Монолитное ребристое перекрытие

24.dwg

План на отм. +6.000; +12.000; +18.000; М 1:200
План на отм. +6.000; +12.000; +18.000; М 1:100
Деталь размещения сеток
Фронтальный вид БМ1; М 1:25
Соеденительные стержи поз. 7 и 8 крепить к каркасам точечной сваркой.
Стержни поз. 7 устанавливать с примыканием к вертикальным стержням каркаса.
Фронтальный вид БМ2; М 1:25
Фронтальный вид БМ3; М 1:25
Соеденительные стержи поз. 13 и 14 крепить к
каркасам точечной сваркой.
Стержни поз. 13 устанавливать с примыканием к
вертикальным стержням каркаса.
Схема армирования КМ1
Фронтальный вид КМ1; М 1:20
Схема армирования ФМ1; М 1:25
Фронтальный вид ФМ1; М1:25
Деталь пересечения каркасов и стержней балок и колонн; М 1:20
Продолжение спецификации на листе 7
Расход бетона на МПК1 - 470.7 м
(балка БМ2А). Армирование БМ2 и БМ2А одинаково
расход бетона не отличается при требуемой точности подсчсета
Балка БМ2 отличается от балки БМ2А опалубочными размерами в местах опирания на БМ1 (балка БМ2) и на КМ1
Продолжение спецификации на листе 8
Стержни каркасов и сеток соеденять между собой точечной сваркой
Рис. 8. Эпюры моментов
и материалов второстепенной балки.
Рис. 14. Эпюра материалов главной балки

