Проектирование сборных железобетонных плит перекрытия, ригелей и колонн многоэтажного производственного здания

БОЛЬШАЯ ЛЕНИНГРАДСКАЯ БИБЛИОТЕКА - РЕФЕРАТЫ - Проектирование сборных железобетонных плит перекрытия, ригелей и колонн многоэтажного производственного здания

Проектирование сборных железобетонных плит перекрытия, ригелей и колонн многоэтажного производственного здания

1. Исходные данные

1. Плита - ребристая;

2. Ригель сечением - прямоугольным;

3. Пролет - средний;

4. Размер ячейки вдоль -5,9 м, поперек - 6,3 м здания;

5. Количество этажей - 4;

6. Высота этажа - 4,2 м;

7. Нормативная нагрузка от массы:

§ кровли - 1,3 кНм2;

§ пола - 1,5 кНм2;

8. Толщина пола - 11 см;

9. Район проектирования - II;

10. Нормативная временная нагрузка:

§ длительная - 2,8 кНм2;

§ кратковременная - 3,5 кНм2;

§ полная - 6,3 кНм2.

2. Разработка конструктивной схемы сборного перекрытия

Рис. 1 План расположения ригелей и панелей

Длина здания в осях равна произведению продольного размера ячейки на число ячеек вдоль здания.

Ширина здания в осях равна произведению поперечного размера ячейки на число ячеек поперёк здания.

Привязку стен здания и их толщину принимаю 200 и 640 мм (рис. 1).

Для обеспечения жёсткости здания в поперечном направлении и во избежание утяжеления надоконных перемычек принимаю поперечное расположение ригелей по осям простенков и продольное - панелей перекрытия. Номинальная ширина каждой панели принимается одинаковой для всего перекрытия в пределах 1,3…1,7 м, и вычисляется по формуле:

Рис. 2 Поперечное сечение панелей перекрытия

Принимаю bн=1,575 м, hп=350 мм, tп=65 мм. (рис. 2).

3. Проектирование панели сборного перекрытия

3.1 Конструктивная схема

Рис. 3 Ригель прямоугольного сечения, ребристая панель

Ребристая панель устанавливается на прямоугольные ригели поверху и закрепляется сваркой закладных деталей.

3.2 Расчетная схема и нагрузки

Рис. 4 Расчетная схема панели

Поскольку возможен свободный поворот опорных сечений, расчётная схема панели представляет собой статически определимую однопролётную балку, загруженную равномерно распределённой нагрузкой, в состав которой входят постоянная, включая вес пола и собственный вес панели, и временная.

Нормативная нагрузка (кН/м2) от собственной массы панели определяется, как:

, где

? = 2500 кг/м3 -- плотность железобетона;

Аполн -- площадь поперечного сечения панели по номинальным размерам, м2;

Апуст -- суммарная площадь пустот в пределах габарита сечения, м2.

Подсчёт нормативных и расчётных нагрузок с подразделением на длительно и кратковременно действующие выполняется в табличной форме.

Таблица 1. Нормативные и расчётные нагрузки на панель перекрытия

3.3 Статический расчет

Для выполнения расчётов по первой и второй группам предельных состояний нужно вычислить следующие усилия:

-- изгибающий момент (кН·м) от полной расчётной нагрузки:

-- изгибающий момент (кН·м) от полной нормативной нагрузки:

-- изгибающий момент (кН·м) от нормальной длительно действующей нагрузки:

-- поперечная сила (кН) от полной расчётной нагрузки:

3.4 Расчет по I группе предельных состояний

3.4.1 Исходные данные

Панель перекрытия запроектирована из тяжёлого бетона класса В25, подверженного тепловой обработке при атмосферном давлении.

В зависимости от принятого класса бетона по табл. 12, 13, 18 [1] определяю характеристики бетона, которые свожу в таблицу.

