Реферат: Записка к расчетам
👉🏻👉🏻👉🏻 ВСЯ ИНФОРМАЦИЯ ДОСТУПНА ЗДЕСЬ ЖМИТЕ 👈🏻👈🏻👈🏻
Ригели поперечных рам – трехпролетные, на опорах жестко соединены с крайними и средними колоннами. Ригели расположен в поперечном направлении, за счет чего достигается большая жесткость здания.
Поскольку нормативная нагрузка на перекрытие (4 кПа) меньше 5 кПа, принимаем многопустотные плиты. Наименьшая ширина плиты – 1400 мм. Связевые плиты расположены по рядам колонн. В среднем пролете предусмотрен такой один доборный элемент шириной 1000 мм. В крайних пролетах предусмотрены по монолитному участку шириной 425 мм.
В продольном направлении жесткость здания обеспечивается вертикальными связями, устанавливаемыми в одном среднем пролете по каждому ряду колонн. В поперечном направлении жесткость здания обеспечивается по релико-связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытие, работающие как горизонтальные жесткие диски, предается на торцевые стены, выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм, и поперечные рамы.
Поперечные же рамы работают только на вертикальную нагрузку.
2.1
Расчет многопустотной преднопряженной плиты по
I группе предельных состояний
Для установления расчетного пролета плиты предварительно задается размерами – ригеля:
l= (1/11)*5.2=0.47≈0.5 м. ширина b=(0.3/0.4)*h bm
=0.4*0.5=0.2 m.
При опирании на ригель поверху расчетный пролет плиты равен: l 0
=l-b/2=6-0.2/2=5.9 m.
Таблица 1. Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м 2
перекрытия
-собственный вес многопустотной плиты
Расчетная нагрузка на 1 м длины при ширине плиты 1,4 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания ј n
=0,95: постоянная g=3920*1.4*0.95=5.21 кН/м; полная g+ φ = 8720*1,4*0,95=11,6 кН/м; временная φ=4800*1,4*0,95=6,38 кН/м.
Нормативная нагрузка на 1 м длины: постоянная g=3480*1.4*0.95=4.63 кН/м; полная g+ φ=7480*1.4*0.95=9.95 кН/м, в точности постоянная и длительная (g+ φ) l
=5980*1.4*0.95=7.95 кН/м.
2.1.2
Усилие от расчетных и нормативных нагрузок.
От расчетной нагрузки М=( g+ φ)l 0
2
/8=11.6*10 3
*5.9 2
/8=50.47 кН*м;
Q==( g+ φ)l 0
/2=11.6*10 3
*5.9 2
/2=34.22 кН
От нормативной полной нагрузки М=9.95*10 3
*5.9 2
/8=43.29 кН*м.
Q=9.95*10 3
*5.9 2
/2=29.35 кН. От нормативной постоянной и длительной нагрузки М=7.95*10 3
*5.9 2
/8=34.59 кН*м.
2.1.3 Установление размеров сечения плиты.
Высота сечения многопустотной преднопряженной плиты h=l 0
/30=5.9/30≈0.2 м. (8 круглых пустот диаметром 0.14 м).
Рабочая высота сечения h 0
=h-e=0.2-0.03≈0.17 м
Размеры: толщина верхней и нижней полок (0.2-0.14) *0.5=0.03 м. Ширина ребер: средних 0.025 м, крайних 0.0475 м.
В расчетах по предельным состоянием, I группы расчетная толщина сжатой полки таврого сечения h f
’
=0.03 м; отношение h f
’
/h=0.03/0.2=0.15>0.1-при этом в расчет вводится вся ширина полки b f
’
=1.36 м;рр расчетная ширина ребра b=1.36-8*0.14=0.24 м.
Рисунок 2 – Поперечные сечения плиты а) к расчету прочности
б) к расчету по образованию трещин.
2.1.4 Характеристики прочности в стене и арматуры.
Многопустотную преднопряженную плиту армируем стержневой арматурой класса А-IV с электротермическим способом натяжения на упоры форм. К трещиностойкости плиты предъявляют требования 3 категории. Изделие подвергаем тепловой обработке при атмосферном давлении.
Бетон тяжелый класса В30, соответствующий напрягаемой арматуре.
Призменная прочность нормативная R bn
=R b
,
ser
=22 МПа, расчетная R b
=17 МПа, коэффициент условий работы бетона j b
=0.9; нормативное сопротивление при растяжении R bth
=R bt
,
ser
=1.8 МПа, расчетное R bt
=1.2 МПа; начальный модуль упругости Е b
=29 000 МПа.
Передаточная прочность бетона R bp
устанавливается так чтобы обжатии отношения G bp
/R bp
≤ 0.79
Арматура продольных ребер – класса А-IV, нормативное сопротивление R sn
=590 МПа, расчетное сопротивление R s
=510 МПа, модуль упругости Е s
=190 000 МПа.
Преднапряжение арматуры принимаем равным G sp
=0.75R sn
=0.75*590*10 6
=442.5 МПа.
Проверяем выполнение условия: при электротермическом способе натяжения р=30+360/l=30+360/6=90 МПа.
G sp
+p=(442.5+90)*10 6
=532.5 МПа<590 МПа - условие выполняется.
Вычисляем предельное отклонение преднапряжения:
Δj sp
=6.5*p/G sp
*(1+1/√П р
)=0.5*90*10 6
/442.5*10 6
*(1+1/√5)=0.14>j spmin
=0.1, где n=5 – число напрягаемых стержней;
Коэффициент точности натяжения при благоприятном преднапряжении j sp
=1- Δj sp
=1-0,14=0,86
При проверке на образование трещин в верхней для плиты при обжатии принимаем j sp
=1+0,14=1,14.
Преднапряжение с учетом точности натяжения G sp
=0.86*442.5*10 6
=380.6 МПа.
2.1.5 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси.
Вычисляем α
m
=
М/(R b
*b f
’
*h 2
0
)=50.47*10 3
/(0.9*17*10 6
*1.36*0.17 2
)=0.084.
По таблице 3.1[1] находим: η=0,955; ζ=0,09; х= ζ*h 0
=0,09*0,17=0,015 м<0.03 м – нейтральная ось проходит в пределах сжатой зоны.
Вычисляем граничную высоту сжатой зоны:
ζ R
=w/[1+(G sp
/500)*(1-w/1.1)]=0.73/[1+(529.4*10 6
/500*10 6
)*(1-0.73/1.1)]=0.54,
где w=0,85-0,008*R b
=0.85-0.008*0.9*17=0.73 – характеристика деформированных свойств бетона.
