Расчёт сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

3.cdw

9.Колонна Армирование.cdw

1. Электродуговая сварка выполняется электродами Э-50А.
Отдельные стержни позиция ОС1 соединяются с плоскими каркасами контактной точечной сваркой.
Сварные соединения производить в соответствии с СН 393-69.
Хомуты консолей ОС3 ОС4 ОС5 и закладные детали МН3 крепятся к рабочей арматуре вязальной
проволокой. Окончательное положение закладных деталей фиксируется в опалубке.
Спецификация арматурных изделий на колонну К2
Бетон тяжёлый класса В20
Ведомость расхода стали на колонну К2
ННГАСУ-270100-2011-КЖ

ЖБК(фундамент).docx

Расчет железобетонного фундамента под среднюю колонну
Исходные данные для проектирования фундамента
Требуется рассчитать железобетонный фундамент под среднюю колонну.
Исходные данные: расчетное сопротивление грунта основания R=280кПа глубина заложения H=165 м высота фундамента h=15 м бетон класса B15 бетон замоноличивания стакана класса B15 арматура плитной части A400.
Усилия на обрезе фундамента при
-ое сочетание усилий
Определение размеров подошвы фундамента от усилий при
От первого сочетаний усилий (центральное сжатие)
А = N1 (R-pwH)= 146731 (280-20165)=594 м2
Принимаем b = 24 м А=2427= 648 м2
Gф = 20648165=21384 кН;
р = (N1 +G) А = (146731+ 21384) 648=25944 кНм2 R = 280 кПа
От второго сочетания усилий (внецентренное сжатие)
Усилия в уровне подошвы фундамента:
Nф =N2+GФ=127931+ 21384 = 149315 кН
Мф= М2 + Q2h = 1632 + 1186165= 3589 кНм
еоф = Мф Nф=3589 149315 = 0024 м
Pmax=Nф (1+6еофl) А=149315 (1+6002427) 648 = 24271кHм2
Pmax=24271кHм212R=12280=336кНм2
Pmin =Nф(1-6еофl)А = 149315 (1-6002427) 648 = 21816 кHм2>00
Рср = NфА = 149315 648 =23042 кНм2 R=280 кНм2
Принятые размеры подошвы фундамента удовлетворяют обоим сочетаниям усилий.
Рисунок 17- Эпюры напряжений под подошвой фундамента
Расчет фундамента на прочность
Определение напряжений в грунте под подошвой фундамента
От первого сочетания усилий N1=1715кH М1=0; p=N
от второго сочетания усилий N2=149142кH М2=1959кНм; Q2=1423кН
e02=(M2+Q2h)N2 = (1959 +1423 15) 149142 = 0027 м;
Pmax = N2(1 +6ео2l)А =(149142 648)( 1+6002727)=24397 кНм2
Pmin = N2(1 -6ео2l)А =(149142 648)( 1-6002727)=21635 кНм2
Рср = N2А = 149142 648=23016 кН м2.
Рисунок 18 - Эпюры напряжений под подошвой фундамента
Расчет на продавливание плитной части фундамента
Анализируя полученные эпюры давления Р0 дальнейший расчет производим от первого сочетания усилий.
Продавливающая сила:
F=рA0= 2647((24+2) 022+24015)=21176 кН
Условие прочности FRbtbmho1
176 кН 0751700250=328125 Н=328125 кН
где bm= (1500+2000)2=1750 мм.
Прочность нижней ступени на продавливание достаточна.
Рисунок 19 – Схема образования пирамиды продавливания плитной части фундамента
Проверка фундамента по прочности на продавливание колонной от дна стакана
Расчет не требуется так как линия «а» выше линии «b».
– расчетная продольная сила действующая в уровне торца колонны:
Nc = N = 0851715 = 145775 кН
- коэффициент учитывающий частичную передачу продольной силы N на плитную часть фундамента через стенки стакана и принимаемый равным:
QUOTE α =( 1-04 RbtAcN1) = (1-040759600001715000) = 083 085 принимаем QUOTE α =085
Ac – площадь боковой поверхности колонны заделанной в стакан фундамента:
Ас=2 (bc +lc)dc=2(400+400)600 = 960000 мм2
Рисунок 20 – Схема продавливания фундамента
Проверка фундамента на раскалывание от действия продольной силы Nc не требуется так как обеспечена его прочность на продавливание колонной от дна стакана.
Расчет плитной части фундамента на поперечную силу при b1=2427=089>05 не требуется.
Расчет плитной части фундамента на обратный момент не требуется по причине однозначной эпюры напряжений под подошвой фундамента.
Определение площади сечения арматуры плитной части фундамента
Рисунок 21 – Расчетные схемы и сечения при определении арматуры в подошве фундамента в направлении l
Сечение 1-1 (по грани верхней ступени)
h1 = 300 мм h01=250мм b= 24 м c1= 600мм.
М1-1 =05рbc12 = 052647 24062 = 11435 кНм
αm = М1-1 (Rbbh012)= 114350000 (8524002502) = 0090 1 = 0094
As1=М1-1(Rs(1-05 1)h01)=14350000(355(1-050094)250)=135199мм2
Сечение 2-2 (по грани подколонника)
h2 =600мм h02= 550мм b = 24 м b1 =15 м с2=900 мм
М2-2 = 05р bс22 =052647 24092 =25729 кНм
αm = М2-2 (Rbb1h022) = 257290000 (8515005502) = 0067 2 = 0069
As2=М2-2(Rs(1-05 2)h02)=257290000(355(1-050069)550)=136483мм2
Рисунок 22 – Расчетные схемы и сечения при определении арматуры в подошве фундамента в направлении b
Сечение 3-3 (по грани верхней ступени)
h3 = 300 мм h03=250мм l= 27 м с3= 450мм.
М3-3 =05рlc32 = 052647 270452 = 7236 кНм
αm = М3-3 (Rblh032)= 72360000 (8524002502) = 0057 1 = 0059
As3=М3-3(Rs(1- 05 1)h01)=72360000(355(1-050059)250)=84011мм2
Сечение 4-4 (по грани подколонника)
h4 =600мм h04= 550мм l = 27 м l1 =15 м с4=750 мм
М4-4 = 05р bс42 =052647 270752 =201 кНм
αm = М4-4 (Rbl1h042) = 201000000 (8515005502) = 0052 2 = 0053
As4=М4-4(Rs(1-05 2)h04)=201000000(355(1-050053)550)=105747мм2
В направлении l: по большей площади равной 136483 мм2 принимаем 13 рабочих стержней 12А400 с Аs1 = 1471 мм2 (+778%).
В направлении b: по большей площади равной 105747 мм2 принимаем 14 рабочих стержней 14А400 с Аs2 = 1099 мм2 (+393%).
В результате имеем одну сетку размерами 23х26 состоящую из 1312А400 в направлении l и 1414А400 в направлении b.
Процент армирования расчетных сечений:
% = As1100(bh01)= 1471100(2400250)=025%> QUOTE %min = 005%
% = As1100(b1h02)= 1471100(1500550)=018%> QUOTE %min = 005%
% = As2100(lh03)= 1099100(2700250)=016%> QUOTE %min = 005%
% = As2100(l1h04)= 1099100(1500550)=013%> %min = 005%.
В данном случае подколонник рассчитывается как короткая сжатая колонна с поперечным сечением 900 × 900 мм.
Рисунок 23 – Расчетные сечения подколонника
Случайный эксцентриситет еa = lef 30= 900 30 = 30 мм принимаем в обоих направлениях.
Расчетные усилия в сечении 1-1:
Первое сочетание усилий:
N11-1 =N-Nc+Gф=1715-145775 +1125 0909065 = 27173 кН
М11-1 = N11-1ea = 27173003 = 8152 кНм или продольная сила N11-1 приложена с эксцентриситетом e101-1 =еа=003 м.
Так как е0= 30 мм 0451ef =045900= 405 мм подколонник исходя из первого сочетания усилий можно проектировать бетонным.
Второе сочетание усилий:
N21-1 = (l-)N2 + Gф = 015149142 +1448 = 23819 кН
М21-1= М2+Q2dp = 1959 +1423 065 = 2884 кНм
е201-1 = М21-1 N21-1 +eа = 288423819+003 = 0151 м0451сf = 405 мм
Следовательно подколонник можно принять бетонным.
Расчетные усилия в сечении 2-2:
N12-2 =N-Nc+Gф=1715-145775 +1125 090909 = 27730 кН
М12-2 = N12-2 ea = 2773003 = 8319 кНм или продольная сила N12-2 приложена с эксцентриситетом e102-2 =еа=003 м.
N22-2 = (l-)N2 + Gф = 015149142 +2005 = 24376 кН
М22-2= М2+Q2dp = 1959 +1423 09 = 3240 кНм
е202-2 = М22-2 N22-2 +eа = 3240 24376 +003 = 0163 м0451сf = 405 мм
Следовательно подколонник можно принять бетонным. Для его расчета принимаем второе сочетание усилий в сечении 2-2 так как е202-2 больше е201-1.
Расчет прочности поперечного сечения бетонного подколонника производится из условия:
Рисунок 24 – Фактическое и расчетное сечение подколонника
где с коэффициентами(при кратковременном действии нагрузки) (для бетонных конструкций) (при бетонировании подколонников в вертикальном положении);
определена из условия точки приложения N22-2 в центре тяжести сжатой зоны расчетного сечения:
б) по растянутой зоне (расчет необходим если продольное усилие действует за пределами ядра сечения)
продольное усилие находится за пределами ядра сечения.
Расчет по растянутой зоне требуется.
Прочность поперечного сечения бетонного подколонника обеспечена.
Рисунок 25- Вертикальное армирование подколонника
Так как подколонник бетонный вертикальная арматура принимается конструктивно . Ввиду того что случайный эксцентриситет может иметь место в обоих направлениях вертикальную арматуру располагаем по всему периметру сечения.
Расчет поперечной арматуры подколонника также производим от второго сочетания усилий
Расчет производится от второго сочетания усилий.
Проверяем необходимость расчета:
Эксцентриситет считается по сечению 1-1 на глубине 600 мм от верха подколонника.
N1-2 = (l-)N2 + Gф = 015149142 +1125090906= 23708 кН
М1-2= М2+Q2dp = 1959 +1423 06 = 2813 кНм
е01-2 = М1-2 N1-2 +eа = 2813 23708 +003 = 0149 м0451сf = 405 мм
Так как то изгибающий момент определяем относительно точки k поворота колонны по формуле (рисунок 24):
Площадь поперечной арматуры сеток (суммарная площадь стержней в одном направлении) определяем из уравнения:
где Аs – площадь сечения всех стержней арматуры в одном направлении; Zi - привязка сеток поперечной арматуры к торцу колонны.
Рисунок 26 – Армирование стенок стакана подколонника горизонтальными сетками
Расчет подколонника на местное сжатие под торцом колонны производим от первого сочетания усилий так как
Расчетное сопротивление бетона смятию определяем по формуле:
Rb - призменная прочность бетона подколонника принимаемая как для бетонных конструкций с учетом необходимых коэффициентов условий работы.
Рисунок 27 – Максимальная расчетная площадь Abmax
При расчете на местное сжатие дна стакана подколонника без поперечного (косвенного) армирования должно удовлетворяться условие:
Условие выполняется. Косвенное армирование не требуется.
Проверка ширины раскрытия трещин
В нижнем сечении подколонника:
– сжатие растягивающих напряжений нет. Следовательно трещин не образуется и проверка ширины раскрытия трещин не требуется.
Проверка ширины раскрытия трещин для изгибаемой плитной части фундамента не требуется так как диаметр арматуры класса А400 не превышает 22 мм.

к определение геометрических характеристик ригеля.frw

13. фундамент.cdw

Спецификация арматуры на арматурное изделие
ННГАСУ - 270100 - 2011 - КЖ

12. фундамент1.cdw

Ведомость расхода стали на колонну ФМ2
Спецификация арматурных изделий на колонну К2
Бетон тяжёлый класса В15
ННГАСУ - 270100 - 2011 - КЖ

8.Колонна геометрия.cdw

ННГАСУ-270100-2011-КЖ
Геометрические размеры
Риска представляет собой полоску нанесённую краской с прочерченной на ней осью.

