|
|
|
Реферат: Записка к расчетам2) по схеме загружения 1+2: М(23)1<М23=82,93 кН*м. Следовательно, расчетный опорный момент ригеля по грани средней опоры М=94,96 кН*м. Опорный момент ригеля по грани крайней колонны по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов: М(12)1=М12-Q1*hcol/2=59,78*103-126,95*103*0,25/2=43,91 кН*м. 3.5 Поперечные силы ригеля. Для расчета прочности ригеля по наклонным сечениям принимаем значения поперечных сил ригеля, большие из двух расчетов: упругого расчета и с учетом перераспределения моментов. На крайней опоре Q1=126.95 кН; на средней опоре слева по схеме загружения 1+4 Q2=52,31*103*5,2/2- (-152,6+44,52)*103/5,2=156,8 кН; На средней опоре справа по схеме загружения 1+4 Q2=52,31*103*5,2/2- (-136,16+95,73)*103/5,2=144,36 кН; 3.6 Характеристики прочности бетона и арматуры. 3.7 Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси. Высоту сечению ригеля уточняем по опорному моменту при ζ=0,35, поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. Принятое же сечения затем следует уточнить по пролетному наибольшему моменту (если пролетный момент>опорного). В данном случае проверку не производим, т.к. Мпр=83,46 кН*м<Моп=94,96 кН*м. По таблице 3,1[1] при ζ=0,35 находим αм=0,289 и опираем рабочую высоту сечения ригеля : h0=√M/ αм*Rb*b=√94.96*103/0.289*0.9*11.5*106*0.2=0.4 m. Полная высота сечения h=h0+a=0.4+0.06=0.46 m. Принимаем h=0.5 m, h0=0.44 m. Сечение в I пролете, М=83,46 кН*м. h0=h-a=0.5-0.06=0.44 m. Вычисляем : αм=М/ Rb*b*h20=83.46*103/0.9*11.5*106*0.2*0.442=0.208 По таблице 3.1[1] находим η=0,883 и опираем площадь сечения арматуры: As=M/Rs*h0* η=83.46*103/365*106*0.883*0.44=5.88*10-4 m2. Принимаем 2 ø12 А-III+2ø16 A-III с Аs=6.28*10-4 m2. Сечение в среднем пролете, М=69,02 кН*м. αм=69,02*103/0,9*11,5*106*0,2*0,442=0,172; η=0,905. Сечение арматуры : As=69.02*103/365*106*0.905*0.44=4.75*10-4 m2. Принимаем : 2ø12 А-III+2ø14 A-III с Аs=5.34*10-4 m2. Сечение по средней опоре: М=94,96 кН*м. αм=94,96*103/0,9*11,5*106*0,2*0,442=0,237; η=0,865. Сечение арматуры As= 94,96*103/365*0.865*0,44=6.84*10-4 m2; Принимаем 2ø10 А-III+2ø20 A-III с Аs=7,85*10-4 m2. Сечение на крайней опоре, М=43,91 кН*м. Арматура располагается в один ряд: h0=h-a=0.5-0.03=0.47 m. αм=43,91*103/0,9*11,5*106*0,2*0,472=0,096; η=0,95. As=43.91*103/365*106*0.95*0.47=2.69*10-4 m2. Принимаем : 2 ø14 А-III с Аs=3.08*10-4 m2. 3.8 Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси. На средней опоре поперечная сила Q=156.8 кН. Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сверки с продольной арматурой ø=20 мм и принимаем равным ø=5мм с As=0.196*10-4 m2 с Rsw=260 МПа. Число каркасов ----, при этом Asw=2*0.196*10-4=0.392*10-4 m2. Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям S=h/3=0.5/3=0.17 m – принимаем S=0.15m. Для всех приопорных участников длиной 0,25l принимаем шаг S=0.15 m, в средней части пролета шаг S=(3/4)h=0.75*0.5=0.375=0.4 m. Вычисляем : qsw=Rsw*Asw/S=260*106*0.392*10-4/0.15=67.95 кН/м. Qbmin=φb3*Rbt*b*h0=0.6*0.9*0.9*106*0.2*0.44=42.77 кН. Qsw=67.95 кН*м>Qbmin/2h0=42.77*103/2*0.44=48.6 кН/м – ус-ие удолетворяется. Требование: Smax= φlτRbtb*b*h02/Qmax=1.5*0.9*0.9*106*0.2*0.442/156.8*103=0.3 m>S=0.15 m – выполняется. При расчете прочности вычисляем: Mb= φlτRbtb*b*h02=2*0.9*0.9*106*0.2*0.442=62.73 кН*м. Поскольку q1=g+φ/2=(24.95+27.36/2)*103=38.63 кН*м>0.56qsw=0.56*67.95*103=38.05 кН*м, вычисляем значение (с) по qτ: с= √Мв/(q1+qsw)=√62.73*103/(38.63+67.95)*103=0.77 m<3.33h0=3.33*0.44=1.47m. Тогда Qb=62.73*103/0.77=81.47 кН. Поперечная сила в вершине наклонного сечения: Q=Qmax-q1*c=156.8*103-38.63*103*0.77=127.05 кН. Длина проекции расчетного наклонного сечения: С0=√Мb/qsw=√62.73*103/67.95*103=0.96 m>2h0=2*0.44=0.88 m – принимаем С0=0,88 м. Тогда Qsw=qsw*c0=97.95*103*0.88=59.8 кН. Условие прочности: Qb+Qsw=(81.47+59.8)*103=141.27 кН>Q=127.05 кН – удовлетворяется. Производим проверку по сжатой наклонной полосе: μsw=Asw//b*S=0.392*10-4/0.2*0.15=0.0013; α=Es/Eb=170*109/27*109=6.13; φw1=1+5*α* μw1=1+5*6.13**0.0013=1.04; φb1=1-0.01*Rb=1+0.01*0.9*11.5=0.9. Условие прочности: Qmax=156.8 кН<0.3φw1* φb1*Rb*h0=0.3*1.04*0.9*0.9*11.5*106*0.2*0.44= 255.75 кН – удовлетворяется.
Эпюру арматуры строим в такой последовательности: Рассмотрим сечение I пролета арматуры: 2 ø12 А-III+2ø16 A-III с Аs=6,28*10-4 m2. Определяем момент, воспринимаемый сечением с этой арматурой, для чего рассчитываем необходимые параметры: h0=h-a=0.5-0.06=0.44 m; μ=As/b*h0=6.28*10-4/0.2*0.44=0.0071; ζ=μ*Rs/Rb=0.0071*365*106/0.9*11.5*106=0.25; η=1-0.5*0.25=0.875; Ms=As*Rs*h0* η=6.28*10-4*365*106*0.875*0.44=88.25 кН*м. Арматура 2ø12 А-III обрывается в пролете, а стержни 2ø16 А-III с As=4.02*10-4 m2 доводятся до опор. Определяем момент, воспринимаемый сечением с этой арматурой: h0=h-a=0.5-0.03=0.47 m; μ=As/b*h0=4.02*10-4/0.2*0.47=0.0043; ζ=μ*Rs/Rb=0.0043*365*106/0.9*11.5*106=0.152; η=1-0.5*0.152=0.924; Ms=As*Rs*h0* η=4.02*10-4*365*106*0.924*0.47=63.72 кН*м. Графически определяем точки теоретического обрыва двух стержней ø12 А – III. Поперечная сила в первом сечении Q1=30 кН, во II сечении Q2=40 кН. Интенсивность поперечного армирования в I сечении при шаге хомутов S=0.15 m равна : Qsw=Rsw-Asw/S=260*106*0.392*10-4*0.15=67.95 кН/м. Длина анкеровки W1=30*103/2*67.95*103+5*0.012=0.28 m>20d=20*0.012=0.24m. Во II сечении при шаге хомутов S=0.4 m: Qsw=260*106*0.392*10-4=25.48 кН/м. Длина анкеровки W2=40*103/2.25.48*103+5*0.012=0.84m>20d=0.24m. Во II пролете принята арматура 2 ø12 А-III+2ø14 A-III с Аs=5,34*10-4 m2. h0=0.44 m; μ=5.34*10-4/0.2*0.44=0.091; ζ=0.0061*365*106/0.9*11.5*106=0.215; η=1-0.5*0.215=0.892; Ms=As*Rs*h0*η=5.34*10-4*365*106*0.892*0.44=76.5 кН*м. Стержни 2ø14 А-III с As=3.08*10-4 m2 доводится до опор h0=0.47 m; μ=3.08*10-4/0.2*0.47=0.0033; ζ=0.0033*365*106/0.9*11.5*106=0.116; η=1-0.5*0.116=0.942. Ms=As*Rs*h0*η=3.08*10-4*365*106*0.942*0.47=49.77 кН*м. В месте теоретического обрыва стержня 2ø12 А-III поперечная сила Q3=40 кН; qsw=25.48 кН/м; Длина анкеровки: W3=40*103/2*25.48*103+5*0.00120.84m>20d=20*0.0012=0.24m. На средней опоре принята арматура 2ø10 А-III+2ø20 А-III с As=7.85*10-4 m2. h0=0.44 m; μ=7.65*10-4/0.2*0.44=0.0089; ζ=0.0089*365*106/0.9*11.5*106=0.314; η=1-0.5*0.314=0.843. Ms=As*Rs*h0*η=7.65*10-4*365*106*0.843*0.44=106.28 кН*м. Графически определим точки теоретического обрыва двух стержней ø20А – III. Поперечная сила в первом сечении Q4=90 кН; qsw=67.95 кН/м; Длина