Расчет электронной пушки ![скачать рефераты скачать рефераты](/img/dali.gif)
Расчет электронной пушки
Нижегородский государственный архитектурно-строительный университет Институт экономики, управления и права Кафедра железобетонных и каменных конструкций Пояснительная записка к курсовому проекту по дисциплине «Железобетонные конструкции» по теме: «РАСЧЕТ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ МНОГОЭТАЖНОГО ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ» Нижний Новгород - 2010г. 1. Исходные данные Район строительства - г.Ярославль (IV снеговой район). Сетка колонн: поперёк здания - 5.7 м х 4 шт, вдоль здания - 6.7 м х 6 шт. Высота этажа - 3.3 м. Количество этажей - 4. Временная нормативная нагрузка - р= 8.5 кН/м2. Коэффициенты - к1= 0.75, К2= 0.8. Бетон тяжелый класса для: плиты - В25, ригеля - В20, колонны - В25. Рабочая арматура класса для: полка сборной плиты - А400, продольные рёбра плиты - А500, ригель - А500, колонны - А400. Проектирование элементов железобетонных конструкций выполняется в соответствии с действующими Нормами. 2. Конструктивное решение сборного железобетонного каркасного зданияВ соответствии с заданием проектируются сборные железобетонные конструкции 4-этажного, 3-пролетного производственного здания без подвала, с обычными условиями эксплуатации помещений (относительная влажность воздуха не выше 75%) и временными нагрузками на перекрытиях p = 8.5 кН/м2. Здание имеет полный железобетонный каркас с рамами, расположенными в поперечном направлении. Поперечные рамы образуются из колонн, располагаемых на пересечениях осей, и ригелей, идущих поперек здания. Ригели опираются на короткие консоли колонн. Места соединения ригелей и колонн, после сварки выпусков арматуры и замоноличивания стыков, образуют жесткие рамные узлы. Ригели и колонны делаются прямоугольного сечения.На рамы по верху ригелей опираются плиты перекрытий (покрытия), располагаемой длинной стороной вдоль здания. Номинальная длина плит равна расстоянию между осями рам lк=6.7 м. У продольных стен укладываются плиты половинной ширины, называемыми доборными. По рядам колонн размещаются связевые плиты, приваренные к колоннам и образующие продольные распорки.Продольные стены выполняются навесными или самонесущими из легкобетонных панелей. Привязка колонн крайних рядов и наружных стен к продольным разбивочным осям - «нулевая».3. Проектирование сборного железобетонного перекрытия3.1 Компоновка сборного перекрытияПлан и поперечный разрез проектируемого здания, решенного в сборном железобетоне, представлены на рисунке 1. Сборное железобетонное перекрытие компонуется из двух элементов: сборных ребристых плит (именуемых ниже «плиты») и сборных ригелей. Ригели поперечных рам во всех зданиях направлены поперек, а плиты - вдоль здания. Ригели проектируются с ненапрягаемой рабочей арматурой. Поперечное сечение ригеля принимается прямоугольным. 4.Расчет сборной ребристой плиты.Рис. 2. Схема армирования ребристой плиты в поперечном сеченииДля сборного железобетонного перекрытия, представленного на плане и в разрезе на рис. 1, требуется рассчитать сборную ребристую плиту с ненапрягаемой арматурой в продольных ребрах. Сетка колонн llк= 5.7 х 6.7 м. Направление ригелей междуэтажных перекрытий - поперек здания. Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия 8.5 кН/м2. Вся временная нагрузка условно считается длительной. Коэффициент надежности по назначению здания принимается гn=0,95, коэффициенты надежности по нагрузке: временной - гѓ = 1,2; постоянной - гѓ = 1,1. Бетон тяжелый класса В25. По таблицам СНиП 2.03.01-84 расчетные сопротивления бетона Rb = 14.5 МПа и Rbt = 1.05 МПа; коэффициент условий работы бетона гb1=1,0 С учетом этого значения коэффициента гb1, принимаемые далее в расчетах по несущей способности (первая группа предельных состояний) величины расчетных сопротивлений равны:Rb = 1,0 • 14.5 = 14.5 МПа; Rbt = 1,0 • 1.05 = 1.05 МПа.Для расчета по второй группе предельных состояний (расчет прогиба и ширины раскрытия трещин) расчетные сопротивления бетона будут Rb,ser= 18.5 МПа, Rbt,ser= 1,55 МПа; модуль упругости бетона Eb = 30000 МПа (п. 5.2.10).Основные размеры плиты:- длина плиты: ln = lk - 50 мм = 6700 - 50 = 6650 мм;- номинальная ширина: В = l:5 = 5700:5 = 1140 мм;- конструктивная ширина : В1 = В - 15 мм = 1140 - 15= = 1125 мм.Высоту плиты ориентировочно, принимая всю нагрузку длительной, определяем по формуле:h=c•l0И (4.1)h = 30 • 64001,5 = 511 ммно не менее h = ln/15 = 6650/15= 443 мм.с = 30 - при армировании сталью класса А400l0 = lк - b = 6700 - 300 = 6400 мм - пролёт ребра плиты в свету, гдеb=300 мм - предварительно принимаемая ширина сечения ригеля;Rs=355 МПа - расчётное сопротивление арматуры класса А_ІІІ (А400) для предельного состояния первой группы;Es=2105 МПа - модуль упругости арматуры; =1,5. Принимаем h = 500 мм.4.1 Расчет плиты по прочности (первая группа предельных состояний)1. Расчет полки плиты.Толщину полки принимаем h?ѓ = 50 мм.Пролет полки в свету l0п = В1 - 240 мм = 1125 - 240 = 885 мм = 0,885 м.Расчетная нагрузка на 1 м2 полки:Постоянная (с коэффициентом надежности по нагрузке гѓ = 1,1):a) вес полки: гѓ • h?ѓ • с = 1,1 • 0,05 • 25 = 1,375 кН/м2,25 кН/м3 - вес 1 куб. м тяжелого железобетона;b) вес пола и перегородок 1,1 • 2,5 = 2,75 кН/м2. При отсутствии сведений о конструкции пола и перегородок, их нормативный вес принимаем 2,5 кН/м2.Итого постоянная нагрузка: g0 = 1,375+2,75 = 4,125 кН/м2.Временная нагрузка (с гѓ = 1,2): p0 = 1,2 • 8.5 = 10.2 кН/м2.Полная расчетная нагрузка (с гn = 0,95):q = гn (g0+ p0)=0,95(4,125+10.2) = 13.61 кН/м2.Изгибающий момент в полке (в пролете и на опорах) по абсолютной величине равен: М = , кН•м. (4.2) М =13.61·(0.885)2/11= 0.97 кН•м. По заданию полка армируется сварными сетками из обыкновенной арматурной проволоки класса А400. Расчетное сопротивление Rs = 355 МПа h0 = hѓ? - a = 50 - 17,5 = 32,5 мм; b = 1000 мм, где а = 17.5 - 19 мм, примем а = 17.5 мм По формулам имеем: (4.3.) Проверяем условие бm < бR: . (4.4.) Граничная относительная высота сжатой зоны: (4.5.) бR = оR(1-0,5 оR) (4.6.) бR = 0,531(1-0,5•0,531) = 0,39 Таким образом, условие бm = 0,063 < бR = 0,39 выполняется. Находим площадь арматуры: Аs= (4.7.) Аs=14.5/355·1000·32.5·(1-v1-2·0.063) = 86 мм2 Нижние (пролётные) и верхние (надопорные) сетки принимаем: С1(С2) ; Аs =141 мм2 (+8,5%). Процент армирования полки: м%=0.43%. 