Проектирование железобетонного промышленного здания (Вариант БС1-16 008)

Proekt_ЖБ.dwg

Габарит опорного мостового
крана грузоподъемностью 50 т
Три дополнительных слоя рубероида
Обмазочная пароизоляция
Жесткие минераловатные плиты
Цементно-песчаный раствор М50
втопленый в битумную мастику
Четырехслойный рубероидный ковер ГОСТ 10923-93
КП-02069964-270800.62-10
Фрагмент плана отделочных работ 1-го этажа
Фрагмент расположения панелей 1-го этажа
Схема расположения панелей на второстепенном фасаде
Десткий сад-ясли на 280 мест
Железобетонные безраскосные фермы
Крестовые вертикальные связи
Стяжка из цементно-песчаного раствора М50
Схема армирования ребристой плиты П1 М1:20
Ср-2 S3Вр500-4004Вр500-110; 55*533
Ср-1 S3Вр500-4004Вр500-110; 85*533
Схема армирования ригеля Р1 М1:20
КП-02069964-270800-СК-18
КП-02069964-08.03.01-861-18
План монолитного перекрытия М1:200
КП-02069964-08.03.01-867-19
Курсовой проект N 1 по
Основные несущие железобетонные
железобетонным конструкциям
конструкции здания в монолитном
План сборного перекрытия М1:200
Центрирующая прокладка
Распределительный лист
Ср-3 S5Вр500-505Вр500-50;
Конструкция фундамента М 1:20
С-5 S20А400-20020А400-200; 500*500
Ср-2 S3Вр500-3505Вр500-125; 74*565
Ср-1 S3Вр500-3505Вр500-125; 104*585
Ср-1 S3Вр500-3505Вр500-125; 104*540
Слой цементно-песчаного р-ра
керамическая плитка 13
Бетон замоноличивания В30
Стык ригеля с колонной
Схема армирования ригеля Р2 М1:20
КП-02069964-08.03.01-872-19
конструкции здания в сборном

ЖБ.docx

МИНИСТЕРСТВО НАУКИ И ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ
РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ БЮДЖЕТНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ
Кафедра «Промышленное и гражданское строительство»
по дисциплине «Железобетонные конструкции»
на тему: «Проектирование железобетонного промышленного здания»
Направление: 08.03.01 Строительство
Заведующий кафедрой
Индивидуальные исходные данные2
План и разрез здания3
Расчет сборного железобетонного перекрытия здания4
1 Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия4
2 Расчет ребристой плиты с напрягаемой арматурой по предельным состояниям первой группы4
2.3 Выбор бетона и арматуры. Определение расчетных характеристик материалов8
2.5 Расчет полки плиты на местный изгиб11
2.6 Расчет прочности ребристой плиты по сечению наклонному к продольной оси13
3 Расчет ребристой плиты по предельным состояниям второй группы18
3.1 Вычисление геометрических характеристик сечения18
3.2 Определение потерь предварительного напряжения арматуры20
3.4 Расчет прогиба сборной плиты25
4 Расчет и конструирование трехпролетного неразрезного ригеля28
4.2 Определение опорных моментов по грани колонны34
4.3 Характеристики прочности бетона и арматуры35
4.4 Определение высоты сечения ригеля35
4.5 Подбор сечений арматуры в расчетных сечениях ригеля36
4.6 Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси.37
4.7 Конструирование арматуры ригеля39
2 Определение продольных сил от расчетных нагрузок в сечениях колонны первого этажа47
3 Определение изгибающих моментов в сечениях колоны48
от расчетных нагрузок48
4 Выбор бетона и арматуры. Определение расчетных характеристик материалов49
5 Расчет прочности колонны первого этажа49
6 Расчет консоли колонны52
7 Конструирование арматуры колонны54
Проектирование фундамента под колонну55
1 Расчет фундамента56
Список использованных источников и литературы62
ИНДИВИДУАЛЬНЫЕ ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ
Нормативная величина временной длительной нагрузки на перекрытие: 7 кНм2
Тип плиты перекрытия: Ребристая
Класс тяжелого бетона по прочности на сжатие
-Для ригелей перекрытия: В30
-Для колонн первого этажа: В35
Класс Прочности бетона на сжатие для плиты перекрытия: В20
Класс предварительно напрягаемой арматуры плиты перекрытия: А VI
пролет в метрах – 57
Число этажей в здании 5
Расчетное Давление на грунт основания 025 МПА
Минимальная глубина заложения фундамента 23 м
ПЛАН И РАЗРЕЗ ЗДАНИЯ
Рис.1.1 план с раскладкой плит перекрытия в осях А-Д и разрез проектируемого здания.
РАСЧЕТ СБОРНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ПЕРЕКРЫТИЯ ЗДАНИЯ
1 КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ СБОРНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
Здание имеет размеры в плане 216 60 м и сетку колонн 6 72 м. Принимаем продольное расположение ригелей. Пролет ригелей – 72 м шаг ригелей – 6 м. Плиты перекрытий - ребристые предварительно напряженные. Ширина основных плит – 12 м ширина дополнительных плит – 1 м.
Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия показана на рис.1.1
2 РАСЧЕТ РЕБРИСТОЙ ПЛИТЫ С НАПРЯГАЕМОЙ АРМАТУРОЙ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ ПЕРВОЙ ГРУППЫ
Для определения расчетного пролета плиты предварительно задаемся размерами сечения ригеля:
×720 ≤ b ≤ 05×720; b=35 см
Расчетный пролет плиты принимаем равным расстоянию между осями ее опор. При опирании на ригель поверху расчетный пролет плиты (рис.2.2) равен
Рис.2.2. Расчетная схема плит и эпюры M и Q.
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в таблице 2.1.
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности по нагрузке
ребристая жб плита (с заливкой швов)
Временная (по заданию):
2.1 Определение усилий от расчетных и нормативных нагрузок
Расчетная нагрузка на 1 м длины при ширине плиты 1 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания :
постоянная – g=635*12*095=724 кНм;
полная – g+v=2855*12*095=3255 кНм;
Нормативная нагрузка на 1 м длины при ширине плиты 1 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания :
постоянная – g=55*12*095=627 кНм;
полная – g+v=24*12*095=2736 кНм;
полная длительная –1845*12*095=2103 кНм;
кратковременная-555*12*095=633 кНм;
Изгибающий момент от расчетной нагрузки в середине пролета:
Поперечная сила от расчетной нагрузки на опоре:
Усилия от нормативной полной нагрузки:
Изгибающий момент от нормативной полной длительной нагрузки:
Изгибающий момент от нормативной полной кратковременной нагрузки:
2.2 Назначение размеров сечения плиты
Высота сечения предварительно напряженной плиты:
Рабочая высота сечения:
Ширина продольных ребер внизу - 8 см вверху - 10 см.
Ширина верхней полки 116 см толщина - 6 см.
