Многоэтажное каркасное здание

Чертеж.dwg

Пятиэтажный жилой дом (две секции)
Фасад в осях 1-15;разрез 1-1; план типового этажа; фрагмент фхода
ГрГу ФСиТ кафедра СМиК
''Cтеклоизол'' в 2 слоя
Железобетонная плита
Цементно-песчаная стяжка 20
Пароизоляция-1 слой толя 20
''Cтеклоизол'' 2 слоя
Фартук из оцинкованой стали
Бортовая доска 220х40 нa болтах М8
Профиль из марозосветостойкой резины
-Заводской клуб и столовая
-Ремонтно-механический цех
-Склад полуфабрикатов
-Склад готовой продукции
-Кузнечно-штамповочный цех
-Механосборочный цех
-Здание заводоуправления
-Административно-бытовой корпус
- Баскетбольная площадка
- Волебольная площадка
-Стоянка личного транспорта
факферкаиз [] 150x80
Колпак водосточной воронки
Доска 130х50 на болтах М12
фахферка из [] 150x80
Эпюра материалов М (кНм)
Монолитное перекрытие
План монолитного перекрытия
План раскладки сеток
Расчетная схема второстепенной балки
Спецификация на 1 элемент перекрытия
ø6 S500 ГОСТ 6727-80 L=6050
Железобетонные изделия
Второстепенная балка БМ-1
ø14 S500 ГОСТ 5781-82 L=3635
ø12 S500 ГОСТ 5781-82 L=1166
ø4 S500 ГОСТ 6727-80 L=2310
ø3 S500 ГОСТ 6727-80 L=6050
ø12 S500 ГОСТ 5781-82 L=5760
ø12 S500 ГОСТ 6727-80 L=348
ø8 S500 ГОСТ 5781-82 L=2895
ø12 S500 ГОСТ 5781-82 L=5660
ø12 S500 ГОСТ 6727-80 L=1464
ø3 S500 ГОСТ 6727-80 L=3030
ø4 S500 ГОСТ 6727-80 L=3330
ø8 S500 ГОСТ 6727-80 L=82
План сборного перекрытия
Распределительный лист
Многоэтажное каркасное здание
рабочие чертежи сеток
Расчётная схема плиты П1
ø10 S500 ГОСТ 6727-80 L=360
ø36 S500 ГОСТ 6727-80 L=7980
ø5 S500 ГОСТ 6727-80 L=277
ø5 S500 ГОСТ 6727-80 L=137
ø5 S500 ГОСТ 6727-80 L=207
ø18 S500 ГОСТ 6727-80 L=760
ø18 S500 ГОСТ 6727-80 L=678
ø18 S500 ГОСТ 6727-80 L=400
ø5 S500 ГОСТ 6727-80 L=360
ø5 S500 ГОСТ 6727-80 L=180
ø3 S500 ГОСТ 6727-80 L=5730
ø3 S500 ГОСТ 6727-80 L=1200
ø18 S500 ГОСТ 6727-80 L=5720
ø10 S500 ГОСТ 6727-80 L=5720
ø5 S500 ГОСТ 6727-80 L=342
ø4 S500 ГОСТ 6727-80 L=1110
ø3 S500 ГОСТ 6727-80 L=110
ø25 S500 ГОСТ 6727-80 L=4450
ø20 S500 ГОСТ 6727-80 L=5460
ø12 S500 ГОСТ 6727-80 L=5300
ø22 S500 ГОСТ 6727-80 L=440
ø8 S500 ГОСТ 6727-80 L=570
ø8 S500 ГОСТ 6727-80 L=560
ø8 S500 ГОСТ 6727-80 L=670
ø12 S500 ГОСТ 6727-80 L=5460
ø22 S500 ГОСТ 6727-80 L=4260
ø22 S500 ГОСТ 6727-80 L=450
ø8 S500 ГОСТ 6727-80 L=210
План сборного перекрытия
ø36 S500 ГОСТ 6727-80 L=10380
ø4 S500 ГОСТ 6727-80 L=375
ø4 S500 ГОСТ 6727-80 L=292
ø4 S500 ГОСТ 6727-80 L=209
ø16 S500 ГОСТ 6727-80 L=860
ø16S500 ГОСТ 6727-80 L=773
ø16S500 ГОСТ 6727-80 L=372
ø3 S500 ГОСТ 6727-80 L=5720
ø3 S500 ГОСТ 6727-80 L=800
ø20 S500 ГОСТ 6727-80 L=2568