ЖБК(ригель).docx

Расчёт сборного ригеля поперечной рамы
Для сборного железобетонного перекрытия требуется рассчитать сборный ригель используя данные и результаты расчёта плиты. Сетка колонн llк = 6357 м. Для ригеля среднего пролета необходимо построить эпюры моментов от нагрузки и его несущей способности.
Армирование ригеля выполнено двумя продольными каркасами с двухрядным расположением стержней и представлено на рисунке 8.
Рисунок 8 – Поперечное сечение ригеля
Ригель с двумя каркасами
Бетон тяжёлый класс бетона В25 коэффициент условий работы бетона b1 = 10. Расчётные сопротивления тяжёлого бетона класса В25 с учётом b1 равны: Rb = 10·145 = 145 МПа; Rbt = 10·105 = 105 МПа. Продольная и поперечная арматура – класса А300. Коэффициент снижения временной нагрузки k1=08.
Нагрузка на ригель собирается с грузовой полосы шириной lк = 57 м равной расстоянию между осями ригелей (по lк2 с каждой стороны от оси ригеля).
а) Постоянная нагрузка (с n = 10 и f = 11):
вес железобетонных плит с заливкой швов gn = 30 кНм2 принят по данной типовой серии ИИ 24-1 данных плит:
вес пола и перегородок
собственный вес ригеля сечением bh 04055 м (размеры задаются ориентировочно)
110405525 = 605 кНм;
Итого постоянная нагрузка g = 3911 кНм.
б) Временная нагрузка с коэффициентом снижения k 1 = 08 (с n = 10 и f = 12):
р = 1008121157 = 6019 кНм.
Полная расчётная нагрузка: q = g+p = 3911 +6019 =993 кНм.
Расчётные пролёты ригеля
При поперечном сечении колонн 400400 мм (hc = 400 мм) вылет консолей
с = 350 мм. Расчётные пролёты ригеля равны:
крайний пролёт 1 = 15hc2c = 63 15042035 = 5 м;
средний пролёт 2 = hc2c = 63042035 = 52 м.
Расчётные изгибающие моменты
В средних пролётах и на средних опорах
Отрицательные моменты в пролётах при pg = 60193911= 154:
в крайнем пролёте для точки «4» при = -0016
М4 = (g+p)1² = 001699855²= 3994 кНм;
в среднем пролёте для точки «6» при = 0019
М6 = (g+p)2² = 0019998552² = 5130 кНм;
Рисунок 9 – К расчету многопролетного ригеля: а – расчетные пролеты; б – расчетная схема с тремя вариантами загружения временной нагрузкой огибающая эпюра М и эпюра Q
Расчётные поперечные силы
QA=05ql1-MB-MAl1=059935-16882-124125=24825-894=23931 кН
QBЛ=05ql1+MВ-MАl1=059935+16882-124125=24825+894=25719кН
На опоре В справа и на средних опорах QBП = QC = 05q2 = 0599352 = 25818 кН.
Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям
Для арматуры класса A300 R = 0577. Ширина сечения ригеля b = 300мм. Высота ригеля определяется по моменту в крайнем пролёте M1 = 20802 кНм задаваясь значением = 035 R = 0577. Откуда αm = (1 – 05) = 035(1 – 05035) = 0289. Сечение рассчитывается как прямоугольное по формуле:
h = h0+a = 40565 + 45 = 45065 мм;
принимаем h = 550 мм (hпл+200мм) что соответствует предварительно принятой величине. Пересчёт нагрузки и усилий не требуется.
а) Крайний пролет. M1 = 20687кНм; b = 300мм; h = 550мм; а=75мм (предварительно) тогда h0 = h - a = 550 – 75 = 475мм (арматура расположена в два ряда по высоте).
Принята арматура 425A300 с АS = 1963 мм2 (+688%).
Недостаток площади продольной арматуры компенсирован избытком на опорах.
a = 30+272+602 = 735мм (где 30мм-толщина закладной детали к которой привариваются продольные стержни; 60мм - расстояние между стержнями диаметром 25 мм; 27мм-диаметр арматуры 25 по рифам) пересчёт а не требуется.
Проверка условия необходимого при расчёте статически неопределимых конструкций по методу предельного равновесия.
б) Крайняя опора. MA = -12412 кНм; а=70 мм (предварительно) тогда h0 = 480 мм (арматура расположена в один ряд).
принято 228 A300 с As = 1232 мм2 (+2008%). a = 80-3052 = 6475 мм (где 80мм - расстояние от верха ригеля до низа арматурного стержня) пересчёт не требуется.
в) Верхняя пролетная арматура крайнего пролета по моменту в сечении «4»
M4 = 3994 кНм; h0 = h - a = 550 - 35 = 515 мм (однорядная арматура).
принято 214 A300 с As = 308 мм2 (+311%).
Рисунок 10 – Расчетные сечения крайнего ригеля в пролете (а) и на опоре А (б)
г) Средний пролет. M2 = 16782кНм; b = 300мм; h = 550мм; а=70мм (предварительно) тогда h0 = h - a = 550 - 70 = 480 мм (арматура расположена в два ряда по высоте).
принято 422 A300 с As = 1520 мм2 (+682%).
a = 30 + 242 + 602 = 72мм (где 30мм - толщина закладной детали к которой привариваются продольные стержни; 24мм-диаметр арматуры 22 по рифам) пересчёт а не требуется.
д) Средняя опора. MB = MC = M = 16782 кНм; b = 300 мм; h = 550 мм; а=65 мм (предварительно) тогда h0 = h - a = 550 - 65 = 485 мм (арматура расположена в один ряд).
принято 232 A300 с As = 1609 мм2 (+1425%) a = 80 – 3452 = 6275 мм что соответствует ранее принятому значению.
е) Верхняя пролетная арматура среднего пролета по моменту в сечении «6»
M6 = -5130 кНм; b = 300 мм; h = 550 мм; h0 =h - a = 550-35=515мм (однорядная арматура).
принято 216 A300 с As= 402 мм2 (+651%)
Определение площади поперечного сечения поперечной арматуры на отрыв
Нагрузка на ригель приложена в пределах высоты его сечения. Поэтому необходима дополнительная вертикальная (поперечная) арматура площадь которой определяется расчётом на отрыв. Отрывающая нагрузка приходящаяся на 1пм длины ригеля и передающаяся через его полки на среднюю часть равна (без учёта нагрузки от собственного веса ригеля и нагрузки на его ширине равной 03м):
qотр=q(l-03)l=(1881+1425+6019)(57-03)57=8834 кНпм
где: 03м - ширина поперечного сечения ригеля.
Asотр=qотрRs=8834103270=32718мм2пмригеля
Так как шаг поперечных хомутов Sw меньше 1000 мм площадь Asотр будет уменьшаться пропорционально AsотрSw1000.
Расчет среднего ригеля на прочность по наклоннымсечениям на действие поперечных сил
В крайнем и средних пролётах ригеля устанавливаются по два плоских сварных каркаса с односторонним расположением рабочих продольных стержней. Наибольший диаметр продольных стержней на средней опоре d = 32 мм.
Во всех пролетах поперечные стержни приняты 10 А300 (Аsw1 = 785 мм2) которые удовлетворяют требованиям обеспечения качественной сварки. Количество поперечных стержней в нормальном сечении равно числу плоских сварных каркасов в элементе то есть
QBП=Qc=25818 кН h =550мм h0=485 мм b =300мм.
q1=g+P2=3911+60192=6921 кНм
Исходя из условий сварки принимаем поперечную арматуру 10А300 (324=8мм10мм) с шагом Sw1 = 175мм (Sw1≤ 05 Sw1≤300мм)
Sw1=175 ммSmax=Rbtbh02QBП=1053004852258180=28699 мм
Проверка прочности наклонной сжатой полосы:
QBП=Qc=25818 кН03Rbbh0=03145300485=632925Н=63293кН
- прочность сжатой полосы обеспечена.
Проверка прочности наклонного сечения:
qsw1=Rsw(Asw-Asотр)Sw1=215(2785-327181751000)175=12254 Нмм(кНм)
Поскольку qsw1=12254 Нмм > 025Rbtb = 025105300 =7875Нмм - хомуты полностью учитываются в расчете и Мb определяется по формуле:
Mb=15Rbtbh02=151053004852=11114106 кН·м.
Поскольку qsw1Rbtb=12254105300=0392 значение С определяется по формуле:
С=Mbq1=111141066921=1267мм3h0=3485=1455 мм.
Принято: С = 1267мм C0 = 2h0 =2·485 = 970 мм.
Qsw1=075qsw1C0=07512254970=8915 кН;
Qb=MbC=111141267=8772 кН;
Q=QBП-q1C=25818-69211267=17049 кН
Qb+Qsw1=8772+8915=17687 кН(+37%).
Прочность наклонного сечения обеспечена. При шаге Sw1 = 200мм прочность наклонного сечения не обеспечивается (-992%) поэтому корректировка шага поперечных стержней Sw1 не требуется.
Определение длины приопорных участков среднего ригеля
А. Аналитический метод
В середине пролёта ригеля предварительно принимаем dsw2 = 10 мм Sw2 = 300мм (Sw2≤ 075 h0 = 075480 = 360 мм; Sw2 ≤ 500 мм) арматура класса А300.
qsw2=Rsw(Asw-Asотр)Sw2=215(2785-327180310)300=4217 Нмм(кНм)
qsw=075qsw1-qsw2=07512254-4217=10716Нмм.
Так как qsw=10716>q1=6921Нмм.
Длина приопорных участков определяется по формуле [3]:
l1=Qmax-(Qb min+15qsw2h0)q1-2h0
Qb min= 05Rbtbh0 = 05105300480 = 7560 кН
Qmax = QBП = 25818 кН
l1=Qmax-(Qb min+1.5qsw2h0)q1-2h0=25818-(7560+1542170480)6921-20480=124 м
Рисунок 11 – К определению l1 графическим методом в среднем ригеле
По бльшему значению принимаем l1 = 1839 мм.
Обрыв продольной арматуры в среднем ригеле.Построение эпюры несущей способности ригеля
В целях экономии до 50% продольной арматуры её можно обрывать там где она уже не нужна. Для определения места обрыва продольной арматуры строится огибающая эпюра изгибающих моментов от внешних нагрузок и эпюра несущей способности сечений ригеля Mult. Моменты от внешней нагрузки в пяти точках огибающей эпюры определяются по формуле:
Расчётные моменты эпюры несущей способности в каждом сечении равны:
As - площадь арматуры в рассматриваемом сечении ригеля.
Место фактического обрыва стержней отстаёт от теоретического на расстояние W принимаемое не менее величины:
где: Q qsw и d - соответственно поперечная сила поперечное усилие в поперечных стержнях и диаметр обрываемого стержня в месте его теоретического обрыва. По всей длине ригеля должно соблюдаться условие: .
Подсчёт моментов при отношении pg=60193911=154.
q=g+p =3911+6019=993 кНм сведён в таблицу 1.
Значение коэффициента для определения отрицательных моментов принято по интерполяции.
Таблица 1 Изгибающие моменты М в среднем ригеле
Средний пролет «5 10»
M = q l22 = 993 522 = 268507 (кНм)
Положительные моменты
Отрицательные моменты
Нулевые точки эпюры положительных моментов располагаются на расстоянии 015l2 = 052 м от грани левой опоры и 0125l2 = 065 м от грани правой опоры.
На положительный момент М2 = 16782 кНм была принята арматура 422 A300 с As = 1520 мм2.
x2=RsAsRbb=2701520145300=9434 мм
Mult=RsAsh0-05x=2701520480-059434=17763 кН·м
Ввиду убывания положительного момента к опорам 222 А300 обрываются в пролёте.
Момент Мult отвечающий оставшейся 222 А300 будет равен:
На момент МB = МC была принята арматура 232 А300
На отрицательный момент в пролёте М6 была принята арматура 216 А300
Обрываемые опорные стержни заводятся за место теоретического обрыва на величину W. Расстояние от опорных стержней до мест теоретического обрыва стержней а(12) и значение Q(12) определяется из эпюры графически по рисунку 15.
Из расчёта ригеля на прочность по поперечной силе h01=480 мм h02=485 мм.
Значения W будут (см. рис.15):
- для пролётных стержней 222 А300:
- для опорных стержней 232 А300:
Принято W1=650 мм; W2=800 мм.
Рисунок 12 – Огибающая эпюра моментов и «эпюра несущей способности» среднего ригеля

