Проект многоэтажного промышленного здания из железобетонных конструкций

СНиП II-22-81 (1995).doc

. .. .. ÷ ( . .. ÷).
÷ ): 4 7 10 15 25 35 50 ( ÷
— ); 75 100 125 150 200 (
0 500 600 800 1000 ( ÷ — ÷
— 50 75 100 150 200 250 300 350 400;
— 25 35 50 75 100 150 200
÷ — 15 25 35 50 75 100 150;
— 15 25 35 50 75 100;
— 150 200 250 300 400.
) ÷ — 4 10 25 50 75 100.
-I -II -I ( ÷ .3.19).
180 — 78 8462 — 75.
0 — 4 028(025(023(02(2012(
0 ø 4(40)35(33(30)25(220(217(1
Rt020201010100000000
Rtb040302020101010000
Rtw(4)(3)5 (2)6 2 (1)7 5
Rsq100806050403020100
Rt 02(2018(016(014(012(01(1
Rtw0) 18) 16) 14) 12) 0)
Rtb027(025(023(02(2018(016(
÷ 12001000750 500 350
÷ 1000750 500 350 200
÷ 750 500 350 350 200
÷ 500 500 350 350 200
( 28 ø l0h ( 8 (. . 4.2)
[pic[pic15001000750 500 350 200 100
l0 = 15H l0 = 125H (.
÷ hc = h — 2e0. ÷ ( e0 >
5y) c = 2( - e0)b h = 2( - e0)
h; bc = 2b c = 4ch b h b - ÷
eb > 07 cb eh > 07 ch ÷
d = 15 - 05 ( — ÷ ÷
Q ( (Rsq + 08 n((0) A (23)
÷ ( ÷ e0 > 017 h) ÷
) ( (1 g . 4.2 — 4.7
[pic] 01 ÷ (10) — (13)
Rsk = R + [pic] (27)
Rsk1 = R1 + [pic]. (28)
N ( mg (1 Rskb Ac w (29)
N ( mg (1 Rskb A (1- [pic]) w (30)
Rskb = R + [pic] (31)
Rskb = R1 + [pic][pic]. (32)
( ÷ 0 >017h) (h >15 (i >53
) 22 - 32 — 10%; 33 - 48
17. ø ( = Hh ( H — h —
hred = 35 i i = [pic].
30. ÷ (. . 4.21 — 4.29)
N (. nRbAn + RAk (52)
) 3s ( > 2s (. 15) ø
( ( 02 (20) ( > 025 (25)
— 35; 5; 75; 125; 15; 20; 25; 30;
— 2; 25; 35; 5; 75; 125; 15; 20;
÷ - 1; 2; 25; 35; 5; 75; 125;
— 1; 2; 25; 35; 5; 75;
— 125; 15; 20; 825; 30».
: «30; 25; 20; 15; 125; 75; 5;
180 — 78 8462 — 75».
: «200» «15»; «150» «125»; «100»
«75»; «75» «5»; «50» «35»; «35» «25».
«100 ø» «75 ø» «75» «5» «50» «35» «35»

Кладка.docx

6 РАСЧЕТ НАРУЖНОЙ СТЕНЫ
1 Расчет прочности простенка 1-го этажа
1.1 Определение усилий
Находим нагрузку от собственного веса плиты:
F1=γf2bст18=1122905118=586 кН;
F2=γfHэтb-hок.прbок.пр(ст+002)18=
=11543-2915051+00218=1171 кН;
Рисунок 6.1 – Схема расположения оконных проемов
участка стены между низом опирания ригеля и верхом оконного проема (H3=07):
F3=γfH3b(ст+002)18=11073051+00218=
участка стены от верха оконного проема вниз на высоту (H4=Hэт3--H3=543-07=11 м):
F4=γfH4(ст+002)bпр18=1111051+0021518=
Нагрузка на стену передаваемая ригелями:
F5=NSd1-nэтNSdкол2=2200-424842=1050 кН
где NSd1 - расчетные нагрузки на колонну 1-го этажа (NSd1=2200 кН);
nэт – количество этажей;
NSdкол - расчетная нагрузка от собственного веса колонны (NSdкол=
Продольная сила в сечении 1-1:
N1=F1+nэтF2+F3+F5=586+41171+213+1050=
Рисунок 6.2 – Конструктивная и расчетная схемы стены
Продольная сила в сечении 2-2:
N2=N1+F4=1600+162=16162 кН;
Изгибающие моменты от ригеля:
Fпер=Qd2+Gd22=432+16672=300 кН
где Qd2 - суммарная расчетная нагрузка от перекрытия (Qd2=432 кН).
момент в уровне опирания ригеля при глубине заделки c=25 см (с3=7 см):
M=Fперст2-007=300(0512-007)=554 кНм;
момент в сечении 1-1:
M1=M(1-07Hэт)=554(1-0754)=482 кНм;
момент в сечении 2-2:
M2=M(Hэт-Hэт3)Hэт=23M=25543=369 кНм.
1.1 Проверка прочности простенка
Площадь сечения простенка:
A=стbпрост=05114=0714 м2.
Расчетная высота стены (=1):
l0=09Hэт=0954=486 м.
α=1000 - упругая характеристика кладки;
Коэффициент продольного изгиба в сечении 2-2:
Коэффициент продольного изгиба в сечении 1-1:
φ1=φ21-φ2(Hэт3-07)Hэт3=089321-08932(543-07)543=09585.
Проверка прочности сечения 1-1:
e0=M1N1=4821600=003 м;
φ'=φ1+φc2=09585+0842=08992;
NRd=φ'RAc=089923103063112=1900 кН.
NRd=1900 кН>N1=1600 кН принимаем сетчатое армирование горизонтальных швов.
Проверка прочности сечения 2-2:
e0=M2N2=36916162=0023 м;
λhc=Hэтhc=540464=1163;
φ'=φ2+φc2=08932+084872=0871;
NRd=φ'RAc=08713103065109=1851 кН.
NRd=1851 кН>N1=16162 кН принимаем сетчатое армирование горизонтальных швов.
1.1 Расчет сетчатого армирования простенка
Назначаем диаметр сеток ∅6 мм.
fyd'=γcsfyd=0752182=164 МПа;
fyk'=γcsfyk=07516=12 МПа;
где γcs – коэффициент условий работы кладки (табл.14 СНиП).
Площадь одного стержня сетки Ast=0283 см2.
Требуемое расчетное сопротивление кладки:
Rтр=N2φ'Ac=161621030871065109=252 МПа;
fyквтр≥Rтр=252 МПа2R=213=26 МПа.
Максимальный процент армирования:
max=50R(1-2e0ст05)γcsfyd=5013(1-2002305105)164=029%.
Требуемый процент армирования:
тр=50(Rтр-R)(1-2e0ст05)γcsfyd=50(252-13)1-2002305105164=03%.
Расстояние между стержнями в сетке:
c=200Astтрs=20002830375=25 см.
Подбираем ячейки сетки:
=200Astcs=20002832575=03%.
Временное сопротивление сжатию армированной кладки:
Rsku=2R+2fyk100=213+21603100=27 МПа.
Упругая характеристика кладки с сетчатым армированием:
αsk=2RαRsku=213100027=964.
Коэффициент продольного изгиба: при λh=09Hэтст=0954051=953 φ=08885;
при λhc=Hэтhc=540464=1163 φс=08487;
φ1=φ+φс2=08885+084872=08686.
Фактическое расчетное сопротивление армированной кладки:
Rskb=R+2fydγcs1001-2e005ст=13+2031641001-2002305051=245 МПа.
Rskb=245 МПа2R=26 МПа.
Несущая способность простенка:
N2=1616 кНφ1RskbAc=08686245103065109=16933 кН.
Проверка толщины стены из условия предельной гибкости
Выделяем полосу стены шириной bпрост+15=14+15=29 м=b.
Ab=bст=29051=148 м2;
An=b-15ст=29-15051=0714 м2;
Тогда поправочный коэффициент k=AnAb=0714148=0695.
Hэт ст=54051=106k=069522=1529.
3 Расчет узла опирания ригеля на простенок
3.1 Проверка прочности кладки на местное сжатие
Нагрузка передаваемая ригелем на стену:
Fпер=Qd2+Gd22=432+16672=300 кН.
Ac=cbmb=025025=00625 м2=625 см2
где c - глубина заделки ригеля в стену (c=250 мм);
bmb - ширина ригеля.
Ap=Ac+2cст=00625+2025051=03175 м2=3175 см2.
=1721=20 условие выполняется.
Расчетное сопротивление кладки:
Rc=R=17213=2236 МПа.
Fпер=300 кН≤dRcAc=05125223610300625=873 кН.
Так как условие не выполняется. То повышаем несущую способность опорного узла при помощи распределительной плиты.
3.2 Определение размеров распределительной плиты
Длина плиты спл=250 мм.
Решаем уравнение: (определяем ширину плиты)
cпл3bпл3+2стcпл3bпл2=FперdR3
53bпл3+20510253bпл2=30010-30625133
Решив уравнение получим bпл=125 м.
Определяем высоту плиты:
hпл=bпл-bmb2=(125-025)2=05 м=50 см>15 см.
Ac=cbпл=025125=03125 м2=3125 см2
Ap=Ac+2cст=03125+2025051=05675 м2=5675 см2.
=3ApAc=356753125=122
=1221=20 условие выполняется.
Rc=R=12213=1586 МПа.
Fпер=300 кН≤dRcAc=05125158610303125=310 кН.
Условие выполняется.
3.3 Проверка длины опирания ригеля
a0=1125a1=112583=93 см;
=Fпер2a0bmb=30010-320093025=645 МПа;
az0=4Fперa10bmb-a1=430010-30083645025-0083=0166 м;
Максимальное напряжение:
max=2Fперa1bmb-0a1+az0a1=230010-30083025-6450083+01660083=
max=955 МПа≤08kR=08122213=254 МПа.
Условие не выполняется следовательно узел дб армирован.
3.4 Расчет опорного узла на центральное сжатие
Суммарная площадь сечения:
A=cbmb+2cст=025025+2025051=03175 м2=3175 см2.
Площадь опирания жб элемента:
Ab=cbmb=025025=00625 м2=625 см2;
q=1-23AbA-01=1-230062503175-01=0935>08.
Несущая способность опорного узла:
Fпер=300 кН≤qRA=09351310303175=386 кН.
N=2F1+nэт+F2+F5=2586+41171+1050=3154 кН;
Ns=MHэт+001N=55454+0013154=418 кН.
Принимаем анкер из арматуры S240 для которой fyd=2182 МПа.
Требуемая площадь поперечного сечения анкера:
As=Nsfyd=4182182=19210-4 м2=192 см2.
Принимаем 2∅12 мм As=226 см2.
Анкеры приварены к закладным деталям ригеля четырм сварными швами длиной: lw=100 мм.
Катет шва kf=4 мм>∅4=124=3 мм.
Принимаем электрод Э-42 тогда Rwf=180 МПа.
Несущая способность сварных швов:
Fw=4γcγwfkfRwflw-001=41110000418010301-001=
Fw=2851 кН>Ns=418 кН условие выполняется следовательно крепления анкеров к ригелю обеспечена.
Среднее напряжение в уровне расположения анкера:
ср=09N3ст=0931543051=186 МПа.
Принимаем глубину заделки анкера в кладке a=038 м.
Расчетное сопротивление кладки срезу Rsq=016 МПа (для марки раствора М25 по перевязанному сечению для кладки из камней правильной формы).
Длина поперечного стержня анкеровки:
la=Ns2aRsq+0807ср-a=
=4182038(016103+0807186103)-038=-033м.
Принимаем конструктивно la=02+2025=07 м.

Рисунки.dwg

Таблица 18.docx

Коэффициент продольного изгиба при упругих характеристиках кладки
Примечания: 1. Коэффициент при промежуточных величинах гибкостей определяется по интерполяции.
Коэффициент для отношений превышающих предельные (пп. 6.18 — 6.20) следует принимать при определении c (п. 4.7) в случае расчета на внецентренное сжатие с большими эксцентриситетами.
Для кладки с сетчатым армированием величины упругих характеристик определяемые по формуле (4) могут быть менее 200.

Пояснительная записка 4-й и 5-й пункт.docx

4 РАСЧЕТ КОЛОННЫ И ЕЕ ЭЛЕМЕНТОВ
1 Расчетно-конструктивная схема
Колонны первого а при наличии подвала – подвального этажа рассматриваются как стойки с жестким защемлением в фундаменте и шарнирно-неподвижным закреплением в уровне междуэтажного перекрытия. Расчетная длина для такой схемы закрепления принимается от обреза фундамента до оси ригеля с коэффициентом 07. Колонны остальных этажей рассчитываются как стойки с шарнирно-неподвижным опиранием в уровнях перекрытий с расчетной длиной l0=H где Н – высота этажа.
Стыки колонн устраиваются в каждом этаже или через этаж. Ригели опираются на консоли колонн. Стык ригеля с колонной предусматривается жестким. Ввиду того что жесткость ригеля выше жесткости колонн влияние изгибающих моментов на несущую способность колонн незначительно.
2 Конструирование колонны
Подсчет нагрузок действующих на колонну от покрытия и перекрытия приведен в таблицах 4.1 и 4.2 соответственно. Здание четырехэтажное с подвалом высота этажа 54 м высота подвала 24 м; нормативная полезная нагрузка 50 кНм2 в том числе длительно действующие 15 кНм грузовая площадь 36 м2.
Т а б л и ц а 4.1 – Нагрузки на колонну передаваемые с покрытия
Слой гравия на битумной мастике
Гидроизоляционный ковер
Цементно-песчаная стяжка
Утеплитель γ=4 кНм3; =150 мм
Ригель (b = 25 см h = 60 см)
В том числе длительная
Т а б л и ц а 4.2 – Нагрузки на колонну передаваемые с перекрытия
Стационарное оборудование
Вес людей и материалов
Нагрузка от собственного веса колонны в пределах этажа при предварительно принятых размерах ее сечения 04×04 м и объемном весе железобетона 25 кНм составит: нормативная 04045425=216 кН; расчетная 216115 =
=2484 кН; в подвале – соответственно 96 и 1104 кН.
По полученным данным вычисляем нагрузки на колонны каждого этажа (таблица 4.3). В качестве доминирующей временной нагрузки принимаем нагрузку на перекрытие. Тогда расчетная продольная сила определяется по второму основному сочетанию:
NSd=jγfjGkj+γfiQk2+01γfiQk1
NSdlt=jγfjGkj+γfiQklt2+01γfiQklt1
Здесь 01=07 - коэффициент сочетания для снеговой нагрузки.
Т а б л и ц а 4.3 – Расчетные нагрузки на колонны
Полная расчетная нагрузка NSd
В том числе длительно действующая NSdlt
Расчетные нагрузки при γf>1
NSd4=24792+2484+81=354
NSd3=24792+22484+1616+270+
NSd2=24792+32484+21616+2270+
NSd1=24792+42484+31616+3270+
NSdп=24792+42484+1104+41616+
Расчетные нагрузки при γf=1
NSkп=18364+4216+96+41197+
Колонны прямоугольного поперечного сечения нагруженные продольной сжимающей силой приложенной со случайным эксцентриситетом (e0=ea) и при гибкости λ=leffh≤24 и симметричном армировании разрешается рассчитывать по условию
NSd≤NRd=φ(αfcdAc+fydAstot) (4.1)
Расчет колонны подвала.
NSdп=2810 кН l0=07Hп=0724=168 м. Принимаем бетон класса C1620 fcd=107 МПа арматура S400 fyd=365 МПа ρ=001 тогда
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=213010-31(1107+001365)=01489 м2=1489 см2.
Принимаем b×h=40×40 см тогда Ac=1600 см2.
Случайный эксцентриситет ea=20 мм.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+05153121302=172.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=168172=22 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=2204=551.
Относительная величина случайного эксцентриситета:
По λ и eah интерполируя определяем φ=08867.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=1365213010-308867-1107016=1913 см2.
Принимаем 4∅28 мм Astot=2463 см2.
Процент армирования ρ=AstotAc100%=24631600100=154%.
Расчет колонны 1-го этажа.
NSd1=1700 кН l0=H=54 м. Принимаем бетон класса C1620 fcd=
=107 МПа арматура S400 fyd=365 МПа ρ=001 тогда
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=170010-31(1107+001365)=01188 м2=1188 см2.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+05128717002=176.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=54176=716 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=71604=179.
По λ и eah интерполируя определяем φ=08281.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=1365170010-3082281-1107016=952 см2.
Принимаем 4∅18 мм Astot=1017 см2.
Процент армирования ρ=AstotAc100%=10171600100=064%.
Расчет колонны 2-го этажа.
NSd2=1242 кН l0=H=54 м. Принимаем бетон класса C1215 fcd=
=8 МПа арматура S400 fyd=365 МПа ρ=001 тогда
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=124210-31(18+001365)=01042 м2=1042 см2.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+0592712422=163.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=54163=69 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=6904=1725.
По λ и eah интерполируя определяем φ=08275.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=1365124210-308275-18016=607 см2.
Принимаем 4∅16 мм Astot=804 см2.
Процент армирования ρ=AstotAc100%=8041600100=051%.
Расчет колонны 3-го этажа.
NSd3=867 кН l0=H=54 м. Принимаем бетон класса C1215 fcd=
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=86710-31(18+001365)=0054 м2=54 см2.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+055578672=168.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=54168=70 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=7004=1747.
По λ и eah интерполируя определяем φ=08253.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=136586710-308253-18016=-343 см2.
Принимаем 4∅12 мм Astot=452 см2.
Процент армирования ρ=AstotAc100%=4521600100=0034%.
Расчет колонны 4-го этажа.
NSd4=354 кН l0=H=54 м. Принимаем бетон класса C1215 fcd=
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=35410-31(18+001365)=00304 м2=304 см2.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+0529713542=184.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=54184=732 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=73204=1831.
По λ и eah интерполируя определяем φ=08154.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=136535410-308154-18016=-2326 см2.
4 Расчет консоли колонны
Для опирания ригелей балочных перекрытий в колоннах предусматривают короткие консоли скошенные под углом = 45 (рисунок 4.1). Ширина консоли bc назначается равной ширине колонны а вылет lc – исходя из удобства размещения закладных деталей для крепления ригеля и необходимой длины сварных швов.
Рисунок 4.1 – Расчетная схема для короткой консоли
Минимально допустимая длина площади опирания ригеля из условия прочности бетона на смятие:
lsup=VSdαfcdbbm=27010-31133025=0081 м=8 см.
Требуемый вылет консоли:
Если принять =zd=095 то требуемая высота консоли у грани колонны из условия прочности наклонного сечения по сжатой полосе:
d≥VSd025αfcdbc=27010-3025095113304=021 м=21 см.
Тогда полная высота консоли у ее основания hc=d+c=21+3=
Высота свободного конца консоли:
hc1=hc-lctg450=24-131=11 см.
Изгибающий момент в опорном сечении:
MSd=VSda=VSdlc-lsup2=270013-082=244 кНм.
αm=125MSdαfcdbcd2=12524410-31133040212=0126.
=05+025-αmc0=05+025-0126081=0807.
Площадь продольной арматуры:
As=125MSdfydd=12524410-34640807021=0000391 м2=391 см2.
Поперечные стержни устанавливают у двух боковых граней консоли с шагом не более hc4=4004=100 мм и не более 150 мм.
Площадь сечения отогнутой арматуры определяют по эффективному коэффициенту поперечного армирования Asinc=ρminbcd=000204
1=0000171 м2=171 см2.
Рисунок 4.2 – Армирование консолей колонн
5 Расчет стыка колонн
Рисунок 4.3 – Стык колонн с ванной сваркой выпусков арматуры
Размеры сечения подрезки можно принять равными 14 размера стороны поперечного сечения колонны:
b1=bc4=4004=100 мм; h1=hc4=4004=100 мм;
Площадь части сечения колонны ограниченная осями крайних стержней сетки косвенного армирования:
Aeff=bc-2c1hc-2c1-4b1+c2-c1h1+c2-c1=
=04-200204-2002-401+001-00201+001-002=
Площадь распределительного листа:
Ac0=bchc-4b1h1=0404-40101=012 м2.
Расчетное сопротивление бетона смятию:
fcud=uαfcd=0911133=119 МПа
где u=1+kukffctdfcdAc1Ac0-1=1+141113300972012-1=091≤
ku=08fcdfctd=081331=107≤14.
Приведенное расчетное сопротивление смятию:
fcudeff=fcud+φ0ρxyfydxyφs=119+007108984640172=
Здесь φ0 - коэффициент эффективности косвенного армирования
φ0=1023+=1023+141=0071;
ρxy - коэффициент армирования
Принимаем ∅12 мм As=1131 см2 количество стержней n = 10.
φs - коэффициент учитывающий влияние арматуры сеток
φs=45-35Ac0Aeff=45-3501200972=0172.
Принимаем радиус инерции арматурного стержня i=∅4=2547 мм. Длина выпусков арматуры l0=290 мм тогда гибкость выпусков арматуры:
По гибкости и классу арматуры определяем φ=0915.
NRd1=075fcudeffAc0=075161103012=1444 кН;
NRd2=05φ1fydAstot=05091546410310113110-4=2352 кН;
NSd=NSdп-4Qd2=2130-4270=1050 кНNRd1+NRd2=1444+
Условие выполняется.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
1 Определение размеров подошвы
Площадь подошвы фундамента:
Аф=NSkR0-γmH=1346025103-2041=801 м2
где NSk- расчетная нагрузка с γf=1 действующая на фундамент в уровне обреза (NSk=1346 кН); γm - среднее значение удельного веса материала фундамента и грунта на его уступах (γm=20 кНм3); H – глубина заложения фундамента (H=17+24 = 41 м).
Тогда размер подошвы фундамента в плане a=Aф=801=283 м принимаем a = 30 м.
2 Расчет тела фундамента
Расчет тела фундамента заключается в определении его высоты количества и размеров ступеней подбора рабочей арматуры подошвы фундамента.
2.1 Определение высоты
Для назначения высоты фундамента определим толщину дна стакана из условия прочности на продавливание:
A=225NSd+045a2k100ρlfck13=225314213010-3+
+04531430215(100000520)13=557 МН;
B=6hcNSd+06hca2k100ρlfck13=604213010-3+
+060430215(100000520)13=124 МНм;
C=-a2-hc2NSd=-302-042213010-3=-178 МНм2;
d≥-B+B2-4AC2A=-124+1242-4557(-178)2557=055 м.
Полная высота фундамента определяется суммой толщины дна стакана защитного слоя бетона глубины заделки колонны в фундамент и подливки: hmin=055+008+04+005=108 м. Принимаем высоту фундамента h=120 м.
Рисунок 5.1 - Принятое поперечное сечение фундамента
2.2 Расчет на раскалывание
Площадь вертикального сечения за вычетом площади стакана:
A1=30045+21045+0903-05+0552045=203 м2.
γ1A1αfctd=20751320311103=3948 кН>NSdп=2130 кН.
Прочность на раскалывание обеспечена.
2.3 Проверка прочности нижней ступени
Прочность обеспечена если выполняется условие
где Vsd- поперечная сила от отпора грунта определяется как
Vsd=pl-linccrb. Здесь l - величина выноса нижней ступени
b – ширина подошвы фундамента b=a=30 м;
p=NSda2=2130302=2367 кНм2;
Тогда Vsd=2367045-03630=639 кН.
VRd - наибольшая поперечная сила которую может воспринять бетон нижней ступени
VRd=с3αfctdd1b=061110303630=648 кН.
VRd=648 кН>Vsd=1405 кН прочность обеспечена.
Рисунок 5.2 – Проверка прочности нижней ступени на действие поперечной силы
Определим периметр вышележащей (второй) ступени: 4a1=421=84 м. Так как 84 м>11d1=11036=396 м то расчет нижней ступени на продавливание не производится.
Принятые размеры фундамента удовлетворяют условиям прочности.
Для расчета площади арматуры подошвы фундамента определим изгибающие моменты в сечениях I–I III–III.
999453810 l1=(a-a1)2
Рисунок 5.3 – Схема к расчету арматуры фундамента
MI-I=0125p(a-a1)2b=01252367 (3-21)23=719 кНм;
MII-II=0125p(a-a2)2b=01252367 (3-09)23=3914 кНм;
MIII-III=0125p(a-hc)2b=01252367 (3-04)23=600 кНм;
Требуемая площадь арматуры:
As1=MI-I09d1fyd=71909036464=6110-4 м2=61 см2;
As2=MII-II09d2fyd=391409081464=147610-4 м2=1476 см2;
As3=MIII-III09dfyd=60009096464=371210-4 м2=3712 см2;
Фундамент - квадратный в плане поэтому в каждом из двух направлений принимаем 20∅16 мм класс арматуры S500 As=4012 см2>As3max=
=3712 см2 шаг стержней s=160 мм.
Маркировка по ГОСТ 23279-85
С16S500-16016S500-1603000×30007575
2.5 Проверка прочности дна стакана на продавливание
Рабочая высота дна стакана:
d=h-c-hc-005=12-009-04-005=066 м.
Длина критического периметра:
u=4hc+3d=404+3314066=782 м.
Площадь внутри расчетного критического периметра:
=042+40415066+314(15066)2=482 м2.
VSd=NSd-NSda2Ap=2130-2130302482=9885 кН.
Погонная поперечная сила:
vSd=VSdu=19885782=1264 кНм.
Расчетный коэффициент армирования:
k=1+200d=1+200960=155.
Допускаемая расчетная поперечная сила:
vRdc=015k100ρlfck13d=015155100000372013096=
=02995 МН=2995 кНм что больше vSd=1264 кНм.
Прочность обеспечена.

Титульник.docx

Министерство образования Республики Беларусь
Учреждение образования
«Белорусский государственный университет транспорта»
Факультет «Промышленное и гражданское строительство»
Кафедра «Строительные конструкции основания и фундаменты»
По дисциплине «Железобетонные конструкции»
На тему «Проектирование одноэтажного промышленного здания из сборного железобетона»
студент группы ПС-41

Компоновочная схема.dwg

Эпюры (2).dwg

Рисунок 7.6 - Огибающие эпюры изгибающих моментовn и эпюра материалов второстепенной балки

1-й пункт.docx

1 КОМПОНОВКА ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
Рисунок 1.1 – Компоновочная схема раскладки плит перекрытий
с поперечным расположением ригелей
Рисунок 1.2 – Компоновочная схема раскладки плит перекрытий
с продольным расположением ригелей
ПОДБОР ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ
Плиты опираются свободно одним концом на ригель другим – на ригель или стену. Расчётный пролёт принимаем равным расстоянию между центрами опорных площадок. Нагрузки складываются из постойных и временных в том числе кратковременно и длительно действующих.
Нагрузки складываются из постоянных и переменных. Переменные могут быть кратковременно и длительно действующими.
Таблица 2.1-Нагрузки на плиту перекрытия
Наименование нагрузки
Стационарное оборудование.
Все люди и материалы
2 Назначение марки плиты
Марку плиты перекрытия выбираем по каталогу или серии учитывая полную расчетную нагрузку (11145 кгсм2). Выбираем ребристую плиту ИП5-2 с размерами: l=5950 мм b=1485 мм расход стали – 78 кг объём бетона – 095 м3 масса – 24 т.
1 Сбор нагрузок и подбор сечения
При расчете ригеля необходимо нагрузку распределенную по площади перекрытия (см. таблицу 2.1) собрать в распределенную по длине ригеля. Для этого её умножаем на грузовую ширину ригеля которая равна шагу ригелей:
Примерные размеры сечения:
q=qполнb=11145 6=6687 (кНм);
M=ql28=6687368=300915 (кНм).
d=1853Mfcd =1853300915103133106 = 0523(м); fcd=fck15=2015=133 (МПа) т.к. C2025.
b=d24=052324=0218 (м).
где М – расчётный изгибающий момент для свободно опёртой балки наибольшего из пролётов без учёта нагрузки от её собственного веса.
fcd – расчетная прочность бетона.
h=d+003 005=0523+005=0573 (м).
Принимаем h=060 м; b=025 м.
Нагрузка от собственного веса ригеля:
g=25hb=2506025=375 (кНм).
где b и h – принятая ширина и высота сечения.
Нагрузки действующие на ригель сводим в табличную форму (таблица 3.1).
Таблица 3.1 –Нагрузки действующие на ригель
Ригель(b=25см; h=60см)
2 Статический расчет
Изгибающие моменты в пролетном и опорном сечениях определяются по формуле:
где и – табличные коэффициенты зависящие от характера загружения неразрезной балки (приведены в приложении Б); g и p – соответственно величины постоянной и переменной равномерно распределенных нагрузок; l – пролет ригеля (для опорного момента – наибольший из примыкающих к опоре).
Расчет с помощью таблиц разрешается для балок пролеты которых равны или отличаются друг от друга не более чем на 10 %.
В таблице 3.2 приведены результаты определения максимальных моментов на опорах и серединах пролетов для четырехпролетного ригеля при g = 2693 кНм p = =45 кНм l = 6 м. Вычисления их проводились по формуле (3.3).
– для опоры В при первом варианте загружения
MB=-01252693+01254562=-3237 кНм;
– для середины первого пролета при первом варианте загружения
M1=0072693+0074562=1813 кНм;
– для середины второго пролета при первом варианте загружения
M2=0072693+0074562=1813 кНм.
– для опоры В при втором варианте загружения
MB=-01252693+00634562=-2232 кНм;
– для середины первого пролета при втором варианте загружения
M1=0072693+00964562=2234 кНм;
– для середины второго пролета при втором варианте загружения
M2=0072693-00254562=274 кНм.
Т а б л и ц а 3.2 – Максимальные изгибающие моменты в ригеле
3 Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил
Огибающие эпюры усилий дают полное представление о работе ригеля и позволяют решать задачи о поперечном армировании и обрыве стержней если они выполняются графически.
Изгибающие моменты в любом сечении M(x) определяются по формуле:
Mx=M0-Msupl1--Msupr (3.4)
где M0 - момент в свободно опертой балке. Для равномерно распределенной нагрузки
Msup = xl – относительное расстояние а
Формула или обозначения
Результаты вычислений
Vм=(Msupr - Msupl)l кН
Mlt = Msupl(1 - ) кН*м
M = ql2(1 - )2 - Mlt - Mrt кН*м
V = ql(1 - )2 - Vм кН*м
х – расстояние от левой опоры до расчетного сечения.
Поперечные силы V(x) определяются по формуле:
V(x)=g+p2l1-2-Msupr-Msupll (3.6)
Т а б л и ц а 3.3 – Вычисление М и V при загружении № 1 [(g + p) – (g+p)]
Т а б л и ц а 3.4 – Вычисление М и V при загружении № 2 [(g + p) – g]
Т а б л и ц а 3.5 – Сводная таблица М и V
Расстояние сечения от опоры = xl
Рисунок 3.1 – Эпюры моментов и поперечных сил и их огибающие.
4 Конструктивный расчет
4.1 Подбор продольной арматуры и расчет
несущей способности ригеля
Учитывая симметрию конструкции и перераспределение (выравнивание) опорных моментов арматуру подбирают для первого и второго пролетов и первой промежуточной опоры по максимальным изгибающим моментам растягивающим верхние и нижние волокна бетонного сечения.
Расчет будем производить по методу предельных усилий (альтернативная модель). Предварительно назначим величину c = 40 .60 мм и определяем рабочую высоту сечения d. В приведенных расчетах ригеля: класс бетона С 3037 класс арматуры S400 класс по условиям эксплуатации XC1.
fcd=fck15=2015=1333 МПа;
fyd=fyk11=50011=455 МПа;
Размеры сечения ригеля: ширина b = 025 м высота h = 06 м защитный слой c = 006 м рабочая высота d = h – c = 06 – 006 = 054 м.
Первый пролет. Нижняя арматура MSd=2121 кНм.
αm=Msdαfcdbd=212110-3113330250542=0145.
Относительная высота сжатой зоны бетона:
=1-1-2αm=1-1-20145=0158.
Предельное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
=kc-0008fcd=085-000820=069.
lim=1+fydscu(1-11)=0691+455500(1-06911)=0543.
Требуемая площадь арматуры:
Asтр=αfcdbdfyd=113330250158054455=117310-4 м2=1173 см2.
По конструктивным требованиям минимальный процент армирования для растянутой арматуры изгибаемых элементов ρmin=015% тогда As min==ρminbd=015025054=20310-4м2=203 см2 .
Принимаем 4n20 мм As=1256 см2 с расположение в два ряда (рисунок 3.2 а).
Расстояние от растянутых волокон до центра тяжести арматуры:
c=ccov+∅+252=20+20+12543 мм.
Рабочая высота сечения d = 600 – 43 = 557 мм = 0557 м.
Опора B. Верхняя арматура MSd=324 кНм.
αm=Msdαfcdbd=32410-3113330250542=0222.
=1-1-2αm=1-1-20222=0255.
Asтр=αfcdbdfyd=113330250255054455=189110-4 м2=1891 см2.
Принимаем 4n25 мм As=1964 см2 с расположение в два ряда (рисунок 3.2 б). Общая площадь арматуры .
c=ccov+∅+252=25+25+12563 мм.
Рабочая высота сечения d = 600 – 63 = 537 мм = 0537 м.
Второй пролет. Если загрузить ригель нагрузкой зеркальной загружению 220:210 то получаем абсолютно симметричную эпюру.
Рисунок 3.2 – Поперечное сечение ригеля:
а – первый пролет; б – опора.
После назначения сечения арматуры выполняем проверку расчета т. е. определяем несущую способность сечения MRd и сравниваем ее с действующим изгибающим моментом MSd.
Первый пролет. Продолжаем расчет по альтернативной модели:
=Asfydαfcdbd=125610-4455113330250557=0153l
αm=1-2=01531-01532=0141;
MRd=αmαfcdbd2=01411133310302505572=2194 кНм;
MRd=2194 кНм>MSd=2121 кНм.
Несущая способность при двух оборванных стержнях 2∅20 мм составит (c = 30; d = 600 – 30 = 570 мм):
=Asfydαfcdbd=62810-445511333030570=008l
αm=1-2=0081-0082=0077;
MRd=αmαfcdbd2=00771133310302505702=125 кНм;
=Asfydαfcdbd=196410-4455113330250537=0266l
MRd=Asfydd=196410-445510308670537=3325 кНм;
MRd=3325 кНм>MSd=324 кНм.
Несущая способность при двух оборванных стержнях 2∅25 мм составит (c = 38; d = 600 – 38 = 562 мм):
=Asfydαfcdbd=98210-4455113330250562=0127l
MRd=Asfydd=98210-445510309360562=188 кНм;
4.1 Подбор поперечной арматуры
Поперечные стержни (хомуты) устанавливаются для обеспечения прочности наклонных сечений балки на действие поперечной силы. Для наклонных сечений приопорных участков расчет ведется на максимальное значение поперечных сил в опорных сечениях Vl и Vr определяемых по формуле (3.6). Для наклонных сечений пролетных участков расчет ведется на максимальное значение поперечной силы в средних четвертях пролета
V(3l4)=(Vl-3Vr)4 . (3.8)
Расчет ригеля первого пролета
Максимальная поперечная сила для левого приопорного участка (левой четверти пролета) VSdl=1786 кН. Необходимые расчетные величины: d = 0557 м 2d = 1114 м AS=1256 см2 (4n20 мм) b = 025 м fctd=1333 МПа fywd=157 МПа число ветвей n = 2 f=0 N=0 c2=2 c3=06.
Проверяем необходимость расчета:
k=1+200d=1+200557=16≤2;
VRdct=012k3100ρifckbd=0121631000009200250557=
= 008 МН = 80 кН но не менее
VRdctmin=04fctdbd=0413331030250557=743 кН.
Поскольку VSd=1786 кН>VRdct=80 кН то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.
Подбор поперечной арматуры:
sw=VSd24c2(1+f+N)fctdbd2=17862421133310302505572=3857 кНм;
sw≥05VSd2d=05178620557=802 кНм ;
sw≥с3fctdb2=0613331030252=100 кНм ;
∅sw≥∅s4=204=5 мм принимаем ∅sw=6 мм для двух ветвей Asw=
Конструктивные требования шага хомутов для приопорных участков с высотой
s≤h3=6003=200 мм s≤300 мм.
Принимаем наименьшее значение s = 150 мм.
sw=fywdAsws=15710305710-40150=977 кНм;
VRd=2dsw+c2fctdbd2linccr=20557977+21333103025055721455=
=2509 кН>VSd=1786 кН следовательно прочность обеспечена.
Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами:
αE=ESEcm=2010533103=6061;
где ES - модуль упругости арматуры (ES=200 МПа);
Ecm - модуль упругости бетона (таблица В.3 Ecm=33 ГПа);
ρsw=Aswbs=05710-4025015=00015;
w1=1+5αEρsw=1+5606100015=10513;
c1=1-4fcd=1-00120=08;
VRdmax=03w1c1fcdbd=031050813331030250557=
=700 кН>VSd=1786 кН следовательно прочность обеспечена.
Максимальная поперечная сила для правого приопорного участка (правой четверти пролета) VSdl=270 кН. Необходимые расчетные величины: d = 0537 м 2d = 1074 м AS=1964 см2 (4n25 мм) b = 025 м fctd=1333 МПа fywd=157 МПа число ветвей n = 2 f=0 N=0 c2=2 c3=06.
k=1+200d=1+2000537=161 ≤2;
VRdct=012k3100ρifckbd=01216131000015200250537 =
=0092 МН = 92 кН но не менее
VRdctmin=04fctdbd=0413331030250537=716 кН.
Поскольку VSd=270 кН>VRdct=92 кН то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.
sw=VSd24c2(1+f+N)fctdbd2=2702421133310302505372=948 кНм;
sw≥05VSd2d=0527020537=1257 кНм ;
∅sw≥∅s4=254=7 мм принимаем ∅sw=7 мм для двух ветвей Asw=
Принимаем наименьшее значение s = 160 мм.
sw=fywdAsws=15710307710-40160=1237 кНм;
VRd=2dsw+c2fctdbd2linccr=205371237+21333103025053721247=
=287 кН>VSd=270 кН следовательно прочность обеспечена.
VRdmax=03w1c1fcdbd=031050813331030250537=
Пролетный участок ригеля (средние четверти пролета). Максимальная поперечная сила
V(3l4)=(3Vr-Vl)4=(3270-1786)4=1579 кН.
Необходимые расчетные величины: d = 0557 м 2d = 1114 м AS=1256 см2 (4n20 мм) b = 025 м fctd=1333 МПа fywd=157 МПа число ветвей n = 2 f=0 N=0 c2=2 c3=06.
VSd=1579 кН>VRdct=80 кН требуется расчет поперечной арматуры.
sw=VSd24c2(1+f+N)fctdbd2=15792421133310302505572=3014 кНм;
sw≥05VSd2d=05157920557=709 кНм ;
=2509 кН>VSd=1579 кН следовательно прочность обеспечена.
Рисунок 3.3 – Схема армирования ригеля поперечными стержнями:
а – первого пролета; б – второго пролета
4.3 Построение эпюры материалов
и определение мест обрыва продольных стержней
В целях экономии стали часть продольной арматуры (до 50 % максимальной расчетной площади) может не доводиться до опоры и обрываться в пролете где она не требуется по расчету. Места теоретического обрыва стержней определяются с помощью эпюры материалов.
Точное значение мест теоретического обрыва стержней определяют аналитически используя уравнение (3.4). Решение его относительно x = l дает
где b=05 c=2(M+Msup в зависимости от загружения q = g или q = g + p; M – изгибающий момент воспринимаемый в сечении необорванными стержнями.
Определим точки теоретического обрыва крайнего ригеля.
Для пролетной арматуры: загружение № 2 (индекс 220) q = g + p =
= 7193 кНм; Msup Msupr=223 кНм; M = 125 кНм; b =
=056+(0-223)(71936)=248 м; c =2(125+0)7193=348 м; x2=411 м.
Для арматуры на опоре B (1-я группа): загружение № 1 (индекс 220) q = g + p = 7193 кНм; Msup Msupr=324 кНм; M = -188 кНм; b = 056++0-32471936=225 м; c =2-188+07193=-523 м; x12=225±2252--523=
=225±321 м; x1=546 м.
Для арматуры на опоре B (2-я группа): M = 0; b = 225 м; c =0; x12=225±
Для обеспечения прочности наклонных сечений ригеля по изгибающим моментам обрываемые в пролете стержни продольной арматуры необходимо завести за точку теоретического обрыва на расстояние не менее lbd определяется по формуле:
lbd=α1α2α3α4lbAsredAsprov≥lbmin. (3.13)
Для пролетной арматуры крайнего ригеля обрываются стержни ∅20 мм класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры Asred=628 см2 (2∅20 мм) принятая площадь сечения арматуры Asprov=1256 см2 (2∅20+2∅20 мм). По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки lb=2920=580 мм. Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой (3.13): lbd=075806281256=203 мм.
Минимальная длина анкеровки:
Окончательно принимаем lbd1=350 мм.
Для арматуры опоры B крайнего ригеля обрываются стержни ∅25 мм класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры Asred=982 см2 (2∅25 мм) принятая площадь сечения арматуры Asprov=1964 см2 (2∅25+2∅25 мм). По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки lbd=077259821964=254 мм.
Окончательно принимаем lbd1=500 мм.
Рисунок 3.4 – Эпюры материалов

