Железобетонные и каменные элементы многоэтажного здания жесткой конструктивной схемы

Рисунок готовый.dwg

Второстеп. балка мон. перекр.
Кафедра "Строительство зданий
сооружений и транспортных коммуникаций"
Курсовой проект по ЖБК
Схема расположения эл-ов
раб. черт. фундамента Ф1 и МП
Схема расположения элементов
Цементно-песчанный раствор
Стальная закладная деталь колонны
Фигурная деталь рыбка
Закладная деталь ригеля
Бетон замоналичивания
Центрирующая прокладка
Спецификация к схеме расположения элементов
Плита промежуточная П2
Плита промежуточная П3
Ригель крайний верхний Р3
Ригель средний верхний Р4
Фундамент под колонну
Плита монолитного перекрытия
Спецификация арматурных и закладных изделий
Вр1 - 250 4Вр1 - 500
Вр1 - 400 5Вр1 - 200
Рабочие чертежи плиты П1
ведомость расхода стали
Спецификация плиты П1
ø12 AV l=6.2 ГОСТ 5781-82
Спецификация арматурных и закладных деталей
ø4 Вр-1 l=1620 ГОСТ 6727-80
ø4 Вр-1 l=180 ГОСТ 6727-80
ø4 Вр-1 l=6140 ГОСТ 6727-80
ø4 Вр-1 l=1400 ГОСТ 6727-80
ø4 Вр-1 l=1730 ГОСТ 6727-80
ø4 Вр-1 l=330 ГОСТ 6727-80
ø10 A-1 l=1000 ГОСТ 5781-82
Напрягаемая арматура класса
Ведомость расхода стали на элемент в кг.
спецификация колонны К1
Спецификация колонны К1
Каркас пространственный КП1
ø8 А-I l=380 ГОСТ 5781-82
Каркас пространст. КП-2
Изделие закладное Мн-1
ø10 А-I l=700 ГОСТ 5781-82
ø10 А-III l=380 ГОСТ 5781-82
ø10 А-III l=140 ГОСТ 5781-82
ø8 А-I l=645 ГОСТ 5781-82
ø10 А-I l=190 ГОСТ 5781-82
ø12 А-III l=660 ГОСТ 5781-82
ø22 А-III l=660 ГОСТ 5781-82
- 10x120 l=360 ГОСТ 380-71
- 10x70 l=160 ГОСТ 380-71
ø32 А-III l=7290 ГОСТ 5781-82
ø8 А-I l=370 ГОСТ 5781-82
ø12 А-III l=360 ГОСТ 5781-82
- 20x160 l=160 ГОСТ 380-71
рискa разбив- очных осей
Армирование условно не показано
Вр1 - 100 4Вр1 - 200
Второстепенная балка

Курсовик ЖБК.doc

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ
РЕСПУБЛИКИ КАЗАХСТАН
Восточно-Казахстанский государственный технический университет им. Д. Серикбаева
Архитектурно-строительный факультет
«Строительство зданий сооружений и транспортных коммуникаций»
Расчётно-пояснительная записка
К курсовому проекту
по дисциплине «Строительные конструкции II (ЖБК)»
Тема «Проектирование железобетонных и каменных элементов многоэтажного здания жесткой конструктивной схемы»
специальности 050729 группы 06-Ст-1
Усть-Каменогорск 2008
Расчет опалубочных размеров элементов каркаса здания ..
Компоновка конструктивной схемы здания
Сбор нагрузок на элементы каркаса ..
Расчет колонны первого этажа ..
Расчет многопустотной плиты перекрытия ..
Расчет плиты монолитного перекрытия
Расчет второстепенной балки монолитного перекрытия
Расчет каменного простенка ..
Список использованной литературы .
Размеры здания в плане (по разбивочным осям): 248×72м.
Сетка колонн: 62×72 м.
Количество этажей: 5
Толщина наружной стены: 2 кирпича
Назначение здания: гражданское.
Временная нормативная нагрузка: 5 кПа.
Район строительства: г. Чимкент
Расчетное условное сопротивление грунта: 03 МПа.
РАСЧЁТ ОПАЛУБОЧНЫХ РАЗМЕРОВ ЭЛЕМЕНТОВ ЗДАНИЯ
B = 72 м; L = 62 мм.