В расчетах по первой группе предельных состояний расчетное сечение тавровое (рис.2.3.б):
Расчетная толщина сжатой полки таврового сечения .
Расчетная ширина ребра .
при этом в расчет вводится вся ширина полки .
Рис.2.3. - Поперечные сечения ребристой плиты:
а - основные размеры мм; б - к расчету по прочности;
в - к расчету по образованию трещин.
2.3 Выбор бетона и арматуры. Определение расчетных характеристик материалов
Ребристая предварительно напряженная плита армируется стержневой арматурой класса A1000 с электротермическим натяжением на упоры форм. Изделие подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении.
Бетон тяжелый класса B35:
нормативное сопротивление бетона сжатию МПа;
где – расчетное сопротивление бетона сжатию для предельных состояний второй группы.
расчетное сопротивление бетона сжатию для предельных состояний первой группы МПа;
коэффициент условий работы бетона
– при длительном действии нагрузки
– при кратковременном действии нагрузки
нормативное сопротивление при растяжении МПа;
расчетное сопротивление при растяжении МПа;
начальный модуль упругости МПа.
Передаточная прочность бетона Rbp устанавливается так чтобы Rbp ≥ 15 Мпа и Rbp ≥ 05B. Принимаем Rbp=07*B=07*35=245 Мпа
Для напрягаемой арматуры класса A1000:
нормативное сопротивление растяжению МПа.
расчетное сопротивление растяжению МПа;
Предварительное напряжение арматуры принимается равным
sp = 07Rsn = 071000 = 700 МПа.
Рекомендуется назначать sp с учетом допустимых отклонений р так чтобы выполнялись условия:
sp + р 09* sp - р > 03*Rsser.
Значение р при электротермическом способе натяжения арматуры определяется по формуле (в МПа): р = 30 + 360l. l - длина натягиваемого стержня м.
Проверяем выполнение условий если
р = 30 + 3606 = 90 МПа:
sp + р = 700 + 90 = 790 09Rsser =091000 = 900 МПа
sp - р = 700 – 90 = 610 > 03Rsser = 031000 = 300 МПа.
Условия выполняются.
Значение предварительного напряжения в арматуре вводится в расчет с коэффициентом точности натяжения арматуры sp.
Коэфициент sp принимают равным:
- при благоприятном влиянии предварительного напряжения
- при неблагоприятном влиянии предварительного напряжения
При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимается sp = 11
при расчете по прочности плиты sp = 09
Предварительное напряжение с учетом точности натяжения
sp = 09700 = 630 МПа.
2.4 Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси
Максимальный изгибающий момент от расчетной нагрузки .
Расчетное сечение тавровое с полкой в сжатой зоне (рис.2.2 б). Предполагаем что нейтральная ось проходит в полке шириной .Вычисляем коэффициент αm:
Находим соответствующие значения коэффициентов и :
Высота сжатой зоны нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки.
При подборе напрягаемой арматуры когда неизвестно значение потерь sp принимаем отношение .
При классе арматуры А1000 и граничная относительная высота сжатой зоны бетона .
сжатой арматуры не требуется.
Определяем граничную относительную высоту сжатой зоны бетона при - условие соблюдается следовательно расчетное сопротивление напрягаемой арматуры допускается умножать на коэффициент условия работы
Принимаем так как .
Вычисляем площадь сечения напрягаемой растянутой арматуры:
Принимаем 2∅20А1000 с .
Толщина защитного слоя составляет:
ab=a-d2=30-202=20 мм.
Проверяем процент армирования:
2.5 Расчет полки плиты на местный изгиб
Полка плиты работает на местный изгиб как частично защемленная на опорах плита пролетом равным расстоянию в свету между ребрами. Расчетный пролет при ширине ребер вверху 10 см составит:
Расчетная нагрузка на 1 м полки может быть принята такой же как и для плиты (табл. 2):
Рис.2.4 К расчету полки плиты на местный изгиб расчетная схема полки и изгибающие моменты.
Изгибающий момент для полосы шириной 1 м определяется с учетом перераспределения усилий:
Арматура на 1 м полки подбирается как для изгибаемого элемента прямоугольного сечения с одиночным армированием.
Рабочая высота сечения полки .
Полка армируется сетками из арматуры класса Вр500 .
Вычисляем коэффициент :
Определяем площадь рабочей арматуры в полке на 1 м длины:
Принимаем сетку с рабочей арматурой 85Вр500 с шагом 125 мм площадь рабочей арматуры на 1 м .
Марка сетки С-1 с поперечной рабочей арматурой
Сетка С1 располагается между продольными ребрами по низу полки с подъемом над поперечными ребрами. Над продольными ребрами по всей их длине устанавливаются сетки С2 их заводят в полку на длину не менее мм и не менее размера ячейки сетки равной 350 мм. Принимаем ширину сетки С-2700 мм. С учетом свободных концов сетки равна 740 мм.
Марка дополнительной сетки С-2 с поперечной рабочей арматурой
2.6 Расчет прочности ребристой плиты по сечению наклонному к продольной оси
Поперечная сила от расчетной нагрузки
Расчетные сопротивления бетона при продолжительном действии нагрузки (с учетом ) :
Для обеспечения прочности на сжатие бетона в наклонной полосе между наклонными трещинами в предварительно напряженных изгибаемых элементах с поперечной должно соблюдаться условие:
где – коэффициент учитывающий влияние сжимающих напряжений арматуры. Допускается определять по формуле:
где – усилие обжатия от предварительно напрягаемой арматуры расположенной в растянутой зоне.
- площадь бетонного сечения без учетов свесов сжатой полки
- для тяжелого бетона
Вычисляем величину внутреннего усилия:
следовательно прочность плиты по бетонной полосе между наклонными трещинами обеспечена и размеры сечения ребер достаточны.
Проверим необходимость расчетной поперечной арматуры в продольных ребрах плиты:
Минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном:
Принимаем проекцию наклонного сечения . Определяем поперечную силу в нормальном сечении проходящем на расстоянии от опоры:
Прочность плиты не обеспечена и требуется поперечная арматура в ребрах.
Предварительно принимаем поперечные стержни 5 класса Вр500 с при двух каркасах в сечении (по одному в ребре). Площадь арматуры
Шаг поперечных стержней на опоре назначается из условия:
Принимаем 150 мм (кратно 50 мм)
Шаг поперечных стержней в средней части длиной 12 пролета назначается из условий:
Проверяем прочность наклонных сечений из условия:
Поперечную силу воспринимаемую бетоном определяем по формуле:
принимаем не более и не менее
Поперечная сила воспринимаемая поперечной арматурой определяется по формуле:
Значения и в наклонном сечении зависят от длины проекции наклонного сечения. При увеличении c значение уменьшается а увеличивается. Необходимо подобрать такое расчетное наклонное сечение в котором несущая способность наименьшая.