Таблица 2. Характеристика бетона

Примечание: при расчёте по первой группе предельных состояний

Rb и Rbt следует принимать с коэффициентом ?b2=0.9

Класс арматуры принимаю в соответствии с указаниями п. 2.19 а, б, в и п. 2.24[1]. В зависимости от класса арматуры по таблицам 19, 20, 22, 23, 29 [1] определяю характеристики арматуры и заношу в таблицу.

Таблица 3. Характеристики арматуры

При расчёте прочности нормальных и наклонных сечений поперечное сечение панели приводится к тавровому профилю.

Рис. 5 К расчету прочности нормальных сечений

Вводимая в расчёт ширина полки приведённого сечения для ребристых панелей не должна превышать:

а) ширину панели поверху ;

б) ,

где ;

в) 12·+b - для сечений при (п. 3.16 [1]).

Принимаю .

Рабочая высота (см) сечения панели:

, где

а -- расстояние от наиболее растянутого края сечения до центра тяжести растянутой арматуры панели, принимаю в соответствии с назначенной толщиной защитного слоя по п. 5.5 [1], для ребристых панелей (расположение арматуры в два ряда по высоте) - 50…60 мм.

3.4.2 Расчет прочности нормальных сечений

Расчёт прочности нормальных сечений производится в соответствии с п. 3.16 [1] (рис. 5). Предполагаю, что продольной сжатой арматуры по расчёту не требуется.

Требуемую площадь сечения растянутой арматуры определяю в зависимости от положения нейтральной оси

При соблюдении условия нейтральная линия располагается в полке.

Параметр ?0 определяется с учётом свесов полки:

По таблице 7 [2] определяю коэффициент ? = 0,976 и подсчитываю требуемую площадь растянутой арматуры (см2)

По таблице 8 [2] принимаю 4O16 А-III AS=8,04 см2

Размещение принятой арматуры должно производиться в соответствии с п. 5.12; 5.18 [1]

После размещения принятой арматуры провожу корректировку значений а и h0:

a = 20+16+16/2 =44 мм

h0 = h - a = 350 - 44 = 306 мм = 30,6 см

Проверка прочности нормального сечения

Для проверки прочности определяю положение нейтральной оси из условия:

При соблюдении условия нейтральная ось проходит в полке. Тогда высота сжатой зоны (см) вычисляется по формуле:

Несущая способность сечения (Н·см):

Несущая способность считается достаточной, т. к.

3.4.3 Расчет прочности наклонных сечений на действие поперечных сил

Необходимость расчёта определяется условием (п. 3.32 [1])

Для тяжёлого бетона ?b3=0,6. Правая часть неравенства минимальная несущая способность бетонного сечения на восприятие поперечной силы.

Условие не выполняется. Поперечная арматура определяется расчетом.

Рис. 6 Конструктивные требования к расположению поперечных стержней в ребрах панелей и в балках

Диаметр поперечных стержней принимаю из условия свариваемости их с продольной арматурой.

Таблица 4. Соотношения диаметров свариваемых стержней при контактной точечной сварке

Для поперечных стержней, устанавливаемых по расчёту, должно удовлетворяться условие:

, где

qsw -- погонное усилие в поперечных стержнях в пределах наклонного сечения (Н/см);

-- площадь сечения поперечной арматуры в см2

ASW1=0,196 см2 -- площадь сечения одного стержня поперечной арматуры (1 O 5 А-III);

n -- число хомутов в поперечном сечении; зависит от количества каркасов в панели.

n=2, т. к. два продольных ребра.

?f -- коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок в тавровом сечении, принимается не более 0,5. Только в этой формуле .

- условие выполняется.

Принимаю O5 Вр-I шаг 150 мм.

Рис. 7 К расчету прочности наклонного сечения

Длина проекции опасного наклонного сечения (см) на продольную ось элемента (рис7):

Поперечное усилие (Н), воспринимаемое бетоном:

, где

С=С0=66,3 см=70 см - округленное до целого числа шагов хомутов (в большую сторону);

?b2=2 для тяжёлого бетона.

