Проектирование трехэтажного каркасного здания

Размещено на http://www.allbest.ru/

Содержание

Исходные данные

1. Общие данные для проектирования

2. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

3. Расчет ребристой плиты по предельным состояниям первой группы

3.1 Усилия от расчетных и нормативных нагрузок

3.2 Установление размеров сечения плиты

3.3 Характеристики прочности бетона и арматуры

3.4 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

3.5 Расчет полки плиты на местный изгиб

3.6 Расчет прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси

4. Расчет ребристой плиты по предельным состояниям второй группы

4.1 Определение геометрических характеристик приведенного сечения

4.2 Определение потерь предварительного напряжения арматуры

4.3 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

4.4 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси при

4.5 Расчет прогиба плиты

5. Определение усилий в ригеле поперечной рамы

5.1 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля

5.2 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле

5.3 Опорные моменты ригеля на грани колонны

5.4 Поперечные силы ригеля

6. Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси

6.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

6.2 Определение высоты сечения ригеля

7. Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

7.1 Расчет прочности по наклонному сечению

8. Конструирование арматуры ригеля

9. Определение усилий в средней колонне

9.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок

9.2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок

10. Расчет прочности средней колонны

10.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

10.2 Подбор сечений симметричной арматуры

11. Конструирование арматуры колонны

Список использованной литературы



Исходные данные

1. Место постройки: г. Москва

2. Количество этажей/пролетов: 3/3

3. Высота этажа: 4,8 м

4. Сетка колонн: 9*6 м

5. Здание: с подвалом

6. Нормативная временная нагрузка на перекрытие, Н/м²: полная - 5000, кратковременная - 1500

7. Плита перекрытия: ребристая

8. Сопряжение ж/б ригеля с колоннами - жесткое

9. Стеновые панели - навесные



1. Общие данные для проектирования

Трехэтажное каркасное здание с подвальным этажом имеет размер в плане 27*36 м и сетку колонн 6*9 м. Высота этажей 4,8 м. Стеновые панели навесные из легкого бетона, в торцах здания замоноличиваются совместно с торцевыми рамами, образуя вертикальные связевые рамы. Стены подвала - из бетонных блоков. Нормативное значение временной нагрузки =5000 Н/м², в том числе кратковременной нагрузки - 1500 Н/м², коэффициент надежности по нагрузке f =1,2, коэффициент надежности по назначению здания п=0,95. Снеговая нагрузка - по 3 району. Температурные условия нормальные, влажность воздуха выше 40%.



2. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

Ригели поперечных рам - трехпролетные, на опорах жестко соединены с крайними и средними колоннами.

Плиты перекрытий, предварительно напряженные ребристые. В продольном направлении жесткость здания обеспечивается вертикальными связями, устанавливаемыми в одном пролете в каждом ряду колонн.

В поперечном направлении жесткость здания обеспечивается по рамно-связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытия, работающие как горизонтальные жесткие диски, передается на торцевые стены, выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм, и поперечные рамы.



3. Расчет ребристой плиты по предельным состояниям первой группы

Предварительно задаемся размерами сечения ригеля:

1/12*900=75 см; 25 см;

расчетный пролет

6000-250/2=5880 мм=5,88 м.

Подсчет нагрузок на 1 м² перекрытия приведен в таблице 1.

Расчетная нагрузка на 1 м длины с учетом коэффициента надежности по назначению здания п=0,95:

постоянная 4,77 кН/м;

полная 12,75 кН/м;

временная 8 кН/м.

Нормативная нагрузка на 1 м длины:

постоянная 4,18 кН/м;

полная 10,88 кН/м;

в том числе постоянная и длительная 8,88 кН/м.