2. Каждое поперечное торцовое ребро армируется -образным сварным каркасом с рабочей продольной арматурой 3 Ш 6 А400 и поперечными стержнями Ш 4 В500 с шагом 100 мм. 3. Расчет продольных ребер. Продольные ребра рассчитываются в составе всей плиты, рассматриваемой как балка П-образного сечения с высотой h =500 мм и конструктивной шириной В1=1125 мм (номинальная ширина В=1,14 м). Толщина сжатой полки h?ѓ = 50 мм. Расчетный пролет при определении изгибающего момента принимаем равным расстоянию между центрами опор на ригелях: l=lk - 0,5b = 6,7 - 0,5 • 0,3 = 6.55 м; расчетный пролет при определении поперечной силы: l0 = lk - b = 6,7 - 0,3=6.4 м, где b=0,3 м - предварительно принимаемая ширина сечения ригеля. Нагрузка на 1 пог. м плиты (или на 1 пог. м двух продольных ребер) составит: а) расчетная нагрузка для расчета на прочность (первая группа предельных состояний, гѓ >1): постоянная 7.29 кН/м где- расчётная нагрузка от собственного веса двух рёбер с заливкой швов кН/м, где =220 мм - средняя ширина двух рёбер. = 25 кн/м3. временная p = гn p0 B = 0,95 · 10.2 · 1,14 = 11.05 кН/м; полная q = g + p = 7,29 + 11.05 = 18.34 кН/м; б) расчетная нагрузка для расчета прогиба и раскрытия трещин (вторая группа предельных состояний, гѓ=1): qII = qn = 15.84 кН/м. Усилия от расчетной нагрузки для расчета на прочность М =98.4 кН·м; Q =58.7 кН. Изгибающий момент для расчета прогиба и раскрытия трещин МII =84.95 кН·м. 4.2 Расчет прочности нормальных сечений Продольная рабочая арматура в ребрах принята в соответствии с заданием класса А500, расчетное сопротивление Rs=435 МПа. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне; расчетная ширина полки: bґf = B1 - 40 мм = 1125 - 40 = 1085 мм; h0 = h - a = 500 - 50 = 450 мм (а=50 мм при двухрядной арматуре). Полагая, что нейтральная ось лежит в полке, имеем: m =0,031; == 0,031; x = h0 = 0,031 450 = 14 мм < hf=50мм; Проверяем условие бm < бR: Граничная относительная высота сжатой зоны: бR = оR(1-0,5 оR) = 0,49(1-0,5•0,49) = 0,370. Таким образом, условие бm = 0,031 < бR = 0,370 выполняется. Площадь сечения продольной арматуры: As= As517 мм2 Принимаем продольную арматуру 414 А400 с Аs = 616 мм2 по два стержня в каждом ребре. м%=1.37% < 5%. 4.3 Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу Поперечная сила на грани опоры Qmax = 58.7 кН. В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром d = 14 мм (рис. 2). Диаметр поперечных стержней должен быть не менее 4 мм. Принимаем поперечные стержни диаметром dsw= 4 мм из проволоки класса В500, Asw1=12,6 мм2; расчетное сопротивление Rsw = 300 МПа. При Asw1=12,6 мм2 и n = 2 (на оба ребра) имеем: Asw = n Asw1=212,6 = 25,2 мм2. Бетон тяжелый класса В25 (Rb = 14.5 МПа; Rbt = 1.05 МПа; коэффициент условий работы бетона гb1=1,0 т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки). Шаг хомутов предварительно принимаем: Sw1 = 150 мм (S1 ? 0,5h0 = 0,5 •450 = 225 мм; S1?300мм) Sw2=300мм (S2 ? 0,75 h0 = 0,75 • 450 = 337мм; S2 ?500мм). Прочность бетонной полосы проверим из условия (7): >Qмах = 58700 Н т.е. прочность полосы обеспечена Интенсивность хомутов определим по формуле: , Н/мм (4.8.) Н/мм Поскольку qsw=50.4 Н/мм > 0,25Rвtb = 0,251.05170 =44.6 Н/мм - хомуты полностью учитываются в расчете и значение Мb определяется по формуле: , Н•мм (4.9.) Н•мм Определим длину проекции самого невыгодного наклонного сечения с: кН/м. Поскольку значение с определяем по формуле: , но не более 3h0 (4.10.) мм > 3h0=3450=1350 мм, следовательно, принимаем с=1350 мм. Длина проекции наклонной трещины с0 - принимается равной с, но не более 2h0. Принимаем с0 = 2h0 = 2 450 =900 мм. Тогда QSW = 0,75qSW c0 = 0,75 50.4 900 = 34020 Н = 34.02 кН кН, кН. Проверяем условие кН >кН. т.