ø20 S500 ГОСТ 6727-80 L=4460
ø12 S500 ГОСТ 6727-80 L=4300
Расчетная схема плиты П1
ø4 S500 ГОСТ 6727-80 L=810
ø5 S500 ГОСТ 6727-80 L=405
ø12 S500 ГОСТ 6727-80 L=3025
План сборного перекрытия (1:200); 1-1 (1:200);колонна К1(1:50); плита П1(1:50)
ГрГу ФСиТ кафедра СП
План монолитного перекрытия (1:200);план раскладки сеток (1:100);
Спецификация на 1-ин элемент перекрытия
S500 ГОСТ 5781-82 L=4885 мм
S500 ГОСТ 5781-82 L=2860 мм
S500 ГОСТ 6727-80 L=348 мм
S500 ГОСТ 5781-82 L=4700 мм
S500 ГОСТ 5781-82 L=1785 мм
S500 ГОСТ 6727-80 L=7550 мм
S500 ГОСТ 6727-80 L=2550 мм
S500 ГОСТ 6727-80 L=6600 мм
S500 ГОСТ 6727-80 L=1440 мм
S500 ГОСТ 6727-80 L=2830 мм
План сборного перекрытия (1:200);разрез 1-1 (1:200);колонна К1(1:50)
УО "Гродненский государственный университет им. Я. Купалы
инженерно-строительный факультет
кафедра строительного произподства
Кровля Технониколь 1500 кгм
Плита перекрытия ЖБ 2500 кгм
Пароизоляция 1 слой рубероида1000 кгм
Цементно-песчаная стяжка 1800 кгм
Плита перекрытия ЖБ2500 кгм
Керамическая плитка 2400 кгм

Записка готовая.docx

Расчет и конструирование железобетонной ребристой плиты
2 Расчет полки плиты 4
3 Расчет поперечного ребра . 6
4 Расчет продольного ребра .8
5 Проверка панели по прогибам 11
6 Проверка панели на монтажные нагрузки ..11
7 Расчет панели по раскрытию трещин .12
Расчет сборного многопролетного ригеля 13
1 Определение расчетных пролетов 13
2 Определение нагрузки на ригель .13
3 Статический расчёт многопролётного ригеля .14
4 Расчёт продольной рабочей арматуры ригеля 18
5 Расчёт поперечной арматуры ригеля ..19
6 Построение эпюры материалов ..22
Расчет колонны первого этажа 24
1 Исходные данные ..24
2 Подсчет нагрузок 24
3 Расчет колонны на прочность ..25
3.1 Определение размеров сечения колонны ..25
3.2 Расчёт продольного армирования колонны первого этажа 25
4. Расчет консоли колонны .26
4.1. Конструирование консоли .26
Расчёт внецентренно нагруженного фундамента 27
1 Исходные данные для проектирования ..27
2 Определение размеров подошвы фундамента . ..27
3 Расчет и конструирование сеток фундамента . 29
Список использованной литературы ..30
РАСЧЕТ СБОРНОЙ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ ПЛИТЫ
Требуется рассчитать ребристую плиту с номинальными размерами 15005600 мм. Класс условий эксплуатации – XС2. Плита изготавливается из тяжелого бетона С1215.
Расчётные характеристики бетона (табл. 6.1 [1] ).
В рёбрах плиты изготавливают каркасы:
с продольными стержнями класса S500.Расчётные характеристики (табл. 65 [1] ):; ;
с поперечными стержнями класса S500:; (табл. 65 [1]); (п. 6.21 [1]).