Поперечное усилие, воспринимаемое хомутами, пересечёнными наклонной трещиной, определяется по формуле:

Проверка прочности наклонного сечения производится из условия:

Условие прочности соблюдается.

Проверка прочности наклонной полосы между трещинами на действие сжимающих напряжений производится из условия:

Здесь , но не более 1,3.

- условие соблюдается.

3.4.4 Расчет полки ребристой панели

Полка панели считается защемленной в продольных рёбрах и свободно опёртой на поперечные торцовые рёбра. Поскольку отношение длинной стороны полки к короткой больше двух, то полка панели рассчитывается в направлении короткой стороны как балка шириной b=1 м с защемленными опорами (рис. 8).

Рис. 8 К расчету полки ребристой панели

Расчётным пролётом полки является расстояние в свету между продольными рёбрами панели.

Нагрузкой на полку является собственный вес полки, конструкции пола и временная нагрузка на междуэтажное перекрытие. Расчётная нагрузка на полку (кН/м):

, где

?=2500 кг/м3

q/и -- полная нагрузка и нагрузка от собственного веса панели в кН/м2

h/f -- толщина полки панели в метрах

Расчётный изгибающий момент в полке (кН·м):

Площадь сечения рабочей арматуры полки панели определяю как для прямоугольного сечения высотой h/f и шириной b=100 см.

Рабочая высота сечения (см. рис. 8):

, где

а -- расстояние от центра тяжести рабочей арматуры до растянутой грани полки; принимается равным 1,5 см (п. 5.6 [1]).

Полка панели армируется сеткой с поперечной арматурой класса А-III. Продольная распределительная арматура диаметром 4 мм из арматуры класса Вр - I, шаг 250 мм.

Для определения необходимой площади арматуры, укладываемой вдоль расчётного пролёта полки, подсчитываю параметр ?0:

По таблице 7 [2] нахожу значение относительного плеча внутренней пары сил ? = 0,966

Площадь растянутой арматуры (см2) на 1 м длинной стороны полки:

Шаг и диаметр рабочей арматуры подбираю по требуемой площади сечения арматуры AS1 по сортаменту (табл. 8 [2]). Принимаю O6 А-III с AS=1,42 см2. Шаг S рабочей арматуры принимаю равным 200 мм (п. 5.20 [1]).

Площадь сечения арматуры:

AS0 -- площадь сечения одного стержня в см2

S -- шаг стержней 200 мм.

3.4.5 Армирование панелей

Ребристая панель армируется продольными сварными каркасами, расположенными в рёбрах и сварной сеткой в полке. Продольные арматурные каркасы образуются из рабочих (нижних) стержней класса А-III, определённых расчётом прочности нормальных сечений панели, и верхних (монтажных) стержней диаметром 10 мм, объединенных поперечными стержнями, шаг и диаметр которых получены расчётом прочности наклонных сечений или определены конструктивными требованиями (см. рис. 6).

Сетка помещается в нижней части полки и отгибается в верхнюю зону вблизи ребра с обеспечением надлежащей анкеровки поперечных стержней (рис. 9).

Петли для подъёма закладываются в продольных рёбрах. Петли должны быть надёжно заанкерены.

Рис. 9 Анкеровка рабочей арматуры

Для монтажных петель применяется арматура класса А-I (п. 1.13 [1]). Диаметр петель назначается по требуемой площади поперечного сечения (см2) одной петли, определяемой при условии распределения веса плиты на три петли с учётом коэффициента динамичности 1,4 (п. 1,13 [1]) и коэффициента, учитывающего отгиб петли 1,5.

, где

-- нормативная нагрузка от собственного веса панели в кН/м2

-- конструктивная ширина и длина панели в м.

RS -- расчётное сопротивление арматуры класса А-I в МПа.

Принимаю 4O10 А -I петли с AS = 0,785 см2 каждая.