2 Колонна первого этажа:
Hк = Hэт + 150 + 600 + 600 = 4200 + 150 + 600 + 600 = 5550 мм;
Назначаю размеры поперечного сечения колонны:
bк = 400 мм; hк = 400 мм.
3 Многопустотная плита перекрытия:
пл = L - 20 = 6200 - 20 = 6.180 м;
hпл = 130 · В = 130 · 62 = 021 м для дальнейших расчетов принимаем hпл = 02 м;
Ширина плиты: принимается приближенно равной 15 м.
L1.5 =7215 = 4.8 округляю до 5 – количество плит в шаге ригелей.
bпл = L5 = 1.44 м – ширина рядовой плиты.
42 – 02 = 052 м – ширина доборной плиты (02 м – привязка наружной стены).
Опалубочная ширина плиты – на 1 см меньше геометрической:
bпл = 144 см -1 см = 143 см.
р = B - hк - 50 = 7200 - 400 - 50 = 6750 мм;
hр = 115 · р = 115 · 6750 = 450 мм для дальнейших расчетов принимаю
bр = (03 ÷ 04) · hр = 250 мм для дальнейших расчетов принимаем bр = 250 мм.
КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ ЗДАНИЯ
Запроектировано 5-х этажное гражданское здание с наружными несущими стенами из кирпича и внутренним железобетонным каркасом жесткой системы.
Стены выполняются толщиной 510 мм из кирпича марки М75 (после перерасчета М100) раствора М50 привязка внутренней грани стены – 200 мм.
Внутренний железобетонный каркас выполнен из сборных жб элементов. Состав:
Колонны – со скрытой консолью высотой на 1 этаж с квадратным поперечным сечением 400х400 мм
Ригель здания многопролетный неразрезной состоящий из отдельных элементов прямоугольного сечения размерами 500х250 мм;
Плита перекрытия: многопустотная с размерами 1440х6180х200 мм с преднапряжением арматуры;
Строительство ведется в городе Чимкент.
Размеры здания в плане (по разбивочным осям):
В данном проекте запроектировано два варианта перекрытия: сборное и монолитное.
Все размеры железобетонного каркаса здания схемы расположения элементов в плане и узлы сопряжений приведены в приложениях.
СБОР НАГРУЗОК НА ЭЛЕМЕНТЫ КАРКАСА
Таблица 4.1 - Нагрузки на 1 м2 перекрытия
Нормативное значение кНм2
Коэфф. надежн. по нагрузке γ
Расчетное значение кНм2
а)собственный вес плиты перекрытия;
б)собственный вес цементно-песчаной стяжки = 20 мм; γ=2200 кгм3;
в)собственный вес пола - керамическая плитка = 12 мм;
б)в том числе длительная.
а) Длительная + постоянная
Таблица 4.2 Сбор нагрузок на 1 м2 покрытия
а)собственный вес плиты покрытия;
б)слой обмазочной пароизоляции
в)Утеплителя γ = 150 кгм3;
г)Цементно-песчаная стяжка
а)Снеговая (II зона)
б)в том числе длит. снеговая
Таблица 4.3 – Сбор нагрузок на 1 м длины ригеля
Нормативное значение кНм
Расчетное значение кНм
а)собственный вес плиты и пола;
б) собственный вес ригеля (h=50 b=25 см; l=6.75 м)
Таблица 4.4 - Нагрузки на колонну.
Нормативное значение кН
Коэфф. надежн. по нагр. γ
Расчетное значение нагрузки кН
а) Собственный вес перекрытия
б) Собственный вес покрытия
в) Собственный вес колонны
б) в том числе длительная
г) В том числе длительная снеговая
+ gnриг L=3.45 44.64 + 31256.2 = 173.4
Nnк= Vкол25 = =04044.225 =16.8
Рn1 =pnlТ= 344.64 = 133.9
Sn =qсн Т=07х4464 = 3125
Р1=plТ = 3.6 44.64=
Нормативное значение веса конструкций принимаем на основании стандартов и других заменяющих их документов согласно [2] в случаях непредусмотренных такими документами определяем по соответствующим формулам приведенным в таблицах или в данном примечании;
Коэффициент надежности по нагрузке γ принимаем согласно табл. 1 [2]
Расчетное значение нагрузки определяем как произведение ее нормативного значения на коэффициент надежности по нагрузке γ если он отсутствуют то расчетное значение нагрузки определяем по соответствующим формулам приведенным в таблицах или в данном примечании;
Нормативное значение веса снегового покрова принимаем в зависимости от снегового района карта 1 [2] по данным табл. 4 [2];
Коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие = 1 определяем в соответствии с приложения 3 [2];
Понижающий коэффициент для длительной снеговой нагрузки
k =03 принимаем согласно пункту 1.7 [2];
Расстояние по осям между ригелями B = 6.2 м;
Расстояние по осям по длине ригеля L = 7.2 м;
Грузовая площадь колонны T = B · L = 6.2 · 72 = 44.64 м2;
Нормативное значение веса ригеля qnp и колонны Nnк определяем произведением площади поперечного сечения на объемный вес железобетона γ = 25 кНм3:
Nnк = bк ·hк ·Hэт· γ =04 · 04 · 4.2 · 25 = 16.8 кН.