Полка плиты армируется сварными сетками из арматурной проволоки класса S500: (табл. 65 [1]).
Петли для подъёма плиты приняты из стали S240 и устанавливаются в продольных рёбрах на расстоянии 065 м от торца.
Геометрические размеры плиты показаны на рисунке 2 при принятом сечении ригеля.
Конструктивная длина – 5600-40=5560 мм;
Конструктивная ширина – 1500-20=1480 мм;
Полку плиты рассчитывают в зависимости от отношения размеров между продольными () и поперечными рёбрами (). Если то полку расчитывают как неразрезную балку при - как плиту работающую в двух направлениях.
Рисунок 1 Компоновочная схема сборного перекрытия
Рисунок 1.1 Геометрические размеры плиты.
2 Расчёт полки плиты
Т. к. то следовательно полку плиты рассматриваем как балочную плиту опёртую на поперечные рёбра.
Расчётная схема: многопролётная неразрезная балка с расчетными пролётом
- расстояние в свету между поперечными рёбрами.
Таблица 1.1 Нагрузки действующие на полку плиты
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности по нагрузке (см. табл. 1.А.2 [1])
Постоянное воздействие
собственный вес полки плиты(=005м =25 кНм3);
цементно-песчаный раствор (=003м =18 кНм3);
керамические плитки(=002м =24 кНм3)
Переменное воздействие
Расчётный изгибаемый момент при действии постоянного и переменного воздействия:
Расчётный изгибающий момент в полке при действии постоянного равномерно распределённого воздействия и переменной сосредоточенной нагрузки от веса рабочего с инструментом:
Т. к. в дальнейшем расчёт ведём с учётом .
Расчёт по несущей способности (подбор рабочей арматуры) производим по упрощённому деформационному методу (см рис. 1 [3]).
Значение граничной относительной высоты сжатой зоны определяется по формуле:
где (табл. 6.1 [1]).
Вычисленному значению соответствует значение (табл. 7.1 [2])
Необходимая площадь сечения арматуры
По табл. 13 [3] принимаем продольные стержни S500 c шагом 300 мм () и поперечные стержни S240 с шагом 350 мм (смотри табл. 14-16 [3]).
3Расчёт поперечного ребра
Поперечное ребро рассматривается как однопролётная балка с расчётным пролётом равное расстоянию между продольными рёбрами.
Поперечные рёбра устроены с шагом 605 мм соответственно грузовая полоса – 0605 м.
Расчетное значение построенного воздействия от полки плиты и конструкции пола (см. табл. 2.1)
От собственного веса поперечного ребра
где 007 – средняя ширина ребра;
2 – высота поперечного ребра без полки;
00 – плотность железобетона.
Расчётное переменное воздействие (см. табл.2.1)
Полное постоянное воздействие па поперечное ребро .
Вариант нагружения 1 (рис. 2.2а):
Вариант нагружения 2 (рис. 2.2б):
Наиболее невыгодной комбинацией нагружения является 1-ый вариант нагружения.
Рисунок 1.2 Расчётные схемы (аб) и сечение (в) поперечного ребра.
Расчёт по несущей способности (расчёт рабочей арматуры плоского каркаса)
Поперечное ребро армируется одним плоским каркасом. Рабочая арматура стержневая класса S500.
Принимая во внимание указания (табл. 11.4 [1] или табл. 4 [МУ]) определяем следовательно рабочая высота сечения
Рисунок 1.3 Расчётное сечение поперечного ребра: а) фактическое; б) с учётом ограничения (п. 7.1.27 [1]).
Так как (50>17) в соответствии с п. 7.1.2.27 [1] свес полки в каждую сторону должен быть не более (); и не более 12 расстояния в свету между рёбрами (5052 =2525 мм).
Соответственно с учётом ограничения:
Предполагая что нейтральная ось проходит по нижней грани полки определим область деформирования для прямоугольного сечения шириной и положение нейтральной оси при расчёте таврового сечения:
–условие выполняется cледовательно нейтральная ось проходит в полке и расчётное сечение будет прямоугольное с шириной .
