Конструкции многоэтажного производственного здания с неполным каркасом, временная нагрузка 5,8 кн/м2

ЖБК КП Евдокимова.dwg

Евдокимова P ZЖБК.doc

Исходные данные для проектирования 4
Монолитный вариант несущих конструкций
1Расчет монолитной железобетонной плиты ребристого перекрытия4
2Расчет второстепенной балки монолитного перекрытия10
3Расчет каменного простенка на первом этаже с вариантом монолитного перекрытия 16
4Расчёт стены подвала19
5Расчёт фундамента под несущие стены20
Сборный вариант несущих конструкций22
1 Расчет сборной преднапряженной плиты перекрытия 22
2 Расчет стыка ригеля с колонной28 3.3 Расчет колонны подвала29 3.4 Расчет столбчатого фундамента под колонну подвала32
Список литературы35
Исходные данные для проектирования
Размер здания в плане – 18х72 м;
Шаг колонн – 6 м. пролет – 6 м.;
Количество этажей - 5;
Высота этажей – 36 м.;
Высота подвального этажа – 33 м.;
Материал пола - бетон;
Стены здания - кирпичные t =64 см. с наружным утеплением;
Стены подвала - бетонные блоки t =600 мм.;
Размер оконных проемов – 15×15 м.;
Полезная нагрузка на перекрытие – 58 кНм2;
Расчетное сопротивление грунта основания - 303 кНм2;
Место строительства- г. Смоленск
Монолитный вариант несущих конструкций
1 Расчет монолитной железобетонной плиты ребристого перекрытия
Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами состоит из плиты второстепенных и главных балок. Все элементы бетонируются в общей опалубке и конструктивно представляют единую систему выполняются из бетона В15 (Rb=85 кгсм2 Rt=75 кгсм2).
Сущность конструкции монолитного ребристого перекрытия в том что бетон в целях экономии удален из растянутой зоны сечений где сохранены лишь ребра в которых сконцентрирована растянутая арматура. Полка ребер - плита - с пролетом равным расстоянию между второстепенными балками работает на местный изгиб. Второстепенные балки опираются на монолитно связанные с ними главные балки а те в свою очередь - на колонны и наружные стены.
Главные балки располагаются в поперечном направлении с шагом 6 м и имеют сечение 250x500 мм. Второстепенные балки располагаются перпендикулярно главным балкам с шагом
м. сечение второстепенных балок 200x400 мм. Монолитная плита объединяет и связывает воедино главные и второстепенные балки. Толщина монолитной железобетонной плиты принимается в зависимости от шага второстепенных балок L и равна 130·L=6 см.
Монолитная плита армируется сеткой из арматуры класса Вр-500 (∅345). Fø3=0071 см2 m=0055 кг. м.п. Fø4=0126 см2 m=0099кг. м.п. Fø5=0196 см2 m=0154кг. м.п.
Балки армируются стержневой ненапрягаемой арматурой класса А-400.
Сбор нагрузок на плиту
Нагрузки делятся на постоянные и временные. Временные подразделяются на кратковременно действующие и длительно действующие. К временным нагрузкам относятся снеговая нагрузка и полезная нагрузка на перекрытие.
Сбор нагрузок будем вести в табличной форме (таблица 1). Снеговую нагрузку принимаем в зависимости от района строительства (по заданию г. Смоленск) по СП 20.13330.2011 Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия» - III снеговой район Sq=180 кгм2
Таблица 1 Сбор нагрузок на покрытие и перекрытие
Нормативная нагрузка кгм2
Расчетная нагрузка кгм2
Покрытие монолитное жб
-х слойный рубероидный ковер
цементно-песчаная стяжка t =3 см
утеплитель- газобетон ρ= 500 кгм3 t=30 см
пароизоляция -1 слой рубероида
монолитная жб плита t=6 см
сборная жб плита tпр=9 см
Перекрытие монолитное жб
цементно-песчаная раствор t =3 см
плита монолитная жб t=6см
Перекрытие сборное жб
Выбор расчетной схемы и расчет армирования монолитной плиты
Условно вырезаем в монолитной плите полосу шириной 1 м поперек второстепенных балок (промежуточных опор). Получаем расчетную схему - 9-ти пролетную неразрезную балку шириной 1 м. толщиной 6 см. Опорами являются второстепенные балки уложенные с шагом 2 м расстояние в свету между опорами 1800 мм т.к. ширина второстепенных балок 200 мм. Нагрузка равномерно распределенная qP=9442 кгм2
Рисунок 2 Схема монолитного ребристого перекрытия расчетная схема монолитной плиты эпюра изгибающих моментов
Сечение рабочей (короткой) арматуры назначается в зависимости от величины изгибаемого момента действующего на данном участке плиты.
