Курсовой проект - ЖБК 1-но этажного промышленного здания

жбк ч1 Промка.doc

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение высшего образования
«Тюменский индустриальный университет»
Кафедра строительных конструкций
Пояснительная записка к курсовому проекту по ЖБК №1
«Проектирование многоэтажного промышленного здания с неполным каркасом»
Характеристики прочности бетона и арматуры.4
1.Характеристики прочности бетона и арматуры для напрягаемых конструкций4
2.Характеристики прочности бетона и арматуры для ненапрягаемых конструкций4
Компоновка конструктивной схемы5
1.Общее описание здания.5
1.1.Определение усилий в предварительно напряженной плите8
1.2.Расчетный пролет и нагрузки9
1.3.Назначение размеров поперечного сечения плиты перекрытия.10
2.Расчет прочности плиты перекрытия по сечению нормальному продольной оси.11
3.Расчет полки плиты перекрытия на местный изгиб.13
4.Расчет поперечного ребра плиты.16
5.Расчет прочности плиты по сечению наклонному к продольной оси.19
6.Расчет плиты перекрытия по II группе предельных состояний.21
6.1.Определение геометрических характеристик приведенного сечения.21
6.2.Определение потерь предварительного напряжения.23
6.3.Расчет плиты перекрытия на образование трещин в растянутой зоне.25
6.1.Расчет раскрытия трещин27
6.2.Расчет прогиба плиты28
7.Расчет на монтажные нагрузки.29
Расчет и конструирование крайнего и среднего ригелей без учета предварительного напряжения по I группе предельных состояний.31
2.Определение усилий.31
3.Расчет крайнего и среднего ригелей по сечению нормальному к продольной оси.38
3.1.Расчет крайнего ригеля.38
3.2.Расчет среднего ригеля.39
3.3.Расчет прочности ригеля по сечению наклонному к продольной оси.42
3.4.Построение эпюры материала.44
3.5.Определение длин анкеровки обрываемых стержней.48
Расчет и конструирование центрально сжатой колонны с консолями.53
1.1.Определение продольных сил53
2.Характеристики прочности бетона и арматуры.54
3.Расчет колонны первого этажа по предельным состояниям 1группы.54
3.1.Расчет прочности колонны в стадии эксплуатации.54
4.Расчет прочности и конструирование консоли колонны.57
5.Расчет стыка колонны с колонной.59
6.Расчет колонны на монтажные усилия.61
Расчет и конструирование монолитного фундамента стаканного типа под колонну.62
1.Нагрузок действующие на фундамент.62
2.Характеристики бетона и арматуры.62
3.Назначение размеров сечения фундамента.62
4.Проверка прочности фундамента.64
5.Армирование фундамента.64
6.Расчет фундамента на раскалывание.64
Расчет прочности простенка нижнего этажа несущей наружной кирпичной стены.66
1.Назначение размеров простенка.66
1.1.Характеристики прочности кирпича и цементно-песчаного раствора.69
1.2.Определение расчетных усилий и проверка прочности простенка.69
2.Расчет простенка на внецентренное сжатие.69
3.Расчет прочности простенка на местное смятие .71
Список используемой литературы.72
-Размеры здания в плане (ширина и длина) м 18.6х74
-Шаг колонн (поперек и вдоль) м: 6.2 x 7.4
-Высота этажа м: 4.2
-Количество этажей - 5
- Район строительства г.Тюмень
-Временная нормативная нагрузка на перекрытие
Полная Р= 6кНм2= 600 кгм2
длительная м 4.2 кНм2
- Условное расчетное сопротивление грунта основания под подошвой фундамента
-Класс бетона по прочности на осевое сжатие:
а) для преднапряженных элементов: B30
б) для ригелей колонн фундаментов: B25
-Класс рабочей арматуры:
а) напрягаемая: Вр1500
б) ненапрягаемая: A-300
-Для поперечной арматуры и косвенного армирования использовать проволоку класса Вр-I или стержневую арматуру классов А-I.
- Материал стен -кирпич толщина стен -640мм привязка с осям: внутренняя по периметру здания -250 мм наружняя-390 мм.
Характеристики прочности бетона и арматуры.
1.Характеристики прочности бетона и арматуры для напрягаемых конструкций
нормативное сопротивление для осевого сжатия
Rbn=22Мпа=224кгсм2 СП 63.13330.2012 табл. 6.7
нормативное сопротивление для осевого растяжения
Rbtn=1.75Мпа=18.4кгсм2 СП 63.13330.2012 табл. 6.7
- расчетное сопротивление для осевого сжатия
Rb=17Мпа=173кгсм2 СП 63.13330.2012 табл. 6.8
расчетное сопротивление для осевого растяжения
Rbt=1.15Мпа=11.7кгсм2 СП 63.13330.2012 табл. 6.8
начальный модуль упругости при сжатии и растяжении
Eb=32510Мпа=331300кгсм2 СП 63.13330.2012 табл. 6.11
Класс арматуры для напрягаемого бетона
- нормативное сопротивление растяжению
Rsn=1500Мпа=15300кгсм2 п. 226 [2]
- расчетное сопротивление растяжению
Rs=1250Мпа=12750кгсм2 табл. 2223 [2]
Es=2000000кгсм2 табл. 29 [2]
2.Характеристики прочности бетона и арматуры для ненапрягаемых конструкций
Бетон класса B25 по прочности соответствуют следующие характеристики:
Rbn=18.5Мпа=189кгсм2 СП 63.13330.2012 табл. 6.7
Rbtn=1.55Мпа=16.3кгсм2 СП 63.13330.2012 табл. 6.7
Rb=14.5Мпа=148кгсм2 СП 63.13330.2012 табл. 6.8
Rbt=1.05Мпа=10.7кгсм2 СП 63.13330.2012 табл. 6.8
Eb=30000Мпа=305800кгсм2 СП 63.13330.2012 табл. 6.11
Арматура класса A-300 (A-II)
- нормативное сопротивление растяжению
Rsn=295Мпа=2950кгсм2
Rs=270Мпа=2700кгсм2 табл. 2223 [2]
Es=210000Мпа=2100000кгсм2
Rsw=215Мпа=2150кгсм2
Компоновка конструктивной схемы
1.Общее описание здания.
Многоэтажное промышленное здание с неполным каркасом - это здание с внутренним железобетонным каркасом и несущими наружными стенами (в данном случае кирпичными по ленточному сборному фундаменту). Здание состоит из следующих конструктивных элементов: сборных железобетонных колонн сборных железобетонных ригелей прямоугольного сечения сборных железобетонных предварительно-напряженных ребристых плит перекрытия монолитных железобетонных фундаментов стаканного типа под колонны и вертикальных стальных связей.
Данное здание проектируется по конструктивной рамной схеме. Кроме несущих наружных кирпичных стен основными несущими конструкциями здания является железобетонные колонны ригеля и связывающие их междуэтажные перекрытия с замоноличенными швами служащие горизонтальными связями. вся эта рамная система воспринимает вертикальные и горизонтельные нагрузки действующие на здание.
Колонны первого этажа устанавливаются в монолитный ступенчатый железобетонный стакан фундамента. Ригели монтируются на консоли колонн. Плиты перекрытия устанавливаются по верху ригелей. При этом межколонное пространство заполняют либо доборными плитами либо монолитными участками.
Таблица 1 - Нагрузка на 1м2 покрытия
Норм. величина. кгм²
Коэфф. надежности по нагрузке.
Расч. величина нагрузки. кгм²
Гидроизоляция -филизол марок "Н" и "В" ТУ 5774-008-05108038-99
Цементно песчаная стяжка ( t=0.02м y=1800кгсм3) 0.02x1800=36кгсм2
Утеплитель (керамзит ) ( t=0.15м y=600кгсм3) 0.15x600=90кгсм2
Пароизоляция (1 слой рубероида на битумной мастике)
Cобственный вес плиты покрытия
Временная 3-й снеговой (г.Тюмень) Sg= 150кгм2
кратковременная (30%)
Снеговую нагрузку определяем согласно СП 20.13330.2016 п. 10
Нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия следует определять по формуле:
где се - коэффициент учитывающий снос снега с покрытий зданий под действием ветра или иных факторов принимаемый в соответствии с 105 [2]
ct - термический коэффициент принимаемый в соответствии с 106[2] .
m - коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие принимаемый в соответствии с 104[2]
Sg - вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли принимаемый в соответствии с 10.2[2]
Нормативное значение веса снегового покрова на 1(м2) горизонтальной поверхности земли для площадок расположенных на высоте не более 1500 м над уровнем моря принимается в зависимости от снегового района Российской Федерации по данным таблицы 10.1[2]
для г. Тюмень 3-й снеговой Sg= 150 (кгсм2)
Нормативное значение снеговой нагрузки
S0 = 1·1·1·150=150 кгм2
Расчетное значение снеговой нагрузки
S= S0 * gf = 150·1.4=210 кгм2
где коэффициент надежности по снеговой нагрузке gf =14 согласно п. 1012 [2]
Таблица 2- Нагрузки на 1м2 перекрытия
Нормативная величина. кгм²
Коэффициент надежности по нагрузке.