Интенсивность поперечного армирования для принятого диаметра и шага поперечных стержней:
Для обеспечения прочности по наклонному сечению на участке между соседними хомутами необходимо выполнение условия:
Находим длину проекции наклонного сечения:
Длина проекции наклонного сечения на которой учитывается работа поперечной арматуры принимается не более c; и не более .
Определяем поперечную силу воспринимаемую поперечной арматурой в наклонном сечении:
Вычисляем поперечную силу воспринимаемую бетоном:
Определяем несущую способность расчетного наклонного сечения по поперечной силе:
Поперечная сила в конце расчетного наклонного сечения:
Прочность расчетного наклонного сечения обеспечена. Окончательно принимаем стержни 5 мм класса Вр500 с шагом 100 мм на приопорных участках длиной м. На остальной части пролета шаг поперечных стержней 200 мм.
Поперечные стержни рёбер объединяют в плоский каркас КР-1 специальными монтажными продольными нижними стержнями 10 мм А400 и верхними 5 мм Вр500. В каждом продольном ребре ставится по одному каркасу КР-1.
Рис.2.5. Армирование ребристой плиты.
3 РАСЧЕТ РЕБРИСТОЙ ПЛИТЫ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ ВТОРОЙ ГРУППЫ
К расчетам по второй группе предельных состояний относят расчет трещиностойкости и перемещений элементов. Трещиностойкостью элементов называют сопротивление образованию трещин в стадии I и сопротивление раскрытию трещин в стадии II напряженно-деформированного состояния. К трещиностойкости конструкций предъявляются требования соответствующих категорий в зависимости от условий в которых они работают и от вида применяемой арматуры:
-я категория – не допускает образование трещин;
-я категория – допускает ограниченное по ширине непродолжительное раскрытие трещин при условии обеспечения их последующего надежного закрытия;
-я категория – допускает ограниченное по ширине непродолжительное и продолжительное раскрытие трещин.
При эксплуатации конструкции в закрытом помещении и применении стержневой арматуры класса А1000 к трещиностойкости предъявляются требования 3-й категории.
Предельно допустимая ширина раскрытия трещин из условия обеспечения сохранности арматуры: непродолжительная – acrcu продолжительная – acrcult = 02 мм (согласно п.8.2.6 СП 63.13330.2012 или прил.5.).
3.1 Вычисление геометрических характеристик сечения
Что бы определить напряжения в сечениях предварительно напряженных железобетонных элементов и стадии I до образования трещин рассматривают приведенное сечение в котором площадь сечения арматуры заменяют эквивалентной площадью сечения бетона. Исходя из равенства деформация арматуры и бетона приведение выполняют по отношению модулей упругости двух материалов α = EsEb [1-3].
Отношение модулей упругости
α = EsEb = 20000034 500 = 58
Площадь приведенного сечения (см.рис.4в)
Аred = A + α Asp = (116 * 6 + 16 * 29) + 58 * 628 = 11964 см2
где А – площадь сечения бетона см2.
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани (оси 1-1)
Sred = Σ Aiyi = 116 *6* 32 + 16 * 29 * 145 + 58 * 628 * 30 =2910927 см3.
где A yi – расстояние от центра тяжести i-й части сечения до оси 1-1 ( до нижней грани сечения).
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани(см.рис.4в)
y0 = SredAred = 2910927 11964 = 2433 см.
Момент инерции приведенного сечения относительно оси проходящей через центр тяжести приведенного сечения
Ired = Σ[Ii + Ai (y0 – yi)2]
где Ii – момент инерции i-й части сечения относительно оси проходящей через центр тяжести этой части сечения.
Момент сопротивления приведенного сечения по нижней грани
Wred = Iredy0 = 2433 = 562923 см3
Wred = Ired(h – y0) = (35 – 2433) = 128359 см3.
Расстояние от ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны до центра тяжести приведенного сечения
r = Ired(Ared y0) = WredAred = 562923 11964 = 47 см
наименее удаленной –
rinf = WredAred = 128359 11964 = 1073 см.
Упругопластический момент сопротивления приведенного сечения по растянутой зоне в стадии эксплуатации
Wpl = γ Wred = 13 *562923 = 7318 см3.
Здесь коэффициент γ учитывает влияние неупругих деформаций бетона растянутой зоны γ = 13 для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента
Wpl = Wred γ = 115 *128359 = 147613 см3.
Здесь γ = 115 для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при bf b > 2 и hf h 02.
3.2 Определение потерь предварительного напряжения арматуры
Расчет потерь производится в соответствии с п.9 СП 63.13330.2012 коэффициент точности натяжения арматуры при этом γsp = 1.
При электротермическом способе натяжения арматуры на упоры следует учитывать:
а) первые потери – от релаксации предварительных напряжений в арматуре;
б) вторые потери – от усадки и ползучести бетона.
Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения для арматуры классов А 600 – А 1000
Здесь sp принимается без потерь в МПа.
По агрегатно-поточной технологии изделие при пропаривании нагревается вместе с формой и упорами поэтому температурный перепад между ними равен нулю и следовательно sp2 = 0.
Потери от деформации формы sp3 и анкеров sp4 при электротермическом
Таким образом сумма первых потерь равно sp(1) = sp1 = 21 МПа.
Определяем усилие предварительного обжатия бетона с учетом первых потерь:
P(1) = Asp(sp + sp(1)) = 628 * (700 – 21) * 100 = 426 412 Н.
Усилие P(1) приложено по линии проходящей через центр тяжести напрягаемой арматуры. Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного сечения
eop = y0 – a = 2433 – 3 = 2133 см.
Максимальное сжимающее напряжение в бетоне при обжатии на уровне крайнего сжатого волокна без учета момента от собственного веса плиты определяется по формуле
bp = P(1) Ared + P(1)eopy0 Ired
= 426412119640 + 426412*213*243 =1966 МПа.
Передаточная прочность бетона
Rbp = 07*B = 07*35 = 245 МПа.
Напряжения в бетоне bp при передаче усилия предварительного обжатия P(1) определяемого с учетом первых потерь не должны превышать 09 Rbp.
bp = 1966 МПа 09 * Rbp = 09 * 245 = 2205 МПа
т.е. требование п.9.1.11 СП 63.13330.2012 выполняется.
Определяем вторые потери напряжений согласно п. 9.1.8 и п. 9.1.9 СП 63.13330.
Потери от усадки бетона sp5 подвергнутого теплой обработке при атмосферном давлении определяют по формуле
где bsh – деформации усадки бетона значения которых можно приближенно принимать в зависимости от класса бетона равными:
002 – для бетона классов В35 и ниже;
0025 – для бетона класса В40;
003 – для бетонов классов В45 и выше.
sp5 = 085 * 00002 * 200000 = 34 МПа.