3.5 Расчет панелей по предельным состояниям II группы (по раскрытию трещин и деформациям)

К трещиностойкости панелей перекрытия предъявляются требования 3-й категории (п. 1.16, табл. 2;3 [1]), согласно которым предельно-допустимая ширина продолжительного раскрытия трещин [acrc2] =0,3 мм.

Предельно-допустимый прогиб панели определяю согласно п. 1,20 [1]

[f] = 2,5 см

Определение ширины раскрытия трещин и прогибов производится от нагрузки с коэффициентом надёжности по нагрузке ?f = 1.

3.5.1 Проверка трещиностойкости

Расчёт ширины раскрытия трещин не производится при соблюдении условия (п. 4.5 [1]):

Mr. Mcrc, где

Mr. -- момент внешних сил относительно оси, проходящей через ядровую точку, наиболее удаленную от растянутой грани сечения. Для изгибаемого элемента он равен изгибающему моменту с коэффициентом надёжности по нагрузке ?f = 1, то есть, равен Мн=68,46·105Нсм (см. п. 3.3 ПЗ);

Mcrc -- момент, воспринимаемый сечением, нормальным к продольной оси элемента, при образовании трещин и определяемый по формуле:

Mcrc = Rbt, ser · Wpl · 100 - Mrp, где

Mrp -- момент усилия Р относительно той же оси, что и для определения Mr.

Для изгибаемых элементов без предварительного напряжения усилие Р рассматриваю как внешнюю растягивающую силу, определяемую по формуле в Н:

P = (?s·AS + ?/s · A/S) ·100,

?s и ?/s -- напряжения в нижней и верхней продольной арматуре, численно равные значениям потерь предварительного напряжения от усадки бетона по поз. 8 таб. 5 [1] как для арматуры, натягиваемой на упоры. Для бетона класса В-25 ?s = ?/s = 35 (МПа).

Здесь и далее предполагается отсутствие сжатой (верхней) арматуры, то есть A/S = 0.

Р = (35 ·8,04) · 100 =28140 Н

Значение Mrp определяю (Н ·см) по формуле:

Mrp = P · (eop + r), где

еор -- эксцентриситет приложения силы Р относительно центра тяжести приведённого сечения (см):

r -- расстояние от центра тяжести приведённого сечения до верхней ядровой точки (см):

Для определения геометрических характеристик сечение панели должно быть приведено к эквивалентному по моменту инерции -- к тавровому.

? = ES / Eb = 200 ·103 / 27 ·103 = 7,4

Ared = b/f· · h/f· + (h - h/f) · b + ? · AS = 151 ·6 + (35 - 6) · 20 + 7,4 · 8,04 =1545,5 см2

Sred = b/f· · h/f · (h - 0,5 · h/f) + 0,5 · b · (h - h/f)2 + ? · AS · а = 151 · 6 · (35 - 0,5 · 6) + 0,5 ·20 ·

(35 - 6)2 + 7,4 · 8,04 · 4,4 =37663,78 см3

y = h - x = Sred / Ared = 37663,78 / 1545,5 = 24,37 см

х = h - у = 35 - 24,37 = 10,63 см

Wred = Jred / y = 176339,7 / 24,37 = 7235,9 см3

Wpl = ? · Wred = 1,75 ·7235,9 = 12662,8 см3

? -- коэффициент, учитывающий пластические свойства бетона и зависит от вида эквивалентного сечения; принимается для таврового сечения 1,75

r = 7235,9 /1545,5 = 4,68 см

Mrp = 28140 · (19,97 + 4,68) =693651 Н·см

Mcrc =1,6 ·12662,8 ·100 - 693651 =13,3 · 105Н·см

Mr=68,46·105Нсм > Mcrc = 13,3 · 105Н·см

Условие не соблюдается. Необходимо провести расчёт ширины раскрытия трещин, нормальных к продольной оси панели.