Собственный вес ребристой плиты перекрытия
Шлакобетонная подготовка ( t=0.07м y=1600кгсм3) 0.07x1600=112кгсм2
Керамическая плитка ( t=0.015м y=1800кгсм3) 0.015x1800=27кгсм2
Итого полная длительная (постоянная + временная длительная)
Коэффициент надежность по нагрузке определяется по табл. 7.1 а также по п. 7.3-7.4[6]
Назначаем размеры колонны
Задаемся размерами сечения плиты перекрытия.
При 4 плитах в ячейке
где 002м=20мм-минимальная ширина швов между плитами
ширина плиты 1.38–0.03=1.35м
высота плиты 7.22520=0.36м
4-0.352=7.225м -расчетный пролет плиты
где: l2 =7.4м - шаг колонн в продольном направлении
мм – ширина продольного ребра плиты в нижней зоне при 6
0 мм - ширина продольного ребра плиты в верхней зоне 6 lпр 7.5.
мм – высота (толщина) полки плиты.
Рисунок 3 – Основные размеры ребристой плиты перекрытия
1.1.Определение усилий в предварительно напряженной плите
т.к 1.38м - номинальная ширина плиты перекрытия
и коэффициент надежности по назначению для сооружений II класса ответственности равен 095 определяем погонную нагрузку действующую на плиту перекрытия.
Нормативные величины:
Постоянная и длительная
Постоянная нагрузка
2.8·1.38·1=583.46кгм
6.8·1.38·1=1278.98кгм
42.8·1.38·1=1577.06кгм
1.2.Расчетный пролет и нагрузки
Для установления расчетного пролета предварительно зададимся размерами сечения ригеля:
m-шаг колонн в поперечном направлении
где - шаг колонн в поперечном направлении;
5·600=300м Принимаем 350 мм
Расчетная длина плиты составляет =7.4-0.352=7.225м
Исходя из схемы загружения плиты изгибающий момент и поперечная сила определяются соответственно по формулам: и где l- расчетная длина плиты перекрытия
) (489.9*7.225²)8=3196.64кг*м
9.9·7.2252=1769.76кг
) (828*7.225²)8=5402.76кг*м
) (1317.9*7.225²)8=8599.4кг*м
17.9·7.2252=4760.91кг
) (1069.5*7.225²)8=6978.57кг*м
69.5·7.2252=3863.57кг
) (583.46*7.225²)8=3807.12кг*м
3.46·7.2252=2107.75кг
) (993.6*7.225²)8=6483.32кг*м
3.6·7.2252=3589.38кг
) (1577.06*7.225²)8=10290.44кг*м
77.06·7.2252=5697.13кг
) (1278.98*7.225²)8=8345.44кг*м
78.98·7.2252=4620.32кг
1.3.Назначение размеров поперечного сечения плиты перекрытия.
Предварительно напряженная арматура подбирается из расчета плиты по сечению нормальному к продольной оси. Сварная сетка С1 подбирается из расчета полки плиты на местный изгиб. Сетка С2 устанавливается конструктивно из арматуры такого же диаметра сто и сетка С-1 обеспечивает жесткую заделку полки к продольным ребрам. Каркас Кр-1 (вертикальные стержни )подбирается из расчета плиты по сечению наклонному к продольной оси. Каркас Кр-2 определяется из расчета поперечного ребра.
2. Расчет прочности плиты перекрытия по сечению нормальному продольной оси.
Максимальный расчетный изгибающий момент:
290.44кг*см = 1029044кг*м
Высота сечения h= 40 см а=4 см тогда рабочая высота сечения
Предположим что граница сжатой зоны бетона находится в полке т.е. :
29044(173*135*36²)=0.034
по приложению 21 [2] принимаем = 0.9827 и = 0.0346;
тогда высота сжатой зоны бетона
что меньше высоты полки .
Значение определяем по формуле 81 [1]:
Напряжение в предварительно напряженной арматуре примем
Предварительное напряжение с учетом всех потерь и коэффициента точности натяжения при благоприятном влиянии предварительного натяжения вычисляется по формуле:
напряжение в арматуре класса Вр1500 :
предельное напряжение в арматуре сжатой зоны принимаем для конструкций из тяжелого бетона: .
=0.8(1+0.000350.0035)=0.73
-относительная деформация растянутой арматуры при напряжениях
50+400-9452000000=0.00035 (8.2) [1]
=00035относительная деформация сжатого бетона при напряжениях равных Rb
Таким образом 0.0350.727 (условие выполнено).
Найдем требуемую площадь сечения предварительно напряженной арматуры по формуле:
29044(12750·36·0.983)=2.28см2
По приложению VIII [3] подбираем количество и диаметр предварительно напряженной арматуры:
ф3Вр1500 As=48*0.052=2.496см2
3.Расчет полки плиты перекрытия на местный изгиб.
В зависимости от расположения поперечного ребра существует несколько расчетных схем для полки плиты. Если отношение большего размера к меньшему размеру будет более двух то полка плиты расчитывается по балочной схеме . Если отношение меньше двух то полка плиты считается как опертая по контуру или четырем сторонам
Максимальный изгибающий момент возникает в середине пролета. На этот момент необходимо подобрать арматуру которая будет воспринимать растягивающие усилия.
Так как 1.041.13=0.92 2 по контуру полку плиты будем считать по методу предельного равновесия.
Метод предельного равновесия:
Он рассматривает конструкцию в условиях предельного равновесия которая рассчитывается статическим и кинематическим способом. В общем случае полка плиты перекрытия испытывает действие пролетных и опорных моментов .
При работе полки плиты опертой по контуру изгибающие моменты определяются на 1 метр ширины плиты.
При ширине ребер по верху 11см расчетная длина пролета:
где : b2-ширина продольного ребра (верхний размер)
Нагрузка действующая на полку плиты:
=(224.8+720)·1+137.5=1082.3кгсм2
где: 0.05·2500·1.1·1=137.5 кгм2-нагрузка от собственного веса полки плиты;
=224.8кгм2- расчетная нагрузка от веса конструкции пола (без собственного веса плиты перекрытия)
=720 кгм2-расчетная временная нагрузка
=095-коэффициент надежности по назначению здания
Условие равенства работ внешних и внутренних сил:
Пользуясь таблицей 11.2. [3] находим соотношение между расчетными моментами:
((1082.3*1.04^2)12)*(3*1.13-1.04)=1.13(2M1+1.516M1+1.516M1)+1.04(2*0.344M1+1.516M1+1.516M1)
M1=229.259.55496=23.99 кг*м
M4=0.344·23.99=8.25кг*м
M5+ M6+ M2+ M3=1.516·23.99=36.37кг*м
Расчетное сечение имеет вид прямоугольника с шириной -1метр( bполки-1м) высотой 50 мм
Примем величину защитного слоя арматуры равным 20 мм.
Тогда рабочая высота сечения:
37(173*100*3²)=0.0234
–(1–2·0.0234)^0.5=0.02
также значение коэффициентов и возможно определение по приложению 21 [2]
Для армирования полки плиты используется ненапрягаемая арматура Вр500
Площадь требуемой на 1 м полки арматуры:
37(4240·3·0.988)=0.29см2
По приложению VI [3] подбираем диаметр стержней:
ф 4Вр500 As=6*0.095=0.57см2
S-шаг сетки арматуры принимается 150 мм
4.Расчет поперечного ребра плиты.
