение am:


am=Mmax/(Rb*b*h02)=115.361/(14500*1.6*0.352)=0.0406


Определим значение xR.

При подборе напрягаемой арматуры, когда неизвестно значение ssp, рекомендуется принимать σsp/Rs=0.6, тогда при классе арматуры A800 xR=0.41.


aR=xR*(1-xR/2)=0.41*(1-0.41/2)=0.326>am=0.0406,


т.е. сжатой арматуры действительно не требуется, тогда:

x=1-(1-2*am)0.5=1-(1-2*0.0406)0.5=0.041,

gs3=1,25-0,25*x/xR=1,25-0,25*0.041/0.41=1.22>1,1 => примем коэффициент условий работы gs3=1.1.


Тогда при Аs=100.5 мм2:


Asp=(x*Rb*b*h0-Rss)/(gs3*Rsp)=

=(0.041*14.5*1.6*0.35*106-355*100.5)/(1.1*680)=402.26 мм2.


Принимаем продольную напрягаемую арматуру: 2Ж18 A800 (Asp=508.9 мм2).


3.3 Вычисление геометрических характеристик приведенного сечения


Рис. 3.2. Приведенное сечение.


Ординаты центров тяжести:


y1=h-0.5*hf’=40-0.5*5=37.5 см;

y2=0.5*(h-hf’)=0.5*(40-5)=17.5 см.


Площадь приведенного сечения:

Ared=A+α*Asp=1395+7.037*5.089=1430.81 см2,


где A=A1+A2=800+595=1395 см2– площадь бетонной части поперечного сечения панели;


A1=hf’*bf’=5*160=800 см2;

A2=(h-hf’)*b1=(40-5)*17=595 см2;


a=Еsb=190000/27000=7.037 – коэффициент приведения арматуры к бетону.

Статический момент площади сечения бетона относительно растянутой грани:


Sred=A1*y1+A2*y2+α*Asp*asp=800*37.5+595*17.5+7.037*5.089*5=40591.6 см3.


Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до растянутой грани:


y0=Sred/Ared=40591.6/1430.81=28.37 см.


Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести:


Ired=I1+I2+α*Isp+A1*(y0-y1)2+A2*(y0-y2)2+α*Asp*(y0sp)2=

=bf’*(hf’)3/12+bf’*(h-hf’)3/12+α*π*dsp4/64+A1*(y0-y1)2+A2*(y0-y2)2+α*Asp*(y0sp)2=

=160*(5)3/12+160*(40-5)3/12+7.037*π*1.84/64+800*(28.37-37.5)2+595*(28.37-17.5)2+7.037*5.089*(28.37-5)2=729886.0 см4.

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней и по верхней зонам:


Wred=Ired/y0=729886.0/28.37=25727.8 см3,

Wred’=Ired/(h-y0)=729886.0/(40-28.37)=62756.5 см3.


3.4 Определение потерь предварительного напряжения и усилия обжатия


Предварительные напряжения без потерь ssp=0.9*Rsp.ser=0.9*785=706.5 МПа.

Первые потери:

1. Потери от релаксации напряжений арматуры при электротермическом способе натяжения для арматуры классов А800:

Dssp1=0,03*ssp=0,03*706.5=21.195 МПа.

2. Изделие при пропаривании нагревается вместе с формой и упорами, поэтому температурный перепад между ними равен нулю и, следовательно, Dssp2=0 МПа.

3. Потери от деформации стальной формы при электротермическом способе натяжения арматуры Dssp3=0 МПа.

4. Потери от деформации анкеров при электротермическом способе натяжения арматуры Dssp4=0 МПа.

Суммарные первые потери


Dssp(1)=Dssp1+Dssp2+Dssp3+Dssp4=21.195 МПа.


Усилие обжатия с учетом первых потерь:


P(1)=Asp*(ssp-Dssp(1))=508.9*(706.5-21.195)/103=348.78 кН.

Максимальное сжимающее напряжение бетона sbp от действия усилия P(1):


sbp=P(1)/Ared+P(1)0р1s/Ired=(348.78/1430.81+348.78*23.37*28.370/729886.0)*10=5.61 МПа < 0,7*Rb=10.15 МПа,


где e0p1=ysp=y0sp=28.37-5=23.37 см – эксцентриситет усилия Р(1) относительно центра тяжести приведенного сечения элемента,

уs=y0=28.370 см – расстояние от центра тяжести приведенного сечения до наиболее сжатой грани в стадии обжатия.

