|
|
Железобетонные сооружения (расчеты)Расчет ребристой панели перекрытия Определение нагрузок и усилий. Таблица 1.1 Нагрузка на междуэтажное перекрытие производственного здания Вид нагрузки Нормативная нагрузка, Н/м2 Коэффициент надежности по нагрузке Расчетная (округленная) нагрузка, Н/м2 Постоянная: от плиточного пола, прит t = 15 мм; ? = 2000 кг/м3 от цементного выравнивающего слоя, при t = 20 мм, ? = 2000 кг/м3 от шлакобетонных плит, при t = 60 мм, ? = 1600 кг/м3 от железобетонной панели толщиной t = 100 мм, ? = 2500 300 400 960 ? 1000 2500 1,1 1,3 1,2 1,1 330 520 1200 2750 Итого Временная: кратковременная рcd длительная рld gn = 4200 2000 5000 - 1,2 1,2 g = 4800 2400 6000 Итого Полная нагрузка рn = 7000 gn + рn = = 11200 - - 8400 g + р = = 13200 Нагрузки на 1 м длины панели шириной 1,2 м: постоянная нормативная qn = 4200 • 1,2 = 5100; постоянная расчетная q = 4800 • 1,2 = 5760; временная нормативная рn = 7000 • 1,2 = 8400; расчетная р = 8400 • 1,2 = 10080, в том числе временная длительная нормативная рnld = 5000 • 1,2 = 6000; временная длительная расчетная рld = 5000 • 1,2 • 1,2 = 7200; кратковременная нормативная рncd = 2000 • 1,2 = 2400; кратковременная расчетная рcd = 2000 • 1,2 • 1,2 = 2880 Н/м. Расчетная длина панели при ширине прогона b = 20 см: ?о = ? - b/2 = 6 - 0,2/2 = 5,9 м. Расчетная схема панели представляет собой свободно опертую балку таврового сечения с равномерно распределенной нагрузкой (рис. 1.2). Определяем расчетные изгибающие моменты: от полной расчетной нагрузки М = q?2o?n / 8 = (5760 + 10080) 5,92 • 0,95 / 8 = 65480 Н•м = 65,5 кН•м; от полной нормативной нагрузки Мn = (5100 + 8400) 5,92 • 0,95 / 8 = 55800 Н • м; от нормативной постоянной и длительной временной нагрузок Мnld = (5100 + 6000) 5,92 • 0,95 / 8 = 46000 Н • м; от нормативной кратковременной нагрузки Мnсd = 2400 • 5,92 • 0,95 / 8 = 9920 Н • м. Максимальная расчетная поперечная сила Q = q ?о ?n / 2 = 15,84 • 5,9 • 0,95 / 2 = 44,4 кН, где q = 5760 + 10080 = 15840 Н/м = 15,84 кН/м. Предварительное определение сечения панели. Высоту сечения панели находим из условий обеспечения прочности и жесткости по эмперической формуле: см; где qn = gn + рn = (4200 + 5000) + 2000 = 11200 Н/м2; ? = 1,5 - для ребристой панели с полкой в сжатой зоне; с = 30 - при применении арматуры из стали класса А-III; принимаем h = 40 см, кратно 5 см. Применительно к типовым заводстким формам назначаем другие размеры сечения (рис. 1.2): толщину продольных ребер 80 и 100 мм (средняя толщина bр = 90 мм), толщину плиты hf = 116 см, т.к. hf / h = 6 / 40 = 0,15 > 0,1 и имеются поперечные ребра; толщину hf = 6 см, суммарную ширину приведенного ребра b = 2 bр = 2 • 9 = 18 см. Рабочая высота сечения предварительно hо = h - а = 40 - 4 = 36 см. Проверяем соблюдение условия, полагая предварительно, что коэффициент ?w1 = 1: Н, где ?b1 = 1 - ??b2Rb = 1 - 0,01 • 0,9 • 17 = 0,85; ?w1 = (1 + 5??w) ? 1,3; Условие соблюдается, принятое сечение достаточно для обеспечения прочности по наклонной полосе. Расчет нормальных сечений по прочночности. Устанавливаем расчетный случай для тавровых сечений, проверяя условие М = 6550000 Н•см < 17 • 0,9 (100) 116 • 6 (36 - 0,5 • 6); М = 65,5 • 105 < 351 • 105 Н•см. Условие соблюдается, следовательно, нейттральная ось проходит в полке ( х < hf): по табл. 2.12 [] находим ? = 0,985 и ? = 0,03. Проверяем условие ? = х/hо ? ?R; значение ?R по: , где w = ? - 0,008 Rb ?b2 = 0,85 - 0,008 • 17 • 0,9 = 0,73; ?sR = Rs = 365 МПа. ? = 0,03 < 0,56, условие