Курсовая работа по ЖБК Шамрук.dwg

СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ КОЛОНН РИГЕЛЕЙ ПЛИТ ПЕРЕКРЫТИЯ НА ОТМ. 5.400
Схема расположения фундаментов
СПЕЦИФИКАЦИЯ К СХЕМАМnРАСПОЛОЖЕНИЯ ЭЛЕМЕНТОВ
Под фундаментами выполнить бетонную подготовку nтолщиной 100 мм из бетона класса С
Схема расположения элемен-
тов здания. Разрез 1-1.
Многоэтажное производствен-
СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ ФУНДАМЕНТОВ
Схема расположения колонн ригелей плит
Производственное здание в г. Архангельск
Ригель Р1 (опалубочный чертеж)
Ригель Р1 n(арматурно-опалубочный чертеж)
Расчетная схема неразрезнойn балки
Расчетные нагрузки:nпостоянные g=26.93 кНмnвременные р=45 кНм
Расчетная нагрузка Nsd=2130 кН
Расчетная нагрузка Nsd=1346 кН
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ КГ
СПЕЦИФИКАЦИЯ НА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ИЗДЕЛИЯ
Расчетная схема n Фм 1
ПЕРЕКРЫТИЕ НА ОТМ. 5400
РАСКЛАДКА НИЖНИХ СЕТОК
РАСКЛАДКА ВЕРХНИХ СЕТОК
СПЕЦИФИКАЦИЯ МОНОЛИТНОГО n ПЕРЕКРЫТИЯ В ОСЯХ 1-3
Расчетная схема плиты Пм 1
Расчетные нагрузки:nпостоянные g=304 кНмnвременные р=75 кНм
Расчетная схема балки Бм 2
Расчетные нагрузки:nпостоянные g=7105 кНмnпеременные р=24 кНм
Фм1 (низ на отметке -4100)
12г. 70 02 01 КП1 по ЖБК - КЖ
Все незамаркированные колонны К3
УЗЕЛ ОПИРАНИЯ ПЛИТ ПЕРЕКРЫТИЯ НА РИГЕЛЬ
Замономитить цементно-песчаным раствором М100
Закладная деталь плиты
Закладная деталь ригеля
Цементно-песчаный раствор М50
Низ на отметке -4100
Мелкозернистый nбетон класса С
Стыковые стержни 3ø36 S400

Кладка2.docx

6.3 Расчет узла опирания ригеля на простенок
3.1 Проверка прочности кладки на местное сжатие
Нагрузка передаваемая ригелем на стену:
Fпер=Qd2+Gd22=432+16672=300 кН.
Ac=cbmb=025025=00625 м2=625 см2
Ap=Ac+2cст=00625+2025051=03175 м2=3175 см2.
=1721=20 условие выполняется.
Расчетное сопротивление кладки:
Rc=R=17213=2236 МПа.
Fпер=300 кН≤dRcAc=05125223610300625=873 кН.
Так как условие не выполняется. То повышаем несущую способность опорного узла при помощи распределительной плиты.
3.2 Определение размеров распределительной плиты
Решаем уравнение: (определяем ширину плиты)
cпл3bпл3+2стcпл3bпл2=FперdR3
53bпл3+20510253bпл2=30010-30625133
Решив уравнение получим bпл=125 м.
Определяем высоту плиты:
hпл=bпл-bmb2=(125-025)2=05 м=50 см>15 см.
Ac=cbпл=025125=03125 м2=3125 см2
Ap=Ac+2cст=03125+2025051=05675 м2=5675 см2.
=3ApAc=356753125=122
=1221=20 условие выполняется.
Rc=R=12213=1586 МПа.
Fпер=300 кН≤dRcAc=05125158610303125=310 кН.
3.3 Проверка длины опирания ригеля
a0=1125a1=112583=93 см;
=Fпер2a0bmb=30010-320093025=645 МПа;
az0=4Fперa10bmb-a1=430010-30083645025-0083=0166 м;
Максимальное напряжение:
max=2Fперa1bmb-0a1+az0a1=230010-30083025-6450083+01660083=
max=955 МПа≤08kR=08122213=254 МПа.
Условие не выполняется следовательно узел в.б. армирован.
3.4 Расчет опорного узла на центральное сжатие
Суммарная площадь сечения:
A=cbmb+2cст=025025+2025051=03175 м2=3175 см2.
Площадь опирания жб элемента:
Ab=cbmb=025025=00625 м2=625 см2;
q=1-23AbA-01=1-230062503175-01=0935>08.
Несущая способность опорного узла:
Fпер=300 кН≤qRA=09351310303175=386 кН.
Условие выполняется.
N=2F1+nэт+F2+F5=2586+41171+1050=3154 кН;
M=Fперст2-007=300(0512-007)=554 кНм;
Ns=MHэт+001N=55454+0013154=418 кН.
Принимаем анкер из арматуры S240 для которой fyd=2182 МПа.
Требуемая площадь поперечного сечения анкера:
As=Nsfyd=4182182=19210-4 м2=192 см2.
Принимаем 2∅12 мм As=226 см2.
Анкеры приварены к закладным деталям ригеля четырм сварными швами длиной: lw=100 мм.
Катет шва kf=4 мм>∅4=124=3 мм.
Принимаем электрод Э-42 тогда Rwf=180 МПа.
Несущая способность сварных швов:
Fw=4γcγwfkfRwflw-001=41110000418010301-001=
Fw=2851 кН>Ns=418 кН условие выполняется следовательно крепления анкеров к ригелю обеспечена.
Среднее напряжение в уровне расположения анкера:
ср=09N3ст=0931543051=186 МПа.
Принимаем глубину заделки анкера в кладке a=038 м.
Расчетное сопротивление кладки срезу Rsq=016 МПа (для марки раствора М25 по перевязанному сечению для кладки из камней правильной формы).
Длина поперечного стержня анкеровки:
la=Ns2aRsq+0807ср-a=
=4182038(016106+0807186106)-038=-033м.

Marina zhbk (2).doc

Конструктивная схема сборного перекрытия 6
1. Конструктивная схема 6
2.Компоновка перекрытий 6
Подбор плиты перекрытия 8
2 Статический расчёт 10
3 Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил 14
4 Подбор продольной арматуры и расчёт несущей способности ригеля 4
4.1 Подбор продольной арматуры и расчет несущей способности ригеля 4
4.2 Подбор поперечной арматуры 7
5 Расчет прогиба ригеля 21
Расчёт колонны и ее элементов 22
1 Расчетно-конструктивная схема 22
2 Конструирование колонны 23
4 Определение площади поперечного сечения и продольного армирования
центрально сжатых колонн 26
5 Расчёт консоли колонны 29
6 Расчёт стыка колонн 31
7. Расчет стыка ригелей с колонной 33
Проектирование фундамента 36
1. Расчет фундамента 36
1.1 Определение размеров подошвы 36
2 Расчет тела фундамента 36
2.1 Определение высоты 36
2.2 Расчет на раскалывание 37
2.3 Проверка прочности нижней ступени 37
2.4 Расчет арматуры 38
2.5 Проверка прочности дна стакана на продавливание 39
Расчет и конструирование элементов монолитного перекрытия 41
1 Конструктивная схема 41
3 Расчет второстепенной балки 43
3.1 Определение размеров поперечного сечения 43
3.2 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил 44
3.3 Подбор продольной арматуры балки 46
3.4 Подбор поперечной арматуры балки 49
3.5 Построение огибающей эпюры моментов эпюры материалов и
определение мест обрыва продольных стержней 55
РАСЧЕТ НАРУЖНОЙ СТЕНЫ 59
1 Проверка толщины стены из условия предельной гибкости 59
2 Расчет прочности простенка 1-го этажа 59
2.1 Определение усилий 59
2.2Проверка прочности простенка 61
3 Расчет узла опирания ригеля на простенок 62
3.1 Проверка прочности кладки на местное сжатие 62
3.2Определение размеров распределительной плиты 63
3.3Проверка длины распределительной плиты 64
3.4Расчет опорного узла на центральное сжатие 64
3.5Расчет анкеров 65
Конструктивная схема сборного перекрытия
1. Конструктивная схема
Среди перекрытий из сборного железобетона широкое распространение
получили балочные панельные. Они представляют собой систему балок
(ригелей)расположенных в одном (продольном или поперечном)или двух
направлениях и работающих совместно с панелями перекрытий. Балки опирается
на колонны и стены. Пролёт их может достигать 9м при шаге колонн до 6м.
Здание должно обладать пространственной жёсткостью т.е. сопротивляться
воздействию горизонтальных нагрузок в поперечном и продольном направлениях.
В каркасных зданиях горизонтальные воздействия (ветер сейсмические силы и
т.п.) воспринимаются каркасом и вертикальными связевыми диафрагмами
(например продольными и поперечными стенами лестничными клетками
специально устанавливаемыми связями) объединенными перекрытиями как
горизонтальными диафрагмами в единую пространственную систему.
Горизонтальная жёсткость перекрытия обеспечивается прикреплением каждой
плиты к ригелю не менее чем в трёх углах с помощью сварки закладных
С целью уменьшения строительной высоты перекрытия и более рационального
расхода материалов ригели проектируются неразрезными. При изготовлении они
членятся на отдельные элементы с разрезкой на опорах или в сечениях с
нулевым моментом. Разрезаются и колонны на элементы длинной равной высоте
одного или двух этажей. Объединение их осуществляется с помощью монтажных
стыков. Стыки колонн назначаются в уровне пола или для удобства монтажа на
высоте 08-10м от уровня панели перекрытия. Стык ригеля с колонной
обладает сравнительно большой жёсткостью однако допустимо рассматривать
ригель как свободно опёртую неразрезную балку а колонну принимать
центрально сжатой с учётом случайных эксцентриситетов.
2.Компоновка перекрытий
Компоновка перекрытий заключается в выборе типа направления и пролётов
ригеля назначения шага колонн типа и плит выборе типа стыков.
В данном курсовом проекте для перекрытия многоэтажного
производственного здания применил унифицированные сетки колонн 6х6м и
высоту этажа (от пола до пола) 42м.
В задании размеры могут отличаться от унифицированных но они должны
быть кратными модулю 100мм. Сечение ригеля назначается прямоугольным или
тавровым с полкой в сжатом или растянутой зоне. Расположение полки ригеля в
растянутой зоне позволяет уменьшить строительную высоту
Тип плит назначается в зависимости от полезной нагрузки и вида
потолка. При временных нагрузках до 5-7 кПа и необходимости устройства
гладкого потолка применяются плоские плиты высотой 220мм с круглыми или
овально-сводчатыми пустотами а также ребристые с ребрами вверх. При
временных нагрузках свыше 70 кПа рекомендуются ребристые плиты с ребрами
вниз шириной 1000-1600мм (также кратной 200мм) и шириной 1500м. Ширина
принимаемых в проекте плит должна обеспечивать минимум их типоразмеров и
увязываться с грузоподъёмностью транспортных средств и монтажных кранов.
Сравнение технико-конструктивных показателей разработанных
Плиты перекрытияРигели Монолитный ЖБ Узлы сопряжения
При раскладке плит перекрытий с продольным расположением ригелей
типоразмертипоразмер объем количество
х1.5м 10 28 3.3 м3 24
При раскладке плит перекрытий с поперечным расположением ригелей
х2м 14 5540х180х300мм 30 - 24
В ходе сравнения технико-конструктивных показателей разработанных
компановочных схем было установлено что целесообразней использовать
раскладку плит перекрытий с поперечным расположением ригелей т.к.
сокращается число типоразмеров и отсутствуют монолитные участки.
Подбор плиты перекрытия
Плиты опираются свободно одним концом на ригель другим – на ригель или
стену. Расчётный пролёт принимают равным расстоянию между центрами опорных
площадок. Нагрузки складываются из постоянных и временных в том числе
кратковременно и длительно действующих (табл.1).
Нагрузки на плиту перекрытия
Наименования нагрузок Нагрузки кПа
нормативные Yf расчётные
Плита перекрытия 22 135 297
Стационарное оборудование 55 15 825
Вес людей и материалов 85 15 1275
В т.ч. длительные(п.123) 152 2315
В соответствии с полученными значениями нагрузок принимаем ребристые
плиты с ребрами вниз ИП5-4 размерами 5950х1485х400мм.
Кроме нагрузок приведенных в табл.1 необходимо учесть нагрузку от
собственного веса неразрезного ригеля. Сечения его достаточно точно можно
определить по формулам:
Рабочая высота сечения:
где М – расчетный изгибающий момент для свободно опертой балки
наибольшего из пролетов(l) без учета нагрузки от её
Расчетная нагрузка q определяется из произведения полной расчетной
нагрузки (табл.№1) на шаг ригелей (6м)
fcd – расчетная прочность бетона;
fcd = fcк 15 =30МПа15=20МПа
Зная что М=q1получим:
Высота сечения: h=d+(003 005) м
Принимаем значение h кратное 10 см т.к. h>60см: h=070м
Нагрузка от собственного веса ригеля g=25bh=25*025*07=438 кНм
Нагрузки действующие на ригель сводятся в таблицу 2:
Плита перекрытия 132 135 1782
Ригель(b=25см;h=70см) 438 135 591
И Т О Г О 2058 2778
Стационарное обору-дование 330 15 495
Вес людей и материалов
В т.ч. длительные (п.1-4) 5358 7728
2 Статический расчёт
Данный расчет выполним на ЭВМ результат расчета приведен ниже.
Изгибающие моменты в пролетном и опорном сечениях определяются по
где α и – табличные коэффициенты зависящие от характера загружения
неразрезной балки (приведены в приложении Б); g и p – соответственно
величины постоянной и переменной равномерно распределенных нагрузок; l –
пролет ригеля (для опорного момента – наибольший из примыкающих к опоре).
Расчет с помощью таблиц разрешается для балок пролеты которых равны
или отличаются друг от друга не более чем на 10 %.
В таблице 3.2 приведены результаты определения максимальных моментов на
опорах и серединах пролетов для трёхпролетного ригеля при g = 2778
p = 126 кНм l = 6 м.
Первый вариант загружения
– для пролета 1 при первом варианте загружения
– для пролета 2 при первом варианте загружения
– для пролета 3 при первом варианте загружения
– для опоры В при первом варианте загружения
– для опоры С при первом варианте загружения
– для опоры D при первом варианте загружения
– для опоры E при первом варианте загружения
Второй вариант загружения
– для пролета 1 при втором варианте загружения
– для пролета 2 при втором варианте загружения
– для пролета 3 при втором варианте загружения
– для опоры В при втором варианте загружения
– для опоры С при втором варианте загружения
– для опоры D при втором варианте загружения
– для опоры E при втором варианте загружения
Третий вариант загружения
– для опоры В при третьем варианте загружения
– для опоры С при третьем варианте загружения
– для опоры D при третьем варианте загружения
– для опоры E при третьем варианте загружения
Четвертый вариант загружения
– для опоры В при четвертом варианте загружения
– для опоры С при четвертом варианте загружения
– для опоры D при четвертом варианте загружения
– для опоры E при четвертом варианте загружения
Пятый вариант загружения
– для опоры В при пятом варианте загружения
– для опоры С при пятом варианте загружения
– для опоры D при пятом варианте загружения
– для опоры E при пятом варианте загружения
Шестой вариант загружения
– для опоры В при шестом варианте загружения
– для опоры С при шестом варианте загружения
– для опоры D при шестом варианте загружения
– для опоры E при шестом варианте загружения
Осуществляем понижение опорного момента Мв на величину ΔМ=03Мв . При
этом моменты на дугих опорах также изменяется:
Также осуществляем понижение опорного момента Мс на величину ΔМ=03Мс .
При этом моменты на дугих опорах также изменяется:
Максимальные изгибающие моменты в ригеле
3 Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил
Огибающие эпюры усилий дают полное представление о работе ригеля и
позволяют решать задачи о поперечном армировании и обрыве стержней если
они выполняются графически.
Изгибающие моменты в любом сечении [pic] определяются по формуле:
где [pic] - момент в свободно опертой балке. Для равномерно
распределенной нагрузки
[pic] - значения моментов по абсолютной величине на левой и правой
опорах с учетом перераспределения усилий; [pic]= xl –
относительное расстояние а
х – расстояние от левой опоры до расчетного сечения.
Поперечные силы [pic] определяются по формуле:
Результаты вычислений для всех видов загружения приведены в таблице 4. В
таблице 5 все полученные значения М и V сведены воедино. По результатам
вычис-лений строятся эпюры M и V.
Таблица 3.1 – Вычисление М и V при загружении №1
Таблица 3.2 – Вычисление М и V при загружении №2
Таблица 3.3 – Вычисление М и V при загружении №3
Таблица 3.4 – Вычисление М и V при загружении №4
Таблица 3.5 – Вычисление М и V при загружении №5
Таблица 3.6 – Вычисление М и V при загружении №6
Таблица №4 – Сводная таблица значений M и V
они выполняются графически
4 Подбор продольной арматуры и расчёт несущей способности ригеля
4.1 Подбор продольной арматуры и расчет несущей способности ригеля
Учитывая симметрию конструкции и перераспределение (выравнивание)
опорных моментов арматуру подбирают для первого и второго пролетов и
первой промежуточной опоры по максимальным изгибающим моментам
растягивающим верхние и нижние волокна бетонного сечения.
Расчет будем производить по деформационной модели. Предварительно
назначим величину c = 40 .60 мм и определим рабочую высоту сечения d. В
приведенных расчетах ригеля: класс бетона С 3037 класс арматуры S400.
Значение [pic] взято из таблицы В.2 [1].
Размеры сечения ригеля: ширина b = 025 м высота h = 064 м защитный
слой c = 004 м рабочая высота d = h – c = 064 – 004 = 06 м.
Первый пролет. Нижняя арматура [pic]
Растянутая арматура достигает предельных значений
По конструктивным требованиям минимальный процент армирования для
растянутой арматуры изгибаемых элементов ρmin=0.15% тогда Asmin=
ρminbd=0.15 0.25 0.6100=225* 10-4 м2 = 225 см2
Принимаем 4n32 мм As = 3217 см2 с расположение в два ряда (рисунок
Расстояние от растянутых волокон до центра тяжести арматуры:
c = ccov+n+352 = 35+32+352=845 мм. Принимаем с = 85 мм.
Рабочая высота сечения d = 640 –85 = 555 мм = 0555 м.
Опора B. Верхняя арматура [pic]
Относительная высота сжатой зоны бетона:
Требуемая площадь арматуры:
Принимаем 6n28 мм As = 3695 см2 с расположение в два ряда (рисунок
c = ccov+n+302 = 30+28+302=73 мм. Принимаем с = 73 мм.
Рабочая высота сечения d = 640 – 73 = 627 мм = 0567м.
Второй пролет. Нижняя арматура [pic]
Принимаем 6n22 мм As = 2281 см2 с расположение в два ряда.
c = ccov+n+252 = 25+22+252=59.5 мм. Принимаем с = 60 мм.
Рабочая высота сечения d = 640 -60= 580 мм = 0580 м.
Верхняя арматура [pic]
Принимаем 2n25 мм As = 982 см2 с расположение в один ряд (рисунок
Рисунок 1 – Поперечное сечение ригеля:
а – первый пролет; б – опора; в – второй пролет
После назначения сечения арматуры выполняем проверку расчета
т. е. определяем несущую способность сечения [pic] и сравниваем ее с
действующим изгибающим моментом [pic].
Первый пролет. Продолжаем расчет по деформационной модели:
Сечение арматуры подобрано верно.
Несущая способность при трех оборванных стержнях 3n28 составит (c = 44;
d = 640 – 44 = 596 мм):
d = 640 –44 = 596 мм):
Несущая способность при трех оборванных стержнях 3n22 составит (c = 36;
d = 640 – 36 = 604 мм):
4.2 Подбор поперечной арматуры
Поперечные стержни (хомуты) устанавливаются для обеспечения
прочности наклонных сечений балки на действие поперечной силы. Для
наклонных сечений приопорных участков расчет ведется на максимальное
значение поперечных сил в опорных сечениях [pic] и [pic]. Для наклонных
сечений пролетных участков расчет ведется на максимальное значение
поперечной силы в средних четвертях пролета
Расчет ригеля первого пролета
Максимальная поперечная сила для левого приопорного участка (левой
четверти пролета) [pic]Необходимые расчетные величины: d = 0567 м 2d =
134 м [pic] (6n28 мм) b = 025 м бетон класса [pic][pic] [pic]
арматура S240[pic] число ветвей n = 2 [pic] [pic] [pic] [pic].
Проверяем необходимость расчета:
Поскольку [pic] то необходима постановка поперечной арматуры
Подбор поперечной арматуры:
Конструктивные требования шага хомутов для приопорных участков с
Принимаем значение s кратное 10мм и округленное в меньшую сторону: s =
[pic] следовательно прочность обеспечена.
Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами:
Следовательно прочность обеспечена.
Максимальная поперечная сила для правого приопорного участка (правой
четверти пролета) [pic] Необходимые расчетные величины: d = 0567 м 2d =
34 м [pic] (6n28 мм) b = 025 м бетон класса [pic] [pic] [pic]
Принимаем наименьшее значение s = 125 мм.
[pic] следовательно прочность не обеспечена. Для выполнения проверки
будем уменьшать шаг поперечных стержней.
Принимаем s = 50 мм.
следовательно прочность обеспечена.
Пролетный участок ригеля (средние четверти пролета). Максимальная
поперечная сила [pic].
Поскольку [pic] то необходима постановка поперечной арматуры по
Принимаем наименьшее значение s = 90 мм.
Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами для
пролетного участка не выполняется.
Расчет ригеля второго пролета
четверти пролета) [pic]Необходимые расчетные величины: d = 058 м 2d =
6 м [pic] (6n22 мм) b = 025 м бетон класса [pic][pic] [pic]
четверти пролета) [pic] Необходимые расчетные величины: d = 058 м 2d =
6 м [pic] (6n22 мм) b = 025 м бетон класса [pic] [pic] [pic]
Принимаем наименьшее значение s = 97 мм.
[pic] следовательно прочность не обеспечена уменьшим шаг s=90мм
Построение эпюры материалов и определение мест обрыва продольных
[p в зависимости от загружения q=g или q=g+p.
Определим точки теоретического обрыва крайнего ригеля.
Для пролетной арматуры:
загружение №2 (индекс 520) q=g+p=15378 кНм; Мsup
Мsupr=345.42 кН(м; М=354.98 кН(м;
Для арматуры на опоре B:
-ая группа: загружение №3 (индекс 530) q=g=2778 кНм;
Мsup Мsupr=345.42 кН(м; М=-354.98кН(м;
-ая группа: загружение №3 (индекс 530) q=g =2778 кНм;
Мsup Мsupr=345.42 кН(м; М=0 кН(м;
Определим точки теоретического обрыва второго ригеля.
загружение №3 (индекс 530) q= g+p=15378 кНм; Мsupl=345.42
кН(м; Мsupr=260.45 кН(м; М=233.48 кН(м;
Для арматуры на опоре С:
загружение №2 (индекс 520) q=g=2778 кНм; Мsup
Мsupr=260.45 кН(м; М=-354.98 кН(м;
Для обеспечения прочности наклонных сечений ригеля по изгибающим
моментам обрываемые в пролете стержни продольной арматуры необходимо
завести за точку теоретического обрыва на расстояние не менее lbd
определяемое по формуле
Для пролетной арматуры крайнего ригеля (растянутые стержни) обрываются
стержни 3[pic]28 класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры
[pic] принятая площадь сечения арматуры [pic].- точто остается после
разрыва. По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки [pic]. Длина анкеровки
обрываемых стержней: [pic].
Минимальная длина анкеровки:
Окончательно принимаем lbd1=487.2 мм.
Для арматуры опоры В крайнего ригеля (растянутые стержни) обрываются
стержни 3[pic]28 класса S400: [pic] принятая площадь
сечения арматуры [pic]. По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки [pic]. Длина
анкеровки обрываемых стержней: [pic].
Для пролетной арматуры второго ригеля (растянутые стержни) обрываются
стержни 3[pic]22 класса S400: [pic] принятая площадь сечения
арматуры [pic]. По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки [pic]. Длина
Окончательно принимаем lbd3=382.8 мм.
5 Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси ригеля
Значение предельно допустимой ширины раскрытия трещин при практически
постоянном сочетании нагрузок (при постоянной и длительной нагрузках)
[pic](таблица 5.1[1]).
Расчет по раскрытию трещин сводится к проверке условия
где [pic] – расчетная ширина раскрытия трещин от практически
постоянного сочетания нагрузок.
Определим ширину раскрытия трещин ригеля первого пролета при загружении
№1 которое вызывает наибольший изгибающий момент. Момент от нормативных
длительных действующих нагрузок.
Геометрические характеристики.
Центр тяжести бетонного прямоугольного сечения:
Момент инерции прямоугольного сечения относительно горизонтальной оси
проходящей через центр тяжести:
Момент инерции сечения на расстояние от центра тяжести сечения до
центра тяжести растянутой арматуры:
Момент трещинообразования:
Коэффициент учитывающий неравномерность распределения относительных
деформаций растянутой арматуры на участках между трещинами:
Процент армирования сечения [p
Относительная деформация растянутой арматуры в сечении с трещиной:
Значение средней относительной деформации арматуры:
Эффективная площадь растянутой зоны сечения:
Эффективный коэффициент армирования равен:
Среднее расстояние между трещинами:
Расчетная ширина раскрытия трещин равна:
Ширина раскрытия трещин меньше допустимой:
5 Расчет прогиба ригеля
Проверку жесткости ригеля следует производить из условия [pic] где
[p [pic] – предельно
допустимы прогиб (приложение Е).
Для железобетонных элементов прямоугольного и таврового сечения с
арматурой сосредоточенной у верхней и нижней граней и усилиями
действующими в плоскости симметрии сечения прогиб можно определять по
где [pic] – коэффициент зависящий от схемы опирания плиты и характера
нагрузки (таблица Ж.1[]);
[pic] – максимальное значение расчетного момента при [pic] (от
нормативной нагрузки);
[pic] – изгибная жесткость элемента определяемая при длительном
Определим прогиб первого пролета при загружении № 1. Из предыдущего
Геометрические характеристики сечения.
Эффективный модуль упругости бетона:
Высота сжатой зоны [pic]:
Момент инерции сечения без трещин в растянутой зоне:
Момент инерции сечения с трещинами:
Изгибаемая жесткость
Коэффициент [pic] определяем по 9-й строке таблицы Ж.1.
Жесткость ригеля обеспечена.
Расчёт колонны и ее элементов
1 Расчетно-конструктивная схема
Колонны первого этажа рассматриваются как стойки с жестким защемлением
в фундаменте и шарнирно-неподвижным закреплением в уровне междуэтажного
перекрытия. Расчётная длина для такой схемы закрепления принимается от
обреза фундамента до оси ригеля с коэффициентом 07. Колонны остальных
этажей рассчитываются как стойки с шарнирно-неподвижным опиранием в уровнях
перекрытий с расчётной длиной l0 =Н где Н - высота этажа.
Стыки колонн устраиваются в каждом этаже или через этаж. Ригели
опираются на консоли колонн. Стык ригеля с колонной предусматривается
жестким. Ввиду того что жесткость ригеля выше жесткости колонн влияние
изгибающих элементов на несущую способность колонн незначительно. Однако
при расчёте сжатых элементов всегда должен приниматься во внимание
случайный эксцентриситет еа эксцентриситет от неучтённых факторов который
суммируется с эксцентриситетом приложения продольной силы. Величину
случайного эксцентриситета ea принимают как большую из следующих значений:
0 высота сечения элемента 1600 расчётной длинны 20 мм для сборных
Для сокращения типоразмеров сборных элементов целесообразно назначать
сечение колонн постоянным на всех этажах за исключением подвального. Класс
бетона назначается не ниже С1215 а для сильно нагруженных – не ниже
2 Конструирование колонны
Продольные стержни в поперечном сечении колонны размещают как можно
ближе к поверхности элемента с соблюдением минимальной толщины защитного
слоя которая по требованиям норм должна быть не менее диаметра стержней
арматуры и не менее 20 мм.
Колонны сечением 40(40см можно армировать четырьмя продольными
стержнями что соответствует наибольшему допустимому расстоянию между
стержнями рабочей арматуры. При расстоянии между рабочими стержнями более
0 мм следует предусматривать промежуточные стержни по периметру сечения
Поперечные стержни в колонне ставят без расчёта но с соблюдением
требований норм. Расстояние между ними должно быть при сварных каркасах не
более 20s при вязаных –15s но не более 500мм. Расстояние между хомутами
округляют до размеров кратных 50мм. Диаметр хомутов sw сварных каркасов
должен назначаться из условий сварки. Диаметр хомутов sw вязаных каркасов
должен быть не менее 5мм и не менее 025 s.
Плоские сварные каркасы объединяют в пространственные с помощью
поперечных стержней привариваемых к угловым продольным стержням плоских
Расчет нагрузок действующих на колонну от покрытия и перекрытия сведём
в таблицы 4.1 и 4.2.
Здание трехэтажное с подвалом грузовая площадь 36 м2; высота этажей
м; нормативная полезная нагрузка 12 кНм2; в том числе длительно
действующая 2 кНм2. Снеговой район – для Гомеля I-Б (S0=08 кПа).
Таблица 6 – Нагрузки на колонну передаваемые с покрытия.
Вид нагрузки Величина нагрузки
нормативная коэффициент расчетная
Постоянные 016(36 = 576 135 778
Слой гравия на битумной мастике
Гидроизоляционный ковер 01(36 = 36 135 486
Цементно-песчаная стяжка 002(36(20 = 144135 1944
Утеплитель γ=4 кНм2; =150 мм 015(4(36 = 216 135 2916
Пароизоляция 003(36 = 108 135 146
Плита покрытия 22(36 = 792 135 10692
Ригель (b=25 см h=60 см) 4375(6 = 2625 135 3544
Итого Gк1 = 15189 Gd1=2050
Временные Qк1=08(36=288 15 Qd1=4320
Нагрузка от собственного веса колонны в пределах этажа при
предварительно принятых размерах её сечения 04(04 м и объёмном весе
железобетона 25 кНм3 составит: нормативная 04(04(42(25=17 кН; расчётная
Таблица 7 – Нагрузки на колонну передаваемые с перекрытия