Проверяется ширина раскрытия трещин (мм) при продолжительном действии длительных нагрузок (п. 4.14 [1]):

, где

? -- коэффициент, принимаемый равным 1 для изгибаемых элементов;

? -- коэффициент, принимаемый равным 1 для стержневой арматуры периодического профиля;

?1 = 1,60 - 15 · ? при продолжительном действии нагрузок;

-- коэффициент армирования сечения, принимаемый равным отношению площади сечения бетона (при рабочей высоте h0 и без учёта сжатых свесов полок), но не более 0,02

?1 = 1,6 - 15 · 0,013 =1,405

?as -- напряжение в стержнях крайнего ряда продольной рабочей арматуры;

ES -- модуль упругости арматуры;

d -- диаметр арматуры в мм.

Для определения ?as необходимо подсчитать параметры сечения после образования трещин (п. 4.28 [1]):

М -- изгибающий момент от постоянных и временных длительных нагрузок при коэффициенте надёжности по нагрузке ?f = 1 (Н·см), т.е. Мндл = 45,29·105Нсм (см. п. 3.3 ПЗ)

? -- коэффициент, характеризующий упругопластическое состояние бетона сжатой зоны; при длительном действии нагрузки ? = 0,15.

Относительная высота сжатой зоны бетона сечения с трещиной:

? = 1,8 для тяжёлого бетона;

? -- коэффициент армирования

Высота сжатой зоны:

x = ? · h0 = 0,103 · 30,6 =3,15 см

При x = 3,15 см < h/f =6 см, то сечение рассматривается, как прямоугольное с шириной b = b/f = 151 см вторично определяются ?, ?, ?f ?, ?.

Напряжение (МПа) в растянутой арматуре в сечении с трещиной:

Находим - условие удовлетворяется.

3.5.2 Проверка жесткости

Прогиб панели (см) определяется по формуле:

, где

к = 5 / 48 -- для равномерно загруженной свободно опёртой балки;

1 / r -- величина кривизны (1 / см);

l0 -- расчётный пролёт панели в см.

Величина прогиба ограничивается эстетическими требованиями, поэтому расчёт прогибов производится на длительное действие постоянных и длительных нагрузок (п. 1.20 [1]).

, где

М -- изгибающий момент от постоянных и длительных нагрузок при ?f = 1, т.е. Мндл = 45,29·105Нсм (см п. 3.3 ПЗ).

z, ?f, ? -- параметры сечения с трещиной в растянутой зоне, определённые (в п. 3.5.1 ПЗ) при действии момента от постоянных и длительных нагрузок при ?f =1; ? = 0.15;

Z = 29,09 см; ?f =0; ? = 0,099

?b = 0,9 -- коэффициент, учитывающий неравномерность распределения деформаций крайнего сжатого волокна бетона по длине участка с трещинами (п. 4.27 [1]);

?S -- коэффициент, учитывающий работу растянутого бетона на участке с трещинами:

?S = 1,25 - ?ls · ?m ? 1

Здесь ?ls =0,8 при длительном действии нагрузок;

?S = 1,25 - 0,8· 0,387 = 0,94

- условие удовлетворяется.

Исходные данные для расчёта плиты по программе RDT

Программа РДТ2 результаты счета:

При действии постоянных и длительных нагрузок:

Прогиб F= 2.58

Жесткость: достаточна -- резерв 12.76 процентов

Ширина нормальных трещин ACRC2=.143 мм

Трещиностойкость: достаточна -- резерв 52.24 процентов

Момент трещинообразования MCRC= 97347.05 кгс*см

При действии постоянных, длит. и кратковрем. нагрузок:

Прогиб F 3.45 см

Жесткость: не достаточна -- дефицит 14.90 процентов

Ширина нормальных трещин ACRC1=.189 мм

Трещиностойкость: достаточна -- резерв 52.66 процентов

Момент трещинообразования MCRC= 97347.05 кгс*см

4. Проектирование ригеля

4.1 Конструктивная схема ригеля

Для повышения жёсткости каркасов, экономии материалов и уменьшение конструктивной высоты перекрытия ригели рекомендуется проектировать неразрезными. Он состоит из отдельных сборных железобетонных элементов, объединённых в неразрезную систему при монтаже.