е. прочность наклонных сечений обеспечена. Проверим требование: > Sw1. (4.11.) мм > Sw1=150 мм. т.е. требование выполнено. 4.4 Определение приопорного участка При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от: Н/мм, где . Поскольку , тогда: , Н/мм Н/мм Так как , то длина приопорного участка: , (4.12.) где (4.13.) Н мм 4.5 Расчет плиты по деформациям и по раскрытию трещин (вторая группа предельных состояний)
1. Расчет прогиба плиты Исходные данные для расчета: Изгибающий момент в середине пролета МII=84.95 кНм. Модуль упругости: бетона Eb=30000 МПа, арматуры Es=200000 МПа. Сечение тавровое. С учетом замоноличивания бетоном продольного шва между ребрами расчетная ширина полки будет bf=1140 мм и средняя ширина ребра b=(255+185)/2=220 мм Проверяем наличие нормальных к продольной оси трещин в растянутой зоне ребер. Трещины образуются при условии MII > Rbt,serWpl. ( 4.14.) Упругопластический момент сопротивления Wpl по растянутой зоне находим по формуле при Аs=0 и 1=0: Wpl=(0,292+0,7521+0,151)bh2, (4.15.) где 1= 1= = Wpl=(0,292+1,50,00566,67+0,150,42)·2205002 = 22,605106 мм3. Rbt,serWpl.=1,5522,605106=35,04106 Нмм=35,0 4 кНм < MII=84,95 кНм, т.е. растянутой зоне образуются трещины. Кривизну 1/r определяем для элемента с трещинами в растянутой зоне, согласно пп. 4.27-4.29 СНиП 2.03.01-84* [2]. Для железобетонного изгибаемого элемента с ненапрягаемой арматурой формула (160) указанного СНиПа примет вид: , (4.16.) Где b = 0,9 - для тяжелого бетона (п. 4.27); v = 0,15 - для тяжелого бетона при продолжительном действии нагрузки (п. 4.27, табл. 35). Коэффициент s вычисляется по формуле (167) СНиП 2 при исключении третьего члена: s=1,25 - lsm, (4.17.) где ls=0,8 (п. 4.29, табл. 36, продолжительное действие нагрузки); m= < 1 (формула (168) для изгибаемого элемента при отсутствии предварительного напряжения). s=1,25 - 0,80,41 =0.922 < 1. Согласно п. 4.29 СНиПа 2, принимаем s=1,0. Плечо внутренней пары сил и площадь сжатой зоны бетона определяется по приближенным формулам, полагая: x= мм, мм, мм2. Кривизна составит: мм Прогиб плиты в середине пролета будет f= мм < fult= мм, т. е. прогиб плиты лежит в допустимых пределах (см. 1, табл. 19). 2. Проверка ширины раскрытия трещин, нормальных к оси продольных ребер, производится согласно пп. 4.14 и 4.15 СНиП 2.03.01 - 84* [2]. Ширина раскрытия трещин определяется по формуле (144) СНиПа: Для рассчитываемой плиты, загруженной только длительной нагрузкой, входящие в расчетную формулу для аcrc величины согласно п. 4.14 СНиПа равны: < 0,02; цl=1,6-15м=1,6-15*0,0062=1,507 (тяжелый бетон естественной влажности); д=1,0; з=1,0; d- диаметр принятой арматуры. Напряжение в арматуре уs в сечении с трещиной при расположении арматуры в два ряда по высоте находится на основании формул (147) и (149) СНиПа [2] при значении Р=0 (предварительное напряжение отсутствует): , Где Значения z и x принимаются такой же величины, как при расчете прогиба: а1=50 мм; мм;
Страницы: 1, 2
|