G SR
=R s
+400-G sp
-ΔG sp
=(510+400-380.6-0)*10 6
=529.4 МПа.
Коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести: j SG
= η-( η-1)*(2* ζ/( ζ-1))=1.2-(1.2-1)*(2*.009/0.54-1)=1.33> η=1.2, где η=1,2 – для арматуры класса А-IV
Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры:
А s
=М/ j SG
*R S
* η*h 0
=50.47*10 3
/1.2*510*10 6
*0.955*.17=5.08*10 -4
м 2
.
Принимаем 5ø12 А-IV с А 3
=5,65*10 -4
м 2
.
2.2
Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям
II группы.
2.2.1
Геометрические характеристики приведенного сечения.
Круглое очертание пустот заменяем эквивалентным квадратным со стороной h=0.9*d=0.9*0.14=0.126 m.
Толщина полок эквивалентного сечения h f
’
=h f
=(0.2-0.126)*0.5=0.037 м. Ширина ребра b=1.36-8*0.126=0.35 м. Ширина пустот:1.36—0.35=1.01; Площадь приведенного сечения A red
=1,36*0,2-1,01*0,126=0,145 м 2
.
Расстояние от нижней грани до ц.т. приведенного сечения y 0
=0.5*h=0.5*0.2=0.1 m.
Момент инерции сечения J red
=1.36*0.2 3
/12-1.01*0.126 3
/12=7.38*10 -4
m 4
.
Момент сопротивления сечения по нижней зоне W red
= J red
/ y 0
=7.38*10 -4
/0.1=7.38*10 -3
m 3
; то же по верхней зоне: W red
’
=7.38*10 -3
m 3
.
Расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней) до ц.т. сечения.
τ = φ n
*(W red
/A red
)=0.85*(7.38*10 -3
/0.185)=0.034 m.
то же, наименее удаленной от растянутой зоны (нижней): τ Tnf
= 0.034m.
здесь: φ n
= 1.6- G bp
/R bp
=1.6-0.75=0.85.
Отношение напряжения в бетоне от нормативных нагрузок и усилия обжатия к расчетному сопротивлению бетона для предельного состояния II группы предварительно принимаем равным 0,75.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне W pl
=j* W red
=1.5*7.38*10 -3
=11.07*10 -3
m 3
; здесь j=1.5 – для двутаврового сечения при 2q=8.4 кН/м, принимаем
Другое условие: Q= Q max
-qc=(34.22-8.4*0.43)*10 3
=30.61 кН/м;
Q b
= φ bn
(1+ φ bn
) R bt
*b*h 0
2
*c=1.5*1.44*0.9*1.2*10 6
*0.24*0.17 2
/0.43=37.63 кН>Q=30.61 кН – удовлетворяет также.
Следствие, поперечная арматура по расчету не требуется. Конструктивно на приопорных участках длиной 0,25l устанавливаем арматуру ø4 В р
-I с шагом S=h/2=0.2/2=0.1m; в средней части пролета поперечно арматуре не применяется.
2.2.4
Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси. М=43.29 кН*м.
Вычисляем момент образования трещин по приближенному способу ядровых моментов:
М erc
=R bt
,
sec
*W pl
+M rp
=1.8*10 6
*7.38*10 3
+17.31*10 3
=30.59 кН*м,
Где М rp
=P 2
*(e op
+r tng
)=0.86*193.5*10 3
*(0.07+0.034)=17.31 кН*м – ядровой момент усилия обжатия..
Поскольку М=43,29 кН*м>М erc
=30,59 кН*м, трещины в растянутой зоне образуется.
Проверяем, образуется ли начальные трещины в верхней зоне плиты при обжатии при --- коэффициента точности натяжения j sp
=1.14.
Расчетное условие: P 1
(e op
-τ rnj
)≤R btp
*W ’
pl
=9.95 кН*м.
R btp
*W pl
=1.15*10 6
*11.07*10 -3
=16.61 кН*м;
Т.к. P 1
(e op
-τ inf
)=9.95 кН*м< R btp
*W ’
pl
=16.61 кН*м., начальные трещины не образуются.
Здесь - R btp
=1,15 МПа – сопротивление бетона растяжению, соответствующее передаточной прочности бетона 15 МПа.
2.2.5
Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси.
Предельная ширина раскрытия трещин: непродолжительная а erc
=0,4 мм, продолжительная а erc
=0,3 мм. Изгибающие моменты от нормативных нагрузок: постоянной и длительной М=34,59 кН*м, полной М=43,29 кН*м. Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия постоянной и длительной нагрузок:
G s
=[M-P 2
(Z 1
-l sn
) ]/W s
=[34.59*10 3
-193.5*10 3
(0.1515-0)]/0.086*10 -3
=61.33 МПа.
Где Z 1
=h 0
-0.5h f
’
/2=0.17-0.5*0.037/2=0.1515 – плечо внутренней пары сил;
l sn
=0 так как усилие обжатия l приложено в ц.т. площади нижней напрягаемой арматуры, момент: W s
=A s
*Z 1
=5.65*10 -4
*0.1515=0.086*10 -3
– момент сопротивления сечения по растянутой арматуре.
Приращение напряжений в арматуре от действия полной нагрузки:
G s
=(43,29*10 3
-193,5*10 3
*0,1515)/0,086*10 -3
=162,5 Мпа.
- ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия веса нагрузки.
a crc
1
=0.02(3.5-100μ)gηφ l
(G s
/E s
) 3
√d=0.02(3.5-100*0.0138)1*1*1(162.5*10 6
/190*10 4
)* 3
√0.012=0.13*10 -3
m, где μ=А s
/b*h 0
=5.65*10 -4
/0.24*0.17=0.038, d=0.012 m – диаметр растянутой арматуры.
- ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок:
a crc
1
’
=0.02(3.5-100*0.0138)*1*1*1(61.33*10 6
/190*10 4
)* 3
√0.012=0.07*10 -3
m.
- ширину раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок :
a crc
2
=0.02(3.5-100*0.0138)*1*1*1,5(61.33*10 6
/190*10 4
)* 3
√0.012=0.105*10 -3
m
Непродолжительная ширина раскрытия трещин:
a crc
= a crc1
- a crc
’
+ a crc2
=(0.13-0.07+0.105)*10 3
=0.165*10 -3
m<0.4*10 -3
m
Продолжительная ширина раскрытия трещин:
a crc
= a crc
2
=0.165*10 -3
m<0.3*10 -3
m
Прогиб определяем от постоянной и длительной нагрузок; f=b 0
/200=5.0/200≈0.03 m
Вычисляем параметры необходимые для определения прогиба плиты с учетом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок, М=34,59 кН*м, суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия.