анкеровки W4=90*103/2*67.95*103+5*0.02=0.76m>20d=20*0.02=0.4m. На крайней опоре принята арматура 2ø14 А – III с As=3.08*10-4 m2. Арматура располагается в один ряд. h0=0.47m; μ=3.08*10-4/0.2*0.47=0.0033; ζ=0.0033*365*106/0.9*11.5*106=0.116; η=1-0.5*0.116=0.942. Ms=As*Rs*h0*η=3.08*10-4*365*106*0.942*0.47=49.77 кН*м. Поперечная сила в ---- обрыва стержней Qs=100 кН; Qsw=67.95 кН/м; Длина анкеровки – W5=100*103/2*67.95*103+5*0.014=0.8m>20d=20*0.014=0.28m. 3.10 Расчет стыка сборных элементов ригеля. Рассматриваем вариант бетонированного стыка. В этом случае изгибающий момент на опоре воспринимается соединительными и бетоном, заполняющий полость между торцами ригелей и колонной. Изгибающий момент на грани колонны: М=94,96 кН*м. Рабочая высота сечения ригеля h0=h-a=0.5-0.015=0.485 m. Принимаем бетон для замоноличивания класса B20; Rb=11.5 МПа. gbr=0.9; Арматура – класса А-III, Rs=365 МПа. Вычисляем: αm=M/Rb*b*h02=94.96*103/0.9*11.5*106*0.2*0.4852=0.195 По таблице 3.1[1] находим: η=0,89 и определяем площадь сечения соединительных стержней: As=M/Rs*h0* η=94.96*103/365*106*0.89*0.485=6.03*10-4 m2. Принимаем: 2ø20 А-III с As=6.28*10-4 m2. Длину сварных швов определяем следующим образом: ∑lm=1.3*N/0.85*Rw*hw=1.3*220*103/0.35*150*106*0.01=220 кН, где N=M/h0*η=94.96*103/0.89*0.485=220 кН. Коэффициент [1,3] вводим для обеспечения надежной работы сварных швов в случае перераспределение моментов вследствие пластических деформаций. При двух стыковых стержнях и двусторонних швах длина каждого шва будет равна : lw=∑lw/4+0.01=0.22/4+0.01=0.06 m. Конструктивное требование: lw=5d=5*0.02=0.1 m. Принимаем l=0.1m Площадь закладной детали из условия работы на растяжение: A=N/Rs=220*103/210*106=10.5*10-4 m2. Принимаем 3 Д в виде гнутого швеллера из полосы g=0.008 m длиной 0,15 м; A=0.008*0.15=12*10-4 m2>A=10.5*10-4 m2. Длина стыковых стержней складывается из размера сечения колонны, двух зазоров по 0,05 м и l=0.25+2*0.05+2*0.1=0.55 m.
4.1 Определение продольных сил от расчетных усилий. Грузовая площадь средней колонны при сетке колонны 6х52, м равна Агр=6*5,2=31,2 м2. Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом jn=0.95: Qперекр=3920*31,2*0,95=116,2 кН, от ригеля Qbm=(2.61*103/5.2)*31.2=15.66 кН; от колонны: Qcol=0.25*0.25*4.2*25000*1.1*0.95=6,86 кН., Итого: Gперекр=138,72 кН. Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом jn=0.95: Qвр=4800*31,2*0,95=142,27 кН, в точности длительная: Qврдл=3000*31,2*0,95=88,92 кН, кратковременное Qвркр=1800*31,2*0,95=53,35 кН. Постоянная нагрузка при весе кровли и плиты 4 КПа составляет: Qпок=4000*31,2*0,95=118,56 кН, от ригеля : Qвш=15,66 кН; от колонны: Qcol=6,86 кН; Итого: Gпокр=141,08 кН. Снеговая нагрузка для города Москвы – при коэффициентах надежности по нагрузке jf=1.4 и по назначению здания jn=0.95: Qcн=1*31,2*1,4*0,95=41,5 кН, в точности длительная: Qснl=0.3*41.5*103=12.45 кН; кратковременная : Qснкр=0,7*41,5*103=29,05 кН. Продольная сила колонны I этажа от длительных нагрузок : Nl=((141.08+12.45+(138.72+88.92)*2)*103=608.81 кН; то же от полной нагрузки N=(608.81+29.05+53.35)*103=691.21 кН. 4.2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок. Определяем максимальный момент колонн – при загружении 1+2 без перераспределения моментов. При действии длительных нагрузок: М21=(α*g+β*φ)*l2= - (0.1*27.36+0.062*17.1)*103*5.22= - 102.65 кН*м. N23= - (0,091*27,36+0,03*17,1)*103*5.22= - 81.19 кН*м. При действии полной нагрузки: М21= - 102,65*103-0,062*10,26*103*5,22= - 119,85 кН*м; М23= - 81,19*103-0,03*10,26*103*5,22= - 89,52 кН*м. Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы: при длительных нагрузках ∆Мl=(102.65-81.19)*103=21.46 кН*м; ∆М=(119,85-89,52)*103=30,33 кН*м. Изгибающий момент колонны I этажа: М1l=0.6*∆Мl=0.6*21.46*103=12.88 кН*м; от полной нагрузки: М1=0,6*∆М=0,6*30,33*103=18,2 кН*м. Вычисляем изгибающие моменты колонны, соответствующие максимальным продольным силам; для этого используем загружение пролетов ригеля по схеме 1. От длительных нагрузок : ∆Мl=(0,1-0,091)*44,46*103*5,22=10,82 кН*м; Изгибающий момент колонны I этажа: М1l=0.6*10.82*103=6.5 кН*м. От полных нагрузок: ∆М=(0,01-0,091)*52,31*103*5,22=12,73 кН*м; изгибающий момент колонны I этажа: М1=0,6*12,73*103=7,64 кН*м. 4.3 Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В20; Rb=11.5 МПа; jb2=0.9; Eb=27000 МПа. Арматура класса А-III, Rs=365 МПа; Es=200 000 МПа. Комбинация расчетных усилий: max N=691.21 кН, в точности от длительных нагрузок Nl=608.81 кН и соответствующий момент М1=7,64 кН*м, в точности от длительных нагрузок M1l=6.5 кН*м. Максимальный момент М=18,2 кН*м, в точности Ml=12.88 кН*м и соответствующее загружению 1+2 значение N=691.21*103-142.27*103/2=620.1 кН, в точности Nl=608.81*103-88.92*103/2=564.35 кН. 4.4 Подбор сечений симметричной арматуры As= As’. Приведем расчет по второй комбинаций усилий. Рабочая высота сечения колонны h0=h-a=0.25-0.04=0.21 m; ширина b=0.25 m. Эксцентриситет силы е0=M/N=18.2*103/620*103=0.029 m. Случайный эксцентриситет е0=h/30=0.25/30=0.008 m, или е0=l/600=4.2/600=0.029m> случайного, его и принимаем для расчета статически неопределимой системы. Находим значение моментов в сечении относительно оси, проходящий через ц.т. наименее сжатой (растянутой) арматуры. При длительной нагрузки: : М1l=Мl+Nl(h/2-a)=12.88*103+564.35*103(0.25/2-0.04)=60.85 кН*м; при полной нагрузки: М1=18,2*103+620,1*103*0,085=70,91 кН*м. Отношение l0/τ=4.2/0.0723=58.1>14 Расчетную длину многоэтажных зданий при жестком соединении ригеля с колоннами в сборных перекрытиях принимаем равной высоте этажа l0=l. В нашем случае l0=l=4,2 м. Для тяжелого бетона: φl=1+M1l/Ml=1+60.95*103/70.91*103=1.86. Значение j=l0/h=0.029/0.25=0.116<jmin=0.5-0.01*l0/h-0.01*Rb=0.5-0.01*4.2/0.25-0.01*0.9*11.5=0.229 – принимаем j=0.229. Отношение модулей упругости α=Es/Eb=200*109/27*109=7.4. Задаемся коэффициентом армирования μ1=2*As/A=0.025, вычисляем критическую точку : Ncr=6.4Eb*A/l2* [r2/ φl*(0.11/(0.1+j)+0.1)+αμ1*(h/2-a)2]=6.4*27*109*0.252/4.22*[0.07232/1.86*(0.11/(0.1+0.229)+0.1)+7.4*0.0025(0.25/2-0.4)2]= 1566 кН. Вычисляем : η=1/(1-N/Ner)=1/(1-620.1*103/1566*103)=1.66 Значение эксцентриситета равно: e=e0*η+h/2-a=0.029*1.66+0.25/2-0.04=0.13 m. Определяем границу относительную высоту сжатой зоны: ζr=w/1+65R/500*(1-w/1.1)=0.77/1+365*103/500*(1-0.77/1.1)=0.6. где w=0,85-0,008*Rb=0.85-0.08*0.9*11.5=0.77 – характеристика деформированных свойств бетона. Вычисляем : 1) αn=N/Rb*b*h0=620.1*103/0.9*11.5*103*0.25*0.21=1.14>ζR. 2) αS= αn(e/h0-1+ αn/2)/1-S’=1.14*(0.13/0.21-1+1.14/2)/1-0.19=0.27>0 j’=a’/h0=0.04/0.21=0.19. 