Многоэтажное производственное здание (144113)

Посмотреть архив целиком

ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО ПО ОБРАЗОВАНИЮ

ГОСУДАРСТВЕННОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ
ПЕРМСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ
Кафедра строительных конструкций








Курсовой проект
по теме:
МНОГОЭТАЖНОЕ ПРОИЗВОДСТВЕННОЕ ЗДАНИЕ


Выполнил: студент группы ПГС - 43
Арсенов Н.В.
Проверил: ассистент каф. СК
Смирнов А.Ю.





Пермь 2010



Содержание


Исходные данные для проектирования

1 Компоновка конструктивной схемы здания

1.1 Выбор несущих конструкций каркаса

1.2 Мероприятия по обеспечению жесткости и устойчивости каркаса

2 Статический расчет поперечной рамы

2.1 Назначение размеров элементов рамы и определение нагрузок, действующих на раму

2.1.1 Назначение предварительных размеров элементов рамы

2.1.2 Сбор нагрузок на перекрытие и покрытие

2.1.3 Уточнение размеров элементов рамы

2.1.4 Определение жесткостей элементов рамы

2.2 Расчетная схема и статический расчет поперечной рамы

2.3 Перераспределение усилий, построение огибающих эпюр

2.4 Вычисление продольных сил в колоннах первого этажа

3 Проектирование панели перекрытия

3.1 Назначение размеров и выбор материалов. Сбор нагрузок на продольные ребра. Расчетная схема. Определение усилий

3.2 Расчет панели на прочность по нормальному сечению

3.3 Вычисление геометрических характеристик приведенного сечения

3.4 Определение потерь предварительного напряжения и усилия обжатия

3.5 Расчет панели на прочность по наклонному сечению

3.6 Расчет панели по второй группе предельных состояний

3.7 Расчет полки панели

4 Проектирование ригеля

4.1 Расчет прочности ригеля по нормальному сечению

4.2 Расчет прочности ригеля по наклонному сечению

4.3 Построение эпюры материалов

4.3.1 Определение мест фактического обрыва нижних стержней

4.3.2 Определение мест фактического обрыва верхних стержней

5 Проектирование колонны

5.1 Расчет колонны на устойчивость и прочность

5.2 Расчет консоли колонны

5.3 Расчет стыка ригеля с колонной

6 Проектирование монолитного перекрытия

6.1 Компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия

6.2 Расчет и конструирование монолитной плиты

6.2.1 Определение шага второстепенных балок

6.2.2 Выбор материалов

6.2.3 Расчет и армирование плиты

6.3. Расчет по прочности второстепенной балки

6.3.1 Назначение размеров второстепенной балки и статический расчет

6.3.2 Расчет прочности второстепенных балок по нормальному сечению

6.3.3 Расчет прочности второстепенных балок по наклонному сечению

Библиографический список


ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ


Номер зачетной книжки – 06076.

Шифр № 276.

Количество этажей – nэт=6.

Высота этажа – hэт=3.3 м.

Количество пролетов – N=3 шт.

Район строительства – город Иваново.

Пролет здания L=6.4 м.

Шаг колонн здания B=5.8 м.

Нормативная временная нагрузка на междуэтажное перекрытие Р=14 кН/м2.

Условное расчетное сопротивление основания R0=0.27 МПа.


1 Компоновка конструктивной схемы здания


1.1 Выбор несущих конструкций каркаса


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

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

Ригели пролётом 6.4 м с предварительным напряжением с полками для опирания плит.

Наружные стены – навесные. Высота керамзитобетонных стеновых панелей (плотность керамзитобетона – 1000 кг/м3) – 0,9; 1,2; 1,8 м, толщина – 300 мм, высота панелей остекления – 1,2 м.


1.2 Мероприятия по обеспечению жесткости и устойчивости каркаса

Каркас здания рамно-связевой


Поперечная жесткость здания обеспечивается работой многоэтажных поперечных рам: колоннами, жестко заделанными в стаканы фундаментов и жестким сопряжением колонн с ригелями.

Продольная жесткость здания обеспечивается работой металлических связей, установленных на каждом этаже в середине температурного блока в каждом продольном ряду колонн, а так же плитами перекрытия, играющими роль связевых, устанавливаемых в уровне каждого этажа вдоль продольных рядов колонн.