N tot
=P 2
=193.5 кН; эксцентриситет l s
,
tot
=M/ N tot
=34.59*10 3
/193.5*10 3
=0.18 m; φ l
=0.8 – при длительной действии нагрузок.
Вычисляем: φ m
= (R btp
,
ser
* W pl
)/(M-M τp
)=(1.8*10 6
*11.07*10 -3
)/(34.29*10 3
-17.31*10 3
)=1.17>1 – принимаем φ m
=1.
1/Z=M/h 0
*Z 1
(Ψ s
/E s
*A s
+ Ψ b
/v*E b
*A b
)-(N tot
* Ψ s
)/h 0
*E s
*A s
=
=34.59*10 3
/0.17*0.1515*((0.45/190*10 9
*5.65*10 -4
)+0.9/0.15*29*10 9
*0.068)-(193.5*10 3
*0.45)/0.17*190*10 9
*5.65*10 -4
=0.0052 m -1
.
Прогиб плиты равен : f=5/48*l 2
0
*1/2=5/48*5.9 2
*0.0052=0.019m<0.03m.
2.2.7
Расчет плиты на усилия, возникающие в период изготовления, транспортирования и монтажа.
За расчетное принимаем сечение, расположенное на расстоянии 0,8 м от торца панели. Плиту рассчитываем на нагрузку от собственной массы:
ζ с.в
=(0,2-1,4-π0,07 2
*8)*25000*1,1=4,31 кН/м.
Момент от собственного веса: М с.в
= ζ с.в
*l 0
2
/2=4.31*10 3
*0.8 2
/2=1.38 кН*м.
Вычисляем : α м
= (N tot
*(h 0
-a)+M c
.в
)/R b
*b*h 0
2
=0.268
A s
=∑M/R s
*τ*h 0
=28.47*10 3
/280*10 6
*0.84*0.17=7.12*10 -4
m 2
.
Принимаем 5ФМ А-II с А s
=7.69*10 -4
m 2
для каркаса КП-1.
Нагрузки на ригель собираем с грузовой полосы шириной, равной номинальной длине плиты перекрытия.
Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля.
Постоянная: от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания:
j n
=0.95; g 1
=3920*6*0.95=22.34 кН/м;
- от веса ригеля : g 2
=0.2*0.5*25000*1.1*0.95=2.61 кН/м;
Итого: g=g 1
+g 2
=(22.34+2.61)*10 3
=24.95 кН/м.
Временная нагрузка с учетом j n
=0.95; φ=4800*6*0,95=27,36 кН/м, в точности длительная
Кратковременное φ кр
=1800*6*0,95=10,26 кН/м.
Полная расчетная нагрузка – g+ φ=(24.95+27.36)*10 3
=52.31 кН/м.
3.2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля.
Вычисляем коэффициент отношения погонных жесткостей ригеля колонны. Сечение ригеля принято 0,2*0,5 м; сечение колонны 0,25*0,25 м.
R=J bm
*l col
/J col
*l bm
=0.2*0.5 2
*4.2/0.25*0.25 3
*5.2=5.2
1) в крайнем пролете – схемы загружения 1+2 – опорные моменты М 12
= -51,9 кН*м;
М 21
= -113,09 кН*м; нагрузка g+ φ =52.31 кН/м; поперечные силы Q 1
=( g+φ)l/2-( М 12
- М 21
)/l=52.31*10 3
*5.2/2-(-51.9+113.09)*10 3
/5.2=119 кН. Q 2
=142.55 кН.
Максимальный пролетный момент М=Q 1
2
/2*( g+φ)+M 12
=(119*10 3
) 2
/2*52.31*10 3
-51.9*10 3
=83.46 кН*м.
2) в среднем пролете – с х. загружения 1+3 – опорные моменты М 23
=М 32
= -107,79 кН*м; максимальный пролетный момент М=( g+φ)*l 2
/8=52.31*10 3
*5.2 2
/8-107.78*10 3
=69.02 кН*м.
Таблица 2. Опорные моменты ригеля при различных схемах загружения.
Расчетные схемы для опорных моментов
Расчетные схемы для пролетных моментов
3.3 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригели.
Практический расчет заключается в уменьшении примерно на 30% опорных моментов ригеля М 21
и М 23
по схеме загружения 1+4; при этом намечается образование пластических шарниров на опоре.
К опоре моментов схем загружения 1+4 добавляем выравнивающую эпюру моментов так, чтобы уравнялись опорные моменты М 21
= М 23
и были обеспечены удобства армирования опорного узла .Ординаты выравнивающей эпюры моментов.
∆M 21
=0.3*152.6*10 3
=45.78 кН*м; ∆M 23
=((139,16-(152,6-45,78))*10 3
=32,34 кН*м; при этом ∆М 12
=- ∆М 21
/3=45,78*10 3
/3=15,26 кН*м; ∆М 32
≈ - ∆М 23
/3=- 32,34*10 3
/3= - 10,78 кН*м.
Разность ординат в узле выравнивающей эпюры момента предается на стойки. Опорные моменты на эпюре выровненных моментов составляют:
М 12
=((-21,59-22,93)-15,26)*10 3
=- - 59,78 кН*м;
М 21
=-152,6*10 3
+45,78*10 3
=106,82 кН*м;
М 23
=-139,16*10 3
+32,34*10 3
= - 106,82 кН*м;
М 32
=(-62,07-33,66-10,78)*10 3
= -106,51 кН*м.
Рисунок 3 – к статическому расчету ригеля.
а) эпюры изгибающих моментов при различных комбинациях нагрузок
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
=М 21
-Q 2
*h col
/2=106.82*10 3
-145.05*10 3
*0.25/2=88.7 кН*м
здесь: Q 2
=(g+φ)*l/2-(M 21
-M 12
)/l=52.31*10 3
*5.2/2-(106.82+59.78)*10 3
/5.2=145.05 кН; Q 1
=(136-9.05)*10 3
=126.95 кН
2) по схеме загружения 1+3: М (21)1
=93,93*10 3
-80,06*10 3
*0,25/2=83,92 кН.
Где Q 2
=gl/2-(M 21
-M 12
)/l=24.95*10 3
*5.2/2-(-93.93+14.93)*10 3
/5.2=80.06 кН.
3) по схеме загружения 1+2: М (21)1
=113,09*10 3
-145,05*10 3
*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
=М 23
-Q 2
*h col
/2=106,82*10 3
-136,07*10 3
*0,25/2=89,81 кН*м.
