ЖБК 5-ти этажное здание 72 х 20,7 м, г. Воронеж

Хот Воронеж.docx

Задание на проектирование
Компоновка сборного железобетонного перекрытия
Проектирование предварительно напряженной плиты
1 Данные для расчета
2. Сбор нагрузок на перекрытие
3 Усилия от расчетных и нормативных нагрузок
4 Компоновка поперечного сечения плиты
5 Расчет полки на местный изгиб
6 Расчет прочности сечений нормальных к продольной оси
7 Определение усилий предварительного обжатия
8 Расчет прочности по наклонным сечениям
9 Расчет преднапряженной плиты по предельным состояниям II группы
9.1 Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси
9.2 Расчет прогиба плиты
10 Расчет плиты на усилия возникающие при изготовлении транспортировании и монтаже
Проектирование неразрезного ригеля
1. Данные для проектирования
2 Статический расчет ригеля
3 Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси
4 Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
5 Построение эпюры арматуры
6 Расчет стыка сборных элементов ригеля
Проектирование сборной колонны 37
1 Сбор нагрузок на колонны 37
2 Характеристики прочности бетона и арматуры 39
3 Расчёт прочности колонны первого этажа 39
5 Конструирование арматуры колонны. Стык колонн 41
6 Расчет сборных элементов многоэтажной колонны 42
Расчет трехступенчатого центрально-нагруженного фундамента 45
В настоящем курсовом проекте использованы ссылки на следующие нормативные документы:
СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции.
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004)
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003)
СП 20.13330.2011 (СНиП 2.01.07-85*). Нагрузки и воздействия.
ГОСТ 2.105-95 ЕСКД. Общие требования к текстовым документам.
ГОСТ 2.301-68 ЕСКД. Форматы.
ГОСТ 2.302-68 ЕСКД. Масштабы.
ГОСТ 2.303-68 ЕСКД. Линии.
ГОСТ 2.304-81 ЕСКД. Шрифты чертежные.
ГОСТ 7.9-95 Система стандартов по информации библиотечному и издательскому делу. Реферат и аннотация. Общие требования.
ГОСТ 8.417-2000 Единицы величин.
ГОСТ 21.101-97 СПДС. Основные требования к проектной и рабочей документации.
Здание в г. Воронеж имеет размеры в осях: длина 72м. ширина 207 м. Размеры конструктивной ячейки: 72 х 69 м.
При компоновке сборного железобетонного балочного перекрытия решаются следующие задачи:
а) Выбор расположения ригелей в плане и форма их поперечного сечения.
В курсовом проекте выбрана схема поперечного расположения ригелей относительно длины здания. Так как здание вытянуто в плане и имеет большие проёмы в продольных несущих стенах необходимо повышать жёсткость здания в поперечном направлении что достигается данным расположением ригелей. К тому же эта схема приводит к облегчению оконных перемычек что необходимо в зданиях с большими проёмами.
Форма поперечного сечения выбрана прямоугольная.
б) Выбор типа плиты перекрытия.
По заданию нормативная полезная нагрузка на перекрытие составляет 134 кПа следовательно экономически целесообразно применять ребристые железобетонные плиты с рёбрами вниз.
в) Определение числа типоразмеров плит перекрытий.
Плиты укладываются в продольном направлении. Принимаем привязку вертикальных осей 215 мм а горизонтальных – 215 мм. Плиты перекрытия имеют следующие размеры:
Рядовые - ширина 3450 мм. длина 7200 мм.
Принимаем толщину стен 430мм.
Рассчитаем ширину стены:
Климатические параметры района строительства
1. Населенный пункт: г. Воронеж
2. tн= -26 оC 1.3. tот= -34 оC 1.4. zот= 196 суток
5. Зона влажности: сухая
ГСОП=(tв-tот)·zот=45864 оC·сут
Параметры внутреннего микроклимата
1. Назначение здания: промышленное
2. tв= 20 оC 2.3. φв= 55% 2.4. Δtн= 4 оC
5. Влажностный режим помещения: нормальный
Конструкционное решение
а) Условия эксплуатации – «А»
Цементно-песчаный раствор
Маты минераловатные на
синтетическом связующем
Силикатный кирпич (облицовочный)
ГСОП=(tв-tот)·zот=(20+34)·196=45864 оC·сут
Согласно ГОСТ 9573-2012. Плиты из минеральной ваты на синтетическом связующем. Принимаем .
Рисунок 1 – Компоновка сборного ребристого перекрытия
Проектирование предварительно напряжённой плиты
1. Данные для расчёта
Высота сечения предварительно напряжённой ребристой плиты принимается в зависимости от длины пролёта плиты перекрытия: h= 20
Предварительно задаёмся размерами поперечного сечения ригеля.
h = (110~115) = 115*6900 = 460 мм .
b = (04 ~ 05)h = 0.5*400 = 200 мм.
Расчётный пролёт плиты при опирании по верху прямоугольного сечения ригеля определяется по формуле:
где - 0 – расчётный пролёт плиты при опирании по верху ригелей;
- расстояние между разбивочными осями;
b – ширина сечения ригеля.