Определение грузовой площади для поперечного ребра:
Расчетную схему поперечного ребра принимается в виде шарнирно опертой балки .
l1+4 =113+4=117 см - расчетная длина поперечного ребра. (стр. 36 формула 56 методическое указание ТИУ)
Нагрузки действующая на поперечное ребро:
= 61.88+1439.46=1501.34кгм
где: -нагрузка от собственного веса полки от веса конструкции пола и от расчетной временной нагрузки равная
((224.8+720)·1+137.5)·1.33=1439.46 кгм
05·2500·1.1·1=137.5 кгм2-нагрузка от собственного веса полки плиты;
= 0.15·0.15·2500·1·1.1=61.88кгм - нагрузка от собственного веса ребра;
4.8 кгм2-расчетная нагрузка от веса конструкции пола (без собственного веса плиты перекрытия)
bгруз =l1+200- грузовая ширина поперечного ребра плиты перекрытия
hребра-высота поперечного ребра плиты перекрытия равна 200 мм
(200+100)2=150 мм- средняя ширина поперечного ребра
- высота полки плиты
- высота поперечного ребра
Максимальный изгибающий момент в середине пролета определяется по ф 61 (методическое указание ТИУ)
=164.21+10.59=174.8 кг*м
88·1.17·1.178=10.59 кг*м
39.46·(1.17·1.17)8–1439.46·(1.17·1.17)24=164.21 кг*м
Момент от внешней нагрузки не должен превышать несущей способности на изгиб:
где – внутренний момент рассчитывается по формуле
Поперечное ребро монолитно связано с полкой поэтому его расчетное сечение будет тавровым с полкой в сжатой зоне. Расчетная ширина полки:
Значение bf вводимое в расчет принимается из условия что ширина свеса полки в каждую сторону от ребра должна быть не более 16 пролета
-при консольных свесах полки:
Принимаем наименьшее b'= 54см
a= 30 мм. -расстояние от центра тяжести арматуры до крайнего нижнего растянутого волокна.
Тогда рабочая высота сечения:
Mu=173·54·5·(17–52)=677295кг*см=6772.95 кг*м
Следовательно граница сжатой зоны бетона находится в полке.
Вычисляем коэффициент:
Тогда 17480(173*54*17²)=0.0065
то есть граница сжатой зоны находится в полке.
Для армирования поперечного ребра плиты используется стержневая арматура класса А-II. Найдем требуемую площадь сечения арматуры по формуле:
480(2150·17·0.99675)=0.48см2
По приложению 9 [2] подбираем диаметр рабочего стержня:
ф 8 A-240 As=1*0.503=0.503см2
Верхний стержень назначаем
ф 8A-240 As=1*0.503=0.503см2
5.Расчет прочности плиты по сечению наклонному к продольной оси.
Данным расчётом подбираем поперечную арматуру каркасов (Кр-1) на действие максимальной поперечной силы. Поперечную арматуру назначают из арматуры класса А-I. Шаг поперечной арматуры либо подбирается расчётом либо конструктивно согласно [1] п.10317. Продольная арматура назначается конструктивно из арматуры класса A-240 диаметром 12 мм 2ф 12A-240 As=2*1.131=2.262см2)
Согласно конструктивным требованиям аз должна быть не менее 20мм и не менее максимального диаметра:
На приопорных участках шаг поперечных стержней при высоте S=15см.
Шаг на высоте S=30см.
Прочность бетона по наклонной трещине без поперечной арматуры:
- коэффициент принимаемый 03 согласно СП п.8.1.32
где Q - поперечная сила в нормальном сечении элемента;
Q=Qmax - q*c= 5697.13–1577.064·0.72=4561.64 кг
Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению
где: Qb – поперечное усилие воспринимаемое бетоном;
Qsw – поперечная сила воспринимаемая поперечной арматурой в наклонном сечении.
- поперечное усилие воспринимаемое бетоном
- коэффициент принимаемый равным 15
(1.5·11.7·20·36^2)72=6318кг
Но принимают не более и не менее
=2.5·11.7·20·36=21060кг
=0.5·11.7·20·36=4212кг
Принимаем Qb=6318 кг
- усилие для поперечной арматуры нормальной к продольной оси элемента;
- коэффициент принимаемый равным 075;
- усилие в поперечной арматуре на единицу длины элемента;
=0.75·600.18·72=32409.72кг
61.643926318+32409.72=38727.72
Расчет по наклонным сечениям на действие моментов.
где М - момент в наклонном сечении с длиной проекции С на продольную ось элемента определяемый от всех внешних сил расположенных по одну сторону от рассматриваемого наклонного сечения относительно конца наклонного сечения (точка 0) противоположного концу у которого располагается проверяемая продольная арматура испытывающая растяжение от момента в наклонном сечении; при этом учитывают наиболее опасное загружение в пределах наклонного сечения;
М=Мmax - qc=10290.44–1577.064·0.72=9154.95 кг*м
Мs= Nszs ; (8.64) [1]
– момент воспринимаемый продольной арматурой пересекающей наклонное сечение относительно противоположного конца наклонного сечения
9·36=32.4 см- плечо внутренней пары сил; допускается принимать zs = 09 h0.
Мs=31824·32.4100=10310.98 кг*м
– момент для поперечной арматуры нормальной к продольной оси элемента
0.184·72=43213.25 кг
Msw=0.5·43213.248·72100=15556.77 кг
290.4410310.976+15556.76928=25867.75
На приопорных участках равных при равномерно распределенной нагрузке 14 пролета поперечная арматура в балочных и плитных конструкциях устанавливается:
при высоте сечения элемента h 450
не более h2 = 402=20 см
Принимаем шаг поперечной арматуры 15см
на остальной части пролета при высоте сечения элемента h свыше 300 мм устанавливается поперечная арматура с шагом
не более 34 h=3·404=30 см
6.Расчет плиты перекрытия по II группе предельных состояний.
6.1. Определение геометрических характеристик приведенного сечения.
Для расчета плиты по второй группе предельных состояний необходимо определить геометрические характеристики приведенного сечения. Бетон и арматура имеют разные модули упругости поэтому сечение приводится к одному материалу (обычно к бетону) через коэффициент приведения:
приведения: 20000032510=6.15
Рис. Расчетное сечение плиты
) Принимаем величину слоя а= 4см.
) Площадь приведенного сечения:
5·5+20·35+6.15·2.496=1390.35см2
) Статический момент площади приведенного сечения:
=135·5·(40–52)+20·35·(352)+6.15·2.496·4=37623.9см3
) Расстояние от нижней грани приведенного сечения до центра тяжести:
) Момент инерции сечения:
((135*5³)12+135*5*10.44²)+((20*35³)12+20*35*9.56²)+(6.15*2.496*23.06²)=218573.57
) Момент сопротивления приведенного сечения:
- для растянутой зоны:
8573.5727.06=8077.37см3
8573.57(40–27.06)=16891.31см3
) Упруго-пластический момент сопротивления сечения относительно растянутой зоны: 1.75·8077.4=14135.45см3
) Упруго-пластический момент сопротивления сечения по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия бетона:
75·16891.31=29559.79см3
6.2.Определение потерь предварительного напряжения.
Принимаем натяжение арматуры на упоры электротермическим способом бетон подвергнут автоклавной обработке.
Предварительные напряжения арматуры для холоднодеформированной арматуры принимают:
=07×Rsn=0.7·1500=1050МПа.
Для расчета назначаем коэффициент точности натяжения .
При расчете предварительно напряженных конструкций следует учитывать снижение предварительных напряжений вследствие потерь предварительного напряжения – до передачи усилий натяжения на бетон (первые потери) и после передачи усилия натяжения на бетон (вторые потери).
При проектировании конструкций предварительное напряжение назначают с учетом механических свойств арматурной стали.
Преимущество предварительного напряжения заключается в том что повышается жесткость и трещиностойкость конструкции.
Натяжение арматуры принимается на упоры при электротермическом способе.
Расчет потерь арматуры предварительного напряжения ведется согласно СП63.13330.2011п9.1
Полные потери предварительного напряжения арматуры составляют:
- первые потери (до передачи усилий напряжений на бетон; возникающие в стадии изготовления элемента);
- полное значение первых и вторых потерь(вторые потери возникают после передачи усилия напряжения на бетон в стадии эксплуатации изделия)
Определим первые потери:
)– потери от релаксации напряжений арматуры определяют по формулам:
для арматуры классов А600 - А1000 при способе натяжения электротермическом
для арматуры классов Вр1200 - Вр1500 К1400 К1500 К1600 при способе натяжения: электротермическом - Δsp1= 005sp.
sp – изначальное предварительное напряжение арматуры МПа;
) – потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами;
Так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием то =0.