Нормативное значение веса перекрытия определяем произведением полного постоянного нормативного значения веса перекрытия gnпер = 28.62 кНм на расстояние между осями ригелей L = 6.2 м;
Нормативное значение веса покрытия определяем суммой произведений полного постоянного нормативного значения веса покрытия qnпокр = 354 кНм2 на грузовую площадь колонны T =44.64 м2 и нормативного значения веса ригеля qnр = 3125 кНм на расстояние между осями ригелей L = 6.2 м;
Полные нормативные или расчетные значения веса всей конструкции определяем как сумму соответственно нормативных или расчетных значений веса отдельных элементов конструкции в некоторых случаях определяем по формулам приведенным в таблицах или в данном приложении.
5 Нагрузки на колонну 1 этажа
Полная расчётная нагрузка
N = [(Р + Nпер) (n-1) + Nпок + S + Nкn ] gn= [(2678 + 1952)(5 - 1) +
+ 19072 + 437 + 1848 5] 095 = 2070 кН
Длительная расчётная нагрузка
Nl = [(Рl + Nпер) (n-1) + Nпок + Sl + Nкn ] gn = [(1607 + 1952)(5 - 1) +
+ 19083 + 125 + 18.485] 095 = 1633.3 кН
Полная нормативная нагрузка
Nn = [(Рn + Nnпер)(n-1) + Nnпок + Sn + Nnкn ] gn= [(223.2 + 177.4) (5 - 1) +
+ 173.4 + 31.25 + 16.8 5] 095 = 1796.5 кН
Длительная нормативная нагрузка
Nnl = [(Рnl + Nnпер)(n-1) + Nnпок + Snl + Nnкn ] gn= [(133.9 + 177.4) (5 - 1) +
+ 173.4 + 8.93 + 16.8 5] 095 = 1436 кН
где: n – количество этажей
gn = 095 – коэффициент надёжности по назначению согласно табл. 1 [2].
РАСЧЕТ КОЛОННЫ НИЖНЕГО ЭТАЖА
Вид бетона - тяжелый
Условия твердения - тепловая обработка
Условия эксплуатации – нормальные
Rb = 085 кНсм2 (Приложение 1 [1])
Eb = 20500 МПа = 2050 кНсм2
б) Арматура продольная
Класс арматуры - А III
Rsc = Rs = 365 кНсм2 (Приложение 5 [1])
ES = 200 000 МПа = 20 000 кНсм2
в) Арматура поперечная
Класс арматуры - А I
Rsc = Rs = 225 кНсм2 (Приложение 5 [1])
ES = 210 000 МПа = 21 000 кНсм2
2 Нагрузки на колонну нижнего этажа
Полная расчётная N = 2070 кН
Длительная расчетная Nl = 1633.3 кН
Рисунок 6.1 – Расчетная схема колонны первого этажа
4 Теоретическая часть
Расчет ведём со случайным эксцентриситетом ea который должен быть не менее и не менее .
По таблице 26 и 27 [8] для тяжелого бетона при и предполагая отсутствие стержней при a = a' ≤ 015h интерполяцией определяем значения коэффициентов φb и φsb. Принимая в первом приближении φb = φsb находим
где γb2 = 09 – коэффициент зависящий от длительности действия нагрузки;
А = 016 м2 – площадь поперечного сечения колонны без вычета арматуры.
Определяем αs по формуле (2):
Если αs 05 то уточняем значение φ затем возвращаемся к формуле (1).
Расчет ведем до тех пор пока последующее и предыдущее значения RsAstot не будут примерно равными (допускается разница 3 %).