выполняется; х = ?hо = 0,03 • 36 = 1,08 см < hf = 6 см. Площадь сечения продольной арматуры в ребрах см2; принято 4 о 14 А-III, Аs = 6,16 см2, располагая по два стержня в ребре (можно также предусмотреть 2 о 20 А-III, Аs = 6,28 см2, по одному продольному стержню в каждом ребре). В данном примере принято 2 о 20 А-III в каждом ребре, чтобы показать обрыв части продольных стержней в пролете в соответствии с эпюрой изгибающего момента; этим можно сократить расход арматуры. При двухрядном расположении армаьтуры hо = h - а3 - d1 - а1/2 = 40 - 2 -1,4 - 2,5/2 = 35,3 см ? 35 см (здесь а3 ? 2 см и а1 ? 2,5 см - соответственно защитный слой бетона и расстояние между стержнями, см). Расчет наклонного сечения по прочности. Q = 44,4 кН. Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения по продольную ось с. Влияние свесов сжатых полок (при двух ребрах): Коэффициент ?n = 0, ввиду отсутствия предварительного обжатия. Вычисляем сумму коэффициентов (1 + ?f + ?n) = 1 + 0,25 + 0 = 1,25 < 1,5. Параметтр Вb = ?b2 • (1 + ?f + ?n) Rbt?b2bh2о = 2 • 1,25 • 1,2 (100) 0,9 • 18 • 362 = 63,0•105 Н•см. В расчетном наклонном сечении Qb = Qsw = Q/2, поэтому наклонное сечение с = Вb/0,5Q = 63,0•105 / 0,5 • 44400 = 284 см > 2hо = 2 • 36 = 72 см; принимаем с = 2 hо = 72 см. тогда поперечное усилие Qb, воспринимаемое бетоном, будет Qb = Bb/c = 63,0•105 / 72 = 87,5•103 кН, что больше Q = 44,4 кН, следовательно, поперечная арматура по расчету не ттребуется. Принимаем конструктивно поперечные стержни о 6 А-I, Аsw = 0,283 см2. Шаг поперечных стержней устанавливают из конструктивных требований s ? h/2 = 40 / 2 = 20 см и не более s = 15 см [СНиП 2.03.01-84]. Принимаем на приопорном участке длиной 1/4 пролета (600/4 = 150 см) шаг поперечных стержней s = 15 см, а в средней половине пролета панели проектируем их размещение по контруктивным ттребованиям при s ? 3/4h = 40 • 3/4 = 30 см и не более s =50 см. Принимаем в средней половине длины каркасов продольных ребер шаг поперечных стержней s2 = 30 см (рис. 1.3). Определение места обрыва в пролете продольных стержней. В пролете допускается обрывать не более 50% расчетной площади сечения стержней, вычисленных по максиманому изгибающему моменту. При этом в каждом плоском сварном каркасе не менее одного продольного стержня должно быть заведено за грань опоры. За грань опоры заводят по одному стержню диаметром 14 мм в каждом каркасе К-1, всего Аs1 = 2 • 1,54 = 3,08 см2. Высота сжаттой зоны сечения см. Момент воспринимаемый сечением с арматурой 2 о 14 А-III, Мy = RsAs1zb = 365(100) 3,08 • 34,6 = 3890000 Н•см = 38,9 кН•м, где zb = ho - 0,5х = 35 - 0,5 • 0,75 = 34,6 см. Определяем место теоретического обрыва продольной арматуры из условия (рис. 3.2): Мy = Qy - 0,5qy2 = 0,5q?oy - 0,5qy2; 38,9 = 44,4y - 0,5•17,26y2; 8,63y2 - 44,4y + 38,9 = 0; откуда y1 = 1,12 м, y2 = 4,02 м. Обрываемые стержни заводят за грань теоретического обрыва на длину w, согласно эпюре изгибающих моментов (сечение 1-1, рис. 1.3). Значение w по нормам принимают равным большему из двух следующих значений: где Qy = Q(1 - 2y1/?о) = 44,4 (1 - 2•1,12/5,9) = 27,54 кН - из подобия ттреугольников эпюры поперечных сил (рис. 1.3); Qs,inc = 0, ввиду отсутствия отогнутой арматуры; по формуле определяем: qsw = RswАsw/S = 175 • 0,283(100) / 15 = 662 Н/см; см; w ? 