Вторые потери:

5. Потери от усадки бетона:


Dssp5=eb,sh*Es=0.0002*190000=38 МПа,


где eb,sh=0.0002 – деформация усадки бетона (для бетона класса B25).

6. Потери напряжений в напрягаемой арматуре от ползучести бетона:


Dssp6=0,8*jb,cr*a*sbp/[1+a*msp*(1+e0p1*aspred/Ired)*(1+0.8*jb,cr)]=0,8*2.5*7.037*5.61/[1+7.037*msp*(1+23.37*5*1430.81/729886.0)*(1+0.8*2.5)]=64.89 МПа,


где jb,cr=2.5 – коэффициент ползучести бетона;

a=Еsb=190000/27000=7.037 – коэффициент приведения арматуры к бетону;

mspsp/А=5.089/1395=0.00365 – коэффициент армирования.


Суммарные вторые потери

Dssp(2)=Dssp5+Dssp6=38+64.89=102.89 МПа.


Общие потери


Dssp=Dssp(1)+Dssp(2)=21.195+102.89=124.09 МПа > 100 МПа =>

Dssp=124.09 МПа < 0.3*ssp=211.95 МПа =Dssp=124.09 МПа.


Напряжение с учетом всех потерь:


ssp2=ssp-Dssp=706.5-124.09=582.41 МПа.


Усилие обжатия от напрягаемой арматуры в растянутой зоне с учетом всех потерь напряжений:

Р=ssp2*Asp-Dssp(2)*As=582.41*508.9-102.89*100.5=286.07 кН.


3.5 Расчет панели на прочность по наклонному сечению


Наибольшая поперечная сила в опорном сечении: Qmax=87.065 кН.


Np=0,7*P=0,7*286.067=200.247 кН/м,

Nb=1,3*Rb*A1=1,3*14.5*68000=1281800 Н/м > Np=200.247 кН/м => Nb=1281.8 кН/м,


где A1=b1*h=170*400=68000 мм2 – площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки.


Отношение Np/Nb=200.247/1281.8=0.156.


Определим коэффициент jn:

jn=1+3*Np/Nb-4*(Np/Nb)2=1+3*0.156-4*(0.156)2=1.371, тогда

Mb=1.5*jn*Rbt*b1*h02=1,5*1.371*1.05*170*0.352=44.97 кН*м.

q1=P-0,5*Pv=32.855-0,5*26.080=19.815 кН/м.

Qb1=2*(Mb*q1)0.5=2*(44.97*19.815)0.5=59.701 кН < 2*Mb/h0-Qmax=2*44.97/0.35-87.065=169.904 кН.

qsw=(Qmax-Qb1)/(1.5*h0)=(87.065-59.701)/(1.5*0.35)=52.121 кН/м.

jn*Rbt*b1*h0=1.371*1.05*170*0.35=85.66 кН.

Qb1=59.701 кН < jn*Rbt*b1*h0=1.371*1.05*170*0.35=85.66 кН. =>

при Qb1<jn*Rbt*b*h0 принимаем

qsw=(Qmax-Qb.min-3*h0*q1)/(1.5*h0)=(87.065-42.828-3*0.35*19.815)/(1.5*0.35)=44.631 кН/м, где

Qb,min=0,5*jn*Rbt*b*h0=0,5*1.371*1.05*170*0.35=42.828 кН.

Итак, qsw=44.631 кН/м.

qsw=44.631 кН/м < 0,25*jn*Rbt*b1=0,25*1.371*1.05*170=61.183 кН/м

Так как qsw<0,25*jn*Rbt*b тогда:

qsw=(Qmax/h0+8*q1)/1.5-[((Qmax/h0+8*q1)/1.5)2-(Qmax/(1.5*h0))2]0.5=

=(87.065/0.35+8*19.815)/1.5-[((87.065/0.35+8*19.815)/1.5)2-(87.065/(1.5*0.35))2]0.5=

=56.530 кН/м.

(Qmax/h0-3*q1)/3.5=(87.065/0.35-3*19.815)/3.5=54.089 кН/м.

qsw=56.530 кН/м >(Qmax/h0-3*q1)/3.5=54.089 кН/м => qsw=56.530 кН/м.


Окончательно получим qsw=56.530 кН/м.

