Конструкции многоэтажного пром. здания

курсовик ЖБК.dwg

С О Г Л А С О В А Н О
ВЕДОМОСТЬ ОСНОВНЫХ КОМПЛЕКТОВ РАБОЧИХ ЧЕРТЕЖЕЙ
Пожарная безопосность зданий и
Общественные здания и сооружения
ВЕДОМОСТЬ ССЫЛОЧНЫХ И ПРИЛАГАЕМЫХ ДОКУМЕНТОВ
ВЕДОМОСТЬ РАБОЧИХ ЧЕРТЕЖЕЙ ОСНОВНОГО КОМПЛЕКТА АР
общая площадь здания
ТЕХНИКО - ЭКОНОМИЧЕСКИЕ ПОКАЗАТЕЛИ
Детали полов общественных зданий
Противопожарные двери деревянные
для общественных зданий.
Детали покрытий общественных зданий
Перегородки системы "KNAUF
на 1-м - 3-м этажах перегородки выполнить из гипсокартонных
Окна и входные двери выполнить из алюминиевых прессованных профилей
с заполнением стеклопакетами.
Наружную отделку см. "Цветовое решение фасадов" .
Перегородки в подвале выполнить из керамического кирпича толщиной
Здание запроектировано 3-х этажным с бильярдным залом
Проект разработан для следующих природно-климатических условий:
- Климатический район - IIIб
- Ветровая нагрузка - по V району ( 60 кгсм2)
Проект "Торгово-развлекательного центра"
- Снеговая нагрузка - по II району (120 кгсм2)
- Расчетная температура наружнего воздуха - 19 град.С
- Сейсмичность площадки строительства - 8 баллов
разработан на основании :
- обьемно-планировочного решения.
в ххх квартале г.Ставрополя
- Степень огнестойкости - II
Технические характеристики здания:
- Степень ответственности- II
- Класс конструктивной пожарной опасности здания СО
- Функциональная пожарная опасность - Ф 3.1
марки ГКЛВ по металлическому каркасу ( с.1.031.9 -2.00 ).
листов марки ГКЛ ; в санузлах
моечной столовой посуды -
Облицовки системы "KNAUF
За условную отметку 0.000 принят уровень чистого пола
Здание с размерами в осях 26.16х40.58 м. Высота подвального этажа -
Ограждающая конструкция наружной стены состоит из блоков
ячеистого бетона марки 600 толщиной 300мм и наружной облицовкой
помещениями ресторана и сауной в подвальном этаже.
что соответствует абсолютной отметке 649
Здание оборудовано грузовыми лифтами. Зона обслуживания грузового
лифта включает в себя разгрузочные площадки подвального и первого
Кровля - мягкая рулонная с наружным водостоком.
Отопление и вентиляция
Конструктивные решения
Генеральный план. Благоустройство.
Водопровод и канализация
Автоматические установки пожарная
сигнализация и автоматическое
ЦВЕТОВОЕ РЕШЕНИЕ ФАСАДОВ (согласование)
панелями МП-2000 и панелями "Алюкобонд" по направляющим.
- задания на проектирование
Двери деревянные внутренние
для жилых и общественных зданий
ПЛАН ОТДЕЛОЧНЫХ РАБОТ 2-го ЭТАЖА
ПЛАН ОТДЕЛЧНЫХ РАБОТ 1-го ЭТАЖА
ПЛАН ОТДЕЛОЧНЫХ РАБОТ 3-го ЭТАЖА
ПЛАН ОТДЕЛОЧНЫХ РАБОТ ПОДВАЛА
СХЕМЫ ВИТРАЖЕЙ В-1 - В-18. ОКНА ОК-3 - ОК-8
ОКНО ПЕРЕДАТОЧНОЕ ОП-1
СПЕЦИФИКАЦИЯ ЭЛЕМЕНТОВ ЗАПОЛНЕНИЯ ПРОЕМОВ
СПЕЦИФИКАЦИЯ ПЕРЕГОРОДОК
ВЕДОМОСТЬ ОТДЕЛКИ ПОМЕЩЕНИЙ
ЖАЛЮЗИЙНАЯ РЕШЕТКА ЖР-1
ЖАЛЮЗИЙНАЯ РЕШЕТКА ЖР-2
ДЕКОРРАТИВНЫЙ ЭЛЕМЕНТ ВХОДА
План цокольного этажа
по 2-му Юго-Западному проезду в г. Ставрополя
Комплекс жилых домов со встроенно-пристроенными
Торгово-офисное здание по 2-му
а также зданиями и сооружениями
Юго-Западному проезду
Архитектурные решения
Наружные сети водоснабженияканализация
Наружные сети теплоснабжения
Наружные сети электроснабжения
Наружные слаботочные сети
ЭКСПЛИКАЦИЯ ПОМЕЩЕНИЙ ЦОКОЛЬНОГО ЭТАЖА
Лестнично-лифтовый холл N1
Демонстрационный зал
Лестничная клетка N2
ЭКСПЛИКАЦИЯ ПОМЕЩЕНИЙ 1-го ЭТАЖА
Лестничная клетка N1
ЭКСПЛИКАЦИЯ ПОМЕЩЕНИЙ 2-го ЭТАЖА
Гардеробная персонала
ЭКСПЛИКАЦИЯ ПОМЕЩЕНИЙ 3-6-го ЭТАЖЕЙ
Разрез 1-1. Разрез 2-2
ЭКСПЛИКАЦИЯ ПОМЕЩЕНИЙ ЧЕРДАКА
Машинное отделение лифта
Лестничная клетка N3
армированная стекловолокном толщ. 20 мк
Пароизоляция - пленка ПХВ - П
армиров. стеклотканью
Утеплитель - маты базальтовые МТПБ
Профнастил НС-35х1000
Жб перекрытие - 220 мм
Чердачное пространство
ТУ 5761-159-07058109-2000 - 130 мм
Стяжка из цп раствора М150 - 25мм
Кладка из силикатного кирпича
Цементно-песчаная штукатурка
Воздушная прослойка
Утеплитель- плиты базальтоволокнистые
ТЕХНО ВЕНТ ТУ 5762-016-17925162-2004
противопожарные фирмы "АЛКОР" с уплотнением
Двери технических помещений выполнить
Данный лист читать совместно с л. АР-1
в притворах по ГОСТ 10174-78.
Данный лист читать совместно с л. АР-2
Перегородоки выполнить из гипсокартонных листов
За относительную отметку 0.000 принята отметка
что соответствует абсолютной
ГКЛ (ГКЛВ) по серии 1.031.9-2.00.
отметке земли 635.60.
отметке земли 616.90.
Утепление перегородки выполнить облицовочными
толщиной 100мм по серии 1.073.9-2.00
Данный лист читать совместно с л. АР-13.
Перегородоки выполнить из гипсокартонных
листов ГКЛ (ГКЛВ) по серии 1.031.9-2.00.
Схему конструкции наружной стены см. на л. АР-2.