20 d = 20 • 1,4 = 28 см, принимаем w = 32 см (сечение 2-2, рис. 1.3). Расчет плиты панели. Плита (полка) панели является трехпролетной неразрезной, опертой по контуру на продольные о поперечные ребра (рис. 1.4). Отношение длинной стороны ?2 к короткой ?1 в чистоте между ребрами: ?2 / ?1 = (1790 - 110)/(1160 - 2•100) = 1,75 < 2. Определение нагрузок и усилий. Собственный вес конструкции пола по табл. 1.1: нормативный 300 + 1000 + 400 = 1700 Н/м2; расчетный 330 +1200 + 520 = 2050 Н/м2. Собственный вес плиты: нормативный 0,06 • 25000 = 1500 Н/м2; расчетный 1500•1,1 = 1650 Н/м2. Суммарная равномерно распределенная нагрузка: полная нормативная (gn + рn) = 1700 + 1500 + 7000 = 10200 Н/м2; полная расчетная (g + р) = 2050 + 1650 + 8400 = 12100 Н/м2; нормативная посттоянная и длительная временная (gn?d + рn?d) = 1700 + 1500 + 5000 = 8200 Н/м2. Вычисляем изгибающие моменты методом предельного равновесия (подобие о методах расчета плит, опертых по контуру). Моменты в среднем поле неразрезной плиты при ?2/?1 = 1,5 ? 2 можно принять (рис. 1.4): Из основного уравнения равновесия плит принимая коэффициент ? = 1, которым учитывается влияние распора в зависимости от жесткости окаймляющих ребер и отношения ?2/?1, для принятых соотношений моментов находим момент М1 на полосу шириной 1 м в направлении короткой стороны (при ?n = 0,95): то же, в направлении длинной стороны: М2 = 0,5М1 = 0,5 • 392 = 196 Н•м; Н•м. Крайние поля неразрезной плиты как окаймленные со всех сторон ребрами рассматриваются аналогично среднему полю, и так как отношение сторон в них почти равны ?2/?1 среднего поля, то изгибающте моменты принимаем по среднему полю. Определяем площадь сечения арматуры на 1 м плиты в направлении короткой строны при hо = h - а = 6 - 1,5 = 4,5 см: Аs1 = М1/Rszb = 39200 / 375(100)0,9 • 4,5 = 0,26 см2; где Rs = 375 МПа - для арматуры класса Вр-I диаметром 3 мм. Принимаем рулонную сетку 5 из проволоки класаа Вр-I диаметром 3 мм шириной 1100 мм с поперечной рабочей арматурой Аs1 = 0,36 см2 при шаге s = 200 мм; сетка раскатывается вдоль длинной стороны с отгибом на опорах в верхнюю зону (сечение 2-2, рис. 1.5). В направлении длинной стороны Аs2 = 0,5 Аs1 = 0,158 см2; из конструктивных соображений принято Аs2 = Аs1 = 0,36 см2. Для восприятия опорных моментов и (по длинной стороне), величина которых равна М1, укладываем конструкттивно сетки 3 шириной 500 мм из о 3 Вр-I с перегибом на продольном ребре. Поперечные стержни сеток 3 перепускают в плиту на длину 0,2?1 = 200 мм (сечения 2-2 и 3-3, рис. 1.5). Расчет поперечного ребра панели. Определение нагрузок и усилий. Максимальная нагрузка на среднее поперечное ребро передается с треугольных грузовых площадей Ас = 0,5?21 (рис. 1.5, б). Расчетная схема поперечного ребра представляет собой балку с защемленными опорами, нагруженную треугольной нагрузкой с максимальной ординатой q1 и собственным весом qс (рис. 1.5, в). Треугольную нагрузку допускается заменитть на эквивалентную равномерно распределенную по форме qе = 5/8q1: q1 = (g + р) (?1 + bр) = 12100(0,96 + 0,085) = 12640 Н/м, где bр = (11 + 6)/2 = 8,5 см - средняя толщина поперечного ребра; qс = bр (hр - hf) ??f = 0,085(0,2 - 0,06)25000 • 1,1 = 330 Н/м. Суммарная равномерно распределенная нагрузка q = qе + qс = (5/8) 12640 + 330 = 8230 Н/м. С учетом развития пластических деформаций изгибающие моменты в пролете Мс и на опоре можно определять по равномоментной схеме (Мс = = М): М = q?21/16 = 8230 • 0,962 / 16 = 474 Н•м. Расчет продольной арматуры. В пролете поперечное ребро имеет тавровое сечение с полкой в сжатой зоне. Расчетная ширина полки bf = bр + 2?1/6 = 8,5 + 2 • 96 / 6 = 40 см и bf = bр + 12hf = 8,5 + 12 • 6 = 80,5 см; принимаем меньшее значение bf = 40 см; высота ребра h = 20 см и рабочая высота ho = h - а = 20 - 2,5 = 17,5 см. Ао = М / bfh2oRb?b2 = 47 400 / 40 • 17,52 • 17(100)0,9 = 0,00253, что меньше минимального значения Ао; принимаем ? = 1: Аs = М/?