ЖБК(колонна).docx

Расчёт сборной железобетонной колонны
Расчёт колонны на сжатие
Колонна принимается двухэтажной разрезки. Сечение колонны на всех этажах постоянное - 400×400мм.
Диаметры угловых стержней в сечении колонны при Hэт=42м должны быть не менее 20мм (из условий ванной сварки).
Нагрузка на внутреннюю колонну собирается с грузовой площади:
= l×lк = 63×57 = 3591 м2. Подсчёт нагрузок сводится в таблицу 2.
Длительная составляющая временной нагрузки на перекрытие и снеговой нагрузки на покрытие равна 80% (коэффициент 08).
Собственный вес колонны длиной 42 м с учётом веса двухсторонней консоли и коэффициента γn = 10 будет:
нормативный – 10[040442 + (0307 + 035035)04]25=2012 кН
расчётный - 112012= 2213 кН.
Расчет колонны первого этажа
Бетон тяжёлый класса В 20 арматура класса А400.
А. При сплошном загружении временной нагрузкой расчет колонны производится в сечении 1.
- От кратковременного действия всей нагрузки которая равна сумме нагрузок от покрытия двух перекрытий и трех этажей колонны.
N = 33323+ 2 65769+ 3 2213 = 1715 кН
Рисунок 13 – К расчету сборной железобетонной колонны
Таблица 2 - Подсчёт нагрузок на колонну
Расчетная нагрузка кН
(ковер утеплитель стяжка и т.д.)
Вес железобетонной конструкции покрытия с учётом веса ригеля 100кНм2
Временная нагрузка в IV снеговом районе
От междуэтажных перекрытий
Конструкция железобетонного перекрытия с учётом веса ригеля (1кНм2)
Временная нагрузка с коэф. снижения К3=085
- От длительного действия постоянной и длительной части полезной нагрузки:
Б. При полосовом загружении временной нагрузкой перекрытия над первым этажом в сечении 2 – 2
За расчетное принимается верхнее сечение колонны первого этажа расположенное на уровне оси ригеля перекрытия. Расчет выполняется на комбинацию усилий Мmax - N отвечающую загружению временной нагрузкой одного из примыкающих к колонне пролетов ригеля перекрытия первого этажа к сплошному загружению остальных перекрытий и покрытия.
Временная нагрузка на перекрытие первого этажа собирается с половины грузовой площади. Расчётная продольная сила N в расчетном сечении колонны с учетом собственного веса двух её верхних этажей расположенных выше рассматриваемого сечения.
N = 33323+ 2 65769 - 402912+ 2 2213 = 149142 кН
Nl = 9103 + 15602 + 08 8618 + 2 (15602 + 9876 + 08 40291) – 08 402912+ +22213 =135331 кН
Расчётный изгибающий момент определяется из рассмотрения узла рамы. Величина расчётной временной нагрузки на 1 п.м. длины ригеля с учётом коэффициента снижения k2 = 08 будет:
Р = k2 γn Роn lk = 08 10 12 11 57 = 6019 кНпм
Расчётные высоты колонны будут:
где: y0- расстояние до центра тяжести сечения;
- второго этажа Н2 = Нэт = 42 м
Линейные моменты инерции:
- колонн первого этажа
- колонн второго этажа
Площадь поперечного сечения
А = 320 550 + 2 160 100 + 2 · · 160 100 = 224000 мм2
S = 320 550 275 + 2 160 100 150 + 2 160 100 23 100 = 5533333333 мм2
Расстояние до центра тяжести сечения до нижней грани ригеля
Рисунок 14 – К определению геометрических характеристик ригеля
а – фактическое сечение; б – расчетное сечение
Момент инерции расчётного сечения
Изгибающий момент в сечении 2-2 колонны
от расчётных нагрузок
от длительно действующих расчётных нагрузок
Изгибающий момент в сечении 1-1 (на обрезе фундамента)
от нормативных нагрузок
Для класса бетона В20 Rb = 115 МПа модуль упругости Eb = 27500 МПа.
Для продольной арматуры класса А 400
Рисунок 15 – К определению усилий в средней колонне
Значение М не корректируется
моменты внешних сил относительно центра тяжести сжатой арматуры:
В первом приближении принято = 0008
=7041012(0014689464+0005709375)=1436078271013Нмм2
Расчётный изгибающий момент:
М = М = 11913918 = 4666 кНм
Необходимая площадь арматуры определяется следующим образом:
Так как αn=0926>R=0531 определяется по формуле:
Так как коэффициенты армирования предварительно принятые и полученные значительно отличаются друг от друга производится пересчёт площади поперечного сечения.
=7041012(0014689464+0001378125)=11311582671013Нмм2
М = М = 12553918 = 4917 кНм
Так как коэффициенты армирования предварительно принятые и полученные незначительно отличаются друг от друга пересчёт площади поперечного сечения не производится.
По большему из полученных значений: Astot=18466мм2 Astot=18231мм2 Astot=AS+AS=2·17290=34580мм2 и Astot=2·Asmin=2·b·h0·min=200015·400·350=420 мм2 принята арматура 420 А400 с Astot = 1256 мм2.
Принятую продольную арматуру пропускаем по всей длине рассчитываемой монтажной единицы без обрывов. Колонна армируется сварным каркасом из арматуры диаметром 6 мм класса А240 с шагом S = 300мм.
Расчёт колонны на поперечную силу
Поперечная сила в колонне равна:
Поскольку Q постоянна по высоте колонны С = Сmax= 3h0 =3350=1050мм H1 = 390м
Nb = Rb·A+RSC· Astot =1154002+ 355·1256= 2300080 Н=230008 кН > N = 149142кН
Qbmin = 05Rbtbh0 = 0509400350 = 63000Н = 630кН > Q = 1808 кН
Прочность по наклонному сечению обеспечена.
Поперечная арматура принимается по конструктивным требованиям то есть 6 А240 с шагом Sw = 300мм (Sw 025d и Sw15d).
Расчёт по бетонной полосе между наклонными сечениями:
Q=1423 кН03Rbbh0φn1=031154003500703 = 339549 Н = 33955кН
Прочность по бетонной полосе обеспечена.
Расчёт консоли колонны
Выполняется также из тяжелого бетона класса В20 имеем расчетное сопротивление бетона Rb=115 МПа Rbt=09 МПа модуль упругости бетона Еb=27500 МПа. Продольная арматура выполняется из стали класса A400 с расчетным сопротивлением Rs=355 МПа. Поперечное армирование консолей выполняется в виде горизонтальных двухветвевых хомутов из стержней диаметром 10мм класса А240. Модуль упругости поперечных стержней Еs=200000МПа. Консоль воспринимает нагрузку от опорной реакции ригеля QВП=25818кН которая является максимальной.
Максимальная расчётная поперечная сила передаваемая на консоль составляет:
Принимаем вылет консоли lc=350 мм высоту сечения консоли в месте примыкания ее к колонне h=650мм. Угол наклона сжатой грани консоли к горизонту . Рабочая высота опорного сечения консоли: h0=h-a=650-50=600 мм.
Расстояние от приложения силы Q до опорного сечения консоли будет:
a= lc-lsup2=350-2902=205мм.
Размеры сечения консоли должны удовлетворять условию прочности на действие поперечной силы:
то в расчёт принимаем
- размеры консоли достаточны.
Определение площади продольной арматуры Аs.
Момент в опорном сечении взятый с коэффициентом 125 равен:
М=125Qа=125258180205=6616кНм.
Площадь сечения арматуры будет равна: мм2.
Принимаем 216 A400 с АS=402 мм2 (+1648%).
Рисунок 16 – К расчету консоли
Расчёт консоли по СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции
Высота сечения у свободного края h1=650-350=300 мм > h3=200 мм. Рабочая высота опорного сечения консоли h0= h – a = 650 - 50=600 мм. Поскольку lc=35009h=585мм консоль короткая.
Проверяем прочность бетона на смятие под опорной площадкой:
МПа Rb=115 МПа прочность на смятие обеспечена
Проверяем условие прочности по наклонной сжатой полосе:
Принимаем шаг хомутов Sw=150 мм (Swh4 и ≤150мм) 6 А240
Проверяем условие прочности:
прочность обеспечена.
СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения: утв. Государственным комитетом Российской федерации по строительству и жилищно-коммунальному комплексу от 30.06.2003: взамен СНиП 2.03.01-84: взамен СНиП 2.03.01-84дата введения 01.03.2004.-М.:ГУН НИИЖБ2004.-26с.
СП 52.101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры: утв. Государственным комитетом по строительству и жилищно-коммунальному комплексу взамен СНиП 2.03.01-84: взамен СНиП 2.03.01-84дата введения 01.03.2004.-М.:ГУН НИИЖБ2004.-55с
Ишаков В. И. Киселёв Расчёт железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания. Учебное пособие. Изд.2-е перераб. и доп. Н. Новгород гос.-архит-строит. Ун-т 2001-16с
СНиП 2.01.07-85.Нагрузки и воздействия: утв. Госстроем России 29.05.2003: 84дата введения 01.01.87.-М.:ГУП ЦПП2003.-44с
Нифонтов А.В. Расчёт монолитного железобетонного перекрытия многоэтажного производственного здания [Текст]: методические указания А.В. Нифонтов В.В. Малышев; ННГАСУ. Н. Новгород.: Полиграф. центр ННГАСУ 39с.

5.РигельСР геометрия.cdw

ННГАСУ-270100-2011-КЖ
Геометрические размеры

к расчету поперечного ребра.frw

6.РигельСР Армирование.cdw

Спецификация арматурных изделий на ригель Б2
Бетон тяжёлый класса В25
Ведомость расхода стали на ригель Б2
Окончательная фиксация закладных деталей М2 производится в опалубке
Позицию ОС1 приварить к вертикальным хомутам вверху и к рабочим продольным стержням
внизу с помощью электросварных клещей
Плоские каркасы КР1 и КР2 приварить дуговой сваркой к закладным деталям М1
Сетки С1 и С2 привязать вязальной проволокой к продольным стержням каркаса
Позицию СП1 крепить к продольным стержням к продольному каркасу КР1 дуговой сваркой
Составная позиция СП1 крепится к КР1 дуговой сваркой с помощью позиции ОС3.
Позицию М3 приварить к СП1 после выверки положения в пространственном каркасе
Электродуговую сварку производить электродами Э-50А
ННГАСУ-270102-2011-КЖ