Принимаемая площадь сечения рабочей арматуры:
Принимаем продольную арматуру S500 c (в соответствии с табл. 9 [3]). Верхнюю арматуру принимаем 5 S500 и поперечные стержни устанавливаем конструктивно S500 с шагом 350 мм (смотри табл. 14-16 [3]).
4Расчёт продольного ребра
Расчёт продольного ребра ведем в стадии эксплуатации.
Определение нагрузок на ребро. Линейно-распределённую нагрузку собираем с грузовой полосы площади шириной равной ширине плиты. Таким образом нагрузка на плиту будет составлять:
) постоянное воздействие от конструкции пола и веса полки: (см. табл. 2.1)
) постоянное воздействие от поперечного ребра:
4 м – длина поперечного ребра;
– кол-во поперечных ребер;
) от собственного веса продольных ребер:
Постоянное воздействие:
Переменное воздействие:
Расчётный пролёт с учётом опирания плиты (рис. 15)
Рисунок 1.4. Расчетная схема плиты
Расчётный изгибающий момент при расчёте по 2-ой группе предельных состояний (для расчёта прогибов и трещин) определяется (табл. А.2 [1]).
Поперечное сечение плиты приводим к тавровой форме.
Рисунок 1.5. Эквивалентное сечение плиты
В соответствии с п.7.1.2.27 [1] свес должен быть не более 16 пролёта – т. е. . При - не более 12 расстояния в свету между рёбрами (12402 =620 мм). Т. к. в расчёт вводится .
Рисунок 1.6. Сечение плиты
При сечение находится в стадии деформирования 1б (см. [2] таблица 6.6) для которой
–условие выполняется следовательно нейтральная ось проходит в полке расчётное сечение прямоугольное с шириной 142 м (см рис. 2.6)
Требуемая площадь сечения рабочей арматуры:
Принимаем 125 S500 c (в соответствии с табл. 9 [3]).
5 Проверка панели по прогибам
Определим коэффициент продольного армирования:
Тогда (по табл. 11.2 [1])
принятая площадь растянутой арматуры;
требуемая площадь растянутой арматуры по расчёту.
Проверяем условие жёсткости:
Условие жёсткости выполняется.
6 Проверка панели на монтажные нагрузки
Панель имеет четыре монтажные петли из стали класса S240 расположенные на расстоянии 35 см от концов панели. С учетом коэффициента динамичности kd = 14 расчетная нагрузка от собственного веса панели:
– конструктивная ширина панели;
– нормативная нагрузка от веса панели
Отрицательный изгибающий момент консольной части панели:
Этот консольный момент воспринимается продольной монтажной арматурой каркасов. Полагая что z1 = 09d требуемая площадь сечения указанной арматуры составляет:
При подъеме панели вес ее может быть передан на две петли. Тогда усилие на одну петлю составляет:
Принимаем стержни 1 As1 = 785 cм2.
7 Расчёт панели по раскрытию трещин
Расчет по раскрытию трещин следует производить из условия: wk wlim
Расчёт по раскрытию трещин допускается не производить если максимальный диаметр стержней продольной арматуры не превышает max из табл 10.2 [2]
Максимальный диаметр стержней зависит от коэффициента продольного армирования и напряжений в растянутой арматуре в сечении с трещиной.
Коэффициент продольного армирования
Напряжения в растянутой арматуре определяем по формуле
- плечо внутренней пары сил при
По табл. 102 [2] max=12 мм при
Условие (1) выполняется следовательно ширину раскрытия трещин можно не проверять.
РАСЧЁТ СБОРНОГО МНОГОПРОЛЁТНОГО РИГЕЛЯ
1 Определение расчетных пролетов ригеля.
Рисунок 2.1. Расчетные пролеты ригеля.
Расчетный пролет ригеля в крайних пролетах принимаем равным расстоянию от оси его опоры на стене до оси колонны (см. рис 22):
Расчетный пролет ригеля в средних пролетах принимается равным расстоянию между осями колонн:.