Кладовая уборочного инвентаря
Техническое помещение
Существующий котлован
многофункционального комплекса
Контур дна котлована
Существующий фундамент
При производстве работ руководствоваться требованиями СНиП III-4-80
Данный лист читать совместно с листами 1АС-3
После завершения земляных работ по рытью котлована необходимо составить акт
За относительную отетку 0
0 принят уровень чистого пола 1-го этажа
Наименова- ние или № помещения по проекту
Тип пола по проек ту
Схема пола или № узла по серии
Элементы пола и их толщина.
Покыртие-бетон марки 400 на гравийном или щебеночном заполнителе. Подстилающий слой-бетон марки 300
толщиной 100мм. Основание-уплтненный грунт.
Покыртие-бетон марки 300 и втопленная в него крошка(мрамор
гранит или базальт).Подстилающий слой-бетон марки 300
Покыртие-Керамическая плитка.Подстилающий слой-бетон марки 300
ж.б. плиты перекрытия. Прослойка-Плиточный клей или ЦПР. Основание-уплтненный грунт.
План монолитного перекрытия.
Монолитная балка БМ1
Изделие закладное МН1
Курсовой проект ЖБ и КК
ригелей и плит перекрытия.
Плита перекрытия П1.
многоэтажного пром.
Монолитная плита ПМ1
Монолитная балка БМ1.Ригель.
∅25АТ-VI ГОСТ5781-82
∅32АТ-VI ГОСТ5781-82
Второстепенные балки.

ПояснилкаЖБК.docx

Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами ..2
1.Расчет второстепенной балки .4
Плита с круглыми пустотами .7
1.Расчет плиты по предельным состояниям первой группы .8
2.Расчет плиты по предельным состояниям второй группы 9
Неразрезной ригель .14
1.Характеристики бетона и арматуры для ригеля 14
2.Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси 15
Сборная железобетонная колонна и центрально нагруженный фундамент под колонну 18
1Характеристики бетона и арматуры для колонны .19
Кирпичный столб с сетчатым армированием .22
1Вычисляем прочностные и деформативные характеристики армированной кладки 24
Список литературы .27
Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами
При компоновке конструктивной схемы перекрытия главные балки обязательно располагаются в поперечном направлении здания т. е. по наибольшему шагу колонн. Привязка наружных кирпичных стен должна быть равна 250 мм от разбивочных осей до внутренних граней стен а ширина полосы опирания плиты на стену равна 120 мм.
Расстояния между второстепенными балками назначаются с учетом проектирования плиты балочного типа.
Допускается принимать размер крайнего пролета плиты меньше среднего не более чем на 20 %. Размеры поперечных сечений балок должны соответствовать унифицированным.
Монолитное перекрытие следует проектировать из тяжелого бетона заданного класса. Плита должна армироваться рулонными сварными сетками по ГОСТ 8478-81 с продольной рабочей арматурой укладываемыми по направлению главных балок. Армирование второстепенных балок проектируется в виде сварных каркасов с продольной рабочей арматурой заданного класса. Поперечная рабочая арматура при диаметре стержней до 6 мм принимается класса Bp-I a при больших диаметрах класса A-I.
При определении нагрузки от массы пола коэффициент надежности по нагрузке должен приниматься равным 1 2 а остальные коэффициенты надежности по нагрузке и назначению здания учитываются согласно [7]. Плотность железобетона при определении нагрузок от собственного веса конструкций должна приниматься в соответствии с требованиями п. 2.13 [3].
Принятая компоновка конструктивной схемы монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами с учетом требований методических указаний.
Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия:
высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок
высота и ширина поперечного сечения главных балок
толщину плиты примем 80 мм при максимальном расстоянии между осями второстепенных балок 2200 мм.
Вычисляем расчетные пролеты и нагрузки на плиту. Получим в коротком направлении
l01 = l — b2 — с + а2 = 2100 - 2002 — 250 + 1202 = 1810
а в длинном направлении l0 = l — b = 6000 — 250 = 5750 мм.
Отношение пролетов 57502100 =27 > 2..
Для расчета плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу шириной 1 м. Плита будет работать как неразрезная валка опорами которой служат второстепенные балки и наружные кирпичные стены. При этом нагрузка на 1 м плиты будет равна нагрузке на 1 м2 перекрытия. Подсчет нагрузок на плиту дан в табл. 1
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент по надежности
Расчетная нагрузка кНм2
Временная (по заданию)
С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1 м плиты q=(g+)γn = (364х9)095 = 1201 кНм. Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий:
в средних пролетах п на средних опорах
М=ql20216 = 120119216 = 361 кНм
в первом пролете и на первой промежуточной опоре
М=ql20111 = 1201181211 = 357 кНм
Так как для плиты отношение hl02 = 802100 = 126 > 130 то в средних пролетах окаймленных по всему контуру балками изгибающие моменты уменьшаем на 20 % т. е. они будут равны 08361 = 288 кНм.
По приложению I или соответствующим таблицам [2 3] определим прочностные и деформативные характеристики бетона заданного класса с учетом влажности окружающей среды.
Бетон тяжелый естественного твердения класса В20 при влажности 70 %: γb2 = 09; Rb =11509 = 1035 МПа; Rbt = 09 09 = =081 МПа; Еь = 27000 МПа.
Выполним подбор сечений продольной арматуры сеток.
В средних пролетах окаймленных по контуру балками и на промежуточных опорах: h0 = h - а = 80 - 12.5 = 675 мм;
аm = М (Rb bh20) = 288 106 (1035 1000 6752) = 0061; по приложению IV находим = 0061 R = 0652 = 0969 тогда
RsAs = M (hо) =2.88 106 (0969 675) = 43986 Н; по приложению
III принимаем сетку C1 номер 39 марки с фактической несущей способностью продольной арматуры RsAs= 46930 Н > 43986 Н.
В первом пролете и на первой промежуточной опоре:
hо = 80 – 165 = 635 мм; αm = 357 106 (1035 10006352 ) =0.085; = 009 R; = 0955; RsAs = 35106 (0.955 635) = 57716 Н; дополнительная сетка должна иметь несущую способность продольной арматуры не менее 57716 - 43986 = 13730 Н; принимаем сетку С2 номер 31 марки с RsAs = 18100Н>13730Н.
Расчет второстепенной балки:
. Вычисляем расчетный пролет для крайнего пролета балки который равен расстоянию от оси опоры на стене до грани главной балки;
l01 =l - с2 - b2 = 6000 — 2502 - 2002 = 5770 мм = 577 м.
Определим расчетную нагрузку на 1 м второстепенной балки собираемую с грузовой полосы шириной равной максимальному расстоянию между осями второстепенных балок (24 м). Постоянная нагрузка:
от собственного веса плиты и пола (см. расчет плиты) 36422 = 8 кНм;
от веса ребра балки 02(04 — 008)25 11 = 176 кНм;
Временная нагрузка; v = 600 21 = 126 кНм.
Итого с учетом коэффициента надежности по назначению здания
q = (g+ v)γn = (934 + 226)095 = 3034 кНм.
Изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий в статически неопределимой системе будут равны:
в первом пролете M=q
на первой промежуточной опоре M=q. Максимальная поперечная сила (на первой промежуточной опоре слева) равна Q=06ql01 = 06 30343 577 = 105 кН
Согласно заданию продольная рабочая арматура для второстепенной балки класса А-Ш (Rs = 365 МПа).