Определяем величины максимальных изгибающих моментов (по рисунку 2):
Во втором пролете в последующих пролетах и на последующих опорах:
Расчет сеток армирования
Найдем требуемую площадь рабочей арматуры в первом пролете (для сетки С1):
По таблицам находим для А0 соответствующее значение = 0927
Принимаем арматуру Вр-500 ø5 и распределяем на 10 стержней с шагом 100 мм
Конструктивная арматура требуется лишь для обеспечения проектного положения короткой (рабочей) арматуры поэтому ее в сетках устраиваем конструктивно из Вр-500 ø3 с шагом 250 мм.
Вычислим общую массу сетки С1:
Σ L стержней ø5 Вр-500=185 м×59=111 м Σ L стержней ø3 Вр-500=595 м×8=476 м
Масса сетки: M=111 м×0154 кг+476 м×0055 кг=197 кг.
Найдем требуемую площадь рабочей арматуры на первой опоре (для сетки С2):
По таблицам находим для А0 соответствующее значение = 0945
Принимаем арматуру Вр-500 ø5 и распределяем с шагом 100 мм
Вычислим общую массу сетки С2:
Σ L стержней ø5 Вр-500=1 м×60=60 м Σ L стержней ø3 Вр-500=6 м×4=24 м
Масса сетки: M=60 м×0154 кг+24 м×0055 кг=1056 кг.
Найдем требуемую площадь рабочей арматуры во втором пролете (для сетки С3):
По таблицам находим для А0 соответствующее значение = 0940
Вычислим общую массу сетки С3:
Σ L стержней ø5 Вр-500=195 м×60=1164 м Σ L стержней ø3 Вр-500=595 м×8=476 м
Масса сетки: M=1188 м×0154 кг+476 м×0055 кг=209 кг.
Т.к. то для сетки С4: принимаем арматуру Вр-500 ø 5 и распределяем с шагом 100 мм
Вычислим общую массу сетки С4:
Σ L стержней ø5 Вр-500=1 м ×60=60 м Σ L стержней ø3 Вр-500=6 м ×4=24 м
Масса сетки: M= 60 м×0154 кг+24 м×0055 кг=1055 кг.
2 Расчет второстепенной балки монолитного перекрытия
Исходные данные: бетон B15 RB=85кгсм2 RBt=75кгсм2
Арматура- 2 плоских каркаса которые объединяются в один пространственный каркас. Верхняя арматура каркаса ø10 A-400-конструктивная- обеспечивает проектное положение хомутов. Примем (из условия свариваемости) хомуты ø6 A-400
Рисунок 7 Схема плоского каркаса
Диаметр и точки обрыва стержня (4) определим по эпюре материалов.
Рисунок 8 Схема разреза второстепенной балки
Сбор нагрузок на второстепенную балку
Нагрузка на второстепенную балку идет от плиты грузовой шириной равной 2 м т.е. равной шагу второстепенных балок. Необходимо также учесть нагрузку от собственной массы погонного метра ребра второстепенной балки.
qP==qP×B+qсоб.в.б.×1 м.п.=9442 кгм2×2 м+02 м×034 м×1 м×2400 кгм3=20516 кгм.
Разделим нагрузку на постоянную Р и временную V:
V=пол.нагр×2=696 кгм2×2=1392 кгм2
Р= qP-V=20516 -1392=6596 кгм2
Расчетная схема второстепенной балки – 8-ми пролетная неразрезная балка загруженная вариантами нагрузки: 1) Р на всех пролетах 2) варианты загружения V по невыгодным пролетам. Для упрощения построения огибающей эпюры М используем таблицу. Значения изгибающих моментов определяется по формуле:
Коэффициент 1 для нашего варианта загружения равен: 1= VР=211
По данному отношению определяем 1 для вычисления отрицательных и минимальных моментов расположенных на расстоянии в каждом пролете.