Определяем суммарную площадь рабочей арматуры по формуле (3):
где Rs - расчетное сопротивление растяжению для предельных состояний первой группы;
Аstot – площадь стержней арматуры (рисунок 3.3.1)
По полученной площади по сортаменту принимаем 4 диаметра ближайшего большего значения.
Если αs ≥05 то сразу вычисляем Аstot.
По конструктивным требованиям минимальный диаметр для колонн 16 мм. диаметр должен быть не более 32 мм. Если по расчету диаметр больше то нужно увеличить класс бетона и площадь сечения. Если диаметр арматуры получен меньше 16 мм то нужно уменьшить класс бетона или площадь сечения. Минимальный класс бетона В125 и минимальное сечение 300×300 мм. Если диаметр арматуры продолжает оставаться менее 16мм то необходимо конструктивно принять диаметр равный 16 мм.
Если в формуле (1) ответ - отрицательный (арматура не требуется) то необходимо уменьшить класс бетона и арматуры.
Поперечное армирование осуществляется арматурой диаметром равным диаметра рабочей продольной арматуры. Шаг поперечной арматуры должен составлять не менее 20d и не менее 500.
Рисунок 6.2 – Армирование колонны
φb = 0889 φsb.= 0901 – определяю интерполяцией (таблицы 26 27 [3]) .
Принимаю в 1 приближении φb = φsb = 0901 и нахожу х:
где А = 1600 см2 – площадь сечения колонны.
γb2 = 09 – коэффициент зависящий от длительности действия нагрузки;
определяю требуемую площадь продольной арматуры.
Принимаю арматуру: 440 A-III с Аs = 5024 см2
Так максимально допустимый диаметр арматуры – 36 мм необходимо увеличить класс бетона (так как слишком низкий класс бетона и слишком большие нагрузки). Принимаю бетон класса B20:
Rb = 1.15 кНсм2 (Приложение 1 [1])
φb = 0889 φsb.= 0901 – значения не изменятся;
Х1 и Х2 практически одинаковые (расхождение 12%). Определяю требуемую площадь продольной арматуры.
Принимаю арматуру: 432 A-III с Аs = 3217 см2
6 Поперечная арматура
Диаметр поперечной арматуры – от продольной d = 8 мм. Класс арматуры – АI.
Принимаю шаг S = 500 мм.
РАСЧЕТ МНОГОПУСТОТНОЙ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ
Класс – А V (γs = 1.15)
Способ натяжения – электротермическое на упоры.
2 Расчетный пролет и нагрузки
Сечение ригеля: h = 50 см; b = 25 см.
Расчетный пролет (опирание поверху)
l0 = B – bриг2 = 62 – 0252= 6075 м
где: l0 – расчетный пролет
Сбор нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в таблице 4.1.
а) Расчетная нагрузка на 1м длины при ширине плиты 1440 мм с учетом коэффициента надежности по назначению здания gn = 095 [2]:
- постоянная g = qbgn = 3966144095 = 543 кНм;
- полная g + = 9966144095 = 1363 кНм.
- временная = Pbgn = 6144095 = 821 кНм.
б) Нормативная нагрузка на 1м длины плиты:
- постоянная gn = gnbgn = 354144095 = 484 кНм;
- полная g + = 854144095 = 1168 кНм
- в том числе постоянная и длительная: 6.54144095 = 895 кНм.
3 Усилия от расчетных и нормативных нагрузок
От расчетной нагрузки М = (g + )
Q = (g + ) l02 = 13636072 = 414 кН.
От нормативной полной нагрузки Мn= 1168607528 = 5388 кНм;
Qn = 116860752 = 3548 кН.
От нормативной постоянной и длительной нагрузок
Мnl = 895607528 = 4129 кНм.
Qnl = 89560752 = 27.19 кН.
4 Установление размеров сечения плиты
Высота сечения многопустотной предварительно напряженной плиты h l030 = 20 см.
Рабочая высота сечения h0 = h – a = 20 – 3 = 17 см.
Сечение плиты: 8 круглых пустот диаметром 14 см. Толщина верхней и нижней полок 3 см. Ширина ребер: средних – 3 см крайних 55 см.
В расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина сжатой полки таврового сечения h' = 3 см; отношение h' h = 320 = 015 > 01 при этом в расчет вводится вся ширина полки b' = 1440-15х2=1410 мм.