Шаги хомутов у опоры S1 и в пролете S2 должны быть:

S1≤0,5*h0=0,5*350=175 мм,

S1≤300 мм,

S2≤0,75*350=0,75*350=262.5 мм,

S2≤500 мм.

Шаг хомутов, учитываемых в расчете, должен быть не более значения:

Sw.max=jn*Rbt*b1*h02/Qmax=1.371*1.05*170*0.352/87.065=344.3 мм.


Принимаем шаг хомутов у опоры S1=150 мм, в пролете S2=250 мм.

Требуемая площадь поперечной арматуры


Asw=qsw*S1/Rsw=56.530*150/260=32.61 мм2.


Принимаем в поперечном сечении 2 хомута диаметром 5 мм (Asw=39.3 мм2).

Фактические интенсивности усилий воспринимаемых хомутами у опоры и в пролете:


qsw1=Rsw*Asw/S1=260*39.3/150=68.068 кН/м;

qsw2=Rsw*Asw/S2=260*39.3/250=40.841 кН/м.


Определим длину участка с наибольшей интенсивностью хомутов qsw1.


Dqsw=0,75*(qsw1-qsw2)=0,75*(68.068-40.841)=20.420 кН/м > q1=19.815 кН/м.


Dqsw≥q1 =>

Длина участка с интенсивностью хомутов qsw1:


l1=(Qmax-(Qb.min+1.5*qsw2*h0))/q1-2*h0=(87.065-(42.828+1.5*40.841*0.35))/19.815-2*0.35=0.450 м,


где Qb min=0,5*jn*Rbt*b1*h0=0,5*1.371*1.05*170*0.35=42.828 кН.

Принимаем длину приопорного участка с шагом хомутов S1 - l1=450 мм.

Количество шагов поперечной арматуры у опор

n1=l1/S1=450/150=3.00

Округляем количество шагов поперечной арматуры у опор n=4

Уточненная длина приопорного участка с шагом хомутов S1:


l=nу*S1=4*150=600 мм.


Примем выпуск продольной арматуры 25 мм, расстояние от края продольной арматуры до торца плиты понизу 150 мм, тогда суммарная длина приопорного участка с шагом хомутов S1 и выпуска продольной арматуры с расстоянием от края продольной арматуры до торца равно:

l/=600+25+150=775 мм.

Длина участка с шагом хомутов S2:


l2=lпл-2*l/=5400-2*775=3850 мм.


Количество шагов поперечной арматуры в середине ригеля:


n2=l2/S2=3850/250=15.4


Округляем количество шагов поперечной арматуры в середине ригеля n=15.

Уточненная длина приопорного участка с шагом хомутов S2:


l=nу2*S2=15*250=3750 мм.


Шаг доборных стержней S3=(lпл-2*l/-l)/2=(5500-2*2050-1400)=50 мм.

Рис. 3.3. Каркас КР1 продольного ребра панели перекрытия.


3.6 Расчет панели по второй группе предельных состояний


Нормативная длительно-действующая нагрузка:


Рnl=(gпер.n-Vпер.nкр)*bf’=(18.214-7)*1.6=17.942 кН/м.


Предельно-допустимый прогиб плиты:

fu=1/200*lp=1/200*5.3=0.0265 м.

Расчет производится на ЭВМ с помощью программы “PLITA”. Исходные данные для выполнения расчета сведены в таблицу 3.


Таблица 3.

Исходные данные для программы PLITA.