Потери от ползучести бетона sp6 определяются по формуле
где – коэффициент ползучести бетона определяемый согласно п. 6.1.16 СП 63.13330.2012;
- напряжения в бетоне на уровне центра тяжести рассматриваемой j-й группы стержней напрягаемой арматуры;
ysj – расстояние между центрами тяжести сечения рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры и приведенного поперечного сечения элемента;
- площадь приведенного сечения элемента и ее момент инерции относительно центра тяжести приведенного сечения;
- коэффициент армирования равный Аspj A где А и Аspj – площади поперечного сечения элемента и рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры соответственно.
Для бетона подвергнутого тепловой обработке потери вычисляют по последней формуле с умножением получаемого результата на коэффициент равный 085.
Значение коэффициента ползучести бетона принимают в зависимости от условий окружающей среды ( относительной влажности воздуха) и класса бетона по таблице 6.12 СП 63.13330.2012. Для тяжелого бетона класса В30 и относительной влажности воздуха 40-75%:
Вычисляем сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия обжатия Р(1) и с учетом изгибающего момента от веса плиты:
М = (30 * 12) * 58752 8 = 1553 кН*м.
= P(1) Ared + (P(1) * eop – M)*eop Ired = [426412 11964 +
+ (426412 *2133 - 1553000)*2133 ] (100) = 1531 МПа.
Коэффициент армирования
С учетом тепловой обработки
Вторые потери составляют
При проектировании конструкций полные суммарные потери для арматуры расположенной в растянутой при эксплуатации зоне сечения элемента (основной рабочей арматуры) следует принимать не менее 100 МПа.
Следовательно требование п. 9.1.10 СП 63.13330 выполнено и потери не увеличиваем.
Напряжение с учетом всех потерь равно
Определяем усилие обжатия с учетом полных потерь:
P(2) = Asp * sp2 = 628 * 54856 * (100) = 3444957 Н = 3445 кН.
3.3 Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси плиты
Расчет по образованию трещин производится для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. При этом для элементов к трещиностойкости которых предъявляются требования 3-й категории принимаются значения коэффициента надежности по нагрузке γf = 1.
Максимальный изгибающий момент от нормативной полной нагрузки М = кН*м.
Этот расчет заключается в проверке условия о том что трещины в сечениях нормальных к продольной оси элемента не образуются если момент внешних сил М не превосходит момента внутренних усилий в сечении перед образованием трещин Мcrc т.е. М Mcrc.
Mcrc = Rbtser * Wpl + Mrp
= 195 *7318* (100) + 8070600 = 9497610 Н*см = 949 кН*м.
где Mrp – момент усилия обжатия Р(2) относительно оси параллельной нулевой линии и проходящей через ядровую точку наиболее удаленную от растянутой зоны трещинообразование которой проверяется.
Ядровый момент усилия обжатия при γsp = 09
Mrp = γsp * P(2) (e0p + r)
Mrp = 09 * 3445 * (2133 + 47) = 80706 кН*см =8070600 Н*см.
Так как М = 118 кН*м > Мcrc = 949 кН*м трещины в растянутой зоне от эксплуатационной нагрузки образуются. Следовательно необходим расчет по раскрытию трещин.
Проверим образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при ее обжатии при значении коэффициента точности натяжения γsp = 11.
Изгибающий момент от веса плиты М = 1553 кН*м.
Расчетное усилие имеет вид
γsp* P(1) * (e0p – rinf) – M ≤ Rbtp * Wpl.
γsp* P(1) * (e0p – r
Rbtp * Wpl = 153 * 147613 * (100) = 22584789 Н*см.
18964 Н * см > 22584789 Н*см – условие не удовлетворяется т.е. начальные трещины в верхней зоне сечения образуются.
Здесь Rbtp = 153 МПа – сопротивление бетона растяжению в момент обжатия соответствующее передаточной прочности бетона Rbp = 21 МПа (прил. 1).
3.4 Расчет прогиба сборной плиты
Расчет железобетонных конструкций по деформациям производят с учетом эксплуатационных требований. Расчет плиты при ограничении деформаций эстетическими требованиями следует производить на действие постоянных и временных длительных нагрузок при ограничении деформаций технологическими или конструктивными требованиями – на действие постоянных и временных длительных и кратковременных нагрузок.
Значения предельно допустимых деформаций элементов принимают согласно СП 20.13330.2011 [7].
Расчет железобетонных элементов по прогибам производят из условия
где f –прогиб железобетонного элемента от действия внешней нагрузки;
f ult – значение предельно допустимого прогиба железобетонного элемента.
Полную кривизну изгибаемых элементов определяют по формулам (8.140 8.141) СП 63.13330.2012:
для участков без трещин в растянутой зоне
для участков с трещинами в растянутой зоне
В формуле (8.140) СП 63.13330.2012:
- кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки на которую производят расчет по деформациям;
- кривизна от непродолжительного действия постоянных и временных длительных нагрузок;
- кривизна от продолжительного действия постоянных и временных длительных нагрузок.
Кривизну железобетонных элементов от действия соответствующих нагрузок определяют по формуле (8.142) СП 63.13330.2012
где М – изгибающий момент от внешней нагрузки относительно оси нормальной плоскости действия изгибающего момента и проходящей через центр тяжести приведенного поперечного сечения элемента;
D – изгибная жесткость приведенного поперечного сечения элемента определяемая по формуле
где Eb1 – модель деформации сжатого бетона определяемый в зависимости от продолжительности действия нагрузки и с учетом наличия или отсутствия трещин;
Ired – момент инерции приведенного поперечного сечения относительно его центра тяжести определяемый с учетом наличия или отсутствия трещин.
Для железобетонного элемента на участке с трещинами в растянутой зоне значение модуля деформации сжатого бетона Eb1 принимают равным значениям приведенного модуля деформации Ebred определяемым при расчетных сопротивлениях бетона Rbser для соответствующих нагрузок (непродолжительного и продолжительного действия).
Прогиб плиты перекрытия ограничивается эстетическими требованиями и определяется только от продолжительного действия нагрузок согласно СП 20.1330.2011 (прил.8).
Определяем кривизну в середине пролета плиты от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок т.е. при Мl =907 кН*м.
Так как Мl =907 кН*м Mсrc = 949 кН*м трещины не образуются.
Для этих нагрузок имеем:
При продолжительном действии нагрузки и нормальной влажности приведенный модуль деформации сжатого бетона
здесь значение определяется по таблице 6.10 СП 63.13330 или по прил.9.
Коэффициент приведения растянутой арматуры к бетону
По таблице прил.11 при находим коэффициент c = 091.
Кривизна в середине пролета плиты определяется по формуле [12]
Прогиб плиты определяем при S = 548 по формуле
Коэффициент S зависит от условий опирания и схемы загружения плиты определяется по таблице прил.10.
