бесплатно рефераты
 
Главная | Карта сайта
бесплатно рефераты
РАЗДЕЛЫ

бесплатно рефераты
ПАРТНЕРЫ

бесплатно рефераты
АЛФАВИТ
... А Б В Г Д Е Ж З И К Л М Н О П Р С Т У Ф Х Ц Ч Ш Щ Э Ю Я

бесплатно рефераты
ПОИСК
Введите фамилию автора:


Записка к расчетам

32,34*103/3= - 10,78 кН*м.

Разность ординат в узле выравнивающей эпюры момента предается на

стойки. Опорные моменты на эпюре выровненных моментов составляют:

М12=((-21,59-22,93)-15,26)*103=- - 59,78 кН*м;

М21=-152,6*103+45,78*103=106,82 кН*м;

М23=-139,16*103+32,34*103= - 106,82 кН*м;

М32=(-62,07-33,66-10,78)*103= -106,51 кН*м.

Рисунок 3 – к статическому расчету ригеля.

а) эпюры изгибающих моментов при различных комбинациях нагрузок

б) выравнивающая эпюра моментов

в) выравнивающая эпюра моментов

3.4 Опорные моменты ригеля по грани колонны.

Опорные моменты ригеля по грани средней колонны слева М(21)1:

1)по схеме загружения 1+4 и выравнивающей эпюре моментов: М(21)1=М21-

Q2*hcol/2=106.82*103-145.05*103*0.25/2=88.7 кН*м

здесь: Q2=(g+?)*l/2-(M21-M12)/l=52.31*103*5.2/2-

(106.82+59.78)*103/5.2=145.05 кН; Q1=(136-9.05)*103=126.95 кН

2) по схеме загружения 1+3: М(21)1=93,93*103-80,06*103*0,25/2=83,92 кН.

Где Q2=gl/2-(M21-M12)/l=24.95*103*5.2/2-(-93.93+14.93)*103/5.2=80.06

кН.

3) по схеме загружения 1+2: М(21)1=113,09*103-145,05*103*0,25/2=94,96 кН*м.

Опорный момент ригеля по грани средней колонны справа М(23)1:

1) по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов М(23)1=М23-

Q2*hcol/2=106,82*103-136,07*103*0,25/2=89,81 кН*м.

здесь: Q=52.31*103*5.2/2-(-106.82*103+106.51*103)/5.2=136.07 кН*м.

2) 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 ?=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 ?=0,35 находим ?м=0,289 и опираем рабочую

высоту сечения ригеля :

h0=?M/ ?м*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 : ?м=М/ Rb*b*h20=83.46*103/0.9*11.5*106*0.2*0.442=0.208

По таблице 3.1[1] находим ?=0,883 и опираем площадь сечения арматуры:

As=M/Rs*h0* ?=83.46*103/365*106*0.883*0.44=5.88*10-4 m2.

Принимаем 2 ш12 А-III+2ш16 A-III с Аs=6.28*10-4 m2.

Сечение в среднем пролете, М=69,02 кН*м.

?м=69,02*103/0,9*11,5*106*0,2*0,442=0,172; ?=0,905.

Сечение арматуры : As=69.02*103/365*106*0.905*0.44=4.75*10-4 m2.

Принимаем : 2ш12 А-III+2ш14 A-III с Аs=5.34*10-4 m2.

Сечение по средней опоре: М=94,96 кН*м.

?м=94,96*103/0,9*11,5*106*0,2*0,442=0,237; ?=0,865.

Сечение арматуры As= 94,96*103/365*0.865*0,44=6.84*10-4 m2;

Принимаем 2ш10 А-III+2ш20 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.

?м=43,91*103/0,9*11,5*106*0,2*0,472=0,096;

?=0,95.

As=43.91*103/365*106*0.95*0.47=2.69*10-4 m2.

Принимаем : 2 ш14 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 ш=20 мм и

принимаем равным ш=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=?b3*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=

?l?Rbtb*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=

?l?Rbtb*b*h02=2*0.9*0.9*106*0.2*0.442=62.73 кН*м. Поскольку

q1=g+?/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 q?:

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:

?sw=Asw//b*S=0.392*10-4/0.2*0.15=0.0013;

?=Es/Eb=170*109/27*109=6.13;

?w1=1+5*?* ?w1=1+5*6.13**0.0013=1.04;

?b1=1-0.01*Rb=1+0.01*0.9*11.5=0.9.

Условие прочности: Qmax=156.8 кН<0.3?w1*

?b1*Rb*h0=0.3*1.04*0.9*0.9*11.5*106*0.2*0.44=

255.75 кН – удовлетворяется.

3.9 Построение эпюры арматуры.

Эпюру арматуры строим в такой последовательности:

Рассмотрим сечение I пролета арматуры: 2 ш12 А-III+2ш16 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;

?=As/b*h0=6.28*10-4/0.2*0.44=0.0071;

?=?*Rs/Rb=0.0071*365*106/0.9*11.5*106=0.25;

?=1-0.5*0.25=0.875;

Ms=As*Rs*h0* ?=6.28*10-4*365*106*0.875*0.44=88.25 кН*м.

Арматура 2ш12 А-III обрывается в пролете, а стержни 2ш16 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;

?=As/b*h0=4.02*10-4/0.2*0.47=0.0043;

?=?*Rs/Rb=0.0043*365*106/0.9*11.5*106=0.152;

?=1-0.5*0.152=0.924;

Ms=As*Rs*h0* ?=4.02*10-4*365*106*0.924*0.47=63.72 кН*м.

Графически определяем точки теоретического обрыва двух стержней ш12 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 ш12 А-III+2ш14 A-III с Аs=5,34*10-4 m2.

h0=0.44 m;

?=5.34*10-4/0.2*0.44=0.091;

?=0.0061*365*106/0.9*11.5*106=0.215;

?=1-0.5*0.215=0.892;

Ms=As*Rs*h0*?=5.34*10-4*365*106*0.892*0.44=76.5 кН*м.

Стержни 2ш14 А-III с As=3.08*10-4 m2 доводится до опор h0=0.47 m;

?=3.08*10-4/0.2*0.47=0.0033;

?=0.0033*365*106/0.9*11.5*106=0.116;

?=1-0.5*0.116=0.942.

Ms=As*Rs*h0*?=3.08*10-4*365*106*0.942*0.47=49.77 кН*м.

В месте теоретического обрыва стержня 2ш12 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 2ш10 А-III+2ш20 А-III с As=7.85*10-4

m2.

h0=0.44 m;

?=7.65*10-4/0.2*0.44=0.0089;

?=0.0089*365*106/0.9*11.5*106=0.314;

?=1-0.5*0.314=0.843.

Ms=As*Rs*h0*?=7.65*10-4*365*106*0.843*0.44=106.28 кН*м.

Графически определим точки теоретического обрыва двух стержней ш20А –

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 2ш14 А – III с As=3.08*10-4 m2.

Арматура располагается в один ряд.

h0=0.47m;

?=3.08*10-4/0.2*0.47=0.0033;

?=0.0033*365*106/0.9*11.5*106=0.116;

?=1-0.5*0.116=0.942.

Ms=As*Rs*h0*?=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: ?m=M/Rb*b*h02=94.96*103/0.9*11.5*106*0.2*0.4852=0.195

По таблице 3.1[1] находим: ?=0,89 и определяем площадь сечения

соединительных стержней:

As=M/Rs*h0* ?=94.96*103/365*106*0.89*0.485=6.03*10-4 m2.

Принимаем: 2ш20 А-III с As=6.28*10-4 m2.

Длину сварных швов определяем следующим образом:

Slm=1.3*N/0.85*Rw*hw=1.3*220*103/0.35*150*106*0.01=220 кН,

где N=M/h0*?=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=Slw/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.

3. Расчет внецентренно сжатой колонны.

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.

2. Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок.

Определяем максимальный момент колонн – при загружении 1+2 без

перераспределения моментов. При действии длительных нагрузок:

М21=(?*g+?*?)*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.

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. 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/?=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: ?l=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

?=Es/Eb=200*109/27*109=7.4.

Задаемся коэффициентом армирования ?1=2*As/A=0.025, вычисляем критическую

точку :

Ncr=6.4Eb*A/l2* [r2/ ?l*(0.11/(0.1+j)+0.1)+??1*(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 : ?=1/(1-N/Ner)=1/(1-620.1*103/1566*103)=1.66

Значение эксцентриситета равно: e=e0*?+h/2-a=0.029*1.66+0.25/2-0.04=0.13

m.

Определяем границу относительную высоту сжатой зоны:

?r=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) ?n=N/Rb*b*h0=620.1*103/0.9*11.5*103*0.25*0.21=1.14>?R.

2) ?S= ?n(e/h0-1+ ?n/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) ?= ?n(1- ?R)+2* ?S* ?R /1- ?R+2* ?S=(1.14*(1-0.6)+2*0.27*0.6)/1-

0.6+2*0.27=0.83> ?R

Определяем площадь сечения арматуры:

As=As’=N/Rs*(e/h0- ?*(1- ?/2)/ ?n)/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 2ш18 А-III с As=5.09*10-4 m2.

Проверяем коэффициенты армирования: ?=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.

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:

?w1=Asw/bs=0.566*10-4/0.25*0.1=0.023;

?s=Es/Eb=210*109/27*109=7.8; ?w2=1+5*?* ?w1=1+5*7.8*0.0013=1.05;

sin2?=h2/( h2+l21)=0.42/(0.42+0.252)=0.72, при этом

Qb=0.8* ?w2*Rb*b*sin2 ?=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 ?=0,9.

As=1.25*M/Rs*h0* ?=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.

6. Конструирование арматуры колонны. Стык колонн.

Колонна армируется пространственным каркасом, образованным из плоских

сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной

арматуры ш25 мм равен ш8 мм. Принимаем ш8 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

4. Расчет центрально-нагруженного фундамента.

Сечение колонны принимаем 0,25*0,25 м. Усилие колонны у заделки в

фундаменте:

1. N=691.21 кН*м, М=7,64*103/2=3,82 кН*м, эксцентриситет –

е0=M/N=3,82*103/691,21*103=0,006м;

2. N=620.1 кН, М=18.2*103/2=9.1 кН*м; е0=M/N=9.1*103/620.1*103=0.01m.

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 +

Ѕ(?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 ш25 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 9ш10 А-

II c As=7.07*10-4 m2 с шагом S=0.25 m.

Процент армирования:

?I=ASI*100/bI*h0=7.07*10-4/0.9*0.86=0.09%

?II=ASII*100/bII*h01=7.07*10-4/1.5*0.56=0.084%

что больше ?mim=0.09% и меньше ?max=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.

|Нагрузка |Нормативная |Коэффициент |Расчетная |

| |нагрузка, |надежности по |нагрузка, |

| |Н/м2 |нагрузке |Н/м2 |

|Постоянная: | | | |

|- от собственного | | | |

|веса плиты, |1250 |1,1 |1375 |

|?=0,05м, ?=2500 кг/м3| | | |

| |440 |1,3 |570 |

|- то же слоя | | | |

|цементного р-ра, |230 |1,1 |255 |

|?=20 мм, ?=2200 кг/м3| | | |

| | | | |

|- то же керамических | | | |

|плиток, | | | |

|?=0,013 м, ?=1800 | | | |

|кг/м3 | | | |

|Итого |1920 |- |2200 |

|Временная |4000 |1,2 |4800 |

| |5920 |- |7000 |

|Полная | | | |

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+?)=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+?)*l20/16=6.65*103*1.532/16=0.97 кН*м.

- в I пролете и на I промежуточной опоре:

М=(g+?)*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.

?m=M/Rb*bf’*h20=0.97*103/0.9*8.5*106*1*0.0382=0.088

По таблице 3.1[1] находим ?=0,953

As=M/Rs*bf’*h0=0.97*103/370*106*0.95*0.038=0.72*10-4 m2.

Принимаем 6ш4 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

?m=1.42*103/0.9*8.5*106*1*0.034=0.161 ; ?=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: ?=4800*1,73*0,95=7,89 кН/м.

Полная нагрузка: g+ ?=(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+ ?)*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 ?/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+

?)*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 ш5Вр-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 ?=0,35,

поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического

шарнира.

По таблице 3.1[1] при ?=0,35 находим ?m=0.289 и определяем рабочую высоту

сечения балки:

h0=?M/ ?m*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

?m=M/Rb*bf’*h20=40.27*103/0.9*8.5*106*2*0.2652=0.037

По таблице 3.1[1] находим: ?=0,981; ?=0,04; х= ?*h0=0.04*0.265=0.011 m.<

0.05 m – нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки.

Сечение арматуры: As=M/Rs*h0* ?=40.27*103/365*106*0.981*0.265=4.24*10-

4 m2.

Принимаем 2ш18А-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 2ш14А-III c As=3.08*10-4 m2.

На отрицательный момент М=12,66 кН*м сечения работает как прямоугольное:

?m= M/Rb*b*h20=12.66*103/0.9*8.5*106*0.2*0.2652=0.118; ?=0,938;

As=12.66*103/365*106*0.938*0.265=1.4*10-4 m2.

Принимаем 2ш10А-III c As=1.57*10-4 m2.

Сечение на I промежуточной опоре, М=31,64 кН*м.

?m=31.64*103/0.9*8.5*106*0.2*0.2652=0.294; ?=0,82;

As=31,64*103/365*106*0.82*0.265=3.99*10-4 m2.

Принимаем 6ш10А-III c As=4.71*10-4 m2. – две гнуты сетки по 3ш10А-III в

каждой.

Сечение на средних опорах, М=27,69 кН*м

?m=27.69*103/0.9*8.5*106*0.2*0.2652=0.258; ?=0,847;

As=27,69*103/365*106*0.847*0.265=3.38*10-4 m2.

Принимаем 5ш10А-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 ш18 мм и принимаем равным ш5 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

?f=0.75*3h’f*hf/b*h0=0.75*3*0.05*0.05/0.2*0.265=0.11<0.5;

Qbmin=?b3*(1+?f)*Rbt*b*h0=0.6*1.11*0.9*0.75*106*0.2*0.265=23.83 кН; условие

?sw=67.95 кН/м>Qbmin/2*h0=23*83*103/2*0.265=44.96 кН/м – удовлетворяется.

Требование: Smax=

?b4*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= ?b3*(1+?f)*Rbt*b*h02=2*1.11*0.9*0.75*106*0.2*0.2652=21.05 кН*м.

При

q1=g+?/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:

?w=Asw/b*S=0.392*10-4/0.2*0.15=0.0013;

?s=Es/Eb=170*109/23*109=7.4;

?w1=1+5* ?s*?=1+5*7.4*0.0013=1.05;

?b1=1-0.01*Rb=1-0.01*0.9*8.5=0.92;

Условия прочности:

Qmax=45.83 кН?0.3* ?b1*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


бесплатно рефераты
НОВОСТИ бесплатно рефераты
бесплатно рефераты
ВХОД бесплатно рефераты
Логин:
Пароль:
регистрация
забыли пароль?

бесплатно рефераты    
бесплатно рефераты
ТЕГИ бесплатно рефераты

Рефераты бесплатно, реферат бесплатно, сочинения, курсовые работы, реферат, доклады, рефераты, рефераты скачать, рефераты на тему, курсовые, дипломы, научные работы и многое другое.


Copyright © 2012 г.
При использовании материалов - ссылка на сайт обязательна.