Постоянные 05(36 = 18 135 243
Плита 22(36 = 792 135 10692
Ригель 4375(6 = 135 3544
Итого Gк2=12345 Gd2=16666
Временные Qкlt2=2(36=715 Qdlt2=108
Стационарное оборудование 2
Вес людей и материалов 10(36=360 15 540
Итого Qк2=432 Qd2=648
По полученным данным вычисляем нагрузки на колонны каждого этажа
(таблица 8). В качестве доминирующей временной нагрузки принимаем нагрузку
на перекрытие. Тогда расчетная продольная сила определяется по второму
основному сочетанию:
Здесь [pic]- коэффициент сочетания для снеговой нагрузки.
Таблица 8 – Расчетные нагрузки на колонны
ЭтажПолная расчетная нагрузка Nsd В том числе длительно
Расчетные нагрузки при γf > 1 Nsdlt5=20506+2295=22801
этажNsd5=20506+2295+4320=27121
-й Nsd4=20506+2·2295+16666+648+07·4320=Nsdlt4=20506+2·2295+108+1666
-й Nsdlt3=20506+3·2295+2·108+2·1
=20506+3·2295+2·16666+2·648+07·4320=
-й Nsd2=20506+4·2295+3·16666+3·648+07·43Nsdlt2=20506+4·2295+3·108+3·1
этаж20=277108 6666=112084
-й Nsd1=20506+5·2295+4·16666+4·648+07·43Nsdlt1=20506+5·2295+4·108+4·1
этаж20=360869 6666=141845
-й Расчетные нагрузки при γf = 1
Nsl1=15189+5·17+4·12345+4·432+07·288=
центрально сжатых колонн
Расчёт колонны 1-го этажа:
NSd.1=360869 кН lо=07Н=07.42=294 м.
Принимаем бетон класса С3037 (сd=20 МПа арматура класса S400
(yd=365 МПа (=001 тогда:
Принимаем квадратное сечение колонны размером bхh=40х40 см тогда
Величина случайного эксцентриситета:
Принимаем: еа=20 мм.
Условная расчётная длина колонны [pic]
Гибкость колонны [pic]
Относительная величина случайного эксцентриситета:
По [pic] и [pic] интерполируя данные таблицы Ж3 определяем [pic]
Принимаем 4(32мм Astot=3217 см2
Процент армирования [pic]
Расчёт колонны 2-го этажа:
N Sd.2= 277108 кН lо=Н=42м.
Принимаем бетон класса С2530 (сd=1667 МПа арматура класса S400
Принимаем bхh=40х40 см тогда Ас=40х40=1600 см2.
Случайный эксцентриситет:
Принимаем 4(25мм Astot=1964 см2
Расчёт колонны 3-го этажа:
NSd.3= 193347 кН lо=Н=42м.
Принимаем бетон класса С1620 (сd = 1067 МПа арматура класса
S400 (yd=365 МПа (=001 тогда:
Случайный эксцентриситет: еа=20 мм.
Принимаем 4(22мм Astot=1520 см2.
Расчёт колонны 4-го этажа:
NSd.4= 109586 кН lо=Н=42м.
Принимаем бетон класса С1215 (сd = 8 МПа арматура класса S400
В таком случае вычисляем Аstot по формуле:
Принимаем 4(12мм Astot=452 см2.
Расчёт колонны 5-го этажа:
NSd.4= 27121 кН lо=Н=42м.
Рисунок 3 – Продольная арматура колонн
5 Расчёт консоли колонны
Для опирания ригелей балочных перекрытий в колоннах предусматривают
короткие консоли скошенные под углом [pic]=45. Ширина консоли [pic]
назначается равной ширине колонны а вылет [pic]- исходя из удобства
размещения закладных деталей для крепления ригеля и необходимой длины
Рисунок 4 – Расчетная схема для консоли
Вылет консоли должен быть не менее 13 высоты опорного сечения [pic] и
не более 09 рабочей высоты консоли d.
Минимально допустимая длина площади опирания ригеля из условия
прочности бетона на смятие:
Если расстояние от торца сборного ригеля до грани колонны [pic] тогда
требуемый вылет консоли:
Если принять [pic] то требуемая рабочая высота консоли у грани колонны
из условия прочности наклонного сечения по сжатой полосе может быть
определена по формуле:
Тогда полная высота консоли у её основания
hc=d+c=0630+005=0680м;
Нижняя грань консоли у её основания наклонена под углом 45 поэтому
высоту свободного конца консоли определяем по формуле:
Сечение продольной арматуры As консоли подбирают по увеличенному на 25%
изгибающему моменту в опорном сечении:
MSd = VSd ( a= VSd ( (
Принимаем 2о18 с As=5.09 см2.
Стержни располагают у двух боковых граней консоли и приваривают к
закладным деталям консоли.
Концы продольной арматуры растянутой зоны односторонней консоли заводят
за грань колонны и доводят до противоположной грани колонны.
Поперечные стержни устанавливают у двух боковых граней консоли с шагом
не более hc 4 и не более 150 мм.
Площадь сечения отогнутой арматуры определяю по эффективному
коэффициенту поперечного армирования
Если hc 25а то консоли рекомендуется армировать наклонными хомутами
которые так же как и горизонтальные ставят с шагом не более hc 4 и не
Рисунок 5 – Армирование консолей колонн
6 Расчёт стыка колонн
При выполнении стыка с ванной сваркой в торцах стыкуемых колонн в
местах расположения продольных стержней устраивают подрезки. Продольные
стержни выступают в виде выпусков свариваемых в специальных съёмных
формах. Расчёт стыка производится для двух стадий готовности здания:
возведения и эксплуатации.
В стадии возведения незамоноличенный стык считается шарнирным и
рассчитывается на монтажные нагрузки. В стадии эксплуатации он считается
как жестким с косвенным армированием и рассчитывается на полные нагрузки.
При расчёте стыка до замоноличивания усилие от нагрузки воспринимается
бетоном выпуска колонны усиленным сетчатым армированием (NRd1) и
арматурными выпусками соединёнными ванной сваркой (NRd2):
Размеры сечения подрезки можно принять равным размера стороны
поперечного сечения колонны:
b1=1* bc4=1*044=01 м;
h1=1* hc4=1*044=01 м;
Расстояние от грани сечения колонны до оси сеток косвенного армирования
с1=20 мм а в пределах подрезки с2=10 мм. Тогда площадь части сечения
колонны ограниченная осями крайних стержней сетки косвенного армирования:
Aeff=(bc - 2с1)( hc - 2с1) – 4(b1 + с2)( h1 + с2) = (04 - 2·002)(04
- 2·002) - 4(01 + +001)(01+001) = 00812 м2.
Обычно размеры центрирующей прокладки и толщину распределительных
листов назначают такими чтобы толщина листа была больше 13 расстояния от
края листа до центрирующей прокладки. Тогда за площадь Aco принимается
площадь распределительного листа:
Aco=bc hc – 4b1h1=04·04 - 4·01·01=012 м2=1200 см2;
Площадь распределения Ac1 принимаем равной площади Aeff . Расчётное
сопротивление бетона смятию:
где [pic] и [pic] для тяжелого бетона.
Приведённое расчётное сопротивление смятию:
где[pic]число площадь поперечного сечения длина длинных стержней
сетки в одном направлении;
[pic]коэффициент учитывающий влияние косвенного армирования в зоне
При вычислении усилия [pic] определяем гибкость выпусков арматуры:
[pic] радиус инерции арматурного стержня [pic]=d4=254=625 мм.
[pic] По гибкости и классу арматуры определяем коэффициент
продольного изгиба арматуры.[pic]
Проверка выполняется следовательно расчёты выполнены верно.
Рисунок 6 – Стык колонн с ванной сваркой выпусков арматуры
7. Расчет стыка ригелей с колонной
Узлы соединения ригелей между собой и с колонной должны обеспечивать
восприятие опорных моментов и поперечных сил ригеля. Это достигается
соединением опорной арматуры соседних ригелей и устройством в колоннах
Стык ригеля с колонной должен обеспечить работу ригеля как неразрезной
балки а соединения стыка должны быть равнопрочны с основной конструкцией.
Поэтому площадь стыковых стержней и закладных деталей ригеля принимается по
опорной арматуре ригеля.
Здесь [p [pic]и[pic] -
класс стали опорных и стыковых стержней; [pic] - минимальное поперечное
сечение закладной детали; [pic]- усилие которое способны воспринимать
[pic]- расчетное сопротивление стали закладной детали.
Принимаем опорные стержни класса S400 425 с площадью поперечного
Для закладных деталей принимаем листовую сталь С235 с расчетным
сопротивлением Ry=230 МПа.
Толщина закладной детали определяется по формуле
где h – высота сечения закладной детали ригеля.
Сварные швы соединяющие закладные детали с опорной арматурой и
стыковые стержни с закладными деталями рассчитываются на усилие N. Длина
сварных швов определяется по формуле
Принимаем: тип электрода (т.56 СНиП II-23-81*[4] ) – Э42;
марка проволоки – Св-08ГА;
kf = 12 мм – катет сварного шва.
(с = 11 – коэффициент условия работы.
(wf = 1 – коэффициент условия работы шва.
Т.о. длина одного шва верхней закладной детали
Тогда ширина закладной детали ригеля
Рисунок 7– Определение размеров закладной детали ригеля
Сжимающие усилия в обетонированном стыке воспринимаются бетоном
заполняющим полость между торцом ригеля и гранью колонны. В
необетонированных стыках усилие N передается через сварные швы
прикрепляющие нижнюю закладную деталь ригеля к стально пластине консоли.
Суммарная длина сварных швов
где T=Vf – сила трения от вертикального давления на опоре (f[pic]015).
Т.о. длина одного шва нижней закладной детали
Рисунок 8 – Узел соединения ригеля с колонной (стыковые стержни
привариваются к вертикальной закладной детали):
– закладные детали ригеля; 2 – закладные детали колонны; 3 – стыковые
стержни; 4 – отверстия в колонне.
Проектирование фундамента
1. Расчет фундамента
При центральном загружении и малых эксцентриситетах фундаменты имеют в
плане квадратную форму если этому не препятствует фундаменты соседних
зданий и фундаменты под оборудование. Расчет их состоит из трех частей:
расчет основания подошвы и тела фундамента. В результате расчета
основания выполняемого по специальной методике определяют глубину
заложения и расчетное давление на грунт.
Расчетная нагрузка Nsk1=247885 кН Nsd1=3608.69 кН R0=03 мПа
[pic]20 кНм Н=15 м класс арматуры S400.
1.1 Определение размеров подошвы
Площадь подошвы фундамента:
где [pic]- расчетная нагрузка с [pic] действующая на фундамент в
уровне обреза [p [pic] - среднее значение удельного веса материала
фундамента и грунта на его уступах [p H – глубина заложения фундамента
Тогда размер подошвы фундамента в плане [pic] принимаем a = 33 м.
2 Расчет тела фундамента
Расчет тела фундамента заключается в определении его высоты количества
и размеров ступеней подбора рабочей арматуры подошвы фундамента.
2.1 Определение высоты
Для назначения высоты фундамента определим толщину дна стакана из
условия прочности на продавливание:
Полная высота фундамента определяется суммой толщины дна стакана
защитного слоя бетона глубины заделки колонны в фундамент и подливки:
Принимаем h=1.20м (кратно 150мм).
Рисунок 9 - Принятое поперечное сечение фундамента
2.2 Расчет на раскалывание
Площадь вертикального сечения за вычетом площади стакана:
Прочность на раскалывание обеспечена.
2.3 Проверка прочности нижней ступени
Прочность обеспечена если выполняется условие
где [pic]- поперечная сила от отпора грунта определяется как
[pic]. Здесь [pic] - величина выноса нижней ступени
[pic] - наибольшая поперечная сила которую может воспринять бетон
[pic] прочность обеспечена.
Рисунок 10 – Проверка прочности нижней ступени на действие поперечной
Определим периметр вышележащей (второй) ступени:
Т.о. расчет нижней ступени на продавливание не производится.
Принятые размеры фундамента удовлетворяют условиям прочности.
Для расчета площади арматуры подошвы фундамента определим изгибающие
моменты в сечениях I–I III–III.
Рисунок 10 – Схема к расчету арматуры фундамента
Фундамент - квадратный в плане поэтому в каждом из двух направлений
принимаем 17 16 класс арматуры S400 площадь поперечного сечения
2.5 Проверка прочности дна стакана на продавливание
Рабочая высота дна стакана:
Длина критического периметра:
Площадь внутри расчетного критического периметра:
Погонная поперечная сила:
Расчетный коэффициент армирования:
Допускаемая расчетная поперечная сила:
Прочность обеспечена.
Расчет и конструирование элементов монолитного перекрытия
1 Конструктивная схема
Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами состоит из плиты
работающей по короткому направлению как неразрезная балка и системы
перекрестных балок: главных опирающихся на колонны и второстепенных балок-
ребер опирающихся на главные балки. Сетка колонн остается той же что и в
варианте из сборного железобетона. Расчетная схема перекрытия приведена на
Рисунок 11 – Расчетная схема ребристого перекрытия с балочными плитами:
– первые (крайние) расчетные пролеты плиты или второстепенной балки;
– то же вторые (от края); 3 – расчетная полоса плиты перекрытия; 4 –
грузовая площадь второстепенной балки; 5 – то же главной балки; 6 – то же
При проектировании необходимо решить задачу: назначить экономически
целесообразную толщину плиты и её пролёт т. е. шаг второстепенных балок.
Связь между толщиной плиты и пролетом можно установить из уравнения М =
α·αm·fcd·b·d2 положив в нем М = q·ls211 и αm = 0125. При единичном
значении ширины плиты получим:
Определим расчетный пролет и толщину плиты перекрытия производственного
здания с пролетом главных балок [pic] шагом главных балок В=6м и нагрузкой
действующей на перекрытие [pic] плиту проектируем из монолитного бетона
класса [pic] [pic] [pic]
Первое значение пролета плиты:
Число пролетов плиты на длине главной балки [pic]
Окончательное значение пролета плиты:
Определяем рабочую высоту плиты:
Тогда толщина плиты [pic](2=30+20+102=55мм.
Расчетная толщина плиты получилась меньше минимально допустимой для
производственных зданий равной 70 мм поэтому принимаем минимально
допустимую толщину [pic] Уточняем значение [pic]
[pic](2=70-20-102=45мм=0045м
Принимаем: [pic] [pic][pic]
Таблица 8- Нагрузки на плиту перекрытия
Постоянные (g) 05 135 0675
Плита перекрытия 175 135 236
Итого gs” = 225 gs = 304
Переменные(p) 20 15 30
Стационарное оборудование
(длительно действующая)
Вес людей и материалов 100 15 150
(кратковременно действующая)
Итого ps” = 12 ps = 18
Сумарные (q) qs” = 1425 qs = 2104
Изгибающие моменты определяются с учетом перераспределения усилий
вследствие развития пластических деформаций по формулам:
- в крайних пролетах и на первых промежуточных опорах:
- в средних пролетах и на средних опорах:
В средних пролетах и на средних опорах моменты могут быть понижены на
% за счет возникающего в предельном состоянии эффекта распора.
Сечение арматуры подбирается как для прямоугольного сечения шириной 1
Изгибающий момент в крайнем пролете и на первой промежуточной опоре:
Арматура S240 fyd = 218 МПа.
Принимаем не менее 7 стержней 8мм Аs1 = 352 см2 шаг стержней
Изгибающий момент в средних пролетах и на средних опорах плиты:
[pic]кН·м Арматура S240 fyd = 218 МПа.
Принимаем 7 стержней 6 мм Аs2 = 198 см2 шаг стержней 150мм.
Для армирования плиты принимаем следующие марки плоских сеток по ГОСТ
- нижняя сетка в крайнем пролете и верхняя над первой промежуточной
- нижние сетки в средних пролетах и верхние над промежуточными опорами
3 Расчет второстепенной балки
3.1 Определение размеров поперечного сечения
Второстепенную балку рассчитывают как неразрезную опирающуюся на
главные балки и наружные стены. На балку передается равномерно
распределенная нагрузка от плиты (постоянная [pic] и переменная [pic]) и
нагрузка от собственного веса второстепенной балки [pic]. Нагрузка от плиты
равна нагрузке на 1 м2 плиты умноженной на расстояние между осями
второстепенных балок [pic]. Собственный вес балки равен площади поперечного
сечения [pic]х[pic] умноженной на удельный вес железобетона.
Таким образом [pic]=(304+18)15+2=3356 кНм
Размеры поперечного сечения балки будут оптимальными если
относительная высота сжатой зоны [pic] по опорному сечению не превысит 03
([pic] 025). Отсюда имеем:
где [pic] - изгибающий момент определяемый по формуле
без учета собственного веса балки;
[pic] - расчетные пролеты второстепенной балки равные расстоянию в
свету между главными балками:
Ширина сечения главных балок [pic] принята равной 03 м.
Рабочая высота второстепенной балки:
Высота балки [pic]м.
Ширина балки [pic] м.
Окончательно принимаем размеры поперечного сечения балки: [pic] м.
3.2 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил
После определения размеров сечения балки собираем нагрузки действующие
на балку с учетом ее собственного веса и определяем возникающие от них
усилия в расчетных сечениях.
- на первой промежуточной опоре:
- на крайней опоре [pic]
- на первой промежуточной опоре слева [pic]
- на первой промежуточной опоре справа и на остальных опорах
Расчетная схема второстепенной балки эпюры моментов и поперечных сил
приведены на рисунке:
Рисунок 12 – Расчетная схема и эпюры изгибающих моментов и поперечных
сил второстепенной балки
Определим нагрузки действующие на второстепенную балку (таблица
).Грузовая ширина равна шагу второстепенных балок.
Таблица 9- Нагрузки на второстепенную балку
Постоянные (g) 075 135 10125
Плита перекрытия 2625 135 35438
Второстепенная балка (b=02 м 20 135 270
Итого gn = 5375 g = 726
Переменные(p) 30 15 45
Вес людей и материалов 150 15 225
Итого pn = 180 p = 270
Сумарные (q) qn = 23375 q = 34.26
В том числе длительно 8.375 11.756
Условные постоянные (g+p4) - 14.01
3.3 Подбор продольной арматуры балки
Поперечное сечение балки при подборе арматуры на опорах принимается
прямоугольным при расчете пролетной арматуры - тавровым с полкой в сжатой
зоне. Расчетная ширина сжатой полки [pic] ограничивается и принимается:
где [pic]- размер свеса полки в каждую сторону от ребра который
должен быть не более 16 пролета второстепенной балки и не более:
- при [pic] 01[pic] - 6[pic].
Для расчета продольной арматуры определяем изгибающие моменты в
Для первого (крайнего) пролета и всех средних пролетов сечение
второстепенной балки будет тавровое с полкой в сжатой зоне. Определим
ширину сжатой полки [pic]:
[p так как при [pic] = 70 мм > 01[pic]мм то
[pic] м. Принимаем меньшее значение [pic] и вычисляем
Расчет арматуры для крайнего пролета второстепенной балки ведем по
альтернативной модели на действующий момент [pic] S400 [pic]=365 МПа.
Определяем момент который может воспринять сжатая полка
[pic] что много больше действующего изгибающего момента [pic].
Предварительно принимаем с = 005 м поэтому
Следовательно нейтральная линия проходит по полке и подбор арматуры
осуществляем как для прямоугольного сечения с шириной [pic].
Принимаем 4 стержня 16 Аs = 804 см2 с расположением арматуры в
два ряда (рисунок а).
Проверим несущую способность балки при расположении арматурных
стержней в два ряда по высоте.
Величина с=сcov+ +252=20+16+125=485 мм. Тогда d=400-485=3515
мм принимаем d=351мм.
[pic] = 10177 кН·м > [pic] = 9912 кН·м. Прочность сечения
Расчет арматуры для среднего пролета балки[pic] S400 [pic]=365 МПа.
Принимаем 4 стержня 14 Аs = 615 см2 с расположением арматуры в
два ряда (рисунок б).
с=сcov+ +252=20+14+125=465 мм. Тогда d=400-465=3535 мм
[pic] = 7852 кН·м > [pic] = 6815 кН·м. Прочность сечения
Расчет арматуры на промежуточной опоре(B и C)[pic] S400 [pic]=365
МПа. Расчет ведем по деформационной модели. На опоре полка растянута
поэтому сечение балки прямоугольное.
Для бетона класса С3035: [p [pic] [pic] [pic]. Для арматуры
класса S400 при Еs=20·104 МПа
два ряда (рисунок в).
с=сcov+ +252=20+16+125=485 мм. Тогда d=4000-485=3515 мм
[pic] = 9198 кН·м > [pic] = 7788 кН·м. Прочность сечения
Расчетные сечения второстепенной балки с продольным армированием
представлены на рисунке:
Рисунок 13 – Расчетные сечения второстепенной балки с продольным
а - для крайнего пролета; б - для средних пролетов; в - для
промежуточных опор В и С.
3.4 Подбор поперечной арматуры балки
Расчет производится для приопорных и пролетных участков крайнего и
средних пролетов балки.
) Крайний пролет левый приопорный участок.
Продольная арматура балки 416 мм [pic] = 804 см2 d = 0351 м.
Поперечная арматура класса S240 fywd = 157 МПа. Наибольшая поперечная сила
на участке: Vsd1=7652 кН;
[p [pic] поэтому необходима постановка поперечной арматуры по
Так как поперечное сечение - тавровое то определяем величину [pic]:
высота полки равная толщине плиты [pic] м.
Рассчитываем поперечную арматуру:
[pic]мм принимаем [pic]=6мм для двух ветвей Asw=057 см2. Тогда:
- расчетный шаг поперечных стержней (хомутов) s:
- максимально допустимый шаг хомутов:
- шаг хомутов по конструктивным требованиям для приопорных участков
балки с высотой h450 мм:
Из расчетного шага поперечных стержней максимально допустимого шага и
шага по конструктивным требованиям принимаем наименьшее значение s = 110
Проверяем прочность наклонного сечения:
[pic] следовательно прочность наклонного сечения обеспечена.
) Крайний пролет правый приопорный участок.
Наибольшая поперечная сила на участке: Vsd2= 11478 кН;
Постановка поперечных стержней требуется по расчету так как
Диаметр поперечных стержней принимаем как и для левого приопорного
участка [p тогда шаг поперечных стержней:
Конструктивные требования: [pic] [pic].
Окончательно принимаем наименьшее значение s = 100 мм.
Проверяем прочность:
) Крайний пролет пролетный участок.
Наибольшая поперечная сила на участке:
Диаметр поперечных стержней принимаем [p тогда
шаг поперечных стержней:
Принимаем s = 110 мм.
) Средний пролет левый и правый приопорные участки.
Продольная арматура балки 414 мм [pic] = 615 см2 d = 0353 м.
на участке: Vsd4= V2r=9565 кН;
[pic] [pic] поэтому необходима постановка поперечной арматуры по
[pic] м. Здесь [pic]- ширина второстепенной балки
[p [pic]- высота полки равная толщине плиты [pic] м.
[pic]мм принимаем [pic]=6 мм для двух ветвей Asw=057 см2. Тогда:
Наименьшее значение s = 110 мм.
) Средний пролет пролетный участок.
Наибольшая поперечная сила на участке: [p
Схемы поперечного армирования крайнего и среднего пролетов
второстепенной балки приведены на рисунке:
Рисунок 14 – Поперечное армирование второстепенной балки:
а – крайнего пролета; б – среднего пролета
3.5 Построение огибающей эпюры моментов эпюры материалов и определение
мест обрыва продольных стержней
Огибающая эпюра изгибающих моментов строится для двух схем загружения.
В первой схеме полная нагрузка g + p - в нечетных пролетах и условная
постоянная нагрузка g + р4 - в четных пролетах во второй схеме полная
нагрузка g + р - в четных пролетах и условная постоянная нагрузка g + р4 -
в нечетных пролетах.
Изгибающие моменты вычисляются по формуле
Нулевая точка для отрицательного опорного момента в первом (крайнем)
пролете удалена от первой промежуточной опоры на расстоянии
Для построения эпюры материалов определим несущую способность балки в
расчетных сечениях при оставшихся (необорванных) стержнях.
) В крайнем пролете обрывается 2 стержня 16 мм и остается 2 стержня
мм Аs = 402 см2с=сcov+ 2=20+162=28 ммd = h – c = 400 – 28 =
2мм=0372мсечение тавровое [pic]
) В среднем пролете остается 2 стержня 14 ммАs =308 см2с=сcov+
=20+142=27 мм d = h – c = 400 – 27 = 373мм=0373м сечение тавровое
) На промежуточных опорах В и С остается по 2 стержня 16 мм Аs =
2 см2с=сcov+ 2=20+162=28 мм d = h – c = 400-28=372=0372м сечение
Места теоретического обрыва стержней
Для крайнего пролета:
Для среднего пролета:
Для первой промежуточной опоры слева:
Для первой промежуточной опоры справа:
Для средней промежуточной опоры слева:
Длину анкеровки lbd обрываемых в пролете стержней продольной арматуры
определяем по формуле:
В крайнем пролете обрываются 2 стержня [pic]16 мм. Требуемая площадь
арматуры (площадь оставшихся стержней) 2[pic]16мм [pic] = 402 см2.
Принятая площадь сечения арматуры (4[pic]16 мм) [pic]= 804см2. Базовая
длина анкеровки для бетона класса С3037 и арматуры класса S400 (по
таблице Ж2 [2]) [pic][pic]=29·16=464 мм. Длина анкеровки:
Окончательно принимаем lbd1=320мм.
В среднем пролете обрываются 2 стержня [pic]14 мм. Требуемая площадь
арматуры (площадь оставшихся стержней) 2[pic]14 мм [pic] = 3.08 см2.
Принятая площадь сечения арматуры (4[pic]14 мм) [pic]= 6.15 см2. Базовая
длина анкеровки для бетона класса С3037 и арматуры класса S400
[pic][pic]=29·14=406 мм. Длина анкеровки:
Окончательно принимаем lbd2=280мм.
На средней промежуточной опоре обрываются 2 стержня [pic]16 мм и
остаются 2 стержня [pic]16 мм [pic] = 4.02 см2 [pic]= 8.04 см2. Базовая
[pic][pic]=29·16=464 мм. Длина анкеровки:
Окончательно принимаем lbd3=320мм.
Огибающие эпюры изгибающих моментов и эпюра материалов второстепенной
балки приведены на рисунке:
РАСЧЕТ НАРУЖНОЙ СТЕНЫ
1 Проверка толщины стены из условия предельной гибкости
Выделяем полосу стены шириной bпрос+15м=12+15=27м = b[pic]
Тогда поправочный коэффициент
Следовательно отношение высоты стены к ее толщине отвечает требованиям
2 Расчет прочности простенка 1-го этажа
2.1 Определение усилий
Находим нагрузку от собственного веса плиты:
Рисунок 16 – Схема расположения оконных проемов
участка стены между низом опирания ригеля и верхом оконного проема
участка стены от верха оконного проема вниз на высоту
Нагрузкана стену передаваемая ригелями:
Продольная сила в сечении 1-1:
Рисунок 17 – Конструктивная и расчетная схемы стены
Продольная сила в сечении 2-2:
Изгибающие моменты от ригеля:
момент в уровне опирания ригеля при глубине заделки [pic] ([pic]):
момент в сечении 1-1:
момент в сечении 2-2:
2.2Проверка прочности простенка
Площадь сечения простенка:
Расчетная высота стены ([pic]):
Коэффициент продольного изгиба в сечении 2-2:
Коэффициент продольного изгиба в сечении 1-1:
Проверка прочности сечения 1-1:
Проверка прочности простенка не выполняется.
Следовательно необходимо увеличить прочность простенка за счет
применения более высоких марок кирпича и раствора.
[pic] 214223кПа=214МПа
Т.к.[pic] то можно на небольшое значение увеличить марку кирпича и
Проверка прочности простенка выполняется. Принята марка кирпича 150
Проверка прочности сечения 2-2:
3 Расчет узла опирания ригеля на простенок
3.1 Проверка прочности кладки на местное сжатие
Нагрузка передаваемая ригелем на стену:
[pic] - ширина ригеля.
[pic]условие выполняется.
Расчетное сопротивление кладки:
Так как условие не выполняется. То повышаем несущую способность
опорного узла при помощи распределительной плиты.
3.2Определение размеров распределительной плиты
Решаем уравнение: (определяем ширину плиты)
Решив уравнение получим[pic]
Определяем высоту плиты:
Условие выполняется.
3.3Проверка длины распределительной плиты
Плита выполнена из бетона класса [pic] [pic] Модуль упругости
материала плиты [pic]
Модуль упругости кладки
Момент инерции плиты
Размер плиты в направлении перпендикулярном направлению распределения
Эквивалентная высота плиты
Напряжение в кладке под опорной плитой
Максимальное напряжение:
3.4Расчет опорного узла на центральное сжатие
Суммарная площадь сечения:
Площадь опирания жб элемента:
Несущая способность опорного узла:
Принимаем анкер из арматуры S240 для которого fyd=218МПа
Требуемая площадь поперечного сечения анкера:
Анкеры приварены к закладным деталям ригеля четырьмя сварными швами
Принимаем электрод Э-42 тогда [pic]
Несущая способность сварных швов:
условие выполняется следовательно крепления анкеров к ригелю
Среднее напряжение в уровне расположения анкера:
Принимаем глубину заделки анкера в кладке [pic]
Расчетное сопротивление кладки срезу[pic] (для марки раствора 100 по
перевязанному сечению для кладки из камней правильной формы).
Длина поперечного стержня анкеровки:
Принимаем конструктивно [pic]
Рисунок 18 – Анкеровка ригелей
) СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы
проектирования. –М.: Стройиздат 1975.
) СНиП II-22-88. Каменные и армокаменные конструкции. Нормы
проектирования. -М.: Стройиздат 1983.
) Н.Ф. Долгачев Ю.Д. Золотухин. Проектирование несущих
железобетонных конструкций многоэтажного здания. Часть 1 -Гомель:
железобетонных конструкций многоэтажного здания. Часть 2 -Гомель:
) В.А. Иванов. Проектирование каменных конструкций многоэтажного
здания. -Гомель: БИИЖТ.
) Н.Н. Попов А.В. Забегаев. Проектирование и расчет железобетонных
и каменных конструкций. –М.: Высш. шк. 1989.
) В.Н. Байков Э.Е. Сигалов. Железобетонные конструкции: Общий
курс. –М.: Стройиздат 1991.