оRs = 47400 / 17,5 • 225(100) = 0,12 см2; принимаем из конструктивных соображений о 6 А-I, Аs = 0,28 см2; арматуру в верхней зоне и поперечные стержни также принимаем из арматуры о6 мм; шаг поперечных стержней 150 мм (каркас в сечении 3-3, рис. 1.5). Из арматуры о6 А-I выполняют и каркас 2 в крайних поперечных ребрах (сечение 4-4, рис. 1.5). Расчет панели по деформациям (прогибам). Изгибающий момент в середине пролета равен: от полной нормативной нагрузки Мn = 55,8 кН•м; от нормативной постоянной и длительной временной нагрузок Мn?d = 46 кН•м и от кратковременной нагрузки Мncd = 9,92 кН•м. Определяем геометрические характеристики приведенного сечения панели: ? = Еs / Еb = 2•105 / 0,29•105 = 6,9; ?? = Вычисление прогиба панели приближенным методом. Проверяем условие, определяющее необходимость вычисления прогибов при ?/hо = 590 / 35 = 17 > 10: ?/hо ? ?lim, при ?? = 0,067 и арматуре класса А-III находим ?lim = 18,5 / (1/200)/(2,5/590) = 15,5 (здесь выражение в скобках учитывает разницу в прогибе 1/200 и 2,5 см = ?/236) 590/35 = 17 > ?lim = 15,5, т.е. расчет прогибов требуется. Прогиб в середине пролета панели по формуле: где ?/rс - кривизна в середине панели при учете постоянных и длительных нагрузок равна здесь коэффициент k1ld = 0,48 и k2ld = 0,125 приняты в зависимости от ?? = 0,067 ? 0,07 и ?f(?) = 0,93 (по интерполяции) для товровых сечений с полкой в сжатой зоне; - для ребристых перекрытий по эстетическим требованиям. Определение прогиба по точным формулам. Вначале проверяют условие Мr ? Мcrc, при соблюдении которого нормальные трещины в наиболее нагруженном сечении по середине пролета не образуются. Момент от полной нормативной нагрузки Мn = 55,8 кН•м. Момент трещинообразования Мcrc вычиляют, принимая Мrр = 0: Мcrc = Rbt,serWрi = ?Wred. Для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне ? = 1,75, а упругий момент сопротивления сечения для растынутой грани сечения Wred = Ired/yo; yо = Sred/Аred. Для вычислений Ired и yo определяем площадь приведенного сечения: Аred = А + ?Аs = 116 • 6 + 18 • 34 + 6,16 • 6,9 = 1350 см2. Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани ребра: Sred = So + ?Ss = 116 • 6 • 37 + 18 • 34 • 17 + 6,16 • 7,4 • 5 = 36380 см3. Расстояние от центра тяжести площади приведенного счения до нижней грани ребра: yo = Sred / Ared = 36380 / 1350 = 27 см; h - yo = 40 - 27 = 13 см. Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести сечения: где ys = yo - а = 27 - 5 = 22 см; Аsр = 0; Asр = 0, а Аs не учтены ввиду малости. Момент сопротивления: Wred = Ired / yo = 206300 / 27 = 7650 см3; Wрl = ?Wred =1,75 • 7650 = 13400 см3. Момент трещинообразования Мcrc = Rbt,serWрl = 1,8(100)13400 = 24,1•105 Н•см = 24,1 кН•м, что меньше Мn = 55,8 кН•м, следовательно, терещины в растянутой зоне сечения по середине пролета образуются. Необходимо выполнять расчет прогибов с учетом образования трещин в растянутой зоне. Кроме того, требуется проверка по раскрытию трещин. Полная кривизна l/r для участка с ттрещинами по формуле: l/r = l/r1 - l/r2 + l/r3, и соответственно полный прогиб панели ftot = f1 - f2 + f3, где f1 - прогиб от кратковременного действия всей нагрузки; f2 - то же, от действия только постоянных и длительных нагрузок; f3 - прогиб от длительного действия постоянных и