Расчетная ширина ребра b = b' - nd = 141 - 814 = 29 см.
5 Характеристики прочности бетона и арматуры
Пустотную предварительно напряженную плиту армируют стержневой арматурой класса А-V с электротермическим натяжением на упоры форм. К трещиностойкости плиты предъявляют требования 3-й категории. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении.
а) Бетон тяжелый класса В30 соответствующий напрягаемой арматуре A-V. Согласно прил. 1-4 [5] призменная прочность нормативная Rnb=Rbser = 22 кНсм2 расчетная Rb = 17 кНсм2; коэффициент условий работы бетона γb2 = 09; нормативное сопротивление при растяжении Rnbt=Rbtser = 0.18 кНсм2; расчетное Rbt = 0.12 кНсм2; начальный модуль упругости бетона Eb = 2400 кНсм2; передаточная прочность бетона Rbр устанавливается так чтобы при обжатии отношение напряжений bp Rbр≤ 075.
б) Арматура продольная - класса А-V. Нормативное сопротивление Rsn= 785 кНсм2 расчетное сопротивление Rs = 68 кНсм2; модуль упругости Еs = 190 00 кНсм2 . Предварительное напряжение арматуры принимают равным sp = 075 Rsn= 075 785 = 58875 кНсм2. Проверяют выполнение условия (2.21) [5].
При электротермическом способе натяжения p = 30+360 sp + р = 58.87+ 881 = 6768 кНсм2 Rsn = 78.5 кНсм2 – условие выполняется.
Вычисляют предельное отклонение предварительного напряжения при числе напрягаемых стержней np = 5 по формуле (2.22) [2]:
Коэффициент точности натяжения при благоприятном влиянии предварительного напряжения по формуле (2.24) [5]:
gsp = 1- gsp= 1- 0108=0891
При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимают gsp = 1+gsp = 1108.
Предварительное напряжение с учетом точности натяжения
sp = 0891sp = 0891 588.75 = 5246 МПа
6 Расчет плиты по предельным состояниям первой группы.
6.1 Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси (подбор продольной арматуры) М = 6288 кНм
Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне вычисляют по следующей формуле:
По таблице (3.1) [5] интерполяцией нахожу:
= xh0 = 01625 – относительная высота сжатой зоны бетона.
Вычисляю характеристику сжатой зоны
= 085-0008Rb = 085 - 00080917 = 0758
Вычисляю граничную высоту сжатой зоны
В знаменателе выражения принято 500МПа; поскольку gb2 1.
Коэффициент условий работы учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести определяют согласно формуле:
где = 115 – коэффициент принимаемый в зависимости от класса арматуры для А-V принимается =115.
Вычисляют площадь сечения растянутой арматуры:
Принимаю арматуру 5 12 А-V с As = 565 см2 -по приложению 6 [2].
6.2 Расчет прочности плиты по сечению наклонному к продольной оси (подбор поперечной арматуры) Q = 414 кН
Проверяем необходимости наличия поперечной арматуры по расчету по первому условию:
Первое условие выполняется.
Q φb4·(1-φn)·Rbt·b·h02с
Предварительно необходимо вычислить значения q1 с Q.
q1 = g + 2 = 543 + 8212 = 954 кНм =954 Нсм
cmax = 25· h0 = 25·17 = 425 см = 0425 м
Q = Qmax – q1c = 41.4 – 9.54·0425= 37.35 кН
При равномерно распределенной нагрузке если выполняется условие
q1 φb4· (1+ φn) ·Rbt· b (Cmaxh0)2 = 016 φb4· (1- φn) ·Rbt· b
q115·(1+048) ·012·09·36·172425
принимаю С = Сmax = 0425.
Затем возвращаемся ко второму условию:
Q φb4 · (1+ φn) ·Rbt· b·h02с
Qmax =41.4 кН 15·148·012·0.9·29·172425 = 47.69 кН
Условие выполняется следовательно поперечная арматура по расчёту не требуется.
На приопорных участках ( в средней части пролета поперечная арматура не требуется.