)Потери от деформации стальной формы (упоров) при неодновременном натяжении арматуры на форму определяют по формуле
где п - число стержней (групп стержней) натягиваемых неодновременно;
l - расстояние между наружными гранями упоров.
При отсутствии данных о конструкции формы и технологии изготовления допускается принимать =30 мПа
При электротермическом способе натяжения арматуры потери от деформации формы не учитываются. =0 мПа
) – потери от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств при натяжении арматуры на упоры определяют по формуле
При электротермическом способе натяжения арматуры потери от деформации анкеров не учитывают. =0 МПа. п.9.16
)Потери от усадки бетона 5 при натяжении арматуры на упоры определяют по формуле
=0.0002·200000·0.85=34МПа
)-потери от ползучести бетона:
где -коэффициент ползучести бетона равный 19 при влажности 73%;
- напряжения в бетоне на уровне центра тяжести рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры:
где eop – экцентрисситет усилия P1:
587.21390.4+(23587.2·23.06·27.06)218573.6+2467.33·100·27.06218573.6=114.85кг
8·6.15·1.9·114.8(1+6.15·0.0018·(1+27.06·27.06·1390.4218573.57)·(1+0.8·1.9))=926.86 кгсм2=92.69МПА
P1– усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь:
=1·2.496·(945–47.25+0)·10=22407.84кг
P2-усилие в напрягаемой арматуре с учетом полных потерь:
·2.496·(945–173.94)·10=19245.66кг
Полные потери предварительного напряжения будут составлять величину равную
= 47.25+0+0+0+34+92.69=173.94МПа
Определяем усилие обжатия с учетом полных потерь напряжения:
6.3.Расчет плиты перекрытия на образование трещин в растянутой зоне.
согласно п 8.2.4 СП63133302012 Расчет железобетонных элементов по образованию трещин производят из условия:
где М - изгибающий момент от внешней нагрузки относительно оси нормальной к плоскости действия момента и проходящей через центр тяжести приведенного поперечного сечения элемента;
Мcrc - изгибающий момент воспринимаемый нормальным сечением элемента при образовании трещин определяемый по формуле (8.121).
согласно п 8.2.11 СП63133302012 Момент образования трещин с учетом неупругих деформаций растянутого бетона определяют по формуле
Rbtn = Rbtser = 18.4 кгсм2
ех - расстояние от точки приложения продольной силы N (расположенной в центре тяжести приведенного сечения элемента) до ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны трещинообразование которой проверяется.
В формуле (8.121) знак «плюс» принимают при сжимающей продольной силе N «минус» - при растягивающей силе.
Р - оставшееся усилие обжатияP= 19245.7 кг
- эксцентриситет усилия предварительного обжатия Р относительно центра тяжести приведенного сечения.
r – расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны:
=1·8077.41390.4=5.81см
Здесь но принимается не менее 07 и не более 10.
- максимальное напряжение в сжатом бетоне от внешней нагрузки и усилия предварительного напряжения:
99408077.4+19245.71390.4+(19245.7*23.06²)218573.6=167.13кгсм2
·8077.41390.4=5.81см
=18.4·14135.45+19245.7·28.87=815715.64кг*см
Mr=859940кгсм>Mcrc=815715.639кг*см
- растянутой зоне образуются трещины
6.1.Расчет раскрытия трещин
Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси при γsp = 1
Предельная ширина раскрытия трещин:
-непродолжительная: a crc = 04 мм;
-продолжительная: a crc = 03 мм
Изгибающие моменты от нормативных нагрузок:
М пост+длит=697857кг*см
М полн.врем.=859940кг*см
Вычисляем ширину раскрытия трещин от продолжительного действия полной нагрузки.
4*0.5*1*1*(725.442000000)*40=0.01016
где s - напряжение в продольной растянутой арматуре в нормальном сечении с трещиной от соответствующей внешней нагрузки
s - коэффициент учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами; допускается принимать коэффициент s = 1
(859940·(36–0.5·5)218573.57–19245.71390.4)·6.15=725.44
5·(775.082.496)·0.3=46.58 >40"принимаем40 см- базовое (без учета влияния вида поверхности арматуры) расстояние между смежными нормальными трещинами
Abt=38.754·20=775.08 см2
хм=h-х=40–1.2456=38.75 см-высота растянутой зоны
0346·36=1.25см -высота сжатой зоны бетона
- напряжение в продольной растянутой арматуре в нормальном сечении с трещиной от действия постоянной и длительной нагрузок:
(697857·(36–0.5·5)218573.57–19245.71390.4)·6.15=572.66
Вычисляем ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки:
0*0.5*1*1*(725.442000000)*40=0.00584
Непосредственно ширина раскрытии трещин
acrc= 0.01016+0.00584=0.02 0.4 условие выполняется
6.2.Расчет прогиба плиты
Полную кривизну изгибаемых внецентренно сжатых и внецентренно растянутых элементов определяют по формулам:
для участков с трещинами в растянутой зоне
- кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки на которую производят расчет по деформациям;
- кривизна от непродолжительного действия постоянных и временных длительных нагрузок;
- кривизна от продолжительного действия постоянных и временных длительных нагрузок.
Кривизну изгибаемых предварительно напряженных элементов 1r от действия соответствующих нагрузок определяют по формуле
где М - изгибающий момент от внешней нагрузки
Np =19245.7кг и еор - усилие предварительного обжатия и его эксцентриситет относительно центра тяжести приведенного поперечного сечения элемента
D - изгибная жесткость приведенного поперечного сечения элемента определяемая по формуле
где Еb1 - модуль деформации сжатого бетона определяемый в зависимости от продолжительности действия нагрузки и с учетом наличия или отсутствия трещин;
Eb1 = 085 Eb= 281605 кгсм2 при непродолжительном действии нагрузки
=331300(1+2.3)=100393.94 кгсм2 при продолжительном действии нагрузки
=2.3 принимают по таблице 6.12
Ired =218573.6см4- момент инерции приведенного поперечного сечения относительно его центра тяжести определяемый с учетом наличия или отсутствия трещин.
=(859940-19245.7*23.06)(281605*218573.57)=0.000007(1см)
=(697857-19245.7*23.06)(281605*218573.57)=0.0000041(1см)
при продолжительном действии нагрузки
=(697857-19245.7*23.06)(100393.94*218573.57)=0.0000116(1см)
r =0.000007-0.0000041+0.0000116=0.000015 (1см)
Предельно допустимый прогиб для элементов покрытия при пролете l>6м составляет l250= 7.225·100250=2.89
Прогиб плиты: fM = (1r)×s×l2 =0.0000145·(548)·722.5^2=0.79см2.89см
Условие выполняется суммарный прогиб меньше допустимого.
7.Расчет на монтажные нагрузки.
Нагрузка от собственного веса плиты
g=((20100)·(40100)+(5100)·(135100))·1.2·2500=442.5кгм
M=1.6*442.5*(0.8²)2=226.56кг*см
6.56*100(173*20*37²)=0.005
6.56·100(2150·37·0.9988)=0.29см2
Принимаем 1ф 8A-240 As=1*0.503=0.503см2
Расчет и конструирование крайнего и среднего ригелей без учета предварительного напряжения по I группе предельных состояний.
)Нагрузка от собственного веса ригеля
(0.35·0.6)·2500·1.1=577.5кгм
где: = 600 мм -ширина ригеля;
= 350мм;-высота ригеля;
)Расчетная погонная постоянная нагрузка на ригель составит
=577.5+422.8·7.4=3706.22кгм
нагрузка от перекрытия здесь g= 422.8 кгм² - нагрузка на 1 м² перекрытия;
)Расчетная погонная временная (полезная) нагрузка на ригель составит:
5-коэффициент надежности по назначению для зданий II класса ответственности.
здесь q=720кгм2- нагрузка на 1м2 перекрытия
2.Определение усилий.