Рис. 10 Конструктивные параметры сечения ригеля

Ориентировочная высота ригеля может быть вычислена по формуле:

, где

l2-- расстояние между разбивочными осями поперёк здания, см;

q/ = 12,3 кН / м2 -- расчётная нагрузка на 1 м2 панели, кН/м2 (табл. 1 ПЗ)

l1-- расстояние между разбивочными осями вдоль здания, м.

Высоту ригеля принимаем кратной 5 см.

4.2 Расчетная схема ригеля и нагрузки

Расчётный пролёт среднего ригеля - расстояние между гранями колонн, м:

lо ср = l2 - bk

bk - размер сечения колонны (ориентировочно принимаю 0,3 м).

lо ср = 6,3 - 0,3 = 6,0 м

Расчётная постоянная нагрузка на ригель, кН/м, определяется путём умножения постоянной нагрузки на 1 м2, подсчитанный при расчёте панели, на ширину грузовой площади, равной номинальной длине панели, с учётом веса 1 п.м. ригеля принятого сечения:

, где

Ариг - площадь поперечного сечения ригеля, м2

Ариг = bp · hp+ 0,0675

bp ? (0,3-0,4)hp ? 200

bp=(0,3-0,4) ·70=30 см=0,3 м

Ариг =0,3 ·0,7 + 0,0675 = 0,2775 м2

?f - коэффициент надёжности по нагрузке, принимается равным 1,1;

- расчётная нагрузка от собственного веса панелей и веса пола;

lпан -номинальная длина панели, при опирании панели поверху ригеля lпан= l1 = 5,9 м

Расчётная временная нагрузка.

где P'= 7,56 кН /м2 - временная нагрузка, кН/м2; (табл. 1 ПЗ)

l1 - длина, м.

Полная нагрузка на ригель будет равна:

q = qp + P= 35,6 + 44,6 =80,2 кН /м2

4.3 Статический расчет

Изгибающие моменты в сечениях ригеля определяются с учётом перераспределения усилий. Подсчёт ординат огибающей эпюры производится по формуле:

Mi=?i•q•l02

Мi - изгибающий момент, кН•м;

?i - коэффициент определённый по данным рис. 3 [2]

l0 -расчётный пролёт среднего ригелей, м.

M+6 = ?6 • q · l02 = 0,018 80,2 · 6 2 = 51,97 кН · м

M+7 = ?7 • q · l02 = 0,058 ·80,2 ·6 2 = 167,46 кН · м

M+max = ?max • q · l02 = 0,0625·80,2 ·6 2 = 180,45 кН · м

M-5 = ?5 • q · l02 = -0,091 ·80,2 ·6 2 = -262,74 кН · м

M-6 = ?6 • q · l02 = -0,041 ·80,2 ·6 2 = -118,38 кН · м

M-7 = ?7 • q · l02 = -0,014 ·80,2 ·6 2 = -40,42 кН · м

4.4 Расчет по предельным состояниям первой группы

4.4.1 Исходные данные

Для ригелей рекомендуется: применять бетоны классов В20-В30, рабочую арматуру - из арматурной стали класса А-III, поперечную - из арматурной стали классов А-III или А-II.

4.4.2 Расчет прочности нормальных сечений

По максимальному значению изгибающего момента уточняется размер поперечного сечения ригеля. Ввиду определения изгибающих моментов с учётом образования пластических шарниров значения коэффициентов ? и ?0 ограничиваются соответственно величинами 0,25 и 0,289 в опорном сечении.

По принятым значениям параметров сечения ригеля проверяется условие:

Полезная (рабочая) высота сечения ригеля, см. h0 = h - a = 70 - 5= 65 см

h = 70 см - принятая высота сечения, см;

b = 30 см - ширина сечения ригеля, см;

а - 5 см при расположении арматуры в два ряда;

а - 3 см при расположении арматуры в один ряд;

М - наибольший по абсолютной величине опорный изгибающий момент, Н см.