длительных нагрузок. Вычисление f1. Для середины пролета панели Мr = Мn =55,8 кН•м. Для определения кривизны дополнительно вычислим: Относительная высота сжатой зоны в сечении с трещиной: что меньше hf/ho = 6/35 = 0,172 и меньше 2а/hо = 5/35 = 0,143; согласно п. 4.28 СНиП [], сечения рассчитывают как прямоугольные шириной bf = 116 см; принимаем без учета арматуры Аs в формулах для определения ?, ?f и z1 значение hf = 0; Плечо внутренней пары сил при ?f = 0 см. Определяем коэффициент ?s по формуле: ?s = 1,25 - ?ls?m = 1,25 - 1,1 • 0,35 = 0,87 < 1, где ?m = Rbt,serWрl / Mn = 1,8(100)(13400/55,8•105) = 0,43; ?ls = 1,1 (по табл. 36 СНиП 2.03.01-84). Кривизна 1/r1 в середине пролета панели при кратковременном действии всей нагрузки и ?b = 0,9; v = 0,45: Прогиб f1: см. Вычисление f2. Мld = 46 кН•м. Заменяющий момент Мr = Mld = 46 кН•м: см; по данным расчета f1 принимаем: ?s = 0,87; ?b = 0,9; v = 0,45; см-1. Прогиб f2 см. Вычисление f3. Кривизну 1/r3 при длительном действии постоянной и длительной нагрузок определяем с использованием данных расчета кривизны 1/r1 и 1/r2: Мr = Мld = 46 кН•м; ? = 0,087; z1 = 33,5 см; ?m = 0,35. Коэффициент v = 0,15. Коэффициент ?s при ?ls = 0,8: ?s = 1,25 - ?ls?m = 1,25 - 0,8 • 0,43 = 0,91 < 1. Кривизна 1/r3 в середине пролета панели Прогиб f3: см. Суммарный прогиб ftot = f1 - f2 + f3 = 1,22 - 1,27 + 1,88 = 1,83 < [flim] = 1/150? = 3,9 см по конструктивным требованиям и flim = 2,5 - по эстетическим требованиям. Расчет панели по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси. Ребристая панель перекрытия относится к третьей категории трещиностойкости. Предельно допустимая ширина раскрытия трещин составляет ?crc1 = 0,4 мм и ?crc2 = 0,3 мм. Ширина раскрытия трещин где ? = 1; ?l,cd = 1; ?l,ld = (1,6 - 15?); ? = 1; ?а = 1 (так как а2 = 3 см < 0,2h = 0,2 • 40 = 8 см); d = 14 мм; ? = Аs / bhо = 6,16 / 18 • 35 = 0,0098 < 0,02. Расчет по длительному раскрытию трещин. Ширину длительного раскрытия трещин определяют от длительного действия постоянных и длительных нагрузок. Изгибающий момент в середине пролета панели Мld = 46 кН•м. Напряжение в растянутой арматуре Н/см2 = 223 МПа. Так как растянутая арматура в ребрах расположена в два ряда, то напряжение ?s неоходимо умножитьт на поправочный коэффициент ?n (по п. 4.15 СНиП 2.03.01-84). где х = ?hо = 0,0087 • 35 см; а2 = 3 см - расстояние от нижней грани сечения до центра тяжести нижнего ряда продольной арматуры; а1 = 5 см - уточненное расстояние от нижней грани сечения до центра тяжести всей растянутой арматуры Аs. При длительнойм действии нагрузок принимаем ?l = 1,6 - 15? = 1,6 - 15 • 0,0098 = 1,453. Коэффициент: мм < [?crc2] = 0,3 мм. Расчет по кратковременному раскрытию трещин. Ширину кратковременного раскрытия трещин определяют как сумму ширины раскрытия от длительных нагрузок ?crc3 и приращения ширины раскрытия от действия кратковременных нагрузок (?crc1 - ?crc2): ?crc = (?crc1 - ?crc2) + ?crc3, где ?crc3 = 0,2 мм. Напряжение в растянутой арматуре при кратковременном действии всех нормативных нагрузок Н/см2 = 270,4 МПа. Напряжение в растянутой арматуре от десттвия постоянных и длительных нагрузок 223МПа. Приращение напряжение при кратковременном увеличении нагрузки от длительно дествующей до ее полной величины составляет ??s = ?s1 - ?s2 = 270,4 - 223 = 47,4 МПа. Приращение ширины раскрытия трещин при ?l = 1: Суммарная ширина раскрытия трещин ?crc,tot = 0,2 + 0,03 = 0,23 мм < [?crc1,lim] = 0,4 мм. Расчет сборной железобетонной колонны На практике расчет колонн при случайных эксинтриситетах (ео = еа ? h/30) выполняют следующим образом: предварительно назначаю рамеры сечения колонны, класс арматурной стали, класс бетона, коэффициент ? = 0,75 ? 