здесь: Q=52.31*10 3
*5.2/2-(-106.82*10 3
+106.51*10 3
)/5.2=136.07 кН*м.
2) по схеме загружения 1+2: М (23)1
<М 23
=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
=М 12
-Q 1
*h col
/2=59,78*10 3
-126,95*10 3
*0,25/2=43,91 кН*м.
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 Q 1
=126.95 кН; на средней опоре слева по схеме загружения 1+4 Q 2
=52,31*10 3
*5,2/2- (-152,6+44,52)*10 3
/5,2=156,8 кН; На средней опоре справа по схеме загружения 1+4 Q 2
=52,31*10 3
*5,2/2- (-136,16+95,73)*10 3
/5,2=144,36 кН;
3.6 Характеристики прочности бетона и арматуры.
3.7 Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси.
Высоту сечению ригеля уточняем по опорному моменту при ζ=0,35, поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. Принятое же сечения затем следует уточнить по пролетному наибольшему моменту (если пролетный момент>опорного). В данном случае проверку не производим, т.к. М пр
=83,46 кН*м<М оп
=94,96 кН*м.
По таблице 3,1[1] при ζ=0,35 находим α м
=0,289 и опираем рабочую высоту сечения ригеля :
h 0
=√M/ α м
*R b
*b=√94.96*10 3
/0.289*0.9*11.5*10 6
*0.2=0.4 m.
Полная высота сечения h=h 0
+a=0.4+0.06=0.46 m.
Вычисляем : α м
=М/ R b
*b*h 2
0
=83.46*10 3
/0.9*11.5*10 6
*0.2*0.44 2
=0.208
По таблице 3.1[1] находим η=0,883 и опираем площадь сечения арматуры:
A s
=M/R s
*h 0
* η=83.46*10 3
/365*10 6
*0.883*0.44=5.88*10 -4
m 2
.
Принимаем 2 ø12 А-III+2ø16 A-III с А s
=6.28*10 -4
m 2
.
Сечение в среднем пролете, М=69,02 кН*м.
α м
=69,02*10 3
/0,9*11,5*10 6
*0,2*0,44 2
=0,172; η=0,905.
Сечение арматуры : A s
=69.02*10 3
/365*10 6
*0.905*0.44=4.75*10 -4
m 2
.
Принимаем : 2ø12 А-III+2ø14 A-III с А s
=5.34*10 -4
m 2
.
Сечение по средней опоре: М=94,96 кН*м.
α м
=94,96*10 3
/0,9*11,5*10 6
*0,2*0,44 2
=0,237; η=0,865.
Сечение арматуры A s
= 94,96*10 3
/365*0.865*0,44=6.84*10 -4
m 2
;
Принимаем 2ø10 А-III+2ø20 A-III с А s
=7,85*10 -4
m 2
.
Сечение на крайней опоре, М=43,91 кН*м.
Арматура располагается в один ряд: h 0
=h-a=0.5-0.03=0.47 m.
α м
=43,91*10 3
/0,9*11,5*10 6
*0,2*0,47 2
=0,096;
A s
=43.91*10 3
/365*10 6
*0.95*0.47=2.69*10 -4
m 2
.
Принимаем : 2 ø14 А-III с А s
=3.08*10 -4
m 2
.
3.8 Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси.
На средней опоре поперечная сила Q=156.8 кН. Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сверки с продольной арматурой ø=20 мм и принимаем равным ø=5мм с A s
=0.196*10 -4
m 2
с R sw
=260 МПа.
Число каркасов ----, при этом A sw
=2*0.196*10 -4
=0.392*10 -4
m 2
. 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 : q sw
=R sw
*A sw
/S=260*10 6
*0.392*10 -4
/0.15=67.95 кН/м.
Q bmin
=φ b3
*R bt
*b*h 0
=0.6*0.9*0.9*10 6
*0.2*0.44=42.77 кН.
Q sw
=67.95 кН*м>Q bmin
/2h 0
=42.77*10 3
/2*0.44=48.6 кН/м – ус-ие удолетворяется.
Требование: S max
= φ lτ
R bt
b*b*h 0
2
/Q max
=1.5*0.9*0.9*10 6
*0.2*0.44 2
/156.8*10 3
=0.3 m>S=0.15 m – выполняется.
При расчете прочности вычисляем: M b
= φ lτ
R bt
b*b*h 0
2
=2*0.9*0.9*10 6
*0.2*0.44 2
=62.73 кН*м. Поскольку q 1
=g+φ/2=(24.95+27.36/2)*10 3
=38.63 кН*м>0.56q sw
=0.56*67.95*10 3
=38.05 кН*м, вычисляем значение (с) по q τ
:
с= √М в
/(q 1
+q sw
)=√62.73*10 3
/(38.63+67.95)*10 3
=0.77 m<3.33h 0
=3.33*0.44=1.47m. Тогда Q b
=62.73*10 3
/0.77=81.47 кН.
Поперечная сила в вершине наклонного сечения:
Q=Q max
-q 1
*c=156.8*10 3
-38.63*10 3
*0.77=127.05 кН.
Длина проекции расчетного наклонного сечения:
С 0
=√М b
/q sw
=√62.73*10 3
/67.95*10 3
=0.96 m>2h 0
=2*0.44=0.88 m – принимаем С 0
=0,88 м.
Тогда Q sw
=q sw
*c 0
=97.95*10 3
*0.88=59.8 кН.
Условие прочности: Q b
+Q sw
=(81.47+59.8)*10 3
=141.27 кН>Q=127.05 кН – удовлетворяется.
Производим проверку по сжатой наклонной полосе:
μ sw
=A sw/
/b*S=0.392*10 -4
/0.2*0.15=0.0013;
α=E s
/E b
=170*10 9
/27*10 9
=6.13;
φ w
1
=1+5*α* μ w1
=1+5*6.13**0.0013=1.04;
φ b
1
=1-0.01*R b
=1+0.01*0.9*11.5=0.9.
Условие прочности: Q max
=156.8 кН<0.3φ w
1
* φ b
1
*R b
*h 0
=0.3*1.04*0.9*0.9*11.5*10 6
*0.2*0.44=
Эпюру арматуры строим в такой последовательности:
Рассмотрим сечение I пролета арматуры: 2 ø12 А-III+2ø16 A-III с А s
=6,28*10 -4
m 2
.
Определяем момент, воспринимаемый сечением с этой арматурой, для чего рассчитываем необходимые параметры:
μ=A s
/b*h 0
=6.28*10 -4
/0.2*0.44=0.0071;
ζ=μ*R s
/R b
=0.0071*365*10 6
/0.9*11.5*10 6
=0.25;
M s
=A s
*R s
*h 0
* η=6.28*10 -4
*365*10 6
*0.875*0.44=88.25 кН*м.
