Реферат: Многоэтажное производственное здание

ФЕДЕРАЛЬНОЕАГЕНТСТВО ПО ОБРАЗОВАНИЮГОСУДАРСТВЕННОЕОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯПЕРМСКИЙГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТКафедрастроительных конструкцийКурсовойпроектпотеме:МНОГОЭТАЖНОЕПРОИЗВОДСТВЕННОЕ ЗДАНИЕ Выполнил: студент группы ПГС — 43Арсенов Н.В.Проверил: ассистенткаф. СКСмирнов 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 иустойчивости каркаса

2 Статический расчет поперечной рамы

2.1 Назначение размеров элементов рамы иопределение нагрузок, действующих на раму

2.1.1 Назначение предварительных размеровэлементов рамы

2.1.2 Сбор нагрузок на перекрытие ипокрытие

2.1.3 Уточнение размеров элементов рамы

2.1.4 Определение жесткостей элементоврамы

2.2 Расчетная схема и статический расчетпоперечной рамы

2.3 Перераспределение усилий, построениеогибающих эпюр

2.4 Вычисление продольных сил в колоннахпервого этажа

3 Проектирование панели перекрытия

3.1 Назначение размеров и выборматериалов. Сбор нагрузок на продольные ребра. Расчетная схема. Определениеусилий

3.2 Расчет панели на прочность понормальному сечению

3.3 Вычисление геометрическиххарактеристик приведенного сечения

3.4 Определение потерь предварительногонапряжения и усилия обжатия

3.5 Расчет панели на прочность понаклонному сечению

3.6 Расчет панели по второй группепредельных состояний

3.7 Расчет полки панели

4 Проектирование ригеля

4.1 Расчет прочности ригеля по нормальномусечению

4.2 Расчет прочности ригеля по наклонномусечению

4.3 Построение эпюры материалов

4.3.1 Определение мест фактического обрыванижних стержней

4.3.2 Определение мест фактического обрываверхних стержней

5 Проектирование колонны

5.1 Расчет колонны на устойчивость ипрочность

5.2 Расчет консоли колонны

5.3 Расчет стыка ригеля с колонной

6 Проектирование монолитного перекрытия

6.1 Компоновка конструктивной схемымонолитного перекрытия

6.2 Расчет и конструирование монолитнойплиты

6.2.1 Определение шага второстепенныхбалок

6.2.2 Выбор материалов

6.2.3 Расчет и армирование плиты

6.3. Расчет по прочности второстепеннойбалки

6.3.1 Назначение размеров второстепеннойбалки и статический расчет

6.3.2 Расчет прочности второстепенныхбалок по нормальному сечению

6.3.3 Расчет прочности второстепенныхбалок по наклонному сечению

Библиографический список

ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕДЛЯ 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 нагрузкана междуэтажное перекрытие Р=14 кН/м2.

Условное расчетноесопротивление основания R0=0.27 МПа.

1 Компоновка конструктивной схемы здания

1.1 Выбор несущихконструкций каркаса

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

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

Ригели пролётом 6.4 м с предварительным напряжениемс 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 пообеспечению жесткости и устойчивости каркаса

Каркасздания рамно-связевой

Поперечная жесткость зданияобеспечивается работой многоэтажных поперечных рам: колоннами, жесткозаделанными в стаканы фундаментов и жестким сопряжением колонн с ригелями.

Продольная жесткость зданияобеспечивается работой металлических связей, установленных на каждом этаже всередине температурного блока в каждом продольном ряду колонн, а так же плитамиперекрытия, играющими роль связевых, устанавливаемых в уровне каждого этажавдоль 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 Назначениеразмеров элементов рамы и определение нагрузок, действующих на раму

2.1.1 Назначение предварительных размеров элементов рамы

Поперечное сечение ригелятавровое 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 колонныпримем размером 400*400 мм.

2.1.2 Сбор нагрузок на перекрытие и покрытие

Нагрузка на ригель рамыпринимается равномерно распределенной, т.к. количество сосредоточенных сил впролете больше трех.

Вычисление нагрузок отпокрытия и перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению зданияγn=0.95 приведено в таблице 1.

Таблица1.Вычислениенагрузок 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)

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: ågпок=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=ågпок+Vпок

5.203 6.420 ПЕРЕКРЫТИЕ I

ПОСТОЯННАЯ (gпер)

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: ågпер=g1+g2+g3+g4

3.714 4.234 II

ВРЕМЕННАЯ (Vпер)

Полезная (V1)

а) кратковременная

б) длительная

1.2

1.05

8.4

7.35

Перегородки (V2)

0.5 1.1 0.55

ИТОГО: åVпер=V1+V2

14.5 16.3

ПОЛНАЯ: gпер=ågпер+åVпер

18.214 20.534

Вычисляем расчетные нагрузкина 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*γf *γn/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 расчетнаянагрузка 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 расчетнаянагрузка на ригель перекрытия:

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

2.1.3 Уточнение размеров элементов рамы

1. Определение размеровсечения ригеля.

Для уточнения предварительнопринятых размеров сечения ригеля вычисляется требуемая высота на основанииупрощенного расчета. Опорный момент приближенно принимаем равным: М=(0,6…0,7)*М0,где М0=Рпер*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 А0опт=ξопт*(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 бетонакласса B25 (Рис. 2.2.)

Рис.2.2. Поперечное сечение ригеля.

2. Определение размеровсечения колонн.

Нагрузка на среднюю и крайнюю колоннынижнего 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=2165.445кН.

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

hср сolтр=Асртр/bcol=3113.712/40=77.84 см;

hкр сolтр=Акртр/bcol=1556.856/40=38.92 см.

Учитывая, что кроме бетонанагрузку воспринимает арматура, примем следующие сечения колонн:

— средних – bсрcol*hср сol=400*600 мм из бетона класса B30.

— крайних – bкрcol*hкр сol=400*400 мм из бетона класса B30.

Расчетные пролеты ригелей (расстояниямежду 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 врасчет, принимаем равной высоте этажа hэт=3.3м.

Средняя расчетная длинаригелей:

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

Расстояние от центра тяжестисечения 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 моментотносительно нижней грани сечения.

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

1) Момент инерции сеченияригеля 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=0.00884м4.

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 среднейстойки:

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

Погонная жесткость среднихстоек (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 сечениякрайней стойки:

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

Погонная жесткость крайнихстоек (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 схемаи статический расчет поперечной рамы

Расчетная схема поперечнойрамы изображена на рис. 2.3.

Рис.2.3. Расчетная схема поперечной рамы.

Статический расчет поперечнойрамы проведем в программе RAMA2. Исходные данные для выполнения расчета сведеныв таблицу 2.

Таблица2.Исходныеданные 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 вригеле [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 вригеле [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 вколоннах [кН/м] ║

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

║ ║ M AB ║ MAH ║ 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 изгибающиемоменты 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 Перераспределениеусилий, построение огибающих эпюр

Рис. 2.4. Эпюры изгибающихмоментов и поперечных сил в упругой стадии для различных комбинаций загруженияригелей.

Выравниваниедля сочетания нагрузок 1+2.

1) Условия MBL>MA, MBL>M2 невыполняются, перераспределение невозможно.

Выравниваниедля сочетания нагрузок 1+3.

1) ∆М=0.5*(MBP-М5)=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.

Выравниваниедля сочетания нагрузок 1+4.

Максимальный момент в Мmax=502.35 кН*м первомпролете.

Перераспределение начнем спервого пролета:

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

2) 0,3*Мmax=0,3*502.35=150.705 кН*м.

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

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

Рис.2.5. Огибающие эпюры.2.4 Вычислениепродольных сил в колоннах первого этажа

Нагрузка от собственной массы крайнейи средней колонн:

Nсcolкр=bcolкр*hcolкр*ΣHcol*ρcol*g*γf*γn=0.4*0.4*19.8*2.5*9,81*1.1*0.95=81.191кН,

Nсcolср=bcolср*hcolср*ΣHcol*ρcol*g*γf*γn=0.4*0.6*19.8*2.5*9,81*1.1*0.95=121.787кН,

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*ΣHост*ρост*γf*γn=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 стеновыхпанелей:

Nп=bп*lп*ΣHп*ρп*g*γf*γn=0.3*5.8*12.6*9,81*1*1,2*0,95=245.185кН,

где bп=0.3 м – толщинастеновой 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 стеновойпанели.

Суммарная нагрузка от навесныхстеновых панелей и остекления:

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

Продольная сила, действующая соответственнона 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 перекрытия3.1 Назначениеразмеров и выбор материалов. Сбор нагрузок на продольные ребра. Расчетнаясхема. Определение усилий

Проектируем ребристую панельперекрытия с предварительно напряженной арматурой.

Продольное ребро свободноопирается на ригель и рассматривается как балка, свободно опертая на двухопорах и загруженная равномерно распределенной нагрузкой.

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

Принимаем следующие размеры:

— зазор между гранью ригеля иторцом 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 ребервверху – 70 мм;

— толщина полки hf’=50 мм.

— конструктивная ширина основнойпанели:

bf=(L-n*d)/n=(6400-4*30)/4=1570 мм,

где n=4 шт – количество плит в пролете,

d=30 мм – зазор междугранями продольных ребер панелей.

— номинальная ширина панелей:

а) основной bf’=bf+d=1600 мм,

б) доборной bf’доб=bf’/2=800 мм.

Материалы плиты:

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

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

— ненапрягаемая продольнаяарматура класса A400: 2каркаса, диаметры ds=dsc=8 мм, As=Asc=100.5мм2, Rs=Rsс=355МПа, Rs,ser=390 МПа, Es=Esс=200000 МПа;

— ненапрягаемая поперечнаяарматура класса B500, Rsw=260 МПа, Rs,ser=395МПа, Es=170000 МПа;

— полка панели армируетсясетками 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 погоннаянагрузка на панель перекрытия:

Pn=gперn*bf’=18.214*1.6=29.142 кН/м.

Полная расчетная погоннаянагрузка на панель перекрытия:

P=gпер*bf’=20.534*1.6=32.855 кН/м.

Временная расчетная погоннаянагрузка 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 напрочность по нормальному сечению

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

Ширина полки приведенноготаврового сечения bf’=1.6 м.

Толщина полки hf’=0.05 м.

Ширина ребра при расчете попредельным состояниям первой группы:

b1=2*bребниз+d=(2*70+30)/1000=0.17 м.

Ширина ребра при расчете попредельным состояниям второй группы:

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

Высота таврового сечения h=0.4 м.

Расстояние от центра напрягаемойарматуры 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 зоныпроходит 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 напрягаемойарматуры, когда неизвестно значение ssp, рекомендуется принимать σsp/Rs=0.6, тогда приклассе 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 действительноне 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 коэффициентусловий работы gs3=1.1.

Тогда при Аs=100.5 мм2:

Asp=(x*Rb*b*h0-Rs*Аs)/(gs3*Rsp)=

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

Принимаем продольнуюнапрягаемую арматуру: 2Æ18 A800 (Asp=508.9мм2).

3.3 Вычислениегеометрических 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 частипоперечного сечения панели;

A1=hf’*bf’=5*160=800 см2;

A2=(h-hf’)*b1=(40-5)*17=595 см2;

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

Статический момент площадисечения 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 тяжестиприведенного сечения до растянутой грани:

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

Момент инерции приведенногосечения относительно его центра тяжести:

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

=bf’*(hf’)3/12+bf’*(h-hf’)3/12+α*π*dsp4/64+A1*(y0-y1)2+A2*(y0-y2)2+α*Asp*(y0-аsp)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 сопротивленияприведенного 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 Определениепотерь предварительного напряжения и усилия обжатия

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

Первые потери:

1. Потери от релаксациинапряжений арматуры при электротермическом способе натяжения для арматурыклассов А800:

Dssp1=0,03*ssp=0,03*706.5=21.195МПа.

2. Изделие при пропариваниинагревается вместе с формой и упорами, поэтому температурный перепад между нимиравен нулю и, следовательно, Dssp2=0 МПа.

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

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

Суммарные первые потери

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

Усилие обжатия с учетом первыхпотерь:

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

Максимальное сжимающеенапряжение бетона sbp от действия усилия P(1):

sbp=P(1)/Ared+P(1)*е0р1*уs/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=y0-аsp=28.37-5=23.37 см – эксцентриситетусилия Р(1) относительно центра тяжести приведенного сеченияэлемента,

уs=y0=28.370 см –расстояние от центра тяжести приведенного сечения до наиболее сжатой грани встадии 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 внапрягаемой арматуре от ползучести бетона:

Dssp6=0,8*jb,cr*a*sbp/[1+a*msp*(1+e0p1*asp*Аred/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=Еs/Еb=190000/27000=7.037 – коэффициентприведения арматуры к бетону;

msp=Аsp/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=124.09МПа > 100МПа =>

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

Напряжение с учетом всехпотерь:

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

Усилие обжатия от напрягаемойарматуры 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 напрочность по наклонному сечению

Наибольшая поперечная сила вопорном сечении: Qmax=87.065 кН.

Np=0,7*P=0,7*286.067=200.247кН/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 – площадьбетонного 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=19.815кН/м.

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

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

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

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

при Qb1<jn*Rbt*b*h0принимаем

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

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

Итак, qsw=44.631 кН/м.

qsw=44.631 кН/м < 0,25*jn*Rbt*b1=0,25*1.371*1.05*170=61.183кН/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=54.089кН/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=175мм,

S1≤300 мм,

S2≤0,75*350=0,75*350=262.5 мм,

S2≤500 мм.

Шаг хомутов, учитываемых врасчете, 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 поперечнойарматуры

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

Принимаем в поперечном сечении2 хомута диаметром 5 мм (Asw=39.3 мм2).

Фактические интенсивностиусилий 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 снаибольшей 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 интенсивностьюхомутов 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=0.450м,

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

Принимаем длину приопорногоучастка с шагом хомутов S1 — l1=450 мм.

Количество шагов поперечнойарматуры у опор

n1=l1/S1=450/150=3.00

Округляем количество шагов поперечнойарматуры у опор n1у=4

Уточненная длина приопорногоучастка с шагом хомутов S1:

l1у=nу*S1=4*150=600 мм.

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

l1у/=600+25+150=775 мм.

Длина участка с шагом хомутов S2:

l2=lпл-2*l1у/=5400-2*775=3850 мм.

Количество шагов поперечнойарматуры в середине ригеля:

n2=l2/S2=3850/250=15.4

Округляем количество шаговпоперечной арматуры в середине ригеля n2у=15.

Уточненная длина приопорногоучастка с шагом хомутов S2:

l2у=nу2*S2=15*250=3750мм.

Шаг доборных стержней S3=(lпл-2*l1у/-l2у)/2=(5500-2*2050-1400)=50 мм.

Рис.3.3. Каркас КР1 продольного ребра панели перекрытия.3.6 Расчет панели повторой группе предельных состояний

Нормативная длительно-действующаянагрузка:

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

Предельно-допустимый прогибплиты:

fu=1/200*lp=1/200*5.3=0.0265 м.

Расчет производится на ЭВМ спомощью программы “PLITA”. Исходные данные для выполнения расчета сведены втаблицу 3.

Таблица3.Исходныеданные 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

м 0.2 9 Высота растянутой полки плиты

м 10 Высота плиты h м 0.4 11 Расчетный пролет плиты

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

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 полкипанели

Рис. 3.4. Схема панелиперекрытия

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.

Таблица4.Вычислениенагрузок 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: ågпер=g1+g2+g3+g4 2.129 2.491 II ВРЕМЕННАЯ (Vпер) 1

Полезная (V1)

а) кратковременная

б) длительная

1.2

1.05

8.4

7.35

2 Перегородки (V2) 0.5 1.1 0.55 ИТОГО: åVпер=V1+V2 14.5 16.3 ПОЛНАЯ: gпер=ågпер+åVпер 16.629 18.791

Расчетная нагрузка на полосушириной 1 м:

q=gпер*1=18.791*1=18.791кН/м.

Изгибающие моменты в полке:

М1=МI=МI’=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;

МII=МII’=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, подбираемдиаметр и шаг рабочих стержней сетки в поперечном направлении:

А0=М1/(Rb*h02*100*γb2)=0.869*105/(14.5*352*100*0,9)=0.0489м2.

где h0=h-as=50-15=35 мм.

Определяем h=0.9749.

Принимаем стержни из арматурыкласса Вр500: Rs=360 МПа, Rsser=260 МПа, Es=170000 МПа.

Аs=М1/(Rs*h0*h)=0.869*106/(360*35*0.9749)=70.723 мм2.

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

Аs1=Аs/n1=70.723/6=11.787 мм2.

Принимаем Æ4 Вр500 (Аs1=12.566мм2).

Аналогично определяем и шаграбочих стержней в продольном направлении.

А0=МII/(Rb*h02*100*γb2)=0.652*105/(14.5*352*100*0,9)=0.0367м2;

Определяем h=0.9812.

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

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

Аs2=Аs/n2=52.700/6=8.783 мм2.

Принимаем Æ4 Вр500 (Аs2=12.566мм2).

Принимаем сетку С1 марки /> (Рис. 3.5.)

Для восприятия растягивающихнапряжений от действия изгибающих моментов МI и МI’ вдольпродольных ребер укладываются сетки С1 марки /> с рабочими стержнями Æ4 Вр500 в поперечном направлении с шагом S=200 мм.

Армирование поперечных ребервыполняется 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 иС2 для армирования полки панели.

4. Проектирование ригеля

4.1. Расчетпрочности ригеля по нормальному сечению

Рассматривается ригель 1-ого пролета.

Ригель таврового сечения сосвесами в растянутой зоне, с ненапрягаемой продольной рабочей арматурой (рис.2.2.). Расчетное сечение ригеля – прямоугольное размерами: bр=300 мм, hр=700 мм. Площадьсечения 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=13.05МПа); Rbt=1.05 МПа (с учётом gb2 Rbt=0.945 МПа); Rb,ser=18.5 МПа; Rbt,ser=1.6 МПа; Eb=27000МПа, бетон подвергнут тепловой обработке;

— ненапрягаемая продольнаярабочая (пролетная и опорная), конструктивная и поперечная арматура класса A400:

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

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

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

Пролетные и опорные изгибающиемоменты 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

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

αm=0.148<αr=0.388.

Так как αm<αr, тосжатая арматура по расчету не требуется.

Требуемая площадь сечениярастянутой 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=1126.3мм2.

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

— сжатую арматуру: 3Æ10 A400(Asc=235.6 мм2)и 1Æ16 A400(Asоп=201.1 мм2),

— растянутую арматуру: 6Æ16 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-asс=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

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

αm=0.208<αr=0.388

Так как αm<αr, тосжатая арматура по расчету не требуется.

Требуемая площадь сечениярастянутой 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=1795.4мм2.

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

— сжатую арматуру: 3Æ16 A400 (Ascоп=603.2 мм2),

— растянутую арматуру: 1Æ16 A400,2Æ32 A400(Asоп=1809.6 мм2)и 3Æ10 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 прочностиригеля по наклонному сечению

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

Длина ригеля 1-ого пролета:

lр=L-hкрсol-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 сечениеригеля прямоугольное jf=0.

Так как ригель изготавливаетсябез преднапряжения jn=0.

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

Наибольшая поперечная сила вопорном 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=234.843кН>j*Rbt*bр*h0=181.44кН =>

при Qb1>j*Rbt*bр*h0принимаем qsw=186.319кН/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, топримем qsw=186.319 кН/м.

Окончательно получим qsw=186.319 кН/м.

Задаемся шагом поперечныхстержней.

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 назначаемшаг S2 изусловий:

S2≤0,75*hр=0,75*700=525 мм,

S2≤500 мм.

Шаг хомутов, учитываемых врасчете, 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 одногопоперечного стержня арматуры у опор:

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

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

Диаметр одного поперечногостержня арматуры у опор назначаем по требуемой площади одного поперечногостержня и из условия свариваемости, диаметр одного поперечного стержня арматурыв пролете — из условия свариваемости:

dsw≥0.25*ds.max=0,25*32=8.0мм.

Принимаем:

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

— в поперечном сечении впролете 3 стержня dsw2=8мм (Asw2=150.8 мм2).

Проверка прочности понаклонной 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 наклоннымитрещинами обеспечена.

4.3 Построение эпюрыматериалов 4.3.1 Определение мест фактического обрыва нижних стержней

В целях экономии арматурнойстали часть продольной рабочей арматуры обрывают в пролете, не доводя до опоры.Для определения мест обрыва строится эпюра материалов (арматуры). Местатеоретического обрыва стержней определим графическим способом на огибающейэпюре изгибающих моментов (Рис. 4.2.).

Мsпр=Аsпр*Rs*u*h0*10-3=1206.4*365*0.922*0.65*10-3=263.93кН*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 доводимыеза край опоры: 3Æ16 (Аs1=603.2 мм2).

Мs1=Аs1*Rs*u*h0*10-3=603.2*365*0.961*0.65*10-3=137.53кН*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 точектеоретического 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 нижнихстержней (в пролетной части ригеля):

lниз=l1Т+W1+W2=2750+500+500=3750 мм.

4.3.2 Определение мест фактического обрыва верхних стержней

Мsоп=Аsоп*Rs*u*h0*10-3=2045.2*365*0.866*0.64*10-3=413.70кН*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 доводимыеза край опоры 4 (Аs2=436.7 мм2).

Мs2=Аs2*Rs*u*h0*10-3=436.7*365*0.971*0.64*10-3=99.09кН*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 верхнихстержней:

— со стороны крайней колонны

lверх кр=l2Ткр+W3=760+700=1460 мм,принимаем lверх кр=1800 мм.

— со стороны средней колонны

lверх ср=l2Тср+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 колоннына устойчивость и прочность

Значение изгибающих моментов ипродольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечнойрамы. Колонны принимаются двухэтажной разрезки. Колонны многоэтажногокаркасного здания с жесткими узлами рассматриваются как элементы поперечнойрамы и рассчитываются как внецентренно сжатые элементы от совместного действияизгибающих моментов и продольных сил.

Рассматривается нижняя колоннакрайнего 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=365МПа, Rs=365 МПа, Es=200000 МПа.

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

Максимальный изгибающий моментв ригеле Mmax=370.04 кН*м, тогдаполучим одну комбинацию расчетных усилий в колонне:

М=0.6*Mmax=0.6*370.04=222.024кН*м,

N=2431.352 кН.

e0=М/N=222.024/2431.352=0.0913 м.

Расчетные усилия от длительнойнагрузки:

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.

M1l=Мl+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 принимаемкоэффициент 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.

Ncr=π2*D/l02=π2*29.965/3.32=27157.190кН.

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 αn>ξR.

ξ1=(αn+ξR)/2=(1.104+0.531)/2=0.817

αs=(αm1-ξ1*(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))=2220.0мм2.

Принимаем продольную арматуруколонны 3Æ32 A400 (As=Asc=2412.7 мм2).

Конструктивные требования

Коэффициент армирования

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

0.03351

μ1>μmin=0.001

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

Диаметр поперечных стержнейпримем конструктивно из условий:

dsw≥0.25*dsmax(условиесвариваемости),

dsw≥5 мм.

Максимальный диаметр dsmax=32мм.

dsw≥0.25*32=8 мм.

Примем dsw=8 мм.

Шаг поперечных стержней примемконструктивно из условий:

S≤15*dsmax=15*32=480мм,

S≤300 мм

Примем S=300 мм.

Принимаем поперечную арматуруколонны диметром dsw=8 мм, с шагом S=300 мм, из арматуры класса A400.

Рис. 5.1. Схема армированияколонны.

5.2 Расчет консоликолонны

Рассчитывается консоль колонныкрайнего ряда.

Максимальная опорная реакцияригеля: Q=390.53 кН.

lsup=Q/(Rb*bp)=390.53/(15.3*0.3)=85.08 мм.

Принимаем вылет консоли l=300 мм.

a=l-0.5*lsup=300-0.5*85.08=257.5 мм.

Высота консоли в сечении уграни колонны h=600 мм.

Высота консоли у свободногокрая h1=300 мм.

Требуемая высота консоли уграни колонны:

h0≥Q/(2.5*Rbt*bcol)=390.53/(2.5*1.08*0.4)=361.6 мм.

Принимаем h0=h-as=600-50=550 мм.

Изгибающий момент в опорномсечении консоли:

M=1.25*Q*(l-Q/(2*Rb*bp))=1.25*390.53*(300-390.53/(2*15.3*0.3))=125.68 кН*м.

Требуемая площадь сеченияарматуры класса A400:

As=M/(Rs*(h0-asc))=125.68/(365*(550-50))=688.7 мм2.

Принимаем 3Æ18 A400; (As=763.4 мм2).

Вычисляем параметры консоли:

tgθ=(h0-asc)/(a+0.5*lsup)=(550-50)/(257.5+0.5*85.08)=1.667

θ=59.04˚

sinθ=0.857

cosθ=0.514

Ширина наклонной полосы:

lb=lsup*sinθ+2*5*cosθ=85.08*0.857+2*5*0.514=78.1 мм.

h=600<2,5*257.5=2,5*27=644,консоль армируется только наклонными хомутами по всей высоте.

Суммарная площадь наклонныххомутов (отгибов):

Ainc=[Q/(0.8*Rb*bсol*lb*sinθ)-1]*bсol*Sinc/10*α=

=[390.53/(0.8*15.3*0.4*78.1*0.857)-1]*0.4*150/10*6.897=166.2 мм2,

где Sinc=150 мм – шаг отгибов:

Sinc£h/4=600/4=150 мм;

Sinc£150 мм.

α=6.897.

Ainc=0,002*bсol*h0=0,002*400*550=440 мм2.

Требуемая площадь сеченияодного хомута

Ainc1=Ainc/2*n=440/2*3=73 мм2

где n=3– число пар наклонных хомутов.

По сортаменту подбираем отгибыÆ10 A400 (Ainc1=78.5мм2).

Горизонтальные хомутыпринимаем по конструктивным требованиям: Æ8 A400 с шагом S=150 мм.

/>Рис. 5.2. Армирование консоликолонны.

5.3 Расчет стыкаригеля с колонной

Максимальный опорный момент: Моп=370.04 кН*м.

Максимальная опорная реакцияригеля: Q=390.53 кН.

Требуемая площадь стыковыхстержней колонны:

Askоп=Mвоп/(Rs*zs)=291.93/(365*590)=1355.6 мм2,

где Мвоп=Моп-Q*hcol/2=370.04-390.53*0.4/2=291.93 кН*м;

zs=h0-asс=640-50=590 мм.

Принимаем 2Æ32 A400 и Æ16 A400 (Аs=1809.6 мм2), т.к. диаметры стыковыхстержней и выпусков арматуры ригеля одинаковы, то конструкция стыка являетсяравнопрочной с сечением ригеля и не требует проверки расчетом.

Требуемая площадь сечениянижней опорной пластины ригеля (из стали марки C235по ГОСТ 27772-88 Ry=230 МПа, Rwz=160 МПа):

Апл=N/Ry=494.80*10-3/230=2151.3 мм2;

где N=Мвоп/zs=291.93*106/590=494.80 кН.

Требуемая толщина пластины:

δпл=Апл/bp=2151.3/300=7.2 мм

δпл≥kf/1.2=9/1.2=7.5мм,

где kf=9 мм – толщина катета шва.

Принимаем пластину сечением 300х8 мм.

Суммарная длина швов:

/>=1,3*(494.80-58.58)/(0.85*9*160)=241.66 мм;

F=Q*f=390.53*0.15=58.58 кН;

lw1=ålw1/2+10=241.66/2+10=241.66 мм – требуемая длина сварного шва с каждойстороны ригеля к стальной пластине колонны.

l=300 мм>lw1+∆=241.66+50=291.7 мм =>величина вылета консоли достаточна.

Рис. 5.3. Стык ригеля сколонной.

6 Проектирование монолитного перекрытия

6.1 Компоновкаконструктивной схемы перекрытия из монолитного железобетона

Монолитное перекрытие состоитиз монолитной плиты, главных и второстепенных балок. Компоновка конструктивнойсхемы перекрытия с указанием элементов приведена на рис. 6.1.

/>Рис.6.1. Компоновка монолитного перекрытия.6.2 Расчет иконструирование монолитной плиты

6.2.1 Определение шага второстепенных балок

Принимаем толщину монолитнойплиты hпл=60 мм.

Расстояние междувторостепенными балками из условия обеспечения жесткости:

L3≤40*hпл=40*60=2400 мм.

Минимальное количество шаговвторостепенных балок в одном пролете:

n=L/40*hпл=6400/40*60=2.7, принимаем количество шагов n=3, тогда шаг второстепенных балок: L3=L/n=6400/3=2133 мм

6.2.2 Выбор материалов

Назначаем для плиты тяжелыйбетон класса B15: gb2=0.9; Rb=8.5 МПа; Rbt=0.75 МПа, (с учетом gb2 Rb=7.65 МПа; Rbt=0.675 МПа), Rbser=11МПа, Rbtser=1.15 МПа, Eb=23000 МПа, бетон естественноготвердения.

При армировании полки плитыраздельными плоскими сетками используется стержневая арматура класса A400: Rs=355 МПа, Rsw=285 МПа, Rsser=390 МПа, Es=200000 МПа.

Второстепенная балкаармируется каркасами из арматуры класса A400: Rs=355 МПа, Rsw=285 МПа, Rsser=390 МПа, Es=200000 МПа.

6.2.3 Расчет и армирование плиты

Плита рассчитывается надействие нагрузки на полосу шириной 1 м (рис. 6.1.). Расчетная схема плитыпринимается как многопролетная неразрезная балка, опорами которой являютсявторостепенные балки. При вычислении нагрузок на 1 м2 перекрытия использованы результаты сбора нагрузок, приведенные в таблице 1.

Таблица5.Вычислениенагрузок на перекрытие№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)

Собственный вес пола

0.218+0.336+0.410

0.964 1.3 1.115 2

Собственный вес монолитной плиты

1×1×0.06×25×0,95

1.398 1.1 1.538

ИТОГО: ågпер=g1+g2

2.362 2.652 II

ВРЕМЕННАЯ (Vпер)

Полезная (V1)

а) кратковременная

б) длительная

1.2

1.05

8.4

7.35

Перегородки (V2)

0.5 1.1 0.55

ИТОГО: åVпер=V1+V2

14.5 16.3

ПОЛНАЯ: gпер=ågпер+åVпер

16.862 18.952

Предварительно назначаемвысоту и ширину сечения второстепенной балки из условий:

hвб=(1/18…1/10)*L=(1/18…1/10)*6400=(355.6…640.0) мм,

принимаем hвб=550 мм.

Ширина второстепенной балки

bвб=(0.35…0,45)*hвб=(0.35…0,45)*550=192.5…247.5 мм,

принимаем bвб=200 мм.

Расчетный пролет плиты:

L03=L3-bвб=2133-200=1933 мм.

Выровненные изгибающиемоменты:

— в средних пролетах и надсредними опорами:

M2=q*L032/16=18.952*1.9332/16=4.43 кН*м/м.

— в первом пролете и на первойпромежуточной опоре:

M1=q*L032/11=18.952*1.9332/11=6.44 кН*м/м.

/>Рис. 6.2.Эпюра изгибающих моментов в плите.

Монолитные плиты армируютсяраздельными плоскими сетками с поперечным расположением рабочей арматуры.

Принимаем защитный слой бетонаa3=25 мм, расстояние от центра тяжести арматуры сетокдо ближайшей грани сечения as=15мм, тогда рабочая высота сечения ho=hпл-as=60-15=45 мм.

Ширина сеток:

С1 и С4 – BС1=BС4=L03=1933 мм, принимаем BС1=BС4=1900 мм.

С2 и С5 – BС2=BС5≥0,5*L03+bвб=0,5*1933+200=1166.7 мм,

принимаем BС2=BС5=1200 мм.

С3 – BС3≥=0,25*L03+bвб+15*d=0,25*1933+200+15*8=803.3 мм,

принимаем BС3=850 мм,

где: d=8 мм – диаметр поперечных стержней сеток принятый впервом приближении.

Длина здания:

Lзд=10*B=10*5800=58000 мм.

Длина сеток:

Lсет=Lзд-2*a3=58000-2*25=57950 мм.

Подбираем сетку С1:

αm=M1/gb2*Rb*b*h02=6.44/7.65*10000*0.0452=0.0416

ξ=0.042

η=0.979

As=M1/(Rs*h0*η)=6.44/(355*45*0.979)=411.9 мм2/м

Принимаем шаг поперечныхстержней равным S=100 мм, тогдаколичество стержней в 1 м длины сетки равно n1=10.

Требуемая площадь сечения 1стержня:

As1=As/n1=411.9/10=41.2 мм2.

Принимаем поперечные стержни Æ8 A400 (As1=50.3 мм2).

Сетка С1: />.

Подбираем сетку С2: />.

Параметры сетки С3 назначаютсяпо конструктивным требованиям: />.

Подбираем сетки С4 и С5:

αm=M2/gb2*Rb*b*h02=4.43/7.65*10000*0.0452=0.0286

ξ=0.029

η=0.985

As=M2/(Rs*h0*η)=4.43/(355*45*0.985)=283.2 мм2/м

Принимаем шаг продольныхстержней равным S=150 мм, тогдаколичество стержней в 1 м ширины сетки равно n1=6.7.

Требуемая площадь сечения 1стержня:

As1=As/n1=150/6.7=42.5 мм2.

Принимаем поперечные стержни Æ8 A400 (As1=50.3 мм2).

Сетка С4: />.

Сетка С5: />.

/>Рис.6.3. Армирование плиты раздельными сетками. 6.3 Расчет попрочности второстепенной балки6.3.1 Назначение размеров второстепенной балки и статический расчет

Расчетныйпролет второстепенной балки:

L01=B-brб=5800-220=5580 мм,

где brб=(0,3...0,4)*hrб –ширина сечения главной балки,

hrб=(1/12...1/10)*L=(1/10...1/12)*6400=533.3..640.0 мм.

принимаем hrб=600 мм., тогда brб=(0,3...0,4)*600=180..240 мм.

принимаем brб=220 мм.

Предварительные размерывторостепенной балки:

hвб=200 мм, bвб=550 мм.

Расчетная нагрузка на 1 п.м.балки:

qр=gпер*L3+bвб*(hвб-hпл)*rб*g*gfb*gn=

=18.952*2133*10-3+550*(550-60)*2500*9,81*0,95*1,1*10-9=42.9 кН/м.

Изгибаемые моменты:

М1=qр*L012/16=42.9*5.582/16=83.57 кН*м;

М2=qр*L012/11=42.9*5.582/11=121.55 кН*м;

М3=-a*qр*L012=-0.0529*42.9*5.582=70.67 кН*м.

Поперечные силы:

Q1=0,4*qр*L01=0,4*42.9*5.58=95.85 кН;

Q2=-0,6*qр*L01=-0,6*42.9*5.58=-143.77 кН;

Q3=±0,5*qр*L01=±0,5*42.9*5.58=±119.81 кН.

Далее уточняем размеры сечениявторостепенной балки:

hовб=1,8*(М2/Rb*bвб)0,5=1,8*(121.55/8.5*550)0,5=0.481м;

hвб=hовб+a3=481.3+50=531.3 мм.

Окончательно принимаем: hвб=550 мм; bвб=200м.

/>Рис.6.4. Эпюра изгибающих моментов и перерезывающих сил во второстепенных балках.6.3… Расчет прочности второстепенных балок по нормальному сечению

Расчет по прочности второстепеннойбалки производится в пяти сечениях.

Балка в общем случаерассматривается как элемент таврового сечения с расчетным армированиемрастянутой зоны (x£xR).Уточняем размеры таврового сечения.

Так как hпл/hвб=60/550=0.11>0,1, величина свеса полки тавра определяетсяиз условия:

bсв£1/6*L=1/6*6400=1067 мм,

bсв£L3-bвб=2133-200=967 мм.

Окончательно принимаем bсвкратно 50 мм в меньшую сторону bсв=950мм.

Приведенная ширина полки:

b¢f=2*bсв+bвб=2*950+200=2100 мм.

Сечение 1-1

Сечение 1-1 рассматриваетсякак тавровое сечение (учитывая знак действующего в сечении момента). Расчетпроизводим в предположении, что сжатая арматура по расчету не требуется.

ho=hвб-as=550-50=500 мм.

Проверяем условие:

М2<Rb*b’f*h’f*(ho-0,5*h’f);

Rb*b’f*h’f*(ho-0,5*h’f)=8.5*2100*60*(500-0,5*60)=453.03 кН*м;

121.55 кН*м<453.03 кН*м — условие выполняется, т.е. граница сжатой зоныпроходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b=b'f мм.

am=М2/Rb*b’f*h02=121.55/7.65*2100*5002=0.030<aR=0.39 т.е. сжатая арматура действительно по расчетуне требуется.

Требуемая площадь сечениярастянутой арматуры:

Аsтр=Rb*b’f*ho*[1-(1-2*am)0,5]/Rs=7.65*2100*500*[1-(1-2*0.030)0,5]/355=695.5 мм2.

Принимаем: 2Æ22 A400 (АS=760.3 мм2).

Сечение 4-4

Сечение 4-4 рассматриваетсякак тавровое сечение (учитывая знак действующего в сечении момента). Расчетпроизводим в предположении, что сжатая арматура по расчету не требуется.

Проверяется условие:

М1<Rb*b’f*h’f*(ho-0,5*h’f);

83.57 кН*м<453.03 кН*м — условие выполняется, т.е. граница сжатой зоныпроходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b=b'f.

am=М1/Rb*b’f*h02=83.57/7.65*2100*5002=0.021<aR=0.39 т.е. сжатая арматура действительно по расчетуне требуется.

Площадь сечения растянутойарматуры:

Аsтр=Rb*b’f*ho*[1-(1-2*am)0,5]/Rs=7.65*2100*500*[1-(1-2*0.021)0,5]/355=475.81 мм2

Принимаем: 2Æ18 А400 (АS=508.9мм2).

Сечение 2-2

Сечение 2-2 проходит по граниглавной балки, учитывая знак действующего в сечении момента, рассматриваетсякак прямоугольное размерами bвб=200 мм, hвб=550 мм.

ho=hвб-asс=550-50=500 мм.

am=М2/Rb*bвб*ho2=121.55/7.65*200*5002=0.318

aR=0.39

Так как αm<αr, тосжатая арматура по расчету не требуется, примем её конструктивно: 2Æ12 A400 (АSС=226.2 мм2).

Требуемую площадь сечениярастянутой арматуры:

As=Rb*bвб*h0*[1-(1-2*αm)0.5]/Rs=7.65*200*500*[1-(1-2*0.318)0.5]/355=854.1мм2

Принимаем:

— сжатую арматуру: 2Æ12 A400 (АSС=226.2 мм2).

— растянутую арматуру: 2Æ25 A400 (As=981.7 мм2).

Сечение 5-5

Сечение проходит по граниглавной балки, учитывая знак действующего в сечении момента, рассматривается какпрямоугольное размерами bвб=200 мм,hвб=550 мм.

am=М1/Rb*bвб*h02=83.57/7.65*200*5002=0.218

aR=0.39

Так как αm<αr, тосжатая арматура по расчету не требуется, примем её конструктивно: 2Æ12 A400 (АSС=226.2 мм2).

Требуемую площадь сечениярастянутой арматуры:

As=Rb*bвб*h0*[1-(1-2*αm)0.5]/Rs=7.65*200*500*[1-(1-2*0.218)0.5]/355=538.0мм2

Принимаем:

— сжатую арматуру: 2Æ12 A400 (АSС=226.2 мм2).

— растянутую арматуру: 2Æ20 A400 (As=628.3 мм2).

Сечение 3-3

В сечении 3-3 проверяетсяпрочность балки в точке теоретического обрыва рабочей арматуры. Расчет ведетсядля прямоугольного элемента с одиночной арматурой.

М3=70.668 кН*м.

hо.в.б.=500 мм.

x=Rs*As/(Rb*bвб)=355*981.7/(7.65*200)=227.8 мм.

Мcrc=7.65*200*227.8*(500-227.8/2)=134.6кН*м.

Проверяем условие Мcrc³М3,

134.6 кН*м ³ 70.668кН*м – условие выполняется, следовательно, прочность выбранных параметровсечения достаточна.

6.3.3 Расчет прочности второстепенных балок по наклонному сечению

Сечение II-II.

Расчетная сила Q2=Qmax=143.77 кН.

Mb=1.5*Rbt*bвб*h02=1,5*0.675*200*0.52=50.63 кН*м.

Полная погонная расчетнаянагрузка на второстепенную балку:

qпер=gпер*L3+bвб*hвб*1*2500*9.81*1.1*0.95=

=18.952*2.133+0.55*0.2*1*2500*9.81*1.1*0.95=43.251кН/м.

Временная расчетная нагрузкана 1 погонный метр второстепенной балки:

qVпер=ΣVпер*L3=16.3*2.133=34.773 кН/м.

q1=qпер-0,5*qVпер=43.251-0,5*34.773=25.864 кН/м.

Qb1=2*(Mb*q1)0.5=2*(50.63*25.864)0.5=72.370 кН > 2*Mb/h0-Qmax=2*50.63/0.5-143.77=58.726 кН.

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

qsw=(Qmax2-Qb12)/(3*Mb)=(143.772-72.3702)/(3*50.63)=101.620кН/м.

Rbt*bвб*h0=0.675*200*0.5=67.50 кН.

Qb1=72.370кН > jn*Rbt*bвб*h0=67.50 кН =>

при Qb1>Rbt*bвб*h0принимаем qsw=101.620 кН/м.

Итак, qsw=101.620 кН/м.

qsw=101.620 кН/м> 0,25*Rbt*bвб=0,25*0.675*200=33.750 кН/м.

Так как qsw>0,25*Rbt*bвб, то примем qsw=101.620кН/м.

Окончательно получаем qsw=101.620 кН/м.

Задаемся шагом поперечныхстержней.

На приопорных участкахпринимаем шаг S1 из условий:

S1≤hвб/3=550/3=183 мм, S1≤500 мм.

В средней части пролетаназначаем шаг S2 изусловий:

S2≤0,75*hвб=0,75*550=413 мм, S2≤500 мм.

Шаг хомутов, учитываемых врасчете, должен быть не более значения:

Sw.max=Rbt*bвб*h02/Q=0.675*200*5002/143.77=235 мм.

Принимаем шаг хомутов у опоры S1=150 мм, в пролете S2=400 мм.

Требуемая площадь одногопоперечного стержня арматуры у опор:

Asw=qsw*S1/Rsw*n=101.620*150/285=26.7 мм2,

где n=2 шт- количество поперечных стержней всечении у опор.

dsw≥0.25*ds.max=0,25*25=6.3мм.

Принимаем:

— в поперечном сечении у опор 2 стержня диаметром dsw1=8мм (Asw1=100.5 мм2),

— в поперечном сечении впролете 2 стержня диаметром dsw2=8 мм (Asw2=100.5мм2).

Проверка прочности понаклонной полосе между наклонными трещинами.

Qmax=143.77 кН<0.3*Rb*bвб*h0=0.3*7.65*200*0.5=229.5 кН =>

прочность по наклонной полосемежду наклонными трещинами обеспечена.

Сечение III — III.

Расчетная сила Q3=Qmax=119.81 кН.

Mb=1.5*Rbt*bвб*h02=1,5*0.675*200*0.52=50.63 кН*м.

Qb1=2*(Mb*q1)0.5=2*(50.63*25.864)0.5=72.370 кН < 2*Mb/h0-Qmax=2*50.63/0.5-119.81=82.688 кН.

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

qsw=(Qmax-Qb1)/(1.5*h0)=(119.81-72.370)/(1.5*0.5)=63.255 кН/м.

Rbt*bвб*h0=0.675*200*0.5=67.50 кН.

Qb1=72.370 кН > Rbt*bвб*h0=67.50 кН =>

при Qb1>Rbt*bвб*h0принимаем qsw=63.255 кН/м.

Итак, qsw=63.255 кН/м.

qsw=63.255 кН/м > 0,25*Rbt*bвб=0,25*0.675*200=33.750 кН/м.

Так как qsw>0,25*Rbt*bвб, то примем qsw=63.255 кН/м.

Окончательно получаем qsw=63.255 кН/м.

Задаемся шагом поперечныхстержней.

На приопорных участкахпринимаем шаг S1 из условий:

S1≤hвб/3=550/3=183 мм, S1≤500 мм.

В средней части пролетаназначаем шаг S2 изусловий:

S2≤0,75*hвб=0,75*550=413 мм, S2≤500 мм.

Шаг хомутов, учитываемых врасчете, должен быть не более значения:

Sw.max=Rbt*bвб*h02/Q=0.675*200*5002/119.81=282 мм.

Принимаем шаг хомутов у опоры S1=150 мм, в пролете S2=500 мм.

Требуемая площадь одногопоперечного стержня арматуры у опор:

Asw=qsw*S1/Rsw*n=63.255*150/285=16.6 мм2,

где n=2 шт- количество поперечных стержней всечении у опор.

Принимаем, учитывая условиесвариваемости (dsw≥0.25*ds.max=0,25*25=6.3мм):

— в поперечном сечении у опор 2 стержня диаметром dsw1=8мм (Asw1=100.5 мм2),

— в поперечном сечении впролете 2 стержня диаметром dsw2=8 мм (Asw2=100.5мм2).

Проверка прочности понаклонной полосе между наклонными трещинами.

Qmax=119.81 кН<0.3*Rb*bвб*h0=0.3*7.65*200*0.5=229.5 кН => прочность по наклонной полосе междунаклонными трещинами обеспечена.

Рис.6.5.Каркасы второстепенной балки.
Библиографический список

1. ГОСТ 23279-85. Сетки арматурныесварные для железобетонных конструкций и изделий. – Москва, Госстрой СССР,1985.

2. ГОСТ 27215-87. Плиты перекрытийжелезобетонные ребристые высотой 400 мм для производственных зданийпромышленных предприятий. Технические условия. – Москва, Госстрой СССР, 1987.

3. ГОСТ 27772-88. Прокат длястроительных стальных конструкций. Общие технические условия. – Москва,Госстрой СССР, 1989.

4. ГОСТ 5781-82. Сталь горячекатанаядля армирования железобетонных конструкций. Технические условия.

5. ГОСТ 6727-80*. Проволока изнизкоуглеродистой стали холоднотянутая для армирования железобетонныхконструкций. Технические условия. – Москва, Госстрой СССР, 1994.

6. Серия 1.442.1-1.87. Плитыперекрытий ЖБ ребристые высотой 400 мм (Вып. 1).

7. Серия 1.442.1-1.87. Плитыперекрытий ЖБ ребристые высотой 400 мм (Вып. 4).

8. СНиП 2.01.07 – 85*. Нагрузки и воздействия.– Москва, Министерство строительства РФ, 1996г.

9. СНиП 2.03. 01 – 84. Бетонные ижелезобетонные конструкции. – М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1985.

10. СНиП 52-01-03. Бетонные ижелезобетонные конструкции. Основные положения.

11. СП 52-101-2003 Бетонные ижелезобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. – ГУПНИИЖБ Госстроя России.

12. СП 52-102-2004 Предварительнонапряженные железобетонные конструкции. – ГУП НИИЖБ Госстроя России.

13. Пособие по проектированию бетонныхи железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряженияарматуры (К СП 52-101-2003) – ГУП НИИЖБ Госстроя России, Москва, 2005.

14. Пособие по проектированиюпредварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (К СП52-102-2004) – ГУП НИИЖБ Госстроя РФ.

15. Байков В. Н., Сигалов Э. Е.Железобетонные конструкции. М.: Стройиздат, 1985, 728 с.

16. Железобетонные конструкции:Курсовое и дипломное проектирование / Под. ред. А. Я. Барашикова. – К.: Вищашк. Головное изд-во, 1987 – 416 с.

17. Бетонные железобетонныеконструкции. Проектирование монолитных перекрытий каркасных зданий (Примеррасчета). Методические указания к курсовому и дипломному проектированию для студентовспециальности 290300 «Промышленное и гражданское строительство» – ИГАСУ. Сост.:А. О. Рязанский, А. А. Абрамов — Пермь, 2003 — 28 с.

18. Железобетонные конструкции.Примеры расчета несущих конструкций каркаса многоэтажного производственногоздания (Компоновка, статический расчет многоэтажной рамы, расчет и конструированиепанели перекрытия): Методические указания по курсовому и дипломномупроектированию для студентов специальности 2903 – Иванов. инж. – строит. ин-т;Сост.: И.Т. Мирсаяпов, Н.Г. Палагин. Пермь, 1990, 40 с.

19. Железобетонные конструкции.Примеры расчета несущих конструкций каркаса многоэтажного производственногоздания (Расчет и конструирование ригеля перекрытия, колонны и узлов сопряженияэлементов). Методические указания по курсовому и дипломному проектированию длястудентов специальности 2903 – Промышленное и гражданское строительство –Иванов. инж. – строит. ин-т; Сост.: И.Т. Мирсаяпов, Н.Г. Палагин. Пермь, 1991,27 с.

20. Конструирование несущихконструкций каркаса многоэтажного производственного здания (Ригели таврового ипрямоугольного профиля): Методические указания для курсового и дипломногопроектирования для студентов специальности 2903 – Иванов. Инж.– строит. Ин-т;Сост. И. Т. Мирсаяпов. Пермь, 1988, 32 с.

21. Проектирование монолитныхперекрытий каркасных зданий: Методические указания к курсовому проекту«Проектирование железобетонного перекрытия многоэтажного каркасного здания». – Иванов.инж.-строит. институт: сост. Н. Л. Марабаев, Пермь, 1987 г.

22. Расчет несущих конструкций каркасамногоэтажного производственного здания (Компоновка, статический расчетмногоэтажной рамы, расчет и конструирование панели перекрытия): Методическиеуказания по курсовому и дипломному проектированию для студентов специальности2903 – Иванов. инж. – строит. ин-т; Сост.: И.Т. Мирсаяпов. Пермь, 1989, 51 с.

23. Курсовой проект №1 по дисциплине«Железобетонные и каменные конструкции» по теме: «Многоэтажное производственноездание» – Лопатин А. Н. ИГАСУ. Пермь, 2009 г.

24. Курсовой проект №1 по дисциплине «Железобетонныеи каменные конструкции» по теме: «Расчет несущих конструкций каркасамногоэтажного производственного здания» – Вяхирев И.С. ИГАСУ, Пермь, 2005 г.

25. Расчетно-графическая работа подисциплине железобетонные «Железобетонные и каменные конструкции» на тему:«Проектирование элементов каркаса многоэтажного общественного здания» – АрсеновН. В. ИГАСУ, Пермь, 2009 г.

26. Строительные конструкции. Учебноепособие. Малбиев С.А., Телоян А.Л., Лопатин А.Н. Пермь, 2006 г.

еще рефераты

Еще работы по строительству

Реферат по строительству

Монолитное железобетонное перекрытие

25 Июня 2015

Реферат по строительству

Монолитный 10-тиэтажный жилой дом

25 Июня 2015

Реферат по строительству

Монтаж двухтрубной системы отопления

25 Июня 2015

Реферат по строительству

Монтаж железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания

25 Июня 2015