- •Пояснительная записка
- •1. Общие данные для проектирования
- •2. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия
- •3. Расчет ребристой плиты по предельным состояниям первой группы
- •Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 перекрытия
- •Расчет полки плиты на местный изгиб.
- •4. Расчет ребристой плиты по предельным состояниям второй группы
- •5. Определение усилий в ригеле поперечной рамы
- •6. Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси
- •7. Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси
- •8. Конструирование арматуры ригеля
- •9.Определение усилий в средней колонне
- •10. Расчет прочности средней колонны
- •11. Конструирование арматуры колонны
- •12. Фундаменты колонны
- •13. Конструктивная схема монолитного перекрытия
- •14. Многопролетная плита монолитного перекрытия
- •15. Многопролетная второстепенная балка
- •Список используемой литературы
9.Определение усилий в средней колонне
Определение продольных сил от расчетных нагрузок.
Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 6.8 х 5.8 = 39.4 м2.
Постоянная нагрузка от перекрытий одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 0.95; 3.584 * 39.4 * 0.95 = 134 кН, от ригеля (3 / 6.8) * 39.4 = 17.4 кН, от стойки (сечением 0.4 х 0.4; 1 = 4.0 м, р = 2500 кг / м3; γf = 1.1; γn = 0.95) - 16.7 кН. Итого G = 168.1 кН.
Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом γn = 0.95; Q = 6.6 * 39.4 * 0.95 = 247 кН, в том числе длительная Q = 4.56 * 39.4 * 0.95 = 171 кН, кратковременная Q = 2.04 * 39.4 * 0.95 = 76 кН.
Постоянная нагрузка от покрытия одного этажа при весе кровли и плит
5 кН / м2 составляет 5 * 39.4 * 0.95 = 187 кН; от ригеля - 17.4 кН, от стойки –
16.7 кН. Итого G = 221.1 кН.
Временная нагрузка - снег для IV района при коэффициентах надежности по нагрузке γf = 1.4 и по назначению здания γа = 0.95; .Q = 1 * 1.4 * 39.4 * 0.95 = 52.4 кН, в том числе длительная Q = 0.5 * 52.4 ='26.2 кН, кратковременная Q = 26.2 кН. Продольная сила колонны первого этажа рамы от длительной нагрузки N = 187 + 26.2 + (168.1 + 171) * 2 = 891.4 кН; то же от полной нагрузки N= 891.4 + 26.2 + 76=993.6 кН.
Продольная сила колонны подвала от длительных нагрузок N = 891.4 + (168.1 + 171) = 1230.5 кH, то же от полной нагрузки N = 1230.5 + 26.2 + 76 = 1333 кН
Эпюра продольных сил изображена на рис. ...
Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок.
Вычисляют опорные моменты ригеля перекрытия подвала - первого этажа рамы. Определяют максимальный момент колонн - при загружении 1+2 без перераспределения моментов. При действии длительных нагрузок М21 = (α * g + β * v) * l2 = - (0.10 * 27.4 + 0.062 * 37.4) * 6.82 = - 234 кН м; М23 = (0.091 * 27.4 + 0.030 * 37.4) * 6.82 = -167 кН м. При действии полной нагрузки M21 = -234 - 0.062 * 12.8 * 6.82 = 271 кН м; М23 = -167 - 0.03 * 12.8 *6.82 = 185 кНм.
Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы: при длительных нагрузках ΔM = 234 - 167 = 67 кН м, при полной нагрузке
ΔM = 271-185 = 86кНм.
Изгибающий момент колонны подвала от длительных нагрузок
М = 0.4 * ΔM = 0.4 * 67 = 26.8 кН м, от полной нагрузки М = 0.4 * 86 = 34.4 кН м.
Изгибающий момент колонны первого этажа от длительных нагрузок М = 0.6 * ΔM = 0.6 * 67 = 40.2 кН м, от полной нагрузки М = 0.6 * 86 = 51.6 кН м. Эпюра моментов изображена на рис.