Исходя из величины пролета в поперечном направлении ( 6.2м) и привязки ( 0.25м) представим расчетную схему ригеля в виде неразрезной трехпролетной балки:
Для определения усилий рассматриваем несколько вариантов все расчеты представим в виде таблицы. При этом постоянная нагрузка действует во всех пролетах а временная – в различных сочетаниях.
Опорные и пролетные изгибающие моменты вычисляются по формуле: где q – постоянная погонная нагрузка р – временная погонная нагрузка l – расчетная длина пролета α и – коэффициенты по приложению IV [4].
Поперечные силы вычисляются по формуле : где γ и - коэффициенты п.8.1.7. Справочник проектировщика т1 ред. Уманского 1973г
Вычисление изгибающих моментов
В таком варианте загружения получаются максимальные растягивающие напряжения снизу в крайних пролетах а также возникают растягивающие напряжения сверху в среднем пролете.
таком варианте загружения получаются максимальные растягивающие напряжения снизу при изгибе среднего пролета.
При таком загружении получаются максимальные растягивающие напряжения сверху на опоре "В" и снизу в первом пролете.
При таком загружении получаются максимальные растягивающие напряжения снизу в ригеле первого пролета.
Огибающая эпюра моментов.
Эпюра поперечных сил
3.Расчет крайнего и среднего ригелей по сечению нормальному к продольной оси.
3.1. Расчет крайнего ригеля.
) Подбор арматуры для растянутой зоны(Первый пролет).
Примем величину защитного слоя арматуры равным 60 мм. Тогда рабочая высота сечения:
M=30802.38кг*м =30.8т*м
80237.94(148*35*54²)=0.204
80237.94(2700·54·0.9461)=22.33см2
По приложению 9 [2] подбираем количество и диаметр рабочих стержней:
ф 22 A-300 As=3*3.801=11.403см2
+ 3ф 22A-300 As=3*3.801=11.403см2
)Подбор арматуры на второй опоре
M=36684.12кг*м =36.68т*м
68411.74(148*35*54²)=0.243
68411.74(2700·54·0.94)=26.77см2
As= 3ф 25A-300 As=3*4.909=14.727см2
+As= 3ф 25A-300 As=3*4.909=14.727см2
3.2. Расчет среднего ригеля.
) Подбор арматуры для растянутой зоны.
M=18922.3кг*м =18.92т*м
92230.142(148*35*54²)=0.125
92230.142(2700·54·0.97)=13.38см2
ф 16A-300 As=3*2.011=6.033см2
+ 3ф 18A-300 As=3*2.545=7.635см2
)Подбор арматуры на правой опорой
M=24487.13кг*м =24.49т*м
48712.568(148*35*54²)=0.162
85–0.008·0.9·14.5=0.75
= 0.7456(1+(270500)·(1–0.74561.1))=0.64
= 0.64·(1–0.5·0.64)=0.44
48712.568(2700·54·0.9577)=17.54см2
+ 3ф 25A-300 As=3*4.909=14.727см2
Окончательное сечение ригелей:
3.3.Расчет прочности ригеля по сечению наклонному к продольной оси.
Данным расчётом подбираем поперечную арматуру каркасов на действие максимальной поперечной силы. Поперечную арматуру назначают из арматуры класса А-I. Шаг поперечной арматуры либо подбирается расчётом либо конструктивно согласно [1] п.5.27.
согласно конструктивным требованиям расстояние между поперечными стержнями или хомутами в балках высотой свыше 400 мм должно быть не более и не более 500 мм – на приопорных участках (14 пролета) не более в средней части балки;
назначаем шаг поперечной арматуры на приопорных участках 150 мм
и в средней части 450 мм 600·34=450мм
Q= 33479.98 кг – максимальная поперечна сила (на опоре В);
06.22+53282=6370.22 кгм
с – величина длины проекции наиболее опасного наклонного сечения на продольную ось элемента определяемая по формуле:
согласно [1] п.3.32 для тяжелого бетона
= 0 – коэффициент определяемый согласно [1] ф.78.
·(1.5·1·10.7·3563.7022)^0.5=160.36 см
Q=33479.98–6370.22·1.35=24880.18 кг
(1.5·10.7·35·54^2)108=15167.25кг
=2.5·10.7·35·54=50557.5кг
=0.5·10.7·35·54=10111.5кг
Принимаем Qb=15167.3 кг
(1730кгсм2*3.393см2)15см=391.33кгсм
=0.75·391.33·108=31697.73
880.18315167.25+31697.73=46864.98
М=Мmax - qc=36684.11743875–6370.22·108100=29804.28кг*м
9·54=48.6 см- плечо внутренней пары сил; допускается принимать zs = 09 h0.
Мs=79525.8·48.6100=38649.54кг*м
1.326·108=42263.21кг
Msw=0.5·42263.208·108100=22822.13кг
684.1174387538649.5388+22822.13232=61471.67
3.4.Построение эпюры материала.
) Определим несущую способность сечения при наличии 3 стержней диаметром d 22 мм.
а=25+222=36 Принимаем 40 мм
00·11.403(148·35)=5.94
M1 = Rs·As·h0· = 2700·11.403·56·0.947=1632754.52кг*см
)Определим несущую способность сечения
при наличии 3 d 22 мм + 3 d 22мм
а=25+22+222=58 принимаем 60мм
00·22.806(148·35)=11.89
M1 = Rs·As·h0· = 2700·22.806·54·0.97=3225361.36кг*см
)Определим несущую способность сечения при наличии 3 d 25 + 3 d 25
Ригель на второй опоре
00·29.454(148·35)=15.35
=xh0= 15.35253.5=0.29
M1 = Rs·As·h0·= 2700·29.454·53.5·1.057=4497144.23кг*см
)Определим несущую способность сечения при наличии 3 стержней диаметром d 25 мм
00·14.727(148·35)=7.68
M1 = Rs·As·h0· = 2700·14.727·56·0.931=2073078.55кг*см
) Определим несущую способность сечения при наличии стержней диаметром 3d 16мм. + 3 d 18мм
00·13.668(148·35)=7.12
M1 = Rs·As·h0· = 2700·13.668·54.5·0.995=2001189.97кг*см
) Определим несущую способность сечения при наличии 3 стержней диаметром d 18 мм.
00·7.635(148·35)=3.98
M1 = Rs·As·h0· = 2700·7.635·56.5·0.965=1123954.08кг*см
)Определим несущую способность сечения при наличии 3 d 25 + 3 d 25
M1 = Rs·As·h0· = 2700·29.454·53.5·1.057=4497144.23кг*см
3.5. Определение длин анкеровки обрываемых стержней.
На действие максимального значения Q.
Определим длины анкеровки для обрываемых стержней. Расчет проводим из двух условий: где:
Q – поперечная сила в нормальном сечении проходящем через точку теоретического обрыва стержней (с эпюры поперечных сил);
- интенсивность поперечного армирования на рассматриваемом участке длины ригеля
d – диаметр обрываемых продольных стержней.
Из двух значений длины анкеровки выбираем максимальное.
) Обрыв нижней арматуры
Для диаметра d 22 - (диаметр обрываемого стержня);
Q=25488кг- расчетная поперечная сила в точке теоретического обрыва
стержня определяемая по эпюре Q см. стр 48
30·3.39315=391.33кгсм
488(2·391.33)+5·2.2=43.57
)Обрыв верхней арматуры
Для диаметра d 25-(диаметр обрываемого стержня);
Q= 26676 кг - расчетная поперечная сила в точке теоретического обрыва
675.98(2·391.33)+5·2.5=46.58см
Определение длины анкеровки по СП52-101-2003. п8.3.21.
A-300 Rs= 2700 кгссм2 табл.2.6(пособие к СП52-101-2003)
Бетон B25 Rbt= 10.7 кгссм2Таблица 2.2 (пособие к СП52-101-2003)
Базовая (основная) длина анкеровки необходимая для передачи усилий в арматуре с полным расчетным значением сопротивления Rs на бетон определяют по формуле (8.1)СП52-101-2003
= (2700·3.801)·10(26.75·6.908)=555.37 см
где: us= 3.14·2210=6.91 см-периметр сечения арматуры определяемые по номинальному диаметру стержня см. СП52-101-2003. п8.3.21.