N п/п Исходная величина Обозначение Размерность Значение
1

Масса 1 м2 плиты

gпл

кг

275

2 Расчетная погонная нагрузка Р кН/м

32.855

3 Нормативная погонная нагрузка

Рn

кН/м

29.142

4 Нормативная длительно-действующая нагрузка

Рnl

кН/м

17.942

5 Ширина ребра плиты b м

0.2

6 Ширина сжатой полки плиты

bf

м

1.6

7 Высота сжатой полки плиты

hf

м

0.05

8 Ширина растянутой полки плиты

bf

м

0.2

9 Высота растянутой полки плиты

bf

м

0

10 Высота плиты h м

0.4

11 Расчетный пролет плиты

lp

м

5.3

12 Длина площадки опирания плиты

Lоп

м

0.1

13 Расстояние от торца до места строповки петель

Lпет

м

0,075

14 Класс бетона

25

15 Передаточная прочность бетона

Rbp

МПа

17.5

16 Расчетное сопротивление напрягаемой арматуры

Rsp

МПа

680

17 Начальные напряжения в напрягаемой арматуре

σsp

МПа

582.41

18 Модуль упругости сжатой зоны

Es

МПа

200000

19 Модуль упругости напрягаемой арматуры

Esp

МПа

190000

20 Площадь сжатой арматуры

As

м2

0.0001005

21 Площадь напрягаемой арматуры

Asp

м2

0.0005089

22 Диаметр напрягаемой арматуры D мм

18

23 Расстояние от ц.т. сжатой арм. до верхней грани А’ м

0.03

24 Расстояние от центра тяжести напрягаемой арматуры до нижней грани плиты а м

0.05

25 Расстояние от центра тяжести нижнего ряда напрягаемой арматуры до нижней грани плиты

А1

м

0.05

26 Предельно-допустимый прогиб плиты

fu,

м

0.0265


3.7 Расчет полки панели


Рис. 3.4. Схема панели перекрытия


Определяем расчетный случай:


l1=bf’-2*100=1600-2*100=1400 мм;

l2=lпл/4-70=5400/4-70=1280 мм;

l1/l2=1400/1280=1.094<2; l2/l1=1280/1400=0.914<2; =>

полка работает как плита, опертая по контуру.


Таблица 4.

Вычисление нагрузок на полку панели перекрытия.

№п/п Наименование нагрузки Нормативная нагрузка, кН/м2

Коэффициент надежности по нагрузке, γf

Расчетная нагрузка, кН/м2
1 2 3 4 5

ПЕРЕКРЫТИЕ


I ПОСТОЯННАЯ (gпер)


1

Керамические плитки ρ=1800 кг/м3, δ=13 мм

1800*0.013*9,81*0.95/1000

0.218 1.1 0.240
2

Слой цементного раствора ρ=1800 кг/м3, δ=20 мм

1800*0.02*9,81*0.95/1000

0.336 1.3 0.436
3

Выравнивающий слой из бетона ρ=2200 кг/м3, δ=20 мм

2200*0.02*9,81*0.95/1000

0.410 1.3 0.533
4

Собственный вес полки ρ =2500 кг/м3; δ =50мм

2500*0,05*9,81*0,95/1000

1.1649 1.1 1.2814

ИТОГО: еgпер=g1+g2+g3+g4

2.129
2.491
II ВРЕМЕННАЯ (Vпер)


1

Полезная (V1)

а) кратковременная

б) длительная

14

7

7


1.2

1.05


8.4

7.35

2 Перегородки (V2) 0.5 1.1 0.55

ИТОГО: еVпер=V1+V2

14.5
16.3

ПОЛНАЯ: gпер=еgпер+еVпер

16.629
18.791

Расчетная нагрузка на полосу шириной 1 м:


q=gпер*1=18.791*1=18.791 кН/м.


Изгибающие моменты в полке:


М1II’=q*l12*(3*l2-l1)/[12*(4*l2+2.5*l1)]=

=18.791*1.42*(3*1.28-1.4)/[12*(4*1.28+2.5*1.4)]=0.869 кН*м;

МIIII’=0,75*М1=0,75*0.869=0.652 кН*м;

М2=0,5*М1=0,5*0.869=0.434 кН*м.


Определяем площадь, подбираем диаметр и шаг рабочих стержней сетки в поперечном направлении:


А01/(Rb*h02*100*γb2)=0.869*105/(14.5*352*100*0,9)=0.0489 м2.


где h0=h-as=50-15=35 мм.

Определяем h=0.9749.

Принимаем стержни из арматуры класса Вр500: Rs=360 МПа, Rs ser=260 МПа, Es=170000 МПа.


Аs1/(Rs*h0*h)=0.869*106/(360*35*0.9749)=70.723 мм2.


Принимаем шаг стержней в поперечном направлении S1=200 мм, тогда количество рабочих стержней, приходящихся на расчетную полосу шириной 1 метр n1=1000/200+1=6;


Аs1s/n1=70.723/6=11.787 мм2.


Принимаем Ж4 Вр500 (Аs1=12.566 мм2).

Аналогично определяем и шаг рабочих стержней в продольном направлении.


А0II/(Rb*h02*100*γb2)=0.652*105/(14.5*352*100*0,9)=0.0367 м2;


Определяем h=0.9812.


АsII/(Rs*h0*h)=0.652*106/(360*35*0.9749)=52.700 мм2.


