Записка к расчетам - рефераты, скачать рефераты, бесплатно рефераты

Записка к расчетам

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

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. 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

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.

| |Н/м2 |нагрузке |Н/м2 |

|веса плиты, |1250 |1,1 |1375 |

| |440 |1,3 |570 |

|цементного р-ра, |230 |1,1 |255 |

| | | | |

|?=0,013 м, ?=1800 | | | |

|кг/м3 | | | |

|Итого |1920 |- |2200 |

|Временная |4000 |1,2 |4800 |

| |5920 |- |7000 |

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, 3

В соцсетях