РАСЧЕТ МНОГОПРОЛЕТНОЙ ПЛИТЫ МОНОЛИТНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
1 Компоновка монолитного перекрытия
Второстепенные балки располагаются по осям колонн и в третях пролёта главной балки при этом пролёты плит между осями рёбер равны: 723=24 м
Предварительные размеры сечения балок:
Второстепенная балка
Расчетный пролет плиты равен расстоянию в свету между гранями ребер:
Расчетный пролет в продольном направлении:
Отношение пролетов плиту рассчитывают как работающую по короткому направлению.
Принимаю толщину плиты hпл = 7см
Таблица 7.1-Сбор нагрузок на 1 м2 плиты монолитного перекрытия
Нормативная нагрузка кНм2
Расчётная нагрузка кНм2
от собственного веса плиты
от слоя цементно-песчаного раствора
от керамических плиток
- постоянная g = 2.754 кНм2
- временная = 6 кНм2
- полная g + = 8754 кНм2
Для расчета выделяют полосу шириной 1м при этом расчетная нагрузка на 1м длины 8754 кН с учетом коэффициента по надежности здания γn = 0.95:
3 Определение изгибающих моментов
Изгибающие моменты определяем как для многопролётной балки (гл. 11.3 [5]). Изгибающие моменты:
а) В средних пролётах на средних опорах:
б) В первом пролёте на первой опоре:
При 7220=003200333(3) - условие не соблюдается изгибающие моменты средних пролётов плиты окаймлённой по всему контуру монолитно связанных с ним балками и под влиянием возникающих распоров не уменьшаются (в противном случае под влиянием распора моменты уменьшились бы на 20%).
4 Характеристика прочности бетона и арматуры
Призменная прочность Rb=085 кНсм2;
Прочность при осевом растяжении Rbt=0075 кНсм2;
Коэффициент условий работы бетона γb2=09.
Арматура проволочная класса Bр-I диаметром 4 мм в сварной рулонной сетке;
5 Подбор сечений продольной арматуры
а) в средних пролётах и на средних опорах
(по таблице 3.1 [5] интерполяцией определяю значение =0938 исходя из значения αm=0116).
Принимаем 10 4 Вр-I с As= 196 см2 и соответствующую рулонную сетку марки шаг стержней: 10010 = 10 см.
б) в крайних пролётах и на крайних опорах:
(по таблице интерполяцией определяю значение =0893 исходя из значения αm=0191)
На данных участках армирование устраивается следующим образом – поверх основной сетки принятой для средних пролетов и опор укладывается дополнительная сетка.
Основная арматура: 10 4 Вр-I с As=196 см2; принимаю дополнительную сетку по ориентировочной площади сечения 055см2: принимаю 4 4 Вр-I с As=079 см2 (шаг стержней 250 мм).
Марка дополнительной сетки:
МНОГОПРОЛЕТНАЯ ВТОРОСТЕПЕННАЯ БАЛКА
1 Расчетный пролет и нагрузки
Расчетный пролет равен расстоянию в свету между главными балками:
о = 62 – 035 = 585 м
Расчетные нагрузки на 1 метр длины второстепенной балки:
- собственного веса плиты и пола: 2754х24 = 661 кНм
- то же балки 40х20 см ρ = 2500 кГм3: 344 кНм
- итого постоянная c учетом γn = 0.95: g = 955 кНм
б) Временная = 5*24*095 = 114 кНм
в) Полная g+ = 2095 кНм
Изгибающие моменты определяют как для многопролетной балки с учетом перераспределения усилий:
а) в первом пролете:
б) на первой промежуточной опоре:
в) в средних пролетах и на средних опорах
г) отрицательные моменты в средних пролетах определяют по огибающей эпюре моментов; они зависят от отношения временной нагрузки к постоянной
В данном случае в расчетном сечении в месте обрыва надопорной арматуры отрицательный момент при можно принять равным 40% момента на первой промежуточной опоре. Тогда
Тогда отрицательный момент с среднем пролете: М=04·4481=1792 кНм
а) на крайней опоре:
Q = 04(g + )lo = 04·2095·585 = 4902 кН
б) на первой промежуточной опоре слева
Q = 06(g + )lo = 06·2095·585 = 7353 кН
в) на первой промежуточной опоре справа
Q = 05(g + )lo = 05·2095·585 = 6128 кН
3 Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон как и для плиты класса В25.
Призменная прочность Rb=085 кНм2;
Прочность при осевом растяжении Rbt=0075 кНм2;
Арматура продольная А-III с Rs=365 кНсм2.