Рисунок 2 - К определению расчётного пролёта плиты
Расчётный пролёт равен:
=b2=7200-2002=7100 мм.
Конструктивная ширина плиты по низу принимается на 10 мм меньше номинальной.
Материалы для ребристой плиты перекрытия:
-арматура для предварительно напряжённой плиты А-1000.
Нормативное сопротивление бетона для расчёта по второй группе предельных состояний при сжатии Rbn=29МПа при растяжении Rbtn=225 МПа. Расчётное сопротивление бетона при расчёте по предельным состояниям первой группы при сжатии Rb=25 МПа при растяжении Rbt= 15 МПа.
Начальный модуль упругости бетона естественного твердения при сжатии Eb=325*10³ МПа.
Напрягаемая арматура в продольных ребрах класса А1000. Нормативное сопротивление Rsn = Rsser =1000 МПа; расчетное сопротивление растяжению Rs = 870 МПа; модуль упругости Es = 200000 МПа.
Ненапрягаемая арматура:
Класса А500 в полке плиты в виде сварных сеток. Нормативное сопротивление Rsn = Rsser =500 МПа; расчетное сопротивление растяжению Rs = 435 МПа; Rsw = 170МПа ( Включая А240 Rsn = Rsser =240 МПа; Rs = 215 МПа; Rsw = 300МПа)
Технология изготовления плиты - агрегатно-поточная с пропариванием.
Рассчитываемая плита будет работать в закрытом помещении при влажности воздуха окружающей среды выше 40%.
Требования к расчету по второй группе предельных состояний:
- из условия обеспечения сохранности арматуры и условия ограничения проницаемости конструкции допускается ограниченное по ширине непродолжительное acrc = 03 мм и продолжительное acrc = 02 мм раскрытие трещин;
- из эстетических требований предельно допустимый прогиб плиты fult согласно СНиП 2.01.07-85* для пролета 6 м равен fult = 357 мм.
Таблица 1 - Нагрузка на 1м² междуэтажного перекрытия
Наименование нагрузки
Нормативная нагрузка
Коэф. надёжности по нагрузке
Собственный вес плиты
Стяжка цементно - песчаная =50 мм ρ=2200 кгм3
Керамическая плитка =10 мм ρ=1800 кгм3
постоянная и длительная
Расчётная нагрузка на 1 м при ширине плиты 1 м с учётом коэффициента надёжности по назначению здания γn=095:
Постоянная g = 4162·1·095 = 3954 Нм
Полная g+p = 1608·1·095 = 15276 Нм
Нормативная нагрузка на 1 м при ширине плиты 1 м с учётом коэффициента надёжности по назначению здания γn=095:
Постоянная g = 362·1·095 = 3439 Нм
Полная g+V = 134·1·095 = 1273 Нм
Постоянная и длительная полезная 1482·1·095= 14079 Нм
3. Усилия от расчётных и нормативных нагрузок
Рисунок 3 – Расчетная схема плиты
От полной расчётной нагрузки:
От нормативной нагрузки:
От нормативной постоянной и длительной нагрузки:
4. Компоновка поперечного сечения плиты
Принимаем плиту со следующими параметрами (рис. 5а): высота сечения предварительно-напряженной плиты h = 40 cм рабочая высота сечения h0 = h-a = 40-3 = 37 см ширина плиты по верху b'f = bn - 225 = 345-5 = 340 см толщина полки hf = 5 см ширина продольных ребер по низу – 7 см.
Приведенное поперечное сечение (рис. 5б) плиты имеет тавровую форму со следующими параметрами: b'f = 340 cм расчетная ширина ребра принимается как среднее арифметическое ширины верха и низа ребра:
а) - проектное сечение; б) - приведенное сечение
Рисунок 5 - Ребристая плита
5. Расчёт полки на местный изгиб
В отсутствие поперечных промежуточных ребер полка плиты рассматривается как балочная плита опертая на два продольных ребра плиты. Расчетный пролет при ширине ребер вверху 8 см составит l0 = 340-28 = 324 см где 8 см – ширина продольного ребра вверху.
Расчетная нагрузка на 1 м2 полки:
q = g + g1 + v = 2088765 Нм2 где g и v принимаются по табл. 1;
g1 = h'f11f = 1375 Нм2 – нагрузка от собственной массы полки.
Изгибающий момент для полосы шириной 1 м определяется с учетом пластичной заделки в ребрах М = .
Рабочая высота сечения h0 = 40-3 = 37 см. Арматура А500 с Rs = 435 МПа.
Рассчитываем площадь сечения рабочей арматуры
Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой 1110 А500 с шагом 100 мм и общей площадью Аs=8679 мм2 на рассчитанную полосу шириной 1 м.