Принимаем:

h = 60 см - принятая высота сечения, см;

b = 25 см - ширина сечения ригеля, см;

h0 = h - a = 60 - 5= 55 см

Подбор требуемого сечения производим в следующем порядке:

· На опоре.

По табл. 7 [2] определяется относительное плечо внутренней пары сил ? = 0,843

Определяется требуемая площадь сечения продольной арматуры, см2;

По сортаменту [2, табл. 8] подбираем необходимое количество стержней арматуры с площадью As ? As1 и диаметром не менее 12 мм.

Принимаю 3 O 28 А-III с Афs = 18,47 см2

· В пролёте.

По табл. 7 [2] определяется относительное плечо поперечной силы ? = 0,898

Определяется требуемая площадь сечения продольной арматуры, см2;

По сортаменту [2, табл. 8] подбираем необходимое количество стержней арматуры с площадью As ? As1 и диаметром не менее 12 мм.

Принимаю 4 O 18 А-III с Афs = 10,18 см2

· Монтажная арматура.

По табл. 7 [2] определяется относительное плечё поперечной силы ? = 0,995

Определяется требуемая площадь сечения продольной арматуры, см2;

По сортаменту [2, табл. 8] подбираем необходимое количество стержней арматуры с площадью As ? As1 и диаметром не менее 12 мм.

Принимаю 2 O 20 А-III с Афs = 6,28 см2

4.4.3 Построение эпюры материалов

Для двухрядной арматуры:

а = 5 см

h0 = h - a = 60 -5 =55 см

1-1:

Определение высоты сжатой зоны, см.

Определяется несущая способность сечения, Н•см,

Мu1 = Rb • b · х • (h0 - 0,5 · x) • 100 = 13,05 · 25 · 11,39 ·(55 - 0,5 · 11,39) · 100 = 183,22 · 105кН · м

Определение высоты сжатой зоны, см.

Определяется несущая способность сечения, Н•см,

Мu2 = Rb • b · х • (h0 - 0,5 · x) • 100 = 13,05 · 25 · 5,69 ·(55 - 0,5 · 5,69) · 100 96,82 · 105кН · м

Для однорядной арматуры:

а = 3 см

h0 = h - a = 60 -3 =57 см

3-3:

Определение высоты сжатой зоны, см.

Определяется несущая способность сечения, Н•см,

Мu3 = Rb • b · х • (h0 - 0,5 · x) • 100 = 13,05 · 25 · 7,03 ·(57 - 0,5 · 7,03) · 100 = 122,67 · 105кН · м

4-4:

Определение высоты сжатой зоны, см.

Определяется несущая способность сечения, Н•см,

Мu4 = Rb • b · х • (h0 - 0,5 · x) • 100 = 13,05 · 25 · 20,66 ·(57 - 0,5 · 20,66) · 100 = 314,57 · 105кН · м

5. Проектирование колонны первого этажа

5.1 Конструктивная схема

Колонны многоэтажных промышленных зданий состоят из сборных ж/б элементов длиной, кроме элемента 1-го этажа, равной высоте этажа. Для опирания ригелей перекрытия колонны снабжены консолями. Стыки элементов колонн для удобства работ по соединению устраиваются на расстоянии 500--800 мм выше уровня панелей перекрытия.

5.2 Расчетная схема, нагрузки, усилия

Нагрузка на колонну собирается как сумма опорных давлений на консоли по всем этажам здания и веса самой колонны.