По формуле (3.19) [1] проверим правильность предварительного назначения высоты сечения второстепенной балки:
или h0 +а = 347 + 35 = 382 мм400 мм т. е. увеличивать высоту г сечения не требуется.
Выполним расчеты прочности сечений нормальных к продольной оси балки на действие изгибающих моментов.
Сечение в пролете М=7166 кНм . Определим расчетную ширину полки таврового сечении согласно п. 3. 16 [2]: при h'f h = 80400=02>01 и 2 l6l0l + b = 21 65750 + 200 = 2123 мм 2200 мм (расстояние между осями второстепенных балок) принимаем bf' =2117 мм. Вычислим h0 = h — а = 400 — 30 =370 мм.
Так как Rbb'fh'f(h0 - 05h'f) = 10352123 80(370 - 05 80) = 58008106 Н мм = 580 кН м > М = 7166 кН м то граница сжатой зоны проходит в полке и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b=b'f = 2123 мм. Вычислим ат = M (Rbbh20) = 7166106 (10.3521233702) = 0024 аR = 0431 (по приложению IV). По ат = 0024 находим = 099 тогда требуемая по расчету площадь продольной рабочей арматуры будет равна Аs = M (Rsh0) = 7166106(365099 370) = 536 мм2 Принимаем по приложению II 2 20 A-III (As = 628 мм2).
Сечение на опоре В М = 7166 кН м. Вычислим h0 = h — a = = 400 — 35 = 365 мм;
аm = М (Rbbh20) = 7166106 (10352003652) = 0.26 аR = 044 т. е. сжатая арматура не требуется. По аm = 0262 находим = 0845 тогда
Аs = M (Rsh0) = 7166 106 (365 0845 365)= 6365 мм2. Принимаем 6 12 A-III (As = 679 мм2).
Выполним расчет прочности наиболее опасного сечения балки на действие поперечной силы у опоры В слева. По приложению II из условия сварки принимаем поперечные стержни диаметром 5 мм класса Вр-I (Rsw = 260 МПа Еs = 170000 МПа) число каркасов — два (Аsw = 2196 =392 мм2). Назначаем максимально допустимый шаг поперечных стержней s = 150 мм согласно требованиям п. 5.27 [2].
Поперечная сила на опоре Qmax = 105 кН фактическая равномерно распределенная нагрузка q1 = 226 кНм.
Проверим прочность наклонной полосы на сжатие по условию (72) [2]. Определяем коэффициенты φw1 и φb1:
w = Asw (bs)= 392(200 150) = 00013; α = Es Eb = 170 00027 000 = 63; отсюда φw1 = 1 + 5αw = 1 + 5 63 00013 = 104 13; для тяжелого бетона = 001; φb1 = 1 – Rb= = 1 - 001 1035 = 0896.
Тогда 03 φw1 φb1 Rbbh0 = 03 104 0896 1035 200 370 = 214 109 Н = 21411 кН >Qmax = 105 кН т. е. прочность наклонной полосы ребра балки обеспечена.
По условию (75) [2] проверим прочность наклонного сечения по поперечной силе. Определим величины Mb и qsw:
φb2 =2(см. [2 с. 39]); так как b'f —b = 2123-200= 1923 мм>Зh'f = 3 80 = 240 мм принимаем
b'f — b = 240 мм тогда φf= 075 (b'f — b) h'f (bh0) = 075 240 80 (200 370) = 0194 05; Mь = φb2 (1 + φf) Rbtbh20 =
= 2(1 + 0194)081 200 3702 = 52.96 106 Н мм = 5296 кН м;
qsw = Rsw Asw s = 260 392150 = 6794 кНмм.
Определим значение Qbmin принимая φb3 = 06 (см. [2 с 39]): Qbmin = φb3 (1 + φf) Rbtbh0 = 06(1 + 0194) 081 200 370 = 42941 Н = 4294 кН. Поскольку Qbmin (2h0)= 4294(2 037) = 58 кНм qsw = 679 кНм следовательно значение Мь не корректируем.
Согласно п. 3.32 [3] определяем длину проекции опасного наклонного сечения с. Так как 056qsw = 056 679 = 38 кНм > q1 =3034 кНм значение С определяем только по формуле: Поскольку с = 132 м > (φb2 φb3 )h0 = (206)037 = 123 м принимаем c = 123м.
Тогда Qb = Mb с = 52.96132=4012 кH>4294; Q = Qbmax – q1c = 105 - 3034 - 1.32 = 65 кН.
Длина проекции наклонной трещины будет равна . Так как с0 = 078 м >2h0 = 2 037 = 074 м принимаем с0 = 074 м тогда Qsw = qsw с0 = 679 074 = 5024 кН.
Проверим условие (75) [2]: Qb + Qsw = 4012+ 5024 = 9036кН > Q = 65 кН т. е. прочность наклонного сечения по поперечной силе обеспечена.
Требования п. 3.32 [2] также выполняются поскольку Smax = φb4Rbtbh20 Qmax= 15 081 200 3702(105 103) = 3198 мм > s = 150 мм.
Плита с круглыми пустотами
По результатам компоновки конструктивной схемы перекрытия принята номинальная ширина плиты 1200 мм. Поскольку в задании нет указаний о марке легкого бетона по плотности принимаем марку D1800 на плотном заполнителе. Расчетный пролет плиты при опирании на ригель поверху l0 = l — b2= 6000 — 2502 = 5875 мм = 5875 м.
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в табл. 1.4.
Нормативная нагрузка кнм2
Коэффициент надежности по нагрузке
Расчётная нагрузка кНм2
от массы плиты с круглыми
от массы пола (по заданию)
( = 012 м ρ = 199 кНм3)
В том числе постоянная и длительная
Расчетные нагрузки на 1 м длины при ширине плиты 12 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания γп = 1 (класс ответственности здания II):
для расчетов по первой группе предельных состояний
q = 1307 12 1 = 1569 кНм;
для расчетов по второй группе предельных состояний
полная qtot = 111 12 1 = 1332 кНм;
длительная ql = 959 12 1 = 1151 кНм.
для расчетов по первой группе предельных состояний М = q
Q = q для расчетов по второй группе предельных состояний
Мtot = qtotl208 = 1332 587528 = 5747 кН м Мl = qll208 = 1151 587528 = 4966 кН м.
Назначаем геометрические размеры поперечного сечения плиты. Согласно табл. 8 [2] не требуется корректировать заданный класс бетона В30.
Нормативные и расчетные характеристики легкого бетона класса
В30 марка по плотности D1800 на плотном заполнителе твердеющего в условиях тепловой обработки при атмосферном давлении γb2 = 09 (для влажности 70 %): Rbn = Rbser = 220 МПа; Rb = 17 09 = 153 МПа; Rbtn = Rbtser= 18 МПа; Rbt = 12 09 = 108 МПа; Еь = 19 500 МПа.
Нормативные и расчетные характеристики напрягаемой арматуры класса АТ-VI диаметром 7 мм:
Rsn = Rsser = 980 МПа; Rs = 815 МПа; Es = 190 000 МПа.