ЖБК(плита).docx

Министерство образования и науки РФ
Государственное образовательное учреждение
высшего профессионального образования
«Нижегородский государственный архитектурно-строительный
Кафедра железобетонных и каменных конструкций
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
«Расчёт сборных железобетонных конструкций
многоэтажного производственного здания»
(оценка подпись дата)
Нижний Новгород – 2011
TOC o "1-3" h z u 1Расчёт ребристой плиты PAGEREF _Toc307625086 h 4
1Исходные данные PAGEREF _Toc307625087 h 4
2Расчёт плиты по прочности PAGEREF _Toc307625088 h 7
2.1Расчёт полки плиты PAGEREF _Toc307625089 h 7
2.2Расчёт поперечных рёбер PAGEREF _Toc307625090 h 8
2.3Расчёт продольных рёбер PAGEREF _Toc307625091 h 9
2.4Расчёт прочности нормальных сечений PAGEREF _Toc307625092 h 10
2.5Расчёт нормальных сечений к продольной оси элемента по деформационной модели. PAGEREF _Toc307625093 h 11
2.6Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу PAGEREF _Toc307625094 h 11
2.7Определение приопорного участка PAGEREF _Toc307625095 h 13
3Расчет плиты по второй группе предельных состояний PAGEREF _Toc307625096 h 14
3.1Расчёт по образованию трещин PAGEREF _Toc307625097 h 14
3.2Расчёт ширины раскрытия трещин PAGEREF _Toc307625098 h 15
3.3Перерасчет PAGEREF _Toc307625099 h 17
3.4Расчёт плиты по прогибам PAGEREF _Toc307625100 h 21
Расчёт сборного ригеля поперечной рамы PAGEREF _Toc307625101 h 23
1Ригель с двумя каркасами PAGEREF _Toc307625102 h 23
1.1Расчётные нагрузки PAGEREF _Toc307625103 h 23
1.2Расчётные пролёты ригеля PAGEREF _Toc307625104 h 24
1.3Расчётные изгибающие моменты PAGEREF _Toc307625105 h 24
1.4Расчётные поперечные силы PAGEREF _Toc307625106 h 25
1.5Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям PAGEREF _Toc307625107 h 26
1.6Расчёт арматуры PAGEREF _Toc307625108 h 26
1.7Определение площади поперечного сечения поперечной арматуры на отрыв PAGEREF _Toc307625109 h 28
1.8Расчет среднего ригеля на прочность по наклонным сечениям на действие поперечных сил PAGEREF _Toc307625110 h 29
1.9Определение длины приопорных участков среднего ригеля PAGEREF _Toc307625111 h 31
1.10Обрыв продольной арматуры в среднем ригеле. Построение эпюры несущей способности ригеля PAGEREF _Toc307625112 h 32
Расчёт сборной железобетонной колонны PAGEREF _Toc307625113 h 36
1Расчёт колонны на сжатие PAGEREF _Toc307625114 h 36
2Расчёт колонны на поперечную силу PAGEREF _Toc307625115 h 43
3Расчёт консоли колонны PAGEREF _Toc307625116 h 44
4Расчёт консоли по СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции PAGEREF _Toc307625117 h 46
Литература PAGEREF _Toc307625118 h 47
Расчёт ребристой плиты
Для сборного железобетонного перекрытия представленного на плане и разрезе рисунка 1 требуется рассчитать сборную ребристую плиту с ненапрягаемой арматурой в продольных рёбрах. Сетка колонн коэффициенты надёжности по нагрузке: временной – γf = 12; постоянной – γf = 11. Бетон тяжёлый класса В20.
Расчётные сопротивления бетона Rb = 115 МПа и Rbt = 09 МПа; коэффициент условий работы бетона γb1 = 10 так как присутствует нагрузка непродолжительного действия более 10%. С учётом этого значения коэффициента γb1 принимаемые далее в расчётах по несущей способности (первая группа предельных состояний) величины расчётных сопротивлений равны:
Rb = 11510 = 115 МПа; Rbt = 0910 = 09 МПа.
Для расчёта по второй группе предельных состояний (расчёт прогиба и ширины раскрытия трещин) расчётные сопротивления бетона будут Rbser = 15 МПа Rbtser = 135 МПа; модуль упругости бетона Еb = 27500 Па. Принятые классы арматуры и её расчётные сопротивления приводятся ниже.
Основные размеры плиты (рисунок 2):
номинальная ширина В =
конструктивная ширина В1 = В15 мм = 157515 = 1560 мм.
Высота плиты ориентировочно определяется по выражению:
h=lп15=525015=350 мм
Принимаем h = 350 мм.
Рисунок 1 – Конструктивная схема многоэтажного каркасного здания
а – план перекрытия; б – разрез здания 1-1
Рисунок 2 – К расчету ребристой плиты.
а – геометрические размеры; б – расчетная схема продольного ребра.
Расчёт плиты по прочности
(первая группа предельных состояний)
Толщина полки принята h`f = 50 мм.
Пролёты полки в свету: больший размер
l2 = В1240 мм = 1560240 = 1320 мм
l1=lп-5904=5250-5904=1165 мм
Расчётная нагрузка на 1 м² полки:
Постоянная с коэффициентом надежности по нагрузке γf = 11:
а) вес полки γf h’f = 1100525 = 1375 кНм²
где =25 кН м3- вес 1м3 тяжелого железобетона;
б) вес пола и перегородок 1125 = 275 кНм².
Итого постоянная нагрузка: g0 = 1375+275 = 4125 кНм².
Временная нагрузка (с γf = 12): р0=1211 = 132 кНм².
Полная расчётная нагрузка (с γn = 10):
q = n(g0+p0) = 10(4125+132) = 17325 кНм².
Схема армирования плиты и эпюра мометов в полке плиты представлена на рисунке 3.
Изгибающий момент в полке:
М=ql12(3l2-l1)30(2l2+l1)=1732511652(3132-1165)30(2132+1165)=058 кНм
Расчётное сопротивление Rs = 415 МПа (В500).
h0 = h`f – a = 5018 = 32 мм b=1000 мм.
αm=MRbbh02=0581061151000322=0049
=1-1-2αm=1-1-20049=0050
Проверка условия αmαR:
Еsel=4152105=0002075
Граничная относительная высота сжатой зоны:
R=081+EselEbult=081+000207500035=0502
αR=R1-05R=05021-050502=0376
Таким образом условие α m α R выполняется.
Рисунок 3 – Схема армирования плиты и эпюра М в полке
As=MRs(1-05)h0=058106415(1-050050)32=4449 мм2
C13B500-1503В500-150; AS=471 мм2 (+588%)
Процент армирования полки:
%=As100bh0=471100100031=015%>min=010
Расчёт поперечных рёбер
Расчёт прочности нормальных сечений
Высота ребра hр = 200мм арматура А400 расчётный пролёт
Расчётная нагрузка от собственного веса 1 пм ребра:
gс.в.п.р.=γnγfbп+bв2h0-hf'ρ=101101+005202-00525=031 кНпм
Временная расчётная нагрузка на ширине ребра bв= 01м
pс.в.п.р.=γfp0bв=10132010=132 кНпм
Расчетное сечение и схема ребра эпюра нагрузки и моментов представлена на рисунке 4.
Рисунок 4 – К расчету поперечного ребра.
а – расчетное сечение; б – расчетная схема и эпюра М
Таким образом изгибающий момент в пролёте поперечного ребра будет равен:
M=(gс.в.п.р.+pс.в.п.р.)l228+ql1(3l22-l12)24==031+13213228+ 173251165(31322-11652)24=361 кНм
Сечение тавровое расчётная ширина полки:
bn'=2l26+bв=1323+01=054 м
h0 = h – a = 200 – 25 = 175мм (20 + 102 = 25мм)
αm=MRbbf'h02=3611061155501752=0019
=1-1-2αm=1-1-20019=00192
As=MRs(1-05)h0=361106355(1-0500192)175=5867 мм2
Принят 110 А400 с Аs = 785мм2 (+ 338 %).
Расчёт продольных рёбер
Продольные ребра рассчитываются в составе всей плиты рассматриваемой как балка П-образного сечения с высотой h=350 мм и номинальной шириной В = 1575 мм (конструктивная ширина В1 = 1560 мм). Толщина сжатой полки h’f=50 мм.
Расчётный пролёт при определении изгибающего момента принимается равным расстоянию между центрами опор на ригелях:
расчётный пролёт при определении поперечной силы:
l0 = lп – 200 = 5250 – 200 = 5050 мм
Нагрузка на 1 пог. м плиты составит:
g = n(g0B+gС.В.П.Р.+gс.в) = 10(41251575+1228+1815) = 954 кНм где
где gС.В.П.Р.- расчетная нагрузка от собственного веса трёх поперечных рёбер
gС.В.П.Р.= 031 1323=1228 кНм
gс.в – расчетная нагрузка от собственного веса двух продольных рёбер с заливкой швов
gс.в =γfh-hf'bсрρ=11035-00502225=1815 кНм
где: bср=255+1852=220мм- средняя ширина двух рёбер и шва
=25 кНм3-вес 1 м3 тяжелого железобетона.
временная p=γnp0B=101321575=2079 кНм;
полная q = g+p = 954+2079 = 3033 кНм.
Усилия от расчётной нагрузки для расчёта на прочность
M=ql28=303351528=10055 кНм
Q=ql02=30335052=7658 кН
Продольная рабочая арматура в рёбрах принята в соответствии с заданием класса А400 расчётное сопротивление Rs=355 МПа.
Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне представлено на рисунке 5; расчётная ширина полки b’f=B=1575мм (с учетом швов); h’f=50 мм h0 = ha = 35050 = 300 мм (а = 50 мм при двухрядной арматуре).
Рисунок 5 – Расчетное сечение продольного ребра по прочности
Полагая что нейтральная ось лежит в полке αm и будут равны:
αm=MRbbf'h02=10055310611515753002=00617
=1-1-2αm=1-1-200617=00637
= 00637R=081+EselEbult=081+000177500035=0531
Esel=RsEs=3552105=0001775
Площадь сечения продольной арматуры:
As=RbRsbf' h0=115355157500637300=97501 мм2
Принимаем продольную арматуру 418 А400 с Аs = 1018 мм² (+441%) по два стержня в каждом ребре.
Расчёт нормальных сечений к продольной оси элемента по деформационной модели.
Расчет по прочности производят из условий:
Деформации в продольной арматуре в предельном состоянии при двузначной эпюре деформаций согласно гипотезе плоских сечений равны:
bs=х1h0-х1 откуда b=sх1h0-х1
где: х1 – фактическая высота сжатой зоны бетона:
x1=x079=1911079=2419 мм
где: х – высота сжатой зоны при прямоугольной эпюре напряжений полученная при расчёте по предельным усилиям. Используя расчёты выполненные выше (х=1911 мм h0=300 мм) и задавшись sult=0025 проверим предельные деформации в бетоне:
b=sх1(h0-х1)=000252419300-2419=000022bult=00035
деформации в бетоне не превышают предельных.
Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу
Поперечная сила на грани опоры Qmax = 76583 кН. В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром d = 18 мм. Диаметр поперечных стержней диаметром dsw= 5 мм > 02518 = 45 мм из проволоки класса В500
Asw1=196 мм2; расчетное сопротивление Rsw = 300 МПа. При Asw1=196 мм2 и n = 2 (на оба ребра) имеем: Asw = n Asw1=2196 = 393 мм2.
Бетон тяжелый класса В20 (Rb = 115 МПа; Rbt = 095 МПа; коэффициент условий работы бетона γb1=10 т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки).
Предварительно принятый шаг хомутов:
Sw1 = 150 мм (Sw1 ≤ 05h0 = 05 300 = 150мм; Sw1≤300мм)
Sw2= 200 мм (Sw2 ≤ 075h0 = 075 300 = 225мм; Sw2≤500мм)
Прочность бетонной сжатой полосы из условия (8) [10]:
Rbbh0=03115185300=191475 Н> Qmax=76583 Н
то есть прочность полосы обеспечена.
Интенсивность хомутов определяется по формуле:
qsw1=RswAswSw1=300393150=7860 Нмм
Поскольку qsw1 = 7860 Нмм > 025Rвt·b = 02509170 =3825 Нмм - хомуты полностью учитываются в расчете и значение Мb определяется по формуле:
Mb=15Rbbh02=15091853002=2248106Нмм
Самая невыгодная длина проекции наклонного сечения C определяется из выражений:
q1=q-p2=3033-20792=19935 кНм
Поскольку qsw1Rbtb=943209185=05662 значение С определяется по формуле:
C=Mbq1=2247810619935=1061868 мм>3h0=3300=900 мм
Принято С= 3h0 = 900 мм
Длина проекции наклонной трещины С0 принимаем не более С и не более 2h0. В данном случае С0=2h0=2300=600 мм. Тогда
Qsw = 075qsw1С0 = 075·7860·600 = 35370 Н=3537 кН
Qb=МbС=22478106900=24976 Н=2498 кН
Q = Qmax-q1С = 76583 -19935·09 = 5864 кН
Проверка условия прочности
Qb+Qsw = 2498+3537 = 6035 кН > Q = 5864 кН ( +292 % )
несущая способность наклонного сечения по поперечной силе обеспечена без излишнего запаса.
Проверка требования
Smax=Rbtbh02Qmax=075185300276538=16315 м>Sw1=150 мм
т.е. требование Smax Sw выполнено.
Определение приопорного участка
А. Аналитический метод
При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от:
qsw = 075(qsw1- qsw2) = 075(7860-5895) = 14737 Нмм где
qsw2=RswAswSw2=300393200=5895 Нмм
поскольку qsw2 = 5895 Нмм > 025Rbtb = 02509170=3825 Нмм
Значение Мb=22478106 Н мм
qsw = 14737 Нмм q1 = 19935 Нмм
Длина приопорных участков определяется по формуле
l1=C-MbC+075qsw1C0-Qmax+q1Cqsw
значение С определяется по формуле:
С=Мbq1-qsw=2247810619935-14737=207951 мм
Принимаем С=3h0=3300=900мм
С0=600мм≤2h0=2300=600мм>h0=300 ммС=900мм
l1=09-2247809+075786006-76583+199350914737=0784 м.
Б. Графический метод
Рисунок 6 – К определению l1 графическим методом
Длины приопорных участков l1 принимаются большими из двух полученных значений т.е. по рисунку 6 l1 = 1735м
Расчет плиты по второй группе предельных состояний
Производится от нормативных нагрузок (при f=10 и b1=10)
qn=gn+pn=g11+p12=95411+207912=867+1733=260кНм
Mn=qnl28=26051528=8620 кНм
От временной нагрузки продолжительного действия (условно принято 80% от полной величины Р - дается в задании на проектирование)
Pnl=08Pn=081733=1386 кНм
Mnl=qnll28=225351528=7469 кНм
Расчёт по образованию трещин
Расчётное тавровое сечение представлено на рисунке 7. С учётом замоноличивания бетоном продольного шва между рёбрами расчётная ширина полки будет равна В = 1575мм и средняя ширина ребра b = (255+185)2=220мм.
Рисунок 7 – Расчетное сечение ребра по второй группе предельных состояний
Трещины образуются если
Mn > Mcrc = RbtserW - Nsh(esh+r)
Площадь приведённого сечения
Ared = A + αsAs = (501575 + 300220) +7271018 = 15215086 мм2
где: αs=EsEb=20000027500=727
Статический момент приведённого сечения относительно растянутой грани 1-1:
Sred=Aiyi+αsAsa=501575325+300220150+727101850=35863793 мм3
Расстояние до центра тяжести приведённого сечения от нижней грани продольных рёбер:
y0=SredAred=3586379315215086 =23571 мм
Момент инерции приведённого сечения относительно 1-1:
Ired=157550312+157550325-235712+220300312+220300 (2357-150)2+72710182357-502=1879207921 мм4
Момент сопротивления приведённого сечения:
Wred=Iredy0=187920792123571=797254220 мм3
Ядровое расстояние приведённого сечения:
r=WredAred=797254220 15215086 =5240 мм
Nsh = bshEsAs = 000022000001018 = 40720Н = 4072 кН
где: bsh = 00002 - деформации усадки бетона класса В35 и ниже.
Момент трещинообразования:
Mcrc = RbtserW - Nsh(esh+r)=13579725422 - 40720(23571- 50 + 524) = 106709277=107кНм
Mcrc =107кНм Mn=8620 кНм - следовательно трещины образуются.
Расчёт ширины раскрытия трещин
Расчёт непродолжительной ширины раскрытия трещин производится из условия:
acrc = acrc1 + acrc2 - acrc3 ≤ acrcult
Расчёт продолжительной ширины раскрытия трещин производится из условия: acrc = acrc1≤ acrcult
где: acrcu 04 мм - при непродолжительном раскрытии трещин;
acrc1 - ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и длительной части временной нагрузки:
φ1 - коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки и принимаемый равным:
- при непродолжительном действии нагрузки;
- при продолжительном действии нагрузки;
φ2 - коэффициент учитывающий профиль продольной арматуры и принимаемый равным:
- для арматуры периодического профиля (классов А300 А400 А500 В500);
φ3 - коэффициент учитывающий характер нагружения и принимаемый равным 10 - для изгибаемых элементов;
s=1-08McrcMnl=1-081077469=0988
s=MnlzsAs=7469106267511018=27427 МПа Rs=355 МПа
zs=h0-xm3=300-9747 3=26751 мм
Средняя высота сжатой зоны для тавровых сечений определяется по формуле:
xm=h0SαS2+f'2+2SαS2+f'hf'2h0-SαS2+f'=30000152969+10262+200152969+1026502300-00152969+1026=9747 мм
- площадь сечения свесов полки
где: значение относительных деформаций бетона при продолжительном действии нагрузки b1red=00022 (при относительной влажности воздуха 40-75%) принимается по таблице 5.6 [4].
где: Abt - площадь сечения растянутого бетона.
Высота растянутой зоны бетона .
y должна быть не менее 2a и не более 05h
к - поправочный коэффициент равный: для прямоугольных и тавровых сечений с полкой в сжатой зоне - 09;
Так как y =21214 мм > 05h = 05350=175 мм. Принимаем y = 175 мм.
Abt = 220175 = 38500 мм2.
acrc1=φ1φ2φ3ssEsls=140510098827427 20000034037=0323>03 мм
Условие acrc103 мм не выполняется следовательно требуется пересчет с назначением больших диаметров поперечной арматуры в рёбрах.
Принимаем продольную арматуру 218 А400+220 А400 с Аs=509+628=1137мм² (+1661%) по два стержня в каждом ребре.
Поперечная сила на грани опоры Qmax = 76583 кН. В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром d1 = 18 мм диаметром d2 = 20 мм. Диаметр поперечных стержней диаметром dsw=02520 = 5 мм из проволоки класса В500.
После внесенных изменений повторяем расчет по второй группе предельных состояний.
Расчётное тавровое сечение. С учётом замоноличивания бетоном продольного шва между рёбрами расчётная ширина полки будет равна В = 1575мм и средняя ширина ребра b = (255+185)2=220мм.
Ared = A + αsAs = (501575 + 300220) +7271137 = 153016 мм2
Sred=Aiyi+αsAsa=501575325+300220150+727113750=359070495 мм3
y0=SredAred=359070495153016 =23466 мм
Ired=157550312+157550325-234662+220300312+220300 (23466-150)2+727113723466-502=1909017285 мм4
Wred=Iredy0=190901728523466=8135248 мм3
r=WredAred=8135248 153016 =5317 мм
Nsh = bshEsAs = 000022000001137 = 45480Н = 4548 кН
Mcrc = RbtserW - Nsh(esh+r)=1358135248 - 45480(23466- 50 + 5317) = 1660764=0166кНм
Mcrc =0166кНм Mn=8620 кНм - следовательно трещины образуются.
s=1-08McrcMnl=1-0801667469=09981
s=MnlzsAs=7469106265571137=24736 МПа Rs=355 МПа
zs=h0-xm3=300-10328 3=26557 мм
xm=h0SαS2+f'2+2SαS2+f'hf'2h0-SαS2+f'=30000172933+10262+200172933+1026502300-00172933+1026=10328 мм
acrc1=φ1φ2φ3ssEsls=1405101024736 20000033861=0293 мм03 мм
Условие acrc103 мм выполняется следовательно пересчет не требуется.
acrc2 - ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки.
где: значение относительных деформаций бетона при непродолжительном действии нагрузки b1red = 00015 по п. 5.1.19 [4]
Определение acrc3 - ширины раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и временной длительной нагрузки.
Непродолжительная ширина раскрытия трещин составит:
Расчёт плиты по прогибам
Полная кривизна для участков с трещинами в растянутой зоне определяется по формуле 7.3.8 [4]:
а полный прогиб плиты: где: - кривизна от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузки
Из расчёта acrc1: Ebred =Eb1= 5000МПа αs2 = 40 xm = 10328 мм.
Момент инерции приведённого сечения без учёта растянутого бетона:
где: - коэффициент ползучести бетона (приложение Е).
Кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки:
Из расчёта acrc2: Ebred =Eb1= 10000 МПа αs2 = 20 xm = 8470 мм.
Кривизна от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузки:
Из расчёта acrc2 (так как нагрузка носит непродолжительный характер): Ebred =Eb1= 10000 МПа αs2 = 20 xm = 10328 мм
Плита удовлетворяет требованиям таблицы 19 [2]:
а) эстетико-психологическим
Вывод: плита удовлетворяет требованиям по второй группе предельных состояний.