Пояснительная записка.docx

2 ПОДБОР ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ
Плиты опираются свободно одним концом на ригель другим – на ригель или стену. Расчётный пролёт принимаем равным расстоянию между центрами опорных площадок. Нагрузки складываются из постойных и временных в том числе кратковременно и длительно действующих.
Нагрузки складываются из постоянных и переменных. Переменные могут быть кратковременно и длительно действующими.
Таблица 2.1-Нагрузки на плиту перекрытия
Наименование нагрузки
Стационарное оборудование.
Все люди и материалы
2 Назначение марки плиты
Марку плиты перекрытия выбираем по каталогу или серии учитывая полную расчетную нагрузку (11145 кгсм2). Выбираем ребристую плиту ИП5-2 с размерами: l=5950 мм b=1485 мм расход стали – 78 кг объём бетона – 095 м3 масса – 24 т.
1 Сбор нагрузок и подбор сечения
При расчете ригеля необходимо нагрузку распределенную по площади перекрытия (см. таблицу 2.1) собрать в распределенную по длине ригеля. Для этого её умножаем на грузовую ширину ригеля которая равна шагу ригелей:
Примерные размеры сечения:
q=qполнb=11145 6=6687 (кНм);
M=ql28=6687368=300915 (кНм).
d=1853Mfcd =1853300915103133106 = 0523(м); fcd=fck15=2015=133 (МПа) т.к. C2025.
b=d24=052324=0218 (м).
где М – расчётный изгибающий момент для свободно опёртой балки наибольшего из пролётов без учёта нагрузки от её собственного веса.
fcd – расчетная прочность бетона.
h=d+003 005=0523+005=0573 (м).
Принимаем h=060 м; b=025 м.
Нагрузка от собственного веса ригеля:
g=25hb=2506025=375 (кНм).
где b и h – принятая ширина и высота сечения.
Нагрузки действующие на ригель сводим в табличную форму (таблица 3.1).
Таблица 3.1 –Нагрузки действующие на ригель
Ригель(b=25см; h=60см)
2 Статический расчет
Изгибающие моменты в пролетном и опорном сечениях определяются по формуле:
где и – табличные коэффициенты зависящие от характера загружения неразрезной балки (приведены в приложении Б); g и p – соответственно величины постоянной и переменной равномерно распределенных нагрузок; l – пролет ригеля (для опорного момента – наибольший из примыкающих к опоре).
Расчет с помощью таблиц разрешается для балок пролеты которых равны или отличаются друг от друга не более чем на 10 %.
В таблице 3.2 приведены результаты определения максимальных моментов на опорах и серединах пролетов для четырехпролетного ригеля при g = 2693 кНм p = =45 кНм l = 6 м. Вычисления их проводились по формуле (3.3).
– для опоры В при первом варианте загружения
MB=-01252693+01254562=-3237 кНм;
– для середины первого пролета при первом варианте загружения
M1=0072693+0074562=1813 кНм;
– для середины второго пролета при первом варианте загружения
M2=0072693+0074562=1813 кНм.
– для опоры В при втором варианте загружения
MB=-01252693+00634562=-2232 кНм;
– для середины первого пролета при втором варианте загружения
M1=0072693+00964562=2234 кНм;
– для середины второго пролета при втором варианте загружения
M2=0072693-00254562=274 кНм.
Т а б л и ц а 3.2 – Максимальные изгибающие моменты в ригеле
3 Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил
Огибающие эпюры усилий дают полное представление о работе ригеля и позволяют решать задачи о поперечном армировании и обрыве стержней если они выполняются графически.
Изгибающие моменты в любом сечении M(x) определяются по формуле:
Mx=M0-Msupl1--Msupr (3.4)
где M0 - момент в свободно опертой балке. Для равномерно распределенной нагрузки
Msup = xl – относительное расстояние а
х – расстояние от левой опоры до расчетного сечения.
Поперечные силы V(x) определяются по формуле:
V(x)=g+p2l1-2-Msupr-Msupll (3.6)
Т а б л и ц а 3.3 – Вычисление М и V при загружении № 1 [(g + p) – (g+p)]
Формула или обозначения
Результаты вычислений
Vм=(Msupr - Msupl)l кН
Mlt = Msupl(1 - ) кН*м
M = ql2(1 - )2 - Mlt - Mrt кН*м
V = ql(1 - )2 - Vм кН*м
Т а б л и ц а 3.4 – Вычисление М и V при загружении № 2 [(g + p) – g]
Т а б л и ц а 3.5 – Сводная таблица М и V
Расстояние сечения от опоры = xl
Рисунок 3.1 – Эпюры моментов и поперечных сил и их огибающие.
4 Конструктивный расчет
4.1 Подбор продольной арматуры и расчет
несущей способности ригеля
Учитывая симметрию конструкции и перераспределение (выравнивание) опорных моментов арматуру подбирают для первого и второго пролетов и первой промежуточной опоры по максимальным изгибающим моментам растягивающим верхние и нижние волокна бетонного сечения.
Расчет будем производить по методу предельных усилий (альтернативная модель). Предварительно назначим величину c = 40 .60 мм и определяем рабочую высоту сечения d. В приведенных расчетах ригеля: класс бетона С 3037 класс арматуры S400 класс по условиям эксплуатации XC1.
fcd=fck15=2015=1333 МПа;
fyd=fyk11=50011=455 МПа;
Размеры сечения ригеля: ширина b = 025 м высота h = 06 м защитный слой c = 006 м рабочая высота d = h – c = 06 – 006 = 054 м.
Первый пролет. Нижняя арматура MSd=2121 кНм.
αm=Msdαfcdbd=212110-3113330250542=0145.
Относительная высота сжатой зоны бетона:
=1-1-2αm=1-1-20145=0158.
Предельное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
=kc-0008fcd=085-000820=069.
lim=1+fydscu(1-11)=0691+455500(1-06911)=0543.
Требуемая площадь арматуры:
Asтр=αfcdbdfyd=113330250158054455=117310-4 м2=1173 см2.
По конструктивным требованиям минимальный процент армирования для растянутой арматуры изгибаемых элементов ρmin=015% тогда As min==ρminbd=015025054=20310-4м2=203 см2 .
Принимаем 4n20 мм As=1256 см2 с расположение в два ряда (рисунок 3.2 а).
Расстояние от растянутых волокон до центра тяжести арматуры:
c=ccov+∅+252=20+20+12543 мм.
Рабочая высота сечения d = 600 – 43 = 557 мм = 0557 м.
Опора B. Верхняя арматура MSd=324 кНм.
αm=Msdαfcdbd=32410-3113330250542=0222.
=1-1-2αm=1-1-20222=0255.
Asтр=αfcdbdfyd=113330250255054455=189110-4 м2=1891 см2.
Принимаем 4n25 мм As=1964 см2 с расположение в два ряда (рисунок 3.2 б). Общая площадь арматуры .
c=ccov+∅+252=25+25+12563 мм.
Рабочая высота сечения d = 600 – 63 = 537 мм = 0537 м.
Второй пролет. Если загрузить ригель нагрузкой зеркальной загружению 220:210 то получаем абсолютно симметричную эпюру.
Рисунок 3.2 – Поперечное сечение ригеля:
а – первый пролет; б – опора.
После назначения сечения арматуры выполняем проверку расчета т. е. определяем несущую способность сечения MRd и сравниваем ее с действующим изгибающим моментом MSd.
Первый пролет. Продолжаем расчет по альтернативной модели:
=Asfydαfcdbd=125610-4455113330250557=0153l
αm=1-2=01531-01532=0141;
MRd=αmαfcdbd2=01411133310302505572=2194 кНм;
MRd=2194 кНм>MSd=2121 кНм.
Несущая способность при двух оборванных стержнях 2∅20 мм составит (c = 30; d = 600 – 30 = 570 мм):
=Asfydαfcdbd=62810-445511333030570=008l
αm=1-2=0081-0082=0077;
MRd=αmαfcdbd2=00771133310302505702=125 кНм;
=Asfydαfcdbd=196410-4455113330250537=0266l
MRd=Asfydd=196410-445510308670537=3325 кНм;
MRd=3325 кНм>MSd=324 кНм.
Несущая способность при двух оборванных стержнях 2∅25 мм составит (c = 38; d = 600 – 38 = 562 мм):
=Asfydαfcdbd=98210-4455113330250562=0127l
MRd=Asfydd=98210-445510309360562=188 кНм;
4.1 Подбор поперечной арматуры
Поперечные стержни (хомуты) устанавливаются для обеспечения прочности наклонных сечений балки на действие поперечной силы. Для наклонных сечений приопорных участков расчет ведется на максимальное значение поперечных сил в опорных сечениях Vl и Vr определяемых по формуле (3.6). Для наклонных сечений пролетных участков расчет ведется на максимальное значение поперечной силы в средних четвертях пролета
V(3l4)=(Vl-3Vr)4 . (3.8)
Расчет ригеля первого пролета
Максимальная поперечная сила для левого приопорного участка (левой четверти пролета) VSdl=1786 кН. Необходимые расчетные величины: d = 0557 м 2d = 1114 м AS=1256 см2 (4n20 мм) b = 025 м fctd=1333 МПа fywd=157 МПа число ветвей n = 2 f=0 N=0 c2=2 c3=06.
Проверяем необходимость расчета:
k=1+200d=1+200557=16≤2;
VRdct=012k3100ρifckbd=0121631000009200250557=
= 008 МН = 80 кН но не менее
VRdctmin=04fctdbd=0413331030250557=743 кН.
Поскольку VSd=1786 кН>VRdct=80 кН то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.
Подбор поперечной арматуры:
sw=VSd24c2(1+f+N)fctdbd2=17862421133310302505572=3857 кНм;
sw≥05VSd2d=05178620557=802 кНм ;
sw≥с3fctdb2=0613331030252=100 кНм ;
∅sw≥∅s4=204=5 мм принимаем ∅sw=6 мм для двух ветвей Asw=
Конструктивные требования шага хомутов для приопорных участков с высотой
s≤h3=6003=200 мм s≤300 мм.
Принимаем наименьшее значение s = 150 мм.
sw=fywdAsws=15710305710-40150=977 кНм;
VRd=2dsw+c2fctdbd2linccr=20557977+21333103025055721455=
=2509 кН>VSd=1786 кН следовательно прочность обеспечена.
Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами:
αE=ESEcm=2010533103=6061;
где ES - модуль упругости арматуры (ES=200 МПа);
Ecm - модуль упругости бетона (таблица В.3 Ecm=33 ГПа);
ρsw=Aswbs=05710-4025015=00015;
w1=1+5αEρsw=1+5606100015=10513;
c1=1-4fcd=1-00120=08;
VRdmax=03w1c1fcdbd=031050813331030250557=
=700 кН>VSd=1786 кН следовательно прочность обеспечена.
Максимальная поперечная сила для правого приопорного участка (правой четверти пролета) VSdl=270 кН. Необходимые расчетные величины: d = 0537 м 2d = 1074 м AS=1964 см2 (4n25 мм) b = 025 м fctd=1333 МПа fywd=157 МПа число ветвей n = 2 f=0 N=0 c2=2 c3=06.
k=1+200d=1+2000537=161 ≤2;
VRdct=012k3100ρifckbd=01216131000015200250537 =
=0092 МН = 92 кН но не менее
VRdctmin=04fctdbd=0413331030250537=716 кН.
Поскольку VSd=270 кН>VRdct=92 кН то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.
sw=VSd24c2(1+f+N)fctdbd2=2702421133310302505372=948 кНм;
sw≥05VSd2d=0527020537=1257 кНм ;
∅sw≥∅s4=254=7 мм принимаем ∅sw=7 мм для двух ветвей Asw=
Принимаем наименьшее значение s = 160 мм.
sw=fywdAsws=15710307710-40160=1237 кНм;
VRd=2dsw+c2fctdbd2linccr=205371237+21333103025053721247=
=287 кН>VSd=270 кН следовательно прочность обеспечена.
VRdmax=03w1c1fcdbd=031050813331030250537=
Пролетный участок ригеля (средние четверти пролета). Максимальная поперечная сила
V(3l4)=(3Vr-Vl)4=(3270-1786)4=1579 кН.
Необходимые расчетные величины: d = 0557 м 2d = 1114 м AS=1256 см2 (4n20 мм) b = 025 м fctd=1333 МПа fywd=157 МПа число ветвей n = 2 f=0 N=0 c2=2 c3=06.
VSd=1579 кН>VRdct=80 кН требуется расчет поперечной арматуры.
sw=VSd24c2(1+f+N)fctdbd2=15792421133310302505572=3014 кНм;
sw≥05VSd2d=05157920557=709 кНм ;
=2509 кН>VSd=1579 кН следовательно прочность обеспечена.
Рисунок 3.3 – Схема армирования ригеля поперечными стержнями:
а – первого пролета; б – второго пролета
4.3 Построение эпюры материалов
и определение мест обрыва продольных стержней
В целях экономии стали часть продольной арматуры (до 50 % максимальной расчетной площади) может не доводиться до опоры и обрываться в пролете где она не требуется по расчету. Места теоретического обрыва стержней определяются с помощью эпюры материалов.
Точное значение мест теоретического обрыва стержней определяют аналитически используя уравнение (3.4). Решение его относительно x = l дает
где b=05 c=2(M+Msup в зависимости от загружения q = g или q = g + p; M – изгибающий момент воспринимаемый в сечении необорванными стержнями.
Определим точки теоретического обрыва крайнего ригеля.
Для пролетной арматуры: загружение № 2 (индекс 220) q = g + p =
= 7193 кНм; Msup Msupr=223 кНм; M = 125 кНм; b =
=056+(0-223)(71936)=248 м; c =2(125+0)7193=348 м; x2=411 м.
Для арматуры на опоре B (1-я группа): загружение № 1 (индекс 220) q = g + p = 7193 кНм; Msup Msupr=324 кНм; M = -188 кНм; b = 056++0-32471936=225 м; c =2-188+07193=-523 м; x12=225±2252--523=
=225±321 м; x1=546 м.
Для арматуры на опоре B (2-я группа): M = 0; b = 225 м; c =0; x12=225±
Для обеспечения прочности наклонных сечений ригеля по изгибающим моментам обрываемые в пролете стержни продольной арматуры необходимо завести за точку теоретического обрыва на расстояние не менее lbd определяется по формуле:
lbd=α1α2α3α4lbAsredAsprov≥lbmin. (3.13)
Для пролетной арматуры крайнего ригеля обрываются стержни ∅20 мм класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры Asred=628 см2 (2∅20 мм) принятая площадь сечения арматуры Asprov=1256 см2 (2∅20+2∅20 мм). По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки lb=2920=580 мм. Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой (3.13): lbd=075806281256=203 мм.
Минимальная длина анкеровки:
Окончательно принимаем lbd1=350 мм.
Для арматуры опоры B крайнего ригеля обрываются стержни ∅25 мм класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры Asred=982 см2 (2∅25 мм) принятая площадь сечения арматуры Asprov=1964 см2 (2∅25+2∅25 мм). По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки lbd=077259821964=254 мм.
Окончательно принимаем lbd1=500 мм.
Рисунок 3.4 – Эпюры материалов
5 Расчет по раскрытию трещин
нормальных к продольной оси ригеля
Определим ширину раскрытия трещин ригеля первого пролета при загружении № 2 которое вызывает наибольший изгибающий момент. Момент от нормативных длительных действующих нагрузок
MSd=0072995+0096962=1066 кНм.
Геометрические характеристики сечения:
Ic=bhc312=02506312=4510-4 м4;
Wc=Icyc-c=4510-403-0047=17510-3 м3;
Mcr=fctmWc=1910317510-3=333 кНм;
s=1-12(McrMSd)2=1-105(3331066)2=0951.
Процент армирования сечения ρ=AsAc100=125610-4015100=084%
%≤ρ≤10% следовательно z = 085d;
s=MSdzAs=106610-30850557125610-4=1793 МПа;
s=sEs=179321105=08510-3;
cm=ss=08510-30951=08110-3.
Эффективный коэффициент армирования равен:
Aceff=2h-db=206-0557025=21510-2 м;
ρeff=AsAceff=125610-421510-2=00584;
srm=50+025k1k2∅ρeff=50+02508052500584=928 мм.
Расчетная ширина раскрытия трещин равна:
wk=srmcm=1792808110-3=0128 мм; wk=0128 мм. Ширина раскрытия трещин меньше допустимой: wk=0128 ммwlim=04 мм.
6 Расчет прогиба ригеля
Проверку жесткости ригеля следует производить из условия ak≤alim где ak –
прогиб ригеля от действия внешней нагрузки; alim – предельно допустимый прогиб (приложение Е).
Определим прогиб ригеля первого пролета при загружении № 2. Из предыдущего расчета Mcr=333 кНм MSd=1066 кНм. Геометрические характеристики сечения:
Эффективный модуль упругости
Eceff=Ecm1+Ф(t)=281031+24=824103 МПа;
αe=EsEceff=21105824103=255;
Момент инерции сечения без трещин в растянутой зоне
Момент инерции сечения с трещинами
III=bxII33+αeAsd-xII2=025027133+255125610-40557-02712=
Bt=EceffIII1-12McrMSd2(1-IIIII)=82410342810-41-100.5(3331066)2(1-42810-462410-4)=357815 кНм2.
Коэффициент αk определяем по 9-й строке таблицы Ж.1.
MA=0; MB=01252995+0063962=1552 кНм;
αk=5481-MA+MB10Mm=5481-0+1552101066=0089.
αt0=αkMSdleff2B(t)=0089106662357815=00096 м=96 мм.
αt0=96 ммαlim=30 мм.
Жесткость ригеля обеспечена.
6 Расчет стыка ригеля с колонной
Узлы соединения ригелей между собой и с колонной должны обеспечивать восприятие опорных моментов и поперечных сил ригеля. Это достигается соединением опорной арматуры соседних ригелей и устройством в колоннах опорных консолей.
Рисунок 3.5 – Узел соединения ригеля с колонной:
Стыковые стержни привариваются к горизонтальной закладной детали
Сечение и размеры закладной детали (пластинки или уголка) принимаются конструктивно. Для проверки можно использовать формулу определяющую минимальное поперечное сечение закладной детали:
где N – усилие которое способно воспринимать опорные стержни т.е.
N= As - общее сечение опрорных стержней (3∅36 мм As=3054 см2);
Ry - расчетное сопротивление стали закладной детали.
Ad≥NRy=139010-3240=57910-4 м;
N=fydAs=455103305410-4=1390 кН.
Сварные швы соединяющие закладные детали с опорной арматурой и стыковые стержни с закладными деталями рассчитываются на усилие N. Длина сварных швов определяется по формуле
где kf - катет сварного шва; Rwf Rwz γc γwf – характеристики сварного соединения по СНиП II–23–81* [4].
Принимаем Ad=60 см2; lw=155 м.
Сжимающие усилия в обетонированном стыке воспринимаются бетоном заполняющим полость между торцом ригеля и гранью колонны. В необетонированных стыках усилие N передается через сварные швы прикрепляющие нижнюю закладную деталь ригеля к стальной пластине консоли. Суммарная длина сварных швов
lw≥13(N-T)07kfRwfγcγwf
где T=Vf - сила трения от вертикального давления на опоре (f015);
Принимаем Ad=60 см2; lw=130 м.
РАСЧЕТ КОЛОННЫ И ЕЕ ЭЛЕМЕНТОВ
1 Расчетно-конструктивная схема
Колонны первого а при наличии подвала – подвального этажа рассматриваются как стойки с жестким защемлением в фундаменте и шарнирно-неподвижным закреплением в уровне междуэтажного перекрытия. Расчетная длина для такой схемы закрепления принимается от обреза фундамента до оси ригеля с коэффициентом 07. Колонны остальных этажей рассчитываются как стойки с шарнирно-неподвижным опиранием в уровнях перекрытий с расчетной длиной l0=H где Н – высота этажа.
Стыки колонн устраиваются в каждом этаже или через этаж. Ригели опираются на консоли колонн. Стык ригеля с колонной предусматривается жестким. Ввиду того что жесткость ригеля выше жесткости колонн влияние изгибающих моментов на несущую способность колонн незначительно.
2 Конструирование колонны
Подсчет нагрузок действующих на колонну от покрытия и перекрытия приведен в таблицах 4.1 и 4.2 соответственно. Здание четырехэтажное с подвалом высота этажа 54 м высота подвала 24 м; нормативная полезная нагрузка 50 кНм2 в том числе длительно действующие 15 кНм грузовая площадь 36 м2.
Т а б л и ц а 4.1 – Нагрузки на колонну передаваемые с покрытия
Слой гравия на битумной мастике
Гидроизоляционный ковер
Цементно-песчаная стяжка
Утеплитель γ=4 кНм3; =150 мм
Ригель (b = 25 см h = 60 см)
В том числе длительная
Т а б л и ц а 4.2 – Нагрузки на колонну передаваемые с перекрытия
Стационарное оборудование
Вес людей и материалов
Нагрузка от собственного веса колонны в пределах этажа при предварительно принятых размерах ее сечения 04×04 м и объемном весе железобетона 25 кНм составит: нормативная 04045425=216 кН; расчетная 216115 =
=2484 кН; в подвале – соответственно 96 и 1104 кН.
По полученным данным вычисляем нагрузки на колонны каждого этажа (таблица 4.3). В качестве доминирующей временной нагрузки принимаем нагрузку на перекрытие. Тогда расчетная продольная сила определяется по второму основному сочетанию:
NSd=jγfjGkj+γfiQk2+01γfiQk1
NSdlt=jγfjGkj+γfiQklt2+01γfiQklt1
Здесь 01=07 - коэффициент сочетания для снеговой нагрузки.
Т а б л и ц а 4.3 – Расчетные нагрузки на колонны
Полная расчетная нагрузка NSd
В том числе длительно действующая NSdlt
Расчетные нагрузки при γf>1
NSd4=24792+2484+81=354
NSd3=24792+22484+1616+270+
NSd2=24792+32484+21616+2270+
NSd1=24792+42484+31616+3270+
NSdп=24792+42484+1104+41616+
Расчетные нагрузки при γf=1
NSkп=18364+4216+96+41197+
Колонны прямоугольного поперечного сечения нагруженные продольной сжимающей силой приложенной со случайным эксцентриситетом (e0=ea) и при гибкости λ=leffh≤24 и симметричном армировании разрешается рассчитывать по условию
NSd≤NRd=φ(αfcdAc+fydAstot) (4.1)
Расчет колонны подвала.
NSdп=2810 кН l0=07Hп=0724=168 м. Принимаем бетон класса C1620 fcd=107 МПа арматура S400 fyd=365 МПа ρ=001 тогда
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=213010-31(1107+001365)=01489 м2=1489 см2.
Принимаем b×h=40×40 см тогда Ac=1600 см2.
Случайный эксцентриситет ea=20 мм.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+05153121302=172.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=168172=22 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=2204=551.
Относительная величина случайного эксцентриситета:
По λ и eah интерполируя определяем φ=08867.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=1365213010-308867-1107016=1913 см2.
Принимаем 4∅28 мм Astot=2463 см2.
Процент армирования ρ=AstotAc100%=24631600100=154%.
Расчет колонны 1-го этажа.
NSd1=1700 кН l0=H=54 м. Принимаем бетон класса C1620 fcd=
=107 МПа арматура S400 fyd=365 МПа ρ=001 тогда
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=170010-31(1107+001365)=01188 м2=1188 см2.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+05128717002=176.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=54176=716 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=71604=179.
По λ и eah интерполируя определяем φ=08281.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=1365170010-3082281-1107016=952 см2.
Принимаем 4∅18 мм Astot=1017 см2.
Процент армирования ρ=AstotAc100%=10171600100=064%.
Расчет колонны 2-го этажа.
NSd2=1242 кН l0=H=54 м. Принимаем бетон класса C1215 fcd=
=8 МПа арматура S400 fyd=365 МПа ρ=001 тогда
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=124210-31(18+001365)=01042 м2=1042 см2.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+0592712422=163.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=54163=69 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=6904=1725.
По λ и eah интерполируя определяем φ=08275.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=1365124210-308275-18016=607 см2.
Принимаем 4∅16 мм Astot=804 см2.
Процент армирования ρ=AstotAc100%=8041600100=051%.
Расчет колонны 3-го этажа.
NSd3=867 кН l0=H=54 м. Принимаем бетон класса C1215 fcd=
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=86710-31(18+001365)=0054 м2=54 см2.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+055578672=168.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=54168=70 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=7004=1747.
По λ и eah интерполируя определяем φ=08253.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=136586710-308253-18016=-343 см2.
Принимаем 4∅12 мм Astot=452 см2.
Процент армирования ρ=AstotAc100%=4521600100=0034%.
Расчет колонны 4-го этажа.
NSd4=354 кН l0=H=54 м. Принимаем бетон класса C1215 fcd=
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=35410-31(18+001365)=00304 м2=304 см2.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+0529713542=184.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=54184=732 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=73204=1831.
По λ и eah интерполируя определяем φ=08154.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=136535410-308154-18016=-2326 см2.
4 Расчет консоли колонны
Для опирания ригелей балочных перекрытий в колоннах предусматривают короткие консоли скошенные под углом = 45 (рисунок 4.1). Ширина консоли bc назначается равной ширине колонны а вылет lc – исходя из удобства размещения закладных деталей для крепления ригеля и необходимой длины сварных швов.
Рисунок 4.1 – Расчетная схема для короткой консоли
Минимально допустимая длина площади опирания ригеля из условия прочности бетона на смятие:
lsup=VSdαfcdbbm=27010-31133025=0081 м=8 см.
Требуемый вылет консоли:
Если принять =zd=095 то требуемая высота консоли у грани колонны из условия прочности наклонного сечения по сжатой полосе:
d≥VSd025αfcdbc=27010-3025095113304=021 м=21 см.
Тогда полная высота консоли у ее основания hc=d+c=21+3=
Высота свободного конца консоли:
hc1=hc-lctg450=24-131=11 см.
Изгибающий момент в опорном сечении:
MSd=VSda=VSdlc-lsup2=270013-082=244 кНм.
αm=125MSdαfcdbcd2=12524410-31133040212=0126.
=05+025-αmc0=05+025-0126081=0807.
Площадь продольной арматуры:
As=125MSdfydd=12524410-34640807021=0000391 м2=391 см2.
Поперечные стержни устанавливают у двух боковых граней консоли с шагом не более hc4=4004=100 мм и не более 150 мм.
Площадь сечения отогнутой арматуры определяют по эффективному коэффициенту поперечного армирования Asinc=ρminbcd=000204
1=0000171 м2=171 см2.
Рисунок 4.2 – Армирование консолей колонн
5 Расчет стыка колонн
Рисунок 4.3 – Стык колонн с ванной сваркой выпусков арматуры
Размеры сечения подрезки можно принять равными 14 размера стороны поперечного сечения колонны:
b1=bc4=4004=100 мм; h1=hc4=4004=100 мм;
Площадь части сечения колонны ограниченная осями крайних стержней сетки косвенного армирования:
Aeff=bc-2c1hc-2c1-4b1+c2-c1h1+c2-c1=
=04-200204-2002-401+001-00201+001-002=
Площадь распределительного листа:
Ac0=bchc-4b1h1=0404-40101=012 м2.
Расчетное сопротивление бетона смятию:
fcud=uαfcd=0911133=119 МПа
где u=1+kukffctdfcdAc1Ac0-1=1+141113300972012-1=091≤
ku=08fcdfctd=081331=107≤14.
Приведенное расчетное сопротивление смятию:
fcudeff=fcud+φ0ρxyfydxyφs=119+007108984640172=
Здесь φ0 - коэффициент эффективности косвенного армирования
φ0=1023+=1023+141=0071;
ρxy - коэффициент армирования
Принимаем ∅12 мм As=1131 см2 количество стержней n = 10.
φs - коэффициент учитывающий влияние арматуры сеток
φs=45-35Ac0Aeff=45-3501200972=0172.
Принимаем радиус инерции арматурного стержня i=∅4=2547 мм. Длина выпусков арматуры l0=290 мм тогда гибкость выпусков арматуры:
По гибкости и классу арматуры определяем φ=0915.
NRd1=075fcudeffAc0=075161103012=1444 кН;
NRd2=05φ1fydAstot=05091546410310113110-4=2352 кН;
NSd=NSdп-4Qd2=2130-4270=1050 кНNRd1+NRd2=1444+
Условие выполняется.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
1 Определение размеров подошвы
Площадь подошвы фундамента:
Аф=NSkR0-γmH=1346025103-2041=801 м2
где NSk- расчетная нагрузка с γf=1 действующая на фундамент в уровне обреза (NSk=1346 кН); γm - среднее значение удельного веса материала фундамента и грунта на его уступах (γm=20 кНм3); H – глубина заложения фундамента (H=17+24 = 41 м).
Тогда размер подошвы фундамента в плане a=Aф=801=283 м принимаем a = 30 м.
2 Расчет тела фундамента
Расчет тела фундамента заключается в определении его высоты количества и размеров ступеней подбора рабочей арматуры подошвы фундамента.
2.1 Определение высоты
Для назначения высоты фундамента определим толщину дна стакана из условия прочности на продавливание:
A=225NSd+045a2k100ρlfck13=225314213010-3+
+04531430215(100000520)13=557 МН;
B=6hcNSd+06hca2k100ρlfck13=604213010-3+
+060430215(100000520)13=124 МНм;
C=-a2-hc2NSd=-302-042213010-3=-178 МНм2;
d≥-B+B2-4AC2A=-124+1242-4557(-178)2557=055 м.
Полная высота фундамента определяется суммой толщины дна стакана защитного слоя бетона глубины заделки колонны в фундамент и подливки: hmin=055+008+04+005=108 м. Принимаем высоту фундамента h=120 м.
Рисунок 5.1 - Принятое поперечное сечение фундамента
2.2 Расчет на раскалывание
Площадь вертикального сечения за вычетом площади стакана:
A1=30045+21045+0903-05+0552045=203 м2.
γ1A1αfctd=20751320311103=3948 кН>NSdп=2130 кН.
Прочность на раскалывание обеспечена.
2.3 Проверка прочности нижней ступени
Прочность обеспечена если выполняется условие
где Vsd- поперечная сила от отпора грунта определяется как
Vsd=pl-linccrb. Здесь l - величина выноса нижней ступени
b – ширина подошвы фундамента b=a=30 м;
p=NSda2=2130302=2367 кНм2;
Тогда Vsd=2367045-03630=639 кН.
VRd - наибольшая поперечная сила которую может воспринять бетон нижней ступени
VRd=с3αfctdd1b=061110303630=648 кН.
VRd=648 кН>Vsd=1405 кН прочность обеспечена.
Рисунок 5.2 – Проверка прочности нижней ступени на действие поперечной силы
Определим периметр вышележащей (второй) ступени: 4a1=421=84 м. Так как 84 м>11d1=11036=396 м то расчет нижней ступени на продавливание не производится.
Принятые размеры фундамента удовлетворяют условиям прочности.
Для расчета площади арматуры подошвы фундамента определим изгибающие моменты в сечениях I–I III–III.
999453810 l1=(a-a1)2
Рисунок 5.3 – Схема к расчету арматуры фундамента
MI-I=0125p(a-a1)2b=01252367 (3-21)23=719 кНм;
MII-II=0125p(a-a2)2b=01252367 (3-09)23=3914 кНм;
MIII-III=0125p(a-hc)2b=01252367 (3-04)23=600 кНм;
As1=MI-I09d1fyd=71909036464=6110-4 м2=61 см2;
As2=MII-II09d2fyd=391409081464=147610-4 м2=1476 см2;
As3=MIII-III09dfyd=60009096464=371210-4 м2=3712 см2;
Фундамент - квадратный в плане поэтому в каждом из двух направлений принимаем 20∅16 мм класс арматуры S500 As=4012 см2>As3max=
=3712 см2 шаг стержней s=160 мм.
Маркировка по ГОСТ 23279-85
С16S500-16016S500-1603000×30007575
2.5 Проверка прочности дна стакана на продавливание
Рабочая высота дна стакана:
d=h-c-hc-005=12-009-04-005=066 м.
Длина критического периметра:
u=4hc+3d=404+3314066=782 м.
Площадь внутри расчетного критического периметра:
=042+40415066+314(15066)2=482 м2.
VSd=NSd-NSda2Ap=2130-2130302482=9885 кН.
Погонная поперечная сила:
vSd=VSdu=19885782=1264 кНм.
Расчетный коэффициент армирования:
k=1+200d=1+200960=155.
Допускаемая расчетная поперечная сила:
vRdc=015k100ρlfck13d=015155100000372013096=
=02995 МН=2995 кНм что больше vSd=1264 кНм.
Прочность обеспечена.
РАСЧЕТ НАРУЖНОЙ СТЕНЫ
1 Расчет прочности простенка 1-го этажа
1.1 Определение усилий
Находим нагрузку от собственного веса плиты:
F1=γf2bст18=1122905118=586 кН;
F2=γfHэтb-hок.прbок.пр(ст+002)18=
=11543-315051+00218=1171 кН;
Рисунок 6.1 – Схема расположения оконных проемов
участка стены между низом опирания ригеля и верхом оконного проема (H3=07):
F3=γfH3b(ст+002)18=11073051+00218=
участка стены от верха оконного проема вниз на высоту (H4=Hэт3--H3=543-07=11 м):
F4=γfH4(ст+002)bпр18=1111051+0021518=
Нагрузка на стену передаваемая ригелями:
F5=NSd1-nэтNSdкол2=1700-424842=800 кН
где NSd1 - расчетные нагрузки на колонну 1-го этажа (NSd1=1700 кН);
nэт – количество этажей;
NSdкол - расчетная нагрузка от собственного веса колонны (NSdкол=
Продольная сила в сечении 1-1:
N1=F1+nэтF2+F3+F5=586+41171+213+800 =1350 кН;
Рисунок 6.2 – Конструктивная и расчетная схемы стены
Продольная сила в сечении 2-2:
N2=N1+F4=1350+162=13662 кН;
Изгибающие моменты от ригеля:
Fпер=Qd2+Gd22=270+16162=2158 кН
где Qd2 - суммарная расчетная нагрузка от перекрытия (Qd2=270 кН).
момент в уровне опирания ригеля при глубине заделки c=25 см (с3=7 см):
M=Fперст2-007=2158(0512-007)=40 кНм;
момент в сечении 1-1:
M1=M(1-07Hэт)=40(1-0754)=347 кНм;
момент в сечении 2-2:
M2=M(Hэт-Hэт3)Hэт=23M=2403=266 кНм.
1.2 Проверка прочности простенка
Площадь сечения простенка:
A=стbпрост=05114=0714 м2.
Расчетная высота стены (=1):
l0=09Hэт=0954=486 м.
α=1000 - упругая характеристика кладки;
Коэффициент продольного изгиба в сечении 2-2:
Коэффициент продольного изгиба в сечении 1-1:
φ1=φ21-φ2(Hэт3-07)Hэт3=089321-08932(543-07)543=09585.
Проверка прочности сечения 1-1:
e0=M1N1=3471600=003 м;
φ'=φ1+φc2=09585+0842=08992;
NRd=φ'RAc=089923103063112=1900 кН.
NRd=1900 кН>N1=1350 кН принимаем сетчатое армирование горизонтальных швов.
Проверка прочности сечения 2-2:
e0=M2N2=26613662=002 м;
λhc=Hэтhc=540464=1163;
φ'=φ2+φc2=08932+084872=0871;
NRd=φ'RAc=08713103065109=1851 кН.
NRd=1851 кН>N1=13662 кН принимаем сетчатое армирование горизонтальных швов.
1.1 Расчет сетчатого армирования простенка
Назначаем диаметр сеток ∅6 мм.
fyd'=γcsfyd=0752182=164 МПа;
fyk'=γcsfyk=07516=12 МПа;
где γcs – коэффициент условий работы кладки (табл.14 СНиП).
Площадь одного стержня сетки Ast=0283 см2.
Требуемое расчетное сопротивление кладки:
Rтр=N2φ'Ac=136621030871065109=222 МПа;
fyквтр≥Rтр=222 МПа2R=213=26 МПа.
Максимальный процент армирования:
max=50R(1-2e0ст05)γcsfyd=5013(1-2002305105)164=029%.
Требуемый процент армирования:
тр=50(Rтр-R)(1-2e0ст05)γcsfyd=50(222-13)1-200205105164=03%.
Расстояние между стержнями в сетке:
c=200Astтрs=20002830375=25 см.
Подбираем ячейки сетки:
=200Astcs=20002832575=03%.
Временное сопротивление сжатию армированной кладки:
Rsku=2R+2fyk100=213+21603100=27 МПа.
Упругая характеристика кладки с сетчатым армированием:
αsk=2RαRsku=213100027=964.
Коэффициент продольного изгиба: при λh=09Hэтст=0954051=953 φ=08885;
при λhc=Hэтhc=540464=1163 φс=08487;
φ1=φ+φс2=08885+084872=08686.
Фактическое расчетное сопротивление армированной кладки:
Rskb=R+2fydγcs1001-2e005ст=13+2031641001-2002305051=245 МПа.
Rskb=245 МПа2R=26 МПа.
Несущая способность простенка:
N2=1266 кНφ1RskbAc=08686245103065109=16933 кН.
2 Проверка толщины стены из условия предельной гибкости
Выделяем полосу стены шириной bпрост+15=14+15=29 м=b.
Ab=bст=29051=148 м2;
An=b-15ст=29-15051=0714 м2;
Тогда поправочный коэффициент k=AnAb=0714148=0695.
Hэт ст=54051=106k=069522=1529.
3 Расчет узла опирания ригеля на простенок
3.1 Проверка прочности кладки на местное сжатие
Нагрузка передаваемая ригелем на стену:
Fпер=Qd2+Gd22=270+16162=2158 кН.
Ac=cbmb=025025=00625 м2=625 см2
где c - глубина заделки ригеля в стену (c=250 мм);
bmb - ширина ригеля.
Ap=Ac+2cст=00625+2025051=03175 м2=3175 см2.
=1721=20 условие выполняется.
Расчетное сопротивление кладки:
Rc=R=17213=2236 МПа.
Fпер=2158 кН≤dRcAc=05125223610300625=873 кН.
Так как условие не выполняется. То повышаем несущую способность опорного узла при помощи распределительной плиты.
3.2 Определение размеров распределительной плиты
Длина плиты спл=250 мм.
Решаем уравнение: (определяем ширину плиты)
cпл3bпл3+2стcпл3bпл2=FперdR3
53bпл3+20510253bпл2=215810-30625133
Решив уравнение получим bпл=125 м.
Определяем высоту плиты:
hпл=bпл-bmb2=(125-025)2=05 м=50 см>15 см.
Ac=cbпл=025125=03125 м2=3125 см2
Ap=Ac+2cст=03125+2025051=05675 м2=5675 см2.
=3ApAc=356753125=122
=1221=20 условие выполняется.
Rc=R=12213=1586 МПа.
Fпер=2158 кН≤dRcAc=05125158610303125=310 кН.
3.3 Проверка длины опирания ригеля
a0=1125a1=112583=93 см;
=Fпер2a0bmb=30010-320093025=645 МПа;
az0=4Fперa10bmb-a1=4215810-30083645025-0083=0166 м;
Максимальное напряжение:
max=2Fперa1bmb-0a1+az0a1=2215810-30083025-6450083+01660083=
max=955 МПа≤08kR=08122213=254 МПа.
Условие не выполняется следовательно узел дб армирован.
3.4 Расчет опорного узла на центральное сжатие
Суммарная площадь сечения:
A=cbmb+2cст=025025+2025051=03175 м2=3175 см2.
Площадь опирания жб элемента:
Ab=cbmb=025025=00625 м2=625 см2;
q=1-23AbA-01=1-230062503175-01=0935>08.
Несущая способность опорного узла:
Fпер=2158 кН≤qRA=09351310303175=386 кН.
N=2F1+nэт+F2+F5=2586+41171+800=3154 кН;
M=Fперст2-007=2158(0512-007)=554 кНм;
Ns=MHэт+001N=55454+0013154=418 кН.
Принимаем анкер из арматуры S240 для которой fyd=2182 МПа.
Требуемая площадь поперечного сечения анкера:
As=Nsfyd=4182182=19210-4 м2=192 см2.
Принимаем 2∅12 мм As=226 см2.
Анкеры приварены к закладным деталям ригеля четырм сварными швами длиной: lw=100 мм.
Катет шва kf=4 мм>∅4=124=3 мм.
Принимаем электрод Э-42 тогда Rwf=180 МПа.
Несущая способность сварных швов:
Fw=4γcγwfkfRwflw-001=41110000418010301-001=
Fw=2851 кН>Ns=418 кН условие выполняется следовательно крепления анкеров к ригелю обеспечена.
Среднее напряжение в уровне расположения анкера:
ср=09N3ст=0931543051=186 МПа.
Принимаем глубину заделки анкера в кладке a=038 м.
Расчетное сопротивление кладки срезу Rsq=016 МПа (для марки раствора М25 по перевязанному сечению для кладки из камней правильной формы).
Длина поперечного стержня анкеровки:
la=Ns2aRsq+0807ср-a=
=4182038(016103+0807186103)-038=-033м.
Принимаем конструктивно la=02+2025=07 м.
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ МОНОЛИТНОГО
1 Конструктивная схема
Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами состоит из плиты работающей по короткому направлению как неразрезная балка и системы перекрестных балок: главных опирающихся на колонны и второстепенных балок-ребер опирающихся на главные балки.
Рисунок 7.1 – Расчетная схема ребристого перекрытия с балочными плитами:
– первые (крайние) расчетные пролеты плиты или второстепенной балки; 2 – то же вторые (от края); 3 – расчетная полоса плиты перекрытия; 4- грузовая площадь второстепенной балки; 5 – то же главной балки; 6 – то же колоны
Определим расчетный пролет и толщину плиты перекрытия производственного здания с пролетом главных балок lmb=60 м шагом главных балок B=60 м и нагрузкой действующей на перекрытие q=12675 кНм2. Плиту проектируем из монолитного бетона класса C2025 fcd=133 МПа fctd=1 МПа.
Первое значение пролета плиты:
Число пролетов плиты на длине главной балки lmb=60 м
Окончательное значение пролета плиты:
ls=lmbn-bsb=63-02=18 м.
Рабочая высота плиты:
ds=085lsqαfcd=08518126751133103=0045 м=
Тогда толщина плиты:
hs=ds+ccov+∅2=45+20+102=70 мм.
Защитный слой бетона ccov=20 мм принят для помещения с нормальным режимом класс – по условия эксплуатации конструкций XC1. Диаметр рабочей арматуры предварительно принят равным 10 мм. Пролет назначаем ls=18 м тогда шаг второстепенных балок в осях lb=20 м.
Балочные плиты работают на изгиб в направлении меньшей стороны при этом изгибающим моментом в направлении большей стороны по его малости пренебрегают.
Для расчета балочной плиты рассматривают полосу шиной 10 м в направлении перпендикулярном второстепенным балкам.
Таблица 7.1 – Нагрузки действующие на плиту перекрытия
Плита перекрытия (gs=25hs)
Изгибающий момент в крайнем пролете и на первой промежуточной опоре:
MSd1=qsls211=100418211=3 кНм.
Рисунок 7.2 – Расчетная схема и эпюра изгибающих моментов монолитной балочной плиты
Определяем требуемую площадь арматуры класса S240 fyd=218 МПа:
αm=MSd1αfcdbsds2=310-311331000452=0124;
=05+025-k2αmc=05+025-04160124081=091;
As1тр=MSd1fydds=310-32180910045=41310-4 м2=413 см2.
Принимаем не менее 7∅10 мм As1=55 см2 шаг стержней не более 165 мм.
Подберем арматуру для средних пролетов и средних опор плиты:
MSd2=08qsls216=100418216=244 кНм.
αm=MSd2αfcdbsds2=24410-311331000452=0112;
=05+025-k2αmc=05+025-04160112081=0938;
As2тр=MSd2fydds=24410-321809380045=26510-4 м2=265 см2.
Принимаем не менее 6∅8 мм As2=302 см2 шаг стержней не более 165 мм.
Для армирования плиты принимаем следующие марки плоских сеток по ГОСТ 23279-85 8:
- нижняя сетка в крайнем пролете и верхняя над первой промежуточной опорой
С7S240-3008S240-150300×5757575;
- нижние сетки в средних пролетах и верхние над промежуточными опорами
С8S240-15010S240-300300×5757575.
3 Расчет второстепенной балки
3.1 Определение размеров поперечного сечения
Второстепенную балку рассчитываю как неразрезную опирающуюся на главные балки и наружные стены.
Рабочая высота второстепенной балки:
dsb=2153MSd(αfcd)=21536104(1133103)=0404
где MSd=qs lsb=B-025=6-025=575 м.
Высота балки hsb=dsb+c=0404+005=0454 м.
Ширина балки bsb=dsb24=040424=0168 м.
Окончательно принимаем размеры поперечного сечения балки:
3.2 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил
После определения размеров сечения балки собираем нагрузки действующие на балку с учетом ее собственного веса и определяем возникающие от них усилия в расчетных сечениях.
- на первой промежуточной опоре
- в средних пролетах и на средних опорах:
- на крайней опоре V1=04q
- на первой промежуточной опоре слева V2
- на первой промежуточной опоре справа и на остальных опорах
Рисунок 7.3 – Расчетная схема и эпюры изгибающих моментов и поперечных сил второстепенной балки
Определим нагрузки действующие на второстепенную балку. Грузовая ширина равна шагу второстепенных балок (20 м).
Таблица 7.2 – Нагрузки действующие на второстепенную балку
Второстепенная балка 02×045 м
В том числе длительно действующие
Условные постоянные (g+p4)
3.3 Расчет продольной арматуры балки
Определяем изгибающие моменты в расчетных сечениях:
Для первого (крайнего) полета и всех средних пролетов сечение второстепенной балки будет тавровое с полкой в сжатой зоне. Определим ширину сжатой полки bf':
bf1'≤ так как при hs=70 мм>01hsb=01400=
=40 мм то bf1'≤175-bsb2=175-022=078 м. принимаем меньшее значение bf1' и вычисляем bf'=2bf1'+bsb=2078+02=176 м.
Расчет арматуры крайнего пролета второстепенной балки
Определяем момент который может воспринять сжатая полка
Mf'=bf'hsαfcdd-hs2=1760071133103045-0072=
=5471 кНм что много больше действующего изгибающего момента MSd1. Предварительно принимаем с = 005 м поэтому d=hsb-c=05-005=
=045 м. Следовательно нейтральная линия проходит по полке и подбор арматуры осуществляется как для прямоугольного сечения с шириной b=bf'.
αm=MSd1αfcdbf'd2=93510-311331760452=0025;
=1-1-2αm=1-1-20025=0025;
Asтр=αfcdbf'dfyd=11331760025045464=576 см2.
Принимаем 4 стержня ∅14 мм As=615 см2 с расположением арматуры в два ряда.
Проверим несущую способность балки при расположении арматурных стержней в два ряда по высоте.
Величина c=ccov+∅+252=20+14+125=465 мм. Тогда d=500-
-465=4535 мм можно принять d=453 мм.
=Asfydαfcdbf'd=61510-446411331760453=0026;
αm=1-2=00261-00262=0026;
MRd1=αmαfcdbf'd2=0026110710317604532=10035 кНм что больше MSd1=935 кНм. Прочность сечения обеспечена.
Расчет арматуры среднего пролета второстепенной балки
αm=MSd3αfcdbf'd2=64310-311331760452=0017;
=1-1-2αm=1-1-20017=0017;
Asтр=αfcdbf'dfyd=11331760017045464=395 см2.
Принимаем 4 стержня ∅12 мм As=452 см2 с расположением арматуры в два ряда.
Величина c=ccov+∅+252=20+12+125=445 мм. Тогда d=500-
-445=4555 мм можно принять d=455 мм.
=Asfydαfcdbf'd=45210-446411331760455=0019;
αm=1-2=00191-00192=0019;
MRd3=αmαfcdbf'd2=0019113310317604552=743 кНм что
больше MSd3=643 кНм. Прочность сечения обеспечена.
Расчет арматуры на первой промежуточной опоре второстепенной балки
αm=MSd2αfcdbf'd2=73510-311331760452=0019;
=1-1-2αm=1-1-20019=0019;
Asтр=αfcdbf'dfyd=11331760019045464=452 см2.
-445=4535 мм можно принять d=453 мм.
MRd1=αmαfcdbf'd2=0026113310317604532=10035 кНм что больше MSd2=735 кНм. Прочность сечения обеспечена.
Расчет арматуры на средней промежуточной опоре второстепенной балки
Рисунок 7.4 – Расчетные сечения второстепенной балки с продольным армированием:
а – для крайнего пролета; б – для средних пролетов; в – для первой промежуточной опоры;
г – для средних опор
3.4 Расчет поперечной арматуры балки
Крайний пролет левый приопорный участок. Продольная арматура балки 4∅14 мм As=615 см2 d = 0453 м. Поперечная арматура класса S240 fywd=
=157 МПа. Наибольшая поперечная сила на участке: VSd1=04qlsb=04×
k=1+200d=1+200453=1664≤2;
ρi=ASbd=61510-4020453=0007002
VRdct=012k3100ρifckbd=01216643100000720020453=
Поскольку VSd1=7154 кН>VRdct=40 кН то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.
Так как поперечное сечение – тавровое то определяем величину f':
f'=075(bf'-bw)hf'bwd=075041-02007020453=016;
bf'=bw+3hf'=02+3007=041 м. Здесь bw - ширина второстепенной балки bw=bsb=02 м; hf' - высота полки равная толщине плиты hf'=hs=
sw=VSd124c2(1+f+N)fctdbd2=7154242(1+016)11030204532=155 кНм;
sw≥05VSd12d=05715420453=395 кНм ;
sw≥с3fctdb2=061103022=5202 кНм ;
∅sw≥∅s4=144=4 мм принимаем ∅sw=6 мм для двух ветвей Asw=
- расчетный шаг поперечных стержней (хомутов) s
- максимально допустимый шаг хомутов
- шаг хомутов по конструктивным требованиям для приопорных участков с высотой балки h > 450 мм:
s≤h3=5003=167 мм s≤300 мм
Принимаем наименьшее значение s = 170 мм.
Проверка прочности наклонного сечения:
sw=fywdAsws=15710305710-40170=862 кНм;
l VRd=2dsw+c2(1+f)fctdbd2linccr=20453862+2(1+016)110302045320909=
=1689 кН>VSd1=7154 кН следовательно прочность наклонного сечения обеспечена.
Крайний пролет правый приопорный участок. Продольная арматура балки 4∅14 мм As=615 см2 d = 0453 м. Поперечная арматура класса S240 fywd=
=157 МПа. Наибольшая поперечная сила на участке: VSd2=06qlsb=04×
Постановка поперечных стержней требуется по расчету так как
VSd2=1073 кН>VRdct=40 кН.
sw=VSd224c2(1+f+N)fctdbd2=1073242(1+016)11030204532=3487 кНм;
sw≥05VSd22d=05107320453=592 кНм ;
s≤h3=5003=167 мм s≤300 мм.
=1689 кН>VSd2=1073 кН следовательно прочность наклонного сечения обеспечена.
Крайний пролет пролетный участок. Продольная арматура балки 4∅14 мм As=615 см2 d = 0453 м. Поперечная арматура класса S240 fywd=
=157 МПа. Наибольшая поперечная сила на участке: VSd3=V1-3V2l4=
=7154-310734=-626 кН.Знак «минус» показывает что поперечная сила на правом конце пролетного участка отрицательная.
VSd3=626 кН>VRdct=40 кН.
sw=VSd324c2(1+f+N)fctdbd2=626242(1+016)11030204532=119 кНм;
sw≥05VSd32d=0562620453=346 кНм ;
sw≥с3fctdb2=060867103022=5202 кНм ;
- шаг хомутов по конструктивным требованиям для пролетных участков с высотой балки h > 450 мм:
s≤34h=34500=375 мм s≤500 мм.
Принимаем наименьшее значение s = 280 мм.
sw=fywdAsws=15710305710-40280=523 кНм;
l VRd=2dsw+c2(1+f)fctdbd2linccr=20453523+2(1+016)110302045321166=
=1182 кН>VSd3=626 кН следовательно прочность наклонного сечения обеспечена.
Средний пролет левый и правый приопорные участки. Продольная арматура балки 4∅12 мм As=452 см2 d = 0455 м. Поперечная арматура класса S240 fywd=157 МПа. Наибольшая поперечная сила на участке: VSd4=V2r=
=V3=05qlsb=05×31105575=8943 кН.
k=1+200d=1+200455=1663≤2;
ρi=ASbd=45210-4020455=0005002
VRdct=012k3100ρifckbd=01216633100000520020455=
Поскольку VSd4=8943 кН>VRdct=36 кН то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.
Так как поперечное сечение – тавровое то f'=016.
sw=VSd424c2(1+f+N)fctdbd2=8943 242(1+016)11030204552=24 кНм;
sw≥05VSd42d=058943 20455=491 кНм ;
l VRd=2dsw+c2(1+f)fctdbd2linccr=20455862+2(1+016)110302045520913=
=1697 кН>VSd1=8943 кН следовательно прочность наклонного сечения обеспечена.
Средний пролет пролетный участок. Продольная арматура балки 4∅12 мм As=452 см2 d = 0455 м. Поперечная арматура класса S240 fywd=157 МПа. Наибольшая поперечная сила на участке: VSd5=V2r-3V34=8943-389434=
VSd5=447 кН>VRdct=36 кН.
sw=VSd524c2(1+f+N)fctdbd2=447 242(1+016)11030204552=6 кНм;
sw≥05VSd52d=05447 20455=246 кНм ;
l VRd=2dsw+c2(1+f)fctdbd2linccr=20455523+2(1+016)110302045521171=
=1187 кН>VSd1=447 кН следовательно прочность наклонного сечения обеспечена.
Рисунок 7.5 – Поперечное армирование второстепенной балки:
а – крайнего пролета; б – средних пролетов
3.5 Построение огибающей эпюры моментов эпюры материалов и определение
мест обрыва продольных стержней
Для построения эпюры материалов определим несущую способность балки в расчетных сечениях при оставшихся (необорванных) стержнях.
В крайнем пролете обрывается 2 стержня ∅14 мм и остается 2 стержня ∅14 мм As=308 см2; c=ccov+∅2=20+142=27 мм d = 500 – 27 =
=473 мм = 0473 м сечение тавровое bf'=176 м:
=Asfydαfcdbd=30810-44641133020473=0013;
αm=1-2=00131-00132=0013;
MRd12=αmαfcdbd2=001311331030204732=
В среднем пролете остается 2 стержня ∅12 мм As=226 см2; c=ccov+
+∅2=20+122=26 мм d = 500 – 26 = 474 мм = 0474 м сечение тавровое bf'=176 м:
=Asfydαfcdbd=22610-44641133020474=00092;
αm=1-2=000921-000922=00092;
MRd32=αmαfcdbd2=0009211331030204742=
На первой промежуточной опоре остается 2 стержня ∅14 мм
As=308 см2; c=ccov+∅2=20+142=27 мм d = 500 – 27 =
MRd22=αmαfcdbd2=001311331030204732=
На средних промежуточных опорах остается 2 стержня ∅12 мм As=226 см2; c=ccov+∅2=20+122=26 мм d = 500 – 26 = 474 мм = 0474 м сечение тавровое bf'=176 м:
Определим точки теоретического обрыва крайнего пролета:
Msup Msupr=g+p M=MRd1(2)=526 кНм;
Для среднего пролета:
Msup Msupr=g+pl2=006257105+245752=
=643 кНм; M=MRd3(2)=388 кНм;
Для первой промежуточной опоры слева:
Для первой промежуточной опоры справа:
Msup=735 кНм; M=MRd2(2)=526 кНм;
Для средней промежуточной опоры слева:
Длину анкеровки lbd обрываемых в пролете стержней продольной арматуры определяем по формуле:
lbd=α1α2α3α4lbAsredAsprov≥lbmin
В крайнем пролете обрываются 2 стержня ∅14 мм класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры Asred=308 см2 (2∅14 мм) принятая площадь сечения арматуры Asprov=615 см2 (4∅14 мм). По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки lb=44∅=4414=616 мм. Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой (3.13): lbd=07616308615=216 мм.
Окончательно принимаем lbd1=370 мм.
В среднем пролете обрываются 2 стержня ∅12 мм класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры Asred=226 см2 (2∅14 мм) принятая площадь сечения арматуры Asprov=452 см2 (4∅12 мм). Базовая длина анкеровки lb=44∅=4412=528 мм. Длина анкеровки обрываемых стержней:
lbd=07528226452=185 мм.
Окончательно принимаем lbd1=320 мм.
На средней промежуточной опоре обрываются 2 стержня ∅12 мм и остаются 2 стержня ∅12 мм следовательно окончательно принимаем lbd1=320 мм.
Рисунок 7.6 – Огибающие эпюры изгибающих моментов
и эпюра материалов второстепенной балки
СНБ 5.03.01-02. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования. – Взамен СНиП 2.03.01-84* ; введ. 01.07.2003. – Мн. : Минстройархитектуры РБ 2003. – 139 с.
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. – Введ. 01.01.1987. – М. : ЦИТП Госстроя СССР 1986. – 36 с.
ТКП 45-5.01-67-2007 (02250). Фундаменты плитные. Правила проектирования. – Введ. 01.09.2007. – Мн. : Минстройархитектуры РБ 2008. – 136 с.
СНиП II-23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования.
Железобетонные конструкции. Основы теории расчета и конструирования: учеб. пособие для студентов строительных специальностей; под ред. Т. М. Пецольда и В. В. Тура. – Брест : БГТУ 2003. – 380 с.
Байков В. Н. Железобетонные конструкции: Общий курс В. Н. Байков Э. Е. Сигалов. – М. : Стройиздат 1991. – 767 с.
Попов Н. Н. Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций Н. Н. Попов А. В. Забегаев. – М. : Высшая школа 1989. – 400 с.
Талецкий В. В. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания. Ч. I. Элементы каркаса и междуэтажного перекрытия из сборного железобе - тона : учеб.-метод. пособие по курсовому и дипломному проектированию. – Гомель: БелГУТ 2009. – 80 с.
ГОСТ 23279-85. Сетки арматурные сварные для железобетонных конструкций и изделий. Общие технические условия. – Взамен ГОСТ 23279-78 ; введ. 28.11.1984. – М. : Стройиздат 1985. – 10 с.
ГОСТ 21.101-93. Основные требования к рабочей документации. Система про-ектной документации для строительства. – Мн.: Белстандарт 1995. – 42 с.
ГОСТ 21.501-95. Правила выполнения архитектурно-строительных рабочих чертежей. Система проектной документации для строительства. – Мн.: Белстандарт 1994. – 46 с.

