Мы поможем в написании ваших работ!



ЗНАЕТЕ ЛИ ВЫ?

Вычисление продольных сил в колоннах первого этажа

Поиск

Нагрузка от собственной массы крайней и средней колонн:

Nсcolкр=bcolкр*hcolкр*ΣHcolcol*g*γfn=0.4*0.4*19.8*2.5*9,81*1.1*0.95=81.191 кН,

Nсcolср=bcolср*hcolср*ΣHcolcol*g*γfn=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*ΣHостостfn=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*ΣHпп*g*γfn=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.

ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПАНЕЛИ ПЕРЕКРЫТИЯ

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 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.

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 s sp, 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-Rss)/(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).



Поделиться:


Последнее изменение этой страницы: 2016-12-16; просмотров: 371; Нарушение авторского права страницы; Мы поможем в написании вашей работы!

infopedia.su Все материалы представленные на сайте исключительно с целью ознакомления читателями и не преследуют коммерческих целей или нарушение авторских прав. Обратная связь - 3.15.195.128 (0.006 с.)