Полное расчётное усилие, кН, в колонне вычисляется по формуле:

, где

1,1 - сумма коэффициентов;

l2 = 6,3 м - расстояние между разбивочными осями поперёк здания, м;

q = 80,2 кН/ м2 - расчётная полная нагрузка на ригель, кН/м;

P = 44,6 кН - расчётная временная погонная нагрузка на ригель кН/м;

hэ = 4,2 м - высота этажа, м;

nэ = 4 - количество этажей;

qпола = 1,95 кН/ м2 - расчётная нагрузка от веса пола, кН/м2 [табл. 1 ПЗ];

l1 = 5,9 м - расстояние между разбивочными осями вдоль здания, м;

qнкр = 1,3 кН/ м2 - нормативная нагрузка от веса кровли, кН/м2;

?fкр = 1,3 - коэффициент надёжности по нагрузке для кровли;

qсн = 1,2 кН/ м2 - нормативная снеговая нагрузка, кН/м2, [3] для IIрайона проектирования;

bk, hk = 0,3 х 0,3 м - размеры сечения колонны

?кf = 1,1 - коэффициент надёжности по нагрузке для собственного веса колонны

Расчетное усилие в колонне от кратковременных нагрузок, кН:

, где

- расчетное значение кратковременной части временной нагрузки [табл. 1 ПЗ]

Расчетное усилие в колонне от длительных нагрузок, кН:

5.3 Расчет колонны по предельным состояниям I группы

5.3.1 Расчет прочности в эксплуатационной стадии

Порядок расчета:

§ Задаемся классом бетона В-25 и классом арматуры А-III;

§ Определяем требуемую площадь поперечного сечения колонны из условия гибкости, см2

, где

? = 0,8 - ориентировочный коэффициент продольного изгиба.

Принимаю площадь поперечного сечения колонны b ? h = 35 ? 35 см.

Находим lо:

Расчетное сечение колонн

h = 35 см b = 35 см а = 6 см а' = 6 см h0 = h - a = 35 - 6 = 29 см

Фактически, идеально-сжатых железобетонных элементов не существует, поэтому при расчете по прочности на действие сжимающей продольной силы вводят эксцентриситет е0, приравнивая его к еа (е0 = еа) - наибольшему из случайных эксцентриситетов.

1. еа = l0/600 = 391/600 = 0,652 см - искривление при изготовлении;

2. еа = h/30 = 35/30 = 1,17 см - неоднородная плотность бетона, а также смещение каркасов к одной из граней;

3. еа = 1 см - неточность при монтаже.

Принимаем еа max = е0 = 1,17 см.

Под действием внецентренно - приложенной силы N гибкие элементы изгибаются, что приводит к увеличению начального эксцентриситета, поэтому в элементах с гибкостью ? = l0/i>14 - влияние эксцентриситета е0 учитывается путем умножения е0 на коэффициент ?.

Таким образом расстояние от продольной силы до точки приложения равнодействующей в растянутой арматуре определяется по формуле:

Значение коэффициента ? определяется по формуле:

, где

 - условная критическая сила, при которой стержень теряет устойчивость.

- коэффициент, учитывающий влияние длительного действия нагрузки на прогиб элемента в предельном состоянии.

, где

? = 1 - коэффициент, учитывающий тип бетона;

- коэффициент, принимаемый равным ;

0,26

Составляем таблицу для определения необходимого количества арматуры методом попыток, с использованием программы RNS.

Таблица 5

Заключением расчета прочности ствола колонны является проверка прочности с подобранной симметричной арматурой, согласно пункту 3.20 СНиПа.

Порядок проверки:

§ Определяем по пункту 3.12

§ Определяем из формулы (37) :

- проводим уточнение величины из формулы (38,39):

§ Находим

§ По формуле (36) делаем проверку прочности:

- прочность обеспечена.

Литература

1. СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции. М:, 1996 г.

2. Проектирование сборных железобетонных плит перекрытий многоэтажных производственных зданий: Методические указания к курсовому проекту №1 / Сост. В.И. Саунин, В.Г. Тютнева.- Омск; СибАДИ, 2007 г.

3. СНиП 2.01.07-85* Нагрузки и воздействия. М:, 1996 г.

4. Проектирование сборных железобетонных ригелей и колонн многоэтажных производственных зданий: Методические указания к курсовому проекту №1 / Сост. В.И. Саунин, В.Г. Тютнева.- Омск; СибАДИ, 2007 г.