Определяем значение положительных пролетных моментов в точках 1-10:
Определяем значение отрицательных пролетных моментов в точках 5-10:
Максимальное ожидаемое значение поперечной силы у опор составляет:
Рисунок 9 Огибающая эпюра моментов эпюра материалов второстепенной балки ВБ
Расчет армирования балки в пролетах и на опорах
По максимальным значениям пролетных моментов находим максимально требуемую площадь нижней рабочей арматуры в балках:
Для первого пролета:
ширина балки b=20 см высота балки h=40 см защитный слой (от низа балки до центра тяжести растянутой арматуры) аз=65 мм рабочая высота сечения h0 = h-aз=400-65=335мм.
Площадь двух стержней ø14 А-400 равна 308 см2 тогда площадь двух верхних стержней рабочей арматуры равна 491-308= 183см2.
Для этих стержней принимаем ø12 А-400 и S= 226 см2
Определяем изгибающий момент в пролете который воспринимают два нижних стержня (не обрываемые):
Откладываем полученное значение в масштабе на эпюре материалов и обозначим теоретические точки обрыва точки фактического обрыва определяем способом завода арматуры за место теоретического обрыва на расстояние 20d = 320 мм.
Определим фактический момент который могу воспринимать стержни 2ø14+2ø12 :
b=20 см (т.е. растянутой от М5 будет верхняя зона балки на опоре)
h0= hв – аз = 40-3 = 37 cм aз = 30 мм.
Изгибающий момент на опоре воспринимаемый 2-мя стержнями ø12 А-400 с площадью S=226 см2:
Остальную часть изгибающего момента необходимо передать на 2 сетки С5 укладываемых со смещением над главной балкой.
Требуемая площадь арматуры сетки из стали Вр – 500 равна:
Принимаем шаг рабочей арматуры сеток (расположенной вдоль второстепенных балок) равным 200 мм. На расстоянии b=200 см потребуется 10 стержней. Фактическая площадь 105 Вр-500 равна что больше требуемой арматуры.
Стержни перпендикулярного направления (конструктивные) принимаем 3 Вр-500 с конструктивным шагом 250 мм. Ширина сеток С5 определятся графически с эпюры материала.
Момент воспринимаемый сеткой:
Определим фактический момент который могут воспринимать стержни 2ø12 А-400 и сетка С5:
Ширину армирования опоры балки определяем по эпюре материалов. Откладываем полученное значение в масштабе на эпюре материалов (для 2ø12 А-400 и обозначим теоретические точки обрыва точки фактического обрыва определяем способом завода арматуры за место теоретического обрыва на расстояние 20d = 240 мм.
Для второго и последующих пролетов:
ширина балки b=200 см высота балки h=40 см защитный слой (от низа балки до центра тяжести растянутой арматуры) аз=65 мм рабочая высота сечения h0=h-aз=400-65=335 мм.
Площадь двух стержней ø12 А-400 равна 226 см2 тогда площадь двух верхних стержней рабочей арматуры равна 366-226=140 см2.
Для этих стержней принимаем ø10 А-400 и S=157 см2
Определяем изгибающий момент в пролете который воспринимают два нижних стержня (не обрываемые):
Откладываем полученное значение в масштабе на эпюре материалов и обозначим теоретические точки обрыва точки фактического обрыва определяем способом завода арматуры за место теоретического обрыва на расстояние 20d = 240 мм.
Определим фактический момент который могут воспринимать стержни 2ø10 и 2ø12:
Для второй и последующих опор:
b=20 см (т.е. растянутой от М10 будет верхняя зона балки на опоре) h0=hв – аз=40-3=37 cм
Изгибающий момент на опоре воспринимаемый 2-мя стержнями ø10 A400 с площадью S=157 см2:
Остальную часть изгибающего момента необходимо передать на 2 сетки С-6 укладываемую над главной балкой.
Требуемая площадь арматуры сетки из стали Вр–500 равна:
Принимаем шаг рабочей арматуры сеток (расположенной вдоль второстепенных балок) равным 200 мм. На расстоянии b = 200 см потребуется 10 стержней. Фактическая площадь 105 Вр-500 равна
Разница характеризующая перенапряжение:
Стержни перпендикулярного направления (конструктивные) принимаем 3 Вр-500 с конструктивным шагом 250 мм. Ширина сеток С6 определятся графически с эпюры материала.