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры sp = 815 МПа. Проверяем условие (1) [2] при р = 005sp = 005 815 = 7075 МПа (для механического способа натяжения проволочной арматуры независимо от задания). Так как sp + р = 815 + 4075 = 856 МПа Rsser =980 МПа и sp — р = 815 — 41 = 774 МПа > 03Rsser = 03 980 = 294 МПа следовательно условие (1) выполняется.
Предварительное напряжение при благоприятном влиянии с учетом точности натяжения арматуры будет равно sp (1 - Δγsp ) = 815(1 - 219 = 15485 МПа где Δγsp = 29 согласно п. 1.27 [2].
Расчет плиты по предельным состояниям первой группы. Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси М = 115 кН м. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Согласно п. 3.16 [2] при h'f h = 31220 = 014 > 01 расчетная ширина полки b'f = 1160 мм. ho = h — а = 220 — 30 = 190 мм.
Проверим условие (44) [4]: Rb b'f h'f (h0 - 05h'f) = 153 1160 31 (190 - 05 31) = 960 106 Н мм = 96 кН м > М = 115 кНм т. е. граница сжатой зоны проходит в полке и расчет производим как для прямо-угольного сечения шириной b = b'f= 1160 мм согласно п. 3.11 [4].
Определим значение αт = М(Rbbh20) = 11 5 106(153 1160 1902) = 0018; по αт пользуясь приложением IV находим = 002 и = 099.
Вычислим относительную граничную высоту сжатой зоны R по формулам п. 3.12 [2]. Находим характеристику сжатой зоны бетона = α — 0008Rb = 08 — 0008 153 = 067 где α = 08 для легкого бетона. Тогда
где sR = Rs + 400 — sp = 815 + 400 — 1084 = 131 МПа (предварительное напряжение принято с учетом полных потерь sp = 07 15485 = 1084 МПа); sR = 500 МПа при γb2 10.
Так как = 002 05 R = 05 0364 = 0182 то согласно п. 3.7 [4] коэффициент условий работы учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести можно принимать равным γs6 = = 12.
Вычислим требуемую площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры: Asp = М( γs6Rsh0) = 115 106(12 815 099 190) = 625 мм2. Принимаем 12 7 Bp-II (Asp = 462 мм2).
Проверка прочности плиты по наклонным сечениям к продольной оси Qmax = 46 кН ql = q = 1568 кНм.
Поскольку п. 5.26 [2] допускает не устанавливать поперечную арматуру в многопустотных плитах выполним проверку прочности сечения плиты на действие поперечной силы при отсутствии поперечной арматуры согласно п. 3.32 [2] или п. 3.30 [4].
Проверим условие (92) [4]: 25Rbtbh0 = 25 108 206 190 = 1056 103 Н = 1056 кН > Qmax = 46 кН т. е. условие выполняется.
Проверим условие (93) [4] принимая упрощенно Qb1 = Qb miп и c 25h0 = 25 019 = 0475 м.
Находим усилие обжатия от растянутой продольной арматуры Р = 07spAsp = 07 500 6625 = 2319 103 Н = 2319 кН.
Вычисляем φn = 0lP(Rbtbh0) = 01 2319 103(108 206 190) = 0055 05. Согласно [2 с. 39] φb4 = 04 тогда Qb m Qb1 = Qb miп = 178 кН.
Так как Q = Qmax - q1с = 46 — 1568 0475 = 3855 кН Qb1 = 178 кН следовательно для прочности наклонных сечений по расчету арматуры не требуется.
Теперь следует заполнить контрольный талон для диалога с ЭВМ.
Расчет плиты по предельным состояниям второй группы:
Согласно табл. 2 [2] пустотная плита эксплуатируемая в закрытом помещении и армированная напрягаемой арматурой класса Вр-II диаметром 7 мм должна удовлетворять 3-й категории требований по трещиностойкости т. е. допускается непродолжительное раскрытие трещин шириной αсгс1 = 03 мм и продолжительное — αсгс2 = 02 мм. Прогиб плиты от действия постоянной и длительной нагрузок не должен превышать fu = 296 м (см. [8 табл. 19]).
Геометрические характеристики приведенного сечения рассчитан-
ные ЭВМ имеют следующие значения.
Площадь приведенного сечения Ared = ARED = 1199 см2 = 1199102 мм2. Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения у0 = Y0=109 см = 109 мм..
Момент инерции приведенного сечения Ired = Ired = 629 см4 = 629 106 мм4. Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне = WRED = 6389 см3 = 6389 103 мм3 тоже по верхней зоне = 5175 см3 = 5175 103 мм3.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне
= WPL = 6389 мм3 = 6389 103 мм3 то же для растянутой зоны в стадии изготовления и монтажа+ WPL =9056 мм3 = 9056 103 мм3.
Плечо внутренней пары сил при непродолжительном действии нагрузок z = Z = 168 см = 168 мм то же при продолжительном действии нагрузок z = ZL = 164 см = 164 мм.
Относительная высота сжатой зоны при продолжительном действии нагрузок = КСИL = 0377. Суммарная ширина ребер приведенного сечения при расчете по второй группе предельных состояний b = BRED = = 586 см = 586 мм а коэффициент φf = ФИF = 0544.
Определим первые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 1 — 6 табл. 5 [2].
Потери от релаксации напряжений в арматуре
потери от температурного перепада 2 = 125 65 = 8125 МПа;
потери 4 и 5 отсутствуют.
Таким образом усилие обжатия Р1 с учетом потерь по поз. 1- 5 табл. 5 [2] равно Р1 = (sp - 1 - 2 - 3)Asp = (500 - 15 - 8125)625 = 252103 Н = 252 кН. Точка приложения усилия P1 совпадает с центром тяжести сечения напрягаемой арматуры поэтому еор = у0 - α = 9845 - 30=6845 мм.
Определим потери от быстронатекающей ползучести бетона для чего вычислим напряжения в бетоне в середине пролета от действия силы P1 и изгибающего момента Mw от собственной массы плиты. Нагрузка от собственной массы плиты (см. табл. 1.4) равна qw = 239 21=502 кНм тогда Mw = qwl208 = 502 587528 = 2166кН м.
Напряжение bp на уровне растянутой арматуры (т. е. при y = еор=6845 м) будет
Напряжение 'Ьр на уровне крайнего сжатого волокна (т. е. при y = h — уо = 22О — 9845 = 121 55 мм)
Назначаем передаточную прочность бетона Rbp=155 МПа (R(p)bser=15 МПа R(p)btser= 14 МПа) удовлетворяющую требованиям п. 2.6 [2].
Потери от быстронатекающей ползучести бетона будут равны:
на уровне растянутой арматуры α = 025 + 0025 Rbp = 025 + 0025 155 = 064 08; поскольку Ьр Rbp = 02155 = 0013 α =064 то 6 = 40 085(ЬрRbp) = 40 085 (02155) = 052 МПа (здесь коэффициент 085 учитывает тепловую обработку при твердении бетона);
на уровне крайнего сжатого волокна 6' = 40 085 (053155) = 136МПа.