Принимаем шаг стержней в продольном направлении S2=200 мм, тогда n2=1000/200+1=6;


Аs2s/n2=52.700/6=8.783 мм2.


Принимаем Ж4 Вр500 (Аs2=12.566 мм2).

Принимаем сетку С1 марки (Рис. 3.5.)

Для восприятия растягивающих напряжений от действия изгибающих моментов МI и МI’ вдоль продольных ребер укладываются сетки С1 марки с рабочими стержнями Ж4 Вр500 в поперечном направлении с шагом S=200 мм.

Армирование поперечных ребер выполняется сварными каркасами КР2 с продольными стержнями диметром 8 мм из стали класса А400 с поперечными стержнями диаметром 4 мм из стали класса Вр500, устанавливаемыми с шагом S=200 мм.


Рис. 3.5. Сварные сетки С1 и С2 для армирования полки панели.

4. Проектирование ригеля


4.1. Расчет прочности ригеля по нормальному сечению


Рассматривается ригель 1-ого пролета.

Ригель таврового сечения со свесами в растянутой зоне, с ненапрягаемой продольной рабочей арматурой (рис. 2.2.). Расчетное сечение ригеля – прямоугольное размерами: bр=300 мм, hр=700 мм. Площадь сечения консольных свесов в расчет не вводим, так как она вне сжатой зоны бетона.

Материалы ригеля:

- тяжелый бетон класса B25: gb2=0.9; Rb=14.5 МПа (с учётом gb2 Rb=13.05 МПа); Rbt=1.05 МПа (с учётом gb2 Rbt =0.945 МПа); Rb,ser=18.5 МПа; Rbt,ser=1.6 МПа; Eb=27000 МПа, бетон подвергнут тепловой обработке;

- ненапрягаемая продольная рабочая (пролетная и опорная), конструктивная и поперечная арматура класса A400:

а) диаметром 6 и 8 мм: Rs=355 МПа; Rs,ser=390 МПа; Rsw=285 МПа; Rsc=355 МПа; Es=200000 МПа,

б) диаметром от 10 до 40 мм: Rs=365 МПа; Rs,ser=390 МПа; Rsw=290 МПа; Rsc=355 МПа; Es=200000 МПа.

Целью расчета по нормальному сечению ригеля является определение диаметра и количества рабочей продольной арматуры в пролете ригеля и на его левой и правой опорах по грани колонн. Ригель перекрытия рассматривается как элемент поперечной многоэтажной рамы.

Пролетные и опорные изгибающие моменты принимаем в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов (рис. 2.5.).

СЕЧЕНИЕ В ПРОЛЕТЕ:

Расчетный момент: Мпр=245.63 кН*м.


h0=hр-as=700-50=650 мм – высота рабочей зоны.

αm=Mпр/(Rb*bр*h02)=245.63/(13.05*300*0.652)=0.148

ξr=0,8/(1+Rs/700)=0,8/(1+365/700)=0.526

αrr*(1-0.5*ξr)=0.526*(1-0.5*0.526)=0.388

αm=0.148<αr=0.388.

Так как αmr, то сжатая арматура по расчету не требуется.

Требуемая площадь сечения растянутой арматуры:


As=Rb*bр*h0*[1-(1-2*αm)0.5]/Rs=13.05*300*0.65*[1-(1-2*0.148)0.5]/365=1126.3 мм2.


Принимаем в пролетном сечении (рис. 4.1. сечение 1-1):

- сжатую арматуру: 3Ж10 A400 (Asc=235.6 мм2) и 1Ж16 A400 (Asоп=201.1 мм2),

- растянутую арматуру: 6Ж16 A400 (Asпр=1206.4 мм2).

Коэффициент армирования:

μ=(As+Asc)/bр*h0=(1206.4+235.6)/300*650=0.0074

0.001<μ=0.0084<0.035.

СЕЧЕНИЕ НА ОПОРЕ:

Расчетный момент: Моп=370.04 кН*м.


h0=hр-a=700-60=640 мм – высота рабочей зоны.

αm=Mоп/(Rb*bр*h02)=370.04/(13.05*300*0.642)=0.208

ξr=0,8/(1+Rs/700)=0,8/(1+365/700)=0.526


αrr*(1-0.5*ξr)=0.526*(1-0.5*0.526)=0.388

αm=0.208<αr=0.388

Так как αmr, то сжатая арматура по расчету не требуется.