Компоновочная схема (2).dwg

Жбк устин.dwg

СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ КОЛОНН РИГЕЛЕЙ ПЛИТ ПЕРЕКРЫТИЯ НА ОТМ. 5.400
Схема расположения фундаментов
СПЕЦИФИКАЦИЯ К СХЕМАМnРАСПОЛОЖЕНИЯ ЭЛЕМЕНТОВ
Под фундаментами выполнить бетонную подготовку nтолщиной 100 мм из бетона класса С
Схема расположения элемен-
тов здания. Разрез 1-1.
Многоэтажное производствен-
СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ ФУНДАМЕНТОВ
Схема расположения колонн ригелей плит
Производственное здание в г. Архангельск
Фм1 (низ на отметке -4100)
Все незамаркированные колонны К3
13г. 70 02 01 КП1 по ЖБК - КЖ
УЗЕЛ ОПИРАНИЯ ПЛИТ ПЕРЕКРЫТИЯ НА РИГЕЛЬ
Низ на отметке -4100
Мелкозернистый бетон
Отверстияn35x100(h) мм
Цем.-песч. раствор М100
Закладная деталь ригеля
Закладная деталь плиты
Цем.-песч. раствор М50
Ригель Р1 (опалубочный чертеж)
Ригель Р1 (арматурно-опалубочный чертеж)
Расчетная схема неразрезной балки
Расчетные нагрузки:nпостоянные g=269325 кНмnвременные р=45 кНм
Расчетная нагрузка Nsd=3019 кН
Расчетная нагрузка Nsd=2161 кН
СПЕЦИФИКАЦИЯ НА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ИЗДЕЛИЯ
Расчетная схема Фм 1
Кострукция ригеля колонны
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ КГ
ПЕРЕКРЫТИЕ НА ОТМ. 5400
РАСКЛАДКА НИЖНИХ СЕТОК
РАСКЛАДКА ВЕРХНИХ СЕТОК
СПЕЦИФИКАЦИЯ МОНОЛИТНОГО n ПЕРЕКРЫТИЯ В ОСЯХ 1-3
Расчетная схема плиты Пм 1
Расчетные нагрузки:nпостоянные g=304 кНмnвременные р=75 кНм
Расчетная схема балки Бм 2
Расчетные нагрузки:nпостоянные g=12875 кНмnпеременные р=15 кНм
Кострукция монолитного