Рис. 1.1. Маркировочная схема каркаса на отметке 3.3 м.


Рис. 1.2. Разрез 1-1.



2 Статический расчет поперечной рамы


2.1 Назначение размеров элементов рамы и определение нагрузок, действующих на раму


2.1.1 Назначение предварительных размеров элементов рамы

Поперечное сечение ригеля тавровое с полкой внизу (Рис. 2.1.).

Предварительная высота ригеля: hрпредв=(1/10…1/8)*l=(1/10…1/8)*6.4=(0.640.8) м, примем с учетом требования унификации hрпредв=0.7 м.

Предварительная ширина ригеля: bрпредв=(0.3…0.5)*hрпредв=(0.3…0.5)*0.7=(0.210.35), примем с учетом требования унификации bрпредв=0.3 м.


Рис. 2.1. Предварительное поперечное сечение ригеля.


Предварительно сечение колонны примем размером 400*400 мм.


2.1.2 Сбор нагрузок на перекрытие и покрытие

Нагрузка на ригель рамы принимается равномерно распределенной, т.к. количество сосредоточенных сил в пролете больше трех.

Вычисление нагрузок от покрытия и перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn=0.95 приведено в таблице 1.


Таблица 1.

Вычисление нагрузок от покрытия и перекрытия

п/п

Наименование нагрузки

Нормативная нагрузка, кН/м2

Коэффициент надежности по нагрузке, γf

Расчетная нагрузка, кН/м2

1

2

3

4

5


ПОКРЫТИЕ




I

ПОСТОЯННАЯ (gпок)




1

Два слоя линокрома ТУ 5774-002-13157915-98 10 кг/м2

10*9,81*0,95/1000

0.093

1.3

0.121

2

Цементо-песчанная стяжка ρ=1800 кг/м3, δ=20 мм

1800*0,02*9,81*0,95/1000

0.336

1.3

0.436

3

Пенополистирол ГОСТ 15588-86 ρ=50 кг/м3, δ=100 мм

50*0,1*9,81*0,95/1000

0.047

1.3

0.061

4

Рубероид 1 слой ГОСТ 10923-93 5 кг/м2

5*9,81*0,95/1000

0.047

1.3

0.061

5

Цементо-песчанная стяжка ρ=1800 кг/м3, δ=20 мм

1800*0,02*9,81*0,95/1000

0.336

1.3

0.436

6

Железобетонная панель покрытия высотой 400 мм.

2.75

1.1

3.025


ИТОГО: gпок=g1+g2+g3+g4+g5+g6

3.607


4.140

II

ВРЕМЕННАЯ (Vпок)





Снеговая (Vпок)

2.28·0,7=1.596

1/0,7=1,428

2.4·0,95=2.28


ПОЛНАЯ: gпок=gпок+Vпок

5.203


6.420


ПЕРЕКРЫТИЕ




I

ПОСТОЯННАЯ (gпер)




1

Керамические плитки ρ=1800 кг/м3, δ=13 мм

1800*0.013*9,81*0.95/1000

0.218

1.1

0.240

2

Слой цементного раствора ρ=1800 кг/м3, δ=20 мм

1800*0.02*9,81*0.95/1000

0.336

1.3

0.436

3

Выравнивающий слой из бетона ρ=2200 кг/м3, δ=20 мм

2200*0.02*9,81*0.95/1000

0.410

1.3

0.533

4

Железобетонная панель перекрытия высотой 400 мм.

2.75

1.1

3.025


ИТОГО: gпер=g1+g2+g3+g4

3.714


4.234

II

ВРЕМЕННАЯ (Vпер)




1

Полезная (V1)

а) кратковременная

б) длительная

14

7

7


1.2

1.05


8.4

7.35

2

Перегородки (V2)

0.5

1.1

0.55


ИТОГО: Vпер=V1+V2

14.5


16.3


ПОЛНАЯ: gпер=gпер+Vпер

18.214


20.534


Вычисляем расчетные нагрузки на 1 погонный метр ригеля:

1) ригель покрытия:

а) постоянная:

- от кровли и плит:


P1пок=Σgпок*B=4.140*5.8=24.010 кН/м,


-от массы ригеля:


P2пок=Sсеч*ρ*9.81*γf *γn/1000=0.286*2500*9.81*1.1*0.95/1000=7.330 кН/м.