Определим фактический момент который могу воспринимать стержни 2ø10 А-III и сетка С6:
Ширину армирования опоры балки определяем по эпюре материалов. Откладываем полученное значение в масштабе на эпюре материалов (для 2ø10 A-400) и обозначим теоретические точки обрыва точки фактического обрыва определяем способом завода арматуры за место теоретического обрыва на расстояние 20d = 100 мм.
Усилие которое может воспринять бетон В15 в наклонном сечении:
Шаг хомутов в приопорных участках принимаем 75 см. предполагая что трещина в приопорной зоне образуется под углом 450 тогда ее проекция на горизонтальную поверхность будет равна высоте балки т.е. 400 мм следовательно в зону трещины попадет 6 хомутов.
Поперечная сила которую могут воспринять 6 стержней 6 A-400:
Общая воспринимаемая поперечная сила равна:
следовательно хомуты запроектированы правильно.
Рисунок 10 Приопорный участок В.Б.
3 Расчет каменного простенка на первом этаже с вариантом монолитного перекрытия
Исходные данные: размер простенка 150×64=9600 см2
высота этажа НЭ=360м. =1 lO=×НЭ=36 м.
гибкость простенка λ=lOhСТ=36064=563
Согласно таблице 18 СНиП II-22-81* коэффициент продольного изгиба φ=095.
Марка силикатного кирпича М125 марка раствора М75. Согласно таблице 2 СНиП II-22-81 сопротивление кладки RK=19 кгсм2
Рисунок 10 Грузовая площадь простенка
Отметка парапета: +19000
Отметка низа простенка 1-го этажа: +0900
Высота кирпичной кладки: 181 м
Толщина стены 640 мм.
Оконные проемы 15×15=225 м2.
Суммарная площадь ослабления окнами 225×5=1125 м2.
Грузовая ширина на 1 простенок по фасаду: 3 м
Площадь сечения простенка: 150×64=9600 см2
Сбор нагрузок на простенок
Собираем нагрузку на простенок 1-го этажа как на самый нагруженный:
Нагрузка от покрытия:
Нагрузка от перекрытия:
Нагрузка от собственного веса стены:
Нагрузка от второстепенной и главной балок:
Расчет несущей способности кирпичного простенка
Расчетная схема простенка внецентренно нагруженный стержень т.к. со всех выше лежащих этажей нагрузка условно прикладывается по центру стены а перекрытия над первым этажом создает изгибающий момент. Нагрузка от перекрытия над 1-ым этажом действует с эксцентриситетом.
Рассчитываем нагрузку которую может воспринять стена:
Рисунок 11 Схема опирания плиты на стену
- общий расчетный эксцентриситет относительно внешней нагрузки
Условие прочности внецентренно сжатых кирпичных кладок:
коэффициент продольного изгиба φ=095;
расчетное сопротивление кладки RK=19 кгсм2 ;
-площадь сжатой зоны (формула 14 СНиП 11-22-81).
-коэффициент учитывающий внецентренное приложение нагрузки
следовательно условие прочности простенка обеспечивается.
4 Расчет стены подвала
Стена подвала высотой 33 м выложена из крупных сплошных бетонных блоков шириной 60 см и высотой 58 см изготовленных из бетона класса В-10. Кладка выполнена на растворе марки 50. Расчётная высота стены подвала при наличии жёсткого пола Н = 320 см.
Рисунок 12 Расчетная схема стены подвала
Данные для проектирования:
Рп = 8497.8 кг – перекрытия над подвалом
=10102536 кг (перекр. над 1-м этажом).
Собственная масса 1-го погонного метра подоконной части первого этажа:
Nпод = 1м·hпод·hст·gк·11 где
hпод – высота подоконника от верха стены подвала = 09 м
Nпод = 1·09·064·18·11 = 1140 кг м
Определим нагрузки на 1 погонный метр подвала. Так как нагрузки на простенок Рп и Nст собирались с грузовой ширины равной 3м нужно разделить каждую из них на 3 и получим погонную нагрузку от стены N1 (приложенную по центру кирпичной стены) и нагрузку N2 от перекрытия над подвалом (приложенную с эксцентриситетом е0 относительно внутренней грани стены).