Пояснительная записка (2).docx

2 ПОДБОР ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ
Плиты опираются свободно одним концом на ригель другим – на ригель или стену. Расчётный пролёт принимаем равным расстоянию между центрами опорных площадок. Нагрузки складываются из постойных и временных в том числе кратковременно и длительно действующих.
Нагрузки складываются из постоянных и переменных. Переменные могут быть кратковременно и длительно действующими.
Таблица 2.1-Нагрузки на плиту перекрытия
Наименование нагрузки
Стационарное оборудование.
Все люди и материалы
2 Назначение марки плиты
Марку плиты перекрытия выбираем по каталогу или серии учитывая полную расчетную нагрузку (11145 кгсм2). Выбираем ребристую плиту ИП5-2 с размерами: l=5950 мм b=1485 мм расход стали – 78 кг объём бетона – 095 м3 масса – 24 т.
1 Сбор нагрузок и подбор сечения
При расчете ригеля необходимо нагрузку распределенную по площади перекрытия (см. таблицу 2.1) собрать в распределенную по длине ригеля. Для этого её умножаем на грузовую ширину ригеля которая равна шагу ригелей:
Примерные размеры сечения:
q=qполнb=11145 6=6687 (кНм);
M=ql28=6687368=300915 (кНм).
d=1853Mfcd =1853300915103133106 = 0523(м); fcd=fck15=2015=133 (МПа) т.к. C2025.
b=d24=052324=0218 (м).
где М – расчётный изгибающий момент для свободно опёртой балки наибольшего из пролётов без учёта нагрузки от её собственного веса.
fcd – расчетная прочность бетона.
h=d+003 005=0523+005=0573 (м).
Принимаем h=060 м; b=025 м.
Нагрузка от собственного веса ригеля:
g=25hb=2506025=375 (кНм).
где b и h – принятая ширина и высота сечения.
Нагрузки действующие на ригель сводим в табличную форму (таблица 3.1).
Таблица 3.1 –Нагрузки действующие на ригель
Ригель(b=25см; h=60см)
2 Статический расчет
Изгибающие моменты в пролетном и опорном сечениях определяются по формуле:
где и – табличные коэффициенты зависящие от характера загружения неразрезной балки (приведены в приложении Б); g и p – соответственно величины постоянной и переменной равномерно распределенных нагрузок; l – пролет ригеля (для опорного момента – наибольший из примыкающих к опоре).
Расчет с помощью таблиц разрешается для балок пролеты которых равны или отличаются друг от друга не более чем на 10 %.
В таблице 3.2 приведены результаты определения максимальных моментов на опорах и серединах пролетов для четырехпролетного ригеля при g = 2693 кНм p = =45 кНм l = 6 м. Вычисления их проводились по формуле (3.3).
– для опоры В при первом варианте загружения
MB=-01252693+01254562=-3237 кНм;
– для середины первого пролета при первом варианте загружения
M1=0072693+0074562=1813 кНм;
– для середины второго пролета при первом варианте загружения
M2=0072693+0074562=1813 кНм.
– для опоры В при втором варианте загружения
MB=-01252693+00634562=-2232 кНм;
– для середины первого пролета при втором варианте загружения
M1=0072693+00964562=2234 кНм;
– для середины второго пролета при втором варианте загружения
M2=0072693-00254562=274 кНм.
Т а б л и ц а 3.2 – Максимальные изгибающие моменты в ригеле
3 Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил
Огибающие эпюры усилий дают полное представление о работе ригеля и позволяют решать задачи о поперечном армировании и обрыве стержней если они выполняются графически.
Изгибающие моменты в любом сечении M(x) определяются по формуле:
Mx=M0-Msupl1--Msupr (3.4)
где M0 - момент в свободно опертой балке. Для равномерно распределенной нагрузки
Msup = xl – относительное расстояние а
х – расстояние от левой опоры до расчетного сечения.
Поперечные силы V(x) определяются по формуле:
V(x)=g+p2l1-2-Msupr-Msupll (3.6)
Т а б л и ц а 3.3 – Вычисление М и V при загружении № 1 [(g + p) – (g+p)]
Формула или обозначения
Результаты вычислений
Vм=(Msupr - Msupl)l кН
Mlt = Msupl(1 - ) кН*м
M = ql2(1 - )2 - Mlt - Mrt кН*м
V = ql(1 - )2 - Vм кН*м
Т а б л и ц а 3.4 – Вычисление М и V при загружении № 2 [(g + p) – g]
Т а б л и ц а 3.5 – Сводная таблица М и V
Расстояние сечения от опоры = xl
Рисунок 3.1 – Эпюры моментов и поперечных сил и их огибающие.
4 Конструктивный расчет
4.1 Подбор продольной арматуры и расчет
несущей способности ригеля
Учитывая симметрию конструкции и перераспределение (выравнивание) опорных моментов арматуру подбирают для первого и второго пролетов и первой промежуточной опоры по максимальным изгибающим моментам растягивающим верхние и нижние волокна бетонного сечения.
Расчет будем производить по методу предельных усилий (альтернативная модель). Предварительно назначим величину c = 40 .60 мм и определяем рабочую высоту сечения d. В приведенных расчетах ригеля: класс бетона С 3037 класс арматуры S400 класс по условиям эксплуатации XC1.
fcd=fck15=2015=1333 МПа;
fyd=fyk11=50011=455 МПа;
Размеры сечения ригеля: ширина b = 025 м высота h = 06 м защитный слой c = 006 м рабочая высота d = h – c = 06 – 006 = 054 м.
Первый пролет. Нижняя арматура MSd=2121 кНм.
αm=Msdαfcdbd=212110-3113330250542=0145.
Относительная высота сжатой зоны бетона:
=1-1-2αm=1-1-20145=0158.
Предельное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
=kc-0008fcd=085-000820=069.
lim=1+fydscu(1-11)=0691+455500(1-06911)=0543.
Требуемая площадь арматуры:
Asтр=αfcdbdfyd=113330250158054455=117310-4 м2=1173 см2.
По конструктивным требованиям минимальный процент армирования для растянутой арматуры изгибаемых элементов ρmin=015% тогда As min==ρminbd=015025054=20310-4м2=203 см2 .
Принимаем 4n20 мм As=1256 см2 с расположение в два ряда (рисунок 3.2 а).
Расстояние от растянутых волокон до центра тяжести арматуры:
c=ccov+∅+252=20+20+12543 мм.
Рабочая высота сечения d = 600 – 43 = 557 мм = 0557 м.
Опора B. Верхняя арматура MSd=324 кНм.
αm=Msdαfcdbd=32410-3113330250542=0222.
=1-1-2αm=1-1-20222=0255.
Asтр=αfcdbdfyd=113330250255054455=189110-4 м2=1891 см2.
Принимаем 4n25 мм As=1964 см2 с расположение в два ряда (рисунок 3.2 б). Общая площадь арматуры .
c=ccov+∅+252=25+25+12563 мм.
Рабочая высота сечения d = 600 – 63 = 537 мм = 0537 м.
Второй пролет. Если загрузить ригель нагрузкой зеркальной загружению 220:210 то получаем абсолютно симметричную эпюру.
Рисунок 3.2 – Поперечное сечение ригеля:
а – первый пролет; б – опора.
После назначения сечения арматуры выполняем проверку расчета т. е. определяем несущую способность сечения MRd и сравниваем ее с действующим изгибающим моментом MSd.
Первый пролет. Продолжаем расчет по альтернативной модели:
=Asfydαfcdbd=125610-4455113330250557=0153l
αm=1-2=01531-01532=0141;
MRd=αmαfcdbd2=01411133310302505572=2194 кНм;
MRd=2194 кНм>MSd=2121 кНм.
Несущая способность при двух оборванных стержнях 2∅20 мм составит (c = 30; d = 600 – 30 = 570 мм):
=Asfydαfcdbd=62810-445511333030570=008l
αm=1-2=0081-0082=0077;
MRd=αmαfcdbd2=00771133310302505702=125 кНм;
=Asfydαfcdbd=196410-4455113330250537=0266l
MRd=Asfydd=196410-445510308670537=3325 кНм;
MRd=3325 кНм>MSd=324 кНм.
Несущая способность при двух оборванных стержнях 2∅25 мм составит (c = 38; d = 600 – 38 = 562 мм):
=Asfydαfcdbd=98210-4455113330250562=0127l
MRd=Asfydd=98210-445510309360562=188 кНм;
4.1 Подбор поперечной арматуры
Поперечные стержни (хомуты) устанавливаются для обеспечения прочности наклонных сечений балки на действие поперечной силы. Для наклонных сечений приопорных участков расчет ведется на максимальное значение поперечных сил в опорных сечениях Vl и Vr определяемых по формуле (3.6). Для наклонных сечений пролетных участков расчет ведется на максимальное значение поперечной силы в средних четвертях пролета
V(3l4)=(Vl-3Vr)4 . (3.8)
Расчет ригеля первого пролета
Максимальная поперечная сила для левого приопорного участка (левой четверти пролета) VSdl=1786 кН. Необходимые расчетные величины: d = 0557 м 2d = 1114 м AS=1256 см2 (4n20 мм) b = 025 м fctd=1333 МПа fywd=157 МПа число ветвей n = 2 f=0 N=0 c2=2 c3=06.
Проверяем необходимость расчета:
k=1+200d=1+200557=16≤2;
VRdct=012k3100ρifckbd=0121631000009200250557=
= 008 МН = 80 кН но не менее
VRdctmin=04fctdbd=0413331030250557=743 кН.
Поскольку VSd=1786 кН>VRdct=80 кН то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.
Подбор поперечной арматуры:
sw=VSd24c2(1+f+N)fctdbd2=17862421133310302505572=3857 кНм;
sw≥05VSd2d=05178620557=802 кНм ;
sw≥с3fctdb2=0613331030252=100 кНм ;
∅sw≥∅s4=204=5 мм принимаем ∅sw=6 мм для двух ветвей Asw=
Конструктивные требования шага хомутов для приопорных участков с высотой
s≤h3=6003=200 мм s≤300 мм.
Принимаем наименьшее значение s = 150 мм.
sw=fywdAsws=15710305710-40150=977 кНм;
VRd=2dsw+c2fctdbd2linccr=20557977+21333103025055721455=
=2509 кН>VSd=1786 кН следовательно прочность обеспечена.
Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами:
αE=ESEcm=2010533103=6061;
где ES - модуль упругости арматуры (ES=200 МПа);
Ecm - модуль упругости бетона (таблица В.3 Ecm=33 ГПа);
ρsw=Aswbs=05710-4025015=00015;
w1=1+5αEρsw=1+5606100015=10513;
c1=1-4fcd=1-00120=08;
VRdmax=03w1c1fcdbd=031050813331030250557=
=700 кН>VSd=1786 кН следовательно прочность обеспечена.
Максимальная поперечная сила для правого приопорного участка (правой четверти пролета) VSdl=270 кН. Необходимые расчетные величины: d = 0537 м 2d = 1074 м AS=1964 см2 (4n25 мм) b = 025 м fctd=1333 МПа fywd=157 МПа число ветвей n = 2 f=0 N=0 c2=2 c3=06.
k=1+200d=1+2000537=161 ≤2;
VRdct=012k3100ρifckbd=01216131000015200250537 =
=0092 МН = 92 кН но не менее
VRdctmin=04fctdbd=0413331030250537=716 кН.
Поскольку VSd=270 кН>VRdct=92 кН то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.
sw=VSd24c2(1+f+N)fctdbd2=2702421133310302505372=948 кНм;
sw≥05VSd2d=0527020537=1257 кНм ;
∅sw≥∅s4=254=7 мм принимаем ∅sw=7 мм для двух ветвей Asw=
Принимаем наименьшее значение s = 160 мм.
sw=fywdAsws=15710307710-40160=1237 кНм;
VRd=2dsw+c2fctdbd2linccr=205371237+21333103025053721247=
=287 кН>VSd=270 кН следовательно прочность обеспечена.
VRdmax=03w1c1fcdbd=031050813331030250537=
Пролетный участок ригеля (средние четверти пролета). Максимальная поперечная сила
V(3l4)=(3Vr-Vl)4=(3270-1786)4=1579 кН.
Необходимые расчетные величины: d = 0557 м 2d = 1114 м AS=1256 см2 (4n20 мм) b = 025 м fctd=1333 МПа fywd=157 МПа число ветвей n = 2 f=0 N=0 c2=2 c3=06.
VSd=1579 кН>VRdct=80 кН требуется расчет поперечной арматуры.
sw=VSd24c2(1+f+N)fctdbd2=15792421133310302505572=3014 кНм;
sw≥05VSd2d=05157920557=709 кНм ;
=2509 кН>VSd=1579 кН следовательно прочность обеспечена.
Рисунок 3.3 – Схема армирования ригеля поперечными стержнями:
а – первого пролета; б – второго пролета
4.3 Построение эпюры материалов
и определение мест обрыва продольных стержней
В целях экономии стали часть продольной арматуры (до 50 % максимальной расчетной площади) может не доводиться до опоры и обрываться в пролете где она не требуется по расчету. Места теоретического обрыва стержней определяются с помощью эпюры материалов.
Точное значение мест теоретического обрыва стержней определяют аналитически используя уравнение (3.4). Решение его относительно x = l дает
где b=05 c=2(M+Msup в зависимости от загружения q = g или q = g + p; M – изгибающий момент воспринимаемый в сечении необорванными стержнями.
Определим точки теоретического обрыва крайнего ригеля.
Для пролетной арматуры: загружение № 2 (индекс 220) q = g + p =
= 7193 кНм; Msup Msupr=223 кНм; M = 125 кНм; b =
=056+(0-223)(71936)=248 м; c =2(125+0)7193=348 м; x2=411 м.
Для арматуры на опоре B (1-я группа): загружение № 1 (индекс 220) q = g + p = 7193 кНм; Msup Msupr=324 кНм; M = -188 кНм; b = 056++0-32471936=225 м; c =2-188+07193=-523 м; x12=225±2252--523=
=225±321 м; x1=546 м.
Для арматуры на опоре B (2-я группа): M = 0; b = 225 м; c =0; x12=225±
Для обеспечения прочности наклонных сечений ригеля по изгибающим моментам обрываемые в пролете стержни продольной арматуры необходимо завести за точку теоретического обрыва на расстояние не менее lbd определяется по формуле:
lbd=α1α2α3α4lbAsredAsprov≥lbmin. (3.13)
Для пролетной арматуры крайнего ригеля обрываются стержни ∅20 мм класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры Asred=628 см2 (2∅20 мм) принятая площадь сечения арматуры Asprov=1256 см2 (2∅20+2∅20 мм). По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки lb=2920=580 мм. Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой (3.13): lbd=075806281256=203 мм.
Минимальная длина анкеровки:
Окончательно принимаем lbd1=350 мм.
Для арматуры опоры B крайнего ригеля обрываются стержни ∅25 мм класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры Asred=982 см2 (2∅25 мм) принятая площадь сечения арматуры Asprov=1964 см2 (2∅25+2∅25 мм). По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки lbd=077259821964=254 мм.
Окончательно принимаем lbd1=500 мм.
Рисунок 3.4 – Эпюры материалов
5 Расчет по раскрытию трещин
нормальных к продольной оси ригеля
Определим ширину раскрытия трещин ригеля первого пролета при загружении № 2 которое вызывает наибольший изгибающий момент. Момент от нормативных длительных действующих нагрузок
MSd=0072995+0096962=1066 кНм.
Геометрические характеристики сечения:
Ic=bhc312=02506312=4510-4 м4;
Wc=Icyc-c=4510-403-0047=17510-3 м3;
Mcr=fctmWc=1910317510-3=333 кНм;
s=1-12(McrMSd)2=1-105(3331066)2=0951.
Процент армирования сечения ρ=AsAc100=125610-4015100=084%
%≤ρ≤10% следовательно z = 085d;
s=MSdzAs=106610-30850557125610-4=1793 МПа;
s=sEs=179321105=08510-3;
cm=ss=08510-30951=08110-3.
Эффективный коэффициент армирования равен:
Aceff=2h-db=206-0557025=21510-2 м;
ρeff=AsAceff=125610-421510-2=00584;
srm=50+025k1k2∅ρeff=50+02508052500584=928 мм.
Расчетная ширина раскрытия трещин равна:
wk=srmcm=1792808110-3=0128 мм; wk=0128 мм. Ширина раскрытия трещин меньше допустимой: wk=0128 ммwlim=04 мм.
6 Расчет прогиба ригеля
Проверку жесткости ригеля следует производить из условия ak≤alim где ak –
прогиб ригеля от действия внешней нагрузки; alim – предельно допустимый прогиб (приложение Е).
Определим прогиб ригеля первого пролета при загружении № 2. Из предыдущего расчета Mcr=333 кНм MSd=1066 кНм. Геометрические характеристики сечения:
Эффективный модуль упругости
Eceff=Ecm1+Ф(t)=281031+24=824103 МПа;
αe=EsEceff=21105824103=255;
Момент инерции сечения без трещин в растянутой зоне
Момент инерции сечения с трещинами
III=bxII33+αeAsd-xII2=025027133+255125610-40557-02712=
Bt=EceffIII1-12McrMSd2(1-IIIII)=82410342810-41-100.5(3331066)2(1-42810-462410-4)=357815 кНм2.
Коэффициент αk определяем по 9-й строке таблицы Ж.1.
MA=0; MB=01252995+0063962=1552 кНм;
αk=5481-MA+MB10Mm=5481-0+1552101066=0089.
αt0=αkMSdleff2B(t)=0089106662357815=00096 м=96 мм.
αt0=96 ммαlim=30 мм.
Жесткость ригеля обеспечена.
6 Расчет стыка ригеля с колонной
Узлы соединения ригелей между собой и с колонной должны обеспечивать восприятие опорных моментов и поперечных сил ригеля. Это достигается соединением опорной арматуры соседних ригелей и устройством в колоннах опорных консолей.
Рисунок 3.5 – Узел соединения ригеля с колонной:
Стыковые стержни привариваются к горизонтальной закладной детали
Сечение и размеры закладной детали (пластинки или уголка) принимаются конструктивно. Для проверки можно использовать формулу определяющую минимальное поперечное сечение закладной детали:
где N – усилие которое способно воспринимать опорные стержни т.е.
N= As - общее сечение опрорных стержней (3∅36 мм As=3054 см2);
Ry - расчетное сопротивление стали закладной детали.
Ad≥NRy=139010-3240=57910-4 м;
N=fydAs=455103305410-4=1390 кН.
Сварные швы соединяющие закладные детали с опорной арматурой и стыковые стержни с закладными деталями рассчитываются на усилие N. Длина сварных швов определяется по формуле
где kf - катет сварного шва; Rwf Rwz γc γwf – характеристики сварного соединения по СНиП II–23–81* [4].
Принимаем Ad=60 см2; lw=155 м.
Сжимающие усилия в обетонированном стыке воспринимаются бетоном заполняющим полость между торцом ригеля и гранью колонны. В необетонированных стыках усилие N передается через сварные швы прикрепляющие нижнюю закладную деталь ригеля к стальной пластине консоли. Суммарная длина сварных швов
lw≥13(N-T)07kfRwfγcγwf
где T=Vf - сила трения от вертикального давления на опоре (f015);
Принимаем Ad=60 см2; lw=130 м.
РАСЧЕТ КОЛОННЫ И ЕЕ ЭЛЕМЕНТОВ
1 Расчетно-конструктивная схема
Колонны первого а при наличии подвала – подвального этажа рассматриваются как стойки с жестким защемлением в фундаменте и шарнирно-неподвижным закреплением в уровне междуэтажного перекрытия. Расчетная длина для такой схемы закрепления принимается от обреза фундамента до оси ригеля с коэффициентом 07. Колонны остальных этажей рассчитываются как стойки с шарнирно-неподвижным опиранием в уровнях перекрытий с расчетной длиной l0=H где Н – высота этажа.
Стыки колонн устраиваются в каждом этаже или через этаж. Ригели опираются на консоли колонн. Стык ригеля с колонной предусматривается жестким. Ввиду того что жесткость ригеля выше жесткости колонн влияние изгибающих моментов на несущую способность колонн незначительно.
2 Конструирование колонны
Подсчет нагрузок действующих на колонну от покрытия и перекрытия приведен в таблицах 4.1 и 4.2 соответственно. Здание четырехэтажное с подвалом высота этажа 54 м высота подвала 24 м; нормативная полезная нагрузка 50 кНм2 в том числе длительно действующие 15 кНм грузовая площадь 36 м2.
Т а б л и ц а 4.1 – Нагрузки на колонну передаваемые с покрытия
Слой гравия на битумной мастике
Гидроизоляционный ковер
Цементно-песчаная стяжка
Утеплитель γ=4 кНм3; =150 мм
Ригель (b = 25 см h = 60 см)
В том числе длительная
Т а б л и ц а 4.2 – Нагрузки на колонну передаваемые с перекрытия
Стационарное оборудование
Вес людей и материалов
Нагрузка от собственного веса колонны в пределах этажа при предварительно принятых размерах ее сечения 04×04 м и объемном весе железобетона 25 кНм составит: нормативная 04045425=216 кН; расчетная 216115 =
=2484 кН; в подвале – соответственно 96 и 1104 кН.
По полученным данным вычисляем нагрузки на колонны каждого этажа (таблица 4.3). В качестве доминирующей временной нагрузки принимаем нагрузку на перекрытие. Тогда расчетная продольная сила определяется по второму основному сочетанию:
NSd=jγfjGkj+γfiQk2+01γfiQk1
NSdlt=jγfjGkj+γfiQklt2+01γfiQklt1
Здесь 01=07 - коэффициент сочетания для снеговой нагрузки.
Т а б л и ц а 4.3 – Расчетные нагрузки на колонны
Полная расчетная нагрузка NSd
В том числе длительно действующая NSdlt
Расчетные нагрузки при γf>1
NSd4=24792+2484+81=354
NSd3=24792+22484+1616+270+
NSd2=24792+32484+21616+2270+
NSd1=24792+42484+31616+3270+
NSdп=24792+42484+1104+41616+
Расчетные нагрузки при γf=1
NSkп=18364+4216+96+41197+
Колонны прямоугольного поперечного сечения нагруженные продольной сжимающей силой приложенной со случайным эксцентриситетом (e0=ea) и при гибкости λ=leffh≤24 и симметричном армировании разрешается рассчитывать по условию
NSd≤NRd=φ(αfcdAc+fydAstot) (4.1)
Расчет колонны подвала.
NSdп=2810 кН l0=07Hп=0724=168 м. Принимаем бетон класса C1620 fcd=107 МПа арматура S400 fyd=365 МПа ρ=001 тогда
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=213010-31(1107+001365)=01489 м2=1489 см2.
Принимаем b×h=40×40 см тогда Ac=1600 см2.
Случайный эксцентриситет ea=20 мм.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+05153121302=172.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=168172=22 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=2204=551.
Относительная величина случайного эксцентриситета:
По λ и eah интерполируя определяем φ=08867.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=1365213010-308867-1107016=1913 см2.
Принимаем 4∅28 мм Astot=2463 см2.
Процент армирования ρ=AstotAc100%=24631600100=154%.
Расчет колонны 1-го этажа.
NSd1=1700 кН l0=H=54 м. Принимаем бетон класса C1620 fcd=
=107 МПа арматура S400 fyd=365 МПа ρ=001 тогда
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=170010-31(1107+001365)=01188 м2=1188 см2.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+05128717002=176.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=54176=716 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=71604=179.
По λ и eah интерполируя определяем φ=08281.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=1365170010-3082281-1107016=952 см2.
Принимаем 4∅18 мм Astot=1017 см2.
Процент армирования ρ=AstotAc100%=10171600100=064%.
Расчет колонны 2-го этажа.
NSd2=1242 кН l0=H=54 м. Принимаем бетон класса C1215 fcd=
=8 МПа арматура S400 fyd=365 МПа ρ=001 тогда
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=124210-31(18+001365)=01042 м2=1042 см2.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+0592712422=163.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=54163=69 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=6904=1725.
По λ и eah интерполируя определяем φ=08275.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=1365124210-308275-18016=607 см2.
Принимаем 4∅16 мм Astot=804 см2.
Процент армирования ρ=AstotAc100%=8041600100=051%.
Расчет колонны 3-го этажа.
NSd3=867 кН l0=H=54 м. Принимаем бетон класса C1215 fcd=
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=86710-31(18+001365)=0054 м2=54 см2.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+055578672=168.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=54168=70 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=7004=1747.
По λ и eah интерполируя определяем φ=08253.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=136586710-308253-18016=-343 см2.
Принимаем 4∅12 мм Astot=452 см2.
Процент армирования ρ=AstotAc100%=4521600100=0034%.
Расчет колонны 4-го этажа.
NSd4=354 кН l0=H=54 м. Принимаем бетон класса C1215 fcd=
Ac=NSdφ(αfcd+ρfyd)=35410-31(18+001365)=00304 м2=304 см2.
k=1+05NSdltNSdФt0=1+0529713542=184.
Условная расчетная длина колонны leff=l0k=54184=732 м.
Условная гибкость колонны λ=leffh=73204=1831.
По λ и eah интерполируя определяем φ=08154.
Astotтр=1fydNSdφ-αfcdAc=136535410-308154-18016=-2326 см2.
4 Расчет консоли колонны
Для опирания ригелей балочных перекрытий в колоннах предусматривают короткие консоли скошенные под углом = 45 (рисунок 4.1). Ширина консоли bc назначается равной ширине колонны а вылет lc – исходя из удобства размещения закладных деталей для крепления ригеля и необходимой длины сварных швов.
Рисунок 4.1 – Расчетная схема для короткой консоли
Минимально допустимая длина площади опирания ригеля из условия прочности бетона на смятие:
lsup=VSdαfcdbbm=27010-31133025=0081 м=8 см.
Требуемый вылет консоли:
Если принять =zd=095 то требуемая высота консоли у грани колонны из условия прочности наклонного сечения по сжатой полосе:
d≥VSd025αfcdbc=27010-3025095113304=021 м=21 см.
Тогда полная высота консоли у ее основания hc=d+c=21+3=
Высота свободного конца консоли:
hc1=hc-lctg450=24-131=11 см.
Изгибающий момент в опорном сечении:
MSd=VSda=VSdlc-lsup2=270013-082=244 кНм.
αm=125MSdαfcdbcd2=12524410-31133040212=0126.
=05+025-αmc0=05+025-0126081=0807.
Площадь продольной арматуры:
As=125MSdfydd=12524410-34640807021=0000391 м2=391 см2.
Поперечные стержни устанавливают у двух боковых граней консоли с шагом не более hc4=4004=100 мм и не более 150 мм.
Площадь сечения отогнутой арматуры определяют по эффективному коэффициенту поперечного армирования Asinc=ρminbcd=000204
1=0000171 м2=171 см2.
Рисунок 4.2 – Армирование консолей колонн
5 Расчет стыка колонн
Рисунок 4.3 – Стык колонн с ванной сваркой выпусков арматуры
Размеры сечения подрезки можно принять равными 14 размера стороны поперечного сечения колонны:
b1=bc4=4004=100 мм; h1=hc4=4004=100 мм;
Площадь части сечения колонны ограниченная осями крайних стержней сетки косвенного армирования:
Aeff=bc-2c1hc-2c1-4b1+c2-c1h1+c2-c1=
=04-200204-2002-401+001-00201+001-002=
Площадь распределительного листа:
Ac0=bchc-4b1h1=0404-40101=012 м2.
Расчетное сопротивление бетона смятию:
fcud=uαfcd=0911133=119 МПа
где u=1+kukffctdfcdAc1Ac0-1=1+141113300972012-1=091≤
ku=08fcdfctd=081331=107≤14.
Приведенное расчетное сопротивление смятию:
fcudeff=fcud+φ0ρxyfydxyφs=119+007108984640172=
Здесь φ0 - коэффициент эффективности косвенного армирования
φ0=1023+=1023+141=0071;
ρxy - коэффициент армирования
Принимаем ∅12 мм As=1131 см2 количество стержней n = 10.
φs - коэффициент учитывающий влияние арматуры сеток
φs=45-35Ac0Aeff=45-3501200972=0172.
Принимаем радиус инерции арматурного стержня i=∅4=2547 мм. Длина выпусков арматуры l0=290 мм тогда гибкость выпусков арматуры:
По гибкости и классу арматуры определяем φ=0915.
NRd1=075fcudeffAc0=075161103012=1444 кН;
NRd2=05φ1fydAstot=05091546410310113110-4=2352 кН;
NSd=NSdп-4Qd2=2130-4270=1050 кНNRd1+NRd2=1444+
Условие выполняется.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
1 Определение размеров подошвы
Площадь подошвы фундамента:
Аф=NSkR0-γmH=1346025103-2041=801 м2
где NSk- расчетная нагрузка с γf=1 действующая на фундамент в уровне обреза (NSk=1346 кН); γm - среднее значение удельного веса материала фундамента и грунта на его уступах (γm=20 кНм3); H – глубина заложения фундамента (H=17+24 = 41 м).
Тогда размер подошвы фундамента в плане a=Aф=801=283 м принимаем a = 30 м.
2 Расчет тела фундамента
Расчет тела фундамента заключается в определении его высоты количества и размеров ступеней подбора рабочей арматуры подошвы фундамента.
2.1 Определение высоты
Для назначения высоты фундамента определим толщину дна стакана из условия прочности на продавливание:
A=225NSd+045a2k100ρlfck13=225314213010-3+
+04531430215(100000520)13=557 МН;
B=6hcNSd+06hca2k100ρlfck13=604213010-3+
+060430215(100000520)13=124 МНм;
C=-a2-hc2NSd=-302-042213010-3=-178 МНм2;
d≥-B+B2-4AC2A=-124+1242-4557(-178)2557=055 м.
Полная высота фундамента определяется суммой толщины дна стакана защитного слоя бетона глубины заделки колонны в фундамент и подливки: hmin=055+008+04+005=108 м. Принимаем высоту фундамента h=120 м.
Рисунок 5.1 - Принятое поперечное сечение фундамента
2.2 Расчет на раскалывание
Площадь вертикального сечения за вычетом площади стакана:
A1=30045+21045+0903-05+0552045=203 м2.
γ1A1αfctd=20751320311103=3948 кН>NSdп=2130 кН.
Прочность на раскалывание обеспечена.
2.3 Проверка прочности нижней ступени
Прочность обеспечена если выполняется условие
где Vsd- поперечная сила от отпора грунта определяется как
Vsd=pl-linccrb. Здесь l - величина выноса нижней ступени
b – ширина подошвы фундамента b=a=30 м;
p=NSda2=2130302=2367 кНм2;
Тогда Vsd=2367045-03630=639 кН.
VRd - наибольшая поперечная сила которую может воспринять бетон нижней ступени
VRd=с3αfctdd1b=061110303630=648 кН.
VRd=648 кН>Vsd=1405 кН прочность обеспечена.
Рисунок 5.2 – Проверка прочности нижней ступени на действие поперечной силы
Определим периметр вышележащей (второй) ступени: 4a1=421=84 м. Так как 84 м>11d1=11036=396 м то расчет нижней ступени на продавливание не производится.
Принятые размеры фундамента удовлетворяют условиям прочности.
Для расчета площади арматуры подошвы фундамента определим изгибающие моменты в сечениях I–I III–III.
999453810 l1=(a-a1)2
Рисунок 5.3 – Схема к расчету арматуры фундамента
MI-I=0125p(a-a1)2b=01252367 (3-21)23=719 кНм;
MII-II=0125p(a-a2)2b=01252367 (3-09)23=3914 кНм;
MIII-III=0125p(a-hc)2b=01252367 (3-04)23=600 кНм;
As1=MI-I09d1fyd=71909036464=6110-4 м2=61 см2;
As2=MII-II09d2fyd=391409081464=147610-4 м2=1476 см2;
As3=MIII-III09dfyd=60009096464=371210-4 м2=3712 см2;
Фундамент - квадратный в плане поэтому в каждом из двух направлений принимаем 20∅16 мм класс арматуры S500 As=4012 см2>As3max=
=3712 см2 шаг стержней s=160 мм.
Маркировка по ГОСТ 23279-85
С16S500-16016S500-1603000×30007575
2.5 Проверка прочности дна стакана на продавливание
Рабочая высота дна стакана:
d=h-c-hc-005=12-009-04-005=066 м.
Длина критического периметра:
u=4hc+3d=404+3314066=782 м.
Площадь внутри расчетного критического периметра:
=042+40415066+314(15066)2=482 м2.
VSd=NSd-NSda2Ap=2130-2130302482=9885 кН.
Погонная поперечная сила:
vSd=VSdu=19885782=1264 кНм.
Расчетный коэффициент армирования:
k=1+200d=1+200960=155.
Допускаемая расчетная поперечная сила:
vRdc=015k100ρlfck13d=015155100000372013096=
=02995 МН=2995 кНм что больше vSd=1264 кНм.
Прочность обеспечена.
РАСЧЕТ НАРУЖНОЙ СТЕНЫ
1 Расчет прочности простенка 1-го этажа
1.1 Определение усилий
Находим нагрузку от собственного веса плиты:
F1=γf2bст18=1122905118=586 кН;
F2=γfHэтb-hок.прbок.пр(ст+002)18=
=11543-315051+00218=1171 кН;
Рисунок 6.1 – Схема расположения оконных проемов
участка стены между низом опирания ригеля и верхом оконного проема (H3=07):
F3=γfH3b(ст+002)18=11073051+00218=
участка стены от верха оконного проема вниз на высоту (H4=Hэт3--H3=543-07=11 м):
F4=γfH4(ст+002)bпр18=1111051+0021518=
Нагрузка на стену передаваемая ригелями:
F5=NSd1-nэтNSdкол2=1700-424842=800 кН
где NSd1 - расчетные нагрузки на колонну 1-го этажа (NSd1=1700 кН);
nэт – количество этажей;
NSdкол - расчетная нагрузка от собственного веса колонны (NSdкол=
Продольная сила в сечении 1-1:
N1=F1+nэтF2+F3+F5=586+41171+213+800 =1350 кН;
Рисунок 6.2 – Конструктивная и расчетная схемы стены
Продольная сила в сечении 2-2:
N2=N1+F4=1350+162=13662 кН;
Изгибающие моменты от ригеля:
Fпер=Qd2+Gd22=270+16162=2158 кН
где Qd2 - суммарная расчетная нагрузка от перекрытия (Qd2=270 кН).
момент в уровне опирания ригеля при глубине заделки c=25 см (с3=7 см):
M=Fперст2-007=2158(0512-007)=40 кНм;
момент в сечении 1-1:
M1=M(1-07Hэт)=40(1-0754)=347 кНм;
момент в сечении 2-2:
M2=M(Hэт-Hэт3)Hэт=23M=2403=266 кНм.
1.2 Проверка прочности простенка
Площадь сечения простенка:
A=стbпрост=05114=0714 м2.
Расчетная высота стены (=1):
l0=09Hэт=0954=486 м.
α=1000 - упругая характеристика кладки;
Коэффициент продольного изгиба в сечении 2-2:
Коэффициент продольного изгиба в сечении 1-1:
φ1=φ21-φ2(Hэт3-07)Hэт3=089321-08932(543-07)543=09585.
Проверка прочности сечения 1-1:
e0=M1N1=3471600=003 м;
φ'=φ1+φc2=09585+0842=08992;
NRd=φ'RAc=089923103063112=1900 кН.
NRd=1900 кН>N1=1350 кН принимаем сетчатое армирование горизонтальных швов.
Проверка прочности сечения 2-2:
e0=M2N2=26613662=002 м;
λhc=Hэтhc=540464=1163;
φ'=φ2+φc2=08932+084872=0871;
NRd=φ'RAc=08713103065109=1851 кН.
NRd=1851 кН>N1=13662 кН принимаем сетчатое армирование горизонтальных швов.
1.1 Расчет сетчатого армирования простенка
Назначаем диаметр сеток ∅6 мм.
fyd'=γcsfyd=0752182=164 МПа;
fyk'=γcsfyk=07516=12 МПа;
где γcs – коэффициент условий работы кладки (табл.14 СНиП).
Площадь одного стержня сетки Ast=0283 см2.
Требуемое расчетное сопротивление кладки:
Rтр=N2φ'Ac=136621030871065109=222 МПа;
fyквтр≥Rтр=222 МПа2R=213=26 МПа.
Максимальный процент армирования:
max=50R(1-2e0ст05)γcsfyd=5013(1-2002305105)164=029%.
Требуемый процент армирования:
тр=50(Rтр-R)(1-2e0ст05)γcsfyd=50(222-13)1-200205105164=03%.
Расстояние между стержнями в сетке:
c=200Astтрs=20002830375=25 см.
Подбираем ячейки сетки:
=200Astcs=20002832575=03%.
Временное сопротивление сжатию армированной кладки:
Rsku=2R+2fyk100=213+21603100=27 МПа.
Упругая характеристика кладки с сетчатым армированием:
αsk=2RαRsku=213100027=964.
Коэффициент продольного изгиба: при λh=09Hэтст=0954051=953 φ=08885;
при λhc=Hэтhc=540464=1163 φс=08487;
φ1=φ+φс2=08885+084872=08686.
Фактическое расчетное сопротивление армированной кладки:
Rskb=R+2fydγcs1001-2e005ст=13+2031641001-2002305051=245 МПа.
Rskb=245 МПа2R=26 МПа.
Несущая способность простенка:
N2=1266 кНφ1RskbAc=08686245103065109=16933 кН.
2 Проверка толщины стены из условия предельной гибкости
Выделяем полосу стены шириной bпрост+15=14+15=29 м=b.
Ab=bст=29051=148 м2;
An=b-15ст=29-15051=0714 м2;
Тогда поправочный коэффициент k=AnAb=0714148=0695.
Hэт ст=54051=106k=069522=1529.
3 Расчет узла опирания ригеля на простенок
3.1 Проверка прочности кладки на местное сжатие
Нагрузка передаваемая ригелем на стену:
Fпер=Qd2+Gd22=270+16162=2158 кН.
Ac=cbmb=025025=00625 м2=625 см2
где c - глубина заделки ригеля в стену (c=250 мм);
bmb - ширина ригеля.
Ap=Ac+2cст=00625+2025051=03175 м2=3175 см2.
=1721=20 условие выполняется.
Расчетное сопротивление кладки:
Rc=R=17213=2236 МПа.
Fпер=2158 кН≤dRcAc=05125223610300625=873 кН.
Так как условие не выполняется. То повышаем несущую способность опорного узла при помощи распределительной плиты.
3.2 Определение размеров распределительной плиты
Длина плиты спл=250 мм.
Решаем уравнение: (определяем ширину плиты)
cпл3bпл3+2стcпл3bпл2=FперdR3
53bпл3+20510253bпл2=215810-30625133
Решив уравнение получим bпл=125 м.
Определяем высоту плиты:
hпл=bпл-bmb2=(125-025)2=05 м=50 см>15 см.
Ac=cbпл=025125=03125 м2=3125 см2
Ap=Ac+2cст=03125+2025051=05675 м2=5675 см2.
=3ApAc=356753125=122
=1221=20 условие выполняется.
Rc=R=12213=1586 МПа.
Fпер=2158 кН≤dRcAc=05125158610303125=310 кН.
3.3 Проверка длины опирания ригеля
a0=1125a1=112583=93 см;
=Fпер2a0bmb=30010-320093025=645 МПа;
az0=4Fперa10bmb-a1=4215810-30083645025-0083=0166 м;
Максимальное напряжение:
max=2Fперa1bmb-0a1+az0a1=2215810-30083025-6450083+01660083=
max=955 МПа≤08kR=08122213=254 МПа.
Условие не выполняется следовательно узел дб армирован.
3.4 Расчет опорного узла на центральное сжатие
Суммарная площадь сечения:
A=cbmb+2cст=025025+2025051=03175 м2=3175 см2.
Площадь опирания жб элемента:
Ab=cbmb=025025=00625 м2=625 см2;
q=1-23AbA-01=1-230062503175-01=0935>08.
Несущая способность опорного узла:
Fпер=2158 кН≤qRA=09351310303175=386 кН.
N=2F1+nэт+F2+F5=2586+41171+800=3154 кН;
M=Fперст2-007=2158(0512-007)=554 кНм;
Ns=MHэт+001N=55454+0013154=418 кН.
Принимаем анкер из арматуры S240 для которой fyd=2182 МПа.
Требуемая площадь поперечного сечения анкера:
As=Nsfyd=4182182=19210-4 м2=192 см2.
Принимаем 2∅12 мм As=226 см2.
Анкеры приварены к закладным деталям ригеля четырм сварными швами длиной: lw=100 мм.
Катет шва kf=4 мм>∅4=124=3 мм.
Принимаем электрод Э-42 тогда Rwf=180 МПа.
Несущая способность сварных швов:
Fw=4γcγwfkfRwflw-001=41110000418010301-001=
Fw=2851 кН>Ns=418 кН условие выполняется следовательно крепления анкеров к ригелю обеспечена.
Среднее напряжение в уровне расположения анкера:
ср=09N3ст=0931543051=186 МПа.
Принимаем глубину заделки анкера в кладке a=038 м.
Расчетное сопротивление кладки срезу Rsq=016 МПа (для марки раствора М25 по перевязанному сечению для кладки из камней правильной формы).
Длина поперечного стержня анкеровки:
la=Ns2aRsq+0807ср-a=
=4182038(016103+0807186103)-038=-033м.
Принимаем конструктивно la=02+2025=07 м.
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ МОНОЛИТНОГО
1 Конструктивная схема
Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами состоит из плиты работающей по короткому направлению как неразрезная балка и системы перекрестных балок: главных опирающихся на колонны и второстепенных балок-ребер опирающихся на главные балки.
Рисунок 7.1 – Расчетная схема ребристого перекрытия с балочными плитами:
– первые (крайние) расчетные пролеты плиты или второстепенной балки; 2 – то же вторые (от края); 3 – расчетная полоса плиты перекрытия; 4- грузовая площадь второстепенной балки; 5 – то же главной балки; 6 – то же колоны
Определим расчетный пролет и толщину плиты перекрытия производственного здания с пролетом главных балок lmb=60 м шагом главных балок B=60 м и нагрузкой действующей на перекрытие q=12675 кНм2. Плиту проектируем из монолитного бетона класса C2025 fcd=133 МПа fctd=1 МПа.
Первое значение пролета плиты:
Число пролетов плиты на длине главной балки lmb=60 м
Окончательное значение пролета плиты:
ls=lmbn-bsb=63-02=18 м.
Рабочая высота плиты:
ds=085lsqαfcd=08518126751133103=0045 м=
Тогда толщина плиты:
hs=ds+ccov+∅2=45+20+102=70 мм.
Защитный слой бетона ccov=20 мм принят для помещения с нормальным режимом класс – по условия эксплуатации конструкций XC1. Диаметр рабочей арматуры предварительно принят равным 10 мм. Пролет назначаем ls=18 м тогда шаг второстепенных балок в осях lb=20 м.
Балочные плиты работают на изгиб в направлении меньшей стороны при этом изгибающим моментом в направлении большей стороны по его малости пренебрегают.
Для расчета балочной плиты рассматривают полосу шиной 10 м в направлении перпендикулярном второстепенным балкам.
Таблица 7.1 – Нагрузки действующие на плиту перекрытия
Плита перекрытия (gs=25hs)
Изгибающий момент в крайнем пролете и на первой промежуточной опоре:
MSd1=qsls211=100418211=3 кНм.
Рисунок 7.2 – Расчетная схема и эпюра изгибающих моментов монолитной балочной плиты
Определяем требуемую площадь арматуры класса S240 fyd=218 МПа:
αm=MSd1αfcdbsds2=310-311331000452=0124;
=05+025-k2αmc=05+025-04160124081=091;
As1тр=MSd1fydds=310-32180910045=41310-4 м2=413 см2.
Принимаем не менее 7∅10 мм As1=55 см2 шаг стержней не более 165 мм.
Подберем арматуру для средних пролетов и средних опор плиты:
MSd2=08qsls216=100418216=244 кНм.
αm=MSd2αfcdbsds2=24410-311331000452=0112;
=05+025-k2αmc=05+025-04160112081=0938;
As2тр=MSd2fydds=24410-321809380045=26510-4 м2=265 см2.
Принимаем не менее 6∅8 мм As2=302 см2 шаг стержней не более 165 мм.
Для армирования плиты принимаем следующие марки плоских сеток по ГОСТ 23279-85 8:
- нижняя сетка в крайнем пролете и верхняя над первой промежуточной опорой
С7S240-3008S240-150300×5757575;
- нижние сетки в средних пролетах и верхние над промежуточными опорами
С8S240-15010S240-300300×5757575.
3 Расчет второстепенной балки
3.1 Определение размеров поперечного сечения
Второстепенную балку рассчитываю как неразрезную опирающуюся на главные балки и наружные стены.
Рабочая высота второстепенной балки:
dsb=2153MSd(αfcd)=21536104(1133103)=0404
где MSd=qs lsb=B-025=6-025=575 м.
Высота балки hsb=dsb+c=0404+005=0454 м.
Ширина балки bsb=dsb24=040424=0168 м.
Окончательно принимаем размеры поперечного сечения балки:
3.2 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил
После определения размеров сечения балки собираем нагрузки действующие на балку с учетом ее собственного веса и определяем возникающие от них усилия в расчетных сечениях.
- на первой промежуточной опоре
- в средних пролетах и на средних опорах:
- на крайней опоре V1=04q
- на первой промежуточной опоре слева V2
- на первой промежуточной опоре справа и на остальных опорах
Рисунок 7.3 – Расчетная схема и эпюры изгибающих моментов и поперечных сил второстепенной балки
Определим нагрузки действующие на второстепенную балку. Грузовая ширина равна шагу второстепенных балок (20 м).
Таблица 7.2 – Нагрузки действующие на второстепенную балку
Второстепенная балка 02×045 м
В том числе длительно действующие
Условные постоянные (g+p4)
3.3 Расчет продольной арматуры балки
Определяем изгибающие моменты в расчетных сечениях:
Для первого (крайнего) полета и всех средних пролетов сечение второстепенной балки будет тавровое с полкой в сжатой зоне. Определим ширину сжатой полки bf':
bf1'≤ так как при hs=70 мм>01hsb=01400=
=40 мм то bf1'≤175-bsb2=175-022=078 м. принимаем меньшее значение bf1' и вычисляем bf'=2bf1'+bsb=2078+02=176 м.
Расчет арматуры крайнего пролета второстепенной балки
Определяем момент который может воспринять сжатая полка
Mf'=bf'hsαfcdd-hs2=1760071133103045-0072=
=5471 кНм что много больше действующего изгибающего момента MSd1. Предварительно принимаем с = 005 м поэтому d=hsb-c=05-005=
=045 м. Следовательно нейтральная линия проходит по полке и подбор арматуры осуществляется как для прямоугольного сечения с шириной b=bf'.
αm=MSd1αfcdbf'd2=93510-311331760452=0025;
=1-1-2αm=1-1-20025=0025;
Asтр=αfcdbf'dfyd=11331760025045464=576 см2.
Принимаем 4 стержня ∅14 мм As=615 см2 с расположением арматуры в два ряда.
Проверим несущую способность балки при расположении арматурных стержней в два ряда по высоте.
Величина c=ccov+∅+252=20+14+125=465 мм. Тогда d=500-
-465=4535 мм можно принять d=453 мм.
=Asfydαfcdbf'd=61510-446411331760453=0026;
αm=1-2=00261-00262=0026;
MRd1=αmαfcdbf'd2=0026110710317604532=10035 кНм что больше MSd1=935 кНм. Прочность сечения обеспечена.
Расчет арматуры среднего пролета второстепенной балки
αm=MSd3αfcdbf'd2=64310-311331760452=0017;
=1-1-2αm=1-1-20017=0017;
Asтр=αfcdbf'dfyd=11331760017045464=395 см2.
Принимаем 4 стержня ∅12 мм As=452 см2 с расположением арматуры в два ряда.
Величина c=ccov+∅+252=20+12+125=445 мм. Тогда d=500-
-445=4555 мм можно принять d=455 мм.
=Asfydαfcdbf'd=45210-446411331760455=0019;
αm=1-2=00191-00192=0019;
MRd3=αmαfcdbf'd2=0019113310317604552=743 кНм что
больше MSd3=643 кНм. Прочность сечения обеспечена.
Расчет арматуры на первой промежуточной опоре второстепенной балки
αm=MSd2αfcdbf'd2=73510-311331760452=0019;
=1-1-2αm=1-1-20019=0019;
Asтр=αfcdbf'dfyd=11331760019045464=452 см2.
-445=4535 мм можно принять d=453 мм.
MRd1=αmαfcdbf'd2=0026113310317604532=10035 кНм что больше MSd2=735 кНм. Прочность сечения обеспечена.
Расчет арматуры на средней промежуточной опоре второстепенной балки
Рисунок 7.4 – Расчетные сечения второстепенной балки с продольным армированием:
а – для крайнего пролета; б – для средних пролетов; в – для первой промежуточной опоры;
г – для средних опор
3.4 Расчет поперечной арматуры балки
Крайний пролет левый приопорный участок. Продольная арматура балки 4∅14 мм As=615 см2 d = 0453 м. Поперечная арматура класса S240 fywd=
=157 МПа. Наибольшая поперечная сила на участке: VSd1=04qlsb=04×
k=1+200d=1+200453=1664≤2;
ρi=ASbd=61510-4020453=0007002
VRdct=012k3100ρifckbd=01216643100000720020453=
Поскольку VSd1=7154 кН>VRdct=40 кН то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.
Так как поперечное сечение – тавровое то определяем величину f':
f'=075(bf'-bw)hf'bwd=075041-02007020453=016;
bf'=bw+3hf'=02+3007=041 м. Здесь bw - ширина второстепенной балки bw=bsb=02 м; hf' - высота полки равная толщине плиты hf'=hs=
sw=VSd124c2(1+f+N)fctdbd2=7154242(1+016)11030204532=155 кНм;
sw≥05VSd12d=05715420453=395 кНм ;
sw≥с3fctdb2=061103022=5202 кНм ;
∅sw≥∅s4=144=4 мм принимаем ∅sw=6 мм для двух ветвей Asw=
- расчетный шаг поперечных стержней (хомутов) s
- максимально допустимый шаг хомутов
- шаг хомутов по конструктивным требованиям для приопорных участков с высотой балки h > 450 мм:
s≤h3=5003=167 мм s≤300 мм
Принимаем наименьшее значение s = 170 мм.
Проверка прочности наклонного сечения:
sw=fywdAsws=15710305710-40170=862 кНм;
l VRd=2dsw+c2(1+f)fctdbd2linccr=20453862+2(1+016)110302045320909=
=1689 кН>VSd1=7154 кН следовательно прочность наклонного сечения обеспечена.
Крайний пролет правый приопорный участок. Продольная арматура балки 4∅14 мм As=615 см2 d = 0453 м. Поперечная арматура класса S240 fywd=
=157 МПа. Наибольшая поперечная сила на участке: VSd2=06qlsb=04×
Постановка поперечных стержней требуется по расчету так как
VSd2=1073 кН>VRdct=40 кН.
sw=VSd224c2(1+f+N)fctdbd2=1073242(1+016)11030204532=3487 кНм;
sw≥05VSd22d=05107320453=592 кНм ;
s≤h3=5003=167 мм s≤300 мм.
=1689 кН>VSd2=1073 кН следовательно прочность наклонного сечения обеспечена.
Крайний пролет пролетный участок. Продольная арматура балки 4∅14 мм As=615 см2 d = 0453 м. Поперечная арматура класса S240 fywd=
=157 МПа. Наибольшая поперечная сила на участке: VSd3=V1-3V2l4=
=7154-310734=-626 кН.Знак «минус» показывает что поперечная сила на правом конце пролетного участка отрицательная.
VSd3=626 кН>VRdct=40 кН.
sw=VSd324c2(1+f+N)fctdbd2=626242(1+016)11030204532=119 кНм;
sw≥05VSd32d=0562620453=346 кНм ;
sw≥с3fctdb2=060867103022=5202 кНм ;
- шаг хомутов по конструктивным требованиям для пролетных участков с высотой балки h > 450 мм:
s≤34h=34500=375 мм s≤500 мм.
Принимаем наименьшее значение s = 280 мм.
sw=fywdAsws=15710305710-40280=523 кНм;
l VRd=2dsw+c2(1+f)fctdbd2linccr=20453523+2(1+016)110302045321166=
=1182 кН>VSd3=626 кН следовательно прочность наклонного сечения обеспечена.
Средний пролет левый и правый приопорные участки. Продольная арматура балки 4∅12 мм As=452 см2 d = 0455 м. Поперечная арматура класса S240 fywd=157 МПа. Наибольшая поперечная сила на участке: VSd4=V2r=
=V3=05qlsb=05×31105575=8943 кН.
k=1+200d=1+200455=1663≤2;
ρi=ASbd=45210-4020455=0005002
VRdct=012k3100ρifckbd=01216633100000520020455=
Поскольку VSd4=8943 кН>VRdct=36 кН то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.
Так как поперечное сечение – тавровое то f'=016.
sw=VSd424c2(1+f+N)fctdbd2=8943 242(1+016)11030204552=24 кНм;
sw≥05VSd42d=058943 20455=491 кНм ;
l VRd=2dsw+c2(1+f)fctdbd2linccr=20455862+2(1+016)110302045520913=
=1697 кН>VSd1=8943 кН следовательно прочность наклонного сечения обеспечена.
Средний пролет пролетный участок. Продольная арматура балки 4∅12 мм As=452 см2 d = 0455 м. Поперечная арматура класса S240 fywd=157 МПа. Наибольшая поперечная сила на участке: VSd5=V2r-3V34=8943-389434=
VSd5=447 кН>VRdct=36 кН.
sw=VSd524c2(1+f+N)fctdbd2=447 242(1+016)11030204552=6 кНм;
sw≥05VSd52d=05447 20455=246 кНм ;
l VRd=2dsw+c2(1+f)fctdbd2linccr=20455523+2(1+016)110302045521171=
=1187 кН>VSd1=447 кН следовательно прочность наклонного сечения обеспечена.
Рисунок 7.5 – Поперечное армирование второстепенной балки:
а – крайнего пролета; б – средних пролетов
3.5 Построение огибающей эпюры моментов эпюры материалов и определение
мест обрыва продольных стержней
Для построения эпюры материалов определим несущую способность балки в расчетных сечениях при оставшихся (необорванных) стержнях.
В крайнем пролете обрывается 2 стержня ∅14 мм и остается 2 стержня ∅14 мм As=308 см2; c=ccov+∅2=20+142=27 мм d = 500 – 27 =
=473 мм = 0473 м сечение тавровое bf'=176 м:
=Asfydαfcdbd=30810-44641133020473=0013;
αm=1-2=00131-00132=0013;
MRd12=αmαfcdbd2=001311331030204732=
В среднем пролете остается 2 стержня ∅12 мм As=226 см2; c=ccov+
+∅2=20+122=26 мм d = 500 – 26 = 474 мм = 0474 м сечение тавровое bf'=176 м:
=Asfydαfcdbd=22610-44641133020474=00092;
αm=1-2=000921-000922=00092;
MRd32=αmαfcdbd2=0009211331030204742=
На первой промежуточной опоре остается 2 стержня ∅14 мм
As=308 см2; c=ccov+∅2=20+142=27 мм d = 500 – 27 =
MRd22=αmαfcdbd2=001311331030204732=
На средних промежуточных опорах остается 2 стержня ∅12 мм As=226 см2; c=ccov+∅2=20+122=26 мм d = 500 – 26 = 474 мм = 0474 м сечение тавровое bf'=176 м:
Определим точки теоретического обрыва крайнего пролета:
Msup Msupr=g+p M=MRd1(2)=526 кНм;
Для среднего пролета:
Msup Msupr=g+pl2=006257105+245752=
=643 кНм; M=MRd3(2)=388 кНм;
Для первой промежуточной опоры слева:
Для первой промежуточной опоры справа:
Msup=735 кНм; M=MRd2(2)=526 кНм;
Для средней промежуточной опоры слева:
Длину анкеровки lbd обрываемых в пролете стержней продольной арматуры определяем по формуле:
lbd=α1α2α3α4lbAsredAsprov≥lbmin
В крайнем пролете обрываются 2 стержня ∅14 мм класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры Asred=308 см2 (2∅14 мм) принятая площадь сечения арматуры Asprov=615 см2 (4∅14 мм). По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки lb=44∅=4414=616 мм. Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой (3.13): lbd=07616308615=216 мм.
Окончательно принимаем lbd1=370 мм.
В среднем пролете обрываются 2 стержня ∅12 мм класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры Asred=226 см2 (2∅14 мм) принятая площадь сечения арматуры Asprov=452 см2 (4∅12 мм). Базовая длина анкеровки lb=44∅=4412=528 мм. Длина анкеровки обрываемых стержней:
lbd=07528226452=185 мм.
Окончательно принимаем lbd1=320 мм.
На средней промежуточной опоре обрываются 2 стержня ∅12 мм и остаются 2 стержня ∅12 мм следовательно окончательно принимаем lbd1=320 мм.
Рисунок 7.6 – Огибающие эпюры изгибающих моментов
и эпюра материалов второстепенной балки
СНБ 5.03.01-02. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования. – Взамен СНиП 2.03.01-84* ; введ. 01.07.2003. – Мн. : Минстройархитектуры РБ 2003. – 139 с.
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. – Введ. 01.01.1987. – М. : ЦИТП Госстроя СССР 1986. – 36 с.
ТКП 45-5.01-67-2007 (02250). Фундаменты плитные. Правила проектирования. – Введ. 01.09.2007. – Мн. : Минстройархитектуры РБ 2008. – 136 с.
СНиП II-23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования.
Железобетонные конструкции. Основы теории расчета и конструирования: учеб. пособие для студентов строительных специальностей; под ред. Т. М. Пецольда и В. В. Тура. – Брест : БГТУ 2003. – 380 с.
Байков В. Н. Железобетонные конструкции: Общий курс В. Н. Байков Э. Е. Сигалов. – М. : Стройиздат 1991. – 767 с.
Попов Н. Н. Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций Н. Н. Попов А. В. Забегаев. – М. : Высшая школа 1989. – 400 с.
Талецкий В. В. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания. Ч. I. Элементы каркаса и междуэтажного перекрытия из сборного железобе - тона : учеб.-метод. пособие по курсовому и дипломному проектированию. – Гомель: БелГУТ 2009. – 80 с.
ГОСТ 23279-85. Сетки арматурные сварные для железобетонных конструкций и изделий. Общие технические условия. – Взамен ГОСТ 23279-78 ; введ. 28.11.1984. – М. : Стройиздат 1985. – 10 с.
ГОСТ 21.101-93. Основные требования к рабочей документации. Система про-ектной документации для строительства. – Мн.: Белстандарт 1995. – 42 с.
ГОСТ 21.501-95. Правила выполнения архитектурно-строительных рабочих чертежей. Система проектной документации для строительства. – Мн.: Белстандарт 1994. – 46 с.

1-й пункт (2).docx

1 КОМПОНОВКА ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
Рисунок 1.1 – Компоновочная схема раскладки плит перекрытий
с поперечным расположением ригелей
Рисунок 1.2 – Компоновочная схема раскладки плит перекрытий
с продольным расположением ригелей