ИТОГО:


Pgпок=P1пок+P2пок=24.010+7.330=31.340 кН/м.


б) временная (снеговая):


P3пок=Vпок*B=2.28*5.8=13.224 кН/м,

P3,длпок=0,5*P3пок=0,5*13.224=6.612 кН/м,

P3,крпок=(1-0,5)*P3пок=(1-0,5)*13.224=6.612 кН/м,


Полная погонная расчетная нагрузка на ригель покрытия:


Pпок=Pgпок+P3пок=31.340+13.224=44.564 кН/м.


2) ригель перекрытия:

а) постоянная:


- от пола и панелей: P1пер=Σgпер*B=4.234*5.8=24.558 кН/м,

- от массы ригеля: P2пер=P2пок=7.330 кН/м,

ИТОГО: Pgпер=P1пок+P2пок=24.558+7.330=31.8876 кН/м.


б) временная:


- от перегородок: P3пер=V2*B=0.55*5.8=3.19 кН/м,

- полезная: P4пер=V1*B=(8.4+7.35)*5.8=91.35 кН/м,

PV,длпер=P3пер+0.5*P4пер=3.19+0.5*91.35=48.865 кН/м,

PV,крпер=(1-0,5)*P4пер=(1-0,5)*91.35=45.675 кН/м.

ИТОГО: PVпер=P3пер+P4пер=3.19+91.35=94.5400 кН/м.


Полная погонная расчетная нагрузка на ригель перекрытия:


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


2.1.3 Уточнение размеров элементов рамы

1. Определение размеров сечения ригеля.

Для уточнения предварительно принятых размеров сечения ригеля вычисляется требуемая высота на основании упрощенного расчета. Опорный момент приближенно принимаем равным: М=(0,6…0,7)*М0, где М0пер*L2/8–изгибающий момент в ригеле, вычисленный как для однопролетной балки.

М0=126.428*6.42/8=647.309 кН*м.

М=0,7*647.309=453.117 кН*м.

Примем бетон ригеля марки B25, с расчетным сопротивлением сжатию: Rb=14.5 МПа, тогда рабочая высота ригеля:


h0==(453.117/(0.2888*14.5*0.3*1000))0,5=0.6006 м=60.06 см,


где А0опт=ξопт*(1-0,5*ξопт)=0.35*(1-0,5*0.35)=0.2888 м2.


Высота ригеля: hр=h0+as=60.06+7=67.06 см.


Принимаем ригель высотой hр=70 см и шириной bр=30 см из бетона класса B25 (Рис. 2.2.)


Рис. 2.2. Поперечное сечение ригеля.


2. Определение размеров сечения колонн.

Нагрузка на среднюю и крайнюю колонны нижнего этажа:


Nср=Pпок*L+Pпер*L*(nэт-1)=44.564*6.4+126.428*6.4*(6-1)=4330.891 кН;

Nкр=Nср/2=4330.891/2=2165.445 кН.


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


Асртр=(1,1…1,5)*Nср/(γb2*Rb)=1.1*4330.891/0.9*17=3113.712 см2;

Акртр=(1,1…1,5)*Nкр/(γb2*Rb)=1.1*2165.445*10/0.9*17=1556.856 см2.


Задаемся шириной колонны bcol=40 см, тогда требуемая высота сечения колонн нижнего этажа:


hср сolтрсртр/bcol=3113.712/40=77.84 см;

hкр сolтркртр/bcol=1556.856/40=38.92 см.


Учитывая, что кроме бетона нагрузку воспринимает арматура, примем следующие сечения колонн:


- средних – bср col*hср сol=400*600 мм из бетона класса B30.

- крайних – bкр col*hкр сol=400*400 мм из бетона класса B30.


Расчетные пролеты ригелей (расстояния между осями колонн):


- в крайних пролетах l01=L-hкр сol/2=6400-400/2=6200 мм;

- в средних пролетах l02=L=6400 мм.


2.1.4 Определение жесткостей элементов рамы

Длину стоек, вводимых в расчет, принимаем равной высоте этажа hэт=3.3 м.