N1 = Nст3 + Nпод = 101025363+1140 = 3481512 кг.
N2 = Рп3 = 849783 = 28326 кг.
Расчетные усилия в верхнем сечении стены подвала:
N = N1+N2 = 3481512+28326=3764772 кг.
Изгибающий момент в верхней части стены подвала от силы N1:
MN1 = N1(e1+e) = 3764772(002+008) = 376477 кг·м
е1 – 2 см (расстояние между центрами кирпичной стены и стены подвала)
е – 8 см (случайный эксцентриситет который назначается согласно рекомендациям СНиП).
Изгибающий момент в верхней части стены подвала от силы N2:
МN2 = N2·e2 = 28326·0.25 = 70815 кг ·м
Изгибающие моменты от бокового давления грунта определяем в двух сечениях:
(1-1)– на расстоянии 04Н от верха стены подвала
(2-2)– на расстоянии 06Н от верха стены подвала.
В верхней и нижней опорах изгибающие моменты от бокового давления грунта равны нулю т.к. опоры шарнирные.
Предварительно назначаются (в задание на проектирование): средняя плотность насыпного грунта gг = 16 кН м3 угол внутреннего трения грунта j = 300.
Высота эквивалентного слоя грунта Нэ соответствующая нормативной временной нагрузке Р=10 кН м2 (рисунок 12)
Верхняя и нижняя ординаты эпюры бокового давления грунта на 1 погонный метр стены подвала при Н=32 м Нгр=22 м
Изгибающие моменты от бокового давления грунта:
Суммарная эпюра моментов строится с учётом знаков в характерных сечениях:
В верхней части стены
В нижней части стены
Сечение 1-1 является расчётным т.к. здесь максимальный изгибающий момент МI-I=304927кгм.
Расчётная нормативная сила в сечении 1-1 с учётом собственной массы стены подвала:
Прочность стены проверяется при внецентренном сжатии с эксцентриситетом
Несущую способность стены определим по формуле
где mдл=1 h=60 см>30 см
Упругая характеристика кладки α=1500 при бетоне В15 и растворе М50.
Расчетное сопротивление кладки R=23 МПа выполненной из сплошных сборных бетонных блоков на растворе М50.
Площадь горизонтального сечения стены
Коэффициент полноты эпюры
Несущая способность сечения стены
прочность стены подвала обеспечена.
5 Расчет фундамента под несущие стены
Подушка под ленточный фундамент (подвальную стену) может выполняться в монолитном или сборном железобетоне. Толщина подушки назначается не менее 30 см. Подушка не армируется если консоли меньше или равны толщине подушки.
Ширина подушки определяется по формуле
a = N(Rгр-gсрH1) где N – нагрузка на погонный метр в нижней части стены. Продолжая рассмотренные выше примеры расчёта стены подвала и простенка найдём нагрузку на погонный метр подушки:
Gст – собственная масса 1 погонного метра стены подвала высотой 33 м
Gст = Н·dст·gбет·11 = 33 ·06·24·11 = 52272 кг
Rгр – указан в задании на проектирование примем 303 кНм2
gср = 20 кНм3 – средняя плотность материала фундамента и грунта
Н1 = Нгр+05 = 23+05 = 28 м
а = 42875(302-20·23) = 16718 м
длина (вылет) консолей подушки
Lк = (а-dст)2 = (180-60)2 = 60 см
Принимаем высоту подушки минимальную = 30 см. Вылет консоли больше толщины подушки значит подушку нужно армировать.
Рассчитаем площадь сечения арматуры:
Усилия в опорном сечении консоли Q = b·dгр·Lк
Q = 1·302·06 = 1812 кН
М = 05·b·dгр·Lк2 = 05·1·302·062 = 5436 кН· м
b = 1 м - погонный метр вдоль стены
dгр = NFфакт = N(1·a)=Rгр
Принимаем рабочую арматуру класса А400 Rs = 285·103 кНм2
Минимально допустимый диаметр стержней для армирования подушек фундаментов – 10 мм. Толщина защитного слоя бетона (расстояние от низа подушки до арматуры) должна быть от 3 до 7 см (примем 5 см).