Арматура 2ø12 А-III обрывается в пролете, а стержни 2ø16 А-III с A s
=4.02*10 -4
m 2
доводятся до опор.
Определяем момент, воспринимаемый сечением с этой арматурой:
μ=A s
/b*h 0
=4.02*10 -4
/0.2*0.47=0.0043;
ζ=μ*R s
/R b
=0.0043*365*10 6
/0.9*11.5*10 6
=0.152;
M s
=A s
*R s
*h 0
* η=4.02*10 -4
*365*10 6
*0.924*0.47=63.72 кН*м.
Графически определяем точки теоретического обрыва двух стержней ø12 А – III. Поперечная сила в первом сечении Q 1
=30 кН, во II сечении Q 2
=40 кН.
Интенсивность поперечного армирования в I сечении при шаге хомутов S=0.15 m равна :
Q sw
=R sw
-A sw
/S=260*10 6
*0.392*10 -4
*0.15=67.95 кН/м. Длина анкеровки W 1
=30*10 3
/2*67.95*10 3
+5*0.012=0.28 m>20d=20*0.012=0.24m.
Во II сечении при шаге хомутов S=0.4 m:
Q sw
=260*10 6
*0.392*10 -4
=25.48 кН/м.
Длина анкеровки W 2
=40*10 3
/2.25.48*10 3
+5*0.012=0.84m>20d=0.24m.
Во II пролете принята арматура 2 ø12 А-III+2ø14 A-III с А s
=5,34*10 -4
m 2
.
ζ=0.0061*365*10 6
/0.9*11.5*106=0.215;
M s
=A s
*R s
*h 0
*η=5.34*10 -4
*365*10 6
*0.892*0.44=76.5 кН*м.
Стержни 2ø14 А-III с A s
=3.08*10 -4
m 2
доводится до опор h 0
=0.47 m;
ζ=0.0033*365*10 6
/0.9*11.5*10 6
=0.116;
M s
=A s
*R s
*h 0
*η=3.08*10 -4
*365*10 6
*0.942*0.47=49.77 кН*м.
В месте теоретического обрыва стержня 2ø12 А-III поперечная сила Q 3
=40 кН;
q sw
=25.48 кН/м; Длина анкеровки: W 3
=40*10 3
/2*25.48*10 3
+5*0.00120.84m>20d=20*0.0012=0.24m.
На средней опоре принята арматура 2ø10 А-III+2ø20 А-III с A s
=7.85*10 -4
m 2
.
ζ=0.0089*365*10 6
/0.9*11.5*10 6
=0.314;
M s
=A s
*R s
*h 0
*η=7.65*10 -4
*365*10 6
*0.843*0.44=106.28 кН*м.
Графически определим точки теоретического обрыва двух стержней ø20А – III. Поперечная сила в первом сечении Q4=90 кН; q sw
=67.95 кН/м; Длина анкеровки W 4
=90*10 3
/2*67.95*10 3
+5*0.02=0.76m>20d=20*0.02=0.4m.
На крайней опоре принята арматура 2ø14 А – III с A s
=3.08*10 -4
m 2
.
ζ=0.0033*365*10 6
/0.9*11.5*10 6
=0.116;
M s
=A s
*R s
*h 0
*η=3.08*10 -4
*365*10 6
*0.942*0.47=49.77 кН*м.
Поперечная сила в ---- обрыва стержней Q s
=100 кН;
Q sw
=67.95 кН/м; Длина анкеровки – W 5
=100*10 3
/2*67.95*10 3
+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
h 0
=h-a=0.5-0.015=0.485 m. Принимаем бетон для замоноличивания класса B20; R b
=11.5 МПа.
Арматура – класса А-III, R s
=365 МПа.
Вычисляем: α m
=M/R b
*b*h 0
2
=94.96*10 3
/0.9*11.5*10 6
*0.2*0.485 2
=0.195
По таблице 3.1[1] находим: η=0,89 и определяем площадь сечения соединительных стержней:
A s
=M/R s
*h 0
* η=94.96*10 3
/365*10 6
*0.89*0.485=6.03*10 -4
m 2
.
Принимаем: 2ø20 А-III с A s
=6.28*10 -4
m 2
.
Длину сварных швов определяем следующим образом:
∑l m
=1.3*N/0.85*R w
*h w
=1.3*220*10 3
/0.35*150*10 6*
0.01=220 кН,
где N=M/h 0
*η=94.96*10 3
/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 :
l w
=∑l w
/4+0.01=0.22/4+0.01=0.06 m.
Конструктивное требование: l w
=5d=5*0.02=0.1 m.
Площадь закладной детали из условия работы на растяжение:
A=N/R s
=220*10 3
/210*10 6
=10.5*10 -4
m 2
.
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
m 2
>A=10.5*10 -4
m 2
.
Длина стыковых стержней складывается из размера сечения колонны, двух зазоров по 0,05 м и l=0.25+2*0.05+2*0.1=0.55 m.
4.1
Определение продольных сил от расчетных усилий.
Грузовая площадь средней колонны при сетке колонны 6х52, м равна А гр
=6*5,2=31,2 м 2
.
Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом j n
=0.95: Q перекр
=3920*31,2*0,95=116,2 кН, от ригеля Q bm
=(2.61*10 3
/5.2)*31.2=15.66 кН; от колонны: Q col
=0.25*0.25*4.2*25000*1.1*0.95=6,86 кН., Итого: G перекр
=138,72 кН.
Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом j n
=0.95: Q вр
=4800*31,2*0,95=142,27 кН, в точности длительная: Q вр
дл
=3000*31,2*0,95=88,92 кН, кратковременное Q вр
кр
=1800*31,2*0,95=53,35 кН.
Постоянная нагрузка при весе кровли и плиты 4 КПа составляет: Q пок
=4000*31,2*0,95=118,56 кН, от ригеля : Q вш
=15,66 кН; от колонны: Q col
=6,86 кН;
Снеговая нагрузка для города Москвы – при коэффициентах надежности по нагрузке j f
=1.4 и по назначению здания j n
=0.95: Q c
н
=1*31,2*1,4*0,95=41,5 кН, в точности длительная:
Q сн
l
=0.3*41.5*10 3
=12.45 кН; кратковременная : Q сн
кр
=0,7*41,5*10 3
=29,05 кН.
Продольная сила колонны I этажа от длительных нагрузок :
N l
=((141.08+12.45+(138.72+88.92)*2)*10 3
=608.81 кН; то же от полной нагрузки N=(608.81+29.05+53.35)*10 3
=691.21 кН.