2. Плита геометрия.cdw

Петли для подъёма МП1
ННГАСУ-270100-2011-КЖ
Геометрические размеры

11. фундамент.cdw

1. Расчет на прочность фундамента выполнен для усилий N= 146731 кН М=0 Q=0.
Расчетное сопротивление грунта R=280 кПа.
ННГАСУ-270100-2011-КЖ
Геометрические размеры

4.Плита Арм изделия.cdw

1. Сетки и каркасы изготовлены при помощи контактной точечной электросварки в соответствии с
ГОСТ 23279-85 ГОСТ 10922-90 и ГОСТ 14098-91.
Спецификация арматуры на арматурное изделие
Прерывистый сварной шов
ННГАСУ -270100-2011-КЖ

План рис1..cdw

внутренняя кирпичная стена
Торцевая самонесущая

9.cdw

к расчету ребристой плиты..frw

Фрагмент.frw

11111.frw

разрез.cdw

10.Колонна Арм изделия.cdw

1. Сетки и каркасы изготовлены при помощи контактной точечной электросварки в соответствии с
ГОСТ 23279-85 ГОСТ 10922-90 и ГОСТ 14098-91.
Спецификация арматуры на арматурное изделие
ННГАСУ-270100-2011-КЖ

8.cdw

4.cdw

7.РигельСР Арм изделия.cdw

Спецификация арматуры на арматурное изделие
Сетки и каркасы изготовлены при помощи контактной точечной электросварки в соответствии
с ГОСТ 23279-85 ГОСТ 10922-90 и ГОСТ 14098-91.
ННГАСУ-270100-2011-КЖ
КР1 (КР2 зеркально КР1)
С1 (С2 зеркально С1)

10.cdw

3.Плита Армирование.cdw

Арматурные изделия плиты П1 представлены на листе 4
На узле 1 условно не показаны сетки С1 и С2
(С1 условно не показана)
(С2 условно не показана)
Спецификация арматурных изделий на плиту П1
Бетон тяжёлый класса В20
Ведомость расхода стали на плиту П1
ННГАСУ-270100-2011-КЖ

поперечное сечение ригеля .frw

3.Плита Армирование(35).cdw

Арматурные изделия плиты П1 представлены на листе 4
На узле 1 условно не показаны сетки С1 и С2
(С1 условно не показана)
(С2 условно не показана)
Спецификация арматурных изделий на плиту П1
Бетон тяжёлый класса В20
Ведомость расхода стали на плиту П1
ННГАСУ-270100-2011-КЖ

1.cdw

4.Плита Арм изделия(35).cdw

1. Сетки и каркасы изготовлены при помощи контактной точечной электросварки в соответствии с
ГОСТ 23279-85 ГОСТ 10922-90 и ГОСТ 14098-91.
Спецификация арматуры на арматурное изделие
Прерывистый сварной шов
ННГАСУ -270100-2011-КЖ

расчет прочности нормальных сечений.frw

6.cdw

1.Лист План.cdw

1. Курсовой проект выполнен по заданию кафедры ЖБК
Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажное перекрытие 11 кНм
В продольном направлении жесткость здания обеспечивается металлическими портальными связями
устанавливаемыми в одном среднем пролете по каждому продольному ряду колонн
Разуклонка из пенобетона 170
внутренняя кирпичная стена
Торцевая самонесущая
производственное здание
ННГАСУ-270100-2011-КЖ
План на отметке +5600