3) ζ= αn(1- ζR)+2* αS* ζR /1- ζR+2* αS=(1.14*(1-0.6)+2*0.27*0.6)/1-0.6+2*0.27=0.83> ζR Определяем площадь сечения арматуры: As=As’=N/Rs*(e/h0- ζ*(1- ζ/2)/ αn)/1-j’=620.1*103/365*103*(0.13/0.21-0.83*(1-0.83)/1.14)/1-0.19= =4.05*10-4 m2. Принимаем 2ø18 А-III с As=5.09*10-4 m2. Проверяем коэффициенты армирования: μ=2*As/A=2*5.09*10-4/0.252=0.016<0.025. Следовательно, принимаем армирование колонны по минимальному коэффициенту: 2As/A=0.025 As=A*0.025/2=0.0252*0.025/2=7.81*10-4 m2. Принимаем 2Ф25 А –III с As=9.82*10-4 m2. 4.5 Расчет и конструирование короткой консоли. Опорное давление ригеля Q=156,8 кН. Принимаем бетон класса В20; Rb=11.5 МПа, jbr=0.9 Арматура класса А-III, Rs=365 МПа, принимает длину опорной площади l=0.2m при ширине ригеля bbm=0.2 m и проверим условие: Q/0.75*l*bbm=156.8*103/0.75*0.2*0.2=5.23МПа < Rb=11.5 МПа. Вылет консоли с учетом зазора 0,05 м составляет l1=0.25 m, при этом расстояние а=l1-l/2=0.25-0.2/2=0.15 m. Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной h=(0.7/0.8)*hbm=0.75*0.5=0.4m; при угле наклона сжатой грани j=450 высота консоли у свободного края h1=h-l1=0.4-0.25=0.15m; Рабочая высота сечения консоли h0=h-a=0.4-0.03=0.37m; Поскольку l1=0.25m<0.9h0=0.9*0.37=0.33m - консоль короткая. Консоль армируем горизонтальными хомутами Ф6А-I с As=2*0.283*10-4=0.586*10-4 m2 с шагом S=0.1m и отгибами 2ФА-III с As=4.02*10-4 m2. Проверяем прочность сечения консоли по условию: μw1=Asw/bs=0.566*10-4/0.25*0.1=0.023; αs=Es/Eb=210*109/27*109=7.8; φw2=1+5*α* μw1=1+5*7.8*0.0013=1.05; sin2θ=h2/( h2+l21)=0.42/(0.42+0.252)=0.72, при этом Qb=0.8* φw2*Rb*b*sin2 θ=0.8*1.05*0.9*11.5*106*0.25*0.2*0.72=313 кН. Правая часть этого условия принимается не более 3,5Rbt*h0*b=3.5*0.9*0.9*106*0.25*0.37=262.24 кН. Следовательно, Qmax=156.8 кН<Qb=262.24 кН. – прочность обеспечена. Изгибающий момент консоли у грани колонны по ф: М=Q*a=156.8*103*0.15=23.52 кН*м. Площадь сечения продольной арматуры при η=0,9. As=1.25*M/Rs*h0* η=1.25*23.52*103/365*106*0.9*0.37=2.42*10-4 m2. Принимаем 2Ф14 А-III с As=3.08*10-4 m2. 4.6 Конструирование арматуры колонны. Стык колонн. Колонна армируется пространственным каркасом, образованным из плоских сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры ø25 мм равен ø8 мм. Принимаем ø8 А-I с шагом S=0.25m – по размеру стороны сечения колонны, что менее 20*d=20*0.025=0.5m Стык колонн выполняем на ванной сварке выпусков стержней с обетонированием. В местах стыка концентрируется напряжения, поэтому торцевые участки усиливаем косвенным армированием. Последнее препятствует поперечному расширению при продольном сжатии. Косвенное армирование представляет собой пакет поперечных сеток. Принимаем 6 сеток с шагом S=0.05m – на расстоянии 0,25 м – по размеру стороны сечения колонны. Первая сетка располагается на расстоянии 0,015м от наружной поверхности элемента. Рисунок___ Стык колонн Рисунок ___ Сетка С-4
Сечение колонны принимаем 0,25*0,25 м. Усилие колонны у заделки в фундаменте:
Ввиду относительно малых значений эксцентриситетов фундамент колонны рассчитываем как центрально нагруженный. Расчетное усилие N=691.21 кН; усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке jf=1.15, нормативное усилие Nn=N/jf=691.21*103/1.15=601.05 кН. Принимаем бетон для фундамента класса В12,5; Rbt=0.66 МПа, jb2=0.9. Арматура класса А-II, Rs=280 МПа. Расчетное сопротивление грунта – R0=0.2 МПа. Вес единицы объема бетона фундамента и группа на его обрезах j=20 кг/м3. Высоту фундамента предварительно принимаем равной H=0.5 m; глубину заложения H1=1.05m. Площадь подошвы фундамента определяем предварительно без поправок R0 на ее ширину и заложения: A=Nn/R0-j*H1=601.05*103/0.2*103-20*103*1.05=3.36 m2. Сторона квадратной подошвы а=√A=√3.36=1.87 m. Принимаем a=2.1m (кратно 0,3). Давление на грунт от расчетной нагрузки p=N/A=691.21*103/2.1*2.1=156.74 кН/м2. Рабочая высота фундамента из условия продавления: h0= - (hcol+bcol)/4 + 1/2√N/Rbt+p= - (0.25+0.25)/4 + ½(√691.21*103/0.9*0.66*106+156.74*103)=0.35m. Полную высоту фундамента устанавливаем из условий: - продавления : H=0.35+0.04=0.39 m. - заделки колонны в фундаменте H=1.5*hcol+0.25=1.5*0.25+0.25=0.65 m. - анкеровки сжатия арматуры колонны ø25 А – III: H=24*d+0.25=24*0.025+0.25=0.85m. Принимаем окончательно без пересчета фундамент высотой H=0.9 m, h0=0.86 m – трехступенчатые. Проверяем, отвечают ли рабочая высота нижней ступени фундамента h02=0.3-0.04=0.36 m условию прочности попречной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающимся в сечении III-III. Для единицы ширины этого сечения (b=1m): Q=0.5*(a-hcol-2*h0)*p=0.5*(2.1-0.25-2*0.86)*156.74*103=10.19 кН; при с=2,5*h0; Q=0.6*j2*Rbt*b*h02=0.6*0.9*0.66*106*1*0.26=96.66 кН>Q=10.19 кН – условие прочности удовлетворяется. Расчетные изгибающие моменты в сечениях I-I и II-II. MI=0.125*p(a-hcol)2*b=0.125*156.74*103*(2.1-0.25) 2*2.1=140.82 кН*м. MII=0.125*p(a-a1)2*b=0.125*156.74*103*(2.1-0.9) 2*2.1=59.25 кН*м. Площадь сечения арматуры: ASI=MI/0.9*h0*Rs=140.82*103/0.9*0.86*280*106=6.5*10-4 m2. ASII=MII/0.9*h01*Rs=59.25*103/0.9*0.56*280*106=4.2*10-4 m2. Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой рабочей арматурой 9ø10 А-II c As=7.07*10-4 m2 с шагом S=0.25 m. Процент армирования: μI=ASI*100/bI*h0=7.07*10-4/0.9*0.86=0.09% μII=ASII*100/bII*h01=7.07*10-4/1.5*0.56=0.084% что больше μmim=0.09% и меньше μmax=3%. 6 Расчет монолитного ребристого перекрытия. Монолитное ребристое перекрытие компонуем с поперечными главнами балками и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещаются по осям колони в третех пролете главной балки, при этом пролеты плиты между осями ребер равны: l/3= 5.2/3=1.73 m. Предварительно задаемся размерами сечения балок: главная балка: высота h=(1/8+1/15)*f=(1/12)*5.2=0.45 m; ширина b=(0.4/0.5)*h=0.45*0.45=0.2 m. Второстепенная балка: высота h=(1/12+1/20)*l=(1/15)*6=0.4m; ширина b=(0.4/0.5)*h=0.5*0.4=0.2m. 6.1 Расчет многопролетной плиты монолитного перекрытия. 6.1.1 Расчетный пролет и нагрузки. Расчетный пролет плиты равен расстоянию в свему между гранями ребер l0=1.73-0.2=1.53m, в продольном направлении – l0=6-0.2=5.8 m. Отношение пролетов 5,8/1,53=3,8>2 – плиту рассчитываем как работающую по короткому направлению. Принимаем толщину плиты 0,05 м. Таблица 3 Нагрузка на 1 м2 перекрытия.