kursovoy po ZhBK moy.docx

Министерство образования Республики Беларусь
Белорусский государственный университет транспорта
Факультет «Промышленное и гражданское строительство»
Кафедра «Строительные конструкции основания и фундаменты»
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовому проекту
по дисциплине «Железобетонные конструкции»
«Многоэтажное промышленное здание из железобетонных конструкций»
студентка гр. ПН-31 ассистент
Турбинская О.Я. Бондаренко В.М.
TOC o "1-3" h z u Введение PAGEREF _Toc229735982 h 3
Компоновка перекрытия PAGEREF _Toc229735983 h 4
Подбор плиты перекрытия PAGEREF _Toc229735984 h 6
Расчет ригеля PAGEREF _Toc229735985 h 7
1 Сбор нагрузок и подбор сечения PAGEREF _Toc229735986 h 7
2 Статический расчет PAGEREF _Toc229735987 h 8
3 Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил PAGEREF _Toc229735988 h 9
4 Конструктивный расчет PAGEREF _Toc229735989 h 10
4.1 Подбор продольной арматуры и расчет несущей способности ригеля PAGEREF _Toc229735990 h 10
4.2Подбор поперечной арматуры PAGEREF _Toc229735991 h 14
4.3 Построение эпюры материалов и определение мест обрыва продольных стержней PAGEREF _Toc229735992 h 21
5 Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси ригеля PAGEREF _Toc229735993 h 23
6 Расчет прогиба ригеля PAGEREF _Toc229735994 h 25
7 Расчет стыка ригелей с колонной PAGEREF _Toc229735995 h 27
Расчёт колонны PAGEREF _Toc229735996 h 29
1 Расчетно-конструктивная схема PAGEREF _Toc229735997 h 29
2 Конструирование колонны PAGEREF _Toc229735998 h 29
3 Расчёт колонны PAGEREF _Toc229735999 h 29
4 Расчёт консоли колонны PAGEREF _Toc229736000 h 33
5 Расчёт стыка колонн PAGEREF _Toc229736001 h 34
Проектирование фундаментов PAGEREF _Toc229736002 h 36
1 Определение размеров подошвы PAGEREF _Toc229736003 h 36
2 Расчет тела фундамента PAGEREF _Toc229736004 h 36
2.1 Определение общей высоты PAGEREF _Toc229736005 h 36
2.2 Расчет на раскалывание PAGEREF _Toc229736006 h 37
2.3 Проверка прочности нижней ступени PAGEREF _Toc229736007 h 37
2.4 Расчет арматуры PAGEREF _Toc229736008 h 38
2.5 Проверка прочности дна стакана на продавливание PAGEREF _Toc229736009 h 39
Расчет и конструирование элементов монолитного перекрытия PAGEREF _Toc229736010 h 40
1 Конструктивная схема PAGEREF _Toc229736011 h 40
2 Расчет плиты PAGEREF _Toc229736012 h 41
3 Расчет второстепенной балки PAGEREF _Toc229736013 h 43
3.1 Определение размеров поперечного сечения PAGEREF _Toc229736014 h 43
3.2 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил PAGEREF _Toc229736015 h 44
3.3 Подбор продольной арматуры балки PAGEREF _Toc229736016 h 45
3.4 Пдбор поперечной арматуры балки PAGEREF _Toc229736017 h 48
3.5 Построение огибающей эпюры моментов эпюры материалов и определение мест обрыва продольных стержней PAGEREF _Toc229736018 h 53
Список литературы PAGEREF _Toc229736019 h 57
В соответствии с заданием (шифр390) запроектированы основные несущие конструкции 6-этажного промышленного здания без подвала. Район строительства—г. Витебск. Здание прямоугольное в плане с размерами в осях 21x72 м. Здание запроектировано в неполном каркасе с наружными стенами из камней силикатных толщиной 510 мм. Выбран вариант сборного перекрытия с поперечным расположением ригелей. Шаг колонн 60 м пролет ригелей 70 м. Высота этажа здания 36 м. Колонны - квадратного поперечного сечения ригели - прямоугольного поперечного сечения. Плиты перекрытия опираются на верх ригелей. Ригели опираются на консоли колонн. Фундаменты - монолитные железобетонные со стаканами для сопряжения с колоннами. Вариант монолитного перекрытия запроектирован с расположением главных балок поперек здания соответственно второстепенных балок - вдоль здания.
Компоновка перекрытия
Поперечное расположение ригелей
Количество ригелей 36
Количество узлов сопряжений ригелей с колоннами 48
Продольное расположение ригелей
Количество ригелей 24
Количество узлов сопряжений ригелей с колоннами 44
После сравнения технико-конструктивных показателей разработанных компоновочных схем для дальнейшего расчета выбираем схему с поперечным расположением ригелей.
Подбор плиты перекрытия
Плиты опираются свободно одним концом на ригель другим - на ригель или стену. Расчетный пролет принимают равным расстоянию между центрами опорных площадок. Нагрузки складываются из постоянных и временных в том числе кратковременно и длительно действующих (таблица 1) γf - коэффициент безопасности применяемый по СНиП [1].
Таблица 1- Нагрузки на плиту перекрытия
Стационарное оборудование
( длительно действующая)
Вес людей и материалов
(кратковременно действующая)
В том числе длительно действующие
В соответствии с полученными значениями нагрузок подобрали ребристые панели размером 15×6 м марки ПТР-59-10 ПТР-59-15 (серия ИИ-03-02).
Сбор нагрузок и подбор сечения
Расчетная нагрузка определяется по формуле:
Расчетный изгибающий момент
Сечение ригеля определяется по формулам:
Предварительно задаемся классом бетона С 2530; расчетное сопротивление бетона на сжатие fcd = 1333 МПа [3].
Нагрузка от собственного веса ригеля
Нагрузки действующие на ригель сводятся в таблицу 2.
Таблица 2 - Нагрузки на ригель
Таблица 2 - Нагрузки действующие на ригель
Коэффициент безопасности по нагрузке
Плита перекрытия ( ребристая)
Ригель (b=30см h=80см)
Вес людей и материалов
Изгибающие моменты в пролетном и опорном сечениях определяются по формуле:
М1 = (008·2997+ 0101·99)·72 = 666356 кН·м;
М2 = (0025·2997– 0050·99)· 72 = -253367 кН·м;
Мв = (010·2997+ 0050·99)· 72 = 401408 кН·м;
Мс = (010·2997+ 0050·99)· 72 = 401408 кН·м;
М1 = (008·2997- 0025·99)· 72 = -46741 кН·м;
М2 = (0025·2997+0075·99)· 72 = 454071 кН·м;
Мв = (010·2997+ 0050·99)· 7= 401408 кН·м;
Мв = (010·2997+ 0117·99)· 72 = 780595 кН·м;
Мс = (01·2997+ 0033·99)· 72 = 305197 кН·м;
Результаты расчета сведены в таблицу 3
Таблица 3 - Максимальные изгибающие моменты в ригеле.
Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил
Конструктивный расчет
Подбор продольной арматуры и расчет несущей способности ригеля
Арматура подбирается для всех пролетов и опор по максимальным пролетным и опорным изгибающим моментам с учетом их перераспределения и симметрии конструкции.
Пролет 1 (нижняя арматура)
Мsd = 65477 кН·м класс бетона С2025 fcd = 133 МПа класс арматуры S400 fyd = 365 Нмм2 с = 005 м рабочая высота сечения d = h - c = 0.8 – 0.05 = 0.75 м.
Определяем коэффициент αm по формуле:
Определяем коэффициент по формуле:
Определяем коэффициент lim по формуле:
Определяем требуемую площадь продольной арматуры Аs по формуле:
Принимаем 4 стержня диаметром 32 мм с Аs = 3217 см2.
d = h – c = 0.80 – 0.08 = 0.72 м
Определяем несущую способность сечения при изгибе по формуле:
MRd = 6717 кН·м > Msd = 65477 кН·м
Арматура подобрана верно
Пролет 2 (нижняя арматура)
Принимаем 4 стержня диаметром 25 мм с Аs = 1964 см2.
d = h – c = 0.8 – 0063 = 0737 м
MRd = 461.62 кН·м > Msd = 45407 кН·м
Пролет 2 (верхняя арматура)
Принимаем 2 стержня диаметром 28 мм с Аs = 1232 см2.
Определяем коэффициент αm по формуле:
Принимаем 4 стержня 36 мм с Аs = 4072 см2
d = h – c = 0.8 – 009 = 0710 м
MRd = 80454 > Msd = 7564 кН·м
Расчет несущей способности при двух оборванных стержнях
с = 0048 м d = 0752 м
с = 00375 м d = 07625 м
с = 0054 м d = 0746 м
Рисунок 3.4.1 – Поперечное сечение ригеля:
а – первый пролет; б – опора В; в – второй пролет.
Подбор поперечной арматуры
Расчет ригеля крайнего (первого) пролета.
Максимальная поперечная сила для левого приопорного участка (левой четверти пролета) VSdl=43150 кН. Необходимые расчетные величины: d=072 м 2d=144 м As=3217 см2b=03 м бетон класса C fcd=133 МПа fctd=1 МПа арматура S240 fywd=157 МПа число ветвей n=2 .
Проверяем необходимость расчета:
Поскольку то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.
Подбор поперечной арматуры.
Величина распределенной поперечной силы приходящейся на один хомут:
Длина проекции опасной наклонной трещины на продольную ось элемента:
Из технологических требований сварки при крестовом соединении двух стержней назначаем :
мм принимаем =8 мм для двух ветвей Asw=101 см2.
Расчетный шаг поперечных стержней (хомутов):
Максимально допустимый шаг хомутов:
Конструктивные требования шага хомутов для приопорных участков балки с высотой h>450 мм:
Принимаем значение s = 106 мм.
Поперечное усилие воспринимаемое наклонным сечением:
следовательно прочность обеспечена.
Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами:
Максимальная поперечная сила для правого приопорного участка (правой четверти пролета) (поперечная сила увеличена на 20%).
Необходимые расчетные величины: d=071 м 2d=142 м As=4072 см2 (436) b=03 м бетон класса C fcd=133 МПа fctd=1МПа арматура S240 fywd=157 МПа число ветвей n=2 .
мм принимаем =12 мм для двух ветвей Asw=226 см2.
Принимаем значение s = 86 мм.
Пролетный участок ригеля (средние четверти пролета). Максимальная поперечная сила
Необходимые расчетные величины аналогичны величинам для левого приопорного участка:
Подбор поперечной арматуры:
Конструктивные требования шага хомутов для пролетного участка балки высотой h>450 мм:
Принимаем значение s = 134 мм.
Расчет ригеля среднего (второго) пролета.
Максимальная поперечная сила для левого приопорного участка (левой четверти пролета).VSdl=54172 кН. Необходимые расчетные величины: d=0737 м 2d=1474 м As=1964 см2b=03 м бетон класса C fcd=133 МПа fctd=1МПа арматура S240 fywd=157 МПа число ветвей n=2 .
Принимаем значение s = 157 мм.
Принимаем значение s = 132 мм.
Схема поперечного армирования ригелей первого и второго пролетов:
Построение эпюры материалов и определение мест обрыва продольных стержней
где ; ; в зависимости от загружения q=g или q=g+p.
Определим точки теоретического обрыва крайнего ригеля.
Для пролетной арматуры: загружение №2 (индекс 320) q=g+p=13967 кНм; Мsup Мsupr=401408 кНм; М=528068 кНм; ;
Для арматуры на опоре B (1-я группа): загружение №4 (индекс 340) q=g+p =13967 кНм; Мsup Мsupr=756384кНм; М=-48184 кНм; ; ; ; .
Определим точки теоретического обрыва среднего (второго) ригеля.
Для пролетной арматуры: загружение №2 (индекс 320) q= g+p=13967 кНм; Мsup Мsupr=401408 кНм; М=528068 кНм; ; ; ; ; .
Для обеспечения прочности наклонных сечений ригеля по изгибающим моментам обрываемые в пролете стержни продольной арматуры необходимо завести за точку теоретического обрыва на расстояние не менее lbd определяемое по формуле
Для пролетной арматуры крайнего ригеля обрываются стержни 232 класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры принятая площадь сечения арматуры . По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки . Длина анкеровки обрываемых стержней: .
Минимальная длина анкеровки:
Окончательно принимаем lbd1=6384мм.
Для арматуры опоры В крайнего ригеля обрываются стержни 36 класса S400: принятая площадь сечения арматуры . По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки . Длина анкеровки обрываемых стержней: .
Окончательно принимаем lbd6=570мм.
Для пролетной арматуры среднего ригеля обрываются стержни 225 класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры принятая площадь сечения арматуры . По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки . Длина анкеровки обрываемых стержней: .
Окончательно принимаем lbd3=570мм.
5 Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси ригеля
Значение предельно допустимой ширины раскрытия трещин при практически постоянном сочетании нагрузок (при постоянной и длительной нагрузках) (таблица 5.1[]).
Расчет по раскрытию трещин сводится к проверке условия
где – расчетная ширина раскрытия трещин от практически постоянного сочетания нагрузок.
Определим ширину раскрытия трещин ригеля первого пролета при загружении №2 которое вызывает наибольший изгибающий момент. Момент от нормативных длительных действующих нагрузок.
Геометрические характеристики.
Центр тяжести бетонного прямоугольного сечения:
Момент инерции прямоугольного сечения относительно горизонтальной оси проходящей через центр тяжести:
Момент инерции сечения на расстояние от центра тяжести сечения до центра тяжести растянутой арматуры:
Момент трещинообразования:
Коэффициент учитывающий неравномерность распределения относительных деформаций растянутой арматуры на участках между трещинами:
Процент армирования сечения больше 1% следовательно z=08d;
Относительная деформация растянутой арматуры в сечении с трещиной:
Значение средней относительной деформации арматуры:
Эффективная площадь растянутой зоны сечения:
Эффективный коэффициент армирования равен:
Среднее расстояние между трещинами:
Расчетная ширина раскрытия трещин равна:
Ширина раскрытия трещин меньше допустимой:
Расчет прогиба ригеля
Проверку жесткости ригеля следует производить из условия где – прогиб ригеля от действия внешней нагрузки; – предельно допустимы прогиб (приложение Е).
Для железобетонных элементов прямоугольного и таврового сечения с арматурой сосредоточенной у верхней и нижней граней и усилиями действующими в плоскости симметрии сечения прогиб можно определять по формуле
где – коэффициент зависящий от схемы опирания плиты и характера нагрузки (таблица Ж.1[]); – максимальное значение расчетного момента при (от нормативной нагрузки); – изгибная жесткость элемента определяемая при длительном действии нагрузки.
Определим прогиб первого пролета при загружении № 2. Из предыдущего расчета .
Геометрические характеристики сечения.
Эффективный модуль упругости бетона:
Высота сжатой зоны :
Момент инерции сечения без трещин в растянутой зоне:
Момент инерции сечения с трещинами:
Изгибаемая жесткость
Коэффициент определяем по 9-й строке таблицы Ж.1.
Жесткость ригеля обеспечена.
Расчет стыка ригелей с колонной
Узлы соединения ригелей между собой и с колонной должны обеспечивать восприятие опорных моментов и поперечных сил ригеля. Это достигается соединением опорной арматуры соседних ригелей и устройством в колоннах опорных консолей.
Стык ригеля с колонной должен обеспечить работу ригеля как неразрезной балки а соединения стыка должны быть равнопрочны с основной конструкцией. Поэтому площадь стыковых стержней и закладных деталей ригеля принимается по опорной арматуре ригеля. Если стыковые стержни отличаются по классу стали от опорной арматуры то перерасчет их сечения производится из условий равенства усилий воспринимаемых опорной арматурой и стыковыми стержнями
Здесь и – сечение опорных и стыковых стержней; fyd и fydj – класс стали опорных и стыковых стержней.
Сечение и размеры закладной детали (пластинки или уголка) принимаются конструктивно. Для проверки можно использовать формулу определяющую минимальное поперечно сечение закладной детали:
где N – усилие которое способно воспринимать опорные стержни т.е. N= = AS – общее сечение опорных стержней; Ry – расчетное сопротивление стали закладной детали.
Сварные швы соединяющие закладные детали с опорной арматурой и стыковые стержни с закладными деталями рассчитываются на усилие N. Длина сварных швов определяется по формуле
Сжимающие усилия в обетонированном стыке воспринимаются бетоном заполняющим полость между торцом ригеля и гранью колонны. В необетонированных стыках усилие N передается через сварные швы прикрепляющие нижнюю закладную деталь ригеля к стально пластине консоли. Суммарная длина сварных швов
где T=Vf – сила трения от вертикального давления на опоре (f=015).
Расчет стыка ригеля с колонной.
Принимаем стыковые стержни равными опорной арматуре класс стали стыковых стержней S400 fyd=365 МПа.
Тогда минимальное поперчное сечение закладной детали
Принимаем размер закладной детали – 10×20мм(200мм2).
Принимаем: тип электрода (по ГОСТ 9467-75) – Э46 Э46А;
марка проволоки – Св-08ГА;
kf = 7 мм. – катет сварного шва.
с = 11. – коэффициент условия работы.
wf = 1. – коэффициент условия работы шва.
Сжимающие усилия в обетонированном стыке воспринимаются бетоном заполняющим полость между торцом ригеля и гранью колонны. В необетонированных стыках усилие N передаётся через сварные швы прикрепляющие нижнюю закладную деталь ригеля к стальной пластине консоли. Суммарная длина сварных швов:
Рисунок 3. –Соединение опорной арматуры с помощью ванной сварки:
-выпуски арматуры ригеля;
- вставка арматуры;
-бетон омоноличивания.
1 Расчетно-конструктивная схема
Колонны первого этажа рассматриваются как стойки с жестким защемлением в фундаменте и шарнирно-неподвижным закреплением в уровне междуэтажного перекрытия. Расчётная длина для такой схемы закрепления принимается от обреза фундамента до оси ригеля с коэффициентом 07. Колонны остальных этажей рассчитываются как стойки с шарнирно-неподвижным опиранием в уровнях перекрытий с расчётной длиной lо =Н где Н- высота этажа.
Стыки колонн устраиваются в каждом этаже или через этаж. Ригели опираются на консоли колонн. Стык ригеля с колонной предусматривается жестким. Ввиду того что жесткость ригеля выше жесткости колонн влияние изгибающих элементов на несущую способность колонн незначительно. Однако при расчёте сжатых элементов всегда должен приниматься во внимание случайный
эксцентриситет еа эксцентриситет от неучтённых факторов который суммируется с эксцентриситетом приложения продольной силы. Величину случайного эксцентриситета еа принимают как большую из следующих значений: 130 высота сечения элемента 1600 расчётной длинны 20 мм для сборных колонн.
Для сокращения типоразмеров сборных элементов целесообразно назначать сечение колонн постоянным на всех этажах за исключением подвального. Класс бетона назначается не ниже С1215 а для сильно нагруженных – не ниже С2025.
2. Конструирование колонны
Продольные стержни в поперечном сечении колонны размещают как можно ближе к поверхности элемента с соблюдением минимальной толщины защитного слоя которая по требованиям норм должна быть не менее диаметра стержней арматуры и не менее 20 мм.
Колонны сечением 40*40см можно армировать четырьмя продольными стержнями что соответствует наибольшему допустимому расстоянию между стержнями рабочей арматуры. При расстоянии между рабочими стержнями более 400мм следует предусматривать промежуточные стержни по периметру сечения колонны.
Поперечные стержни в колонне ставят без расчёта но с соблюдением требований норм. Расстояние между ними должно быть при сварных каркасах не более 20s при вязаных –15s но не более 500мм. Расстояние между хомутами округляют до размеров кратных 50мм. Диаметр хомутов sw сварных каркасов должен назначаться из условий сварки. Диаметр хомутов sw вязаных каркасов должен быть не менее 5мм и не менее 025 s.
Плоские сварные каркасы объединяют в пространственные с помощью поперечных стержней привариваемых к угловым продольным стержням плоских каркасов.
Расчет нагрузок действующих на колонну от покрытия и перекрытия сведём в таблицы 4.1 и 4.2.
Здание шестиэтажное без подвала грузовая площадь 42 м2; высота этажей 36 м; нормативная полезная нагрузка 11 кНм2; в том числе длительно действующая 35 кН м2.
Таблица 4.1- Нагрузки на колонну передаваемые с покрытия.
Величина нагрузки кН
слой гравия на битумной мастике
Гидроизоляционный ковер
Цементно-песчаная стяжка =20кНм3;=002м
Утеплитель =4кНм3;=015м
В том числе длительная
Таблица 4.2-Нагрузки на колонну передаваемые с перекрытия
Нагрузка от собственного веса колонны в пределах этажа при предварительно принятых размерах её сечения 04*04 м и объёмном весе железобетона 25 кНм3 составит:
нормативная 04*04*36*25=144 кН;
расчётная 144*135=1944 кН.
По полученным данным вычисляем нагрузки на колонны каждого этажа. В качестве доминирующей временной нагрузки принимаем нагрузку на перекрытие.
Полная расчётная нагрузка
Расчётные нагрузки при f>1:
Nsd.5=254582+1944 +07*756=326 кН;
Nsd.5=254582+2*1944 +20979+693+07*756=1249 кН;
Nsd.4=254582+3*1944 +2*20979+2*693+07*756=2171 кН;
Nsd.3=254582+4*1944 +3*20979+3*693+07*756=3093 кН;
Nsd.2=254582+5*1944 +4*20979+4*693+07*756=3915 кН;
Nsd.1=254582+6*1944 +5*20979+5*693+07*756=4720 кН;
Расчётные нагрузки при f=1:
Nsк.1=18858+6*1444+5*1554+5*4725+07*504=3450 кН.
В том числе длительно действующая
Определение площади поперечного сечения и продольного армирования центрально сжатых колонн
Расчёт колонны 1-го этажа:
Nsd.1=4720 кН lо =Н=36 м.
Принимаем бетон класса С4050 сd=2667 МПа арматура класса S=400 yd=365 МПа =001 тогда:
Принимаем квадратное сечение колонны размером b*h=40*40 см тогда Ас=40*40=1600 см2.
Величина случайного эксцентриситета: еа=3600600=6мм еа=40030=13мм еа =20 мм.
Принимаем еа =20 мм.
Условная расчётная длина колонны
Относительная величина случайного эксцентриситета:
По и интерполируя данные таблицы Ж3 определяем
Принимаем 85 =3927 см2
Процент армирования
Сечение арматуры подобрано удовлетворительно.
4 Расчёт консоли колонны
Для опирания ригелей балочных перекрытий в колоннах предусматривают короткие консоли скошенные под углом =45. Ширина консоли назначается равной ширине колонны а вылет - исходя из удобства размещения закладных деталей для крепления ригеля и необходимой длины сварных швов.
Вылет консоли должен быть не менее 13 высоты опорного сечения и не более 09 рабочей высоты консоли d.
Минимально допустимая длина площади опирания ригеля из условия прочности бетона на смятие:
Если расстояние от торца сборного ригеля до грани колонны тогда требуемый вылет консоли:
Если принять то требуемая рабочая высота консоли у грани колонны из условия прочности наклонного сечения по сжатой полосе может быть определена по формуле:
Тогда полная высота консоли у её основания hc=d+c=06+002=062м;
Нижняя грань консоли у её основания наклонена под углом 45 поэтому высоту свободного конца консоли определяем по формуле:
Сечение продольной арматуры As консоли подбирают по увеличенному на 25% изгибающему моменту в опорном сечении:
MSd = VSd * a= VSd * (
Стержни располагают у двух боковых граней консоли и приваривают к закладным деталям консоли.
Концы продольной арматуры растянутой зоны односторонней консоли заводят за грань колонны и доводят до противоположной грани колонны.
Поперечные стержни устанавливают у двух боковых граней консоли с шагом не более hc 4 и не более 150 мм.
Площадь сечения отогнутой арматуры определяют по эффективному коэффициенту поперечного армирования
Отогнутую арматуру устанавливают у двух боковых граней консоли.
Если hc 25а то консоли рекомендуется армировать наклонными хомутами которые так же как и горизонтальные ставят с шагом не более hc 4 и не более 150 мм.
5 Расчёт стыка колонн
При выполнении стыка с ванной сваркой в торцах стыкуемых колонн в местах расположения продольных стержней устраивают подрезки. Продольные стержни выступают в виде выпусков свариваемых в специальных съёмных формах. Расчёт стыка производится для двух стадий готовности здания: возведения и эксплуатации.
В стадии возведения незамоноличенный стык считается шарнирным и рассчитывается на монтажные нагрузки. В стадии эксплуатации он считается как жестким с косвенным армированием и рассчитывается на полные нагрузки.
Рисунок 4.2- Стык колонн с ванной сваркой выпусков арматуры
При расчёте стыка до замоноличивания усилие от нагрузки воспринимается бетоном выпуска колонны усиленным сетчатым армированием (NRd1) и арматурными выпусками соединёнными ванной сваркой (NRd2):
Размеры сечения подрезки можно принять равным размера стороны поперечного сечения колонны:
b1=1* bc4=1*044=01 м;
h1=1* hc4=1*0624=015 м;
Расстояние от грани сечения колонны до оси сеток косвенного армирования с1=20 мм а в пределах подрезки с2=10 мм.
Тогда площадь части сечения колонны ограниченная осями крайних стержней сетки косвенного армирования:
Aeff=(bc- с1)( hc- с1) – 4(b1+ с2)( h1+ с2)
Обычно размеры центрирующей прокладки и толщину распределительных листов назначают такими чтобы толщина листа была больше 13 расстояния от края листа до центрирующей прокладки. Тогда за площадь Aco принимается площадь распределительного листа: Aco=bc hc – 4b1h1=04*062-4*01*015=0188 м2=1880 см2;
Площадь распределения Ac1 принимаем равной площади Aeff . Расчётное сопротивление бетона смятию:
и для тяжелого бетона.
Приведённое расчётное сопротивление смятию:
гдечисло стержней площадь поперечного сечения длина стержня сетки в одном направлении;
то же в другом направлении; расстояние между сетками;
расчётное сопротивление арматуры сеток;
Aeff=(04- 002)( 062- 002) – 4(01+ 001)( 015+ 001)=1576 см2;
коэффициент учитывающий влияние косвенного армирования в зоне местного сжатия.
При вычислении усилия определяем гибкость выпусков арматуры:
расчётная длина выпусков арматуры равная длине выпусков;
радиус инерции арматурного стержня =d4.
По гибкости и классу арматуры определяем коэффициент продольного изгиба арматуры.
Проверка выполняется следовательно расчёты выполнены верно.
Проектирование фундаментов
1 Определение размеров подошвы
Рассмотрим расчет фундамента при следующих исходных данных: нагрузка действующая на обрез фундамента NSd=4720 кН NSк=2576 кН R0=03 МПа; глубина заложения фундамента H=15м; бетон класса С2025 fcd=133МПа fctd=10МПа; a=b (фундамент квадратный в плане); арматура класса S400 fyd=365МПа fск=20МПа.
Требуемую площадь фундамента найдем по формуле:
γm – среднее значение удельного веса материала фундамента и грунта на его уступах принимается равным 20 кНм3
тогда сторона подошвы квадратного в плане фундамента:
Принимаем размеры подошвы фундамента 33х33м Aф=1089м2.
2 Расчет тела фундамента
Расчет тела фундамента заключается в определении его высоты количества и размеров ступеней подбора рабочей арматуры подошвы фундамента.
2.1 Определение общей высоты
Для назначения высоты фундамента определим толщину дна стакана из условия прочности на продавливание
Здесь в первом приближении принято ρl=0005 и k=15.
Полная высота фундамента определяется суммой толщины дна стакана защитного слоя бетона глубины заделки колонны в фундамент и подливки:
Принимаем высоту фундамента h=120м (кратно 150мм).
Рисунок 5.1-Принятое поперечное сечение фундамента
2.2 Расчет на раскалывание
Так как фундамент - стаканного типа проверим его прочность на раскалывание из условия:
– коэффициент трения бетона по бетону =075;
γ1-коэффициент условий работы фундамента в грунте γ1=13;
A1 – площадь вертикального сечения фундамента по оси колонны за вычетом площади стакана.
Прочность на раскалывание обеспечена.
2.3 Проверка прочности нижней ступени
Прочность нижней ступени будет обеспечена если выполняется условие:
VSd – поперечная сила от опора грунта определяется как: где
p-величина переменной равномерно распределённой нагрузки:
b - ширина подошвы фундамента: b=33м;
VRd – наибольшая поперечная сила которую может воспринять бетон нижней ступени:
d1 – рабочая высота нижней ступени; c3=06.
Проверим прочность нижней ступени на поперечную силу:
VRd=713 кН > VSd=38898 кН
Прочность обеспечена.
Определим периметр вышележащей (второй) ступени: 4a1=4.21=84м. Так как 84м > 11.d1=11.036=396м то расчет нижней ступени на продавливание не производится выполняется только расчет на действие поперечной силы.
Принятые размеры фундамента удовлетворяют условиям прочности.
Рабочая арматура подошвы фундамента определяется по изгибающим моментам вычисленным как для консольной балки заделанной в плоскости грани колонны или боковых граней ступени.
Рисунок 5.2- Схема к расчёту арматуры фундамента
Для расчёта площади арматуры подошвы фундамента определим изгибающие моменты в сечениях I-I III-III:
Из трех значений требуемой площади к конструированию фундамента принимается наибольшая площадь арматуры.
Требуемая площадь арматуры определяется:
Фундамент – квадратный в плане поэтому в каждом из двух направлений принимаем 1818мм класс арматуры S400 As=4580 см2>As2max=3671 см2.
2.5 Проверка прочности дна стакана на продавливание
Рабочая высота дна стакана: .
Длина критического периметра:
Площадь внутри расчетного критического периметра:
Погонная поперечная сила:
Расчетный коэффициент армирования ρl и коэффициент k равны:
Допускаемая расчетная поперечная сила:
Таким образом Sd=298кНм Rdc=3301кНм следовательно прочность обеспечена.
Расчет и конструирование элементов монолитного перекрытия
1 Конструктивная схема
Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами состоит из плиты работающей по короткому направлению как неразрезная балка и системы перекрестных балок: главных опирающихся на колонны и второстепенных балок-ребер опирающихся на главные балки. Сетка колонн остается той же что и в варианте из сборного железобетона. Расчетная схема перекрытия приведена на рисунке:
При проектировании необходимо решить задачу: назначить экономически целесообразную толщину плиты и её пролёт т. е. шаг второстепенных балок. Связь между толщиной плиты и пролетом модно установить из уравнения М = α·αm·fcd·b·d2 положив в нем М = q·ls211 и αm = 0125. При единичном значении ширины плиты получим:
Определим расчетный пролет и толщину плиты перекрытия производственного здания с пролетом главных балок шагом главных балок В=6м и нагрузкой действующей на перекрытие плиту проектируем из монолитного бетона класса
Первое значение пролета плиты:
Число пролетов плиты на длине главной балки
Окончательное значение пролета плиты:
Определяем рабочую высоту плиты:
Тогда толщина плиты 2=45+20+102=70мм.
Таблица 5- Нагрузки на плиту перекрытия.
Плита перекрытия gs=25hs hs=007м
Стационарноее оборудование
Изгибающие моменты определяются с учетом перераспределения усилий вследствие развития пластических деформаций по формулам:
- в крайних пролетах и на первых промежуточных опорах:
- в средних пролетах и на средних опорах:
В средних пролетах и на средних опорах моменты могут быть понижены на 20% за счет возникающего в предельном состоянии эффекта распора.
Сечение арматуры подбирается как для прямоугольного сечения шириной 1 м.
Изгибающий момент в крайнем пролете и на первой промежуточной опоре:
кН·м S240 fyd = 218 МПа.
Принимаем 6 стержней 9 мм Аs1 = 3820 см2 шаг стержней не более 165мм.
Изгибающий момент в средних пролетах и на средних опорах плиты:
Принимаем 6 стержней 7 мм Аs2 =231 см2 шаг стержней не более 165мм.
Для армирования плиты принимаем следующие марки плоских сеток по ГОСТ 23279-85:
- нижняя сетка в крайнем пролете и верхняя над первой промежуточной опорой
- нижние сетки в средних пролетах и верхние над промежуточными опорами
3 Расчет второстепенной балки
3.1 Определение размеров поперечного сечения
Второстепенную балку рассчитывают как неразрезную опирающуюся на главные балки и наружные стены. На балку передается равномерно распределенная нагрузка от плиты (постоянная и переменная ) и нагрузка от собственного веса второстепенной балки . Нагрузка от плиты равна нагрузке на 1 м2 плиты умноженной на расстояние между осями второстепенных балок . Собственный вес балки равен площади поперечного сечения х умноженной на удельный вес железобетона.
Размеры поперечного сечения балки будут оптимальными если относительная высота сжатой зоны по опорному сечению не превысит 03 ( 025). Отсюда имеем:
где - изгибающий момент определяемый по формуле
без учета собственного веса балки;
- расчетные пролеты второстепенной балки равные расстоянию в свету между главными балками:
Ширина сечения главных балок принимается равной 03 м.
Рабочая высота второстепенной балки:
Окончательно принимаем размеры поперечного сечения балки: м.
3.2 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил
После определения размеров сечения балки собираем нагрузки действующие на балку с учетом ее собственного веса и определяем возникающие от них усилия в расчетных сечениях.
- на первой промежуточной опоре:
- на первой промежуточной опоре слева
- на первой промежуточной опоре справа и на остальных опорах
Расчетная схема второстепенной балки эпюры моментов и поперечных сил приведены на рисунке:
Определим нагрузки действующие на второстепенную балку (таблица 6).Грузовая ширина равна шагу второстепенных балок.
Таблица 6. Нагрузки на второстепенную балку
Второстепенная балка(b=015м;h=04м)
Условные постоянные (g+p4)
3.3 Подбор продольной арматуры балки
Поперечное сечение балки при подборе арматуры на опорах принимается прямоугольным при расчете пролетной арматуры - тавровым с полкой в сжатой зоне. Расчетная ширина сжатой полки ограничивается и принимается:
где - размер свеса полки в каждую сторону от ребра который должен быть не более 16 пролета второстепенной балки и не более:
- при > 01 - половины расстояния в свету между балками;
Для расчета продольной арматуры определяем изгибающие моменты в расчетных сечениях:
Для первого (крайнего) пролета и всех средних пролетов сечение второстепенной балки будет тавровое с полкой в сжатой зоне. Определим ширину сжатой полки :
; так как при = 70 мм > 01мм то
м. Принимаем меньшее значение и вычисляем
Расчет арматуры для крайнего пролета второстепенной балки ведем по альтернативной модели на действующий момент S400 =365 МПа.
Определяем момент который может воспринять сжатая полка
что много больше действующего изгибающего момента . Предварительно принимаем с = 005 м поэтому
м. Следовательно нейтральная линия проходит по полке и подбор арматуры осуществляем как для прямоугольного сечения с шириной .
Принимаем 4 стержня 18 Аs = 1017 см2 с расположением арматуры в два ряда (рисунок а).
Проверим несущую способность балки при расположении арматурных стержней в два ряда по высоте.
Величина с=сcov+ +252=20+18+125=505 мм. Тогда d=400-505=3495 мм принимаем d=349мм.
= 12473 кН·м > = 10695кН·м. Прочность сечения обеспечена.
Расчет арматуры для средних пролетов балки S400 =365 МПа.
Принимаем 4 стержня 14 Аs = 6150 см2 с расположением арматуры в два ряда (рисунок б).
с = сcov+ +252=20+14+125=465 мм. Тогда d=400-4605=3535 мм принимаем d=353мм.
= 7831·м > = 75 53кН·м. Прочность сечения обеспечена.
Расчет арматуры на первой промежуточной опоре S400 =365 МПа. Расчет ведем по деформационной модели. На опоре полка растянута поэтому сечение балки прямоугольное.
Для бетона класса С2025: %0; . Для арматуры класса S400 при Еs=20·104 МПа
Принимаем 4 стержня 18 Аs = 1017 см2 с расположением арматуры в два ряда (рисунок в).
с=сcov+ +252=20+18+125=505 мм. Тогда d=400-505=3495 мм принимаем d=349мм.
= 9457кН·м > = 8403кН·м. Прочность сечения обеспечена.
Расчет арматуры на средних промежуточных опорах S400
Принимаем 2 стержня 18 Аs1 = 509 см2 и 2 стержня 16 Аs2 = 402 см2 суммарная площадь арматуры Аs = Аs1 + Аs2 = 509 + 402 = 911см2 (рисунок г).
мм. Тогда d=400-47=353 мм;
= 8897 кН·м > = 7353 кН·м. Прочность сечения обеспечена.
Расчетные сечения второстепенной балки с продольным армированием представлены на рисунке:
а - для крайнего пролета; б - для средних пролетов; в - для первой промежуточной опоры; г - для средних опор.
3.4 Пдбор поперечной арматуры балки
Расчет производится для приопорных и пролетных участков крайнего и средних пролетов балки.
) Крайний пролет левый приопорный участок.
Продольная арматура балки 418мм = 1017 см2 d = 0349 м. Поперечная арматура класса S240 fywd = 157 МПа. Наибольшая поперечная сила на участке: Vsd1=V1=04·q·
; поэтому необходима постановка поперечной арматуры по расчету.
Так как поперечное сечение - тавровое то определяем величину :
м. Здесь - ширина второстепенной балки м; - высота полки равная толщине плиты м.
Рассчитываем поперечную арматуру:
мм принимаем =6 мм для двух ветвей Asw=057 см2. Тогда:
- расчетный шаг поперечных стержней (хомутов) s:
- максимально допустимый шаг хомутов:
- шаг хомутов по конструктивным требованиям для приопорных участков балки с высотой h>450 мм:
Из расчетного шага поперечных стержней максимально допустимого шага и шага по конструктивным требованиям принимаем наименьшее значение s = 150 мм.
Проверяем прочность наклонного сечения:
следовательно прочность наклонного сечения обеспечена.
) Крайний пролет правый приопорный участок.
Наибольшая поперечная сила на участке: Vsd2=V2
Постановка поперечных стержней требуется по расчету так как
Диаметр поперечных стержней принимаем как и для левого приопорного участка =6 мм Asw=057 см2; тогда шаг поперечных стержней:
Конструктивные требования: .
Окончательно принимаем наименьшее значение s = 100 мм.
Проверяем прочность:
) Крайний пролет пролетный участок.
Наибольшая поперечная сила на участке: кН;
Окончательно принимаем наименьшее значение s = 170мм.
) Средний пролет левый и правый приопорные участки.
Продольная арматура балки 414 мм = 6150 см2 d = 0353 м. Поперечная арматура класса S240 fywd = 157 МПа. Наибольшая поперечная сила на участке: Vsd4=V2r=V3=05·q·
Окончательно принимаем наименьшее значение s = 120 мм.
) Средний пролет пролетный участок.
Окончательно принимаем наименьшее значение s = 200 мм.
Схемы поперечного армирования крайнего и среднего пролетов второстепенной балки приведены на рисунке:
3.5 Построение огибающей эпюры моментов эпюры материалов и определение мест обрыва продольных стержней
Огибающая эпюра изгибающих моментов строится для двух схем загружения. В первой схеме полная нагрузка g + p - в нечетных пролетах и условная постоянная нагрузка g + р4 - в четных пролетах во второй схеме полная нагрузка g + р - в четных пролетах и условная постоянная нагрузка g + р4 - в нечетных пролетах.
Изгибающие моменты вычисляются по формуле
Нулевая точка для отрицательного опорного момента в первом (крайнем) пролете удалена от первой промежуточной опоры на расстоянии
Для построения эпюры материалов определим несущую способность балки в расчетных сечениях при оставшихся (необорванных) стержнях.
) В крайнем пролете обрывается 2 стержня 18 мм и остается 2 стержня 18 мм Аs = 5 09 см2с=сcov+ 2=20+182=29 ммd = h – c = 400 – 29 = 371мм=0371мсечение тавровое
) В среднем пролете остается 2 стержня 14 ммАs = 308 см2с=сcov+ 2=20+142=27 мм d = h – c = 400 – 27 = 371мм=0373м сечение тавровое
) На первой промежуточной опоре остается 2 стержня 18ммАs = 509 см2с=сcov+ 2=20+182=39 мм d = h – c = 400 – 30 = 371мм=0371м сечение прямоугольное
) На средних промежуточных опорах обрывается 2 стержня 16 мм остается 2 стержня 18мм поэтому несущая способность сечения такая же как и на первой промежуточной
Места теоретического обрыва стержней
Для крайнего пролета:
Для среднего пролета:
Для первой промежуточной опоры слева:
Для первой промежуточной опоры справа:
Для средней промежуточной опоры слева:
Длину анкеровки lbd обрываемых в пролете стержней продольной арматуры определяем по формуле:
В крайнем пролете обрываются 2 стержня 18 мм. Требуемая площадь арматуры (площадь оставшихся стержней) 218 мм = 509 см2. Принятая площадь сечения арматуры (4`18 мм) = 1017 см2. Базовая длина анкеровки для бетона класса С2025 и арматуры класса S400 =44·18=792 мм. Длина анкеровки:
Окончательно принимаем lbd1=475мм.
В среднем пролете обрываются 2 стержня 14 мм. Требуемая площадь арматуры (площадь оставшихся стержней) 214 мм = 308 см2. Принятая площадь сечения арматуры (414 мм) = 615 см2. Базовая длина анкеровки для бетона класса С2025 и арматуры класса S400 =44·14=616 мм. Длина анкеровки:
Окончательно принимаем lbd2=370мм.
На средней промежуточной опоре обрываются 2 стержня 16 мм и остаются 2 стержня 18 мм = 509 см2 = 911см2. Базовая длина анкеровки для бетона класса С2025 и арматуры класса S400
=44·16=704 мм. Длина анкеровки:
Окончательно принимаем lbd4=420мм.
Огибающие эпюры изгибающих моментов и эпюра материалов второстепенной балки приведены на рисунке:
СНБ 5.03.01-02 Конструкции бетонные и железобетонные.-Мг.: Сройтехнорм 2003
Байков В. .Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. Общий кус.- М. Стройиздат 1985
Талецкий В. В. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания. Ч. I. – Гомель: БелГУТ 2009
Талецкий В. В. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания. Ч. II – Гомель: БелГУТ 2009
СНБ 5.01.01.- 99 Основания и фундаменты зданий и сооружений министерство строительства и архитектуры РБ 1999.