Рисунок 6 – К расчету полки плиты на местный изгиб
6. Расчёт прочности сечений нормальных к продольной оси
Расчетный изгибающий момент от полной нагрузки М = 82 кНм. Расчетное сечение тавровое поэтому необходима проверка положения нейтральной линии. Если условие выполняется то нейтральная линия проходит в полке:
Так как условие выполняется поэтому расчет производим как для прямоугольного сечения с шириной b=3400 мм:
При классе арматуры А1000 R=08(1+sb) =08(1+ 000500002)=003 где s= RsEs=1000200000=0005 . Тогда aR = R(1- R2) = 003(1-0032) = 003> аm = 001 т.е. сжатой арматуры не требуется.
Определяем = и коэффициент γs3=11
Принимаем 212 А1000 с Аsp = 226 мм2.
7. Определение усилий предварительного обжатия
Геометрические характеристики сечения:
Площадь бетона A=3400·50+150·350= 222500 мм2;
Приведенная площадь Ared = A + aAsp= 222500 + 615·226 = 2238899 мм2;
Статический момент сечения бетона относительно нижней грани:
Sred=3400*50*(380-25)+150*350*3502=6155 *105 мм3.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести всего сечения:
Момент инерции приведенного сечения:
Jred = (3400*503)12+3400*50(400-25-30583)2 + (150*3503) 12 + +150*350(30583-3502)2 + 615*226*27582 = 2276*108 мм4.
Принимаем sp в пределах:
Максимально допустимое значение sp без учета потерь равно
sp = 09Rsn = 09·1000 = 900 МПа.
Потери от релаксации напряжений в арматуре равны:
По агрегатно-поточной технологии изделие при пропаривании нагревается вместе с формой и упорами поэтому температурный перепад между ними равен нулю и следовательно Δsp2 = 0. Потери от деформации формы Δsp3 и анкеров Δsp4 при электротермическом натяжении арматуры равны нулю.
Таким образом сумма первых потерь равна
Усилие обжатия с учетом первых потерь:
P(1) = Asp (sp - Δsp(1))=226(900-27)=197298 кН.
В связи с отсутствием в верхней зоне напрягаемой арматуры e0p1= ysp=27398 мм
Предварительные напряжения в бетоне bp при передаче усилия предварительного обжатия P(1) не должны превышать 09Rbp если напряжения уменьшаются или не изменяются при действии внешних нагрузок.
Принимаем что момент от собственного веса равен нулю
9 МПа 09 17 = 153 МПа
Определяем вторые потери напряжений.
Потери от усадки равны Δsp5 = bshEs= 00002·2·105 = 40 МПа.
Потери от ползучести определяем принимая значения φbсr и Еb по классу бетона В30 (согласно табл.2.6 [1] φbсr = 23)
Коэффициент армирования
Определяем нагрузку от массы плиты и момент от этой нагрузки в середине пролета: (здесь l = 5 м – расстояние между прокладками при хранении плиты). Определим напряжение бетона на уровне арматуры S при ysp =2758 мм:
bp= P(1)Ared + P(1)e0p1ysIred- MysIred = 1972982013899 + 197298*27582 2276*108- 78*106*27582276*108 = 848 МПа.
Потери от ползучести:
sp6 = 08*23*615*8481+615*112*10-3 (1+27582 +2013899 2276 *108)(1+
Вторые потери для арматуры равны Δsp(2) = Δsp5+Δsp6=40+8351=1235 МПа.
Суммарная величина потерь напряжения: Δsp(1) + Δsp(2) = 27 + 1235 = 1505 МПа > 100 МПа следовательно требование п.2.36 [1] выполнено и потери не увеличиваем.
Напряжение sp2 с учетом всех потерь равно sp2 = 900 – 1505 = 74948 МПа.
Определяем усилие обжатия с учетом всех потерь напряжений Р.
Р = sp2Asp = 74948 ·226 = 16938248 Н= 16938 кН;
Эксцентриситет усилия Р равен
e0p = 74948*226*275816938248 = 2758 мм.
8. Расчёт прочности по наклонным сечениям
Расчет элементов при действии поперечных сил должен обеспечить прочность:
- по полосе между наклонными сечениями;
- на действие поперечной силы по наклонному сечению;
- на действие момента по наклонному сечению
Прочность бетонной полосы проверяем из условия где Q - поперченная сила в нормальном сечении принимаемом на расстоянии от опоры не менее ho.
) 03Rbbho = 03*17*103*015*043 = 28305 кH > Q = 619 кН т.е. прочность бетонной полосы обеспечена.
) Расчет элементов без поперечной арматуры на действие поперечной силы производится из условий: Q Qb+ Qsw
Qb= =63825 кН где С=15h0=15*043=0555
Qmin =05Rbtbho=05*1500*015*043=3191 кН
Qmax =25Rbtbho=25*1500*015*043=15956 кН
916382515956 условие выполняется.
Qsw=1506*0555=62687кН
Qb+Qsw = 62687 + 63825 = 12651 >619 = Q следовательно условие выполняется.
Определим длину участка с наибольшей интенсивностью хомутов qsw1.
q1 =(g +05( g1 + v))*1*n = (4162+05*1608)*1*095=13074 кНм;
Т. к. l10 то принимаем l1=025 l0=025*53=1325м.
9 Расчёт преднапряжённой плиты по предельным состояниям II группы
9.1 Расчёт по образованию трещин нормальных к продольной оси
Момент сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого волокна определяемый как для упругого тела по формуле:
Wred = Iredy = 2276*1082758 = 825*106 мм3.
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки определяется по формуле: r = WredAred = 825*1062013899 = 4096 мм.
Момент образования трещин предварительно напряженных изгибаемых элементов в стадии эксплуатации:
Мcrc = γ WredRbtser + Р(е0р+r) = 13*825*106*225 + 16938248(2758+4096)= = 724223444 Нмм = 7242 кНм; М=Мn= 6886 кНм; М Мсrc т.е. трещины в растянутой зоне не образуются расчет по раскрытию трещин не требуется.
9.2 Расчёт прогиба плиты
Расчет производят из условия: f ≤ fult fult =l0200=7100200=355мм.
Для элементов постоянного сечения прогиб допускается определять по формуле: S=548 - коэффициент принимаемый по табл.4.3 [1];
Вычисляем прогиб плиты: прогиб не превышает предельно допустимый.
Рисунок 8 - К расчету плиты в стадии изготовления транспортирования и монтажа
За расчетное сечение принимаем сечение расположенное на расстоянии 08 м от торца плиты. Расчет ведем на совместное действие внецентренного сжатия Ntot и изгибающего момента от собственной массы:
Следовательно в верхней зоне должно быть не менее 2 20 В500 с
1 Данные для проектирования
Сечение ригеля - прямоугольное. Расчетный пролет ригеля:
между осями колонн – 69м;
в крайних пролетах l0=69 – 022 = 68 м где 02м – глубина заделки ригеля в стену.
Материалы ригеля и их расчетные характеристики:
Бетон тяжелый класса В25: Rb = 145 МПа Rbt = 105 МПа.
Предполагается эксплуатация ригеля в закрытом помещении с нормальным режимом.
Арматура класса А500: Rs = 435 МПа Es = 2105 МПа.
h = (110~115) = 115*6900 = 460 мм.
b = (04 ~ 05)h = 05*460 = 230 мм.
Нагрузка от массы ригеля: g1 = b*h*γжб* γf* γn=046*023*25*11*095= 26125 кНм.
Нагрузку на ригель собираем с грузовой полосы шириной равной номинальной длине плиты перекрытия. Постоянная от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 095: g2 = 416272095 = 2135 кНм;
Итого: g = 26125 + 2135 = 23963 кНм
Временная нагрузка с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 095: v = 98496 кНм
Полная расчетная нагрузка: q = g+V = 23963 + 98496 = 122459 кНм
Построим эпюры изгибающих моментов и поперечных сил для различных комбинаций нагрузок. Расчетные значения изгибающих моментов и поперечных сил находим в предположении упругой работы неразрезной трехпролетной балки.
Расчетная схема балки (загружение 1)
Расчетная схема балки (загружение 2)
Расчетная схема балки (загружение 3)
Расчетная схема балки (загружение 4)
Далее производим перераспределение усилий (изгибающих моментов). В общем случае величина снижения опорных и пролетных моментов не ограничивается но при этом необходима проверка ширины раскрытия трещин в сечениях где уменьшаются усилия полученные из расчета по упругой схеме.
Принимаем следующий порядок перераспределения усилий. Для обеих промежуточных опор устанавливаем одинаковое значение опорного момента равное сниженному на 30 % максимальному значению момента на опоре ”В”.
Мв = Мс = (49995 – 0349995) = 34997 кНм
Исходя из принятого опорного момента отдельно для каждой комбинации осуществляем перераспределение моментов между опорными и пролетными сечениями добавлением треугольных эпюр моментов. Максимальную ординату каждой треугольной эпюры определяем как разность между принятым опорным моментом и опорными моментами по рассматриваемой комбинации схем загружения.
Расчетным на опоре будет сечение ригеля по грани колонны. В этом сечении изгибающий момент устанавливаем по величине выравненного опорного момента и соответствующей поперечной силы. Расчетным на опоре будет сечение ригеля по грани колонны со стороны пролета загруженного только постоянной нагрузкой при схемах загружения 1+2.
Опорный момент ригеля по грани колонны на опоре ”В” со стороны второго пролета при высоте сечения колонны h = 40 см;
Мв2 = Мв- Qв2hcol2 = (34997 – 7189042) = 33559 кНм.
Для расчета прочности по сечениям наклонным к продольной оси принимают значения поперечных сил ригеля большие из двух расчетов: упругого расчета и с учетом перераспределения моментов. На крайней опоре QА = 32345 кН на опоре ”В” слева по схеме 1+4 Qв1 = -4507 кН на опоре ”В”справа по схеме 1+4 Qв2=41663 кН.
Рисунок 13 - К статическому расчету трехпролетного ригеля
Определяем рабочую высоту сечения:
где Мf = M – Q hc 2=33559-41663*042=252264кНм; M и Q – изгибающий момент и поперечная сила по оси опоры.
Полная высота сечения: h=h0+a=40+4=44 см.
Принимаем h=44 см h0=40 см. Для опорных и пролетных сечений принято расстояние от растянутой грани до центра тяжести растянутой арматуры а= 6см при расположении ее в два ряда и а = 3см – при расположении арматуры в один ряд (рис. 14).
Сечение в первом пролете. М = 383955 кНм; h0 = 40 см. Расчет сечения арматуры выполняем используя вспомогательные таблицы (табл. 3.1) вычисляем:
Принятое сечение ригеля размерами 023*044 м не хватает для восприятия данных нагрузок поэтому увеличиваем его до 03*07м h0 = 66 см.
Проверяем принятую высоту сечения ригеля по пролетному наибольшему моменту. Поскольку = 047R = 0559 сечение не будет переармированным.
а) Сечение в пролете; б) Сечение на опоре
Рисунок 14 - К расчету прочности ригеля
Определяем площадь сечения продольной арматуры:
По сортаменту принимаем для армирования 2 28А500 + 220А500 с общей площадью As = 186 см2
Сечение в среднем пролете М = 2011 кНм:
Принимаем 2 22А240 + 214А240 с AS = 1068 см2.
Количество верхней арматуры определяем по величине опорных изгибающих моментов. Сечение на опоре «В» М = 34997 кНм:
Для армирования опорных сечений принимаем:
- со стороны первого пролета 425 А500 с общей площадью AS =1963 см 2;
- со стороны второго пролета 425А500 с общей площадью AS =1963 см 2.
На крайней опоре поперечная сила Q = 32345 кН.
Прочность бетонной полосы проверяем из условия где Q - поперченная сила в нормальном сечении принимаемом на расстоянии от опоры не менее ho: 03Rbbho = 504900 H = 5049 кH > Q = 32345 кН т.е. прочность бетонной полосы обеспечена.
Расчет железобетонных элементов по наклонным сечениям на действие поперечных сил:
Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия:
Q Qb + Qsw где Q - поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции с от внешних сил расположенных по одну сторону от рассматриваемого наклонного сечения; при вертикальной нагрузке приложенной к верхней грани элемента значение Q принимается в нормальном сечении проходящем на расстоянии с от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длиной с; Qb - поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении; Qsw - поперечная сила воспринимаемая хомутами в наклонном сечении.
Поперечную силу Qb определяют по формуле
Значение Qb принимают не более 25Rbtbho и не менее 05Rbtbho.
7015кНм25Rbtbho= 371250кНм.
Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с:
q1 = q - qv2 = 122459 – 984962 = 73211 кНм (Нмм).
с = Т.к. с превышает сmax=2h0=132м то принимаем с=сmax. Тогда с0=с=132 м и Qsw = 075qswco=075·13959·132 =13819 кН.
Q=Qmax– q1c =32345–73211·132=22681кН.
Проверяем условие: Qb + Qsw = 111375 + 13819 = 24956 кН > Q = 22681 кН т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.
Хомуты учитываются в расчете если соблюдается условие:
qsw = 13959 кНм ≥ 025Rbtb=025·075·106·03 = 5625 кН
Согласно п. 3.35 [4] шаг хомутов учитываемых в расчете должен быть не более значения:
Согласно п. 5.20 [4] диаметр поперечной арматуры (хомутов) в вязаных каркасах внецентренно сжатых элементов принимают не менее 025 наибольшего диаметра продольной арматуры и не менее 6 мм. Диаметр поперечной арматуры в вязаных каркасах изгибаемых элементов принимают не менее 6 мм. В железобетонных элементах в которых поперечная сила по расчету не может быть воспринята только бетоном следует предусматривать установку поперечной арматуры с шагом не более 05ho и не более 300 мм. В балках и ребрах высотой 150 мм и более а также в часторебристых плитах высотой 300 мм и более на участках элемента где поперечная сила по расчету воспринимается только бетоном следует предусматривать установку поперечной арматуры с шагом не более 075ho и не более 500 мм. Поэтому принимаем шаг поперечной арматуры у опор не более sw=05h0=330 мм и не более 300мм. В пролете принимаем шаг не более 34ho = 495мм.
Принимаем шаг у опоры S1= 200 мм в пролете S2=300 мм. Требуемая площадь стержня арматуры:
Asw= qsw*S1 Rsw = 13959·103·02 300·106 = 093723 см2
Принимаем хомуты 12 А240 с площадью сечения Asw=113 см2
Δqsw = 075(qsw1 - qsw2) = 075(13959-113)=1994 кНм где
Т.к. с2ho+l1 тогда Qsw2=075[qsw1co-(qsw1-qsw2)(c-l1)]=075[13959·132-(13959-
-113)·(132-072)]=9456 кН
Проверяем условие: Qb + Qsw = 111375 + 9456 = 20593 кН Q = 22681 кН.
Принимаем длину приопорного участка с шагом хомутов sw = 200 мм не менее 076 м.
На первой промежуточной опоре слева поперечная сила Q=4507 кН.
Rbbho = 03·145·300·560 = 5049 кH > Q = 4507 кН т.е. прочность бетонной полосы обеспечена.
7015кНм 25Rbtbho = 3712кНм.
Согласно п.3.32 [4] определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с: q1 = q - qv2 = 122459 – 984962 = 73211 кНм (Нмм).
Определяем 2 откуда при
Qbi ≥ 2Mbho - Qmax а именно 20749 кН > 2·147015066–4507 =-52 кН получим:
с = Т.к. с превышает сmax=2h0=132м то принимаем с=сmax. Тогда с0=с=132 м и Qsw = 075qswco=075·36295·132 =35932 кН.
Q = Qmax – q1c = 4507 – 73211·132 = 354062 кН.
Проверяем условие: Qb + Qsw = 111375 + 35932 = 47069 кН > Q = 354062 кН т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.
qsw=36295 кНм ≥ 025Rbtb= 5625 кН
Поэтому принимаем шаг поперечной арматуры у опор не более sw=05h0= =330мм и не более 300мм. В пролете принимаем шаг не более 34ho = 495мм.
Принимаем шаг у опоры S1= 100 мм в пролете S2=200 мм.
Требуемая площадь стержня арматуры:
Asw= qsw*S1 Rsw = 36295·103·01 300·106 = 12 см2
Принимаем хомуты 210 А500 с площадью сечения Asw=157 см2
Δqsw = 075(qsw1 - qsw2) = 075(36295-2355)=12745 кНм где
Согласно п. 3.34 [4] Qb.m
Т.к. с2ho+l1 тогда Qsw2=075[qsw1co-(qsw1-qsw2)(c-l1)]=075[36295·132-(36295
-2355)·(132-063)]=29336 кН
Проверяем условие: Qb + Qsw = 111375 + 29336 = 404735 кН > Q = 354062 кН
Принимаем длину приопорного участка с шагом хомутов sw = 100 мм не менее 086 м.
5 Построение эпюры арматуры.
Эпюру арматуры строят в такой последовательности:
– определяют изгибающие моменты М воспринимаемые в расчетных сечениях по фактически принятой арматуре;
– устанавливают графически или аналитически на огибающей эпюре моментов по ординатам М места теоретического обрыва стержней;
– определяют длину анкеровки обрываемых стержней W = Q2qsw+5d 20d причем поперечная сила Q в месте теоретического обрыва стержня принимается соответствующей изгибающему моменту в этом сечении; здесь d-диаметр обрываемого стержня.
– в пролете допускается обрывать не более 50% расчетной площади сечения стержней вычисленных по максимальному изгибающему моменту.
Рассмотрим сечения первого пролета. Арматура 228В500 + 220В500 c
As = 186 см2. Определяем момент воспринимаемый сечением для чего рассчитываем необходимые параметры:
Арматура 228А500 с As = 1232 см2 доводится до опор а стержни 220 А500 обрываются в пролете. Определяем момент воспринимаемый сечением с этой арматурой:
Определим точки обрыва арматуры в пролетах:;
681y2 + 11766y + 2922 = 0; D = 117662-4*11681*2922 = -1351431
681y2 +959y + 2922 = 0; D = 9592-4*11681*2922 = -1356078
В обоих случаях D0 т.е. точки обрыва арматуры отсутствуют.
6.Расчет стыка сборных элементов ригеля
Рассматриваем вариант бетонированного стыка (рис. 15). В этом случае изгибающий момент на опоре воспринимается соединительными стержнями в верхней растянутой зоне и бетоном заполняющим полость между торцом ригелей и колонной. Принимаем бетон для замоноличивания класса В25 Rb=145 МПа стыковые стержни из арматуры класса А500 Rs=435 МПа.
Изгибающий момент ригеля на грани колонны М=34997 кНм рабочая высота сечения h0=h – a = 07 – 0015 = 0685м.
Принимаем арматуру 232 А500 с Аs = 2609 см2.
Рисунок 15 - К расчету бетонированного стыка
Длину сварных швов для приварки стыковых стержней с закладными деталями ригеля определяем следующим образом:
Коэффициент 13 вводим для обеспечения надежной работы сварных швов в случае перераспределения опорных моментов вследствие пластических деформаций. При двух стыковых стержнях и двусторонних швах длина каждого шва (с учетом непровара) будет равна:
Конструктивное требование lw = 5d = 5*0036 = 018м. Принимаем lw = 018м.
Закладная деталь ригеля приваривается к верхним стержням каркаса при изготовлении арматурных каркасов. Сечение этой детали из условия прочности на растяжение:
Конструктивно принята закладная деталь в виде листа из полосы =001м длинной l = 018м А = 1*18 = 18см2.
Проектирование сборной колонны
1 Сбор нагрузок на колонны
Сетка колонн 69х72м высота этажей 39м количество этажей 5. Нормативная нагрузка 134кПа район строительства - г. Воронеж.
Таблица 2. Сбор нагрузок на колонну.
Нормативная нагрузка кПа
Коэффициент надежности по нагрузке γf
Рулонный ковер в три слоя
Цементно-песчаная стяжка =002м ρ=2200кгм3
Утеплитель (пенобетонные плиты) =012м ρ=400кгм3
Пароизоляция в один слой
Чистый слой из плиток =001м ρ=2200кгм3
Цементно-песчаная стяжка =005м ρ=1800кгм3
Нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия определено по формуле 10.1 [8]: где сe– коэффициент учитывающий снос снега с покрытий зданий под действием ветра или иных факторов принимаемый в соответствии с пп. 10.5-10.9 [8]; сt – термический коэффициент принимаемый в соответствии с п. 10.10 [8]; – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие принимаемый в соответствии с п. 10.4 [8]; Sg – вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли принимаемый в соответствии с п. 10.2 [8]. Согласно п. 10.9 [8] не учитывается в зданиях защищенных от прямого воздействия ветра более высокими зданиями.
S0 = 07*1*1*1*18 = 126 кПа.
Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 60х72м равна:
Агр = 69*71 = 4899 м2
Сечение колонн предварительно принимаем . Расчетная длина колонн во втором-седьмом этажах равна высоте этажа то есть расстояние от пола междуэтажного перекрытия до оси ригеля; расстояние от пола первого этажа до верха фундамента.
Собственный расчетный вес колонн на один этаж:
Gcol = bcol hcolHэтργf = 04*04*39*25000*11 = 1584 кН.
-длительная=(986+0392)*4899=32601 кН
-кратковременная =0392*4899=1246 кН
-длительная =1921*4899=61087 кН
-кратковременная =576*4899=18316 кН
Расчетные продольные нагрузки в сечениях колонн расположенных на уровне перекрытий и обреза фундамента:
2 Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон тяжелый класса В25; расчетное сопротивление на осевое сжатие Rb = 145МПа .
- продольная класса А500 расчетное сопротивление на осевое растяжение Rs = 435МПа.
3 Расчёт прочности колонны первого этажа
N = 440366 кН N1дл = 34754 кН l0 = 23м т. к. размеры поперечного сечения элемента заданы и необходимо найти площадь арматуры то используют формулу из которой искомая площадь сечения арматуры будет:
Определим коэффициент φ = 091 тогда:
Принимаем продольное рабочее армирование сечение колонны 418 В500 ( см2). Условие выполняется сечение непереармировано.
4 Расчет и конструирование короткой консоли
Опорное давление ригеля Q=41663 кН.
Длина опорной площадки: . Принимаем lsup = 02 м.
Вылет консоли с учётом зазора 5 см составляет: l = 02 + 005 = 025м
Расстояние от грани колонны до силы Q: с=l–05*lsup=025–05*02=015м
Высота консоли в сечении у грани колонны принимают равной:
h=(07-08)hbm=09*07=063м.
У свободного края при угле наклона сжатой грани =45 высота консоли h1=h – l = 063 – 025 = 038м при этом h1>05*h=05*063=0315м.
Рабочая высота сечения консоли h0=h – 003 = 063 – 003 = 06м.
Поскольку выполняется условие l1=025м09*h0=09*06=054м то консоль считается короткой.
Для короткой консоли выполняются 2 условия:
)Q=41663кН ≤ условие выполняется.
условие выполняется.
Изгибающий момент консоли у грани колонны: М=Q*c=41663*015=6249кНм.
Рассчитаем площадь сечения продольной арматуры консоли:
Принимаем 216 А500 с As = 402см2 при h = 063м > 25С = 25*015 = 0375м – в виде отогнутых стержней и горизонтальных хомутов по всей высоте консоли. Консоль армируем горизонтальными хомутами 6 А500 с As = 057 см2 с шагом S=009 м и отгибами 216 А500 с As = 402см2.
Проверяем прочность сечения консоли по условию:
Правая часть условия принимается не более:
- прочность обеспечена.
Армирование колонны и консоли см. прилагаемые чертежи.
5 Конструирование арматуры колонны. Стык колонн
Колонна армируется пространственным каркасом образованным из рабочих продольных стержней арматуры кл. А500 и поперечных хомутов из арматуры 6 А500. Шаг поперечных стержней принимаем равным 15d и не более 500 мм (d-наименьший диаметр продольных сжатых стержней). s = 15d = 15*6 = 90мм.
Стык колонн осуществляем сухим с торцовыми листами и центрирующей прокладкой. В местах контактов концентрируются напряжения поэтому торцевые участки усиливаем косвенным армированием. Последнее препятствует поперечному расширению бетона при продольном сжатии. Косвенное армирование представляет собой пакет поперечных сеток. Принимаем 4 сетки с шагом s=005 м – на расстоянии равном размеру стороны сечения колонны.
Для этих сеток принимаем арматуру 6 А500.
Центрирующую прокладку принимаем с размерами в плане 100х100 мм и толщиной 20 мм.
Рисунок 16 – Стык колонн
6 Расчет сборных элементов многоэтажной колонны на воздействия в период транспортирования и монтажа
При транспортировании под колонну кладем 2 подкладки на одинаковом расстоянии от торцов равном 10 м. Тогда в сечении колонны под подкладками и в середине пролета между подкладками нагрузка от собственной массы колонны вызовет изгибающие моменты:
При высоте 1-го этажа в 39 м расстояние от пола 2-го этажа до верхнего торца колонны 1-го этажа – 061 м и от нулевой отметки до верхнего обреза фундамента – 015 м а также в предположении что фундамент будет трехступенчатым с общей высотой – 12 м и расстоянием от его подошвы до нижнего торца колонны равным 025 м общая длина сборного элемента колонны составит:
lcol = 39 + 061 + 015 + 12 – 025 = 531м. Принимаем 55м.
При транспортировании конструкции для нагрузки от их собственной массы вводится коэффициент динамичности 16. Коэффициент .
Изгибающий момент воспринимаемый сечением при симметричном армировании
и М = 143639 кНм - условие выполняется.
В стадии монтажа колонны строповку осуществляем в уровне низа консоли. Расстояние от торца колонны до места захвата коэффициент динамичности для нагрузки от собственного веса при подъеме и монтаже – 14.
Под 2-хэтажные колонны при транспортировании следует укладывать 4 подкладки. При подъеме и монтаже этих колонн их строповку следует осуществлять за консоли в 2-х уровня.
а) В стадии транспортирования; б) В стадии монтажа
Рисунок 17 - Расчетные схемы колонны
Расчет центрально-нагруженного фундамента
Продольные усилия колонны: N = 440366 кН. Условное расчетное сопротивление грунта: R0=04МПа. Бетон тяжелый класса В25 Rb=145МПа Rbt=075МПа Eb=30000МПа коэффициент условий работы бетона . Арматура рабочая из стали А500 Rs=435МПа Rsw=170МПа Eb=200000МПа.
Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах . Верхний обрез фундамента на отм. -0.150. Фундамент квадратный в плане.
Высоту фундамента предварительно принимаем равной глубину заложения . Площадь подошвы фундамента определяем по формуле: где - нормативная продольная сила для расчетов размеров подошвы. Подсчитываем с учетом усредненного значения : N1n = Nγf = 440366115 = 382926кН.
Размер подошвы: a=b= Принимаем а=36м (кратно 03 м).
Глубина заделки колонны в стакан фундамента: должна быть не менее: 1)
) из условия заделки рабочей продольной сжатой арматуры колонны в сжатом бетоне:
где d- диаметр продольной арматуры колонны.
Принимаем толщину дна стакана . Полная высота фундамента:
) Н=ha+hg+005=06+03+005=095м
) Н=ha+hg+005=063+03+005=098м
Кроме того рабочая высота фундамента h0 из условия продавливания по поверхности пирамиды (грани которой наклонены на 300 к горизонту) должна быть не менее:
Р = NА = 440366362 = 33978кН – давление на грунт от расчетной нагрузки.
Принимаем высоту фундамента 12 м тогда h0 = 12 – 004 = 116м.
Принимаем h1 = h2 = 03м тогда а = 36м а1 = 24м а2 = 12м.
Проверяем отвечает ли условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении начинающемся на линии пересечения пирамиды продавливания с подошвой фундамента. Для единицы ширины этого сечения: вычисляя: Q=Р(l – с)b≤06Rbtbh01
978*1(06–026)=11552кН06*075*103*026*1=117кН условие выполнено.
Проверку фундамента по прочности на продавливание колонной дна стакана производим из условия:
*85*103*264*026=525096кН где Um – среднее арифметическое периметров верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания колонной от дна стакана
F – расчетная продавливающая сила определяющаяся по формуле:
1607525096 – условие выполняется.
Проверку прочности фундамента на раскалывание не проводим.
Армирование фундамента по подошве определяем расчетом на изгиб по сечениям нормальным к продольной оси по граням ступеней и грани колонны как для консольных балок.
Расчет на изгибающие моменты в сечениях проходящих по грани 1-2 (III-III) 2-3 (II-II) 3 (I-I) вычисляем по формулам:
Площадь сечения арматуры вычисляем по формулам:
Из трех значений выбираем большее и по сортаменту производим подбор арматуры в виде сетки. Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из А500 с As = см2 с шагом s=02 м.
Рисунок 18 - Конструкция отдельного фундамента

Хот.dwg

Конструирование и расчет элементов железобетонных конструкций
Схема расположения элементов сборного перекрытия М1:200
Общий вид ПР-1 М1:50
Схема армирования ПР-1
Спецификация арматурных и закладных элементов плиты ПР-1
Закладные детали ЗД-1
Плита перекрытия ПР-1
Напрягаемая арматура
Центрирующая прокладка
Стык колонны и ригеля М1:20
слоя рубероида =12 мм
Цементно-песчаная стяжка =20 мм
Пенобетонные плиты =120 мм
Пароизоляция в один слой