2.Определение нагрузки на ригель
Зададимся поперечным сечением ригеля исходя из следующих соотношений:
Принимаем h=05 м b=02 м.
Таблица 2.1 Постоянная нагрузка действующая на плиту
Коэффициент надежности по нагрузке (см. табл. 5 [3])
собственный вес плиты и конструкции перекрытия :
Собственный вес ригеля
Примечание: b=148 м - ширина плиты
3 Статический расчёт многопролётного ригеля
Определение изгибающих моментов и поперечных сил ригеля производится с учетом перераспределения усилий в стадии предельного состояния конструкции. Первоначально необходимо рассчитать ригель как упругую систему на действие постоянных нагрузок и отдельных схем невыгодного расположения временных нагрузок. Для расчёта по таблицам многоэтажную раму расчленяем на одноэтажные трёхпролётные рамы рассматриваемые как балки на упруговращающихся опорах. Моменты в крайних пролётах принимаем по моменту в первом пролёте моменты во всех средних пролётах принимают одинаковыми и равными моментам среднего пролёта трёхпролётной рамы.(см. рис. 23)
Рисунок 2.2. Варианты схем нагружения ригеля.
Рассмотрим следующие варианты загружения
Определение изгибающих моментов и поперечных сил ригеля производим с учетом перераспределения усилий в стадии предельного равновесия конструкции. Число пролетов ригеля равно 12 и усилия определяем как для трехпролетного ригеля. Наибольшие значения M и V определяем по формулам:
где α γ – табличные коэффициенты взятые из соотношения ( по приложению 11.3) [4]):
где i – погонные жесткости ригеля и колонны.
где b h l – геометрические характеристики рассматриваемого сечения.
Геометрические характеристики колонны: b=03 м; h=03 м; l=36 м (высота этажа).
Геометрические характеристики ригеля: b=02; h=05 м; l=leff=54 м.
Принимаем значения k=05.
Таблица 2.2. Постоянная нагрузка действующая на плиту
Моменты в пролетах определяем по формуле:
Рисунок 2.3. Расчетная схема к определению изгибающих моментов в пролете ригеля.
Расчет первого варианта загружения.
Определим опорные моменты для 1-го варианта загружения:
Максимальные изгибающие моменты в пролётах возникают на расстоянии x=
Так как нагрузка при первом варианте загружения приложена симметрично то
Результаты расчёта сводим в таблицу 2.3.
Таблица 2.3 Изгибающие моменты в ригеле
По данным расчета строим эпюры изгибающих моментов без перераспределения усилий.
Рисунок 2.4. Эпюры изгибающих моментов без перераспределения усилий.
На опорах возникает пластический шарнир следовательно возникает перераспределение усилий в результате которого опорные моменты уменьшаются на 30%. Построим эпюру перераспределения и огибающую эпюру.
Рисунок 2.5. Эпюра перераспределения и огибающая эпюра в ригеле а) эпюра изгибающих моментов без распределения усилий; б) перераспределение усилий в) эпюра изгибающих моментов с учетом возникновения пластического шарнира.
4 Расчёт продольной рабочей арматуры ригеля
Характеристики материалов:
Для бетона класса С1215 [табл.7-9 2]:
нормативное сопротивление бетона - fck = 12 МПа
расчетное сопротивление бетона при gc =15
коэффициент учитывающий длительное действие нагрузки неблагоприятный способ ее приложения и т. д. -
Расчетные характеристики арматуры класса S500 [табл.10 2]:
46·0583·(1-081·0583)=0412
Сечение I (нижняя арматура): мм .
Следовательно растянутая арматура достигла предельных деформаций.
Результаты расчетов и подбор арматуры в расчетных сечениях сводим в таблицу 2.4.
Таблица 2.4 Определение площади сечения рабочей арматуры ригеля
Конструктивная верхняя арматура в пролётах
5.Расчёт поперечной арматуры ригеля
Максимальные поперечные силы действующие в приопорных сечениях найдем из условия равновесия балки (см. рис. 2.6).