4 Определение высоты сечения балки
Подбирают по опорному моменту при =035 поскольку на опоре момент определяют с учетом образования пластического шарнира. По таблице 3.1 [5] при =035 нахожу αm=0289.
а) На первой промежуточной опоре момент отрицательный – полка ребра в растянутой зоне. Сечение работает как прямоугольное с шириной ребра b=20 см.
б) В пролетах сечение тавровое полка в сжатой зоне.
Расчетная ширина полки при:
5 Расчет прочности нормальных сечений
а) Сечение в первом пролете: М = 6518 кН·м полка в сжатой зоне сечение – тавровое.
Интерполяцией определяю: = 0034
х= · ho= 0034х365= 124 см 7 см – нейтральная ось проходит в полке.
По таблице 3.1 = 0983; требуемая площадь арматуры:
Принимаем 2 18 A-III c As= 509 см2
б) Сечение в среднем пролете: М = 4481 кН·м
принимаем 2 16 A-III c As = 402 см2
в) Отрицательный момент в среднем пролете: М = 2048 кН·м сечение работает как прямоугольное:
Интерполяцией определяю = 0947
принимаем 2 12 A-III c As = 226 см2
г) Сечение на первой промежуточной опоре: М = 5121 кН·м работает как прямоугольное:
Интерполяцией определяю = 0853
принимаем 6 10 A-III c As = 471 см2 две гнутые сетки по 3 10 A-III в каждой.
д) Сечение на средних опорах: М = 4481 кН·м
Интерполяцией определяю =0874
принимаем 5 10 A-III c As = 393 см2
6 Расчет прочности наклонных сечений
Диаметр поперечных стержней устанавливаю из условия сварки с продольными стержнями d = 18 мм (Приложение 9 [5]); и принимаю dsw = 5 мм класса Вр-1 Rsw= 26 кНсм2.
Число каркасов – два Asw = 2х0196 = 0392 см2.
Шаг поперечных стержней по конструктивным требованиям s = h2 = 4002 =
= 1575 см но не более 15 см; для всех приопорных участков промежуточных и крайней опор балки принят шаг s = 15 см. В средней части пролета шаг s = (34)h = ()х40 = 30 cм.
Вычисляю погонное сопротивление поперечной арматуры::
Влияние свесов сжатой полки
Здесь φb3=0.6 (таблица 3.2 [5])
Требование Smax > S = 15 см.
- условие выполнено.
где: φb4=1.5 (таблица 3.2 [5]); Qmax= 7353 кН.
При расчете прочности вычисляют
где φb2 = 2 (таблица 3.2 [5]) φf = 0.03
Далее вычисляю значение с:
; принимаю с = 121 м.
Поперечная сила в вершине наклонного сечения:
Q = Qmax – q1c = 7353 – 1914х121 = 6951кН.
Длина проекции расчетного наклонного сечения
Qsw = qsw х с0 = 0679х7838 = 5322 кН.
- условие прочности выполняется.
Проверка по наклонной сжатой полосе:
= = 0392(20х15) = 00013;
α = = 17000023000 = 74;
φw1 = 1+5α = 1 +5х74х00013 = 10481
φb1 = 1-001Rb = 1 +001х09х85 = 09235.
Условие Q = 7353 кН 03 x φw1 xφb1 x Rb x b х h =
= 03x10481x09235x09x85x20x365x(100) = 162кН – условие удовлетворяется.
РАСЧЕТ КАМЕННОГО ПРОСТЕНКА
1 Компоновка размеров каменного простенка
Толщина стены ст =510 мм = 054 м;
Марка раствора – М50
Размеры оконного проема b х h = 2 х 21 х 28 м;
Рисунок 9.1 – Расчетная схема каменного простенка (вертикальная многопролетная шарнирно-опертая неразрезная колонна)
Определение нагрузок действующих в уровне перемычек I этажа от вышележащих конструкций:
) Определяем нагрузку от веса парапета по формуле
N1=c * пар * hпар * γ * γf = 36*025*1*18*11=1782 кН
где : с = a+2bок2= 15+21=36 м - расстояние между центрами оконных проемов (ширина грузовой площадки);
пар = 025 м – толщина стены парапета;
hпар = 1 м – высота парапета;
γ = 18 кНм2 – удельный вес каменной кладки;
γf =11 – коэффициент надежности по нагрузке.
) Определяем нагрузку от конструкций в уровне межэтажного перекрытия
N2 = c * * hэт * γ * γf * Кост= 36*051*42*18*11*061 = 931 кН
с = a+2bок2= 15+21=36 м - расстояние между центрами оконных проемов (ширина грузовой площадки);
= 051 м – толщина стены;
hэт = 42 м – высота этажа;
γf =11 – коэффициент надежности по нагрузке;
Кост = ==061– коэффициент остекления;
Аок = 21*28 = 588 м2 – площадь окна.
) Определяем нагрузку от веса чердачного перекрытия:
N3= (qпокр*γ+qсн*γf)*Агр = (3945+098)*1296 = 6383 кН
qпокр*γ = 3945 кНм – постоянная расчетная нагрузка на покрытие;
qсн*γf = 0.98 кНм – временная снеговая нагрузка на покрытие;
Агр = с*B2 = 72х392 = 12.96 м – грузовая площадь (B – пролет ригеля).
) Определяем нагрузку от перекрытия на каменный простенок:
N4 = (qпер* γf+ qвр)*Агр = (3966+72)*1296 = 1292 кН
где :qпер* γf = 3966 кНм – постоянная расчетная нагрузка на перекрытие;
qвр = 6 кНм - временная расчетная нагрузка на перекрытие.
) Определяем общую нагрузку на каменный простенок I этажа:
N = [N1 + N2 (n – 05) + N3 +N4 (n - 1)]* γn =
[1782 + 931 х 45 + 6383 + 1292 х 4] х 095 = 9665 кН.
где : n =5 – количество этажей;
γn = 095 – коэффициент надежности здания по назначению.
) Определяем величину эксцентриситета:
= 510 мм – толщина стены;
М =200 мм – величина привязки.
) Определяем величину эксцентриситета с учетом найденного е:
) Уточняем коэффициент mg = 1 – коэффициент условий работы α =750 (т.к. марка раствора - от 10 и выше).
) Определяем коэффициент продольного изгиба
φ1==(0893 + 0871)2 = 0882
φ = 0893 - находим (по табл.18 [9]) в зависимости от λh =
φc = 0871 находим (по табл.18 [9] интерполяцией) в зависимости от
λn =Hhc = 420468 = 897 где H - высота этажа hc =h-2*e0 = 051-2*0021
= 0468 м – высота приведенного сечения.
Площадь приведенного сечения простенка
Ас = b (h – 2e0) = 1.5 х (051 – 2х0021) = 0.702 м2
где b = 1.5 м – ширина простенка.
Определяем характеристику эпюры сжатия в кладке
= 1+ e0h =1+0021051 = 1041;
Напряжение возникающее в кладке:
= = = 1499.5 кНм2= 1.5 МПа.
Расчетное сопротивление кладки сжатию определяю по таблице 2 [9] в зависимости от принятых марок кирпича и раствора: R = 1.3 МПа.
Так как = 15 МПа > R = 13 МПа –при заданных марках кирпича и раствора каменный простенок не удовлетворяет условиям несущей способности (большая нагрузка и малая площадь сечения простенка).
Принимаю марку кирпича 100 и марку раствора 50 (R = 1.5 МПа).
= 15 МПа = R = 15 МПа – условие удовлетворяется.
Список используемой литературы.
СНиП 2.03.01 - 84* «Бетонные и железобетонные конструкции». - М.:ЦИТП Госстроя СССР. 1989 г.
СНиП 2.01.07 - 85 «Нагрузки и воздействия». - М.: ЦИТП Госстроя СССР. 1988 г.
«Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры» (к СНиП 2.03.01 - 84*). - М.: ЦИТП Госстроя СССР. 1986 г.
«Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов». Часть 1 и Часть 2 (к СНиП 2.03.01 - 84*). - М.: ЦИТП Госстроя СССР. 1986 г.
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. «Железобетонные конструкции. Общий курс». - М.: Стройиздат. 1991 г.
Попов Н. Н. Забегаев А. В. «Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций». - М.: Высшая школа. 1989 г.
Мандриков А. П. «Примеры расчета железобетонных конструкций». - М.: Стройиздат. 1989 г.
«Пособие по проектированию фундаментов на естественном основании под колонны зданий и сооружений». - М.: ЦИТП Госстроя СССР. 1989 г.
СНиП II-22-81 «Каменные и армокаменные конструкции» - М.: ЦИТП Госстроя СССР 1985 г.