Rbond - расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном принимаемое равномерно распределенным по длине анкеровки и определяемое по формуле (8.2)СП52-101-2003
Rbond = 12Rbt = 2.5·1·10.7=26.75 кгсм2
=2.5 для горячекатаной и термомеханически обработанной арматуры периодического профиля
т.е анкеровка= 25.2d
принимаем длину анкеровк. 25.2d
Расчет опорного стыка.
Стык элементов неразрезного ригеля с колонной и друг с другом осуществляем у боковых граней колонн при помощи сварки верхней растянутой арматуры с соединительными горизонтальными стержнями. Последние при монтаже пропускаем через специальные каналы оставленные при изготовлении колонны.
Соединительные стержни забетонированы в колонне и имеют выпуски длиной 120 мм. Сжимающее усилие в нижней части ригеля передается через монтажные сварные швы между закладными ригелями и консоли колонны.
Площадь сечения соединительных растянутых стержней
684.11743875·100(2700·55)=24.7см2
где 36684.11744 кг*м - изгибающий момент на 1 опоре (максимальный) см Огибающую эпюру моментов стр 35.
где z =h – 5= 60–5=55см - плечо пары сил в стыке равное расстоянию между центрами тяжести сварных швов нижних закладных деталей и верхних растянутых стержней (рис.11). Число соединительных стержней принимаем равным 3 .
ф 36 As=3*10.179=30.537см2
Суммарная длина швов соединительных стержней с одной стороны
=1.3·66698.4(0.85·0.8·1500)=85.01см
684.11743875·100(55)=66698.4кг
k = 8 мм - высота катета шва
Rсв - расчетное сопротивление углового шва равное 150 МПа
Длина одного сварного шва
По конструктивным соображениям наименьшая длина шва соединительного стержня диаметром d:
Длину соединительных стержней и размеры верхних закладных деталей назначаем из условий выполнения сварного соединения. При этом площадь сечения закладной детали
698.4(2450)=27.22см2
Площадь сечения стальных пластинок консоли колонны и нижних закладных деталей ригеля принимаем равными .
Толщина закладной детали
Суммарная длина швов в сварных соединениях нижней части ригеля
=1.3·(66698.4–5021.997)(0.7·0.8·1500)=95.45см
T=Q*f= 33479.98·0.15=5022кг*см2
Q- поперечная сила на опоре ригеля;
f - коэффициент трения стали по стали f = 015
Длина одного шва между закладными деталями ригеля и консоли колонны
Эпюра материалов(т*м).
Расчет и конструирование центрально сжатой колонны с консолями.
1.1.Определение продольных сил
Принимаем сечение колонны прямоугольным размерами 400мм х 400мм.
Грузовая площадь от перекрытия и покрытия для одной колонны:
Расчетная длина колонны II-ого и вышележащих этажей равна высоте этажа:
Расчетная длина колонны I этажа с учетом жесткого закрепления:
Грузовая площадь колонны
Грузовая площадь колонны S= 6.2м x 7.4м= 45.88м2
Постоянная нагрузка от покрытия ригеля и стойки
Glпокр=45.88·387.3·1+(0.35·0.6)·6.2·2500·1.1·1+0.4·0.4·4.2·2500·1.1·1=23197.82кг
Временная нагрузка покрытия
Qсн=210·45.88·1=9634.8кг
в том числе длительная
Qlсн=(210–63)·45.88·1=6744.36кг
Qshсн=63·45.88·1=2890.44кг
Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа ригеля и стойки
Glпер=45.88·422.8·1+(0.35·0.6)·6.2·2500·1.1·1+0.4·0.4·4.2·2500·1.1·1=24826.56кг
Временная нагрузка от перекрытия
Qпер=720·45.88·1=33033.6кг
Qlпер=504·45.88·1=23123.52кг
Qshпер=216·45.88·1=9910.08кг
Продольная сила в колонне первого этажа от полной нагрузки
Ntot=23197.8+9634.8+(24826.6+33033.6)·(5–1)=264273.4кг
Nl=23197.8+6744.4+(24826.6+23123.5)·(5–1)=221742.6кг
2.Характеристики прочности бетона и арматуры.
Бетону класса B25 по прочности соответствуют следующие характеристики:
Eb=30580Мпа=305800кгсм2 СП 63.13330.2012 табл. 6.11
Rs=270Мпа=2700кгсм2 СП 63.13330.2012 табл. 6.14
Es=210000Мпа=2100000кгсм2 СП 63.13330.2012 п. 6.2.12
3.Расчет колонны первого этажа по предельным состояниям 1группы.
3.1.Расчет прочности колонны в стадии эксплуатации.
Расчет по прочности прямоугольных сечений внецентренно сжатых элементов с арматурой расположенной у противоположных в плоскости изгиба сторон сечения при эксцентриситете продольной силы е0 h30 и гибкости l0h 20 допускается производить из условия
где Nult - предельное значение продольной силы которую может воспринять элемент определяемое по формуле (8.17)[1]
φ - коэффициент принимаемый при длительном действии нагрузки по таблице 8.1 в зависимости от гибкости элемента; при кратковременном действии нагрузки значения φ определяют по линейному закону принимая φ = 09 при l0h = 10 и φ = 085 при l0h = 20 принимаем равным 0895
=(264273.4–0.895·148·40·40)(0.895·2700)=21.66 см2
конструктивные требования
As=As’=(0.002)·40·(40–5)=2.8см2
ф32A-300 As=3*8.043=24.129см2
Расчет по прочности прямоугольного сечения внецентренно сжатого элемента производится из условия (ф.8.10)[1]
где N - продольная сила от внешней нагрузки;
е - расстояние от точки приложения продольной силы N до центра тяжести сечения растянутой или наименее сжатой (при полностью сжатом сечении элемента) арматуры равное
=1.33·1.234+(40–5–5)2=16.64см
- начальный эксцентриситет (п.8.1.7)
Принимаем максимальное значение: 0.01333м
Здесь - коэффициент учитывающий влияние продольного изгиба (прогиба) элемента на его несущую способность и определяемый согласно (п.8.1.15.)
(1–(264273.41393584.56))=1.23
-условная критическая сила (ф8.15)
(3.14·3.14·15957049240.044(3.36·100)^2)=1393584.56 кг
Допускается значение D определять по формуле
D = kbEbI + ksEsIs=15957049240
где Еb Es - модули упругости бетона и арматуры соответственно;
I Is - моменты инерции площадей сечения бетона и всей продольной арматуры соответственно относительно оси проходящей через центр тяжести поперечного сечения элемента;
=0.15(1.84·(0.3+0.0333))=0.24
φl - коэффициент учитывающий влияние длительности действия нагрузки
jl=1+ (М1lМ1)=1+221742.6264273.4=1.84
е- относительное значение эксцентриситета продольной силы e0h принимаемое не менее 015 и не более 15.
d= еоh =0.01330.4=0.03
(40·40^3)12=213333.33 - момент инерции сечения колонны
01330.4=0.03 0.15 принимаем значение коэффициента 0.15
Определим расчетный случай
Определяем высоту сжатой зоны
4273.4(148·40)=44.64 см
=0.8(1+0.0012860.0035)=0.59
т.к1.116>0.585 то случай малых экцентриситетов
=(264273.4+2700·24.129·((1+0.585)(1–0.585))–2700·24.129)(148·40+2·2700·24.129((40–5)·(1–0.585)))=30.08 см
Проверяем условие прочности
=264273.4·16.64122=4397831.79 кг*см
=148·40·30.08·(40–5–0.5·30.08)+2700·24.129·(40–5–5)=5508798.06 см
97831.795508798.06 Условие выполняется
Принимаем3ф32A-300 As=3*8.043=24.129см2
назначаем поперечную арматуру класса A-I диаметром 8 мм с шагом 300 мм.
4.Расчет прочности и конструирование консоли колонны.
Размеры опорной консоли определяют в зависимости от опорного давления ригеля
при этом считается что ригель оперт на расположенную у свободного края консоли площадку длиной:
где:Q – максимальная расчётная реакция от ригеля
= 075 – коэффициент учитывающий неравномерное давление ригеля на опорную консоль
= 33479.9811(0.75·148·40)=7.54
Наименьший вылет консоли с учетом зазора с между торцом ригеля и гранью колонны:
с – зазор между колонной и ригелем принимаем с = 5см
Высота консоли в сечении у грани колонны:
h = (07 08) · hриг = 0.75·0.6·100=45см Принимаем h= 40 см
Высота консоли у свободного края:
Рабочая высота сечения консоли: ho = h - 3см = 40–3=37см
Поскольку l1 = 20см 09 · ho = 09 · 37см = 333 см – консоль считается короткой.
Наиболее эффективной поперечной арматурой для коротких консолей являются горизонтальные хомуты с равномерным шагом по высоте консоли:
задаемся конструктивно – арматура 2ф 8A-300 As=2*0.503=1.006см2 с шагом:
принимаем шаг арматуры 150мм
Расчет по прочности наклонных сечений коротких консолей колонн на действие поперечной силы Q производят по наклонной сжатой бетонной полосе между грузом и опорой исходя из условия:
где:Asw= As- 2ф 8A-300 As=2*0.503=1.006см2
= 1+5·6.867·0.001677=1.06
– коэффициент учитывающий влияние хомутов по высоте консоли:
b - ширина консоли (принимаем равной ширине колонны);
l – длина площадки передачи нагрузки вдоль вылета консоли
– угол наклона расчетной сжатой полосы к горизонтали
= 62.819 грsin = 1.33
8·1.0576·148·40·14·1.33=93263.74кг
5·10.7·40·37=55426кг
- условие выполняется следовательно принимаем поперечную арматуру А-Ш d = 8мм с шагом не более Sw = 150мм.
Момент воспринимает арматура установленная по верху консоли.
Момент действующий на консоль:
Площадь сечения арматуры для обеспечения прочности верхней растянутой зоны консоли подбирают по изгибающему моменту увеличенному на 25 %:
25·33479.9811·(19–(142))=502199.72кг*м
2199.72(1·148·40·37^2)=0.06
–(1–2·0.062)^0.5=0.06
2199.72(2700·37·0.96795)=5.19см2
Принимаем 2ф 20A-300 As=2*3.142=6.284см2
5.Расчет стыка колонны с колонной.
Рассчитываем стык колонн между первым и вторым этажом. Колонны стыкуют посредством ванной сварки выпусков продольных стержней с последующим замоноличиванием.
Между торцами стыкуемых колонн предусмотрена стальная центрирующая прокладка толщиной 5 мм. Расчетное усилие в стыке принимаем по нагрузке на уровне второго этажа:
N 57860.164=23197.8+9634.8+(24826.6+33033.6)·(5–2)=206413.2кг кг
Назначаем размеры центрирующей прокладки в плане: 4003=133.33см
Размеры торцовых листов:
Принимаем прокладку размерами 14см х 14см.
толщина торцовых листов принимается равной 1.4 см.
Усилие в стыке передается через сварные швы по периметру торцовых листов и центрирующую прокладку:
Усилие которое могут воспринять сварные швы:
= 206413.2·(483814.24)=122442.49см2
= 483+331.24=814.24см2- общая площадь контакта
- площадь контакта по периметру сварного шва торцовых листов:
·2.5·1.4·(38+38–5·1.4)=483см2
площадь контакта под центрирующей прокладкой:
(14+3·1.4)·(14+3·1.4)=331.24см2
Усилие приходящееся на центрирующую прокладку:
6413.2–122442.49=83970.71кгс
Требуемая толщина сварного шва по контуру торцовых листов:
= 122442.49(148·2250)=0.37см
·(38–1)=148см2- длина сварного шва с учетом 1 см непроваров
= 2250 кгсм² - для сжатых стыковых швов выполняемых электродами Э50
принимаем толщину сварного шва равной 5 мм (соответственно толщине прокладки).
Назначаем для армирования торцов колонн сетки из арматуры класса
ф 12A-240As=8*1.131=9.048см2
с размером ячеек 5 см
Коэффициент насыщения поперечными сетками: 2·1.131(5·5)=0.09
Коэффициент: 0.09048·2700148=1.65
Коэффициент эффективности косвенного армирования: (5+1.651)(1+4.5·1.651)=0.79
Из расчета на местное сжатие стык должен удовлетворять условию: где 814.24см2 - площадь смятия
- приведенная призменная прочность бетона с учетом косвенного армирования
((40·40)814.24)^(13)=1.25
5–3.5·(814.241225)=2.17см2
- площадь бетона внутри контура сеток
8·1.253+0.79·0.09048·2150·2.174=519.54
6413.2 519.54·814.24=423030.25кг
- условие выполняется прочность торца колонны обеспечена.
6.Расчет колонны на монтажные усилия.
Сечение колонны 400х 400 армирование As=As'= 3ф32A-300 As=3*8.043=24.129см2 см. стр. 54
Нк= 4.2+0.5+0.8=5.5 м
q=0.4·0.4·2500·1.4=560 кгм
Rb=(560·5.5·5.52)(4.47)=1894.85кг
Ra=(560·4.47·4.472–560·1.03·1.032)(4.47)=1185.15кг
Ra=560*х = 0 =>1185.15560=2.12кг
M макс=1185.15·2.12–560·2.12·2.122=1254.09кг
М внутр=Rc*As*Z1=2700·8.043·3·(402–5)=977224.5 кг
54.09кг 9772.245кг условие выполняется
Расчет и конструирование монолитного фундамента стаканного типа под колонну.
1.Нагрузок действующие на фундамент.
Сила действующая на фундамент:
2.Характеристики бетона и арматуры.
Бетону класса B25по прочности соответствуют следующие характеристики:
Rbn=18.5Мпа=189кгсм2
Rbtn=1.55Мпа=16.3кгсм2
Rbt=1.05Мпа=10.7кгсм2
Арматуре класса A-300 соответствуют следующие характеристики:
Rsn=295Мпа=3000кгсм2
Es=210000Мпа=2100000кгсм2
Rsс=270Мпа=2700кгсм2
Rsw=215Мпа=2190кгсм2
3. Назначение размеров сечения фундамента.
Фундамент рассчитывается как центрально нагруженный расчетное усилие N=264273.4кг усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке =115 (учитывает работу фундамента в грунте) нормативное усилие равно
=264273.41.15=229802.96 кг
Требуемая площадь фундамента:
R=3.5кгсм2 - условное расчетное сопротивление грунта
- средний удельный вес фундамента и грунта на его уступах
0 см- глубина заложения фундамента.
9803(3.5–0.002·180)=73185.67см2
Размеры фундамента в плане принимаем квадратными.
Тогда длина одной стороны подошвы:
(73185.67)^0.5=270.53см2
Принимаем подошву фундамента размерами 300см х 300см. кратное 30см(300мм)
Фактическая площадь фундамента A=300·300=90000см2
Давление на грунт от расчетной нагрузки:
4273.4(90000)+04500000=2.94кгсм2
W=(300·300^2)6=4500000см2
Полную высоту фундамента назначаем исходя из трех условий:
)условие продавливания;
где –0.25·(0.4+0.4)+0.5·(264273.4(0.9·10.7+2.94))^0.5=72.3см
рабочая высота фундамента
)условие заделки колонны в фундамент;
)необходимость надежной анкеровки стержней колонны;
где 30·3210+5=101см
- глубина стакана фундамента
- зазор между торцом колонны и дном стакана
мм- диаметр стержней колонны
Принимаем высоту фундамента равной 1500 фундамент имеет 3 ступени.
4. Проверка прочности фундамента.
Принятые размеры фундамента проверяем по условиям:
продавливание от верхней ступени
)на продавливание: где:
5–80=695мм - рабочая высота фундамента
4273.4–2.94·(140+2·69.5)^2=35420.86
·(140+69.5)=838 - средний периметр пирамиды продавливания;
N=35420.86 0.75·10.7·838·69.5=467384.02кг
- условие выполняется;
)на прочность нижней ступени фундамента по наклонному сечению при отсутствии поперечной арматуры:
–8=37 - рабочая высота нижней ступени
см - защитный слой в конструкциях монолитных при отсутствии бетонной подготовки
см+12см2 »8см - расстояние от края бетона до центра арматуры
94·300·0.5·(300–(210–2·37))=72324
Q=723242.5·10.7·210·37=207847.5кг - выполняется
5. Армирование фундамента.
Расчет рабочей арматуры осуществляем по сечениям 1-1 2-2 3-3.