Рисунок 2.6. Расчетная схема к определению опорных реакций в ригеле.
Рисунок 2.7 Расчетная схема к определению опорных реакций в ригеле
Расчет производим для наклонного сечения где действует наибольшая поперечная сила.
Первая промежуточная опора слева
Расчет прочности железобетонных элементов на действие поперечных сил начинается с проверки условия:
Поперечная сила воспринимаемая железобетонным элементом без поперечного армирования
- при отсутствии осевого усилия (сжимающей силы).
Условие не выполняется расчет поперечной арматуры производим по упрощенному варианту общего метода расчета железобетонных конструкций по прочности при действии изгибающих моментов и поперечных сил.
Расчетное сечение назначаем на расстоянии от опоры (рис. 28).
Рисунок 14. Расчетное сечение.
Рисунок 15. Расчетная схема.
Определяем продольные относительные деформации в растянутой арматуре предварительно задавшись углом наклона диагональных трещин к горизонтали .
Для выяснения правильности выбора угла определяем касательные напряжения действующие в рассматриваемом сечении:
В соответствии со значением и (по табл. 3-1 [2] угол) принят верно расчет необходимо произвести при значении угла
Среднее значение главных растягивающих деформаций:
(значение определяется итерационным путем).
Определим ширину раскрытия наклонной трещины.
здесь - расстояние между диагональными трещинам ориентировочно 300 мм.
Главные растягивающие напряжения:
где dg – максимальный размер заполнителя ;
Составляющая поперечной силы воспринимаемая бетоном:
Принимаемая площадь поперечного сечения хомутов должна быть не менее:
где - минимальный коэффициент поперечного армирования сечения принимается в зависимости от класса поперечной арматуры и класса бетона по табл. 13 [3].
S – шаг поперечной арматуры. Принимаем исходя из требований п. 11.2.20-24 [1].
Поперечную арматуру принимаем 53 мм класса S 500 ( Арматуру устанавливаем с шагом 300 мм.
6. Построение эпюры материалов.
На огибающей эпюре построим эпюру которая характеризует несущую сечений балки по арматуре. Несущая способность сечений балки по арматуре определяется по формуле:
где - уточненное значение рабочей высоты сечения;
- табличный коэффициент определяемый:
Расчеты необходимые для построения эпюры материалов выполнены в табличной форме (табл.2.5).
Таблица 2.5 Вычисление ординат эпюры материалов для продольной арматуры
Сечение 1 и 5 (нижняя арматура b=20 см c=38 мм)
Сечение 3 (нижняя арматура b=20 см с=36 мм)
Сечение 2 4 (верхняя арматура b=20 см с=29 мм)
Верхняя арматура (пролеты 1-3)
РАСЧЕТ КОЛОННЫ ПЕРВОГО ЭТАЖА.
Для колонны принимаем класс бетона С1215.
Нагрузка от веса плиты перекрытия и ригеля
В соответствии с п 2.4 и табл. 2.1 - 2 вес панели перекрытия и ригеля
Где - погонная нагрузка от полки плиты
Принимаем вес кровли рулонной трехслойной вес утеплителя на покрытии здания . Вес конструкции пола на всех перекрытиях в соответствии с табл. 1 –
Нормативная снеговая нагрузка для города Столбцы (II снеговой район) qk5 = 12 кНм2 нормативная временная (полезная) нагрузка на сборное междуэтажное перекрытие q k6 = 78 кНм2.
Сечение колонн всех этажей здания в первом приближении назначаем 3030 см.
Для определения длины колонны первого этажа Hс1 принимаем расстояние от уровня чистого пола до обреза фундамента hф=015м.
Тогда Hс1= Hfl+hф = 36 + 015= 375 м.
2. Подсчет нагрузок.
Типовые колонны многоэтажных зданий имеют разрезку через 2 этажа следовательно неообходимо выполнять расчет ствола колонны для 1-го и 2-го этажей.