0,85 и при вычисленном и заданном расчетном сжимающем усилии N находят площадь сечения продольной арматуры ?Аs по формуле где ? = 0,9 при h ? 200 мм; ? > 200 мм; Затем определяют процент армирования ? = ?Аs / A х 100%, который при правильном проектировании должен быть в пределах 1 ? 2 % и не менее 0,05 % при гибкоти колонны ?о/i < 17 или 0,1% при 17? ?о/i ? 35; 0,2% при 35 < ?о/i ? 83 и 0,25% при ?о/i > 83. Максимальное содержание арматуры должно быть не более 3%( при ? > 3%, что имеет место в колоннах с жесткой арматурой, состтоящей из стержней или прокатных профилей - уголков, швелеров или двутавров; в расчетах площадь арматуры исключается из общей площади сечения элемента). Если окажется, что условие ?min % ? ? % ? ?max (3%) не удовлетворяется, то изменяют размеры сечения и расчет повторяют. Определение нагрузок и усилий. Грузовая площадь от перекрытий и покрытий при сетке колонн 6х6 м равна 36 м2. Подсчет нагрузок сведен в табл. 2.1. При этом высота и ширина сечения ригеля приняты: h ? 0,1? = 0,1 • 600 = 60 см и b = 0,4h = 0,4 • 60 = 24 см ? 25 см (кратно 5 см). При этих размерах масса ригеля на 1 м длины составит: hb? = 0,6 • 0,25 • 2500 = 375 кг, а на 1 м2 = 375 / 6 = 62,5. Сечение колонн предварительно принимаем bcxhc = 40x40 см. Расчетная длина колонн во втором эттаже равна высоте этажа ?о = Нf = 4,8 м, а для первого этажа с учетом некотрого защемления колонны в фундаменте ?о = 0,7 Н1 = 0,7(3,0 + 0,6) = 2,5 м. Таблица 2.2 Нормативные и расчетные нагрузки Вид нагрузки Нормативная нагрузка, Н/м2 Коэффициент надежности по нагрузке ?f Расчетная (округленная) нагрузка, Н/м2 От покрытия: постоянная: от рулонного ковра в три слоя от цементного выравнивающего слоя при t = 20 мм; ? = 2000 кг/м3 от утеплителя-пенобетонных плит при b = 120 мм; ? = 400 от пароизоляции в один слой от сборных ребристых панелей при hred = 100 мм от ригелей (по предварительному расчету) от вентеляционных коробов и трубопроводов 120 400 480 40 2500 625 500 1,2 1,3 1,2 1,2 1,1 1,1 1,1 150 520 580 50 2750 690 550 Итого Временная (снег): в том числе кратковременная длительная (30%) 4665 1000 700 300 - 1,4 1,4 1,4 5290 1400 980 420 Всего от покрытия От перекрытия постоянная: от плиточного пола при t = 15 мм; ? = 2000 от цементного раствора при t = 20 мм; ? = 2000 от шлакобетона при t = 60 мм, ? = 1500 от ребристых панелей hred = 100 мм от ригелей (по предварительному расчету) 5665 300 400 900 2500 625 - 1,1 1,3 1,3 1,1 1,1 6690 330 520 1200 2750 690 Итого Временная: длительная кратковременная 4725 5500 1500 - 1,2 1,2 5500 6600 1800 Всего от перекрытия 11725 - 13900 Собственный вес колонн на один этаж: во втором этаже Gc = bchcHf??f = 0,4 • 0,4 • 4,8 • 25 • 1,1 = 21,1 кН; в первом этаже Gs1 = 0,4 • 0,4(3,0 + 0,6)25 • 1,1 = 15,8 кН. Подсчет расчетной нагрузки на колонну сведен в табл. 2.2. Расчет нагрузки от покрытия и перекрытия выполнен умножением их значений по табл. 2.1 на грузовую площадь Ас = 36 м2, с которой нагрузка передается на одну колонну; Nc = (g + ?)