4.2
Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок.
Определяем максимальный момент колонн – при загружении 1+2 без перераспределения моментов. При действии длительных нагрузок:
М 21
=(α*g+β*φ)*l 2
= - (0.1*27.36+0.062*17.1)*10 3
*5.2 2
= - 102.65 кН*м.
N 23
= - (0,091*27,36+0,03*17,1)*10 3
*5.2 2
= - 81.19 кН*м.
При действии полной нагрузки: М 21
= - 102,65*10 3
-0,062*10,26*10 3
*5,2 2
= - 119,85 кН*м;
М 23
= - 81,19*10 3
-0,03*10,26*10 3
*5,2 2
= - 89,52 кН*м.
Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы: при длительных нагрузках
∆М l
=(102.65-81.19)*10 3
=21.46 кН*м;
∆М=(119,85-89,52)*10 3
=30,33 кН*м.
Изгибающий момент колонны I этажа: М 1
l
=0.6*∆М l
=0.6*21.46*10 3
=12.88 кН*м; от полной нагрузки: М 1
=0,6*∆М=0,6*30,33*10 3
=18,2 кН*м.
Вычисляем изгибающие моменты колонны, соответствующие максимальным продольным силам; для этого используем загружение пролетов ригеля по схеме 1.
От длительных нагрузок : ∆М l
=(0,1-0,091)*44,46*10 3
*5,2 2
=10,82 кН*м;
Изгибающий момент колонны I этажа: М 1
l
=0.6*10.82*10 3
=6.5 кН*м.
От полных нагрузок: ∆М=(0,01-0,091)*52,31*10 3
*5,2 2
=12,73 кН*м; изгибающий момент колонны I этажа: М 1
=0,6*12,73*10 3
=7,64 кН*м.
4.3
Характеристики прочности бетона и арматуры.
Бетон тяжелый класса В20; R b
=11.5 МПа; j b
2
=0.9; E b
=27000 МПа.
Арматура класса А-III, R s
=365 МПа; E s
=200 000 МПа.
Комбинация расчетных усилий: max N=691.21 кН, в точности от длительных нагрузок N l
=608.81 кН и соответствующий момент М 1
=7,64 кН*м, в точности от длительных нагрузок M 1
l
=6.5 кН*м.
Максимальный момент М=18,2 кН*м, в точности M l
=12.88 кН*м и соответствующее загружению 1+2 значение N=691.21*10 3
-142.27*10 3
/2=620.1 кН, в точности N l
=608.81*10 3
-88.92*10 3
/2=564.35 кН.
4.4
Подбор сечений симметричной арматуры
A s
=
A s
’
.
Приведем расчет по второй комбинаций усилий.
Рабочая высота сечения колонны h 0
=h-a=0.25-0.04=0.21 m; ширина b=0.25 m.
Эксцентриситет силы е 0
=M/N=18.2*10 3
/620*10 3
=0.029 m. Случайный эксцентриситет е 0
=h/30=0.25/30=0.008 m, или е 0
=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: : М 1
l
=М l
+N l
(h/2-a)=12.88*10 3
+564.35*10 3
(0.25/2-0.04)=60.85 кН*м; при полной нагрузки: М 1
=18,2*10 3
+620,1*10 3
*0,085=70,91 кН*м.
Отношение l 0
/τ=4.2/0.0723=58.1>14
Расчетную длину многоэтажных зданий при жестком соединении ригеля с колоннами в сборных перекрытиях принимаем равной высоте этажа l 0
=l. В нашем случае l 0
=l=4,2 м.
Для тяжелого бетона: φ l
=1+M 1
l
/M l
=1+60.95*10 3
/70.91*10 3
=1.86. Значение j=l 0
/h=0.029/0.25=0.116ζ R
.
2) α S
= α n
(e/h 0
-1+ α n
/2)/1-S ’
=1.14*(0.13/0.21-1+1.14/2)/1-0.19=0.27>0
3)
ζ= α n
(1- ζ R
)+2* α S*
ζ R
/1- ζ R
+2* α S
=(1.14*(1-0.6)+2*0.27*0.6)/1-0.6+2*0.27=0.83> ζ R
Определяем площадь сечения арматуры:
A s
=A s
’
=N/R s
*(e/h 0
- ζ*(1- ζ /2
)/ α n
)/1-j ’
=620.1*10 3
/365*10 3
*(0.13/0.21-0.83*(1-0.83)/1.14)/1-0.19=
Принимаем 2ø18 А-III с A s
=5.09*10 -4
m 2
.
Проверяем коэффициенты армирования: μ=2*A s
/A=2*5.09*10 -4
/0.25 2
=0.016<0.025. Следовательно, принимаем армирование колонны по минимальному коэффициенту:
A s
=A*0.025/2=0.025 2
*0.025/2=7.81*10 -4
m 2
.
Принимаем 2Ф25 А –III с A s
=9.82*10 -4
m 2
.
4.5
Расчет и конструирование короткой консоли.
Опорное давление ригеля Q=156,8 кН.
Принимаем бетон класса В20; R b
=11.5 МПа, j br
=0.9
Арматура класса А-III, R s
=365 МПа, принимает длину опорной площади l=0.2m при ширине ригеля b bm
=0.2 m и проверим условие:
Q/0.75*l*b bm
=156.8*10 3
/0.75*0.2*0.2=5.23МПа < R b
=11.5 МПа.
Вылет консоли с учетом зазора 0,05 м составляет l 1
=0.25 m, при этом расстояние а=l 1
-l/2=0.25-0.2/2=0.15 m.
Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной h=(0.7/0.8)*h bm
=0.75*0.5=0.4m; при угле наклона сжатой грани j=45 0
высота консоли у свободного края h 1
=h-l 1
=0.4-0.25=0.15m;
Рабочая высота сечения консоли h 0
=h-a=0.4-0.03=0.37m; Поскольку l 1
=0.25m<0.9h 0
=0.9*0.37=0.33m - консоль короткая.
Консоль армируем горизонтальными хомутами Ф6А-I с A s
=2*0.283*10 -4
=0.586*10 -4
m 2
с шагом S=0.1m и отгибами 2ФА-III с A s
=4.02*10 -4
m 2
.
Проверяем прочность сечения консоли по условию: μ w1
=A sw
/b s
=0.566*10 -4
/0.25*0.1=0.023;
α s
=E s
/E b
=210*10 9
/27*10 9
=7.8; φ w
2
=1+5*α* μ w1
=1+5*7.8*0.0013=1.05;
sin 2
θ=h 2
/( h 2
+l 2
1
)=0.4 2
/(0.4 2
+0.25 2
)=0.72, при этом
Q b
=0.8* φ w2
*R b
*b*sin 2
θ=0.8*1.05*0.9*11.5*10 6
*0.25*0.2*0.72=313 кН.