Подсчет нагрузок на колонну 1-го и 2-го этажа выполняем в виде табл. 2.
Таблица 3.1. Подсчёт нагрузок на колонну 1 – го этажа
Наименование и подсчет нагрузок
Величина нагрузок на колонну
Нагрузка от конструкций покрытий и перекрытий:
Нагрузка от собственного веса колон всех этажей:
Временная нагрузка на перекрытиях над 1–8 этажами:
Снеговая нагрузка на покрытие:
Принимая в качестве доминирующей временную нагрузку на перекрытие расчетная продольная сила основной комбинации от действия постоянных и временных нагрузок будет равна:
– на колонну первого этажа
Расчетная продольная сила вызванная действием постоянных нагрузок:
3. Расчет колонны на прочность.
3.1 Определение размеров сечения колонны.
При продольной сжимающей силе приложенной со случайным эксцентриситетом () и при гибкости расчёт сжатых элементов с симметричным армированием разрешается производить из условий 7.22 [1].
где: - коэффициент учитывающий влияние продольного изгиба и случайных эксцентриситетов.
Заменив величину через условие 7.22 [1]примет вид:
Необходимая площадь сечения колонны без учёта влияния продольного изгиба и случайных эксцентриситетов т.е. при и эффективном значении коэффициента продольного армирования для колонны 1-ого этажа из условия будет равна:
Принимаем квадратное сечение колонны размером . Тогда .
3.2 Расчёт продольного армирования колонны первого этажа.
Величина случайного эксцентриситета:
Расчётная длина колонны
Условная расчётная длина колонны
- предельное значение ползучести бетона допускается принимать равным 20
Тогда гибкость колонны
По табл. 3–2 прил.3 находим .
Необходимое сечение продольной арматуры
В качестве поперечной арматуры для армирования колонны принимаем стержни 8 мм (см. табл.4-2 прилож.4) из стали класса S500 см с шагом 50 см.
4.Расчет консоли колонны.
Консоль колонны воспринимает поперечную силу ригеля от одного междуэтажного перекрытия. Наибольшая поперечная сила в данном примере действует на опоре B слева и равна (рис 3г).
4.1. Конструирование консоли.
Минимально допустимая длина площади опирания ригеля из условия прочности бетона на смятие (рис. 7 ).
где: - ширина ригеля.
Принимаем расстояние от торца сборного ригеля до грани колонны тогда требуемый вылет консоли равен:
С учетом возможной неравномерности распределения давления по опорной поверхности а также неточности при монтаже принимаем . При предварительно принятом требуемая рабочая высота консоли у грани колонны из условия прочности наклонного сечения по сжатой полосе может быть определена как:
Полную высоту консоли у её основания принимаем .
Условие выполняется и данная консоль относится к короткой.
Нижняя грань консоли у ее основания наклонена под углом 450 (рис.7) поэтому высота свободного конца консоли:
Расчёт внецентренно нагруженного фундамента
1 Исходные данные для проектирования
Расчет выполняем на наиболее опасную комбинацию расчетных усилий в сечении 4.
По таблице 5.2 [3] принимаем класс ответственности по условиям эксплуатации ХC2 и бетон класса С1215.
Определим расчетные характеристики для бетона С1215:
- нормативное сопротивление бетона на осевое сжатие ;
- расчетное сопротивление бетона сжатию для первой группы предельных состояний составит
- расчетное сопротивление бетона на растяжение для первой группы предельных состояний
- модуль упругости бетона определяем по таблице 6.2 1. В зависимости от марки смеси по удобоукладываемости он составит (П1 П2) для бетонов естественного твердения но согласно примечанию окончательно модуль упругости для бетонов подвергнутых тепловой обработке бетона составит:
- по таблице 6.5 [3] для сварных каркасов.
Для армирования фундамента принимаем продольную арматуру S500. Расчетное сопротивление арматуры S500 растяжению по таблице 6.5 [3] составит;
Армирование колонны 940 S500 ().