А2. В таблице 2.2 все нагруки по этажам приведены нарастающим итогом последовательным суммированием сверху вниз. При этом снижение временной нагрузтки прдусмотрено п. 3.9 СНиП 2.01.07-85 при расчете колонн в зданиях высотой более двух этажей, не делалось, так как для производственных зданий это можно выполнять по указаниях соответствующих инструкций, ссылка на которые дается в здании на проектирование. За расчеиное сечение колонн по этажам приняты сечения в уровне отметки верха фундамента. Схема загружения колонны показана на рис. 2.1. Таблица 2.2 Подсчет расчетной нагрузки на колонну Этаж Нагрузка от покрытия и перекрытия, кН Собственный вес колонн, кН Расчетная суммая нагрузка, кН длительная кратковременная длительная Nld кратковременная Ncd полная 2 1 200 614 35,2 121,6 21,1 36,9 221,1 650,9 32,2 121,6 253,3 772,5 Расчет колонны первого этажа. Усилия с учетом ?n = 0,95 будут: N1 = 772,5 • 0,95 = 733,9 кН, Nld = 650,9 • 0,95 = 618,4 кН (по табл. 2.2), сечение колонны hc х bc = 40 х 40 см, бетон класса В30, Rb = 17 МПа, арматура из стали класса А-III, Rsc = 365 МПа, ?b2 = 0,9. Предварительно вычисляем отношение Nld/N1 = 650,9 / 773,9 = 0,84; гибкость колонны ? = ?о / hс = 250 / 40 = 6,25 > 4, следовательно, необходимо учитывать прогиб колонны; эксинтриситет еа = hc/30 = 40 / 30 = 1,33 см, а так же не менее ? / 600 = 360 / 600 = 0,6 см; принимаем большее значение еа = 1,33 см; расчетная длина колонны ? = 250 см < 20 hc = 20 • 40 = 800 см, значит расчет продольной арматуры можно выполнять по формуле (2.1). Задаемся процентом армирования ? = 1% (коэффициент ? = 0,01) и вычисляем При Nld / N1 = 0,84 и ? = ?о / hс = 6,25 коэффициенты ?b = 0,913 и, полагая, что Аms < 1,3 (Аs + Аs), ? = 0,938, а коэффициент ? = ?b + 2(?r - ?b)?1 = 0,913 + 2(0,938 - 0,913) 0,239 = 0,924 < ?r = 0,938; требуемая площадь сечения продольной арматуры: принято конструктивно 4 о 16 А-III, ?As = 8,04 см; ? = (8,04 / 1600)100 = 0,5%, что меньше ранее принятого ? = 1%. Сечение колонны уменьшаем. Назначем сечение колонны 350х350 мм, сохранив ранее принятые характеристики материаллов, то при пересчете будем иметь: ? = ?о / hс = 250 / 35 = 7,14; ?b = 0,908; ?r = 0,929; при ? = 0,015 коэффициент ? = 0,908 + 2(0,929 - 0,908)0,36 = 0,923; ?1 = 0,015 • 365 / 17 • 0,923 = 0,35; принято конструктивно 4 о 16 А-III, ?As = 8,04 см; ? = (8,04 / 900)100 = 0,9% (что близко к принятому ? = 0,015). Фактическая несущая способность сечения 300х300 мм: Nfc = ??(Rb?b2A + ?AsRsc) = 1 • 0,9 (17(100)0,9 • 900 + 8,04 • 365(100) )= = 1503000 Н = 1503 кН > N1 = 733,9 кН; несущая способность сечения достаточна (+5%). Поперечная арматура принята диаметром 8 мм класса А-I шагом 300 мм < 20d1 = 20 • 16 = 320 мм и равна hс = 30 см. Армирование колонны этажа показано на рис. 2.2. Расчет консоли колонны. Опирание ригеля на колонну осуществляется либо на железобетонную косоль, либо на металлический столик, приваренный к закладной детали на боковой грани колонны (рис. 2.3). Железобетонные консоли считаются короткими, если их вылет ? равен не более 0,9hо, где hо - рабочая высота сечения консоли по грани колонны (рис. 2.3, а)ю Действующая на консоль опорная реакция ригеля воспринимается бетонным счением консоли ит растянутой арматурой, определяемой расчетом. Консоли малой высоты (рис. 2.3, б), на которые опираются ригели или балки с подрезанными опорными концами, усиливают листовой сталью или прокатными профилями - уголками, швеллерами или двутаврами. Произведем расчет консоли в уровне перекрытия четвертого этажа, где бетон колонн принят пониженной прочности на сжатие. Максимальная расчетная реакция от ригеля перекрытия при ?n = 0,95 составляет Q = 13,9 • 6 • 3 • 0,95 = 238 кН. Определяем минимальный вылет консоли ?