Вычисляют изгибающие моменты колонны, соответствующие максимальным продольным силам. От длительных нагрузок: М = (0.10 -0.091) * 52 * 6.82 = 21.6 кН м; изгибающие моменты колонн подвала
М = 0.4 * 21.6 = 8.64 кН м, первого этажа - М = 0.6 * 21.6 = 13 кН м. От полных нагрузок: М = (0.10 - 0.091) * 64.8 * 6.82 = 27 кН м, изгибающие моменты колонн подвала М = 0.4 * 27 = 11 кН м, первого этажа - М = 0.6 * 27 = 16 кНм.
10. Расчет прочности средней колонны
Методика подбора сечений арматуры внецентренно сжатой колонны при ξ, ξr - случай 2.
Расчетные формулы для подбора симметричной арматуры As = As'
получают из совместного решения системы трех уравнений: уравнения
равновесия продольных усилий, моментов и эмпирической зависимости для σs. Последовательность расчета по этим формулам для элементов из бетона класса В30 и ниже следующая: 1. Определяют
2. При σs < 0 принимают As = As' конструктивно по минимальному проценту армирования.
3. При σs > 0 определяют
Характеристики прочности бетона и арматуры.
Класс тяжелого бетона В25 и класс арматуры А-III принимают такими же, как и для ригеля.
Комбинации расчетных усилий (для колонны подвала): max N = 1333 кН, в том числе от длительных нагрузок Nl = 1230.5 кН и соответствующий момент М = 11 кН, в том числе от длительных нагрузок М = 8.64 кН м.
max М = 34.4 кН, в том числе Ml = 26.8 кН и соответствующее загружению 1+2 значение N = 1333 - 247 / 2 = 1210 кН, в том числе Nl = 1230.5-171/2 = 1145 кН.
Подбор сечений симметричной арматуры.
As = As’. Выполняют по двум комбинациям усилий и принимают большую площадь сечения. Анализом усилий часто можно установить одну расчетную комбинацию и по ней выполнять подбор сечений арматуры. Здесь приведем расчет по второй комбинации усилий. Рабочая высота сечения h0 = h - а = 40 - 4 = 36 см, ширина b = 40 см.
Эксцентриситет силы е0 = М / N = 3440 / 1210 = 2.8 см. Случайный эксцентриситет: е0 = h / 30 = 40 / 30 = 1.33 см, или е0 = lcol / 600 = 400 / 600 = 0.67 см, но не менее 1 см.
Поскольку эксцентриситет силы е0 = 2.8 см больше случайного эксцентриситета е0 = 1 см, его и принимают для расчета статически неопределимой системы.
Находят значение моментов в сечении относительно оси, проходящей через центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры. При длительной нагрузке М11 =М1 + N1 * (h / 2 - а) 2 = 26.8 + 1145 * (0.4 / 2 -0.04) = 210 кН м; при полной нагрузке М1 = 34.4 + 1210 * 0.16 = 228 кН м.
Отношение l0 / r = 400 /11.56= 34.6 > 14, где r = 0.289 * h = 0.289 * 40 = 11.56 см - радиус ядра сечения.
Выражение для критической продольной силы при прямоугольном сечении с симметричным армированием As = As' (без предварительного напряжения) с учетом, что Ib = r2 * A, Is = μ1 * А * (h / 2 - a)2; μ = 2 * As / A принимает вид
Расчетную длину колонн многоэтажных зданий при жестком соединении ригелей с колоннами в сборных перекрытиях принимают равной высоте этажа 10 = 1. В нашем расчете 10 = 1≈ 4.0 м.
Для тяжелого бетона φ1 = 1 + М11 / М = 1 + 210 / 228 = 1.92. Значение
δ = e0/h = 2.8/40 = 0.07< δmin = 0.5-0.01 * 10 / h - 0.01 *Rb = 0.5-0.01 * 400 / 40 - 0.01 * 14.5 = 0.255; принимают δ = 0.255. Отношение модулей упругости α = Es / Eb = 200000 / 30000 = 6.67.