Правая часть этого условия принимается не более 3,5R bt
*h 0
*b=3.5*0.9*0.9*10 6
*0.25*0.37=262.24 кН.
Следовательно, Q max
=156.8 кНQ=10.19 кН – условие прочности удовлетворяется.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях I-I и II-II.
M I
=0.125*p(a-h col
) 2
*b=0.125*156.74*10 3
*(2.1-0.25) 2
*2.1=140.82 кН*м.
M II
=0.125*p(a-a 1
) 2
*b=0.125*156.74*10 3
*(2.1-0.9) 2
*2.1=59.25 кН*м.
A SI
=M I
/0.9*h 0
*R s
=140.82*10 3
/0.9*0.86*280*10 6
=6.5*10 -4
m 2
.
A SII
=M II
/0.9*h 01
*R s
=59.25*10 3
/0.9*0.56*280*10 6
=4.2*10 -4
m 2
.
Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой рабочей арматурой 9ø10 А-II c A s
=7.07*10 -4
m 2
с шагом S=0.25 m.
μ I
=A SI
*100/b I
*h 0
=7.07*10 -4
/0.9*0.86=0.09%
μ II
=A SII
*100/b II
*h 01
=7.07*10 -4
/1.5*0.56=0.084%
что больше μ mim
=0.09% и меньше μ 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.
Расчетный пролет плиты равен расстоянию в свему между гранями ребер l 0
=1.73-0.2=1.53m, в продольном направлении – l 0
=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 м 2
перекрытия.
Для расчета многопролетной плиты выделяем полосу шириной 1 м, при этом расчетная нагрузка на 1 м длины с учетом коэффициента надежности по назначению здания j n
=0.95 нагрузка на 1м:
Изгибающие моменты определяем как для многопролетной плиты с учетом перераспределения моментов:
- в средних пролетах и на средних опорах:
М=(g+φ)*l 2
0
/16=6.65*10 3
*1.53 2
/16=0.97 кН*м.
- в I пролете и на I промежуточной опоре:
М=(g+φ)*l 2
0
/11=6.65*10 3
*1.53 2
/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 h 0
=h-a=0.05-0.012=0.038m.
α m
=M/R b
*b f
’
*h 2
0
=0.97*10 3
/0.9*8.5*10 6
*1*0.038 2
=0.088
A s
=M/R s
*b f
’
*h 0
=0.97*10 3
/370*10 6
*0.95*0.038=0.72*10 -4
m 2
.
Принимаем 6ø4 В р
-I с A s
=0.76*10 -4
m 2
и соответствующую рулонную сетку марки:
(4B p
-I-100/4B p
-I-200)2940*Lc 1
/20
В I пролете и на I промежуточной опоре h 0
=0.034 m
α m
=1.42*10 3
/0.9*8.5*10 6
*1*0.034=0.161 ; η=0,973
A s
=1.42*10 3
/370*10 6
*0.913*0.034=1.24*10 -4
m 2
. – принимаем две сетки – основную и той же марки доборную.
6.2 Расчет многопролетной второстепенной балки.
Расчетный пролет равен расстоянию в свету между главными балками l 0
=6-0.2=5.8 m.
Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки:
- собственного веса плиты и поля: g 1
=2200*1.73=3.81 кН/м
g=2500 кг/м 3
, g 2
=0.2*0.35*25000=1.75 кН/м.
Итого: g=g 1
+g 2
=(3,81+1,75)*10 3
=5.56 кН/м. С учетом коэффициента надежности по назначению здания j n
=0.95: g=5.56*10 3
*0.95=5.28 кН/м.
Временная с учетом j n
=0.95: φ=4800*1,73*0,95=7,89 кН/м.
Полная нагрузка: g+ φ=(5.28+7.89)*10 3
=13.17 кН/м.
Изгибающие моменты опираем как для многопролетной балки с учетом перераспределении моментов.
В I пролете М=(g+ φ)*l 2
0
/11=13.17*10 3
*5.8 2
/11=40.27 кН*м.
На I промежуточной опоре М=13.17*10 3
*5.8 2
/14=31.64 кН*м.
В средних пролетах и на средних опорах: М=13,17*10 3
*5,8 2
/16=27,69 кН*м.
Отрицательные моменты в средних пролетах зависит от отношения временной нагрузки к постоянной. При φ/g=7.88*10 3
/5.28*10 3
=1.5<3 отрицательный момент в среднем пролете можно принять равным 40% от момента на I промежуточной опоре Q=31.64*10 3
*0.4=12.66 кН*м.
Поперечные силы на крайне опоре Q=0.4*(g+ φ)*l 0
=0.4*13.17*10 3
*5.8=30.55 кН. На I промежуточной опоре слева Q=0.6*13.17*10 3
*5.8=45.83 кН; на I промежуточной опоре справа
6.2.3 Характеристики прочности бетона и арматуры.
Бетон класса В15; R b
=8.5 МПа; R bt
=0.75 МПа; j b
2
=0.9;
Арматура : продольная класса А-III с R s
=365 МПа;
Поперечная арматура класса В р
-I диаметром ø5В р
-I, R sw
=260 МПа.
6.2.4 Расчет прочности второстепенной балки по сечениям, нормальным к продольной оси.
Высоту сечения балки уточняем по опорному моменту при ζ=0,35, поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира.
По таблице 3.1[1] при ζ=0,35 находим α m
=0.289 и определяем рабочую высоту сечения балки:
h 0
=√M/ α m
*R b
*b=√31.64*10 3
/0.289*0.9*8.5*10 6
*0.2=0.23 m.
Полная высота сечения h 0
=h 0
+a=0.23+0.035=0.265 m. – принимаем h=0.3 m; h 0
=0.265 m.
Сечение в I пролете, М=40,27 кН*м, h 0
=0.265 m
α m
=M/R b
*b f
’
*h 2
0
=40.27*10 3
/0.9*8.5*10 6
*2*0.265 2
=0.037
По таблице 3.1[1] находим: η=0,981; ζ=0,04; х= ζ*h 0
=0.04*0.265=0.011 m.< 0.05 m – нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки.
Сечение арматуры: A s
=M/R s
*h 0
* η=40.27*10 3
/365*10 6
*0.981*0.265=4.24*10 -4
m 2
.
Принимаем 2ø18А-III c A s
=3.09*10 -4
m 2
.