Согласно СП 20.13330 табл. Е 1 (прил.8) для плит перекрытий при пролете 6 м предельно допустимый по эстетико-психологическим требованиям прогиб равен:
fult = что превышает вычисленное значение прогиба.
Выгиб плиты вследствие усадки и ползучести бетона от усилия предварительного обжатия несколько уменьшает прогиб.
4 РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ТРЕХПРОЛЕТНОГО НЕРАЗРЕЗНОГО РИГЕЛЯ
Ригель и колонна являются элементами многоэтажной рамы здания с неполным каркасом. Неполный каркас здания в котором ригели опираются на наружные стены без защемления рассчитывают только на вертикальные нагрузки а горизонтальные нагрузки передают на систему несущих каменных стен.
Приближенный метод расчета многоэтажной рамы имеющей однообразную расчетную схему с равными пролетами и одинаковой высотой этажей заключается в расчленении ее на ряд одноэтажных рам.
Расчетная схема трехпролетной рамы средних этажей и варианты расположения нагрузок на ригеле изображены на рисунке 2.7.
Для расчета трехпролетных рам приведены таблицы вспомогательных коэффициентов [5 приложение 5]. Ими можно пользоваться при расчете многопролетных рам считая что изгибающие моменты во всех средних пролетах одинаковы и равны моментам в среднем пролете трехпролетной рамы.
Рис.2.7. Расчетная схема рамы и варианты расположения нагрузок;
- постоянная на всех пролетах; 2 3 - временные через пролет;
- временная в смежных пролетах.
При расчете рамы целесообразно использовать перераспределение усилий с целью уменьшения расхода арматурной стали. Максимальный изгибающий момент в опорном сечении ригеля получают при расположении временной нагрузки в двух смежных пролетах (загружение 1+4) (рис.2.7). Можно ограничить армирование опорных сечений ригеля так чтобы в результате образования пластического шарнира было обеспечено необходимое перераспределение (выравнивание) изгибающих моментов между опорными и пролетными сечениями без увеличения максимальных моментов в пролетах.
Для упрощения расчета разрешается приближенный учет перераспределения усилий заключающийся в том что в качестве выровненных принимаются эпюры изгибающих моментов полученные при расположении временной нагрузки через пролет то есть учитываются схемы загружения 1+2 и 1+3 (рис.2.7).
Расчетный пролет ригеля принимается равным расстоянию между осями колонн а в крайних пролетах - расстоянию от линии действия опорной реакции до оси колонны. Принимаем м.
Нагрузка на ригель от ребристых плит (при числе ребер в пролете более 4) считается равномерно распределенной. Ширина грузовой полосы для ригеля равна шагу поперечных рам .
Нагрузка на 1 м2 перекрытия приведена в таблице 2.
Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля:
- кратковременная – кНм;
здесь и - расчетная постоянная и временная нагрузки на 1 м2 перекрытия;
- нагрузка от собственного веса ригеля сечением м.
4.1 Определение изгибающих моментов и поперечных сил
в расчетных сечениях ригеля
Опорные моменты определяются по формуле
где и - коэффициенты зависящие от схемы загружения ригеля постоянной и временной нагрузкой а также от отношения погонных жесткостей ригеля и колонны
Сечение ригеля принято равным пролет . Сечение колонны длина (равна высоте этажа здания).
Отношение погонных жесткостей ригеля и колонны:
Коэффициенты и определяем по таблице (прил. 12) методических указаний для ригелей соединенных с колоннами на средних опорах - жестко на крайних опорах - шарнирно.
Вычисление опорных моментов ригеля от постоянной нагрузки и различных схем загружения временной нагрузкой приведено в таблице 3.
Опорные моменты ригеля при различных схемах загружения
Изгибающие моменты определяют “подвешиванием” к концам ординат параболы которая является функцией изменения изгибающих моментов в сечениях простой балки от равномерно распределенной нагрузки.
Для первого пролета ригеля:
где вместо полной нагрузки для ненагруженных пролетов следует учитывать только постоянную нагрузку . Для следующих пролетов используют ту же формулу подставляя соответствующие значения изгибающих моментов в левом и правом опорных сечениях ригеля.
Поперечную силу определяют как производную от изгибающего момента:
При расчетных сочетаниях нагрузок 1+2 и 1+3 нагрузка симметрична поэтому:
Для среднего пролета ригеля:
максимальный пролетный момент (при схеме 1+3):
минимальный пролетный момент (при схеме 1+2)
поперечные силы (в опорных сечениях):
Для крайнего пролета ригеля:
опорные моменты и (при схеме 1+2);
максимальный момент в сечении на расстоянии от крайней опоры:
неизвестное расстояние находим из условия:
минимальный момент в пролете при
По полученным экстремальным значениям и строим огибающие эпюры (рис.2.8).
Рис.2.8. Огибающие эпюры и .
4.2 Определение опорных моментов по грани колонны
Расчетным на опорах будет сечение ригеля по грани колонны. В этом сечении изгибающий момент равен
Проведем расчет по схемам загружения 1+2 и 1+3.
Опорный момент ригеля по грани колонны слева (абсолютные значения):
по схеме загружения 1+3:
по схеме загружения 1+2:
Опорный момент ригеля по грани колонны справа :
Следовательно расчетный опорный момент ригеля по грани колонны равен . По моменту уточняем высоту поперечного сечения ригеля.
4.3 Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон тяжелый класса В25:
расчетное сопротивление при сжатии ;
расчетное сопротивление при растяжении ;
коэффициент условий работы бетона ;
Арматура продольная рабочая класса А400:
4.4 Определение высоты сечения ригеля
Высоту сечения ригеля подбираем по опорному моменту при поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. Принятое сечение ригеля должно быть таким чтобы относительная высота сжатой зоны была и исключалось переармированное неэкономичное сечение.
При находим значение определяем граничную высоту сжатой зоны бетона:
Вычисляем расчетную высоту сечения:
Полная высота сечения .
4.5 Подбор сечений арматуры в расчетных сечениях ригеля
Сечение продольной рабочей арматуры ригеля подбирают по изгибающему моменту в трех нормальных сечениях: в первом и среднем пролетах на средней опоре.
Сечение в первом пролете:
(арматура расположена в два ряда).
Принимаем 432А400 с .
Сечение в среднем пролете:
Принимаем 422А400 с .
Сечение на средней опоре:
. (арматура расположена в один ряд)
Принимаем 340А400 с .
По мере удаления от расчетных сечений ординаты огибающей эпюры уменьшаются поэтому в целях экономии арматуры целесообразно часть рабочей арматуры оборвать (до 50% от расчетной) в соответствии с изменением ординат огибающей эпюры моментов. Для этого строим эпюру арматуры позволяющую наглядно контролировать место теоретического обрыва рабочих стержней.
4.6 Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси.
На средней опоре поперечная сила (слева).