Требуемая площадь сечения растянутой арматуры:


As=Rb*bр*h0*[1-(1-2*αm)0.5]/Rs=13.05*300*0.64*[1-(1-2*0.208)0.5]/365=1795.4 мм2.

Принимаем в опорном сечении (рис. 4.1. сечение 2-2):

- сжатую арматуру: 3Ж16 A400 (Ascоп=603.2 мм2),

- растянутую арматуру: 1Ж16 A400, 2Ж32 A400 (Asоп=1809.6 мм2) и 3Ж10 A400 (Asc=235.6 мм2).

Коэффициент армирования:


μ=(As+Asc)/bр*h0=(4825.5+235.6)/300*640=0.0138


0.001<μ=0.0138<0.035.


Рис. 4.1. Схема армирования ригеля продольной арматурой.


4.2 Расчет прочности ригеля по наклонному сечению


Расчет ригеля по наклонному сечению производится с целью определения диаметра и шага поперечных стержней.

Длина ригеля 1-ого пролета:


lр=L-hкр сol-0.5*hср сol-2*∆=6400-400-0.5*600-2*50=5600 мм.


где ∆=50 мм – зазор между торцом ригеля и колонной.

Так как расчетное сечение ригеля прямоугольное jf=0.

Так как ригель изготавливается без преднапряжения jn=0.


j=1+jf+jn=1+0+0=1.


Наибольшая поперечная сила в опорном сечении: Qmax=390.53 кН.


Mb=1.5*j*Rbt*bр*h02=1,5*0.945*1*300*0.642=174.18 кН*м.

q1=Pпер-0,5*PVпер=126.428-0,5*94.540=79.158 кН/м.

Qb1=2*(Mb*q1)0.5=2*(174.18*79.158)0.5=234.843 кН > 2*Mb/h0-Qmax = 2*174.18/0.64-390.53=153.792 кН.


Интенсивности хомутов при Qb1≥2*Mb/h0-Qmax:


qsw=(Qmax2-Qb12)/(3*Mb)=(390.532-234.8432)/(3*174.18)=186.319 кН/м.

j*Rbt*bр*h0=0.945*1*300*0.64=181.44 кН.

Qb1=234.843 кН>j*Rbt*bр*h0=181.44кН =>


при Qb1>j*Rbt*bр*h0 принимаем qsw=186.319 кН/м.


qsw=186.319 кН/м > 0,25*j*Rbt*bр=0,25*0.945*300=70.875кН/м

Так как qsw>0,25*j*Rbt*bр, то примем qsw=186.319 кН/м.


Окончательно получим qsw=186.319 кН/м.

Задаемся шагом поперечных стержней.

Так как hр>450 мм, то на приопорных участках длиной l1=0,25*L=0,25*6400=1600 мм принимаем шаг S1 из условий:

S1≤hр/3=700/3=233.3 мм,

S1≤500 мм.

В средней части пролета назначаем шаг S2 из условий:

S2≤0,75*hр=0,75*700=525 мм,

S2≤500 мм.

Шаг хомутов, учитываемых в расчете, должен быть не более значения:


Sw.max=Rbt*bр*h02/Q=0.945*0.3*6402/390.53=297.3 мм


Принимаем шаг хомутов у опоры S1=200 мм, в пролете S2=500 мм.

Требуемая площадь одного поперечного стержня арматуры у опор:


Asw=qsw*S1/Rsw*n=186.319*200/285*3=43.583 мм2,


где n=3 шт - количество поперечных стержней в сечении у опор.

Диаметр одного поперечного стержня арматуры у опор назначаем по требуемой площади одного поперечного стержня и из условия свариваемости, диаметр одного поперечного стержня арматуры в пролете - из условия свариваемости:


dsw≥0.25*ds.max=0,25*32=8.0 мм.


Принимаем:

- в поперечном сечении у опор 3 стержня dsw1=8 мм (Asw1=150.8 мм2),

- в поперечном сечении в пролете 3 стержня dsw2=8 мм (Asw2=150.8 мм2).

Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами.

Qmax=390.53 кН<0.3*Rb*b*h0=0.3*13.05*0.3*640=835.2 кН => прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.


4.3 Построение эпюры материалов


4.3.1 Определение мест фактического обрыва нижних стержней

В целях экономии арматурной стали часть продольной рабочей арматуры обрывают в пролете, не доводя до опоры. Для определения мест обрыва строится эпюра материалов (арматуры). Места теоретического обрыва стержней определим графическим способом на огибающей эпюре изгибающих моментов (Рис. 4.2.).