Таблица 1 - Сбор нагрузок на перекрытие

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, Н/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, Н/м2
Постоянная: Собственный вес ребристой плиты То же слоя цементного раствора, =20 мм (=2200 кг/м3) То же керамических плиток, =13 мм (=1800 кг/м3)	2500 440 240	1,1 1,3 1,1	2750 570 264
Итого Временная В том числе: длительная кратковременная	3180 5000 3500 1500	1,2 1,2 1,2	3584 6000 4200 1800
Полная нагрузка В том числе: Постоянная (3180 Н/м2)и длительная (3500 Н/м2) кратковременная	8180 6680 1500	- - -	9584 - -

3.1 Усилия от расчетных и нормативных нагрузок

От расчетной нагрузки

12,75*5,882/8=55,1 кН*м;

12,75*5,88/2=37,485 кН;

От нормативной полной нагрузки

47 кН*м;

32 кН;

От нормативной постоянной и длительной нагрузки

38,38 кН*м.



3.2 Установление размеров сечения плиты

Высота сечения ребристой плиты

588/20=30 см;

рабочая высота сечения

30-3=27 см,

ширина верхней полки 136 см. Расчетная толщина сжатой полки таврового сечения

5 см; 5/30= 0,167 > 0,1,

ширина полки 136 см; расчетная ширина ребра

2*7=14 см.

Рисунок 1. Поперечное сечение ребристой плиты



3.3 Характеристики прочности бетона и арматуры

Ребристую предварительно напряженную плиту армируют стержневой арматурой класса А-V с электротермическим натяжением на упоры форм. К трещиностойкости плиты предъявляют требования 3-й категории. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении.

Бетон тяжелый класса В-20, соответствующий напрягаемой арматуре. Призменная прочность нормативная 15 МПа, расчетная 11,5 МПа; коэффициент условий работы бетона b2=0,9; нормативное сопротивление при растяжении 1,4 МПа, расчетное 0,9 МПа; начальный модуль упругости бетона 27000 МПа; Передаточная прочность бетона устанавливается 0,75.

Арматура продольных ребер - класса- А-V, нормальное сопротивление 785 МПа, расчетное сопротивление 680 МПа; модуль упругости 190000 МПа. Предварительное напряжение арматуры

0,6*785=470 МПа.

При электротермическом способе натяжения

30+360/30+360/6=90 МПа; 470+90=560<785 МПа

- условие выполняется.

Предельное отклонение предварительного напряжения:



Где n=2-число напрягаемых стержней плиты. Коэффициент точности натяжения при благоприятном влиянии предварительного напряжения

При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимают

Предварительное напряжение с учетом точности напряжения

МПа.

3.4 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

Изгибающий момент от расчетной нагрузки 55,1 кН*м.

Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне.

=0,055; х=h0=0,055*27=1,485< 5 см

- нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки; =0,9725.

=0,085-0,008Rb=0,85-0,008*0,9*11,5=0,77.



Граничная высота сжатой зоны:

Коэффициент условий работы:

где =1,15 - для арматуры класса А-V;

принимаем .

Площадь сечения растянутой арматуры:

2,68 см²

Принимаем 2 14 мм A-V с площадью 3,08 см².

3.5 Расчет полки плиты на местный изгиб

Расчетный пролет составит

136-2*9=118 см.

Нагрузка на 1 м² полки может быть принята

9,584*0,95=9,11 кН*м².



Изгибающий момент для полосы шириной 1 м:

1,15 кН* м.

Рабочая высота сечения

5-1,5=3,5 см.

Арматура 4 Вр-1 с 370 МПа;

115000/0,9*11,5*100*3,52*100=0,09; =0,9725; 115000/370*3,5*0,95*100=0,93 см² - 84 Вр-1 с 1 см².

Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой 4 Вр-2 с шагом s=125 мм.

3.6 Расчет прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси

Продольное усилие от расчетной нагрузки 37,485 кН.

Влияние продольного усилия обжатия

111850 Н=111,85 кН

0,1*111850/0,9*2*7*27*100 =11185/34020=0,33<0,5

37,485 кН; 2,5*0,9*0,9*100*2*7*27=76,545 кН - условие удовлетворяется.



При 4,77+8/2= 8,77кН/м=87,7 Н/см и поскольку 0,160,16*1,5*(1+0,33)0,9*0,9*14*100 = 362 Н/см > 187,6 Н/см,

Принимают

2,5*67,5 см.

