Проектирование одноэтажного промышленного здания из сборного железобетона

Рисунки.dwg

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

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

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

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.

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