Применяемые классы бетона – В20.
По таблице 13 СНиП 20301–84 определяем:
Для бетона В20 Rв = 11500 кНм2
Высота сечения подушки должна удовлетворять условие прочности по перерезывающей силе.
Q=03·jw1·jb1·Rb·b·h0 отсюда минимальное значение
h0>=Q(03·jw1·jb1·Rb·b)
jw1 = 1+5amw = 10+0 = 1
a = EsEb = модуль упр. арматуры А400 модуль упр. бетона В20 = 21027 = 78
mw = Asw(B·S) = площадь хомутов = 0(ширина сечения · шаг хомутов)=0
jb1 = 1-bRb = 1-001·115 = 089
b = 001 – для тяжёлых бетонов.
Rb = 115 Мпа (для бетона В20) = 11500 кНм2
H0тр = 5434(03·1·089·11500·1) = 0017 м
Требуемая рабочая высота подушки удовлетворяет принятой (h0 = 30-5 = 25см).
Необходимую площадь сечения арматуры в подушке находим из условия прочности нормальных сечений:
A0 = M( b·h02·Rb) = 5436(1·0252·11500) = 008
Требуемую площадь арматуры кл. А400 на 1 погонный метр (вдоль стены) для подушки определяем по формуле:
As = x·h0·b·RbRs = 008·25·100· (115·103)(285·103) = 807см2
Принимаем на 1 м число стержней = 10 ( шаг 10 см).
Требуемой площади арматуры соответствуют 10 12 А400 с фактической площадью
Армирование подушки выполняется сеткой С7 со стержнями короткого направления (рабочая арматура) - 12 А400 с шагом 10 см стержни длинного направления ставятся конструктивно 6 А240 с шагом 30 см.
Обозначим арматурную сетку С7 для подушки фундамента по ГОСТ 23279-85:
Сборный вариант несущих конструкций
Исходные данные для сборного варианта
- расчетное сопротивление бетона сжатию – Rb=148 кгсм2;
- расчетное сопротивление бетона растяжению - Rbt=107 кгсм2
Арматура предварительно напряженная А-IV 10..24 мм:
- расчетное сопротивление стали – Rs= 5100 кгсм2
Монтажные петли – арматура А-240:
- расчетное сопротивление стали - Rs= 2300 кгсм2.
1 Расчет сборной многопустотной железобетонной преднапряженной плиты перекрытия
Все несущие конструкции (колонны ригели плиты перекрытия) являются сборными железобетонными. В фундаменты стаканного типа устанавливаются колонны на консоли колонн монтируем ригели на ригели опираются многопустотные плиты перекрытия.
Рисунок 13 Геометрические размеры многопустотной плиты
Рисунок 14 Схема опирания многопустотной плиты на ригели
Расчет многопустотной сборной плиты I группе предельных состояний
Определим нагрузку на 1 м.п. сборной плиты:
где qp- расчетная нагрузка на 1 м2 плиты перекрытия;
B- ширина грузовой площади плиты (ширина самой плиты).
Рисунок 15 Расчетная схема плиты перекрытия. Эпюры внутренних усилий
Вычислим коэффициент статического момента сжатой зоны бетона:
По таб. [1] находим - относительное плечо внутренней пары сил.
Необходимую площадь сечения обеспечивает 4 14 А600 .
По верху плиты ставим конструктивную сетку из арматурной проволоки класса Вр-I диаметром 4 мм. Шаг стержней 250 х 150 мм.
Расчет наклонных сечений
Максимальное перерезывающее усилие от расчетной нагрузки: .
Хомуты можно не устанавливать при выполнении условия:
- усилие которое может воспринять конструкция
-усилие которое может воспринять бетон.
Т.к. то все поперечное усилие воспринимается бетоном следовательно хомуты ставить не нужно.
Расчет монтажных петель
Рисунок 16 К расчету монтажных петель
При монтаже динамическая нагрузка передается на три монтажных петли из четырех.плиты:
Рисунок 17 Внешний вид монтажной петли
Таким образом на каждую петлю приходится:
Рассчитаем требуемую площадь сечения монтажной петли:
Расчет по II группе предельных состояний (расчет по деформации).