Проверка прочности бетона на растяжение:
Здесь Rbt = 105 МПа; b = 35 см; h0 = 80 см
Условие прочности не соблюдается следовательно необходим расчёт поперечной арматуры.
Вычисляем проекцию расчётного наклонного сечения с на продольную ось. Для этого определяем величину Mb=Qbc
Mb = φb2*Rbt*b* = 15*09*105*35*802*100 = 3175*106 Н*см;
Принимаем в расчётном наклонном сечении Qb=Qsw=Q2. Тогда
C = Mb(0.5*Q) = 3175*106(05*742600) = 85 2*h0 = 2*80 = 160 см;
Вычисляем усилия воспринимаемые бетоном в расчётном сечении и поперечной арматурой:
Qsw = Qb = Q2 = 7426002 = 371300 Н
усилия воспринимаемые поперечными стержнями заменяем равномерно распределёнными:
Диаметр поперечных стержней dsw устанавливается из условия свариваемости с продольной арматурой диаметром d = 32 мм и принимается равным 10 мм (не менее 8 мм) с площадью Asw=1131 см2.
При классе поперечной арматуры В500 Rsw=300 МПа.
Число каркасов 2 поэтому:
Шаг поперечных стержней:
s = (Rsw*Asw)qsw = (300*226*100) = 16 см;
По конструктивным условиям расстояние между поперечными стержнями должно быть не более: на приопорных участках (равных при равномерно распределённой нагрузке 14 пролёта)
На остальной части пролёта
см но не более 50 см.
Принимаем на всех приопорных участках длиной шаг s = 15 см (с округлением до 5 см) в средней части длиной шаг s = 50 см.
В одном каркасе должно быть не более чем два шага хомутов. Поэтому и около опоры 1 на длине (14) l принимаем s = 15 см что идёт в запас прочности.
Проверка прочности по наклонной сжатой полосе между наклонными трещинами:
Проверку прочности по наклонной сжатой полосе между наклонными трещинами выполняют по формуле:
Q=742600 Н 03*09*145*35*80*100=1096200 Н
удовлетворяется следовательно размеры сечения ригеля достаточны.
Расчет прочности наклонных сечений на действие изгибающего момента:
Расчет наклонных сечений на действие М заключается в проверке их прочности при известном количестве и расположении продольной арматуры определенных из расчета прочности по нормальных сечениям.
Прочность сечения будет обеспечена если выполняется условие:
где М - расчетный момент внешних сил относительно точки приложения равнодействующей усилий в сжатой зоне.
Расчет на действие изгибающего момента производится: в местах обрыва или отгиба продольной арматуры в пролете; у грани крайней свободной опоры балок а также в местах резкого изменения конфигурации элементов.
Расчет на действие М по наклонному сечению в балках может не производиться если обеспечена:
достаточная анкеровка продольной арматуры на свободных опорах
достаточная анкеровка арматуры обрываемой в пролете .
4.7 Конструирование арматуры ригеля
Стык ригеля с колонной выполняется жестким на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны.
Ригель армируется двумя сварными каркасами часть продольных стержней каркасов обрывается в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре арматуры (материалов). Обрываемые стержни заводятся за место теоретического обрыва на длину анкеровки .
Рассмотрим сечения первого пролета.
Арматура в пролете 432А500 с .
Коэффициент армирования равен:
=spb0=32173578=00118
В месте теоретического обрыва пролетных стержней остаются
2А500 с Аs = 161 см2.
M = RsAsh0 = 350 161 092 8010-3 = 414 кН м
Определим расстояния до точек теоретического обрыва одного стержня 32 А500:
82y2 – 46565y + 414 = 0
y1 = 111 м; y2 = 444 м
Определим поперечную силу по формулам:
Q1 = + – 16764111 = 279 кН
Q2 = + – 16764444 = – 279 кН
Поперечная сила в первом сечении . Q1 = 279 кН
lan1 = + 5d = + 5 32 = 376 20d = 20 32 = 64 см
Принимаем lan1 = 64 см.
Поперечная сила во втором сечении. Q2 = 279 кН
lan2 = + 5d = + 5 32 = 376 20d = 20 32 = 64 см
Принимаем lan2 = 64 см.
На средней опоре арматура 340А500 с Аs = 377 см2. Стержни расположены горизонтально в один ряд. В пролете у верхней грани ригеля поставлены конструктивные стержни 214А500 с Аs = 308 см2.
= RsRb = 00134 350(09 145) = 036; = 082
M = RsAsh0 = 350 377 08280 10-3 = 866 кН м
В месте теоретического обрыва арматура 3 40 А400: в начале обрываются два крайних стержня затем средний.
Определяем несущую способность сечения после обрыва двух стержней 40 А400. Площадь оставшихся стержней 140А500 и 214А500:
Аs = 126+308=1568 см2.
= RsRb = 00056 350(09 145) = 015; = 0925
M = RsAsh0 = 350 1568 092580 10-3 = 406 кН м
82y2 – 46565y - 406 = 0
При y3 = 632; Q3 = + – 16764632 = – 59385
lan3 = + 5d = + 5 4 = 86 см > 20d = 20 4 = 80 см
Принимаем lan3 = 86 см.
Затем повторяем всё для сечения в котором обрывается третий (средний) надопорный стержень 40A500. Определяем несущую способность сечения после обрыва трех стержней 40А500.
В месте теоретического обрыва арматура 214А400 с Аs = 308
= RsRb = 00011 350(09 145) = 003; = 0985
M = RsAsh0 = 350 308 098582 10-3 = 87 кН м
Находим расстояние от левой опоры до точки теоретического обрыва среднего стержня 40А500 (при схеме загружения 1+3):
55y2 – 10396y – 87 = 0
При y4 = 58 м; Q4 = + – 41158 = –13442 кН
lan4 = + 5d = + 5 4 = 3487 см 20d = 20 4 = 80 см
Принимаем lan4 = 80 см.
Рассмотрим сечения среднего пролета:
Арматура в пролете 422А400 с Аs = 152 см2.
= RsRb = 00054 350(09 145) = 0145; = 093
M = RsAsh0 = 350 152 09380 10-3 = 396 кН м
2А500 с Аs = 76 см2.
= RsRb = 00027 350(09 145) = 007; = 096
M = RsAsh0 = 350 76 09680 10-3 = 2043 кН м
Определим расстояние до точек обрыва и поперечную силу в этом сечении по формулам:
82y2 – 6035 + 9013 = 0
y5 = 51 м; y6 = 21 м
При y5 = 231 м Q5 = – 1676451 = -2515 кН
При y6 = 409 м Q6 = – 1676421 = 2515 кН
Поперечная сила в первом и втором сечении . Q = 2515 кН
lan56 = + 5d = + 5 22 = 388 см 20d = 20 22 = 44 см
Принимаем lan56 = 44 см.
На средней опоре арматура 340А500 с Аs = 377 см2.