Для расчета многопролетной плиты выделяем полосу шириной 1 м, при этом расчетная нагрузка на 1 м длины с учетом коэффициента надежности по назначению здания jn=0.95 нагрузка на 1м: (g+φ)=7000*0.95=6.65 кН/м. Изгибающие моменты определяем как для многопролетной плиты с учетом перераспределения моментов: - в средних пролетах и на средних опорах: М=(g+φ)*l20/16=6.65*103*1.532/16=0.97 кН*м. - в I пролете и на I промежуточной опоре: М=(g+φ)*l20/11=6.65*103*1.532/11=1.42 кН*м. Средние пролеты плиты окаймлены по всему контуру монолитно связанными с ними балками и под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты уменьшаются на 20%, если h/l=1/30. При h/l=0,05/1,53=1/31<1/30 – условие не соблюдается. 6.1.2 Характеристика прочности бетона и арматура. 6.1.3 Подбор сечений продольной арматуры. В средних пролетах и на средних опорах h0=h-a=0.05-0.012=0.038m. αm=M/Rb*bf’*h20=0.97*103/0.9*8.5*106*1*0.0382=0.088 По таблице 3.1[1] находим η=0,953 As=M/Rs*bf’*h0=0.97*103/370*106*0.95*0.038=0.72*10-4 m2. Принимаем 6ø4 Вр-I с As=0.76*10-4 m2 и соответствующую рулонную сетку марки: (4Bp-I-100/4Bp-I-200)2940*Lc1/20 В I пролете и на I промежуточной опоре h0=0.034 m αm=1.42*103/0.9*8.5*106*1*0.034=0.161 ; η=0,973 As=1.42*103/370*106*0.913*0.034=1.24*10-4 m2. – принимаем две сетки – основную и той же марки доборную. 6.2 Расчет многопролетной второстепенной балки. 6.2.1 Расчетный пролет нагрузки. Расчетный пролет равен расстоянию в свету между главными балками l0=6-0.2=5.8 m. Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки: постоянная: - собственного веса плиты и поля: g1=2200*1.73=3.81 кН/м - то же балки сечением 0,2х0,35 м, g=2500 кг/м3, g2=0.2*0.35*25000=1.75 кН/м. Итого: g=g1+g2=(3,81+1,75)*103=5.56 кН/м. С учетом коэффициента надежности по назначению здания jn=0.95: g=5.56*103*0.95=5.28 кН/м. Временная с учетом jn=0.95: φ=4800*1,73*0,95=7,89 кН/м. Полная нагрузка: g+ φ=(5.28+7.89)*103=13.17 кН/м. 6.2.2 Расчетные усилия. Изгибающие моменты опираем как для многопролетной балки с учетом перераспределении моментов. В I пролете М=(g+ φ)*l20/11=13.17*103*5.82/11=40.27 кН*м. На I промежуточной опоре М=13.17*103*5.82/14=31.64 кН*м. В средних пролетах и на средних опорах: М=13,17*103*5,82/16=27,69 кН*м. Отрицательные моменты в средних пролетах зависит от отношения временной нагрузки к постоянной. При φ/g=7.88*103/5.28*103=1.5<3 отрицательный момент в среднем пролете можно принять равным 40% от момента на I промежуточной опоре Q=31.64*103*0.4=12.66 кН*м. Поперечные силы на крайне опоре Q=0.4*(g+ φ)*l0=0.4*13.17*103*5.8=30.55 кН. На I промежуточной опоре слева Q=0.6*13.17*103*5.8=45.83 кН; на I промежуточной опоре справа Q=0.5*13.17*103*5.8=38.19 кН. 6.2.3 Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон класса В15; Rb=8.5 МПа; Rbt=0.75 МПа; jb2=0.9; Арматура : продольная класса А-III с Rs=365 МПа; Поперечная арматура класса Вр-I диаметром ø5Вр-I, Rsw=260 МПа. 6.2.4 Расчет прочности второстепенной балки по сечениям, нормальным к продольной оси. Высоту сечения балки уточняем по опорному моменту при ζ=0,35, поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. По таблице 3.1[1] при ζ=0,35 находим αm=0.289 и определяем рабочую высоту сечения балки: h0=√M/ αm*Rb*b=√31.64*103/0.289*0.9*8.5*106*0.2=0.23 m. Полная высота сечения h0=h0+a=0.23+0.035=0.265 m. – принимаем h=0.3 m; h0=0.265 m. Сечение в I пролете, М=40,27 кН*м, h0=0.265 m αm=M/Rb*bf’*h20=40.27*103/0.9*8.5*106*2*0.2652=0.037 По таблице 3.1[1] находим: η=0,981; ζ=0,04; х= ζ*h0=0.04*0.265=0.011 m.< 0.05 m – нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки. Сечение арматуры: As=M/Rs*h0* η=40.27*103/365*106*0.981*0.265=4.24*10-4 m2. Принимаем 2ø18А-III c As=3.09*10-4 m2. Сечение в среднем пролете, М=27,69 кН*м. As=27.69*103/365*106*0.981*0.265=2.92*10-4 m2. Принимаем 2ø14А-III c As=3.08*10-4 m2. На отрицательный момент М=12,66 кН*м сечения работает как прямоугольное: αm= M/Rb*b*h20=12.66*103/0.9*8.5*106*0.2*0.2652=0.118; η=0,938; As=12.66*103/365*106*0.938*0.265=1.4*10-4 m2. Принимаем 2ø10А-III c As=1.57*10-4 m2. Сечение на I промежуточной опоре, М=31,64 кН*м. αm=31.64*103/0.9*8.5*106*0.2*0.2652=0.294; η=0,82; As=31,64*103/365*106*0.82*0.265=3.99*10-4 m2. Принимаем 6ø10А-III c As=4.71*10-4 m2. – две гнуты сетки по 3ø10А-III в каждой. Сечение на средних опорах, М=27,69 кН*м αm=27.69*103/0.9*8.5*106*0.2*0.2652=0.258; η=0,847; As=27,69*103/365*106*0.847*0.265=3.38*10-4 m2. Принимаем 5ø10А-III c As=3.92*10-4 m2. 6.2.5 Расчет второстепенной балки по сечениям, наклонным к продольной оси. Q=45.63 кН.
Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки с продольной арматурой ø18 мм и принимаем равным ø5 мм класса Вр-I c As=0.196*10-4 m2. Число каркасов два, при этом Asw=2*0.196*10-4=0.392*10-4 m2. Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям S=h/2=0.3/2=0.15 m. На всех приопорных участках длиной 0,25l принимаем шаг S=0.15 m; в средней части пролета S=(3/4)*h=0.75*0.3=0.225≈0.25 m. Вычисляем: qsw=Rsw*Asw/S=260*0.392*10-4/0.15=67.95 кН/м; влияние свесов сжатой полки φf=0.75*3h’f*hf/b*h0=0.75*3*0.05*0.05/0.2*0.265=0.11<0.5; Qbmin=φb3*(1+φf)*Rbt*b*h0=0.6*1.11*0.9*0.75*106*0.2*0.265=23.83 кН; условие ζsw=67.95 кН/м>Qbmin/2*h0=23*83*103/2*0.265=44.96 кН/м – удовлетворяется. Требование: Smax= φb4*Rbt*b*h0/Qmax=1.5*0.9*0.75*106*0.2*0.2652/45.83*103=0.31m>S=0.15m – выполняется. При расчете прочности вычисляем: Mb= φb3*(1+φf)*Rbt*b*h02=2*1.11*0.9*0.75*106*0.2*0.2652=21.05 кН*м. При q1=g+φ/2=(5.28+7.89/2)*103=9.23 кН/м.<0.56*qsw=0.56*67.95*103=38.05 кН/м – в связи с этим выполняется значение (с) по формуле: с=√Mb/q1=√21.05*103/9.23*103=1.5m>3.33h0=3.33*0.265=0.88m – принимаем с=0,88 м, тогда Qb=Me/c=21.05*103/0.88=23.92 кН> Qbmin=23.83 кН. Поперечная сила в вершине наклонного сечения Q=Qmax-q1*c=45.83*103-9.23*103*0.88=37.71 кН. Длина проекции расчетного наклонного сечения с0=√Mb/qsw=√21.05*103/67.95*103=0.56m>2*h0=2*0.265=0.53 m – принимаем с0=0,53 м. Тогда Qsw=qsw*c0=67.95*103*0.53=36.01 кН>Q=37.71 кН –удовлетворяется. Проверка по сжатой наклонной полосе: μw=Asw/b*S=0.392*10-4/0.2*0.15=0.0013; αs=Es/Eb=170*109/23*109=7.4; φw1=1+5* αs*μ=1+5*7.4*0.0013=1.05; φb1=1-0.01*Rb=1-0.01*0.9*8.5=0.92; Условия прочности: Qmax=45.83 кН≤0.3* μb1*Rb*b*h0=0.3*1.05*0.92*0.9*8.5*106*0.2*0.265=117.5 кН – удовлетворяется.
|
|||||||||||||||||||||||||||||||||||
Страницы: 1, 2
 |
||
| НОВОСТИ |  |
|
|
||
| ВХОД | |
|
|
|||||
Рефераты бесплатно, реферат бесплатно, курсовые работы, реферат, доклады, рефераты, рефераты скачать, рефераты на тему, сочинения, курсовые, дипломы, научные работы и многое другое. |
||
При использовании материалов - ссылка на сайт обязательна. |
||