При 37,485-87,7*67,5=31,565 кН

= 1,5*(1+0,33)*0,9*0,9*100*14*272/67,5=24,433 кН<31,565 кН - не удовлетворяется.

Следовательно, поперечная арматура требуется по расчету.

На приопорном участке длинной /4 устанавливают стержни 4 Вр1 с шагом

/2=30/2=15 см;

в средней части пролета с шагом

/4=3*30/4=22,5 см;

принимают 25 см:

2*0,196=0,392 см²;

260 МПа;

260*0,392*100/15=679,5 Н/см.



Влияние свесов сжатых полок (при двух ребрах):

2*0,75(3)2*0,75*3*5*5/2*7*27=0,3<0,5; 1,63>1,5,

принимаем 1,5;

0,6*1,5*0,9*0,9*100*14*27=27,56 кН. Условие 679,5 Н> 27,56 кН/2*27=510,4 Н - удовлетворяется.

Требование см > 15 см - удовлетворяется.

=2480 кН*см.

Поскольку 87,7 Н/см<0,560,56*679,5=380 Н/см, с=168 см > 3,3390 см,

принимаем с=90 см.

=2480 кН*см / 90 см = 27,58 кН > = 27,56 кН.

Поперечная сила в вершине наклонного сечения

37,485-87,7*90=29,6 кН.

60,4 см > 254 см,



принимаем 54 см. При этом

680*54=36,72 кН.

Условие прочности

27,58кН + 36,72 кН=64,3 кН > Q= 29,6 кН - обеспечивается.

=0,0019; 170000/30000=5,67;

Условие прочности

0,30,3*1,05*11,5*100*14*27=136,9 кН > 37,485 кН - удовлетворяется.



4. Расчет ребристой плиты по предельным состояниям второй группы

4.1 Определение геометрических характеристик приведенного сечения

90000/30000=6,35; 136*5+14*25+6,35*3,08 = 1050 см².

Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:

78600 см³.

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:

78600/1050=22 см.

(122*53/12+122*5*5,52)+14*303/12+14*30*72+6,3*3,08*192=(1270,8+18452,5)+31500+20580+7005= 78800 cм⁴

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:

78800/22=3582 см³

Момент сопротивления приведенного сечения по верхней зоне:

= 78800/30-22=9850 см³



Расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней) до центра тяжести приведенного сечения:

0,85*3582/1050=2,9 см;

то же, наименее удаленной от растянутой зоны (нижней)

0,85*9850/1050=8 см; здесь =1,6 - 1,6-0,75=0,85.

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне:

6268 см³;

здесь =1,75 - для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента:

14775 м³;

здесь =1,5 - для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при >2 и <0,2.

4.2 Определение потерь предварительного напряжения арматуры

Коэффициент точности натяжения арматуры . Потери от релаксации напряжений в арматуре



=0,03= 0,03*470=14,1 МПа.

Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами =0.

Усилие обжатия

3,08(470-14,1)(100)=140000 Н.

Эксцентриситет усилия относительно центра тяжести приведенного сечения

22-3= 19 см.

Напряжение в бетоне при обжатии:

8,7 МПа

Передаточную прочность бетона:

/0,75=11,6 МПа > 0,5В20;

принимаем МПа.

Сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия обжатия и с учетом изгибающего момента от веса плиты

2500*1,4*5,88/8=15 кН*м.



Тогда:

4,13 МПа

Потери от быстронатекающей ползучести при

= 4,13/11,6=0,36

и при <0,8 составляют

40*0,36=14,4 Мпа.

Первые потери

С учетом потерь напряжение = 4 МПа. Потери от осадки бетона МПа. Потери от ползучести бетона при

4/11,6= 0,34

Составляют

150*0,85*0,34=43,35 МПа.

Вторые потери



== 78,35 МПа.

Полные потери

МПа > 100 МПа,

т.е. больше установленного минимального значения потерь. Усилие обжатия с учетом полных потерь

перекрытие плита колонна арматура

кН.

4.3 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

Принимаем значение коэффициента надежности по нагрузке ; 47 кН*м. С учетом момент образования трещин:

= 2000270,3 Н*см=20 кН*м

- ядровый момент усилия обжатия при 0,84 составляет

0,84*111850(19+2,95)=1122750,3 Н* см.

Поскольку

47 кН > 20 кН*м,

трещины в растянутой зоне образуются. Необходим расчет по раскрытию трещин.

Проверяем образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при значении коэффициента точности натяжения =1,16. Изгибающий момент от веса плиты 15 кН*м. Расчетное условие:

1,16*140000(19-7,8)-1500000=300000 Н*см;

1*14775(100)=1477500 Н*см;

300000<1477500 Н*см - условие удовлетворяется, начальные трещины не образуются; здесь 1 МПа - сопротивление бетона растяжению, соответствующее передаточной прочности бетона.

4.4 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси при

Предельная ширина раскрытия трещин: непродолжительная =(0,4 мм), продолжительная = (0,3 мм). Изгибающие моменты от нормативных нагрузок: постоянной и длительной 38,38 кН*м; суммарной 47 кН*м. Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия постоянной и длительной нагрузок:

=[3838000-111850*24,5]/ 75,5*100=145,4 МПа;

Принимаем

27-0,5*5=24,5 см



- плечо внутренней пары сил; 0, т.к. усилие обжатия Р приложено в центре тяжести площади нижней напрягаемой арматуры:

=3,08*24,5=75,5 см³

- момент сопротивления сечения по растянутой арматуре. Приращение напряжений в арматуре от действия полной нагрузки

=260 МПа.

Определяем:

- Ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки

20(3,5-100*0,0082)*1*1*1*260/190000=0,18 мм.

Здесь 3,08*14*27=0,0082;

=1; 14 мм - диаметр продольной арматуры.

- Ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок

20(3,5-100*0,0082)1*1*1(145,4/190000)=0,1 мм;

- Ширину раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок

acrc2=20(3,5-100*0,0082)1*1*1,5(145,4/190000)=0,148 мм,



где =1,5.

Непродолжительная ширина раскрытия трещин

0,18-0,1+0,148=0,23 мм < 0,4 мм.

Продолжительная ширина раскрытия трещин

< 0,3 мм.

4.5 Расчет прогиба плиты

Предельный прогиб составляет

/200, 588/200=2,9 см.

Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок 38,38 кН*м;

суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь и при =1;

111,85 кН; эксцентриситет

3838000/111850 =34,3 см;

коэффициент =0,8 - при длительном действии нагрузки.

= 1,4*6268(100)/3838000-1122750,3 =0,32 < 1;

Кривизна оси при изгибе:

см-1

Здесь =0,9; =0,15 - при длительном действии нагрузок;

=()b680 см²

с допущением что

Прогиб:

5/48*5882* 4,3*10-5 =1,487 см < 2,9 см.

Учет выгиба от ползучести бетона вследствие обжатия несколько уменьшает прогиб.



5. Определение усилий в ригеле поперечной рамы

Подсчет нагрузок на 1 м² перекрытия приведен в таблице 1.

Рисунок 2. К расчету поперечнои? рамы средних этажеи?: а - расчетная схема; б - эпюра моментов ригеля; в - выравнивающая эпюра моментов; г-эпюры моментов после перераспределения усилии?.

Постоянная: от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания ;

4,134*6*0,95=23,6 кН/м;

от веса ригеля сечением 0,25*0,6 м(=2500 кг/см³) с учетом коэффициентов надежности и 0,95 =3,8 кН/м. Итого:

23,6 + 3,8 = 27,4 кН/м.

Временная с учетом

0,95; =0,95* 36 = 34,2 кН/м,



в том числе длительная

4,2*6*0,95= 24

и кратковременная

1,8*6*0,95 =10,92 кН/м.

Полная нагрузка

61,6 кН/м.

Рисунок 3. Методика построения огибающих эпюр для трехпролетного ригеля.

5.1 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля

Опорные моменты вычисляют по формуле

Табличные коэффициенты и зависят от схем загружения ригеля и коэффициента - отношения погонных жесткостей ригеля и колонны. Сечение ригеля принято равным 25*60 см, сечение колонны 30*30 см, длина колонны 4,8 м. Вычисляют



=25*603*480/30*303*900=3,5.

Пролетные моменты ригеля:

1) В крайнем пролете - схемы загружения 1+2, опорные моменты -151,67 кН*м, -249,83 кН*м;

нагрузка

61,6 кН*м;

поперечные силы

61,6*7,2/2-(-151,67+249,83)/7,2= 208,5 кН; 208,5+13,3=221,8 кН;

максимальный пролетный момент

208,52/2(61,6)-151,67=201,19 кН * м.

2) В среднем пролете - схемы загружения 1+3, опорные моменты -240 кН/м;

максимальный пролетный момент

61,6*7,22/8-240 = 158 кН*м.



5.2 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле

Практический расчет заключается в уменьшении примерно на 30% опорных моментов ригеля (-330) и по схемам загружения 1+4;

при этом намечается образование пластических шарниров на опоре.

0,3*330= 99 кН*м;

73,7 кН*м; при этом

-/3= -99/3=-33 кН*м; -/3=-73,7/3=-24,6 кН *м.

Опорные моменты на эпюре выравненных моментов составляют:

-133-33=-166 кН*м;

-330+99=-231 кН*м;

-304,7+73,7=-231кН*м;

-125,7-92,2-24,6=-242,5 кН*м.

Пролетные моменты на эпюре выравненных моментов могут превысить значения пролетных моментов при схеме загружения 1+2 и 1+3, тогда они будут расчетными.

Таблица 2 - Опорные моменты ригеля при различных схемах загружения

Схема загружения	Опорные моменты, кН·м
	М12	М21	М23	М32
	-0,0425*27,4*7,22=-60,37	-0,096*27,4*7,22=-136,36	-0,0885*27,4*7,22=-125,7	-125,7
	-0,0515*34,2*7,22=-91,3	-0,064*34,2*7,22=-113,47	-0,024*34,2*7,22=-42,55	-42,55
	-0,009*34,2*7,22=-15,96	-0,032*34,2*7,22=-56,73	-0,0645*34,2*7,22=-114,35	-114,35
	-0,041*34,2*7,22=-72,69	-0,1095*34,2*7,22=-194,14	-0,101*34,2*7,22=-179	-0,052*34,2*7,22=-92,2
Расчетные схемы для опорных моментов	1+2-151,67	1+2-249,83	1+4-304,7	-304,7
Расчетные схемы для пролетных моментов	1+2-151,67	1+2-249,83	1+3-240	-240

5.3 Опорные моменты ригеля на грани колонны

Опорный момент ригеля по грани средней колонны слева (абсолютные значения):

1) по схемам загружения 1+4 и выравненной эпюре моментов

2) по схемам загружения 1+3

3) по схемам загружения 1+2

Опорный момент ригеля по грани средней колонны справа :

1) по схемам загружения 1+4 и выравненной эпюре моментов:



2) по схемам загружения

1+2

Следовательно, расчетный опорный момент ригеля по грани средней опоры 215,23 кНм

5.4 Поперечные силы ригеля

На крайней опоре по схеме 1+4:

На средней опоре справа по схеме 1+4:



6. Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

6.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон тяжелый класса В20; расчетные сопротивления при сжатии 11,5 МПа; при растяжении 0,9 МПа; коэффициент условий работы бетона ; модуль упругости 27000 МПа.

Арматура продольная рабочая класса А-3, расчетное сопротивление 365 МПа, модуль упругости 200000 МПа.

6.2 Определение высоты сечения ригеля

Высоту сечения подбирают по опорному моменту при = 0,35.

При = 0,35 ,находят значение 0,289, и определяют граничную высоту сжатой зоны:

где =0,85-0,0080,85-0,008*0,9*11,5=0,77; МПа.

см

53,65+4=57,65 см;

принимаем 60 см.

Принятое сечение не проверяют в данном случае по пролетному моменту, так как

201,19 <215,23 кН*м.



Сечение в первом пролете:

201,19 кНм; 60-6=54 см.

Принято: 5Ш18 с А-III с 12,72 см².

Сечение в среднем пролете - 158 кНм;

Принято: 4Ш18 с А-III с 10,18 см².

Арматура для восприятия отрицательного момента в пролете устанавливается по эпюре моментов, принято 2Ш 12 А-III с 2,26 см².

Сечение на средней опоре - 215,23 кНм, арматура расположена в один ряд.

Принято: 5

Сечение на крайней опоре - 134,1 кНм



Принято: 5Ш14 А-III

Рисунок 4. К расчету прочности ригеля-сечение в пролете (а)



7. Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

На средней опоре поперечная сила 249,12 кН

Диаметр поперечных стержней устанавливают из условия сварки их с продольной арматурой диаметром 32 мм и принимают равным 8 мм. С площадью 0,509 см². При классе А-3 285 МПа; поскольку

8/32=1/4 < 1/3,

вводят коэффициент условий работы ?s2=0,9 и тогда

0,9Ч285=255 МПа.

Число каркасов - 2, при этом

2Ч0,503=1,01 см².

Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям

/3=60/3=20 см.

На всех приопорных участках длиной /4 принят шаг 20 см, в средней части пролета шаг

/4=3*60/4=45 см.

255*1,01/20= 1290 Н/см²;

0,6*0,9*0,9*25*56*100=68 кН;

1290 Н/см² > /2 68кН/2*56=608 Н/см - условие удовлетворяется.

Требование

1,5*0,9*0,9*25*56(100)/249,12=38,2 см > 20 см - удовлетворяется.

7.1 Расчет прочности по наклонному сечению

2*0,9*0,9*25*562*100=12700 кН*см.

Поскольку

27,4+34,2/2= 44,5 кН/м= 445 Н/см < 0,56 0,56*1290 = 720 Н/см

значение с вычисляют по формуле:

см < 3,333,33*56 = 186 см.

При этом

12700000/169 = 75,15 кН > = 68 кН.

Поперечная сила в вершине наклонного сечения

249,12-445*169 =173,9 кН.



Длина проекции расчетного наклонного сечения

=99 см < 2 2*56=112 см. 1290*99 =128 кН.

Условие прочности

75,15+128=203,15 кН > 173,9 кН - обеспечивается.

Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами:

==1,01/20*25=0,002;

=200000/27000=7,5;

1+5=1+5*7,5*0,002=1,08;

Условие

249120 < 0,30,3*1,08*0,9*0,9*11,5*25*56(100) = 422,5 кН - удовлетворяется.



8. Конструирование арматуры ригеля

Рассмотрим сечения первого пролета. На средней опоре арматура

5; 12,72/25*56=0,009;

0,009*365/0,9*11,5=0,317;=0,84; =365*12,72*0,84*56*100*10-5 = 218,4 кН.

В месте теоретического обрыва арматуры 2Ш 12 А-III с 2,26 см²;

=2,26/25*56=0,0016; =0,0016*365/0,9*11,5=0,056; =0,97; 365*2,26*0,97*56*100*10-5=51,5 кН*м.

Поперечная сила в этом сечении 150 кН. Поперечные стержни Ш8 А-III в месте теоретического обрыва стержней 5Ш 18 сохраняем с шагом 20 см;

=1290 Н/см;

длина анкеровки

150000/2*1290+5*3,2=84>20 64 см

Арматуру в пролете принимают 5Ш18 с А-III с 12,72 см²;

=12,72/25*54=0,009; 0,009*365/0,9*11,5=0,32; =0,84; 365*12,72*0,84*54*100*10-5=210,6 кН*м.



В месте теоретического обрыва пролетных стержней остается арматура 5Ш14 А-III

=7,69/25*54=0,005; = 0,005*365/0,9*11,5=0,18; =0,91; 365*7,69*0,91*54*100*10-5=137,9 кН*м.

Поперечная сила в этом сечении 135 кН;

1290 Н/см.

Длина анкеровки

135000/2*1290+5*2=62 см>20d=40 см.

В такой же последовательности вычисляются значения W3 и W4.



9. Определение усилий в средней колонне

9.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок

Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 6*9=54 м².

Постоянная нагрузка от перекрытий одного этажа с учетом коэффициента 0,95:

3,584*54*0,95 = 183,8 кН,

от ригеля:

(3,8/6)*54=34,2 кН,

от стойки (сечением 0.3*0,3; l=4,8 м, кг/м³, ; :

0,4*0,4*9*1,1*1=1,58 кН.

Итого G= 219,6 кН.

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом ;

6*54*0,95=307,8 кН;

в том числе длительная

4,2*54*0,95=215,5 кН,



Кратковременная

1,8*54*0,95=92,3 кН.

Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 5 кН/м² составляет

5*54*0,95=256,5 кН

от ригеля - 34,2 кН, от стои?ки -1,58 кН. Итого G=292,3 кН.

Временная нагрузка - снег для 3 снегового раи?она при коэффициентах надежности по нагрузке 1,2, и по назначению здания 0.95:

1*1,2*54*0,95=61,6 кН,

в том числе длительная

0,5*61,6=30,8 кН,

кратковременная 30,8 кН.

Продольная сила колонны первого этажа рамы от длительнои? нагрузки

292,3+30,8+(219,6+215,5)2=1193,3 кН;

то же, от полученнои? нагрузки

1193,3+30,8+92,3=1316,4 кН.



Продольная сила колонны подвала от длительных нагрузок

1193,3+(219,6+215,5)=1629 кН,

тоже от полной нагрузки

1629+30,8+92,3=1752 кН.

9.2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок

Отношение погонных жесткостеи?, вводимых в расчет согласно

1,2*4,5

(приняв значения опорных моментов ригеля средних этажеи?). При деи?ствии длительных нагрузок

-(0,1*27,4+0,062*24)92= -342,5 кН*м. -(0,0091*27,4+0,03*24)92= -78,5 кН/ м.

При деи?ствии полнои? нагрузки

-342,5-0,062*10,2*92= -394 кН*м; -78,5 -0,03*10,2*92= -103,3 кН*м.

Разность абсолютных значении? опорных моментов в узле рамы: при длительных нагрузках



=342,5-78,5=264 кН*м,

при полнои? нагрузке

=394-103,3=290,7 кН*м.

Изгибающии? момент колонны подвала от длительных нагрузок

0,4=0,4*264=105,6 кНм,

от полнои? нагрузки

0,4*290,7=116,3 кНм.

Изгибающии? момент колонны первого этажа от длительных нагрузок

0,6=0,6*264=158,4 кН*м,

от полнои? нагрузки

М=0,6 =0,6*290,7=174,4 кН*м.

Рисунок 5. Эпюры продольных сил и изгибающих моментов среднеи? колонны.



Изгибающие моменты колонны:

От длительных нагрузок

(0,1-0,091)51,4*92=37,5 кН*м;

изгибающие моменты колонн подвала

0,4*37,5=15кН*м;

изгибающии? момент колонн первого этажа

0,6*37,5=22,5 кН*м.

От полных нагрузок:

=(0,1-0,091)61,6*92=44,9 кН*м,

изгибающие моменты колонн подвала

0,4*44,9=18 кН*м,

изгибающии? момент первого этажа

0,6*44,9=27 кН*м.



10. Расчет прочности cредней колонны

10.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

Класс тяжелого бетона В20 и класс арматуры принимаем такие же, как и для ригеля.

Комбинации расчетных усилия:

Nmax=1800 кН, в том числе от длительных нагрузок 1629 кН, 18 кНм, от длительных нагрузок 15 кНм.

116,3 кНм, 105,6 кНм

и соответствующее загружению 1+2 значение

1800-307,8/2=1641,6 кН, 1629-215,5/2=1521 кH.

10.2 Подбор сечении? симметричнои? арматуры

Рабочая высота сечения

36 см,

ширина 40 см.

Эксцентриситет силы

11630/1641,6=7 см.

Случаи?ныи? эксцентриситет



40/30=1,3см; =105,6+1521*0,16=349 кH*м.

При полнои? нагрузке

116,3+1641,6*0,16=379 кH*м.

Отношение

480/11,56=41,52 >14, r=0.289h=11,56 см - радиус ядра сечения.

Расчетная длина колонны принимается равнои? высоте этажа 4,8 м. Для тяжелого бетона

1+349/379=1,92.

Значение

д7/40=0,175 < дmin=0.5-0.01 -0.010,5-0,01*480/40 - 0,01*10,3=0,28;

принимаем

д=0,28. 200000/27000=7,4.

Задаемся коэффициентом армирования



0,025

и вычисляем критическую силу

7*1,03+40/2=27,2 см.

оR= 0,77/ [1+365/500 (1-0,77/1,1)]= 0,6, где 0.85-0.008 *0.90 *11.5 =0.77.?

1641600/0,9*11,5*36*40*100=1,1 > =0.6;

+2a>0,77(1-0,6)+2*0,6*0,26/1-0,6+2*0,26=0,67 > 0.6;

4/36=0,11.?

Площадь арматуры

1641600/(365*100)*(27,2/36-0,67*(1-0,67/2)/0,77)/1 - 0,11=30,13 см2.

Принято: 5Ш28 А-III



Опорное давление ригеля 249,12 кН; бетон класса В20; 11.5МПа, 0.90, арматура класса A-III, 365 МПа. Принимаем длину опорнои? площадки 20 см при ширине ригеля 25 cм и проверяем условие согласно

249120/0,75*20*25*100*=6,64 МПа <

Вылет консоли с учетом зазора 5см составит

20+5=25 см,

при этом расстояние

25-25/2=15 см.

Высоту сечения консоли у грани колонны, принимаем равнои?

(0.7-0.8)0.75*60=45 см;

при угле наклона сжатои? грани y=450 консоли у свободного края

45-25=20 см,

при этом

20см ? h/2 = 45/2 = 22,5см.



Рабочая высота сечения консоли

45-3= 42 см.

Поскольку

25см<0.90.9*42= 37см,

консоль короткая.

Консоль армируют горизонтальными хомутами Ш6 A-I c

2Ч0,282=0,564 cм²,

шагом 10 cм (при этом > 45/4 =11,3 cм и < 15 cм) и отгибами 2Ш16 A-III c 4,02 cм².

0,564/40*10=0,0014; 210000/2700=7,8;

1+5*7,8*0,0014=1,05; 0,76;

при этом

0,80,8*1,05*0,9*11,5*40*20*0,76*100*=528,6 кН.

Правая часть условия принимается не более 3,5476,28 кН.

Cледовательно, 249,12 <476,28 кН - прочность обеспечена. Изгибающии? момент консоли у грани колонны

249,12*0,15=37,37 H*м.



Площадь сечения продольнои? арматуры при ж=0,9:

1,251,25*373,7*104/365*0,9*42*100=3,5 см2.Принято 2Ш16 A-III c 4,02 см².



11. Конструирование арматуры колонны

Колонна армируется пространственными каркасами, образованными из плоских сварных каркасов.

Диаметр поперечных стержнеи? при диаметре продольнои? арматуры Ш8 А-III с шагом 300 мм на первом этаже здания, принимаем по размеру стороны сечения колонны 400мм, что менее 2020Ч28=560мм. Колонна пятиэтажнои? рамы членится на два элемента длинои? 2 и три этажа соответственно.

Стык выпусков стержнеи? выполняется на ваннои? сварке с бетонировкои?, концы колонн усиливаются поперечными сетками. Элементы сборнои? колонны должны быть проверенны на усилия, возникающие на монтаже от собственного веса с учетом коэффициента динамичности и по сечению в стыке до его бетонирования.



Список использованной литературы

1. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции Учебник. Общий курс. Изд. 4-е пересм. И доп. М.: Стройиздат, 1984. - 728 с., ил. Новая программа курса Бетонные и железобетонные конструкции.

2. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздеи?ствия. М. 1986.

3. ГОСТ 2.105-95. Общие требования к текстовым документам. М. 1995.

Размещено на Allbest.ru