Стержни расположены горизонтально в один ряд. В пролете у верхней грани ригеля поставлены конструктивные стержни 214А500 с Аs = 308 см2.
= RsRb = 0013 350(09 145) = 035; = 0825
M = RsAsh0 = 350 377 082580 10-3 = 8709 кН м
Определяем несущую способность сечения после обрыва двух стержней 40 А500. Площадь сечения оставшихся стержней 140А400 и 214А500;
Аs = 126+308=1568см2.
M = RsAsh0 = 350 1568 092580 10-3 = 40611 кН м
82y2 – 6035y + 2909 = 0
y7 = 052 м у8 = 67 м
Q7 = – 16764052 = 51633 кН
Q8 = – 1676467 = – 5197 кН
lan78 = + 5d = + 5 4 = 775 см > 20d = 20 4 = 80 см
Принимаем lan3 = 80 см.
Определяем несущую способность сечения после обрыва трех стержней 40 А400. В месте теоретического обрыва арматура 214А500 с Аs = 308
M = RsAsh0 = 350 308 0980 10-3 = 849 кН м
Находим расстояние от левой опоры до точки теоретического обрыва среднего стержня 40А500 (при схеме загружения 1+2):
55y2 – 14796 + 1595 = 0
y9 = 132 м; y10 = 588 м
При y9 = 132 Q9 = – 411132 = 937 кН
При y10 = 588 Q10 = = – 411588 = – 937 кН
lan910 = + 5d = + 5 4 = 3036 см 20d = 20 4 = 80 см
Принимаем lan910 = 80 см.
Грузовая площадь от перекрытий и покрытия при сетке колонн 656 м равна:
Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению здания :
Здесь и - постоянные нагрузки на 1 перекрытия и на 1 м длины ригеля.
Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом :
в том числе длительная: ;
Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит составит:
Временная снеговая нагрузка для заданного района строительства с учетом
в том числе длительная: 05 = 6895 кН;
Здесь - расчетный вес снегового покрова на 1 покрытия для IV района (г. Казань).
2 ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПРОДОЛЬНЫХ СИЛ ОТ РАСЧЕТНЫХ НАГРУЗОК В СЕЧЕНИЯХ КОЛОННЫ ПЕРВОГО ЭТАЖА
Рассматриваем две схемы загружения ригеля: 1+1 и 1+2.
Продольная сила в расчетном сечении колонны первого этажа от продольной расчетной нагрузки при схеме загружения 1+1 ригеля:
от длительной нагрузки:
Продольная сила соответствующая загружению ригеля по схеме 1+2 меньше максимальной на значение временной нагрузки отсутствующей на одном из пролетов ригеля. Продольная сила от полной нагрузки равна:
Рис.17. Эпюры продольных сил и изгибающих моментов колонны
3 Определение изгибающих моментов в сечениях колоны
от расчетных нагрузок
Опорные моменты в сечениях колонны определяются по разности абсолютных значений опорных моментов ригелей в узле которая распределяется между стойками примыкающими к узлу снизу и сверху: в средних этажах поровну в первом этаже в верхнем .
Вычисляем опорные моменты ригеля перекрытия первого этажа рамы при загружении 1+2:
Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы:
при полной нагрузке:
при длительной нагрузке:
Изгибающий момент в верхнем сечении колонны первого этажа:
Изгибающий момент в нижнем сечении колонны первого этажа:
Изгибающие моменты в верхнем сечении колонны первого этажа соответствующие максимальным продольным силам при загружении пролетов ригеля по схеме 1+1:
Изгибающие моменты в нижнем сечении колонны:
4 ВЫБОР БЕТОНА И АРМАТУРЫ. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ ХАРАКТЕРИСТИК МАТЕРИАЛОВ
Для колонны принимаем тяжелый бетон класса В25 с расчетными характеристиками:
Продольная рабочая арматура из стали класса А400:
5 РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ КОЛОННЫ ПЕРВОГО ЭТАЖА
Рассматриваем две комбинации расчетных усилий:
и соответствующий момент в том числе от длительных нагрузок и .
и соответствующее значение в том числе от длительных нагрузок и .
Подбор сечений симметричной арматуры выполняют по двум комбинациям усилий и принимают большую площадь сечения.
Расчет по первой комбинации усилий.
Рабочая высота сечения колонны ширина сечения . Расчетную длину колонны принимаем равной высоте этажа 38 м.
Вычисляем эксцентриситет продольной силы:
Случайный эксцентриситет принимается большим из следующих значений:
Так как эксцентриситет силы больше случайного эксцентриситета он принимается для расчета статически неопределимой системы.
Определяем значение моментов в сечении относительно оси проходящей через центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры:
при длительной нагрузке:
где - радиус ядра сечения.
При расчете гибких внецентренно сжатых элементов следует учитывать влияние прогиба на прочность путем умножения начального эксцентриситета на коэффициент продольного изгиба .
Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:
где - условная критическая сила зависящая от геометрических характеристик деформативных свойств материалов эксцентриситета продольной силы длительности действия нагрузки количества арматуры.
Выражение для определения условной критической силы при прямоугольном сечении с симметричным армированием (без предварительного напряжения) с учетом что
Коэффициент учитывающий длительность действия нагрузки на прогиб элемента составляет:
где для тяжелого бетона.
Значение относительного эксцентриситета сравнивается с который определяется по формуле:
Коэффициент приведения арматуры к бетону:
Предварительно принимаем коэффициент армирования и вычисляем критическую силу:
Вычисляем коэффициент продольного изгиба:
С целью ограничения прогибов элементов рекомендуется соблюдать условие .
Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести наименее сжатой арматуры составляет:
Определяем граничную высоту сжатой зоны бетона:
Принимаем 320А400 с .
Для определения условной критической силы было принято значение 1=001 перерасчет можно не делать т.к.
6 РАСЧЕТ КОНСОЛИ КОЛОННЫ
Ригель опирается на железобетонную консоль колонны. Опорное давление ригеля .
Расчетные данные: бетон класса В25 ( ); арматура класса А400 ( ); ширина консоли равна ширине колонны ; ширина ригеля .
Принимаем длину опорной площадки при ширине ригеля и проверяем условие смятия под концом ригеля:
Вылет консоли с учетом зазора составит
при этом расстояние от грани колонны до силы равно
Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной
При угле наклона сжатой грани высота консоли у свободного края составит:
Рабочая высота сечения консоли
Так как - консоль короткая.
Рабочую высоту сечения короткой консоли в опорном сечении определяем из условия где правая часть неравенства должна быть не более .
Проверяем высоту короткой консоли в опорном сечении:
- условие выполняется.
Изгибающий момент консоли у грани колонны:
Площадь сечения продольной арматуры консоли подбираем по изгибающему моменту у грани колонны увеличенному на 25%:
Принимаем 320А400 с .
Короткие консоли высотой сечения
армируют горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями.