Расчет по II группе предельных состояний сводится к проверке достаточности сечения арматуры и бетона рассчитанных по I группе предельных состояний. Для расчета по II группе предельных состояний используем нормативную нагрузку.
)Приводим сечение многопустотной плиты к эквивалентному (двутавровому):
Рисунок 18 Приведение сечения плиты к эквивалентному
)Определяем приведенные характеристики:
Рисунок 19 К определению приведенных характеристик
)Определяем потери предварительного напряжения в арматуре:
a) до окончания обжатия (до освобождения из опалубки):
- потери от релаксаций напряжений в арматуре при электротермическом способе напряжения (СНиП 2.03.01-84*).
- потери от разности температур между опалубкой и цехом.
- потери от деформаций анкерных устройств на торцах плиты.
- потери от трения арматуры в криволинейных каналах.
- потери от деформации опалубки
- потери от быстронатекающей ползучести
Сумма первых потерь до окончания обжатия равна:
б) Вторые потери возникают после окончания обжатия когда арматуру уже срезали и плиту достали из опалубки (при эксплуатации):
- потери от релаксации напряжений в арматуре после её среза
- потери от продолжающейся усадки бетона
- потери от ползучести бетона
- потери от смятия бетона под витками проволоки.
так как эти потери учитываются только для труб.
- потери от обжатия швов в стыковых конструкциях.
так как конструкция не имеет стыков.
Сумма вторых потерь равна:
Суммарные потери равны:
)Находим оставшееся напряжение в напрягаемой арматуре:
)Находим суммарное усилие обжатия 4-мя стержнями:
)Находим момент выгиба:
Находим нормативный изгибающий момент для внешней нагрузки:
Находим момент вызывающий трещины и прогиб:
) Расчет на образование трещин:
-момент от предварительного обжатия относительно верхней ядровой точки
следовательно расчет на раскрытие трещин не производим т. к. трещин нет.
) Рассчитываем прогибы:
Согласно таблице 4 СНиП 2.03.01-84 для плиты перекрытия с плоским потолком при пролете 6 м.
-условие выполняется
2 Расчет стыка ригеля
стыковые стержни A400 Rs=3750 кгсм2;
электроды Э42-А расчетное сопротивление шва Rsw=1800 кгсм2;
нагрузка от перекрытия qp =103331 кгм2;
– расчетная нагрузка на перекрытие
В - ширина грузовой площади - собственный вес ригеля.
Рассчитываем величину внешней силы в стыке:
Определяем максимальное суммарное растягивающее усилие в стыковых стержнях:
- где z – плечо силы;
n – количество стержней.
В соответствии с получившимся принимаем стержни диаметром ø28 и площадью поперечного сечения одного стержня .
Определим требуемую длину сварного шва:
- растягивающее усилие в 1-м стержне
h =5 мм– катет сварного шва
lш – длина сварного шва
n – количество стержней
Рисунок 20 Стык ригелей и колонны
Определяем конструктивную длину сварного шва:
Принимаем большую длину шва – 20 см.
Длина стержней равна:
lстержн= 400+2·50+2·200=900 мм
Стык замоноличивается бетоном на мелкозернистом заполнителе с целью:
) защита металла от коррозии
) защита металла от пожара
) обеспечение неподвижности узла.
3 Расчет колонны подвала
сечение колонны 40х40 см;
Rb=148 кгссм2Rbt=107 кгссм2;
арматура A-IIIRs=3750 кгссм2;
l0=Hэт=33 мλ=l0bk=3304=825
-грузовая площадь колонны
Условие прочности колонны:
Nвнешн≤m··(Rb·Ab + Rs·As)
где –N внешн- внешнее усилие действующее на колонну;
m- масштабный коэффициент равный 1;
- коэффициент равный 09;
Чтобы определить площадь поперечного сечения арматуры а так же ее диаметр сначала находим внешнее усилие – N внешн .