Сечение в среднем пролете, М=27,69 кН*м.
A s
=27.69*10 3
/365*10 6
*0.981*0.265=2.92*10 -4
m 2
.
Принимаем 2ø14А-III c A s
=3.08*10 -4
m 2
.
На отрицательный момент М=12,66 кН*м сечения работает как прямоугольное:
α m
= M/R b
*b*h 2
0
=12.66*10 3
/0.9*8.5*10 6
*0.2*0.265 2
=0.118; η=0,938;
A s
=12.66*10 3
/365*10 6
*0.938*0.265=1.4*10 -4
m 2
.
Принимаем 2ø10А-III c A s
=1.57*10 -4
m 2
.
Сечение на I промежуточной опоре, М=31,64 кН*м.
α m
=31.64*10 3
/0.9*8.5*10 6
*0.2*0.265 2
=0.294; η=0,82;
A s
=31,64*10 3
/365*10 6
*0.82*0.265=3.99*10 -4
m 2
.
Принимаем 6ø10А-III c A s
=4.71*10 -4
m 2
. – две гнуты сетки по 3ø10А-III в каждой.
Сечение на средних опорах, М=27,69 кН*м
α m
=27.69*10 3
/0.9*8.5*10 6
*0.2*0.265 2
=0.258; η=0,847;
A s
=27,69*10 3
/365*10 6
*0.847*0.265=3.38*10 -4
m 2
.
Принимаем 5ø10А-III c A s
=3.92*10 -4
m 2
.
6.2.5 Расчет второстепенной балки по сечениям, наклонным к продольной оси.
Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки с продольной арматурой ø18 мм и принимаем равным ø5 мм класса В р
-I c A s
=0.196*10 -4
m 2
. Число каркасов два, при этом A sw
=2*0.196*10 -4
=0.392*10 -4
m 2
.
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: q sw
=R sw
*A sw
/S=260*0.392*10 -4
/0.15=67.95 кН/м; влияние свесов сжатой полки
φ f
=0.75*3h ’
f
*h f
/b*h 0
=0.75*3*0.05*0.05/0.2*0.265=0.11<0.5;
Q bmin
=φ b3
*(1+φ f
)*R bt
*b*h 0
=0.6*1.11*0.9*0.75*10 6
*0.2*0.265=23.83 кН; условие
ζ sw
=67.95 кН/м>Q bmin
/2*h 0
=23*83*10 3
/2*0.265=44.96 кН/м – удовлетворяется.
Требование: S max
= φ b4
*R bt
*b*h 0
/Q max
=1.5*0.9*0.75*10 6
*0.2*0.265 2
/45.83*10 3
=0.31m>S=0.15m – выполняется.
M b
= φ b3
*(1+φ f
)*R bt
*b*h 0
2
=2*1.11*0.9*0.75*10 6
*0.2*0.265 2
=21.05 кН*м. При
q 1
=g+φ/2=(5.28+7.89/2)*10 3
=9.23 кН/м.<0.56*q sw
=0.56*67.95*10 3
=38.05 кН/м – в связи с этим выполняется значение (с) по формуле:
с=√M b
/q 1
=√21.05*10 3
/9.23*10 3
=1.5m>3.33h 0
=3.33*0.265=0.88m – принимаем с=0,88 м, тогда
Q b
=M e
/c=21.05*10 3
/0.88=23.92 кН> Q bmin
=23.83 кН.
Поперечная сила в вершине наклонного сечения Q=Q max
-q 1
*c=45.83*10 3
-9.23*10 3
*0.88=37.71 кН. Длина проекции расчетного наклонного сечения с 0
=√M b
/q sw
=√21.05*10 3
/67.95*10 3
=0.56m>2*h 0
=2*0.265=0.53 m – принимаем с 0
=0,53 м. Тогда Q sw
=q sw
*c 0
=67.95*10 3
*0.53=36.01 кН>Q=37.71 кН –удовлетворяется.
Проверка по сжатой наклонной полосе:
μ w
=A sw
/b*S=0.392*10 -4
/0.2*0.15=0.0013;
α s
=E s
/E b
=170*10 9
/23*10 9
=7.4;
φ w1
=1+5* α s
*μ=1+5*7.4*0.0013=1.05;
φ b1
=1-0.01*R b
=1-0.01*0.9*8.5=0.92;
Q max
=45.83 кН≤0.3* μ b1
*R b
*b*h 0
=0.3*1.05*0.92*0.9*8.5*10 6
*0.2*0.265=117.5 кН – удовлетворяется.
Название: Записка к расчетам
Раздел: Рефераты по архитектуре
Тип: реферат
Добавлен 01:17:44 18 июня 2005 Похожие работы
Просмотров: 440
Комментариев: 16
Оценило: 5 человек
Средний балл: 5
Оценка: неизвестно Скачать
Срочная помощь учащимся в написании различных работ. Бесплатные корректировки! Круглосуточная поддержка! Узнай стоимость твоей работы на сайте 64362.ru
Привет студентам) если возникают трудности с любой работой (от реферата и контрольных до диплома), можете обратиться на FAST-REFERAT.RU , я там обычно заказываю, все качественно и в срок) в любом случае попробуйте, за спрос денег не берут)
Да, но только в случае крайней необходимости.
Реферат: Записка к расчетам
Реферат: Концепція макроеволюції і її типи
Реферат: Allegory Of American Pie By Don McLean
Ницше Эссе По Цитате
Первый Президент Независимого Казахстана Эссе
Неналоговые Методы Финансового Регулирования Реферат
Сборнике Для Курсовых Работ Яблонского
Реферат по теме Формирование лояльности персонала компании через реализацию программы социальной ответственности предприятия
План Сочинения На Английском Языке
Реферат: Діяльність, практика з точки зору філософії
Сочинение На Тему Вера В Человека
Дипломная Работа Перспективы Развития Социального Обеспечения
Пособие по теме Структурная эволюция общественного производства. Информационный фактор в развитии человеческого общества. совершенствование сферы услуг
Курсовая работа по теме Областной центр занятости (подразделения в 5 городах области)
Курсовая работа по теме Государственный строй и право Новгородской республики (XII–XIV вв.)
Особенности ценообразования в сфере услуг
Мой Любимый Предмет Технология Сочинение
Годовая Контрольная Работа По Биологии 7
Спотлайт 11 Контрольная Работа Модуль 1
Эссе Әлихан Бөкейханов Выдающийся Сын Казахского Народа
Физика 9 Класс Учебник Лабораторная Работа
Реферат: Система опережающих индикаторов для России
Реферат: Итальянский гуманизм
Шпаргалка: Шпаргалки по информатике