5.cdw

расчетные сечения крайнего ригеля.frw

ЖБК(Исаева Н.М.,ПЗ полностью).docx

Министерство образования и науки РФ
Государственное образовательное учреждение
высшего профессионального образования
«Нижегородский государственный архитектурно-строительный
Кафедра железобетонных и каменных конструкций
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
«Расчёт сборных железобетонных конструкций
многоэтажного производственного здания»
(оценка подпись дата)
Нижний Новгород – 2011
TOC o "1-3" h z u 1Расчёт ребристой плиты PAGEREF _Toc307625086 h 4
1Исходные данные PAGEREF _Toc307625087 h 4
2Расчёт плиты по прочности PAGEREF _Toc307625088 h 7
2.1Расчёт полки плиты PAGEREF _Toc307625089 h 7
2.2Расчёт поперечных рёбер PAGEREF _Toc307625090 h 8
2.3Расчёт продольных рёбер PAGEREF _Toc307625091 h 9
2.4Расчёт прочности нормальных сечений PAGEREF _Toc307625092 h 10
2.5Расчёт нормальных сечений к продольной оси элемента по деформационной модели. PAGEREF _Toc307625093 h 11
2.6Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу PAGEREF _Toc307625094 h 11
2.7Определение приопорного участка PAGEREF _Toc307625095 h 13
3Расчет плиты по второй группе предельных состояний PAGEREF _Toc307625096 h 14
3.1Расчёт по образованию трещин PAGEREF _Toc307625097 h 14
3.2Расчёт ширины раскрытия трещин PAGEREF _Toc307625098 h 15
3.3Перерасчет PAGEREF _Toc307625099 h 17
3.4Расчёт плиты по прогибам PAGEREF _Toc307625100 h 21
Расчёт сборного ригеля поперечной рамы PAGEREF _Toc307625101 h 23
1Ригель с двумя каркасами PAGEREF _Toc307625102 h 23
1.1Расчётные нагрузки PAGEREF _Toc307625103 h 23
1.2Расчётные пролёты ригеля PAGEREF _Toc307625104 h 24
1.3Расчётные изгибающие моменты PAGEREF _Toc307625105 h 24
1.4Расчётные поперечные силы PAGEREF _Toc307625106 h 25
1.5Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям PAGEREF _Toc307625107 h 26
1.6Расчёт арматуры PAGEREF _Toc307625108 h 26
1.7Определение площади поперечного сечения поперечной арматуры на отрыв PAGEREF _Toc307625109 h 28
1.8Расчет среднего ригеля на прочность по наклонным сечениям на действие поперечных сил PAGEREF _Toc307625110 h 29
1.9Определение длины приопорных участков среднего ригеля PAGEREF _Toc307625111 h 31
1.10Обрыв продольной арматуры в среднем ригеле. Построение эпюры несущей способности ригеля PAGEREF _Toc307625112 h 32
Расчёт сборной железобетонной колонны PAGEREF _Toc307625113 h 36
1Расчёт колонны на сжатие PAGEREF _Toc307625114 h 36
2Расчёт колонны на поперечную силу PAGEREF _Toc307625115 h 43
3Расчёт консоли колонны PAGEREF _Toc307625116 h 44
4Расчёт консоли по СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции PAGEREF _Toc307625117 h 46
Литература PAGEREF _Toc307625118 h 47
Расчёт ребристой плиты
Для сборного железобетонного перекрытия представленного на плане и разрезе рисунка 1 требуется рассчитать сборную ребристую плиту с ненапрягаемой арматурой в продольных рёбрах. Сетка колонн коэффициенты надёжности по нагрузке: временной – γf = 12; постоянной – γf = 11. Бетон тяжёлый класса В20.
Расчётные сопротивления бетона Rb = 115 МПа и Rbt = 09 МПа; коэффициент условий работы бетона γb1 = 10 так как присутствует нагрузка непродолжительного действия более 10%. С учётом этого значения коэффициента γb1 принимаемые далее в расчётах по несущей способности (первая группа предельных состояний) величины расчётных сопротивлений равны:
Rb = 11510 = 115 МПа; Rbt = 0910 = 09 МПа.
Для расчёта по второй группе предельных состояний (расчёт прогиба и ширины раскрытия трещин) расчётные сопротивления бетона будут Rbser = 15 МПа Rbtser = 135 МПа; модуль упругости бетона Еb = 27500 Па. Принятые классы арматуры и её расчётные сопротивления приводятся ниже.
Основные размеры плиты (рисунок 2):
номинальная ширина В =
конструктивная ширина В1 = В15 мм = 157515 = 1560 мм.
Высота плиты ориентировочно определяется по выражению:
h=lп15=525015=350 мм
Принимаем h = 350 мм.
Рисунок 1 – Конструктивная схема многоэтажного каркасного здания
а – план перекрытия; б – разрез здания 1-1
Рисунок 2 – К расчету ребристой плиты.
а – геометрические размеры; б – расчетная схема продольного ребра.
Расчёт плиты по прочности
(первая группа предельных состояний)
Толщина полки принята h`f = 50 мм.
Пролёты полки в свету: больший размер
l2 = В1240 мм = 1560240 = 1320 мм
l1=lп-5904=5250-5904=1165 мм
Расчётная нагрузка на 1 м² полки:
Постоянная с коэффициентом надежности по нагрузке γf = 11:
а) вес полки γf h’f = 1100525 = 1375 кНм²
где =25 кН м3- вес 1м3 тяжелого железобетона;
б) вес пола и перегородок 1125 = 275 кНм².
Итого постоянная нагрузка: g0 = 1375+275 = 4125 кНм².
Временная нагрузка (с γf = 12): р0=1211 = 132 кНм².
Полная расчётная нагрузка (с γn = 10):
q = n(g0+p0) = 10(4125+132) = 17325 кНм².
Схема армирования плиты и эпюра мометов в полке плиты представлена на рисунке 3.
Изгибающий момент в полке:
М=ql12(3l2-l1)30(2l2+l1)=1732511652(3132-1165)30(2132+1165)=058 кНм
Расчётное сопротивление Rs = 415 МПа (В500).
h0 = h`f – a = 5018 = 32 мм b=1000 мм.
αm=MRbbh02=0581061151000322=0049
=1-1-2αm=1-1-20049=0050
Проверка условия αmαR:
Еsel=4152105=0002075
Граничная относительная высота сжатой зоны:
R=081+EselEbult=081+000207500035=0502
αR=R1-05R=05021-050502=0376
Таким образом условие α m α R выполняется.
Рисунок 3 – Схема армирования плиты и эпюра М в полке
As=MRs(1-05)h0=058106415(1-050050)32=4449 мм2
C13B500-1503В500-150; AS=471 мм2 (+588%)
Процент армирования полки:
%=As100bh0=471100100031=015%>min=010
Расчёт поперечных рёбер
Расчёт прочности нормальных сечений
Высота ребра hр = 200мм арматура А400 расчётный пролёт
Расчётная нагрузка от собственного веса 1 пм ребра:
gс.в.п.р.=γnγfbп+bв2h0-hf'ρ=101101+005202-00525=031 кНпм
Временная расчётная нагрузка на ширине ребра bв= 01м
pс.в.п.р.=γfp0bв=10132010=132 кНпм
Расчетное сечение и схема ребра эпюра нагрузки и моментов представлена на рисунке 4.
Рисунок 4 – К расчету поперечного ребра.
а – расчетное сечение; б – расчетная схема и эпюра М
Таким образом изгибающий момент в пролёте поперечного ребра будет равен:
M=(gс.в.п.р.+pс.в.п.р.)l228+ql1(3l22-l12)24==031+13213228+ 173251165(31322-11652)24=361 кНм
Сечение тавровое расчётная ширина полки:
bn'=2l26+bв=1323+01=054 м
h0 = h – a = 200 – 25 = 175мм (20 + 102 = 25мм)
αm=MRbbf'h02=3611061155501752=0019
=1-1-2αm=1-1-20019=00192
As=MRs(1-05)h0=361106355(1-0500192)175=5867 мм2
Принят 110 А400 с Аs = 785мм2 (+ 338 %).
Расчёт продольных рёбер
Продольные ребра рассчитываются в составе всей плиты рассматриваемой как балка П-образного сечения с высотой h=350 мм и номинальной шириной В = 1575 мм (конструктивная ширина В1 = 1560 мм). Толщина сжатой полки h’f=50 мм.
Расчётный пролёт при определении изгибающего момента принимается равным расстоянию между центрами опор на ригелях:
расчётный пролёт при определении поперечной силы:
l0 = lп – 200 = 5250 – 200 = 5050 мм
Нагрузка на 1 пог. м плиты составит:
g = n(g0B+gС.В.П.Р.+gс.в) = 10(41251575+1228+1815) = 954 кНм где
где gС.В.П.Р.- расчетная нагрузка от собственного веса трёх поперечных рёбер
gС.В.П.Р.= 031 1323=1228 кНм
gс.в – расчетная нагрузка от собственного веса двух продольных рёбер с заливкой швов
gс.в =γfh-hf'bсрρ=11035-00502225=1815 кНм
где: bср=255+1852=220мм- средняя ширина двух рёбер и шва
=25 кНм3-вес 1 м3 тяжелого железобетона.
временная p=γnp0B=101321575=2079 кНм;
полная q = g+p = 954+2079 = 3033 кНм.
Усилия от расчётной нагрузки для расчёта на прочность
M=ql28=303351528=10055 кНм
Q=ql02=30335052=7658 кН
Продольная рабочая арматура в рёбрах принята в соответствии с заданием класса А400 расчётное сопротивление Rs=355 МПа.
Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне представлено на рисунке 5; расчётная ширина полки b’f=B=1575мм (с учетом швов); h’f=50 мм h0 = ha = 35050 = 300 мм (а = 50 мм при двухрядной арматуре).
Рисунок 5 – Расчетное сечение продольного ребра по прочности
Полагая что нейтральная ось лежит в полке αm и будут равны:
αm=MRbbf'h02=10055310611515753002=00617
=1-1-2αm=1-1-200617=00637
= 00637R=081+EselEbult=081+000177500035=0531
Esel=RsEs=3552105=0001775
Площадь сечения продольной арматуры:
As=RbRsbf' h0=115355157500637300=97501 мм2
Принимаем продольную арматуру 418 А400 с Аs = 1018 мм² (+441%) по два стержня в каждом ребре.
Расчёт нормальных сечений к продольной оси элемента по деформационной модели.
Расчет по прочности производят из условий:
Деформации в продольной арматуре в предельном состоянии при двузначной эпюре деформаций согласно гипотезе плоских сечений равны:
bs=х1h0-х1 откуда b=sх1h0-х1
где: х1 – фактическая высота сжатой зоны бетона:
x1=x079=1911079=2419 мм
где: х – высота сжатой зоны при прямоугольной эпюре напряжений полученная при расчёте по предельным усилиям. Используя расчёты выполненные выше (х=1911 мм h0=300 мм) и задавшись sult=0025 проверим предельные деформации в бетоне:
b=sх1(h0-х1)=000252419300-2419=000022bult=00035
деформации в бетоне не превышают предельных.
Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу
Поперечная сила на грани опоры Qmax = 76583 кН. В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром d = 18 мм. Диаметр поперечных стержней диаметром dsw= 5 мм > 02518 = 45 мм из проволоки класса В500
Asw1=196 мм2; расчетное сопротивление Rsw = 300 МПа. При Asw1=196 мм2 и n = 2 (на оба ребра) имеем: Asw = n Asw1=2196 = 393 мм2.
Бетон тяжелый класса В20 (Rb = 115 МПа; Rbt = 095 МПа; коэффициент условий работы бетона γb1=10 т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки).
Предварительно принятый шаг хомутов:
Sw1 = 150 мм (Sw1 ≤ 05h0 = 05 300 = 150мм; Sw1≤300мм)
Sw2= 200 мм (Sw2 ≤ 075h0 = 075 300 = 225мм; Sw2≤500мм)
Прочность бетонной сжатой полосы из условия (8) [10]:
Rbbh0=03115185300=191475 Н> Qmax=76583 Н
то есть прочность полосы обеспечена.
Интенсивность хомутов определяется по формуле:
qsw1=RswAswSw1=300393150=7860 Нмм
Поскольку qsw1 = 7860 Нмм > 025Rвt·b = 02509170 =3825 Нмм - хомуты полностью учитываются в расчете и значение Мb определяется по формуле:
Mb=15Rbbh02=15091853002=2248106Нмм
Самая невыгодная длина проекции наклонного сечения C определяется из выражений:
q1=q-p2=3033-20792=19935 кНм
Поскольку qsw1Rbtb=943209185=05662 значение С определяется по формуле:
C=Mbq1=2247810619935=1061868 мм>3h0=3300=900 мм
Принято С= 3h0 = 900 мм
Длина проекции наклонной трещины С0 принимаем не более С и не более 2h0. В данном случае С0=2h0=2300=600 мм. Тогда
Qsw = 075qsw1С0 = 075·7860·600 = 35370 Н=3537 кН
Qb=МbС=22478106900=24976 Н=2498 кН
Q = Qmax-q1С = 76583 -19935·09 = 5864 кН
Проверка условия прочности
Qb+Qsw = 2498+3537 = 6035 кН > Q = 5864 кН ( +292 % )
несущая способность наклонного сечения по поперечной силе обеспечена без излишнего запаса.
Проверка требования
Smax=Rbtbh02Qmax=075185300276538=16315 м>Sw1=150 мм
т.е. требование Smax Sw выполнено.
Определение приопорного участка
А. Аналитический метод
При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от:
qsw = 075(qsw1- qsw2) = 075(7860-5895) = 14737 Нмм где
qsw2=RswAswSw2=300393200=5895 Нмм
поскольку qsw2 = 5895 Нмм > 025Rbtb = 02509170=3825 Нмм
Значение Мb=22478106 Н мм
qsw = 14737 Нмм q1 = 19935 Нмм
Длина приопорных участков определяется по формуле
l1=C-MbC+075qsw1C0-Qmax+q1Cqsw
значение С определяется по формуле:
С=Мbq1-qsw=2247810619935-14737=207951 мм
Принимаем С=3h0=3300=900мм
С0=600мм≤2h0=2300=600мм>h0=300 ммС=900мм
l1=09-2247809+075786006-76583+199350914737=0784 м.
Б. Графический метод
Рисунок 6 – К определению l1 графическим методом
Длины приопорных участков l1 принимаются большими из двух полученных значений т.е. по рисунку 6 l1 = 1735м
Расчет плиты по второй группе предельных состояний
Производится от нормативных нагрузок (при f=10 и b1=10)
qn=gn+pn=g11+p12=95411+207912=867+1733=260кНм
Mn=qnl28=26051528=8620 кНм
От временной нагрузки продолжительного действия (условно принято 80% от полной величины Р - дается в задании на проектирование)
Pnl=08Pn=081733=1386 кНм
Mnl=qnll28=225351528=7469 кНм
Расчёт по образованию трещин