Nпокр– расчетная нагрузка от покрытия Nпокр =6927 кгм2 36 м2=249372 кг;
Nпер – расчетная нагрузка от перекрытия Nпер =103331 кгм2 36 м2=3719916 кг;
nпер- число перекрытий 5;
Nриг – вес ригеля =25005=12500кг;
NС.В.К- собственный вес колонн:
NС.В.К.=H·F·ρ·γf=18 м·016 м2·2400 кгм3·11 м2=76032 кг
Внешнее усилие будет равно:
Из условия обеспечения прочности колонны выразим Аs:
Принимаем 4ø22A400 где Аs=152 см2
Принимаем диаметр хомутов ds=10 мм
Шаг хомутов выбираем из трех условий: – S≤500 мм
S≤400 мм (размер колонны)
S≤20d=20·22 =440 мм (d - диаметр рабочей арматуры)
Расчет консоли колонны
Sриг- грузовая площадь ригеля.
Nриг=2500 кг - нагрузка от ригеля.
- внешний изгибающий момент
Вычисли коэффициент статического момента сжатой зоны бетона:
По таб. [2] находим - относительное плечо внутренней пары сил.
Распределяем требуемую площадь арматуры на 2 стержня прищечных каркасов: принимаем 2 стержня ∅14
Принимаем горизонтальную арматуру ∅10 с конструктивным шагом 150 мм тогда в наклонную трещину попадает 6 стержней ∅10 А400 ΣАS=471 см.
Найдем внутренний ресурс колонны:
970 кг>1984958 кг - запас внутреннего ресурса колонны обеспечен.
Рисунок 21 К расчету консоли колонны
Стыки колонн выполняются на 13 высоты этажа от пола т.к.:
)удобно монтировать (возрастает производительность);
)изгибающие моменты близки к нулю.
Рисунок 22 Стык колонн
4 Расчет столбчатого фундамента под колонну подвала
Бетон: В25 Rb=148 кгссм2 Rbt=107 кгссм2
Арматура: A400 Rs=2300 кгссм2;
Внешней нагрузкой на фундамент является общая нагрузка на колонну:
Ориентировочно вес фундамента с грунтом на его обрезах 10%Nобщ.
Следовательно нагрузка на подошву фундамента:
Nф= 11·Nобщ=11·2340362 = 25743982 кг
Находим ориентировочно площадь подошвы фундамента:
Размер стороны фундамента: округляем до 10 см. Окончательно сторона фундамента имеет длину: а=350 см.
Рисунок 23 К расчету фундамента
Определим фактический отпор грунта при данной конфигурации фундамента:
где – т - фактическая нагрузка на подошву фундамента с учетом его геометрии и нагрузки от грунта на ступенях;
- фактическая площадь фундамента;
ρ =2 тм3 - усредненная плотность бетона и грунта.
По заданию расчетное сопротивление грунта основания Rгр =302 тм2> тм2 - условие выполняется несущей способности грунта достаточно для восприятия нагрузки от фундамента.
Рассчитываем тело фундамента на прочность:
Условно вырезаем полоску шириной 1 м. Расчетная схема подошвы фундамента – консоль загруженная фгр.
Максимальный момент в подошве:
Максимальное поперечное усилие в подошве:
- усилие которое может воспринять бетон.
QкQb – данная конфигурация фундамента обеспечивает необходимую прочность.
Расчет сетчатой арматуры в подошве
Определим необходимую площадь сечения рабочей арматуры:
Принимаем арматурную сетку с ячейкой 150х150 на 1 м приходится 7 стержней. Необходимую площадь сечения обеспечивает 716 A-400 Аsф=1407см2.
Проверка фундамента на продавливание
Этим расчетом проверяем достаточность высоты фундамента. Сила которую может воспринять бетон:
hтрап = 80 см - высота пирамиды продавливания.
Внешняя продавливающая сила воздействующая на фундамент;
где – площадь фундамента за пределами пирамиды продавливания.
Nвнут =403200 кг – назначенной высоты фундамента достаточно для восприятия передаваемой на него нагрузки.
СП 63.13330.2012 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003
СП 20.13330.2011 Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85* Нагрузки и воздействия.
Иванов В.П. Железобетонные и каменные конструкции элементы монолитного ребристого перекрытия.: Методические указания к курсовому проекту №1 для студентов строительных специальностей Алт.ГТУ им. И. И. Ползунова.-Барнаул: Изд-во АлтГТУ.
Иванов В.П. Железобетонные и каменные конструкции каменные и армокаменные конструкции.: Методические указания к курсовому проекту №1 для студентов строительных специальностей Алт.ГТУ им. И. И. Ползунова.-Барнаул: Изд-во АлтГТУ.