Мsпрsпр*Rs*u*h0*10-3=1206.4*365*0.922*0.65*10-3=263.93 кН*м,


где u=1-0,5*x=1-0,5*0.156=0.922;


x=Asпр*Rs/Rb*bр*h0=1206.4*365/13.05*300*650=0.156.


Продольные стержни доводимые за край опоры: 3Ж16 (Аs1=603.2 мм2).


Мs1s1*Rs*u*h0*10-3=603.2*365*0.961*0.65*10-3=137.53 кН*м;


где u=1-0,5*x=1-0,5*0.078=0.961;


x=As1*Rs/Rb*bр*h0=603.2*365/13.05*300*650=0.078.


Определим расстояние от точек теоретического обрыва W из условий (здесь qsw=Asw*Rsw/S, ds- диаметр обрываемого стержня):


W≥Q/(2*qsw)+5*ds,

если Q/(2*qsw)>h0, то W≥2*h0*(1-qsw*h0/Q)+5*ds,


W кратно 50 мм.

1) qsw1=Asw1*Rsw/S1=150.8*285/200=214.885 кН/м,

Q1/(2*qsw1)+5*ds=170.89/(2*214.885)+5*16=477.6 мм.

2*h0*(1-qsw1*h0/Q1)+5*ds=2*650*(1-214.885*0.65/170.89)+5*16=317.5 мм.

Q1/(2*qsw1)=397.6<h0.


Принимаем W1=500 мм.


2) qsw2=Asw2*Rsw/S2=150.8*285/200=214.885 кН/м,

Q2/(2*qsw2)+5*ds.обр=168.58/(2*214.885)+5*16=472.3

2*h0*(1-qsw2*h0/Q2)+5*ds=2*650*(1-214.885*0.65/168.58)+5*16=302.9 мм.

Q2/(2*qsw2)=392.3<h0.


Принимаем W2=500 мм.

Длина обрываемых нижних стержней (в пролетной части ригеля):


lниз=l+W1+W2=2750+500+500=3750 мм.


4.3.2 Определение мест фактического обрыва верхних стержней


Мsопsоп*Rs*u*h0*10-3=2045.2*365*0.866*0.64*10-3=413.70 кН*м,


где u=1-0,5*x=1-0,5*0.268=0.866;


x=Asоп*Rs/Rb*bр*h0=2045.2*365/13.05*300*640=0.268.


Продольные стержни доводимые за край опоры 4 (Аs2=436.7 мм2).


Мs2s2*Rs*u*h0*10-3=436.7*365*0.971*0.64*10-3=99.09 кН*м;

где u=1-0,5*x=1-0,5*0.057=0.971;


x=As2*Rs/Rb*bр*h0=436.7*365/13.05*300*640=0.057.

3) qsw3=Asw3*Rsw/S1=150.8*285/200=214.885 кН/м.

Q3/(2*qsw3)+5*ds.обр=296.15/(2*214.885)+5*0=689.1 мм.

2*h0*(1-qsw3*h0/Q3)+5*ds=2*640*(1-214.885*0.64/Q3)+5*0=685.6 мм.

Q3/(2*qsw3)>h0.


Принимаем W3=700 мм.


qsw4=Asw4*Rsw/S1=150.8*285/200=214.885 кН/м.

Q4/(2*qsw4)+5*ds.обр=243.89/(2*214.885)+5*0=567.5 мм.

2*h0*(1-qsw4*h0/Q4)+5*ds=2*640*(1-214.885*0.64/243.89)+5*0=558.2 мм.

Q4/(2*qsw4)<h0.


Принимаем W4=600 мм.

Длина обрываемых верхних стержней:

- со стороны крайней колонны


lверх кр=l2Т кр+W3=760+700=1460 мм, принимаем lверх кр=1800 мм.

- со стороны средней колонны


lверх ср=l2Т ср+W4=1200+600=1800 мм, принимаем lверх ср=1800 мм.

Рис. 4.2. Эпюра материалов.


Рис. 4.3. Плоские каркасы ригеля перекрытия КР3 и КР4.

5 Проектирование колонны


5.1 Расчет колонны на 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.