Расчётное тавровое сечение представлено на рисунке 7. С учётом замоноличивания бетоном продольного шва между рёбрами расчётная ширина полки будет равна В = 1575мм и средняя ширина ребра b = (255+185)2=220мм.
Рисунок 7 – Расчетное сечение ребра по второй группе предельных состояний
Трещины образуются если
Mn > Mcrc = RbtserW - Nsh(esh+r)
Площадь приведённого сечения
Ared = A + αsAs = (501575 + 300220) +7271018 = 15215086 мм2
где: αs=EsEb=20000027500=727
Статический момент приведённого сечения относительно растянутой грани 1-1:
Sred=Aiyi+αsAsa=501575325+300220150+727101850=35863793 мм3
Расстояние до центра тяжести приведённого сечения от нижней грани продольных рёбер:
y0=SredAred=3586379315215086 =23571 мм
Момент инерции приведённого сечения относительно 1-1:
Ired=157550312+157550325-235712+220300312+220300 (2357-150)2+72710182357-502=1879207921 мм4
Момент сопротивления приведённого сечения:
Wred=Iredy0=187920792123571=797254220 мм3
Ядровое расстояние приведённого сечения:
r=WredAred=797254220 15215086 =5240 мм
Nsh = bshEsAs = 000022000001018 = 40720Н = 4072 кН
где: bsh = 00002 - деформации усадки бетона класса В35 и ниже.
Момент трещинообразования:
Mcrc = RbtserW - Nsh(esh+r)=13579725422 - 40720(23571- 50 + 524) = 106709277=107кНм
Mcrc =107кНм Mn=8620 кНм - следовательно трещины образуются.
Расчёт ширины раскрытия трещин
Расчёт непродолжительной ширины раскрытия трещин производится из условия:
acrc = acrc1 + acrc2 - acrc3 ≤ acrcult
Расчёт продолжительной ширины раскрытия трещин производится из условия: acrc = acrc1≤ acrcult
где: acrcu 04 мм - при непродолжительном раскрытии трещин;
acrc1 - ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и длительной части временной нагрузки:
φ1 - коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки и принимаемый равным:
- при непродолжительном действии нагрузки;
- при продолжительном действии нагрузки;
φ2 - коэффициент учитывающий профиль продольной арматуры и принимаемый равным:
- для арматуры периодического профиля (классов А300 А400 А500 В500);
φ3 - коэффициент учитывающий характер нагружения и принимаемый равным 10 - для изгибаемых элементов;
s=1-08McrcMnl=1-081077469=0988
s=MnlzsAs=7469106267511018=27427 МПа Rs=355 МПа
zs=h0-xm3=300-9747 3=26751 мм
Средняя высота сжатой зоны для тавровых сечений определяется по формуле:
xm=h0SαS2+f'2+2SαS2+f'hf'2h0-SαS2+f'=30000152969+10262+200152969+1026502300-00152969+1026=9747 мм
- площадь сечения свесов полки
где: значение относительных деформаций бетона при продолжительном действии нагрузки b1red=00022 (при относительной влажности воздуха 40-75%) принимается по таблице 5.6 [4].
где: Abt - площадь сечения растянутого бетона.
Высота растянутой зоны бетона .
y должна быть не менее 2a и не более 05h
к - поправочный коэффициент равный: для прямоугольных и тавровых сечений с полкой в сжатой зоне - 09;
Так как y =21214 мм > 05h = 05350=175 мм. Принимаем y = 175 мм.
Abt = 220175 = 38500 мм2.
acrc1=φ1φ2φ3ssEsls=140510098827427 20000034037=0323>03 мм
Условие acrc103 мм не выполняется следовательно требуется пересчет с назначением больших диаметров поперечной арматуры в рёбрах.
Принимаем продольную арматуру 218 А400+220 А400 с Аs=509+628=1137мм² (+1661%) по два стержня в каждом ребре.
Поперечная сила на грани опоры Qmax = 76583 кН. В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром d1 = 18 мм диаметром d2 = 20 мм. Диаметр поперечных стержней диаметром dsw=02520 = 5 мм из проволоки класса В500.
После внесенных изменений повторяем расчет по второй группе предельных состояний.
Расчётное тавровое сечение. С учётом замоноличивания бетоном продольного шва между рёбрами расчётная ширина полки будет равна В = 1575мм и средняя ширина ребра b = (255+185)2=220мм.
Ared = A + αsAs = (501575 + 300220) +7271137 = 153016 мм2
Sred=Aiyi+αsAsa=501575325+300220150+727113750=359070495 мм3
y0=SredAred=359070495153016 =23466 мм
Ired=157550312+157550325-234662+220300312+220300 (23466-150)2+727113723466-502=1909017285 мм4
Wred=Iredy0=190901728523466=8135248 мм3
r=WredAred=8135248 153016 =5317 мм
Nsh = bshEsAs = 000022000001137 = 45480Н = 4548 кН
Mcrc = RbtserW - Nsh(esh+r)=1358135248 - 45480(23466- 50 + 5317) = 1660764=0166кНм
Mcrc =0166кНм Mn=8620 кНм - следовательно трещины образуются.
s=1-08McrcMnl=1-0801667469=09981
s=MnlzsAs=7469106265571137=24736 МПа Rs=355 МПа
zs=h0-xm3=300-10328 3=26557 мм
xm=h0SαS2+f'2+2SαS2+f'hf'2h0-SαS2+f'=30000172933+10262+200172933+1026502300-00172933+1026=10328 мм
acrc1=φ1φ2φ3ssEsls=1405101024736 20000033861=0293 мм03 мм
Условие acrc103 мм выполняется следовательно пересчет не требуется.
acrc2 - ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки.
где: значение относительных деформаций бетона при непродолжительном действии нагрузки b1red = 00015 по п. 5.1.19 [4]
Определение acrc3 - ширины раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и временной длительной нагрузки.
Непродолжительная ширина раскрытия трещин составит:
Расчёт плиты по прогибам
Полная кривизна для участков с трещинами в растянутой зоне определяется по формуле 7.3.8 [4]:
а полный прогиб плиты: где: - кривизна от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузки
Из расчёта acrc1: Ebred =Eb1= 5000МПа αs2 = 40 xm = 10328 мм.
Момент инерции приведённого сечения без учёта растянутого бетона:
где: - коэффициент ползучести бетона (приложение Е).
Кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки:
Из расчёта acrc2: Ebred =Eb1= 10000 МПа αs2 = 20 xm = 8470 мм.
Кривизна от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузки:
Из расчёта acrc2 (так как нагрузка носит непродолжительный характер): Ebred =Eb1= 10000 МПа αs2 = 20 xm = 10328 мм
Плита удовлетворяет требованиям таблицы 19 [2]:
а) эстетико-психологическим
Вывод: плита удовлетворяет требованиям по второй группе предельных состояний.
Расчёт сборного ригеля поперечной рамы
Для сборного железобетонного перекрытия требуется рассчитать сборный ригель используя данные и результаты расчёта плиты. Сетка колонн llк = 6357 м. Для ригеля среднего пролета необходимо построить эпюры моментов от нагрузки и его несущей способности.
Армирование ригеля выполнено двумя продольными каркасами с двухрядным расположением стержней и представлено на рисунке 8.
Рисунок 8 – Поперечное сечение ригеля
Ригель с двумя каркасами
Бетон тяжёлый класс бетона В25 коэффициент условий работы бетона b1 = 10. Расчётные сопротивления тяжёлого бетона класса В25 с учётом b1 равны: Rb = 10·145 = 145 МПа; Rbt = 10·105 = 105 МПа. Продольная и поперечная арматура – класса А300. Коэффициент снижения временной нагрузки k1=08.
Нагрузка на ригель собирается с грузовой полосы шириной lк = 57 м равной расстоянию между осями ригелей (по lк2 с каждой стороны от оси ригеля).
а) Постоянная нагрузка (с n = 10 и f = 11):
вес железобетонных плит с заливкой швов gn = 30 кНм2 принят по данной типовой серии ИИ 24-1 данных плит:
вес пола и перегородок
собственный вес ригеля сечением bh 04055 м (размеры задаются ориентировочно)
110405525 = 605 кНм;
Итого постоянная нагрузка g = 3911 кНм.
б) Временная нагрузка с коэффициентом снижения k 1 = 08 (с n = 10 и f = 12):
р = 1008121157 = 6019 кНм.
Полная расчётная нагрузка: q = g+p = 3911 +6019 =993 кНм.
Расчётные пролёты ригеля
При поперечном сечении колонн 400400 мм (hc = 400 мм) вылет консолей
с = 350 мм. Расчётные пролёты ригеля равны:
крайний пролёт 1 = 15hc2c = 63 15042035 = 5 м;
средний пролёт 2 = hc2c = 63042035 = 52 м.
Расчётные изгибающие моменты
В средних пролётах и на средних опорах
Отрицательные моменты в пролётах при pg = 60193911= 154:
в крайнем пролёте для точки «4» при = -0016
М4 = (g+p)1² = 001699855²= 3994 кНм;
в среднем пролёте для точки «6» при = 0019
М6 = (g+p)2² = 0019998552² = 5130 кНм;
Рисунок 9 – К расчету многопролетного ригеля: а – расчетные пролеты; б – расчетная схема с тремя вариантами загружения временной нагрузкой огибающая эпюра М и эпюра Q
Расчётные поперечные силы
QA=05ql1-MB-MAl1=059935-16882-124125=24825-894=23931 кН
QBЛ=05ql1+MВ-MАl1=059935+16882-124125=24825+894=25719кН
На опоре В справа и на средних опорах QBП = QC = 05q2 = 0599352 = 25818 кН.
Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям
Для арматуры класса A300 R = 0577. Ширина сечения ригеля b = 300мм. Высота ригеля определяется по моменту в крайнем пролёте M1 = 20802 кНм задаваясь значением = 035 R = 0577. Откуда αm = (1 – 05) = 035(1 – 05035) = 0289. Сечение рассчитывается как прямоугольное по формуле:
h = h0+a = 40565 + 45 = 45065 мм;
принимаем h = 550 мм (hпл+200мм) что соответствует предварительно принятой величине. Пересчёт нагрузки и усилий не требуется.
а) Крайний пролет. M1 = 20687кНм; b = 300мм; h = 550мм; а=75мм (предварительно) тогда h0 = h - a = 550 – 75 = 475мм (арматура расположена в два ряда по высоте).
Принята арматура 425A300 с АS = 1963 мм2 (+688%).
Недостаток площади продольной арматуры компенсирован избытком на опорах.
a = 30+272+602 = 735мм (где 30мм-толщина закладной детали к которой привариваются продольные стержни; 60мм - расстояние между стержнями диаметром 25 мм; 27мм-диаметр арматуры 25 по рифам) пересчёт а не требуется.
Проверка условия необходимого при расчёте статически неопределимых конструкций по методу предельного равновесия.
б) Крайняя опора. MA = -12412 кНм; а=70 мм (предварительно) тогда h0 = 480 мм (арматура расположена в один ряд).
принято 228 A300 с As = 1232 мм2 (+2008%). a = 80-3052 = 6475 мм (где 80мм - расстояние от верха ригеля до низа арматурного стержня) пересчёт не требуется.
в) Верхняя пролетная арматура крайнего пролета по моменту в сечении «4»
M4 = 3994 кНм; h0 = h - a = 550 - 35 = 515 мм (однорядная арматура).
принято 214 A300 с As = 308 мм2 (+311%).
Рисунок 10 – Расчетные сечения крайнего ригеля в пролете (а) и на опоре А (б)
г) Средний пролет. M2 = 16782кНм; b = 300мм; h = 550мм; а=70мм (предварительно) тогда h0 = h - a = 550 - 70 = 480 мм (арматура расположена в два ряда по высоте).
принято 422 A300 с As = 1520 мм2 (+682%).
a = 30 + 242 + 602 = 72мм (где 30мм - толщина закладной детали к которой привариваются продольные стержни; 24мм-диаметр арматуры 22 по рифам) пересчёт а не требуется.
д) Средняя опора. MB = MC = M = 16782 кНм; b = 300 мм; h = 550 мм; а=65 мм (предварительно) тогда h0 = h - a = 550 - 65 = 485 мм (арматура расположена в один ряд).
принято 232 A300 с As = 1609 мм2 (+1425%) a = 80 – 3452 = 6275 мм что соответствует ранее принятому значению.
е) Верхняя пролетная арматура среднего пролета по моменту в сечении «6»
M6 = -5130 кНм; b = 300 мм; h = 550 мм; h0 =h - a = 550-35=515мм (однорядная арматура).
принято 216 A300 с As= 402 мм2 (+651%)
Определение площади поперечного сечения поперечной арматуры на отрыв
Нагрузка на ригель приложена в пределах высоты его сечения. Поэтому необходима дополнительная вертикальная (поперечная) арматура площадь которой определяется расчётом на отрыв. Отрывающая нагрузка приходящаяся на 1пм длины ригеля и передающаяся через его полки на среднюю часть равна (без учёта нагрузки от собственного веса ригеля и нагрузки на его ширине равной 03м):
qотр=q(l-03)l=(1881+1425+6019)(57-03)57=8834 кНпм
где: 03м - ширина поперечного сечения ригеля.
Asотр=qотрRs=8834103270=32718мм2пмригеля
Так как шаг поперечных хомутов Sw меньше 1000 мм площадь Asотр будет уменьшаться пропорционально AsотрSw1000.
Расчет среднего ригеля на прочность по наклоннымсечениям на действие поперечных сил
В крайнем и средних пролётах ригеля устанавливаются по два плоских сварных каркаса с односторонним расположением рабочих продольных стержней. Наибольший диаметр продольных стержней на средней опоре d = 32 мм.
Во всех пролетах поперечные стержни приняты 10 А300 (Аsw1 = 785 мм2) которые удовлетворяют требованиям обеспечения качественной сварки. Количество поперечных стержней в нормальном сечении равно числу плоских сварных каркасов в элементе то есть
QBП=Qc=25818 кН h =550мм h0=485 мм b =300мм.
q1=g+P2=3911+60192=6921 кНм
Исходя из условий сварки принимаем поперечную арматуру 10А300 (324=8мм10мм) с шагом Sw1 = 175мм (Sw1≤ 05 Sw1≤300мм)