рm из условия смятия под концом ригеля см; с учетом зазора между торцом ригеля и гранью колонны, равного 5 см, вылет консоли ?с = ?рm + 5 = 7,8 + 5 = 12,8 см; принимаем кратно 5 см ?с = 15 см. Высоту сечния консоли находим по сечению 1-1, проходящему по грани колонны. Рабочую высоту сечения определяем из условия (2.1) где правую часть неравенства принимаем не более 2,5Rbt,bcho. Из выражения (2.1) выводим условия для hо: (2.2) (2.2) Определяем расстояние а от точки приложения опорной реакции Q до грани колонны см. Максимальная высота hо по условию (2.2): hо = 238000 / 2,5 • 1,2 • (100)0,9 • 30 = 29,4 см. Минимальная высота по условию (2.3): см. Полная высота сечения консоли у основания принята h = 50 см, hо = 50 - 3 = 47 см. Находим высоту свободного конца консоли, если нижняя грань ее наланена по углом ? = 45о, (tg 45о = 1): h1 = h - ?сtg45o = 50 - 15 • 1 = 35 см > h/3 = ?/3х50 ? 17 см; условие удовлетворяется. Расчет армирования консоли. Расчетный изгибающий момент: Н•см = 30,06 кН•м. Коэффициент Ао: тогда ? = 0,03; ? = 0,985. Требуемая площадь сечения продольной арматуры см2; принято 2о16 A-III, Аs = 4,02 см2. Эту арматуру приравнивают к закладным деталям консоли, на которые устанавливают и затем крепят на сварке ригель. Назначаем поперечное армирование консоли; согласно п. 5.30 СНиП 2.03.01-84, при h = 50 см > 2,5а = 2,5 • 17 = 42,5 см консоль армируют отогнутыми стержнями и горизонтальными хомутами по всей высоте. Минимальная площадь сечения отогнутой арматуры Аs,inc = 0,002bchoc = 0,002 • 30 • 47 = 2,82 см2; принимаем 2о14 А-III, Аs = 3,08 см2; диаметр отгибов должен также удовлетворять условию см и меньше do = 25 мм; принято do = 1,4 см - условие соблюдается. Хомуты принимаем двухветвенными из стали класса А-I диаметром 6 мм, Аsw = 0,283 см2. Шаг хомутов консоли назначаем из условий требования норм - не более 150 мм и не более (1/4)h = (50/4) = 12,5 см; принимаем шаг s = 10 см. Расчет ригеля Определение усилий в ригеле поперечной рамы Расчетная схема и нагрузки. Поперечная многоэтажная рама имеет регулярную расчетную схему с равными пролетами ригелей и равными длинами стоек (высотами этажей). Сечения ригелей и стоек по этажам также приняты постоянными. Такую многоэтажную раму расчленяют для расчета на вертикальную нагрузку на одноэтажные рамы с нулевыми тточками моментов - шарнирами, расположенными по концам стоек, - в середине длины стоек всех этажей, кроме первого. Расчетная схема расчитываемой рамы средних этажей показана на рис. 3.1. а. Нагрузка на ригель от многопустотных плит считается распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу поперечных рам - 6,8 м. Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля. Постоянная: от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания ?n = 0,95; 4,134 • 6,8 • 0,95 = 26,7 кН/м; от веса ригеля сечением 0,25 • 0,6 м (? = 2500 кг/см3) с учетом коэффициентов надежности ?f = 1,1 и ?n = 0,95 • 3,8 кН/м. Итого g = 26,7 + 3,8 = 30,5 кН/м. Временная с учетом ?n = 0,95; v = 7,0 • 6,8 • 0,95 = 45,2 кН/м, Работа на этой странице представлена для Вашего ознакомления в текстовом (сокращенном) виде. Для того, чтобы получить полностью оформленную работу в формате Word, со всеми сносками, таблицами, рисунками, графиками, приложениями и т.д., достаточно просто её СКАЧАТЬ.  |
|
Банк готовых работ
Форма заказа
Скачать работу
экономические  Copyright © refbank.ru 2005-2024
Все права на представленные на сайте материалы принадлежат refbank.ru. Перепечатка, копирование материалов без разрешения администрации сайта запрещено. |
|