Задаются коэффициентом армирования μ1 = 2 * As / A = 0.025 и вычисляют критическую силу по формуле
Вычисляют коэффициент η как
η = 1 / (1 - N / Ncr) = 1 / (1 - 1210 /137000) = 1.01
Значение е равно е = е0 * η + h / 2 - а = 2.8 * 1.01 + 40 / 2 - 4 = 18.8 см.
Определяют граничную относительную высоту сжатой зоны по формуле:
ξR = 0.734 / [1 + 365 / 500 * (1 - 0.734 /1.1)] = 0.59,
где ω = 0.85 - 0.008 * Rb = 0.85 - 0.008 * 14.5 = 0.734.
Вычисляют по формулам:
δ'=4/36 = 0.111
Принимаем As = As' конструктивно по минимальному проценту армирования. Согласно [2] - минимальный процент армирования равен 0.25 и диаметр стержней не должен превышать 40 мм. Определяем минимальную площадь арматуры: As = As' = (40 * 40 /100) * 0.25 = 4 см2.
Принято 2Ø18 А-III с As = 5.09 см2.
Консоль колонны для опирания ригеля проектируют в соответствии с рекомендацией подглавы 11.2 [1] и рис. 11.17 (стр. 303 [1]). Опорное давление ригеля Q = 188.70 кН; бетон класса В25; Rb = 14.5 МПа;
γb2 = 0.90; арматура класса А-III, Rs = 365 МПа.
Принимают длину опорной площадки l = 20 см при ширине ригеля
lbm = 25 см и проверяют условие согласно формуле:
Q / (ψ * 1 * bbm) = 188700 / (0.75 * 20 * 25 * (100)) = 5.032 < Rb.
Вылет консоли с учетом зазора 5 см составляет l1 = 25 см, при этом согласно формуле (11.8 [1]) расстояние а = l1 - l / 2 = 25 - 20 / 2 = 15 см.
Высоту сечения консоли у грани колонны принимают равной h = (0.7 ÷0.8) * hbm = 0.75 * 48 = 36 см; при угле наклона сжатой грани γ = 45° высота консоли у свободного края hl = 36 - 25 = 11 см. Рабочая высота сечения консоли h0 = h - а = 36 - 3 = 33 см. Поскольку l1 = 25 см < 0.9 * h0 = 0.9 * 33 = 29.7 см, консоль короткая.
Консоль армируют горизонтальными хомутами Ø6 A-I с Аsw = 2 * 0.282 = 0.564 см2, шагом s = 10 см и отгибами Ø16 А-III с As = 4.02 см2.
Проверяют прочность сечения консоли по условию (11.19 [1])
μwl = Asw/b*s = 0.564/40* 10 = 0.0014; αs = Es/Eb = 200000/30000 = 6.67;
φw2 = 1 + 5 * αs * μwl = 1 + 5 * 6.67 * 0.0014 = 1.047; sin2 Θ = h2 / (h2 + ll2) = 362 / (362 + 252) = 0.67; при этом 0.8 * φw2 * Rb * b * l * sin2 Θ = 0.8 * 1.047 * 14.5 * 40 * 20 * 0.67 * (100) = 651 * 103 H. Правая часть условия (11.19 [1]) принимается не более 3.5 * Rbt * b * h0 = 3.5 * 1.05 * 40 * 33 = 485 * 103 H. Следовательно, Q = 188.7 * 103 Н < 485 * 103 H - прочность обеспечена.
Изгибающий момент консоли у грани колонны по формуле (11.22 [1]) М = Q * а = 188.7 * 0.15 = 28.3 Н м. Площадь сечения продольной арматуры по формуле (11.21 [1]) при ζ = 0.9 : As = 1.25 * М / Rs * ζ * h0 = 1.25 * 283 * 104 / 365 * 0.9 * 33 * (100) = 3.26 см2 - принято 2Ø16 А-III с
As = 4.02 см2.