Курсовая работа по ЖБК Лукьяненко 2013.dwg

СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ КОЛОНН РИГЕЛЕЙ ПЛИТ ПЕРЕКРЫТИЯ НА ОТМ. 5.400
Схема расположения фундаментов
СПЕЦИФИКАЦИЯ К СХЕМАМnРАСПОЛОЖЕНИЯ ЭЛЕМЕНТОВ
Под фундаментами выполнить бетонную подготовку nтолщиной 100 мм из бетона класса С
Схема расположения элемен-
тов здания. Разрез 1-1.
Многоэтажное производствен-
СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ ФУНДАМЕНТОВ
Схема расположения колонн ригелей плит
Производственное здание в г. Архангельск
Ригель Р1 (опалубочный чертеж)
Ригель Р1 (арматурно-опалубочный чертеж)
Расчетная схема неразрезной балки
Расчетные нагрузки:nпостоянные g=2896 кНмnвременные р=81 кНм
Расчетная нагрузка Nsd=2810 кН
Расчетная нагрузка Nsd=3618 кН
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ КГ
СПЕЦИФИКАЦИЯ НА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ИЗДЕЛИЯ
Расчетная схема n Фм 1
ПЕРЕКРЫТИЕ НА ОТМ. 5400
РАСКЛАДКА НИЖНИХ СЕТОК
РАСКЛАДКА ВЕРХНИХ СЕТОК
СПЕЦИФИКАЦИЯ МОНОЛИТНОГО n ПЕРЕКРЫТИЯ В ОСЯХ 1-3
Расчетная схема плиты Пм 1
Расчетные нагрузки:nпостоянные g=304 кНмnвременные р=12 кНм
Расчетная схема балки Бм 2
Расчетные нагрузки:nпостоянные g=7105 кНмnпеременные р=24 кНм
Фм1 (низ на отметке -4100)
12г. 70 02 01 КП1 по ЖБК - КЖ
Все незамаркированные колонны К3
13г. 70 02 01 КП1 по ЖБК - КЖ
УЗЕЛ ОПИРАНИЯ ПЛИТ ПЕРЕКРЫТИЯ НА РИГЕЛЬ
Замономитить цементно-песчаным раствором М100
Закладная деталь плиты
Закладная деталь ригеля
Цементно-песчаный раствор М50
Низ на отметке -4100
Мелкозернистый nбетон класса С
Стыковые стержни 3ø36 S400
Мелкозернистый бетон
Отверстияn35x100(h) мм
Цем.-песч. раствор М100
Цем.-песч. раствор М50

Konspekt lektsy ZhBiKK chast II.docx

Часть II (7-ой семестр)
Конструкции зданий и сооружений
Общие принципы проектирования ж.б. конструкций зданий
Здания и сооружения состоят из отдельных элементов связанных в единую систему: фундаменты колонны ригели балки фермы плиты перекрытия и покрытия стеновые панели и т.д.
Все элементы здания должны обладать прочностью жесткостью трещиностойкостью устойчивостью так как они участвуют в общей работе здания и обеспечивают его прочность и устойчивость.
Кроме этого здание должно обладать пространственной жесткостью то есть сопротивляться горизонтальным воздействиям. Следует отметить что учет пространственной жесткости приводит к более экономичным конструктивным решениям элементов здания.
1 Конструктивные схемы здания
Здания подразделяются на каркасные (с полным и неполным каркасом) и бескаркасные (панельные кирпичные). По этажности - на одноэтажные и многоэтажные.
Каркасные многоэтажные здания состоят из колонн и ригелей. Колонны жестко заделаны в фундаменты и соединены с ригелями. Соединение с ригелями может быть жесткое заданной жесткости и шарнирное. Пространственная жесткость обеспечивается поперечными рамами продольными (связевыми) ригелями стальными связями диафрагмами жесткости связевыми плитами перекрытий и покрытия.
Каркасные одноэтажные здания состоят из колонн и балок или ферм. Колонны жестко заделаны в фундаменты и шарнирно соединены со стропильными конструкциями. Жесткость в поперечном направлении обеспечивается рамами в продольном направлении – стальными вертикальными связями.
Перекрытия и покрытие являются горизонтальными диафрагмами жесткости и соединяют элементы каркаса в единую пространственную систему.
2 Деформационные швы
Вследствие усадки бетона или при изменении температуры ж.б. конструкции изменяют свои размеры. В большинстве своем здания из железобетонных конструкций являются статически неопределимыми поэтому при колебаниях температуры усадке бетона или неравномерной осадке фундаментов в элементах здания возникают дополнительные усилия которые могут привести к разрушению части конструкций. Для уменьшения этих усилий здание делят по длине и ширине температурно-усадочными швами на деформационные блоки. Величина блока определяется расчетом. Без расчета допускается принимать следующие расстояния между температурно-усадочными швами (см. таблицу).
Для одноэтажных каркасных зданий эти значения допускается увеличивать на 20%.
Таблица - Допускаемые расстояния между температурно-усадочными швами м
Температурные швы выполняются в наземной части здания (от кровли до обреза фундамента). Осадочные швы служат одновременно и температурно-усадочными швами. Их устраивают между частями здания разной высоты или с разными грунтовыми условиями. Осадочные швы разрезают и фундаменты.
3 Типизация сборных элементов
Производство сборных ж.б. элементов наиболее эффективно когда изготавливают серии однотипных элементов. С этой целью элементы типизируют то есть для каждого конструктивного элемента здания выбирают наиболее рациональный проверенный на практике тип конструкции и принимают его для массового изготовления.
Колонны сечением 300х300 мм 400х400 мм плиты с круглыми пустотами высотой 220 мм шириной 15 м шириной 08 м и шире кратно 200 мм длиной 60м ребристые плиты покрытия высотой 300 мм 450 мм шириной 15 м и 30 м длиной 60 ми 120 м и т. д.
В результате работы по типизации составляют каталоги сборных ж.б. изделий которыми руководствуются при проектировании.
По мере развития техники и накопления опыта типовые элементы совершенствуются создаются новые более эффективные а каталоги обновляются.
4 Унификация размеров и конструктивных схем
Для широкого применения типовых элементов расстояние между колоннами в плане и высоту этажей унифицируют то есть приводят к ограниченному числу размеров.
Основой унификации служит единая модульная система предусматривающая градацию размеров на базе модуля М=100мм или укрупненного модуля кратного 100 мм.
Одноэтажные промышленные здания: шаг колонн 60 м 120 м; пролет кратный 60 м – 120м 180м 240м 300 м. Высота от пола до низа стропильных конструкций кратна 12 м – 60м 72м 84м 96м 108м 180м.
Многоэтажные промышленные здания: сетка колонн 6х6 м 6х9 м; высота этажа кратна 12 м – 36м 48м 60м.
Многоэтажные гражданские здания: модуль для сетки колонн 2М расстояние между осями колонн 28м – 60м; высота этажа кратна 3М – 30м 33м 36м 42м 48м.
Размеры типовых элементов зданий подразделяются на три категории: номинальные конструктивные и натурные.
Номинальные размеры – размеры между осями здания в плане.
Конструктивные размеры – отличаются от номинальных на размер швов и зазоров. Размер зазоров зависит от условий и методов монтажа и должен допускать удобную сборку элементов и заливку швов раствором.
Натурные размеры – фактические размеры которые в зависимости от точности изготовления могут отличаться от конструктивных размеров на некоторую величину называемую допуском.
1 Конструктивные схемы многоэтажных зданий
Разнообразие многоэтажных зданий можно разделить на каркасные панельные объемно-блочные и комбинированные.
1.1 Каркасные здания
Все внешние нагрузки в каркасных зданиях воспринимаются каркасом который обеспечивает прочность и устойчивость здания.
Основными элементами каркасного здания являются: колонны ригели вертикальные элементы жесткости (связи и диафрагмы) и плиты перекрытий.
Разработка конструктивной части многоэтажного каркасного здания состоит в выборе конструктивной схемы каркаса и его элементов статическом расчете здания в целом расчете и проектировании отдельных элементов и узлов.
Компоновка каркаса включает в себя: выбор системы каркаса; назначение сетки колонн и направления ригелей; выбор способа обеспечения пространственной жесткости.
Несущие системы каркаса делятся на рамные рамно-связевые и связевые.
В рамной системе каркаса несущие функции выполняют колонны и ригели соединенные в плоские рамы. Рамы воспринимают все действующие нагрузки (вертикальные и горизонтальные) и передают на фундаменты. В продольном направлении (перпендикулярном плоскости рам) жесткость обеспечивается плитами перекрытий и постановкой продольных ригелей.
В рамно-связевой системе каркаса вертикальные нагрузки и горизонтальные нагрузки действующие в плоскости рам воспринимаются рамами с жесткими узлами. Горизонтальные нагрузки действующие в плоскости перпендикулярной плоскости рам воспринимаются вертикальными элементами жесткости в виде стальных связей или ж.б. стенок – диафрагм. Обычно в качестве диафрагм используют торцевые или внутренние стены стены лестничных клеток. Диафрагмы равномерно распределяют по плану здания.
Элементы каркаса связаны в пространственную систему перекрытиями которые воспринимают вертикальные и горизонтальные нагрузки и перераспределяют их между рамами и диафрагмами. Доля горизонтальных нагрузок приходящихся на рамы или диафрагмы зависит от их жесткости.
Диафрагмы в рамно-связевых системах воспринимают 80 – 90% всех горизонтальных нагрузок. Устройство жестких стыков в рамах из сборных ж.б. элементов требует больших затрат труда и материалов. Поэтому при строительстве административных и общественных зданий была упрощена конструкция стыков колонн и ригелей которая передает всю горизонтальную нагрузку на диафрагмы. Такая система получила название связевой.
В связевой системе вертикальная нагрузка воспринимается рамами а горизонтальная – диафрагмами. Стык ригеля с колонной решается таким образом чтобы он мог воспринимать небольшой опорный момент необходимый для обеспечения пространственной жесткости здания в период монтажа (величина момента 55кНм). В последнее время разработаны шарнирные стыки ригеля с колонной. Пространственная жесткость в период монтажа обеспечивается временными связями.
К связевым системам можно отнести здания с неполным каркасом.
1.2 Панельные здания
В жилых домах гостиницах общежитиях необходимо частое расположение внутренних стен. Если эти стены выполнить достаточно прочными и связать между собой перекрытиями то образуется пространственная система способная воспринимать вертикальные и горизонтальные нагрузки. Здания с такой конструктивной схемой называют панельными. Жилые здания панельной конструкции высотой до 20-ти этажей (примерно 60 м) экономичнее чем каркасные. При большей высоте эти здания не могут воспринимать горизонтальную ветровую нагрузку без специального усиления.
1.3 Объемно-блочные здания
Дальнейшим развитием панельных конструкций являются панельные блоки изготавливаемые на комнату. Разработаны блоки типа «стакан» «колпак» «труба». Блоки изготавливают монолитными массой до 10 т. При монтаже блоки опираются друг на друга или по углам или по линиям сопряжения. Недостатком является ограниченная возможность планировочного решения квартир.
1.4 Комбинированные здания
В многоэтажных зданиях возводимых в больших городах целесообразно размещать жилые помещения с высоты 2-3 этажей используя нижние этажи под магазины проезды гаражи. В этом случае панельные конструкции здания располагаются на монолитной или сборной железобетонной раме. Такая конструкция называется комбинированной.
2 Конструкции многоэтажных гражданских зданий
Каркасные здания. Колонны. Колонны в зданиях до 16-ти этажей применяют унифицированного сечения 400х400 мм. Увеличение несущей способности колонн в нижних этажах достигается повышением класса бетона до С 5060 и процента армирования до 15%. Продольная арматура из стали класса S400. Повышение несущей способности с сохранением размеров сечения можно получить частой постановкой поперечных сварных сеток. В этом случае увеличиваются продольные деформации бетона при сжатии более чем в 2 раза а напряжения в продольной арматуре достигают условного предела текучести.
Усиление колонн нижних этажей может выполняться сердечниками из высокопрочной гибкой арматуры т. к. колонны нагружены значительными продольными силами с малыми эксцентриситетами (рис.).
Колонны выполняют как одноэтажными так и на несколько этажей. Имеется тенденция к увеличению длины сборных элементов колонн до 4 5 этажей (до 15 м) в целях уменьшения числа стыков и исключения случайных эксцентриситетов вызванных неточностями монтажа. Для таких гибких элементов существенное значение приобретает расчет прочности и трещиностойкости в стадиях транспортирования и монтажа.
Стыкование колонн по высоте производится ванной сваркой выпусков рабочей арматуры расположенной в специальных подрезках с последующим замоноличиванием стыка (рис.). Применяют также стык колонн с торцевыми листами и центрирующей прокладкой.
Ригели. Ригели проектируют таврового сечения с полкой в нижней зоне на которую опираются плиты перекрытий; такое решение позволяет снизить строительную высоту этажа однако в этом случае необходимо исключить возможность откола полки в месте ее примыкания к ребру путем увеличения ее высоты или армирования. Соединение ригелей с колоннами в связевых системах осуществляют с помощью стыка со скрытой консолью воспринимающего небольшой опорный момент. Ограничение опорного момента заданной величиной (55 кНм) достигают с помощью специальной металлической накладки по верху ригеля - «рыбки» привариваемой к ригелю и колонне. «Рыбка» имеет суженный участок поперечное сечение которого соответствует растягивающему усилию при заданном опорном моменте. Увеличение нагрузки вызывает в суженной части накладки пластические деформации обеспечивающие поворот сечения ригеля без увеличения опорного момента. При отсутствии рыбки стык получается шарнирным. Такое решение применяется в связевых каркасах.
Плиты перекрытий. Плиты перекрытий подразделяются на связевые укладываемые по внутренним осям здания рядовые и фасадные укладываемые по наружным рядам колонн и несущие нагрузку от ограждающих конструкций.
Плиты перекрытий чаще всего выполняют многопустотными высотой сечения 220 мм. Для эффективного восприятия сдвигающих усилий при работе плит в составе перекрытия в швах между плитами устраивают шпонки. С этой целью на боковых поверхностях плит оставляют углубления после заливки швов бетоном и его твердения швы работают как шпоночные соединения.
В зданиях рамно-связевой системы роль продольных ригелей выполняют предварительно напряженные плоские плиты-распорки которые выступами опираются на полки ригелей.
Диафрагмы. Диафрагмы главным образом воспринимают горизонтальные нагрузки обычно выполняются из железобетонных панелей толщиной 14 18 см располагаемых между колоннами и соединенных с ними с помощью связей воспринимающих сдвигающие усилия. Панели диафрагм могут быть плоскими или двухконсольными (рис). Плоские панели устанавливают по осям параллельным направлению настилов перекрытий. Двухконсольные располагают в плоскостях параллельных рамам каркаса совмещая их с ригелями. Армируют панели контурными и промежуточными каркасами из стержней 012 16 мм или сетками из проволоки 5 6 мм с шагом 200 мм располагаемым у обеих граней. Связи между панелями и колоннами осуществляют путем сварки закладных деталей: вертикальные швы заполняют цементно-песчаным раствором горизонтальные швы - бетоном на мелком щебне. Горизонтальные стыки диафрагм могут быть шпоночными и плоскими. Практика показывает что при таком соединении диафрагмы работают как сплошные монолитные столбы.
Количество и расстановка диафрагм в плане здания должны обеспечивать необходимую прочность и пространственную жесткость здания в обоих направлениях. Следует стремиться к сокращению общего числа диафрагм увеличивая их размеры.
Ядра жесткости выполняются монолитными и сборными. Сечение ядер жесткости может быть коробчатым двутавровым и т. п. Монолитные ядра жесткости делают в скользящей или переставной опалубке при этом оставляют отверстия для дверных проемов и установки ригелей. Толщина стенок 20 40 см. Сборные ядра собирают из отдельных панелей стен подобно плоским диафрагмам. В зданиях имеющих значительную протяженность или сложную форму в плане может устраиваться несколько ядер жесткости.
Панельные здания. Эти здания используют главным образом в жилищном строительстве. Ширина зданий из условий освещенности и удобства планировки внутренних помещений назначается 12 16 м. Панельные дома массового строительства решаются в одном из следующих вариантов: I) с продольными и поперечными несущими стенами; 2) только с продольными несущими; 3) только с поперечными несущими стенами. Конструктивная схема с поперечными несущими стенами более выгодна так как панели перекрытий в этом случае опираются на внутренние поперечные стены (перегородки) что позволяет предельно укрупнять и облегчать наружные стеновые панели. Последние не воспринимая нагрузки от перекрытий и выполняя лишь ограждающие функции могут быть изготовлены из легких эффективных материалов. Основными конструкциями панельных зданий являются внутренние и наружные стеновые панели и панели перекрытий.
Внутренние несущие панели стен обычно проектируют однослойными из тяжелого бетона класса не ниже В15. Толщину панелей определяют требованиями прочности звукоизоляции и огнестойкости. Площадь горизонтальной и вертикальной арматуры устанавливаемой у обеих плоскостей панели принимают конструктивно в количестве 02 см2м соответствующего сечения панели.
Наружные ненесущие стены выполняют в виде однослойных панелей толщиной 240 350 мм из ячеистого бетона.
Наружные несущие панели проектируют преимущественно двухслойными или трехслойными (рис.). Арматуру устанавливают только в слоях тяжелого бетона и выполняют в виде пространственного арматурного блока. Расчетной является только арматура перемычек. Панели перекрытий выполняют в виде многопустотных или сплошных плит. При пролетах до 48 м плиты выполняют без предварительного напряжения при больших пролетах - предварительно напряженными. Размещение арматуры зависит от схемы работы панели. В здании с продольными и поперечными несущими стенами (первый вариант) панели работают как плиты опертые по трем или четырем сторонам в остальных случаях - по двум.
Соединения стеновых панелей и плит перекрытии должны обеспечить совместную работу элементов в здании и воспринятые усилий сжатия растяжения и сдвига. Вертикальные стыки между панелями осуществляют с помощью бетонных шпоночных швов и сварки закладных деталей. Горизонтальные стыки по способу передачи сжимающих усилий подразделяются на платформенные (рис.) контактные (рис.) и комбинированные (рис.). Сопряжения внутренних стен с перекрытиями обычно выполняют с платформенными стыками наружных - с платформенными и комбинированными.
3 Конструкции многоэтажных промышленных зданий
Пространственный каркас промышленных зданий решается по смешанной системе. Прочность и устойчивость каркаса в этом случае обеспечиваются в поперечном направлении рамой с жесткими узлами в продольном - вертикальными стальными связями по колоннам устраиваемыми в каждом продольном ряду или разреженно через ряд колонн и более (рис.). Если стальные связи по условиям технологии нежелательны то для обеспечения устойчивости каркаса в продольном направлении возможно устройство «рамных устоев» (рис.) в одном или нескольких пролетах.
Колонны стыкуют через 1 2 3 и даже 4 этажа; последнее-экономичнее поскольку сокращается количество стыков. В большинстве случаев стык колонн устраивают с плоскими торцами колонн и осуществляют путем ванной сварки выпусков продольной рабочей арматуры с последующим омоноличиванием. Сечение колонн 400х400 и 600х400 мм. Бетон классов С1620 С4050.
Плиты перекрытий ребристые предварительно напряженные шириной 15м и 30 м. Плиты укладываемые по осям колонн служат распорками и передают продольные нагрузки на связи а также обеспечивают продольную устойчивость рам при монтаже.
Ригели бывают таврового и прямоугольного сечения в первом случае панели опираются на полки во втором - сверху ригеля. Ригели для пролетов 6 м изготовляют из бетона классов С1215 С2025 для пролетов 9 м - из бетона классов С1620 С2530. Ригели для пролетов 6 м изготовляют с ненапрягаемой и напрягаемой арматурой а для пролетов 9 м - только с предварительно напряженной арматурой.
Если по условиям технологического процесса требуется большая сетка колонн то здание проектируют с межферменными этажами (рис.). В этом случае безраскосные фермы жестко связывают с колоннами и они работают как ригели многоэтажных рам. Межферменное пространство используют под производственные помещения.
Многоэтажные производственные здания с относительно небольшими полезными нагрузками (до 125 кН м2) могут решаться по связевой системе в обоих направлениях с применением облегченных конструкций каркаса. Колонны в этом случае имеют сечение 400х400 мм. Ригели таврового сечения соединяют с колоннами с помощью скрытого стыка. Плиты перекрытий могут быть плоскими высотой сечения 220 мм или ребристыми h=300 мм. Пространственная жесткость таких зданий обеспечивается установкой на всех этажах вертикальных элементов - диафрагм из железобетонных панелей стальных связей или однопролетных многоэтажных рам.
В многоэтажных производственных зданиях если предпочтительны перекрытия без пустот с гладкими потолками широко применяют сборные безбалочные перекрытия.
При высоких полезных нагрузках 30 50 кНм2 применяют сборно-монолитные конструкции перекрытий.
4 Балочные сборные перекрытия
В балочных сборных перекрытиях плиты опираются на ригели которые в свою очередь опираются на колонны или стены. Направление ригелей поперек или вдоль здания. Ригели жестко соединены с колоннами и образуют поперечные или продольные многоэтажные рамы.
4.1 Компоновка конструктивной схемы перекрытия
Компоновка заключается в выборе направления ригелей установлении их шага пролета типа и размеров плит перекрытия.
4.2 Проектирование плит перекрытия
Плиты перекрытия опираются на ригели работая на изгиб. Для уменьшения расхода материалов плиты проектируют облегчёнными – ребристыми или пустотными. Общий принцип проектирования плит перекрытия состоит в удалении возможно большего объема бетона из растянутой зоны с сохранением вертикальных ребер которые обеспечивают прочность по наклонным сечениям.
Ребристые плиты могут быть с полкой в растянутой зоне или в сжатой зоне сечения.
Ребристая плита с полкой в сжатой зоне сечения работает на изгиб как балка таврового сечения с полкой в растянутой зоне как балка прямоугольного сечения. Полки плит работают на местный изгиб между ребрами как балочные плиты или как плиты опертые по контуру в зависимости от расстояний между продольными и поперечными ребрами. Пустотные плиты по форме поперечного сечения бывают с круглыми пустотами овальными и вертикальными пустотами.
Экономичность плит оценивается по приведенной толщине бетона (hпр) которая получается при делении объема бетона на площадь плиты и по расходу стальной арматуры. Наиболее экономичными являются плиты с овальными пустотами hпр = 92 мм у плит с круглыми пустотами hпр = 120 мм. У ребристых плит с полкой в растянутой зоне hпр = 80 мм с полкой в сжатой зоне hпр = 105 мм.
Расход арматуры на 1 м2 плиты колеблется от 8 до 22 кг в зависимости от несущей способности плиты (допускаемой нагрузки на плиту).
Расчет плит. Расчетный пролет плит принимают равным расстоянию между серединами опорных площадок.
Высота принимается равной 120 пролета для ребристых плит и 130 пролета для пустотных плит.
Расчет прочности плиты сводится к расчету однопролетной шарнирно опертой балки таврового сечения с полкой в сжатой зоне. Ширина ребра bw принимается равной суммарной ширине всех ребер плиты. За расчетную ширину сжатой bf полки принимают полную ширину плиты. В большинстве случаев нейтральная линия проходит в пределах толщины сжатой полки поэтому площадь растянутой рабочей арматуры подбирают как для прямоугольного сечения с bw = bf :
; ; Если нейтральная линия проходит по ребру расчет ведут с учетом сжатия ребра.
Поперечную арматуру плиты рассчитывают из условия прочности по наклонному сечению при b равной суммарной ширине всех ребер сечения. В многопустотных плитах при h 300 мм и менее допускается поперечную арматуру не ставить если она не требуется по расчету.
При расчете по второй группе предельных состояний (расчеты на раскрытие трещин и прогиб) сечение пустотных плит приводят к эквивалентному двутавровому сечению. Для плит с круглыми пустотами принимают что площадь круглого отверстия с диаметром d равна площади квадратного сечения со стороной 09d. Для плит с овальными пустотами принимают что высота овального отверстия h равна 095h ширина овального отверстия b равна 095b.
Полка в ребристых плитах при отсутствии поперечных ребер рассчитывается на местный изгиб как балка шириной 10 м частично защемленная по концам. Расчетный пролет равен l = bf - bw пролетный и опорные моменты равны M = ql211.
Армирование плит. Обычно плиты перекрытий выполняют предварительно напряженными с продольной рабочей арматурой. В качестве напрягаемой арматуры применяют стержневую класса S800 S1200 и высокопрочную проволоку класса S1200 S1400.
Плиты малых пролетов (менее 60 м) выполняют без предварительного напряжения продольной рабочей арматуры. Арматура стержневая класса S400 S500.
Продольную арматуру располагают в ребрах (в ребристых плитах) или по всей ширине плиты под ребрами (в пустотных плитах). Плоские сварные каркасы располагают в ребрах в пустотных плитах только на приопорных участках через 1 - 2 ребра. Полки армируют сварными сетками.
Класс бетона плит С1620 – С2530.
4.3 Проектирование ригеля
Смотри курсовой проект № 1
5 Ребристое монолитное перекрытие с балочными плитами
Перекрытие состоит из плиты изгибающейся по короткому направлению второстепенных и главных балок. Выполняется из бетона класса С1215 С1620.
Плита монолитно связана с второстепенными и главными балками. Пролет плиты ls равен расстоянию в свету между второстепенными балками. Обычно принимается равным 15 – 30 м. Толщина плиты 60 140 мм.
Второстепенные балки размещают так чтобы ось одной из второстепенных балок совпадала с осью колонн. Пролет второстепенных балок lsb равен расстоянию в свету между главными балками и обычно принимается равным 50 – 60 м. Высота второстепенных балок равна 112 – 120 пролета.
Главные балки опираются на колонны и имеют пролет lmb = 60 – 80 м. Высота главных балок равна 18 – 115 пролета. Ширина второстепенных и главных балок равна 04 – 05 от высоты.
Расчет плиты второстепенных и главных балок.
Различают плиты монолитных перекрытий балочные и опертые по контуру. В балочных плитах отношение большей длины к меньшей больше 2 поэтому кривизна плиты и изгибающие моменты от нагрузки значительно больше в поперечном направлении чем в продольном. Поэтому изгибом в продольном направлении пренебрегают. В плитах опертых по контуру необходимо учитывать изгиб в обоих направлениях. В ребристых перекрытиях наиболее часто встречаются балочные плиты.
Балочная плита рассчитывается как многопролетная неразрезная балка шириной 10м. Опорами плиты служат второстепенные балки и наружные стены.
Расчет плиты производят с учетом перераспределения усилий при этом в целях упрощения конструирования принимают:
- в первом пролете и на первой промежуточной опоре M = q
- в средних пролетах и на средних опорах M = ql216.
Поперечная сила в плите полностью воспринимается бетоном и поэтому расчет по наклонным сечениям не производят.
Второстепенную балку рассчитывают как неразрезную опирающуюся на главные балки и на наружные стены. Изгибающие моменты и поперечные силы определяют с учетом перераспределения усилий.
Для определения отрицательных моментов в пролетах и рационального размещения арматуры по длине второстепенной балки строят огибающие эпюры изгибающих моментов для двух схем загружения:
- полная нагрузка g + p в нечетных пролетах и условная нагрузка g + p4 в четных пролетах;
- полная нагрузка g + p в четных пролетах и условная нагрузка g + p4 в нечетных пролетах.
Поперечные силы во второстепенных балках вычисляют от полной нагрузки q = g + p:
- на крайней опоре V = 04
- на первой промежуточной опоре слева V = 06
- на первой промежуточной опоре справа и на всех остальных опорах V = 05ql.
При подборе сечения второстепенной балки определяют момент на первой промежуточной опоре. Так как он отрицательный то плита оказывается в растянутой зоне и расчет выполняется для прямоугольного сечения:
d = 2153√(Mfcd); b = d24.
Установив размеры поперечного сечения балки подбирают рабочую арматуру в четырех расчетных нормальных сечениях:
- в первом и среднем пролетах как для таврового сечения;
- на первой и средних опорах как для прямоугольного сечения.
При расчете поперечных стержней рассматривают три наклонных сечения:
- у крайней свободной опоры;
- у первой промежуточной опоры слева;
- у первой промежуточной опоры справа.
Главная балка рассчитывается аналогично ригелю сборного перекрытия. Отличительной особенностью расчета является то что на действие положительного момента в пролете она работает как тавровая с шириной полки bf = l3 а на действие отрицательного момента на опоре – как прямоугольная с шириной ребра b.
Армирование плиты и второстепенной балки.
Многопролетные балочные плиты армируют рулонными сетками. Для плит толщиной до 100 мм применяют непрерывное армирование рулонными сетками с продольной рабочей арматурой ≤ 5мм для плит большей толщины – плоские или рулонные сетки с поперечной рабочей арматурой. При непрерывном армировании основную арматуру подбирают по моменту M = ql216 а в первом пролете и над первой опорой устанавливают дополнительную арматуру подбирая её по моменту ΔM = ql211 - ql216.
Второстепенные балки в пролете армируют плоскими каркасами (обычно двумя) которые доходят до граней главных балок. Между собой каркасы второстепенных балок соседних пролетов связываются понизу стыковыми стержнями по верху (над главными балками) двумя гнутыми сетками с продольными рабочими стержнями. Места обрыва надопорных сеток устанавливают в соответствии с отрицательной эпюрой моментов. При отношении pg ≤ 3 одну сетку обрывают на расстоянии l4 вторую на расстоянии l3 от грани главной балки.
Главная балка армируется 2 3 плоскими каркасами. В пролете каркасы доводят до грани колонны. Часть стержней обрывают в пролете в соответствии с эпюрой материалов. На опоре главную балку армируют отдельными каркасами с верхней рабочей арматурой заводимыми сквозь арматурный каркас колонны.
6 Ребристое монолитное перекрытие с плитами опертыми по контуру
Существует два вида таких перекрытий. В перекрытиях первого вида балки располагаются по осям колонн в двух направлениях шаг колонн 4 6 м. Балки имеют одинаковое поперечное сечение. Отношение сторон плиты l2 l1 ≤ 2. Толщина плиты 60 140 мм но не менее 150 l1. Конструктивная схема перекрытия включает плиты работающие на изгиб в двух направлениях и поддерживающие их балки. Все элементы перекрытия монолитно связаны.
Перекрытия второго вида имеют более частое расположение балок отсутствием промежуточных опор и малыми размерами плит не превышающими 2 м называются кессонными.
По расходу бетона и арматуры перекрытия с плитами опертыми по контуру менее экономичны чем балочные при той же сетке колонн но эстетически они выглядят лучше и применяются для перекрытия общественных зданий.
Армирование плит опертых по контуру. Плиты армируют плоскими сварными сетками с рабочей арматурой в обоих направлениях. Сетки укладывают в пролете понизу а у опор (над балками) – поверху. Изгибающий момент от середины пролета к опорам уменьшается. Соответственно число стержней в при опорных полосах уменьшается. При пролетах плиты более 25 м применяют раздельное армирование. Обычно в нижней зоне плиты укладывают две сетки с одинаковой площадью сечения стержней но разных размеров. Меньшую сетку не доводят до опорных балок на расстояние l14 в плитах защемленных на опоре и l18 в плитах опертых свободно.
Можно армировать и стандартными рулонными сетками с продольной рабочей арматурой укладывая их в два слоя во взаимно перпендикулярном направлении. Надопорная арматура устанавливается как и в балочных плитах на l14 и l24 от грани опорной балки.
Расчетные пролеты l1 и l2 равны расстоянию между осями балок.
Действующие изгибающие моменты в плите можно определить по справочной литературе.
В плитах окаймленных по периметру балками в предельном состоянии возникают распоры которые повышают их несущую способность. Поэтому расчетные изгибающие моменты можно уменьшить на 10 20 %.
Площадь арматуры плиты определяется как для прямоугольного сечения высотой равной толщине плиты и шириной 10 м. Рабочую арматуру в направлении меньшего пролета располагают ниже рабочей арматуры в направлении большего пролета. Следовательно при расчете необходимо учитывать разную рабочую высоту сечения d1 и d2.
Нагрузка от плиты на балки передается по грузовым площадям в виде треугольников и трапеций.
M01 = (g+p) l1312 (балочный момент).
M02 = (g+p) l1(3l22 – l12)24 (балочный момент).
Дополнительно следует учитывать распределенную нагрузку от собственного веса балки и переменную нагрузку на ней с грузовой полосы равной ширине балки. Рисунок
Изгибающие моменты в балке с учетом перераспределения в первом пролете и на первой промежуточной опоре равны
В средних пролетах и на средних опорах
Подбор поперечного сечения балок и их армирования выполняется как в главной балке ребристого перекрытия с балочными плитами.
7 Безбалочные перекрытия
7.1 Безбалочные сборные перекрытия
Представляют собой систему сборных панелей опертых непосредственно на капители колонн. Сетка колонн обычно 60 х 60 м. Конструкция состоит из трех элементов: капители надколонной панели и пролетной панели.
Капитель опирается на уширение колонны и воспринимает всю нагрузку от надколонных панелей. Надколонные панели располагаются во взаимно перпендикулярных направлениях и работают как балки. Пролетная панель опирается по четырем сторонам на надколонные панели и работает как плита опертая по контуру. Панели могут быть ребристые или пустотные капители – сплошными или полыми.
7.2 Безбалочные монолитные перекрытия
Представляют собой сплошную монолитную плиту опирающуюся непосредственно на колонны с капителями. Обычно проектируют с квадратной или с прямоугольной сеткой колонн. Отношение l2l1 обычно не более 15.
Для опирания плиты применяют три типа капителей: I - для малых нагрузок до 10 кНм2; II и III тип для нагрузок более 10 кНм2.
Размеры и очертание капители подбирают по условию исключающему продавливание плиты перекрытия по периметру капители. Толщина плиты перекрытия обычно 130 135 большего пролета плиты (l2).
При расчете плиты опасным загружением является полосовая нагрузка через пролет и сплошная по всей площади плиты.
Армирование. Плиту армируют рулонными или сварными сетками. Пролетные моменты воспринимаются сетками уложенными внизу плиты опорные – вверху плиты. Капители колонн армируют конструктивной арматурой для восприятия усадочных и температурных усилий.
Железобетонные фундаменты
Нагрузка от здания на основание передается через фундаменты. Различают фундаменты на естественном основании и свайные. Фундаменты на естественном основании могут быть мелкого заложения (до 60 м) и глубокого заложения (более 60 м). Кроме этого различают фундаменты:
- отдельностоящие под колонны зданий;
- ленточные под стены здания;
- сплошные в виде монолитной железобетонной плиты под всё здание.
Рисунок Ленточные фундаменты сборные и монолитные
Рисунок Отдельно стоящий фундамент под колонну сборный и монолитный
Сплошная монолитная плита применяется для высотных зданий малого размера в плане силосов труб.
Свайные фундаменты: - свайный куст; - ленточный свайный фундамент; - свайное поле. Нагрузка на сваи передается через ростверк. Рисунок
2 Расчет центрально нагруженных фундаментов
При центральном загружении и малых эксцентриситетах фундаменты проектируют квадратными в плане. Расчет их состоит из трех частей: расчет основания подошвы и тела фундамента. При изучении ЖБК расчет основания не выполняется а для расчета принимается условное расчетное сопротивление грунта под подошвой фундамента R0. Расчет тела фундамента заключается в определении его высоты количества и размеров ступеней подбора рабочей арматуры подошвы фундамента.
2.1 Определение размеров подошвы
Площадь подошвы фундамента определяется из равенства
где NSk – расчетная нагрузка с коэффициентом надежности по нагрузке f = 1 действующая на фундамент в уровне его обреза; m – среднее значение удельного веса материала фундамента и грунта на его уступах принимается равным 20 кНм3; H – глубина заложения фундамента (расстояние от уровня планировки до подошвы фундамента).
Тогда размер подошвы фундамента в плане и его принимают кратным 100 мм.
2.2 Определение высоты фундамента
Высота фундамента определяется в зависимости от способа его сопряжения с колонной. При монолитном сопряжении (рисунок 9.1 а) минимальная рабочая высота фундамента определяется из условия его прочности на продавливание. Предполагается что продавливание происходит по поверхности пирамиды боковые стороны которой начинаются у колонны и наклонены под углом 337.
Рисунок 9.1 – Варианты сопряжения фундамента с колонной ( = 337):
а – монолитное сопряжение; б – стаканное сопряжение
При стаканном сопряжении колонны с фундаментом (рисунок 9.1 б) определяется минимальная толщина дна стакана из условия прочности дна стакана на продавливание.
Прочность на продавливание определяется вдоль расчетного критического периметра. Площадь приложения местной нагрузки должна иметь периметр не более 11d где d – рабочая высота сечения фундамента или дна стакана. Если периметр площади приложения местной нагрузки больше 11d то производится расчет на срез от действия поперечных сил при отсутствии вертикальной арматуры.
Условие продавливания записывается в виде
где vSd – погонная поперечная сила вызванная нагрузкой от колонны кНм;
Здесь – коэффициент учитывающий влияние внецентренного приложения нагрузки. При центральном приложении нагрузки = 1; u – длина критического периметра. При bc = hc и с учетом длины закругленных секторов с радиусом r = 15d u = 4hc + 3d; – результирующая поперечная сила действующая по длине критического периметра за вычетом нагрузки от давления грунта по площади находящейся внутри критического периметра;
Здесь NSd – расчетная нагрузка на обрезе фундамента; p = NSdAф – реактивное давление грунта на единицу площади подошвы фундамента от расчетного усилия без учета веса фундамента и грунта на его уступах; Aр – площадь внутри расчетного критического периметра. При bc = hc Aф = а2 – площадь подошвы фундамента;
vRdc – допускаемая расчетная поперечная сила МНм воспринимаемая расчетным сечением плиты без поперечного армирования по расчетному критическому периметру пирамиды продавливания;
Здесь (d подставляется в мм); fck – нормативное сопротивление бетона осевому сжатию МПа.
Подставив (9.3) и (9.5) в (9.2) получим квадратичное неравенство. Решив его относительно рабочей высоты фундамента или дна стакана получим
При монолитном сопряжении полная высота фундамента определяется с учетом защитного слоя бетона сcov который принимается не менее 45 мм если фундамент устанавливается на бетонную подготовку и не менее 80 мм если подготовки нет.
При стаканном сопряжении кроме защитного слоя бетона добавляется глубина заделки колонны в стакан которая принимается не менее hc и толщина «подливки» под колонну – не менее 50 мм.
Высоту нижней ступени фундамента принимают равной 300 или 450мм высоту ступеней – 300 мм. При высоте плитной части фундамента h 900 мм можно принять две ступени а при h 900 мм – три ступени. Более трех ступеней не выполняют. Если полная высота фундамента получается больше высоты плитной части то устраивается подколонник.
2.3 Расчет на раскалывание
При стаканном сопряжении колонны с фундаментом производится проверка прочности фундамента на раскалывание по формуле
где – коэффициент трения бетона по бетону = 075; 1 – коэффициент условий работы фундамента в грунте 1 = 13; А1 – площадь вертикального сечения фундамента по оси колонны за вычетом площади стакана.
2.4 Проверка прочности нижней ступени
Ступени фундамента работают как консоли загруженные реактивным давлением грунта. Так как фундамент не имеет поперечной арматуры максимальный вынос нижней ступени проверяется на прочность по наклонному сечению из условия восприятия бетоном всей поперечной силы от отпора грунта (рисунок 9.2).
Прочность обеспечена если выполняется условие
где VSd – поперечная сила от отпора грунта определяется как VSd = p( VRd – наибольшая поперечная сила которую может воспринять бетон нижней ступени
d1 – рабочая высота нижней ступени; с3 = 06.
Рисунок 9.2 – Проверка прочности нижней ступени на действие поперечной силы
Кроме того нижняя ступень проверяется по прочности на продавливание вышележащей ступенью если периметр вышележащей ступени меньше 11d1.
Рабочая арматура подошвы фундамента определяется по изгибающим моментам вычисленным как для консольной балки заделанной в плоскости грани колонны или боковых граней ступеней (рисунок 9.3).
Величины изгибающих моментов для сечений определяются по формулам:
Приняв плечо внутренней пары сил z = 09d требуемую площадь арматуры определим по формулам:
Рисунок 9.3 – Схема к расчету арматуры фундамента
Из трех значений требуемой площади к конструированию фундамента принимается наибольшая площадь арматуры.
Для прямоугольных в плане фундаментов расчет арматуры перпендикулярного направления производится по тем же формулам с заменой горизонтальных размеров колонны и фундамента на размеры другого направления.

анкер.docx

Узел опирания ригеля на простенок

Содержание.docx

Компоновка элементов сборного перекрытия .
Подбор плиты перекрытия ..
1 Сбор нагрузок . . ..
2 Назначение марки плиты ..
1 Сбор нагрузок и подбор сечения
2 Статический расчет
3 Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил .. .
4 Конструктивный расчет
4.1 Подбор продольной арматуры и расчет несущей способности ригеля .
4.2 Подбор поперечной арматуры
4.3 Построение эпюры материалов и определение мест обрыва продольных стержней .
5 Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси ригеля ..
6 Расчет прогиба ригеля .
7 Расчет стыка ригеля с колонной
Расчет колонны и ее элементов
1 Расчетно-конструктивная схема
3 Конструирование колонны
4 Расчет консоли колонны
5 Расчет стыка колонн
Проектирование фундаментов
1 Определение размеров подошвы
2 Расчет тела фундамента
2.1 Определение высот
2.2 Расчет на раскалывание
2.3 Проверка прочности нижней ступени
2.4 Расчет арматуры
2.5 Проверка прочности дна стакана на продавливание
Расчёт наружной стены
1 Расчет прочности простенка 1-го этажа
1.1 Определение усилий
1.2 Проверка прочности простенка
1.3 Расчет сетчатого армирования простенка
2 Проверка толщины стены из условия предельной гибкости
3 Расчет узла опирания ригеля на простенок
3.1 Проверка прочности кладки на местное сжатие
3.2 Определение размеров распределительной плиты
3.3 Проверка длины опирания ригеля
3.4 Расчет опорного узла на центральное сжатие
Расчет и конструирование элементов монолитного перекрытия
1 Конструктивная схема

Содержание 2.docx

7.3 Расчет второстепенной балки
3.1 Определение размеров поперечного сечения
3.2 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил
3.3 Расчет продольной арматуры балки
3.4 Расчет поперечной арматуры балки
3.5 Построение огибающей эпюры моментов эпюры материалов и определение
мест обрыва продольных стержней