Рассматривается нижняя колонна крайнего ряда сечением bcol*hсol=400*400 мм, изготавливаемая из тяжелого бетона класса B30: gb2=0.9; Rb=17 МПа; Rbt=1.2 МПа; (с учетом gb2 Rb=15.3 МПа; Rbt=1.08 МПа), Rb,ser=22 МПа; Rbt,ser=1.8 МПа; Eb=29000 МПа, бетон подвергнут тепловой обработке, и арматуры класса A400 Rsc=365 МПа, Rs=365 МПа, Es=200000 МПа.

Расчетная высота колонны принимается равной высоте этажа, т.е. l0=3.3 м.

Максимальный изгибающий момент в ригеле Mmax=370.04 кН*м, тогда получим одну комбинацию расчетных усилий в колонне:

М=0.6*Mmax=0.6*370.04=222.024 кН*м,

N=2431.352 кН.

e0=М/N=222.024/2431.352=0.0913 м.

Расчетные усилия от длительной нагрузки:


Мl=М*kl=222.024*0.591=131.199 кН*м,

Nl=N*kl=2431.352*0.591=1436.746 кН,


где kl=(gпер-8.4)/gпер=(20.534-8.4)/20.534=0.591.

М1=М+0,5*N*(h0-asс)=222.024+0,5*2431.352*(0.36-0.04)=611.040 кН*м.

M1ll+0,5*Nl*(h0-asс)=131.199+0,5*1436.746*(0.36-0.04)=361.079 кН*м.

α=Es/Eb=200000/29000=6.897.

δe=e0/hcol=0.0913/0.4=0.228>0.15=> примем δe=0.228.

φl=1+M1l/M1=1+361.079/611.040=1.591.

В первом приближении принимаем коэффициент армирования μ=0.033.

Определим жесткость


=


=29000*0.4*0.43*[0,0125/(1.591*(0,3+0.228))+

+0,175*0.033*6.897*((0.36-0.04)/0.4)2]=29.965 МПа*м4.

Ncr2*D/l022*29.965/3.32=27157.190 кН.

ηv=1/(1-N/Ncr)=1/(1-2431.352/27157.190)=1.098

M=M*ηv=222.024*1.098=243.856 кН*м.

αm1=(M+N*(h0-asc)/2)/(Rb*b*h02)=

=(243.856+2431.352*(0.36-0.04)/2)/(15.3*103*0.4*0.362)=0.798

δ1=as/h0=0.04/0.36=0.111

αn=N/(Rb*bсоl*h0)=2431.352/(15.3*103*0.4*0.36)=1.104

ξR=0.531

αn=1.104>ξR=0.531


Расчет ведем для случая αnR.


ξ1=(αnR)/2=(1.104+0.531)/2=0.817

αs=(αm11*(1-ξ1/2))/(1-δ1)=(0.111-0.817*(1-0.817/2))/(1-0.111)=0.354

=(1.104*(1-0.531)+2*0.354*0.531)/(1-0.531+2*0.354)=0.759

=

=15.3*106*0.4*0.36*(0.111-0.759*(1-0.759/2))/(365*(1-0.111))=2220.0 мм2.


Принимаем продольную арматуру колонны 3Ж32 A400 (As=Asc=2412.7 мм2).

Конструктивные требования

Коэффициент армирования


μ1=(As+Asc)/(bcol*h0)=(2412.7+2412.7)/(400*360)=

0.03351


μ1min=0.001

I(μ-μ1)/μI=I(0.033-0.03351)/0.033I=0.015<0,05

Диаметр поперечных стержней примем конструктивно из условий:

dsw≥0.25*ds max (условие свариваемости),

dsw≥5 мм.

Максимальный диаметр ds max=32 мм.

dsw≥0.25*32=8 мм.

Примем dsw=8 мм.

Шаг поперечных стержней примем конструктивно из

Если Вам нужна помощь с академической работой (курсовая, контрольная, диплом, реферат и т.д.), обратитесь к нашим специалистам. Более 90000 специалистов готовы Вам помочь.
Бесплатные корректировки и доработки. Бесплатная оценка стоимости работы.

Поможем написать работу на аналогичную тему

Получить выполненную работу или консультацию специалиста по вашему учебному проекту
Нужна помощь в написании работы?
Мы - биржа профессиональных авторов (преподавателей и доцентов вузов). Пишем статьи РИНЦ, ВАК, Scopus. Помогаем в публикации. Правки вносим бесплатно.

Похожие рефераты: