Курсовий проект - Збірне балочне перекриття багатоповерхової будівлі з неповним залізобетонним каркасом - файл n2.doc

Курсовий проект - Збірне балочне перекриття багатоповерхової будівлі з неповним залізобетонним каркасом
скачать (363 kb.)
Доступные файлы (4):
vce racp.dwg
n2.doc422kb.09.02.2011 12:26скачать
n3.doc79kb.09.02.2011 12:23скачать
n4.doc71kb.09.02.2011 12:22скачать

n2.doc


  1. Загальні рішення


1.1 Розбивка сітки колони
Згідно завдання розрахунку підлягають елементи збірного балочного перекриття багатоповерхового промислового будинку з неповним залізобетонним каркасом.

Зовнішні стіни виконуються з цегли товщиною ?= 640 мм.

Довжина будівлі L1= 30 м, крок колони повздовж будівлі l1 = 6,0 м, повздовж 5 кроків.

Ширина будівлі L2 = 17,2 м, крок колон поперек будівлі l2= 5,6+6,0+5,6 м, поперек 3 прольоти.

Розташування ригелів приймаємо повздовж будівлі, а плити перекриття поперек будівлі.
1.2 Вибір типів конструкцій і їх орієнтованих розмірів
Колони виконуються збірними залізобетонними, квадратного перерізу розміром b x h = 400 х 400 мм, висотою на один поверх, з прямокутними консолями розміром 150 х 150мм.

Стик колон виконується на відстані 650мм. від верху плит перекриття, нижній кінець колони першого поверху закріплюється в стакані монолітного залізобетонного фундаменту на 1000мм відраховуючи від підлоги першого поверху на позначці 0,000.

Ригелі приймаються збірні залізобетонні з полочками для спирання плит.

Висота ригелів приймається:
h риг. = (1/8 ч 1/12)х ℓ1

h риг. = (1/8 ч 1/12)6,0=(0,75 ч 0,5) м
Приймаємо висоту ригелів h риг. = 500 мм. Ширина ригелів дорівнюється ширині колони b = 400 мм.


Рисунок 1.2.1 Перетин ригеля

Плити приймаються збірні залізобетонні з круглими порожнинами d=159мм. Номінальна ширина рядових плит 1500 мм, висота h=220мм.
1.3 Додаткові вихідні дані
Згідно з завдання район будівництва м Севастопіль Величина снігового навантаження S0= 0,77 кН/м2 (додаток Е, стор.38 [1]), 1 район по вазі снігового покрову (рисунок 8.1 [1]).

Покрівлю приймаємо плоску рулону:

- шар гравію в мастиці ?=28.0 кН/м3

- 4 шари руберойду

- цементно-піщана стяжка ?= 40 мм, ?= 20 кН/м3

- утеплювач шлакобетон товщиною 200 мм ?= 10 кН/м3

- пароізоляція - 1 шар толю на мастиці

- плита покриття

Плити покриття приймаємо такі ж, як і у перекритті.

Снігове навантаження приймається

Повне S0 = 0,77 кН/м2

Короткотривале Snsh= S0-Snе=0,77-0,142=0,628 кН/м2

Квазіпостійне Sln= Sl/?fм=0,148/1,04=0,142 кН/м2

Квазіпостійне розрахункове навантаження (довготривале) для снігового навантаження визначається по формулі

Sl =(0.4 S0- S)С,

де S=0,16 кН/м2, С – коефіцієнт визначаємо згідно формули 8.1 [1]

С=?ClСаlt

?=1 – коефіцієнт переходу ґрунту до снігового навантаження на покрівлю, який визначається за 8.7, 8.8 [1]

Cl=1, згідно п. 8.9 [1], коефіцієнт, враховуючий режим експлуатації покрівлі.

Саlt=1, згідно 8.10 [1] – коефіцієнт географічної висоти

С=1·1·1=1

Sl = (0,4*0,77-0,16)1=0,148

Коефіцієнт надійності за граничним розрахунковим значенням снігового навантаження ?fм визначаємо згідно вказівок п.8.11 [1].

Термін експлуатації будівлі складає 60 років (додаток В [1].

?fм = 1,04
Повне тимчасове навантаження на перекриття згідно завданню pn= 6,5 кН/м2, у тому числі,

короткотривала частина pnsh=pn- pnе=6,5-2,7=3,8 кН/м2,

довготривала pnl= 2,7 кН/м2


2 Розрахунок плити перекриття
2.1 Призначення аналітичних розмірів

До розрахунку прийнята рядова плита П–1 номінальною шириною bn=1500 мм, шов між плитами приймаємо а=10мм, то конструктивна ширина плити


bk = bn – a

bk = 1500-10=1490 мм

Приймаємо товщину ребер між порожнинами 26мм, то крок порожнин 159 + 26 = 185мм. Кількість порожнин складе

n = bk/185


n = 1490/185=8,1

Приймаємо n=7 порожнин. Крайні ребра плити виконуються шириною

(bk - n х 159 - (n - 1) x 26) / 2


(1490-7*159-(7-1)*26)/2=110,5 мм

Бокові зрізи по 15мм. Товщина поличок над і під порожнинами приймається

h'f = hf = h – 159/2

h'f = 220 – 159/2 = 30,5мм

Рисунок 2.1.1 Перетин плити

Для визначення довжини плити розглянемо схему її спирання з одного боку на цегляну стіну, а з іншого на поличку ригеля

с=100-10=90мм, де

-100мм – ширина полочки ригеля;

-10мм – шов між плитою та ригелем, а на стіну с = 100мм.

Довжина плити


пл = ℓсв + 330 + 90

пл = 5160+330+90=5580 мм,

Розрахунковий прольот – відстань між вісями опор


o = ℓn – (ℓ 'оп/2) –(ℓ оп /2)
o = 5580-330/2-90/2=5370 мм = 5,37 м




пл = ℓсв+330+90=5160+330+90=5580

10

Рисунок 2.1.2 Схема спирання

2.2 Збір навантажень
Навантаження на плиту складається з постійних від власної ваги конструктивної підлоги, ваги перегородок, а також тимчасових від людей, меблів, обладнання. Згідно завдання тимчасове навантаження складається Рn = 650 кгc2 = 6,5 кН/м2.

Збір навантажень на перекриття виконується у табличній формі (таблиця 2.2.1.). Коефіцієнти надійності за навантаженням приймаємо згідно п.6.7 [1].

При визначенні навантажень на перекриття треба ввести нормативне значення, прийняте по п.6.6 [1] нормативне значення від ваги перегородок на 1м2 складе: qn nep = 50кгс/м2. Коефіцієнти надійності за навантаженням від тимчасових перегородок приймаємо згідно п.5.2 [1].











Ксилоліт ?= 10 мм=0,01 м ?= 16 кН/м3

Прошарок з мастики N= 0,07кН/м2

Бетон ?= 30 мм=0,03 м ?= 24 кН/м3

Шлакобетон ?= 50 мм=0,05 м ?= 18 кН/м3

Багатопустотна залізобетонна плита перекриття ?=220 мм


Рисунок 2.2.1 Вузол перекриття


Табл.2.2.1 Збір навантажень на 1м2 перекриття




Найменування

навантаження



Формула

підрахунку



Нормативне навантаження

кН/м2


Коефіцієнт надійності

по

навантажененню

?f




Розрахункове навантаження

кН/м2

1

2

3

4

5

Постійні













Ксилоліт













? = 0,01 м; ?= 16 кН/м3

?х ?=0,01·16

0,16

1,2

0,192

Прошарок з мастики




0,07

1,3

0,091

Бетон













? = 0,03м; ?= 24 кН/м3

?х ?=0,03·24

0,72

1,3

0,936

Шлакобетон













? = 0,05м; ?= 18кН/м3

?х ?=0,05·18

0,9

1,3

1,17

Перегородка бетонна




0,5

1,1

0,55

Багатопустотна плита перекриття ? =220мм




2,5

1,1

2,75

Разом постійні




?qn=4,202




?q=5,689

Тимчасові корисні, у т.ч.













-короткочасні




Pnsh=3,8

1,2

Psh=4,56

-квазіпостійні




Pn =2,7

1,2

P=3,24

Разом тимчасові




?Pn




?P=7,8

Усього повна, у т.ч.

4,202+6,5

?qn+?Pn=

=10,702


5,689+7,8

?q+?P=

=13,489

-короткочасна




Pnsh=3,8




Psh=4,56

-квазіпостійна

4,202+2,7

?qn+ Pn=

=6,902



5,689+3,24

?q+ P=

=8,929


Табл. 2.2.2 Збір навантажень на 1м2 покриття






Найменування

навантаження



підрахунку



Нормативне навантаження

кН/м2


Коефіцієнт надійності

по

навантажененню

?f




Розрахункове навантаження

кН/м2

1

2

3

4

5

Постійні













Шар гравію втоплений в битумну мастику













? = 0,002м; ?= 28кН/м3

?х ?=0,002·28

0,056

1,3

0,0728

? = 0,004м; ?= 10,5кН/м3

?х ?=0,004·10,5

0,042

1,3

0,0546

4 шари руберойду на бітумній мастиці













? = 0,003м; ?= 6кН/м3

4?х ?=4·0,003·6

0,072

1,2

0,0864

? = 0,005м; ?= 10,5кН/м3

4?х ?=4·0,005·10,5

0,21

1,3

0,273

Цементно-піщана стяжка













? = 0,04м; ?= 20кН/м3

?х ?=0,04·20

0,8

1,3

1,04

Утеплювач-шлакобетон













? = 0,2м; ?= 10кН/м3

?х ?=0,2·10

2

1,3

2,6

Пароізоляція 1 шар толю на бітумній мастиці













? = 0,002м; ?= 6,0кН/м3

?х ?=0,002·6

0,012

1,2

0,0144

? = 0,003м; ?= 10,5кН/м3

?х ?=0,003·10,5

0,0315

1,3

0,041

Багатопустотна плита покриття ? =220мм




2,5

1,1

2,75

Разом постійні




?qn=5,7235




?q=6,9322

Тимчасові снігові, у т.ч.













-короткочасні




Snsh=0,628

1,04

Ssh=0,65312

-квазіпостійні




Sn=0,142

1,04

S=0,148

Разом тимчасові

0,616+0,154

?S0=0,77




?S=0,80112

Усього повна, у т.ч.

5,7235+0,77

?qn+?S0=6,4935



6,9322+,80112

?q+?S= 7,73332

-короткочасна




Snsh=0,628




Ssh=0,65312

-квазіпостійна

5,7235+0,142

?qn+ Sn=5,87



6,9322+,148

?q+ S=7,08







Шар гравію втоплений в битумну мастику ? = 0,002м; ?= 28кН/м3

? = 0,004м; ?= 10,5кН/м3

4 шари руберойду на бітумній мастиці ? = 0,003м; ?= 6кН/м3

? = 0,005м; ?= 10,5кН/м3

Цементно-піщана стяжка ? = 0,04м; ?= 20кН/м3

Утеплювач-шлакобетон ? = 0,2м; ?= 10кН/м3

Пароізоляція -1 шар толю на бітумній мастиці ? = 0,002м; ?= 6,0кН/м3

? = 0,003м; ?= 10,5кН/м3

Багатопустотна плита покриття



Рисунок 2.2.2 Вузол покриття




Збір навантаження на 1м погонний плити перекриття.

Повне розрахункове навантаження складе

qмп = qполн х bn

qмп = 13,489·1,5=20,234 кН/м

bn – ширина плити (номінальний розмір);

2.3 Розрахункова схема та розрахунковий переріз плити перекриття
Плита працює, як однопрольотна розрізна балка з розрахунковим прольотом lo = 5370 мм та рівномірно – розподіленим навантаженням qмп = 20,234 кН/м.

Висоту тавра приймаємо рівною висоті плити h = 220мм. Ширину полички приймаємо

b'f = bk – 2 х 15

b'f = 1490-2·15=1460 мм= 0,146 м

Товщину полички приймаємо

h'f = (h – ) /2

h'f = (220 – 159)/ 2 = 30,5мм

Ширину ребра приймається

b =( b'f + bf )/2– (n х159)

b = (1490+1460)/2-(7·159)=362 мм= 0,362 м



Рисунок 2.3.1 Розрахунковий перетин




2.4 Статичний розрахунок

Розрахунок на міцність по I групі граничних станів виконуємо на розрахункові навантаження. Згідно розрахункової схеми:

максимальний згинаючий момент складе

М = (qм п х lo2 х ?n) / 8

М = (20.234·5.372·0.95)/8=69,3 кНм

максимальна поперечна сила складе

Q = (qм п х lo х ?n) /2


Q = (20,234·5,37·0,95)/2=52,0 кН

Де ?n = 0,95 –коефіцієнт надійності за призначенням будівлі [1]


2.5 Призначення класів матеріалів та їх розрахункових характеристик

Плита виконується з важкого бетону класу В30; робоча арматура прийнята класом А300С; поперекова арматура прийнята класом А240С; монтажна та інша прийнята класом А240С; монтажні петлі з арматури класом А240С.

Для бетону класу В30

розрахунковий опір стисканню Rb 17,0МПа табл.13 [2]; розрахунковий опір розтягненню Rbt = 1,2МПа табл.13 [2];

коефіцієнт умов роботи  b2 = 0,9 табл.15 [2]

Уточнюємо розрахункові опори


Rb х  b2
17,0·0,9=15,3 Мпа = 15,3 х103 кН/м2
Rbt х b2
1,2·0,9=1,08 Мпа = 1,08 х103 кН/м2

Модуль пружності бетону, який піддадуть тепловій обробці при атмосферному тиску

Еb = 29 х 103 табл.18 [2]
Для робочої арматури класу А300С

розрахунковий опір розтягненню Rs = 280МПа = 280 х 103 кН/м2[4]

Для поперекової арматури класу А240С

розрахунковий опір розтягнутої арматури на дію поперечної сили

Rsw = 175МПа= 175 х 103 кН/м2 [ 4]

Модуль пружності для арматури класу А240С

Es = 210 х 103 МПа п 2.1.2.9 [ 4]
2.6 Розрахунок міцності нормальних перерізів
Вся ширина полочки вводиться до розрахунку. Задаємося розміщенням в один ряд приймаючи попередньо d = 20мм. Відстань від центра ваги робочої арматури до зовнішньої зони бетону складе
а = аз. ш. + d/2

а = 15+20/2=25 мм = 0,025 м

Знаходимо робочу висоту перерізу

hо = h – a

hо = 220-25=195 мм = 0,195 м

Визначаємо несучу здатність перерізу коли нейтральна вісь знаходиться на межі полочки та ребра х = h’f .

Мх = h’f = Rb х  b2 х b'f х h'f х(ho – 0.5 h'f)

Мх = h’f = 15,3·103·1,46·0,0305(0,195-0,5·0,0305)=122,465 кНм

Визначаємо положення нейтральної вісі зрівнявши моменти
Мх = h’f > М

122,465 кНм > 69,3 кНм

Нейтральна вісь знаходиться у поличці

x < h'f

Перетин розраховуємо як прямокутний.

?m=M / (Rb х  b2 х b'f х h20)
?m= 69,3/(15,3·103·1,46·0,1952)=0,0816

По таблиці 20 [3] визначаємо коефіцієнт ? та відносну висоту стислої зони бетону ?, інтерполюючи:

? = ?в-[(?в- ?н)/(?нм- ?вм)( ?м- ?вм)]
? = 0,960-[(0,960-0,955)/(0,086-0,077)(0,0816-0,077)]=0,9574
? = ? в+[( ? н- ?в)/(?нм- ?вм)( ?м- ?вм)]

? = 0,08-[(0,09-0,08)/(0,086-0,077)(0,0816-0,077)]=0,0851


Площа поперечного перетину робочої арматури складе:

As = M /(Rs х h0 х ?)
As = 69/(280·103·0,195·0,9574)=0,00132 м2 = 1320 мм2

Кількість стержнів робочої арматури складе:

ns = nп+1=(b/s) + 1

ns = 1500/200+1=8,5?9
де nп = b/s – кількість кроків,
s = 200 мм – крок робочої арматури по конструктивним вимогам.

Приймаємо ns = 9

Площа поперечного перетину одного стрижня робочої арматури складе:

as= As / ns

as= 1320/9=146,67 мм2

Приймаємо  14 аsсорт = 154мм2
Перевитрата матеріалу складе:

[(аsсорт – аs) х100%] / а s сорт < 5%,

[(154-146,67)·100]/154=4,8 %


Остаточно приймаємо 914А300С
Площа поперечного перетину робочої арматури

Аs = аsсорт х ns
Аs = 154·9=1386 мм2 = 0,001386 м2

2.7 Розрахунок міцності перетинів, похилих до нормальної вісі
На приопорній ділянці розміром lпр.діл.=јℓ2 = 1/4·5600=1400 мм встановлюємо по 4 плоских каркаса з кожної сторони.

Згідно з п.2.5. поперекова арматура прийнята класу А240С Rsw = 175 МПа = 175 х103 кН/м2, d = 6мм

Приймаємо крок поперекових стрижнів біля опор за конструктивними вимогами

S1 = 1/2 х h <150мм

S1 = 1/2·220=110 мм

Приймаємо, у першому приближенні, крок поперекових стрижнів

S1 = 110 мм.

Перевіряємо міцність похилої полоси між похилими тріщінами

Q ? Qпереріз = 0.3 х w х  b I х Rb х b х h0

W = (1 + 5 х  х  w) < 1.3

W = (1+5·7,24·0,003)=1,1086< 1.3

-  - відношення модулів пружності арматури та бетону;

-  w – коефіцієнт армування поперековими стержнями

= Es / E b

= 210·103/29·103=7,24

w = Asw / b х s1

w = 113,2/(362·110)=0,003

- Asw – площа поперекових стержнів у поперековому перерізі;

Asw = n х аsw

Asw = 4·28,3=113,2 мм2

bi = 1 -  х Rb

bi = 1-0,01·15,3=0,847

Qпереріз = 0,3·1,1086·0,847·15,3·103·0,362·0,195=304,2 кН
Q = 52кН <Qпереріз = 304,2 кН

Як що умова виконується, міцність похилої полоси достатня, тобто достатні розміри поперекового перетину.

Перевіряємо умову необхідності розрахунку похилого перерізу.

Q ? Qпереріз =  b3 х (1 +  f) х Rbt х b х h0
f = 0,75 х (b' f - b) х h'f / b х h0 ? 0,5
f = [0,75·(453,5-362)·30,5]/(362·195)=0,03<0,5

b' f = b + 3h' f

b' f = 362+3·30.5=453,5 мм =0,4535 м

Як що умова не виконується, приймаємо  f = 0,5.

Для важкого бетону  b3 = 0,6

Qпереріз = 0,6·(1+0,03)1,08·103·0,362·0,195=47,11 кН

Q = 52кН >Qпереріз = 47,11 кН
Умова виконується тоді, від головних розтягувальних напруженнях, у бетоні виникають похилі тріщини, тобто необхідно виконати розрахунок поперекової арматури.

Зміцнення в поперекових стрижнях на одиницю довжини елемента складе:

qsw = Q2 / 8 х Rbt х b х h02
qsw = 522/(8·1,08·103·0,362·0,1952)=22,736 кН/м

Інтенсивність поперекового армування повинна бути не більш

qsw ? Rbt х b / 2
qsw = (1,04·103·0,362)/2=188,24 кН/м

Умова виконується, приймаємо qsw= 22,736кН/м

Призначений крок поперекових стрижнів повинен бути не менш

S = 1,5 х Rbt х b х h02 / Q
S = (1,5·1,04·103·0,362·0,1952)/52=0,413 м = 413 мм
По конструктивним вимогам

S ? h / 2

S = 220/2=110 мм

S ? 150мм

Крок поперекових стрижнів складе

S = Rsw х Asw / qsw

S = (175·103·113,2·10-6)/22,736=0,871 м = 871 мм

Остаточно приймаємо мінімальне значення крока поперекових стрижнів: S = 110мм.

2.8 Конструювання плити
Плита армується арматурними виробами: арматурною сіткою С1, яку встановлюють у нижній розтягнутій зоні бетону; арматурною сіткою С2, яку встановлюють конструктивно у верхній стиснутій зоні бетону; плоскими каркасами КР1, які встановлюють в ребра між порожнинами на приопорних ділянках.


2.9 Розрахунок підйомної монтажної петлі
Визначаємо об’єм бетону

Vб = Lпр х hпл х bпл - n пуст х Vпуст
Vб = 5,58·0,22[(1,49+1,46)/2]-7·0,111=1,034 м3

Визначаємо об’єм пустот

Vпуст = Lпл х  r2
Vпуст = 5,58·3,14·0,07952=0,111 м3
r = 159 / 2 = 79,5мм = 0,0795м

Визначаємо вагу плити

Pпл = Vб х  з /б
Pпл = 1,034·25=25,85 кН

Визначаємо навантаження на 1 монтажну петлю з рахунком перекосу та коефіцієнтом динамічності kд = 1,5

Pпл-1 = Pплх kд / 3
Pпл-1 = (25,85·1,5)/3=12,925 кН = 1292,5 кгС

По таблиці I.4 [4] приймаємо діаметр монтажної петлі 14А240С Pпл= 1500кгС

3 Розрахунок колони першого поверху
3.1 Конструкція та розрахункова схема
Згідно розділу 1.2 колона прийнята перетином bхh= 400х 400м з прямокутними консолями 150х150мм. Стик виконується на відстані 650мм від верху плит перекриття. Нижній кінець колони встановлюється в стакан монолітного фундаменту на глибину 1,0м, відраховуючи від підлоги. Згідно завданням висота поверху Н= 4,8м; кількість поверхів n= 4. За розрахункову довжину колони приймається висота поверху

0 = H = 4,8м, так як будівля багатоповерхова.

Так як будівля з неповним залізобетонним каркасом, то колона середнього ряду розрахується як позацентрово стиснута з випадковим ексцентриситетом. Поперековий перетин квадратний. Армування приймаємо симетричне з гнучкою арматурою.

Гнучкість колони складе:

= l0 / h

= 4,8/0,4=12

то розрахунок виконується не за основними формулами позацентрового стискання, а за допомогою таблиць через коефіцієнти повздовжнього згину бетону та залізобетону  b та  sb
3.2 Збір навантажень
Власна вага колони в межах поверху.

- нормативне значення

Nn кол = V х з.б. + Vконс х з.б. = b х h х H х з.б. + 2х0,15х0,15хbхз.б.
Nn кол = 0,4·0,4·4,8·25+2·0,15·0,15·0,4·25=19,65 кН

- розрахункове значення

Nbb = Nn bb х f

Nкол = 19,65·1,1=21,615 кН

з.б. = 25кН/м3 - об'ємна вага залізобетону

Власна вага одного метра ригеля.

- нормативне значення

qn риг = V х з.б.
qn риг = 0,2·0,2·25+0,3·0,4·25=4,0 кН/м

- розрахункове значення

gbb = gbb х  f

gриг = 4,0·1,1=4,4кН/м

Визначаємо довжину ригеля

ріг = ℓ1 – 2 х(0,5hкол + 15)

риг = 6000-2(0,5·400+15)=5570мм = 5,57м

Розрахункова вага ригеля складе

Nріг = gbb х ℓріг

Nриг = 4,4·5,57=24,508?25 кН

Навантаження на колону передається з вантажної площі

Aван. = ℓ1 х ℓ2

Aван. = 6·5,6=33,6 м2

Визначаємо зосереджену силу діючу на колону від перекриття.

Збір навантажень на 1м2 перекриття дивись у розділі 2.2 пояснювальної записки.

Повне розрахункове навантаження

N перекриття = qперекриття х Aван.

N перекриття = 13,489·33,6=453,23 кН

Розрахункове довготривале

Nперекриттядовготр =qпердовг х Aван

Nперекриттядовготр = 8,929·33,6=300,01 кН

Визначаємо зосереджене навантаження від покриття на колону.

Збір навантажень на 1м2 покриття дивись у розділі 2.2 пояснювальної записки.

Повне розрахункове

Nпокр = qпокр х Аван

Nпокр = 7,73332·33,6=259,84 кН

Довготривале розрахункове

Nдовготр покр = qпокрдовготр х Аван

Nдовготр покр = 7,08·33,6=237,89кН

Визначаємо зосереджене навантаження у рівні обрізу фундаменту:

- повне розрахункове

N = Nпокр + (nпов. – 1) х Nпер + nпов х N колони + nпов х N риг.
N = 259,84+(4-1)453,23+4·21,615+4·25=1805,99 кН

-довготривале навантаження на колону в рівні обрізу фундамента

Nдовготр = Nпокр. дов + (nпов. – 1) х Nпер дов + nпов х Nкол + nпов х Nриг
Nдовготр = 237,89+(4-1)300,01+4·21,615+4·25=1324,38 кН


3.3 Розрахунок по міцності на зусилля, які виникають при експлуатації.
Передчасно прийнятий перетин колони 400х400 мм, % армування  = 1%. Клас арматури А400С, важкий бетон класу В20

Визначення міцністних характеристик бетону та арматури
Rb = 11,5МПа = 11,5х 103 кН/м2[2]

bi = 0,9 [2]

Rsc = 280 МПа = 280х 103 кН/м2 [4]
3.3.1 Визначення площі перерізу робочої арматури

Відношення

Nдовготр / N

1324,38/1805,99=0,733

Визначаємо гнучкість елемента

= ℓ0 / h

= 4,8/0,4=12

Якщо  >1 необхідно брати в увагу вигин колони

Визначаємо випадковий ексцентриситет
е0 випадковий ? (1 / 600)х ℓ0,
е0 випадковий ? 1/600·480=0,8

е0 випадковий ? (1/30) х h
е0 випадковий ? 1/30·40=1,33

е0 випадковий ? 1,0см

е0 випадковий ? 1,0

0 ? 20h;

480?20·40=800

В цьому випадку для колони з симетричною арматурою основне розрахункове зусилля буде мати такий вигляд

N  Nперерізу =  х  (Rb х  b2 х Aкол + Rsc х (As + A's)

звідки

(As + A's) = [(N /  х ) - (Rb х  b2 х Aкол)] / Rsc
(As +A's)=[{1805.99/(1·1)}-11,5·103·0,9·0,4·0,4]/280·103=0,0005357 м2= 535,7мм2

У першому приближенні перетин робочої арматури колони при =1 та  =1 складе:

Приймаємо у першому приближенні (кількість стрижнів повинна бути не менш 4  12 (As + A's)сорт = 452мм2)
414А300С (As + A's) = 616мм2 = 0,000616м2

Визначаємо коефіцієнти повздовжнього згину бетону b та залізобетону sb:

-інтерполюємо

b=0,89-[(0,89-0,86)/(1-0,5)(0,733-0,5)]=0,876


sb=0,89
Визначаємо коефіцієнт поздовжнього вигину

= b + 2 х ( sb - b ) х 
= 0,876+2(0,89-0,876)0,1077=0,879

Для перевірки несущої спроможності перетина заново визначаємо коефіцієнт 

= [Rsc х (As + A's)] / (Rb х  b2 х Aкол)
= (365·103·0,000616)/(14,5·103·0,9·0,4·0,4)=0,1077
= 0,879 < sb = 0,89
Умова виконується

Перетин робочої арматури колони складе:

(As + A's) = [(N /  х ) – (Rb х  b2 х Aван)] / Rsc
(As +A's)=[1805,9/1·0,879-11,5·103 0,9·0,4·0,4]/280·103=0,00142356м2 =1423,56мм2

Приймаємо у другому приближенні:
422А300С (As + A's)сорт. = 1520мм2 = 0,00152м2
Перевитрата матеріалу складе:

% = [(As + A's)сорт -(As + A's)]х100% /(As + A's)
% = [(1520-1423,56)·100%]/1520=6,3%>5% умова не виконується

Приймаємо

212А300С (As + A's)сорт. = 226мм2

420А300С (As + A's)сорт. = 1256мм2

?(As + A's)сорт. =226+1256=1482 мм2

% = [(1482-1423,56)·100%]/1482=3,9%<5% умова виконується

Процент армування колони складе:

? =[ (As + A's)сорт. / Aкол] х 100%

0,3% ? ? ? 3,0%

? = (0,001482/0,4·0,4) 100%=0,9% 0,3% ? 0,9% ? 3,0%

Несуща спроможність перетину складає

Nпереріза =  х  х [Rb х  b2 х Aкол + Rsc х (As + A's)сорт.]
Nпереріза = 1·0,879[11,5·103·0,9·0,4·0,4+280·103·0.001482]=1820,373 кН
Визначаємо перевищення несучої спроможності

% = [(Nпереріза - N) / N]х100%
% = 100%(1820,373-1805,99)/1805,99=0,8%<5%


3.4 Поперечне армування колони
Колона армується зварними просторовими каркасами. За умовою технічної зварки по таблиці I.2.[6] приймаємо діаметр поперекових стержнів  6А240С

Крок поперекових стержнів в зварних каркасах стиснутих елементів повинен бути

SW ? 20d

SW ? 400мм

SW ? bкол
SW = 20·20=400мм

де d – наіменьший діаметр робочого повздовжнього стрижня.

Приймаємо SW = 400 мм
3.5 Розрахунок міцності на зусилля, виникаючі при підйомі та монтажі
Колони мають виступаючі консолі. Їх виготовляють, перевозять, підіймають плашмя, тому при розрахунку на монтажні зусилля в розтягнуту зону бетону попадають два робочих повздовжніх стержня. Характер роботи перетину показуємо на рисунку 3.5.1. Площа поперекового перетину складе:
As = A's = 0,5 х (As + A's)сорт.
As = A's = 0,001482·0,5=0,000741 м2

Робоча висота перетину на згин складе

h0 = h – aз.ш. – 0,5d

h0 = 400-30=370мм = 0,370м
Несуча спроможність перетину в цьому випадку може бути розрахована, як для балки з подвійною симетричною арматурою.


Mпереріза = Rsc х As х (h0 - aґ)
Mпереріза = 280·103·0,000741(0,370-0,030)=71,0 кНм
aґ = а = aз.ш. + 0,5d

aґ = а = 20+20·0,5=30мм = 0,030м

Рисунок 3.5.1 Робота перетину колони при монтажі




підйомі та монтажі колона працює на згин. Характер роботи показаний на кресленнях 3.5.2 та 3.5.3.




Рисунок 3.5.2 Розрахункова схема колони при розрахунку на транспортні зусилля



Рисунок 3.5.3 Розрахункова схема колони на і зусилля, виникаючи при монтажі









Визначаємо довжину колони.
колони = Нпов. + 1,0 + 0,65 – ?підл.
колони = 4800+1000+650-90=6360мм?6,4 м
2 = ℓколони - 2 х ℓ1
2 = 6,4-2·1,1=4,2 м
1 = 1,1м
3 = ℓколони – ℓ4
3 = колони -0,9=6,4-0,9=5,5м
4 = 0,9м
Колону підіймають за трубки, поставлені на відстані 1,1м від його торців. При монтажі колони страхують за спеціальний отвір на відстані 0,9м від його верхнього кінця.

Навантаження від власної ваги колони з урахуванням коефіцієнту динамічності k = 1,5.
q = bкол. x hкол. x ?з.б. x k
q = 0,4·0,4·25·1,5=6,0 кН/м

У відповідності з приведеним розрахунковими схемами зусилля, які виникають при підйомі та монтажі визначаються у такий спосіб.

Момент при транспортуванню:

M0n = qℓ1 2/ 2
M0n = (6,0·1,12)/2=3,63 кНм
M0 = qℓ 2 2/ 8
M0 = (6·4,22)/8=13,23 кНм
Прольотний момент складе

Мпр. = M0 - M0n
Мпр. = 13,23-3,63=9,6 кНм

Момент при монтажі:

M0n = qℓ4 2/ 2
M0n = (6·0,92)/2=2,43 кНм
M0 = qℓ32 / 8
M0 = (6·5,52)/8=22,688 кНм

Прольотний момент складе
Мпр. = M0 - ЅM0n
Мпр. = 22,688-1/2·2,43=21,473 кНм
Найбільший моменти, які виникають при підйомі та монтажі 9,6кНм та 21,473кНм, менш моменту, який приймає переріз 71кНм.

Міцність колони при транспортуванні, підйомі та монтажі забезпечена.
3.6 Розрахунок консолі колони
Консоль колони прийнята прямокутною, розмірами ℓк х hк = 150 х 150мм. Її арматура являє собою дві двотаврові балочки складного перетину, поясами яких є стрижні, а стінки виконані з листової сталі.

Через велике насичення металом консоль розраховують не як залізобетонну, а як металеву. Металева консоль - це консольна балка, що працює на вигин. Її розрахунок полягає у визначенні перетину поясів стінок.

Тому що стінки не наскрізні й у граней колон обриваються, у роботі перетину вони брати участь не будуть і згинальний момент у перетині буде сприйматися тільки поздовжніми стрижнями-полками.

Визначене плече сили Q відносно грані колони
С = lоп / 2 + С1
С = (150-15)/2+15=82,5мм = 0,0825 м

Визначаємо момент виникаючий на консолі
Мк = 1,25 х Q х с
Мк = 1,25·67,0·0,0825=7,0 кНм

Найбільша поперечна сила складе:
Q = (qперекр. + qриг)х ℓ0 / 2.


Q = [(20,234+4,4)·(5,57-0,5·0,135-0,5·0,135)]/2=67,0 кН

Визначаємо плече внутрішної пари сил
Z = hконсолі - аз. ш. - пл - d
Z = 150-25-20-20=85мм = 0,085м
Де d = 20мм – прийнято умовно.

Визначаємо потрібну площу поясів
As = Mк / Rs х Z
As = 7/(280·103·0,085)=0,0003 м2 = 300мм2
Приймаємо 216А300С As = 402мм2.

У якості арматури приймаємо А300С Rs = 280МПа=280·103кН/м2

Товщину листа для стінки приймаємо конструктивно – 6мм. Між собою балочки з'єднуються по верху закладними пластинами консолі, по низу коротишами.



Учебный материал
© bib.convdocs.org
При копировании укажите ссылку.
обратиться к администрации