Горизонтальные хомуты принимаем 6В500 (как для колонны).
Шаг хомутов консоли должен быть не более 150 мм и не более
Минимальная площадь сечения отогнутой арматуры:
Принимаем 318A400 с .
Диаметр отогнутых стержней принимают не более 25 мм и не более длины отгиба:
- условие соблюдается.
7 КОНСТРУИРОВАНИЕ АРМАТУРЫ КОЛОННЫ
Колонна армируется пространственными каркасами образованными из плоских сварных каркасов с продольной рабочей арматурой 320А400.
Поперечная арматура назначается конструктивно. По условию технологии контактной точечной сварки при диаметре продольной арматуры 20 мм наименьший диаметр поперечных стержней составляет 5 мм. Расстояние между поперечными стержнями сварных каркасов должно быть не более ( - наименьший диаметр сжатых продольных стержней); мм и не более 500 мм. Принимаем поперечную арматуру 6В500 с шагом .
Техническими правилами по экономному расходованию основных строительных материалов рекомендуется выполнять колонны многоэтажных зданий без стыков на несколько этажей. Из условия удобства производства работ стыки колонн назначают на 1012 м выше перекрытия.
Колонна четырехэтажной рамы расчленяется на 2 элемента. Расчет колонн всех этажей выполняется аналогично. Бетонное сечение колонны оставляют постоянным а площадь сечения арматуры изменяют по этажам в соответствии с уменьшением нагрузки.
Экономичный стык колонны с минимальной затратой металла осуществляют путем ванной сварки выпусков продольной арматуры расположенных в специальных подрезках и последующим замоноличиванием этих подрезок. Таким образом обеспечивают прочность стыка равную прочности колонн в стадии эксплуатации.
Концы колонн усиливаются поперечными сетками из проволоки Вр500 (косвенное армирование).
Сварные сетки конструируют соблюдая следующие требования:
) размеры ячеек должны быть не менее 45 и не более 100 мм не более ;
) шаг сеток следует принимать не менее 60 и не более 150 мм не более .
Принимаем 4 сетки шаг сеток 100 мм.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ
Фундаменты передают нагрузку от опирающихся на них колонн на основание.
Усилие в сечении колонны у заделки в фундаменте:
Ввиду малых значений эксцентриситетов фундамент рассчитываем как центрально сжатый. Расчетное усилие :
усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке ;
нормативное усилие .
Грунты основания с условным расчетным сопротивлением .
Фундамент выполняется из тяжелого бетона класса В20:
Центрально нагруженные фундаменты армируются сварными сетками из арматуры класса A400 с одинаковой арматурой в двух направлениях.
Принимаем арматуру класса A400 с расчетным сопротивлением .
вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах .
Расчет фундамента состоит из двух частей:
) расчет основания (определение формы и размеров подошвы);
) расчет тела фундамента (определение высоты фундамента размеров его ступеней и сечения арматуры).
Центрально нагруженный фундамент проектируем квадратным в плане. Размеры подошвы фундамента определяем при условии что среднее давление под ней не превышает условного расчетного сопротивления грунта. При этом давление под подошвой фундамента считаем равномерно распределенным.
Предварительная площадь подошвы фундамента:
Здесь - глубина заложения фундамента.
Принимаем предварительную высоту фундамента равной (кратно 30см) определяем глубину заложения фундамента:
Размер стороны квадратной подошвы:
Принимаем (кратное 03 м). Тогда давление на грунт от расчетной нагрузки:
Высоту фундамента определяют из условия его прочности на продавливание в предположении что продавливание происходит по поверхности пирамиды боковые стороны которой начинаются у колонны и наклонены под углом 45° к вертикали. В качестве расчетной продавливающей силы принимаем силу за вычетом отпора грунта распределенного по площади нижнего основания пирамиды продавливания:
Условие прочности на продавливание имеет вид:
Здесь - среднее арифметическое между периметрами оснований пирамиды продавливания.
Рабочая высота центрально нагруженного фундамента с квадратной подошвой может быть вычислена по приближенной формуле выведенной из последних условий:
Полная высота фундамента устанавливается из условий:
) жесткой заделки колонны в фундаменте
) достаточной анкеровки продольной сжатой арматуры колонны 20А400 в бетоне класса B20
Принимаем окончательно фундамент высотой исходя из условия достаточной анкеровки продольной сжатой арматуры колонны в бетоне . Фундамент проектируем трехступенчатым ().
Проверим отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента () условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении начинающемся в сечении 3-3. Для единицы ширины этого сечения ():
- условие прочности удовлетворяется.
Армирование фундамента по подошве определяют расчетом по нормальным сечениям 1-1 и 2-2; значения изгибающих моментов в этих сечениях как в консольных балках:
где - ширина верхней ступени;
- ширина подошвы фундамента.
Требуемая площадь сечения арматуры воспринимающей растягивающие напряжения при изгибе в сечении 1-1 на всю ширину фундамента будет определяться из условия:
Из всех значений выбираем большее по которому производим подбор диаметра и количества арматурных стержней. Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 1920А400 с шагом ()
Марка сетки 2500*500
Проверим проценты армирования расчетных сечений:
что больше (для изгибаемых элементов).
Рис.18. Схема армирования колонны.
Рис.19. Схема армирования фундамента под колонну.
СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ И ЛИТЕРАТУРЫ
Бондаренко В. М. Примеры расчета железобетонных и каменных конструкций : учеб. пособие для строит. спец. Вузов В. М. Бондаренко В. И. Римшин. – 3-е изд. доп. – М. : Высш. шк. 2009. – 589 с.
Железобетонные и каменные конструкции : учеб. для строит. спец. вузов В. М. Бондаренко Р. О. Бакиров В. Г. Назаренко В. И. Римшин. – 6-е изд. доп. – М. : Высш. шк. 2010. - 887с.
Попов Н. Н. Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций : учеб. для строит. спец. вузов Н. Н. Попов А. В. Забегаев. – 2-е изд. перераб. и доп. – М. : Высш. шк. 1989. – 400с.
Селяев В. П. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажных промышленных зданий : учеб. пособие : в 3 ч. Ч 1 : Монолитные железобетонные перекрытия В. П. Селяев В. Н. Уткина. – Саранск : Изд-во Мордов. ун-та 2014. – 88 с.
Селяев В. П. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажных промышленных зданий : учеб. пособие : в 3 ч. Ч 2 : Сборные железобетонные перекрытия В. П. Селяев В. Н. Уткина. – Саранск : Изд-во Мордов. ун-та 2014. – 84 с.
СП 22.13330.2011. Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция СНиП 2.02.01-83*. – М. : Минрегион России 2011. – 164 с.
СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52.01-2003. - М. : Минрегион России 2012. - 161 с.
СП 52 - 102 - 2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. – М. : Госстрой России 2004. – 56 с.