Первые потери los1 = 1 + 2 + 3 + 6 = 15 + 8125 + 136 = 9761 МПа тогда усилие обжатия с учетом первых потерь P1 = (sp — losl)Asp = (500 — 9761)625 = 2515 103 Н = 2515 кН.
Определим максимальное сжимающее напряжение в бетоне от действия силы Р1 без учета собственной массы принимая у = уо = 1О9 мм
Поскольку bpRbp = 048155 = 003 095 требования п. 1.29 [2] удовлетворяются.
Определим вторые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 8 и 9 табл. 5 [2].
Потери от усадки легкого бетона 8 = '8 = 50 МПа.
Напряжение в бетоне от действия силы Р1 и изгибающего момента Mw будут равны: bр = 02 МПа; 'bp = 053 МПа.
Так как bp Rbp 075 и 'bp Rbp 075 то 9 = 150 α (bp Rbp) = 150 1 (02 155) = 195 МПа; '9 = 150 1(053155) = 51 МПа.
Тогда вторые потери будут los2 = 8 + 9 = 50 + 195 = 5195 МПа.
Суммарные потери los = losl + los2 = 9761 + 5195 = 14956
МПа >100 МПа поэтому согласно п. 1.25 [2] потери не увеличиваем.
Усилие обжатия с учетом суммарных потерь будет равно Р2 = (sp – los)Asp = (500 — 14956)625 = 21902 103Н=219 кН.
Проверку образования трещин в плите выполняем по формулам п. 4.5 [2] для выяснения необходимости расчета по ширине раскрытия трещин и выявления случая расчета по деформациям.
При действии внешней нагрузки в стадии эксплуатации:
максимальное напряжение в сжатом бетоне равно
тогда φ = 16 — bRbser = 16 - 1122 = 1 1 > 1 принимаем φ = 1 a rsup = φ (WinfredAzed) = 1(6389 103) 1199 102) = 5326 мм.
Так как при действии усилия обжатия Р1 в стадии изготовления
минимальное напряжение в бетоне (в верхней зоне) равное
т. е. будет сжимающим следовательно верхние начальные трещины не образуются. (Пример полного расчета по образованию верхних трещин приведен в п. 1.2.1).
Согласно п. 4.5 [2] принимаем Мr = Мtot = 5747 кН м; Мrр = Р2 (eop+rsup) =219 103 (6845+5326) = 266 106 Нмм = 266 кН м; Mcrc = Rbtser Winfpl + Mrp = 18 6389 103 + 266 106 = 1416 106 Н мм = 146кН м.
Так как Мсrс = 146 кН м > Мr = 266 кН м то трещины в нижней зоне не образуются т. е. не требуется расчет ширины раскрытия трещин. (Примеры расчета ширины раскрытия трещин если они образуются приведены в пп. 1.2.1 и 1.2.2).
Расчет прогиба плиты выполняем согласно пп. 4.24 4.25 [2] при условии отсутствия трещин в растянутой зоне бетона.
Находим кривизну от действия постоянной и длительной нагрузок (М = Мl = 4966 кН м φb1 = 0896 φb2 = 2).
Прогиб плиты без учета выгиба от усадки и ползучести бетона
при предварительном обжатии будет равен
Если окажется превышение расчетного прогиба против допускаемого то рекомендуется выполнять расчет с учетом выгиба от усадки и ползучести бетона как это показано ниже.
Для учета выгиба плиты вычисляем:
кривизну обусловленную выгибом плиты от кратковременного действия усилия обжатия Р =Р2=2190 кН.
кривизну обусловленную выгибом плиты вследствие усадки и ползучести бетона от усилия обжатия
где b = (6 + 8 + 9) Es = (136 + 195+ 50) 190000 = 28 10-4; 'b = ('6 + '8 + '9) Es = (136 + 51 + 50)190 000 = 297 10-4.
Так как сумма = 1864 10-6 мм-1 то принимаем
Выгиб плиты от усадки и ползучести бетона при предварительном обжатии составит соответственно величина прогиба будет равна:
f = 32 + 038 = 358 мм = 036 см >> fu = 296 см.
Неразрезной ригель многопролетного перекрытия представляет собой элемент рамной конструкции. При свободном опирании концов ригеля на наружные стены и равных пролетах ригель можно рассматривать как неразрезную балку. При этом возможен учет пластических деформаций приводящих к перераспределению и выравниванию изгибающих моментов между отдельными сечениями.
Если проект выполняется в режиме диалога с ЭВМ то необходимо удовлетворить следующие требования: вид бетона для ригеля всегда тяжелый; класс бетона и продольной рабочей арматуры принимается в соответствии с индивидуальным заданием для сборных конструкций; класс поперечной арматуры должен быть A-I; геометрические размеры поперечного сечения ригеля для подбора арматуры должны приниматься уточненными ЭВМ.
Назначаем предварительные размеры поперечного сечения ригеля. Высота сечения h = (111)l = (111)6400=550 мм. Ширина сечения ригеля b=(03)h=170 мм. Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля. Нагрузка на ригеле от многопустотных плит считается равномерно распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу колонн в продольном направлении здания 6 м. Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в примере расчета плиты с круглыми пустотами в табл. 2.
Постоянная нагрузка на ригель будет равна:
от перекрытия (с учетом коэффициента надежности по назначению здания γп = 095) 407 60 1=388 кНм;
от веса ригеля (сечение 022х055 м плотность железобетона ρ = 25 кНм3 с учетом коэффициентов надежности γf = 11 и γn = 095) 014 055 25 11 095= 244 кНм. Итого: g= 388+244=4124 кНм.
Временная нагрузка (с учетом γп = 095) v = 90 095 = 855 кНм.
Полная нагрузка q = g + v = 4124 + 855 = 498 кНм.
В результате диалога с ЭВМ получены уточненные размеры сечения ригеля b = 250 мм h = 600 мм и ординаты огибающих эпюр М и Q.
Характеристики бетона и арматуры для ригеля:
Бетон тяжелый класса В35 γb2 = 09 (при влажности 70 %) Rb = 195 09 = 1755 МПа Rbt = 13 09 = 117 МПа. Продольная рабочая арматура класса А-III Rs= 365 МПа. По приложению IV для элемента из бетона класса В35 с арматурой класса А- III при γb2 = 09 находим αR = 0405 и R=0564.
Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси. Принимаем схему армирования ригеля
Сечение в пролете М = 28677 кН м ho=600 - 60 =540 мм. Подбор продольной арматуры производим согласно п. 3.18 [3].
Вычисляем αт = M(Rbbh20) = 28677 106(2755 250 540) = 0140 αR = 0405 следовательно сжатая арматура не требуется. По приложению IV при αm = 0173 находим = 0905 тогда требуемую площадь растянутой арматуры определим по формуле As = M(Rsh0) = 28677 106(365 0905 490) = 1772 мм2. Принимаем 4 25 А - III (Аs = 1963 мм2).
Сечение на опоре М = 37573 кН м h0 = 550 — 45 =505 мм αm = 37573 106 (2755 170 5052) = 0314 αR = 0405; = 0805 тогда As = 37573 106(365 0805 505) = 2532 мм2. Принимаем 2 32 А-III (As = 3217 мм2).
Монтажную арматуру принимаем 2 12 А-III (As = 226 мм2).
Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси Qmах = 32287 кН ql = q = 498кНм (Нмм).
Определим требуемую интенсивность поперечных стержней из арматуры класса A-I (Rsw = 175 МПа Es =190000 МПа) согласно п. 3.33 б [3] принимая в опорном сечении h0 = 512 мм.
По формуле (52) [3] при φf = 0 и φb2 = 2 получим Mb = φb2Rbt h0 = 2 117 250 5122 = 1533 106Н мм = 1533 кН м.
Находим Qb1 = 2кН. Так как бм06 = 15906 = 2651 кН бшах=32287 кН то требуемую интенсивность поперечных стержней определим по формуле
Поскольку (Qmах - Qb1)(2h0) = (32287 - 175)(2 0512)= 1444 кНм > qsw = 120 кНм то принимаем qsw=1308 кНм.
Проверяем условие (57) [3]: Qb m так как qsw = 334 кН м Qb min( 2h0) = 899(2 0512)=8775 кНм то корректируем значение qsw по формуле:
Согласно п. 5.27 [2] шаг s1 у опоры должен быть не более h3 = = 5503 = 183 мм и 500 мм а в пролете — 34h = 412 мм и 500 мм. Максимально допустимый шаг у опоры по п. 3.32 [2] будет равен smах = φb4Rbtbh20 Qmax = 15 117 250 5122(32287 103) = 356 мм.
Принимаем шаг поперечных стержней у опоры s1 = 200 мм а в пролете — s2 = 450 мм отсюда Аsw = qsws1Rsw = 1278 200175 = 146 мм2; принимаем в поперечном сечении два поперечных стержня диаметром по 8 мм с учетом диаметра продольной арматуры (Asw = 101 мм2).
Таким образом принятая интенсивность поперечных стержней у опоры и в пролете будет соответственно равна: qsw1 = RswAsws1 = 175 101200 = 8838 Нмм; qsw2 = 175 101450 = 393 Нмм.
Проверим условие (57) [3]. Так как qsw1 = 8838 Нмм >
> Qbmin(2h0) = 8564 Нмм a qsw2 = 393 Нмм Qb min (2h0) = 8564
Нмм то согласно п. 3.34 [3] для вычисления l1 (длины участка
ригеля с интенсивностью поперечных стержней qswl) корректируем
значения Мь и Qbm Q^m = 2h0qsw2 = 2 512 393 = 4024 103 Н = 4024 кН.
Вычисляем 2h0 = 102 м.
Поскольку q1 = 498 Нмм 156qsw1 - qsw2 = 156 8831 - 393 = 9857 Нмм с вычисляем по формуле
но не более (φb2 φb3)h0 = (206)0512 = 171 м. Принимаем с = 171 м тогда l1 будет равно
Тогда L1 = l1 + 02 м = 414 + 02 = 434 м > 14l = (14)7 = 157 м.
Принимаем Ll = 157 м.
Проверяем прочность по наклонной полосе ригеля между наклонными трещинами: w = Asw (bs) = 101(250 200) = 0002;
α = ЕsЕb = 190 00034500 = 55; φw1 = 1 + 5α w = 1 + 5 55 0002 = 1055; φb1 = 1 — Rb = 1 — 001 1755 = 0824; тогда 03 φw1φb lRbbh0= 03 1055 0824 1755 250 512 = 711 103 Н = 711 кН > Qmax = 32287 кН следовательно прочность наклонной полосы обеспечена.
Построение эпюры материалов выполняем с целью рационального конструирования продольной арматуры ригеля в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов.
Определяем изгибающие моменты воспринимаемые в расчетных сечениях по фактически принятой арматуре.
Сечение в пролете с продольной арматурой 4 25 А-III As = 1963 мм2; х = RsAs(Rbb) = 365 1963(1755 250) = 1633 мм = тогда М = RsAs(h0 - 05 х = 365 226(1755 250) = 188 мм = 2676558 = 0479 R = 0564; тогда М = 365 226(558 — 05 188) = 4525 106 Н мм = 4525 кН м.
Сечение в пролете с арматурой в верхней зоне 2 25 А-III As = 982 мм2; х = 365 982(1755 250) = 819 мм; М = 365 982(562 - 05 819) = 18674 106 Н мм = 18674 кН м.
Сечение у опоры с арматурой в верхней зоне 2 25 А-III As = 982 мм2; х = 365 982(1755 250) = 819 мм = 819562 = 0145 R = 0564; тогда М = 365 982(562 - 05 819) = 18674 106 Н мм = 18674 кН м.
Пользуясь полученными значениями изгибающих моментов графическим способом находим точки теоретического обрыва стержней и соответствующие им значения поперечных сил.
Вычисляем необходимую длину анкеровки обрываемых стержней для обеспечения прочности наклонных сечений на действие изгибающих моментов в соответствии с п. 3.46 [3].
Для нижней арматуры по эпюре Q графическим способом находим поперечную силу в точке теоретического обрыва стержней диаметром 25 мм Q = 390 кН тогда требуемая длина анкеровки будет равна w1 = Q(2qsw) + 5d= 390 103(2 8838) + 5 25 = 1292 мм = 129 см.
Для верхней арматуры у опоры диаметром 32 мм при Q = 210 кН соответственно получим wb = 210 103(2 8836) + 5 32 = 623 мм = 62 см.
Для получения результатов расчета и конструирования второго пролета ригеля необходимо заполнить соответствующий контрольный талон.
Сборная железобетонная колонна и центрально нагруженный фундамент под колонну:
В режиме диалога с ЭВМ проектируется средняя колонна первого этажа. Осевая нагрузка на колонну должна вычисляться с учетом следующих особенностей: грузовая площадь для средней колонны принимается равной произведению шага колонн в продольном и поперечном направлениях здания; постоянная и временная нагрузка от междуэтажных перекрытий берется из расчета плиты перекрытия; постоянная расчетная нагрузка от веса плит покрытия и кровли без учета коэффициента γл должна быть равна 5 кНм2; снеговая нагрузка должна соответствовать заданному району строительства; нагрузка от веса ригелей и колонны вычисляется по фактически принятым размерам поперечных сечений; высота этажа и количество этажей должны соответствовать индивидуальному заданию.
Классы бетона и продольной арматуры колонны принимаются по заданию для сборных ненапрягаемых конструкций. Поперечная арматура может конструироваться из класса Вр-I или A-I.
Расчет прочности колонны выполняется на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом.
Фундамент под колонну проектируется с учетом заданных величин глубины заложения и условного расчетного сопротивления грунта при действии осевого усилия в рассчитываемой колонне первого этажа. Нормативное усилие для определения размеров подошвы фундамента определяется делением расчетного усилия в колонне на среднее значение коэффициента надежности по нагрузке γfm = 115. Классы бетона и арматуры для фундамента принимаются по индивидуальному заданию.
Размеры фундамента в плане и по высоте не ограничиваются условиями унификации.
Коэффициент γb2 должен соответствовать заданной влажности окружающей среды.
Определим нагрузку на колонну с грузовой площади соответствующей заданной сетке колонн 6х3 = 18 м2 и коэффициентом надежности по назначению здания γп = 095.
Постоянная нагрузка от конструкций одного этажа:
от перекрытия (см. табл. 2) 407 18 095 = 696 кН;
от собственного веса ригеля сечением 025х06 м длиной 64 м
при плотности железобетона ρ = 25 кНм3 и γf = 11 будет равна
5 06 64 25 11 095 = 251 кН; от собственного веса колонны сечением 03х03 м при высоте этажа 48 м составит 03 03 48 25 11 095 = 119 кН.
Итого: 696 + 251 + 119 = 1066 кН.
Временная нагрузка от перекрытия одного этажа (см. табл. 1)
18 095 = 12312 кН в том числе длительная — 9 18 095 = 154 кН.
Постоянная нагрузка от покрытия при нагрузке от кровли и плит 5 кНм2 составит 28 251 20 х 095 = 1995 кН то же с учетом нагрузки от ригеля и колонны верхнего этажа 1995 + 251 + 113 = 1732 кН.
Временная нагрузка от снега для г. Ростов (IV снеговой район s = 15 кНм2) при коэффициенте надежности по нагрузке γf= 12 будет равна 15 12 18 095 = 308 кН в том числе длительная составляющая — 05 308 = 154 кН.
Таким образом суммарная (максимальная) величина продольной силы в колонне первого этажа (при заданном количестве этажей — 5) будет составлять N = (2606 + 154)(5 — 1) + 17335 + 308 = 1246 кН; в том числе длительно действующая Nl = (1066 + 154)(5— 1)+ 17335 + 12312 = 7845 кН.
Характеристики бетона и арматуры для колонны:
Бетон тяжелый класса В30 Rb = 115 МПа при γb2 = 09. Продольная рабочая арматура класса А-I Rsc = 225 МПа.
Расчет прочности сечения колонны выполняем по формулам п. 3.64 [3] на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом поскольку класс тяжелого бетона ниже В40 а l0 = 4800 мм 20h = 20 300 = 6000 мм.
Принимая предварительно коэффициент φ = 08 вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры по формуле (119) [3]:
Принимаем 4 28 А-I (Astot = 2463 мм2).
Выполним проверку прочности сечения колонны с учетом площади сечения фактически принятой арматуры.
При N l0h = 4800300 = 16 и α = 40 мм 015h = 45 мм по приложению IV находим φb = 078 и φsb =085.
Так как αs = Rsc Astot (RbA) = 2352463(115300300) =0535 то φ = φb + 2(φsb - φb)αs = 078 + 2(085 - 079)0535 = 0854 φsb = 085. Тогда фактическая несущая способность расчетного сечения колонны будет равна Nu = φ(RbA + Rsc Astot) = 0854(115 300 300 + 225 2463) = 1357 103 Н = 1357 кН > N = 1246 кН следовательно прочность колонны обеспечена. Так же удовлетворяются требования п. 5.16 [2] по минимальному армированию поскольку
Поперечную арматуру в колонне конструируем в соответствии с требованиями п. 5.22 [2] из арматуры класса Вр-I диаметром 5 мм устанавливаемую с шагом s = 550 мм 20d = 20 28 = 560 мм и менее 500 мм.
Фундамент проектируем под рассчитанную выше колонну сечением 300х300 мм с расчетным усилием в заделке N= 11246кН.
Для определения размеров подошвы фундамента вычислим нормативное усилие от колонны принимая среднее значение коэффициента надежности по нагрузке γfт = 115: N n = N γfm = = 1246115 = 1083 кН.
По заданию грунт основания имеет условное расчетное сопротивление R0 = 03 МПа а глубина заложения фундамента равна Нf = 16 м.
Фундамент должен проектироваться из тяжелого бетона класса В20 (Rbt = 09 МПа при γb2 = 09) и рабочей арматуры класса А-I (Rs = 225 МПа).
Принимая средний вес единицы объема бетона фундамента и грунта на обрезах γmt = 20 кНм3 = 2 10 -6 Нмм3 вычислим требуемую площадь подошвы фундамента по формуле (ХII.I) [1]
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее α = = 201 м.
Назначаем размер α = 21 м при этом давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки будет равно p's = NAftot = 1246 10321002 = 0283 МПа.
Рабочую высоту фундамента определяем по условию прочности на продавливание по формуле (XII.4) [1]:
т. е. Н = h0 + а = 363 + 50 = 413 мм.
По условию заделки колонны в фундаменте полная высота фундамента должна быть не менее H = 15hc + 250 = 700 мм.
По требованию анкеровки сжатой арматуры колонны 28 А-I в бетоне класса 20 H = λand + 250 = 12 28 + 250 = 586 мм где λап определяется по табл. 45 [3] или по формуле (186) [2].
С учетом удовлетворения всех условий принимаем окончательно фундамент высотой H = 750 мм двухступенчатый с высотой нижней ступени h1 = 450 мм. С учетом бетонной подготовки под подошвой фундамента будем иметь рабочую высоту h0 = Н — α = 750 — 50 = 700 мм и для первой ступени h01 = 450 — 50 = 400 мм.
Выполним проверку условия прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении начинающимся в сечении III-III. Для единицы ширины этого сечения (b = 1 мм) Q = 05(α - hc - 2ho)bp's = 05(2100 - 300 - 2 700)1 0283 = 566 Н. Поскольку Qb min = 06Rbtbh01 = 06 09 1 400 = 216 Н > Q = 566 Н то прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.
Площадь сечения арматуры подошвы квадратного фундамента определим из условия расчета фундамента на изгиб в сечениях I — I и II — II.
Изгибающие моменты определим по формуле (XII.7) [1]:
МI = 0125p's(a - hc)2b = 0125 0283(2100 - 300)22100 =2407 106Н мм;
МII = 0125p's(a – a1)2b = 0125 0283(2100 - 1200)22100 = 6017 106Н мм.
Сечение арматуры одного и другого направления на всю ширину фундамента определим из условий:
АsI = MI(09h0Rs) = 2407 106(09 700 225) = 1698 мм2 = 17 см2; АsII = MII(09h01R) = 6017 106(09 400225) = 743 мм2=743 см2.
Нестандартную сварную сетку конструируем с одинаковой обоих направлениях рабочей арматурой 1114 А-I (As = 1847 мм2) соответственно получим фактическое армирование расчетных сечений I = As100(bIh0) = 1847 100(1200 700) = 022 % и II = Аs100(bIIh01)= 1847 100(1200 300) = 051 % что больше min = 005 %.
Для диалога с ЭВМ снова необходимо заполнить контрольный талон.
Кирпичный столб с сетчатым армированием:
Данные для проектирования кирпичного столба с сетчатым армированием при выполнении проекта в режиме диалога с ЭВМ печатаются после проверки расчета колонны и фундамента.
Проектирование кирпичного столба рекомендуется выполнять в следующей последовательности:
по заданному расчетному усилию N и эксцентриситету его относительно центра тяжести сечения е0 принимая величину средних напряжений в кладке не более 3 МПа находится ориентировочно требуемая площадь сечения столба по которой назначаются размеры ширины b и высоты h сечения с учетом кратности размерам кирпича;
для принятых размеров сечения столба вычисляется максимальное напряжение в кладке и назначаются марки кирпича и раствора с учетом того чтобы расчетное сопротивление неармированной кладки было не менее 06 от максимального (для случая расчета армированной кладки);
определяется требуемое армирование кладки (в %) по которому назначаются диаметр размер ячейки и шаг сеток;
выполняется проверка несущей способности принятого конструктивного решения кирпичного столба с сетчатым армированием; при этом допускается что фактическая несущая способность столба может быть до 15 раза выше заданной величины продольной силы N.
Если сечение столба будет принято прямоугольным (b h) то следует произвести проверку несущей способности в перпендикулярной плоскости действия момента на случай центрального сжатия.
Все расчеты должны выполняться с учетом заданного ЭВМ вида кирпича.
Рассмотрим пример проектирования кирпичного столба по следующим исходным данным полученным от ЭВМ для наиболее опасного сечения на высоте 23 Н: величина расчетной продольной силы N = 830 кН; величина расчетной продольной силы от длительных нагрузок Ng = 523 кН; эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести сечения е0 = 60 см = 60 мм; расчетная высота столба кирпич силикатный полнотелый.
Решение. Определяем требуемые размеры поперечного сечения столба принимая величину средних напряжений в кладке = 25 МПа тогда получим A = N = 830 10325 = 0332 106 мм2. Назначаем размеры сечения кирпичного столба с учетом кратности размерам кирпича b = 510 мм и h = 640 мм с А = 510 640 = 03264 106 мм2 = 03264 м2.
Так как заданная величина эксцентриситета е0 = 60 мм 017h = 017 640 = 109 мм то согласно п. 4.31 [6] столб можно проектировать с сетчатым армированием.
Вычисляем максимальное (у наиболее сжатой грани) напряжение в кладке с принятыми размерами сечения пользуясь формулами (13) и (14) [б]:
mах = N(mg φ1 Ac) = 830 103(1 09 0267 106 1) = 345 МПа
где Ас = А(1 - 2e0h) = 0332 106(1 - 2 60640) = 0267 106 мм2 а значения коэффициентов mg = 1 φ1 = 09 и = 1 принято предварительно ориентировочно.
Тогда расчетное сопротивление неармированной кладки должно быть не менее 06 345 = 207 МПа.
По табл. 2 [6] принимаем для кладки столба марку кирпича 150 и марку раствора 75 (R = 20 МПа). Так как площадь сечения столба
А = 0332 м2 > 03 м2 то согласно п. 3.11 [6] расчетное сопротивление кладки не корректируем.
Определим требуемый процент армирования кладки принимая значение Rskb = max = 345 МПа тогда получим
где Rs = 06 360 = 216 МПа для арматуры диаметром 5 мм класса Bp-I (Ast = 196 мм2) с учетом коэффициента условий работы γcs = 06 (см. табл. 13 [6]).
Назначаем шаг сеток s = 158 мм (через каждые два ряда кладки при толщине шва 14 мм) тогда размер ячейки сетки с перекрестным расположением стержней должен быть не менее
с = 2Ast 100(s) = 2 196 100(041 158) = 60 мм
Принимаем размер с = 60 мм при этом получим = 2Ast 100(cs)= 2 196 100(60 158) = 041 % что не превышает предельного значения
Определяем фактическую несущую способность запроектированного сечения кирпичного столба с сетчатым армированием.
Согласно п. 4.3 [6] для определения коэффициентов продольного изгиба расчетная высота столба при неподвижных шарнирных
опорах будет равна lo = H = 4800 мм соответственно гибкость в плоскости действия изгибающего момента λh = l0 h = 4800640 = 75.
Высота сжатой части сечения hc = h — 2е0 = 640 — 2 60 = 520 мм и соответствующая ей гибкость hhc = Hhc = 4800520 = 92.
При λh 10 по табл. 20 [6] находим = 0 тогда коэффициент учитывающий влияние длительной нагрузки будет равен mg = 1.
Вычисляем прочностные и деформативные характеристики армированной кладки:
расчетное сопротивление армированной кладки при внецентренном сжатии
упругую характеристику кладки с сетчатым армированием по формуле (4) [6]
где a = 750 принимаем по табл. 15 [6] для силикатного полнотелого кирпича; Ru = kR = 2 20 = 4 МПа; a Rsku= kR+2Rsn 100 = 2 20 + 2(06 395) 041100 = 198МПа.
Пользуясь табл. 18 [6] по величинам гибкостей λh и λhc и значению упругой характеристики армированной кладки ask находим значения коэффициентов продольного изгиба для армированной кладки при внецентренном сжатии φ = 083 и φс = 080; соответственно получим φ1 = (φ + φс)2 = (086 + 80)2 = 083.
Коэффициент учитывающий повышение расчетного сопротивления кладки при внецентренном сжатии определяем по табл. 19 [6] где = 1+e0 h = 1 + 60640 = 109 145.
Тогда фактическая несущая способность запроектированного кирпичного столба при внецентренном сжатии будет равна
Nu = mgφlRskbAc = 1 083 31 0267 106 109 = 7488 103Н = = 7488 кН.
Так как сечение прямоугольного профиля и b h то выполняем проверку несущей способности столба на центральное сжатие в плоскости перпендикулярной действию изгибающего момента в соответствии с п. 4.30 [6].
Поскольку при центральном сжатии армирование кладки не должно быть более 50RRs = 50 20216 = 0463 % > = 041% то в расчете на центральное сжатие принимаем = 041 % соответственно получим следующие значения прочностных и деформативных характеристик армированной кладки
Rsk = R + 2 Rs100 = 20 + 2 0463 216100 = 4 МПа что не более 2R = 4 МПа; ask = 500 и φ = 0808 при λh = 4800510 = 94.
Тогда несущая способность при центральном сжатии составит Nu= mg φRskA = 1 0808 40 03264 106 = 1055 103Н = 1055кН > 801 кН. Следовательно фактическая несущая способность столба будет определяться случаем внецентренного сжатия и составит Nu = 801 кН > N = 775 кН поэтому прочность кирпичного столба обеспечена.
Железобетонные и каменные конструкции [Текст] : учебник для вузов В. М. Бондаренко [и др.] ; под общ. ред. В. М. Бондаренко. – М.: Высшая школа 2002.
Бородачев Н. А. Автоматизированное проектирование железобетонных и каменных конструкций: Учеб. пособие для вузов – М.: Стройиздат 1995. – 211 с.: ил.
СНиП 2.03.01 – 84. Бетонные и железобетонные конструкции.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01 – 84). – М.: ЦИТП 1986.
СНиП 2.01.07 – 85. Нагрузки и воздействия.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01 – 84). Часть I. – М.: ЦИТП 1986.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01 – 84). Часть II. – М.: ЦИТП 1986.
Рекомендации по расчету прочности трещиностойкости узлов преднапряженных железобетонных ферм. – М.: НИИЖБ Госстроя СССР 1987.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. – М.: Стройиздат 1991.
СНиП 2.02.01 – 83. Основания зданий и сооружений.