Многоэтажное производственное здание
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*(MBP-М5)=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 d=30 мм;
- длина площадки опирания: lоп=100 мм;
- длина плиты lпл=B-bp-2*d-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*d)/n=(6400-4*30)/4=1570 мм,
где n=4 шт – количество плит в пролете,
d=30 мм – зазор между гранями продольных ребер панелей.
- номинальная ширина панелей:
а) основной bf’=bf+d=1600 мм,
б) доборной bf’доб=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=Rsс=355 МПа, Rs,ser=390 МПа, Es=Esс=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+d=(2*70+30)/1000=0.17 м.
Ширина ребра при расчете по предельным состояниям второй группы:
b2=bребниз+bребвер+d=(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=h-аsp=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 am:
am=Mmax/(Rb*b*h02)=115.361/(14500*1.6*0.352)=0.0406
Определим значение xR.
При подборе напрягаемой арматуры, когда неизвестно значение ssp, рекомендуется принимать σsp/Rs=0.6, тогда при классе арматуры A800 xR=0.41.
aR=xR*(1-xR/2)=0.41*(1-0.41/2)=0.326>am=0.0406,
т.е. сжатой арматуры действительно не требуется, тогда:
x=1-(1-2*am)0.5=1-(1-2*0.0406)0.5=0.041,
gs3=1,25-0,25*x/xR=1,25-0,25*0.041/0.41=1.22>1,1 => примем коэффициент условий работы gs3=1.1.
Тогда при Аs=100.5 мм2:
Asp=(x*Rb*b*h0-Rs*Аs)/(gs3*Rsp)=
=(0.041*14.5*1.6*0.35*106-355*100.5)/(1.1*680)=402.26 мм2.
Принимаем продольную напрягаемую арматуру: 2Æ18 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;
Скачать реферат