125*2.94*((300-210)²)*300=893025кг*см
125*2.94*((300-140)²)*300=2822400кг*см
125*2.94*((300-40)²)*300=7452900кг*см
Площадь рабочей арматуры:
3025(2700·0.9·37)=9.93см2
22400(2700·0.9·69.5)=16.71см2
52900(2700·0.9·142)=21.6см2
ф 14 A-300 As=15*1.539=23.085см2
Стакан фундамента армируется четырьмя горизонтальными сетками с шагом 200 мм из арматуры класса А-III диаметром 12 мм.
6.Расчет фундамента на раскалывание.
Проверка квадратного фундамента по прочности на раскалывание от действия нормальной силы N производится по условию :
=0.75-коэффициент трения бетона по бетону ;
gс=13-коэффициент условий работы фундамента в грунте;
A1-площадь вертикального сечения фундамента по оси за вычетом площади стакана.
A1=bф*hсп1+a1*hст2+a2*hсп3-hзадел*(h1+h2)2= 3·0.45+2.1·0.325+1.4·0.725–0.8·(0.55+0.5)2=2.63м2
·0.75·1.3·2.628·1.05=5.38МН=538000кг > 264273.4 кг
- Прочность на раскалывание обеспечена.
Расчет фундамента на продавливание колонной дна стакана от действия нормальной силы при отсутствии замоноличивания.
A0=0.5*a*(a-ac-2*hog)-0.25*(a-ac-2*hog)2=0.5·3·(3–0.5–2·0.62)–0.25·(3–0.5–2·0.62)^2=1.49м2
((3^2)1.493)·1.05·1.12·0.62=4.4МН=439523.1кг > 264273.4 кг.
Прочность нижней ступени на продавливание
bср.н.с=4·(210+37)=988см
Fнс= 264273.4-2.94*(210+2*37)²=27144.76кг
144.761·10.7·988·37=391149.2кг –Условие прочности нижней ступени на продавливание обеспечено.
Прочность нижней ступени по наклонному сечению при отсутствии поперечной арматуры проверяем по формуле.
=2.94·300·(300–(210+2·37))2=7056кг
Q=7056кг(1.5*10.7*300*37²)37=178155кг
Q=7056кг(12.5·10.7·300·37)=1484625кг
Расчет прочности простенка нижнего этажа несущей наружной кирпичной стены.
1.Назначение размеров простенка.
Размеры окна по заданию: 2.1 м х 2.8 м.
В каждом шаге между поперечными осями расположено по два окна. Рассчитываем простенок первого этажа как наиболее нагруженный.
Определение нагрузок на простенок.
Нормативное значение. кгм²
Расчетная величина. кгм²
Грузовая площадь. м²
Расчетная нагрузка на простенок. кг
От перекрытия(1-го):
Итого от 1 перекрытия
Итого от 4 перекрытий
подоконные участки кг
основная часть простенка кг
ИТОГО: Вес на простенок
F1=0.64·3.7·0.6·1800·1.1=2813.18 кг -вес парапета
F2=(3.7·0.64·(4.2–2.8))·1800·(5)·1.1=32820.48кг-вес подоконной части
F3=1.6·0.64·2.8·1800·(5)·1.1=28385.28 кг вес основной части простенка
-количество подоконных частей и количество простенков
6+2.12+2.12=3.7м -ширина подоконной части
6 м -ширина основной части простенка
1.1.Характеристики прочности кирпича и цементно-песчаного раствора.
Марка кирпича – М 75.
Марка цементно-песчаного раствора – М 75.
Расчетное сопротивление кладки сжатию R= 14 кгсм².(Согласно СниП II-22-81 «Каменные и армокаменные конструкции»)
Временное сопротивление кладки сжатию: 28кгсм2 где .
Упругая характеристика α=1000 для полнотелого глиняного кирпича пластического прессования.
1.2.Определение расчетных усилий и проверка прочности простенка.
Эксцентриситет нагрузки от перекрытия относительно центра тяжести сечения простенка:
N1 – нагрузка от перекрытия первого этажа.
h – толщина кирпичной стены = 640мм
l3 – расстояние от точки приложения опорной реакции до внутренней грани стены.
Эксцентриситет нагрузки F1 относительно центра тяжести сечения простенка:
M1-1= 26876.802·23.7=636980.21кг*см
2.Расчет простенка на внецентренное сжатие.
Расчет занесен в таблицу.
Расчет внецентренно сжатых элементов без армирования согласно СНиП II-22-81
Расчетное сопротивление кладки сжатию с учетом коэффициентов
Эксцентриситет расчетной силы N относительно центра тяжести сечения е0
6980.21186393.7715=3.42см=0.034м
Площадь сжатой части сечения
024·(1–(2·0.034)0.64)=0.92см2ф.(14)
Высота сжатой части сечения
hc=h-2e0 =0.64–2·0.034=0.57п.4.7
l0=0.9*H= 0.9·3.2=2.88п.4.3 прил.1
Гибкость элемента прямоугольного сечения
λh=l0h = 2.880.64=4.5 ф.(12)
Упругая характеристика кладки α = 1000
Коэф. учитывающий влияние длительной нагрузки mg =1 ф.(16)
Коэфф. 1+0.0340.64=1.051.45
=1·0.93·14·10·0.9152·1.05=125.12 тс
необходимо армировать
Армирование производится сеткой класса Вр-1 с шагом 50 мм армирование производится через 5 (375 мм ) рядов кирпичной кладки.
0*2*0.126(5*37.5)=0.1344
Процент армирования не должен превышать >0.1
m=50·144200=0.17 >0.1
+2·0.1344·4200100=25.29кгсм2 2R
N1·0.93·25.29·10240=240841.73 кг
6.394 т 240.841728т -условие выполняется
3.Расчет прочности простенка на местное смятие .
Простенок необходимо посчитать на смятие от нагрузки первого этажа согласно п 413 СНиП " Каменные и армокаменные конструкции
А= (2·60+35)·25=3875см2
Nc=0.5·1.25·22.96·875=12556.25 кг
876.802кг > 12556.25кг
условие не выполняется необходимо в местах опирания ригеля на кирпичную кладку выполнить бетонную подготовку из бетона класса В15
Определяем необходимую площадь смятия на которую передается нагрузка
876.802(0.5·1.25·22.96)=1872.95 см2
Назначаем размер бетонной подготовки 30х250х750
Список используемой литературы.
СП 63.13330.2012 «Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения» Минрегион России – М.: ЭС НТИ «Техэксперт» 2012.
Фролов А.К. и др. «Проектирование железобетонных каменных и армокаменных конструкций» Учебное пособие:-М: Издательство Ассоциации строительных вузов 2004 г. - 176 стр.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Учебник для вузов – 5-ое изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1991.
Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций: Учеб.пособие для строит.техникумов по специальности «Пром. и гражданское строительство». – М.: Стройиздат 1979.
СП 20.13330.2011 НАГРУЗКИ И ВОЗДЕЙСТВИЯ. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85* . Москва 2011.
Заикин А.И. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажных промышленных зданий: Учеб.пособие. М.: АСВ 2003.

жбк ч1 Промка.dwg

Проектирование многоэтажного здания
Кафедра строительных конструкций
ригель на первой опоре
средний ригель в пролете
средний ригель на второй опоре
крайний ригель в пролете
средний ригель на левой опоре
Схема раскладки сеток монолитной плиты
Схема дополнительных стерхней второстепенной балки
План монолитного перекрытия
Схема армирования колонны К1
Цем.-песчаный раствор
Спецификация элементов ПП-1
Петля cтроповочная П-1
Закладная деталь ЗД-1
Спецификация элементов Р-1
Закладная деталь ЗД1
Спецификация элементов К-1; Ф1
Закладная деталь ЗД-2
Материалы: Бетон B25 F100
Спецификация элементов монолитного перекрытия
Материал: Бетон B15 F100
Материалы: Бетон В15 F100
основная часть простенка
подоконная часть простенка
шт целых +(1верхний и нижний) в сумме 5
Спецификация элементов каркаса
Плита перекрытия ПП-1
Плита перекрытия ПП-1. Сечения 1-1 4-4.
Каркас Кр-1. Сетки С-1
Закладная деталь ЗД-1.
Колонна К-1. Схема армирования колонны К1
Схема армирования ригеля Р-1
Схема армирования ригеля Р-2
Ригель Р-1. Ригель Р-2. Схемы армирования.
Кр-1. Кр-2. Сечения 3-3 6-6.
Схема расположения элементов каркаса
спецификация к схеме расположения элементов