Расчетное сопротивление грунта – R =34 МПа.
Минимальная глубина заложения фундамента 2 м.
Средний вес тела фундамента и грунта на его ступенях –.
Верх фундамента на отметке -0150 мм.
2 Определение площади подошвы фундамента.
При определении размеров подошвы фундамента расчетное усилие принимается F=1.0
где fm= 135 – усредненный коэффициент безопасности по нагрузке.
Площадь подошвы фундамента.
А=Nsd(R-m·Hf)= 89493(280-20·18)=367 м2
где Hf=1.8 м – глубина заложения фундамента.
Центрально нагруженные фундаменты принимаются квадратными в плане
Принимаем квадратный в плане фундамент со сторонами аf=bf=2 м.
Площадь подошвы фундамента Аf= аf· bf=2·2=4 м2.
Расчетное давление грунта на подошву фундамента
p= NsdАf= 894934= 22373 Нм2=0224 Нмм2.
Расстояние от края колонны до края фундамента
l3= (аf –hcol)2 = (2-03)2 = 085 м= 850 мм.
Рабочая высота фундамента
d=12· = 12· = 32593 мм.
Тогда полная высота фундамента должна быть не менее
Hf= df+cпот+=32593+80+40=44596 мм
Требуемая длина lbd анкеровки арматуры колонны в стакане фундамента составляет 987мм.
Тогда минимальная глубина заделки колонны в стакане составит
Глубина стакана hglпринимаем равной 1050 мм т.е. на 50 мм больше требуемой глубины заделки колонны.
С учетом того что минимальная толщина дна стакана должна быть не менее 200 мм конструктивная высота фундамента должна быть не менее
Hfmin = hcol+200= 1050+200=1250 мм.
Окончательно принимаем полную высоту фундамента (кратно 100мм) равной 1300 мм что более требуемой по условию прочности на продавливание (325.28).
Назначаем размер толщины стенки стакана поверху равным 275мм. Тогда с учетом величины зазора между стенкой стакана и гранью колонны (75мм) размер подколонника фундамента составит:
hпк= hcol + 2·(225+75) = 300+2·(225+75)=900 мм
Вылет консоли плитной части фундамента м
где аf – размер подошвы фундамента м.
Рабочая высота плитной части фундамента
dpl = 1.2· = 12· =11504 мм
где p – расчетное давление грунта на подошву фундамента кНм2.
Тогда общая высота плитной части фундамента
hpl = dpl + cпот + = 11504+80+40=23504 мм.
Принимаем общую высоту плитной части hpl = 03 м
3 Расчет и конструирование сеток фундамента
Рабочая высота фундамента d = 1300-100=1200 мм.
Рабочая высота плитной части d= 300-100=200мм.
Изгибающий момент в сечении фундамента расположенном по грани подколонника равен
М= = (224·2·0852)2 = 16184 кНм;
Площадь сечения арматуры
Коэффициент армирования
p1= = =0000299 > pmin
p2= = =000179 > pmin
В пределах средней части ширины фундамента равной 03·аf = 06 м должно выполняться условие
Из сопоставления полученных коэффициентов армирования можно сделать вывод что определяющим является расчет по прочности плитной части фундамента.
Принимаем сетку из стержней 720 класса S500 c шагом 200 мм. Фактическая площадь стержней одного направления составляет 2199 см2. Рабочая высота сетки dxв х-направлении (нижнее направление) равна 358мм а рабочая высота dycетки в y-направлении (верхнее направление) равна 342 мм.
Список использованных источников
СНБ 5.03.01-02 Бетонные и железобетонные конструкции. Министерство архитектуры и строительства Республики Беларусь Минск 2003
Пецольд Т.М. Тур В.В. «Железобетонные конструкции основы теории расчета и конструирования» БГТУ 2003.
Волик А.Р. «Методические указания к выполнению курсового проекта по железобетонным конструкциям. Электронный вариант.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс.–М.: Стройиздат 1991.–767с.
СНиП 2.01.07-85 Нагрузки и воздействия.