Средняя расчетная длина ригелей:


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



Расстояние от центра тяжести сечения до нижней грани сечения ригеля:


y=S/Ap=0.090/0.286=0.3147 м,


где Ap=bp*hp=0.3*0.7=0.286 м2.

S=bp*hp2/2+2*0,02*hпл*0,5*(hp-hпл+hпл/3)+2*0,17*0,1*(hp-hпл-0,05)+2*0,17*(hp-hпл-0,1)2*0,5*2/3=0.3*0.72/2+2*0,02*0.4*0,5*(0.7-0.4+0.4/3)+2*0,17*0,1*(0.7-0.4-0,05)+2*0,17*(0.7-0.4-0,1)2*0,5*2/3=0.090 м3

статический момент относительно нижней грани сечения.

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

1) Момент инерции сечения ригеля относительно центра тяжести:


Ip=bp*hp3/12+bp*hp*(hp/2-y)2=0.3*0.73/12+0.3*0.7*(0.7/2-0.3147)2=0.00884 м4.


Погонная жесткость ригеля (ригель из бетона класса B25, бетон подвергнут тепловой обработке, Eb=27000 МПа):


ip=Eb*Ip/l0=27*103*0.00884/6.3=37872 кН*м.


2) Момент инерции сечения средней стойки:


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


Погонная жесткость средних стоек (колонна из бетона класса B30, бетон подвергнут тепловой обработке Eb=29000 МПа):


i3s=i’3s=Eb*Iсрs3/hэт=29000*103*0.0072/3.3=63273 кН*м.


Соотношение жесткостей:


η3=(i3s+1,5*i3s)/ip=(63273+1,5*63273)/37872=4.177.


3) Момент инерции сечения крайней стойки:


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


Погонная жесткость крайних стоек (колонна из бетона класса B30, бетон подвергнут тепловой обработке Eb=29000 МПа):


i4s=i’4s=Eb*Iкрs4/hэт=29000*103*0.00213/3.3=18747 кН*м.


Соотношение жесткостей:


η4=(i4s+1,5*i4s)/ip=(18747+1,5*18747)/37872=1.238.


2.2 Расчетная схема и статический расчет поперечной рамы


Расчетная схема поперечной рамы изображена на рис. 2.3.


Рис. 2.3. Расчетная схема поперечной рамы.


Статический расчет поперечной рамы проведем в программе RAMA2. Исходные данные для выполнения расчета сведены в таблицу 2.


Таблица 2.

Исходные данные для программы RAMA2.

Величина

l01

l02

Pgпер

PVпер

η3

η4

Обозначение в программе

L01

L02

Pgпер

Pvпер

K1

K2

Значение

6.2000

6.4000

30,6830

94.5400

4.1770

1.2380

╔═══════════════════════════════════════════════════════════════════════╗

Исходные данные ║

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

L01 ║ L02 ║ Pgper ║ Pvper ║ K1 ║ K2 ║

[м] ║ [м] ║ [кН/м] ║ [кН/м] ║ ║ ║

╠═══════════╬═══════════╬═══════════╬═══════════╬═══════════╬═══════════╣

6.2000║ 6.4000║ 30.6830║ 94.5400║ 4.1770║ 1.2380║

╚═══════════╩═══════════╩═══════════╩═══════════╩═══════════╩═══════════╝


╔═════════════════════════════════════════════════════════════════════╗

Изгибающие моменты в ригеле [кН/м] ║

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

║ ║ M A ║ M1 ║ M2 ║ M3 ║ M BL ║ M BP ║ M4 ║ M5 ║

╠═════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╣

1+2 ║-370.04║ 84.93║ 239.04║ 92.31║-355.27║-195.84║ -78.01║ -38.74║

╠═════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╣

1+3 ║ -57.79║ 12.03║ 8.15║ -69.46║-220.78║-386.36║ 94.49║ 254.78║

╠═════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╬═══════╣

1+4 ║-307.31║ 95.20║ 196.87║ -2.31║-502.35║-497.22║ -16.36║ 143.93║

╚═════╩═══════╩═══════╩═══════╩═══════╩═══════╩═══════╩═══════╩═══════╝


╔═══════════════════════════════════════════════════════╗

Поперечные силы в ригеле [кН] ║

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

Q A ║ Q BL ║ Q BP ║ Q CL ║

╠═════════════╬═════════════╬═════════════╬═════════════╣

390.5728║ -385.8098║ 98.1856║ -98.1856║

╠═════════════╬═════════════╬═════════════╬═════════════╣

68.8292║ -121.4054║ 400.7136║ -400.7136║

╠═════════════╬═════════════╬═════════════╬═════════════╣

356.7342║ -356.7342║ 400.7136║ -400.7136║

╚═════════════╩═════════════╩═════════════╩═════════════╝


╔═══════════════════════════════════════════════════════════════════════╗

Изгибающие моменты в колоннах [кН/м] ║

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

║ ║ M AB ║ M AH ║ M A0 ║ M BB ║ M BH ║ M B0 ║

╠═════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╣

1+2 ║ 148.0145║ -222.0217║ 111.0108║ -63.7738║ 95.6606║ -47.8303║

╠═════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╣

1+3 ║ 23.1171║ -34.6757║ 17.3379║ 66.2340║ -99.3509║ 49.6755║

╠═════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╬══════════╣

1+4 ║ 122.9247║ -184.3871║ 92.1936║ -2.0516║ 3.0774║ -1.5387║

╚═════╩══════════╩══════════╩══════════╩══════════╩══════════╩══════════╝


Способ выравнивания – Луговой


╔══════════════════════════════════════════════════╗

Выравненные изгибающие моменты в ригеле [кН/м] ║

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

║ ║ M A ║ M2 ║ M BL ║ M BP ║ M5 ║

╠═════╬════════╬════════╬════════╬════════╬════════╣

1+2 ║ -370.04║ 239.04║ -355.27║ -195.84║ -38.74║

╠═════╬════════╬════════╬════════╬════════╬════════╣

1+3 ║ -57.79║ 8.15║ -220.78║ -386.36║ 254.78║

╠═════╬════════╬════════╬════════╬════════╬════════╣

1+4 ║ -307.31║ 254.86║ -386.36║ -386.36║ 199.35║

╚═════╩════════╩════════╩════════╩════════╩════════╝


2.3 Перераспределение усилий, построение огибающих эпюр


Рис. 2.4. Эпюры изгибающих моментов и поперечных сил в упругой стадии для различных комбинаций загружения ригелей.


Выравнивание для сочетания нагрузок 1+2.

1) Условия MBL>MA, MBL>M2 не выполняются, перераспределение невозможно.

Выравнивание для сочетания нагрузок 1+3.


1) ∆М=0.5*(MBP5)=0.5*(368.36-254.78)=56.79 кН*м.

2) 0,3*MBP=0,3*368.36=110.508 кН*м.

3) Принимаем ∆М=56.79 кН*м.


Выравнивание для сочетания нагрузок 1+4.

Максимальный момент в Мmax=502.35 кН*м первом пролете.

Перераспределение начнем с первого пролета:

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

2) 0,3*Мmax=0,3*502.35=150.705 кН*м.

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

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


Рис. 2.5. Огибающие эпюры.


2.4 Вычисление продольных сил в колоннах первого этажа


Нагрузка от собственной массы крайней и средней колонн:


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

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


где ΣHcol=hэт*nэт=3.3*6=19.8 м – суммарная высота колонны,

ρcol=2.5 т/м3 – плотность бетона колонны.

Нагрузка от остекления:


Nост=lост*ΣHост*ρост*γf*γn=5.8*7.2*0.4*1,1*0,95=17.456 кН,


lост=B=5.8 м – шаг рам,

ΣHост=1,2*nэт=1,2*6=7.2 м суммарная высота остекления,

ρост=0.4 кН/м2 – вес 1 м2 остекления.

Нагрузка от навесных стеновых панелей:


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


где bп=0.3 м – толщина стеновой панели,

lп=B=5.8 м – длина панели (шаг рам),


ΣHп=ΣHcol-ΣHост=19.8-7.2=12.6 м – суммарная высота стеновых панелей,


ρп=1 т/м3 – плотность бетона стеновой панели.

Суммарная нагрузка от навесных стеновых панелей и остекления:


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


Продольная сила, действующая соответственно на крайнюю и среднюю колонны:


Nкрcol=Nсcolкр+Pпок*l01/2+(nэт-1)*Pпер*l01/2+Nст=81.191+44.564*6.2/2+(6-1)*126.428*6.2/2+252.385=2431.352 кН,

Nсрcol=Nсcolср+Pпок*(l01+l02)/2+(nэт-1)*Pпер*(l01+l02)/2=

=121.787+44.564*(6.2+6.4)/2+(6-1)*126.428*(6.2+6.4)/2=4385.008 кН.


3 Проектирование панели перекрытия


3.1 Назначение размеров и выбор материалов. Сбор нагрузок на продольные ребра. Расчетная схема. Определение усилий


Проектируем ребристую панель перекрытия с предварительно напряженной арматурой.

Продольное ребро свободно опирается на ригель и рассматривается как балка, свободно опертая на двух опорах и загруженная равномерно распределенной нагрузкой.


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


Принимаем следующие размеры:

- зазор между гранью ригеля и торцом плиты принимаем =30 мм;

- длина площадки опирания: lоп=100 мм;

- длина плиты lпл=B-bp-2*-2*d=5800-300-2*30-2*20=5400 мм;

- высота продольного ребра – 400 мм;

- ширина продольного ребра внизу –70 мм;

- ширина продольного ребра вверху –100 мм;

- ширина поперечных ребер внизу – 50 мм;

- ширина поперечных ребер вверху – 70 мм;

- толщина полки hf’=50 мм.

- конструктивная ширина основной панели:


bf=(L-n*)/n=(6400-4*30)/4=1570 мм,


где n=4 шт – количество плит в пролете,

=30 мм – зазор между гранями продольных ребер панелей.

- номинальная ширина панелей:

а) основной bf’=bf+=1600 мм,

б) доборной bfдоб=bf’/2=800 мм.

Материалы плиты:

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

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

- ненапрягаемая продольная арматура класса A400: 2 каркаса, диаметры ds=dsc=8 мм, As=Asc=100.5 мм2, Rs=R=355 МПа, Rs,ser=390 МПа, Es=E=200000 МПа;

- ненапрягаемая поперечная арматура класса B500, Rsw=260 МПа, Rs,ser=395 МПа, Es=170000 МПа;

- полка панели армируется сетками из арматуры класса B500, Rs=260 МПа, Rs,ser=395 МПа, Es=170000 МПа.

Способ напряжения арматуры – электротермический на упоры формы.

Расчетный пролет панели:

lр=lпл-lоп=5400-100=5300 мм.


Полная нормативная погонная нагрузка на панель перекрытия:


Pn=gперn*bf’=18.214*1.6=29.142 кН/м.


Полная расчетная погонная нагрузка на панель перекрытия:


P=gпер*bf’=20.534*1.6=32.855 кН/м.


Временная расчетная погонная нагрузка на панель перекрытия:


Pv=ΣVпер*bf’=16.3*1.6=26.080 кН/м.


Максимальные усилия:


Мmax=P*lр2/8=32.855*5.32/8=115.361 кН*м;

Qmax=P*lр/2=32.855*5.3/2=87.065 кН.


3.2 Расчет панели на прочность по нормальному сечению


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

Ширина полки приведенного таврового сечения bf’=1.6 м.

Толщина полки hf’=0.05 м.

Ширина ребра при расчете по предельным состояниям первой группы:


b1=2*bребниз+=(2*70+30)/1000=0.17 м.


Ширина ребра при расчете по предельным состояниям второй группы:

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


Высота таврового сечения h=0.4 м.

Расстояние от центра напрягаемой арматуры до нижней грани аsp=0.05 м.


Рабочая высота сечения h0=hsp=0.4-0.05=0.35 м.


Расчет ведем в предположении, что сжатой ненапрягаемой арматуры не требуется:


Rb*bf’*hf’*(h0-0.5*hf’)=14500*1.6*0.05*(0.35-0.5*0.05)=377 кН*м > Mmax=115.361 кН*м,


т.е. граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b=bf’=1.6 м.

Определим значение m:


m=Mmax/(Rb*b*h02)=115.361/(14500*1.6*0.352)=0.0406


Определим значение R.

При подборе напрягаемой арматуры, когда неизвестно значение sp, рекомендуется принимать σsp/Rs=0.6, тогда при классе арматуры A800 R=0.41.


R=R*(1-R/2)=0.41*(1-0.41/2)=0.326>m=0.0406,


т.е. сжатой арматуры действительно не требуется, тогда:


=1-(1-2*m)0.5=1-(1-2*0.0406)0.5=0.041,

s3=1,25-0,25*/R=1,25-0,25*0.041/0.41=1.22>1,1 => примем коэффициент условий работы s3=1.1.


Тогда при Аs=100.5 мм2:


Asp=(*Rb*b*h0-Rss)/(s3*Rsp)=

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


Принимаем продольную напрягаемую арматуру: 218 A800 (Asp=508.9 мм2).


3.3 Вычисление геометрических характеристик приведенного сечения


Рис. 3.2. Приведенное сечение.


Ординаты центров тяжести:


y1=h-0.5*hf’=40-0.5*5=37.5 см;

y2=0.5*(h-hf’)=0.5*(40-5)=17.5 см.


Площадь приведенного сечения:


Ared=A+α*Asp=1395+7.037*5.089=1430.81 см2,


где A=A1+A2=800+595=1395 см2– площадь бетонной части поперечного сечения панели;


A1=hf’*bf’=5*160=800 см2;

A2=(h-hf’)*b1=(40-5)*17=595 см2;


sb=190000/27000=7.037 – коэффициент приведения арматуры к бетону.

Статический момент площади сечения бетона относительно растянутой грани:


Sred=A1*y1+A2*y2+α*Asp*asp=800*37.5+595*17.5+7.037*5.089*5=40591.6 см3.


Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до растянутой грани:


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


Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести:


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

=bf’*(hf’)3/12+bf’*(h-hf’)3/12+α*π*dsp4/64+A1*(y0-y1)2+A2*(y0-y2)2+α*Asp*(y0-аsp)2=

=160*(5)3/12+160*(40-5)3/12+7.037*π*1.84/64+800*(28.37-37.5)2+595*(28.37-17.5)2+7.037*5.089*(28.37-5)2=729886.0 см4.


Момент сопротивления приведенного сечения по нижней и по верхней зонам:


Wred=Ired/y0=729886.0/28.37=25727.8 см3,

Wred’=Ired/(h-y0)=729886.0/(40-28.37)=62756.5 см3.


3.4 Определение потерь предварительного напряжения и усилия обжатия


Предварительные напряжения без потерь sp=0.9*Rsp.ser=0.9*785=706.5 МПа.

Первые потери:

1. Потери от релаксации напряжений арматуры при электротермическом способе натяжения для арматуры классов А800:

sp1=0,03*sp=0,03*706.5=21.195 МПа.

2. Изделие при пропаривании нагревается вместе с формой и упорами, поэтому температурный перепад между ними равен нулю и, следовательно, sp2=0 МПа.

3. Потери от деформации стальной формы при электротермическом способе натяжения арматуры sp3=0 МПа.

4. Потери от деформации анкеров при электротермическом способе натяжения арматуры sp4=0 МПа.

Суммарные первые потери


sp(1)=sp1+sp2+sp3+sp4=21.195 МПа.


Усилие обжатия с учетом первых потерь:


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


Максимальное сжимающее напряжение бетона bp от действия усилия P(1):


bp=P(1)/Ared+P(1)*е0р1*уs/Ired=(348.78/1430.81+348.78*23.37*28.370/729886.0)*10=5.61 МПа < 0,7*Rb=10.15 МПа,


где e0p1=ysp=y0sp=28.37-5=23.37 см – эксцентриситет усилия Р(1) относительно центра тяжести приведенного сечения элемента,

уs=y0=28.370 см – расстояние от центра тяжести приведенного сечения до наиболее сжатой грани в стадии обжатия.

Вторые потери:

5. Потери от усадки бетона:


sp5=b,sh*Es=0.0002*190000=38 МПа,


где b,sh=0.0002 – деформация усадки бетона (для бетона класса B25).

6. Потери напряжений в напрягаемой арматуре от ползучести бетона:



Случайные файлы

Файл
49673.rtf
47940.rtf
100337.rtf
144900.rtf
60625.rtf




Чтобы не видеть здесь видео-рекламу достаточно стать зарегистрированным пользователем.
Чтобы не видеть никакую рекламу на сайте, нужно стать VIP-пользователем.
Это можно сделать совершенно бесплатно. Читайте подробности тут.