Sw1=175 ммSmax=Rbtbh02QBП=1053004852258180=28699 мм
Проверка прочности наклонной сжатой полосы:
QBП=Qc=25818 кН03Rbbh0=03145300485=632925Н=63293кН
- прочность сжатой полосы обеспечена.
Проверка прочности наклонного сечения:
qsw1=Rsw(Asw-Asотр)Sw1=215(2785-327181751000)175=12254 Нмм(кНм)
Поскольку qsw1=12254 Нмм > 025Rbtb = 025105300 =7875Нмм - хомуты полностью учитываются в расчете и Мb определяется по формуле:
Mb=15Rbtbh02=151053004852=11114106 кН·м.
Поскольку qsw1Rbtb=12254105300=0392 значение С определяется по формуле:
С=Mbq1=111141066921=1267мм3h0=3485=1455 мм.
Принято: С = 1267мм C0 = 2h0 =2·485 = 970 мм.
Qsw1=075qsw1C0=07512254970=8915 кН;
Qb=MbC=111141267=8772 кН;
Q=QBП-q1C=25818-69211267=17049 кН
Qb+Qsw1=8772+8915=17687 кН(+37%).
Прочность наклонного сечения обеспечена. При шаге Sw1 = 200мм прочность наклонного сечения не обеспечивается (-992%) поэтому корректировка шага поперечных стержней Sw1 не требуется.
Определение длины приопорных участков среднего ригеля
В середине пролёта ригеля предварительно принимаем dsw2 = 10 мм Sw2 = 300мм (Sw2≤ 075 h0 = 075480 = 360 мм; Sw2 ≤ 500 мм) арматура класса А300.
qsw2=Rsw(Asw-Asотр)Sw2=215(2785-327180310)300=4217 Нмм(кНм)
qsw=075qsw1-qsw2=07512254-4217=10716Нмм.
Так как qsw=10716>q1=6921Нмм.
Длина приопорных участков определяется по формуле [3]:
l1=Qmax-(Qb min+15qsw2h0)q1-2h0
Qb min= 05Rbtbh0 = 05105300480 = 7560 кН
Qmax = QBП = 25818 кН
l1=Qmax-(Qb min+1.5qsw2h0)q1-2h0=25818-(7560+1542170480)6921-20480=124 м
Рисунок 11 – К определению l1 графическим методом в среднем ригеле
По бльшему значению принимаем l1 = 1839 мм.
Обрыв продольной арматуры в среднем ригеле.Построение эпюры несущей способности ригеля
В целях экономии до 50% продольной арматуры её можно обрывать там где она уже не нужна. Для определения места обрыва продольной арматуры строится огибающая эпюра изгибающих моментов от внешних нагрузок и эпюра несущей способности сечений ригеля Mult. Моменты от внешней нагрузки в пяти точках огибающей эпюры определяются по формуле:
Расчётные моменты эпюры несущей способности в каждом сечении равны:
As - площадь арматуры в рассматриваемом сечении ригеля.
Место фактического обрыва стержней отстаёт от теоретического на расстояние W принимаемое не менее величины:
где: Q qsw и d - соответственно поперечная сила поперечное усилие в поперечных стержнях и диаметр обрываемого стержня в месте его теоретического обрыва. По всей длине ригеля должно соблюдаться условие: .
Подсчёт моментов при отношении pg=60193911=154.
q=g+p =3911+6019=993 кНм сведён в таблицу 1.
Значение коэффициента для определения отрицательных моментов принято по интерполяции.
Таблица 1 Изгибающие моменты М в среднем ригеле
Средний пролет «5 10»
M = q l22 = 993 522 = 268507 (кНм)
Положительные моменты
Отрицательные моменты
Нулевые точки эпюры положительных моментов располагаются на расстоянии 015l2 = 052 м от грани левой опоры и 0125l2 = 065 м от грани правой опоры.
На положительный момент М2 = 16782 кНм была принята арматура 422 A300 с As = 1520 мм2.
x2=RsAsRbb=2701520145300=9434 мм
Mult=RsAsh0-05x=2701520480-059434=17763 кН·м
Ввиду убывания положительного момента к опорам 222 А300 обрываются в пролёте.
Момент Мult отвечающий оставшейся 222 А300 будет равен:
На момент МB = МC была принята арматура 232 А300
На отрицательный момент в пролёте М6 была принята арматура 216 А300
Обрываемые опорные стержни заводятся за место теоретического обрыва на величину W. Расстояние от опорных стержней до мест теоретического обрыва стержней а(12) и значение Q(12) определяется из эпюры графически по рисунку 15.
Из расчёта ригеля на прочность по поперечной силе h01=480 мм h02=485 мм.
Значения W будут (см. рис.15):
- для пролётных стержней 222 А300:
- для опорных стержней 232 А300:
Принято W1=650 мм; W2=800 мм.
Рисунок 12 – Огибающая эпюра моментов и «эпюра несущей способности» среднего ригеля
Расчёт сборной железобетонной колонны
Расчёт колонны на сжатие
Колонна принимается двухэтажной разрезки. Сечение колонны на всех этажах постоянное - 400×400мм.
Диаметры угловых стержней в сечении колонны при Hэт=42м должны быть не менее 20мм (из условий ванной сварки).
Нагрузка на внутреннюю колонну собирается с грузовой площади:
= l×lк = 63×57 = 3591 м2. Подсчёт нагрузок сводится в таблицу 2.
Длительная составляющая временной нагрузки на перекрытие и снеговой нагрузки на покрытие равна 80% (коэффициент 08).
Собственный вес колонны длиной 42 м с учётом веса двухсторонней консоли и коэффициента γn = 10 будет:
нормативный – 10[040442 + (0307 + 035035)04]25=2012 кН
расчётный - 112012= 2213 кН.
Расчет колонны первого этажа
Бетон тяжёлый класса В 20 арматура класса А400.
А. При сплошном загружении временной нагрузкой расчет колонны производится в сечении 1.
- От кратковременного действия всей нагрузки которая равна сумме нагрузок от покрытия двух перекрытий и трех этажей колонны.
N = 33323+ 2 65769+ 3 2213 = 1715 кН
Рисунок 13 – К расчету сборной железобетонной колонны
Таблица 2 - Подсчёт нагрузок на колонну
Расчетная нагрузка кН
(ковер утеплитель стяжка и т.д.)
Вес железобетонной конструкции покрытия с учётом веса ригеля 100кНм2
Временная нагрузка в IV снеговом районе
От междуэтажных перекрытий
Конструкция железобетонного перекрытия с учётом веса ригеля (1кНм2)
Временная нагрузка с коэф. снижения К3=085
- От длительного действия постоянной и длительной части полезной нагрузки:
Б. При полосовом загружении временной нагрузкой перекрытия над первым этажом в сечении 2 – 2
За расчетное принимается верхнее сечение колонны первого этажа расположенное на уровне оси ригеля перекрытия. Расчет выполняется на комбинацию усилий Мmax - N отвечающую загружению временной нагрузкой одного из примыкающих к колонне пролетов ригеля перекрытия первого этажа к сплошному загружению остальных перекрытий и покрытия.
Временная нагрузка на перекрытие первого этажа собирается с половины грузовой площади. Расчётная продольная сила N в расчетном сечении колонны с учетом собственного веса двух её верхних этажей расположенных выше рассматриваемого сечения.
N = 33323+ 2 65769 - 402912+ 2 2213 = 149142 кН
Nl = 9103 + 15602 + 08 8618 + 2 (15602 + 9876 + 08 40291) – 08 402912+ +22213 =135331 кН
Расчётный изгибающий момент определяется из рассмотрения узла рамы. Величина расчётной временной нагрузки на 1 п.м. длины ригеля с учётом коэффициента снижения k2 = 08 будет:
Р = k2 γn Роn lk = 08 10 12 11 57 = 6019 кНпм
Расчётные высоты колонны будут:
где: y0- расстояние до центра тяжести сечения;
- второго этажа Н2 = Нэт = 42 м
Линейные моменты инерции:
- колонн первого этажа
- колонн второго этажа
Площадь поперечного сечения
А = 320 550 + 2 160 100 + 2 · · 160 100 = 224000 мм2
S = 320 550 275 + 2 160 100 150 + 2 160 100 23 100 = 5533333333 мм2
Расстояние до центра тяжести сечения до нижней грани ригеля
Рисунок 14 – К определению геометрических характеристик ригеля
а – фактическое сечение; б – расчетное сечение
Момент инерции расчётного сечения
Изгибающий момент в сечении 2-2 колонны
от расчётных нагрузок
от длительно действующих расчётных нагрузок
Изгибающий момент в сечении 1-1 (на обрезе фундамента)
от нормативных нагрузок
Для класса бетона В20 Rb = 115 МПа модуль упругости Eb = 27500 МПа.
Для продольной арматуры класса А 400
Рисунок 15 – К определению усилий в средней колонне
Значение М не корректируется
моменты внешних сил относительно центра тяжести сжатой арматуры:
В первом приближении принято = 0008
=7041012(0014689464+0005709375)=1436078271013Нмм2
Расчётный изгибающий момент:
М = М = 11913918 = 4666 кНм
Необходимая площадь арматуры определяется следующим образом:
Так как αn=0926>R=0531 определяется по формуле:
Так как коэффициенты армирования предварительно принятые и полученные значительно отличаются друг от друга производится пересчёт площади поперечного сечения.
=7041012(0014689464+0001378125)=11311582671013Нмм2
М = М = 12553918 = 4917 кНм
Так как коэффициенты армирования предварительно принятые и полученные незначительно отличаются друг от друга пересчёт площади поперечного сечения не производится.
По большему из полученных значений: Astot=18466мм2 Astot=18231мм2 Astot=AS+AS=2·17290=34580мм2 и Astot=2·Asmin=2·b·h0·min=200015·400·350=420 мм2 принята арматура 420 А400 с Astot = 1256 мм2.
Принятую продольную арматуру пропускаем по всей длине рассчитываемой монтажной единицы без обрывов. Колонна армируется сварным каркасом из арматуры диаметром 6 мм класса А240 с шагом S = 300мм.
Расчёт колонны на поперечную силу
Поперечная сила в колонне равна:
Поскольку Q постоянна по высоте колонны С = Сmax= 3h0 =3350=1050мм H1 = 390м
Nb = Rb·A+RSC· Astot =1154002+ 355·1256= 2300080 Н=230008 кН > N = 149142кН
Qbmin = 05Rbtbh0 = 0509400350 = 63000Н = 630кН > Q = 1808 кН
Прочность по наклонному сечению обеспечена.
Поперечная арматура принимается по конструктивным требованиям то есть 6 А240 с шагом Sw = 300мм (Sw 025d и Sw15d).
Расчёт по бетонной полосе между наклонными сечениями:
Q=1423 кН03Rbbh0φn1=031154003500703 = 339549 Н = 33955кН
Прочность по бетонной полосе обеспечена.
Расчёт консоли колонны
Выполняется также из тяжелого бетона класса В20 имеем расчетное сопротивление бетона Rb=115 МПа Rbt=09 МПа модуль упругости бетона Еb=27500 МПа. Продольная арматура выполняется из стали класса A400 с расчетным сопротивлением Rs=355 МПа. Поперечное армирование консолей выполняется в виде горизонтальных двухветвевых хомутов из стержней диаметром 10мм класса А240. Модуль упругости поперечных стержней Еs=200000МПа. Консоль воспринимает нагрузку от опорной реакции ригеля QВП=25818кН которая является максимальной.
Максимальная расчётная поперечная сила передаваемая на консоль составляет:
Принимаем вылет консоли lc=350 мм высоту сечения консоли в месте примыкания ее к колонне h=650мм. Угол наклона сжатой грани консоли к горизонту . Рабочая высота опорного сечения консоли: h0=h-a=650-50=600 мм.
Расстояние от приложения силы Q до опорного сечения консоли будет:
a= lc-lsup2=350-2902=205мм.
Размеры сечения консоли должны удовлетворять условию прочности на действие поперечной силы:
то в расчёт принимаем
- размеры консоли достаточны.
Определение площади продольной арматуры Аs.
Момент в опорном сечении взятый с коэффициентом 125 равен:
М=125Qа=125258180205=6616кНм.
Площадь сечения арматуры будет равна: мм2.
Принимаем 216 A400 с АS=402 мм2 (+1648%).
Рисунок 16 – К расчету консоли
Расчёт консоли по СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции
Высота сечения у свободного края h1=650-350=300 мм > h3=200 мм. Рабочая высота опорного сечения консоли h0= h – a = 650 - 50=600 мм. Поскольку lc=35009h=585мм консоль короткая.
Проверяем прочность бетона на смятие под опорной площадкой:
МПа Rb=115 МПа прочность на смятие обеспечена
Проверяем условие прочности по наклонной сжатой полосе:
Принимаем шаг хомутов Sw=150 мм (Swh4 и ≤150мм) 6 А240
Проверяем условие прочности:
прочность обеспечена.
СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения: утв. Государственным комитетом Российской федерации по строительству и жилищно-коммунальному комплексу от 30.06.2003: взамен СНиП 2.03.01-84: взамен СНиП 2.03.01-84дата введения 01.03.2004.-М.:ГУН НИИЖБ2004.-26с.
СП 52.101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры: утв. Государственным комитетом по строительству и жилищно-коммунальному комплексу взамен СНиП 2.03.01-84: взамен СНиП 2.03.01-84дата введения 01.03.2004.-М.:ГУН НИИЖБ2004.-55с
Ишаков В. И. Киселёв Расчёт железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания. Учебное пособие. Изд.2-е перераб. и доп. Н. Новгород гос.-архит-строит. Ун-т 2001-16с
СНиП 2.01.07-85.Нагрузки и воздействия: утв. Госстроем России 29.05.2003: 84дата введения 01.01.87.-М.:ГУП ЦПП2003.-44с
Нифонтов А.В. Расчёт монолитного железобетонного перекрытия многоэтажного производственного здания [Текст]: методические указания А.В. Нифонтов В.В. Малышев; ННГАСУ. Н. Новгород.: Полиграф. центр ННГАСУ 39с.

алалал.frw

7.cdw

2.cdw

огиб эпюра.frw