пз24.docx

Новосибирский государственный архитектурно-строительный университет
Кафедра железобетонных
«Железобетонные конструкции многоэтажного
здания в монолитном исполнении»
Задание курсового проекта3
Расчет и конструирование плиты4
1. Нагрузки и воздействия5
2. Подбор арматуры в средних пролетах5
3. Подбор арматуры в крайних пролетах6
Расчет и конструирование второстепенной балки6
1. Нагрузки и воздействия7
2. Расчет прочности нормальных сечений8
3. Подбор арматуры в первом пролете8
4. Подбор арматуры во втором пролете9
5. Подбор арматуры на первой промежуточной опоре9
6. Подбор арматуры на второй промежуточной опоре10
7. Расчет по прочности наклонных сечений второстепенной балки10
8. Расчет прочности по наклонной трещине11
9. Конструирование второстепенной балки11
10. Построение эпюры материалов12
Расчет и конструирование главной балки14
1. Нагрузки и воздействия14
2. Подбор арматуры на опоре15
3. Подбор арматуры в первом пролете16
4 Подбор арматуры во втором пролете16
5. Расчет по прочности наклонных сечений главной балки17
6. Расчет прочности по наклонной трещине17
7. Конструирование главной балки18
8. Эпюра материалов19
Расчет и конструирование колонны21
1. Нагрузки и воздействия21
2. Расчет прочности нормального сечения22
3. Конструирование22
Расчет и конструирование фундамента22
1. Назначение размеров и проверка на продавливание23
2. Подбор арматуры подошвы фундамента24
Список используемой литературы25
Задание курсового проекта
Целью работы является проектирование несущих конструкций неполного каркаса трехпролетного многоэтажного здания с монолитными ребристыми перекрытиями с балочными плитами. В составе проекта рассчитываем и конструируем плиту перекрытия два пролета второстепенной и главной балок среднюю колонну первого этажа и фундамент под нее.
размеры в плане по наружным осям L1=15 L2=66 м
сетка колонн l1 =5 l2 =66 м
район строительства Чита (I снеговой район)
здание II класса ответственности (γn=095)
расчетное сопротивление грунта R0=0.2 МПа
ненапрягаемая рабочая арматура класса А-III Вр-I
2. Компоновка перекрытия определение размеров и расчетных пролетов его элементов.
Привязку внутренних граней стен к разбивочным осям принимаем с=250 мм. направление главных балок – поперечное второстепенных – продольное с шагом а=1250 мм. Длину площадки опирания на кирпичную стену назначаем: для плиты 120 мм для второстепенной балки 250 мм для главной балки 380 мм. Толщину плиты hпл принимаем не менее 6 см. Для ее назначения используем эмпирическую формулу
где в см. а в м. р – нормативное значение полезной нагрузки в кПа.
Принимаем толщину плиты минимальной
Высоту сечения второстепенной балки принимаем
Высоту сечения главной балки принимаем
Сечение колонн принимаем 300*300 мм.
Тогда расчетные пролеты плиты:
Расчетные пролеты второстепенной балки:
Расчетные пролеты главной балки:
Расчет и конструирование плиты.
Плита как многопролетная балка шириной 1 м. загружена равномерно распределенной погонной нагрузкой q кНм численно равной нагрузке на 1 м2.
Рис. 1. Расчетная схема плиты.
Изгибающие моменты в сечениях плиты определяются по формулам учитывающим образование пластических шарниров на опорах и перераспределение изгибающих моментов:
- для средних пролетов и промежуточных опор:
- для крайних пролетов и первой от края опоры:
ширина полосы b=1000 мм.
бетон класса В25 (Rb=14.5 МПа γb2=0.9) Rb=0.9*14.5=13.05 МПа
продольная арматура – проволока Вр-I (Rs=410 МПа).
1. Нагрузки и воздействия.
Наименование нагрузки
Коэффициент надежности
пол со звукоизоляцией
кратковременная часть
Погонная расчетная нагрузка на полосу плиты шириной 1 м.:
q=g+p* γn*1=14.49*0.95*1=13.77 кНм
Моменты от расчетной нагрузки в средних пролетах и над промежуточными опорами
Моменты от расчетной нагрузки в крайних пролетах и над первой от края опорой
В плитах окаймленных по всему контуру монолитно связанными с ними балками изгибающие моменты под влиянием распоров в предельном равновесии уменьшаются на 20 % если hплl02 130.
1050 130 уменьшаем М2 на 20 %
М2=±0759 * 106 Н*мм.
2. Подбор арматуры в средних пролетах
Предполагая использование проволоки 5 Вр-I при минимальном защитном слое для проволочной арматуре в плитных конструкциях 10мм полезная высота сечения h0 = h – а = 60 – 125 =475мм. При b = 1000мм определяем высоту сжатой зоны для чего вычислим коэффициент
αm =М2(Rb*b* h0²)=0759*106(1305*1000*4752)=0026
Относительная высота сжатой зоны
Для сечений в которых предусмотрено образование пластического шарнира должно выполняться условие ≤037. 0026037 условие выполнятся.
х= * h0 = 0026*475=1235 мм.
Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры Аs по формуле:
Аs= Rb*b*хRs=1305*1000*1235410= 3931мм2;
Принимаем для сетки С1 55 Вр – I с шагом 200 мм и с площадью Аs1=589 мм2.
Так как коэффициент армирования = Аs(b*h0) = 589 (1000*475) = 00012 > min= 00005 конструктивные требования соблюдены.
Проверяем прочность при подобранной арматуре :
х = Rs*As (Rb*b) = 410*589 (1305*1000) = 185 мм
Прочность будет обеспечена если внешний момент Мu не превысит предельного момента внутренних сил поэтому окончательно условие прочности будет иметь вид
Мu = Rb* b* х(h0 – 05х) = 1305*1000*185( 475 – 05*185) =1124*106 Н*мм > М 2= 0759*106 Н*мм.
Прочность достаточна арматура подобрана правильно.
3. Подбор арматуры в крайних пролетах.
Вычислим коэффициент
αm =М1(Rb*b* h0²) = 1534 *106 (1305*1000*4752) = 0052.
53037 условие выполняется.
х= * h0 = 0053*475=2518 мм.
Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры в первом пролете :
Аs= Rb*b*х Rs= 1305 * 1000*2518 410= 80146мм2;
Сетка С2 должна иметь арматуру с площадью Аs = Аs - Аs1 = 80146 – 589 = 21246 мм2. Поскольку шаг стержней не должен быть больше 250 ммпринимаем для сетки С2 43 Вр – I с шагом 250 мм и с площадью Аs2=283мм2. Тогда суммарная площадь сечения растянутой арматуры в крайних пролетах и над первыми промежуточными опорами Аs = Аs1 +Аs2 = 589 + 283 = 872 мм2.
Так как = Аs(b*h0) = 872 (1000*475) = 00018 > min= 00005 конструктивные требования соблюдены.
Проверим прочность при подобранной арматуре:
x= Rs*As(Rb*b)=410*872(1305*1000)=274 мм
Мu = Rb* b* х(h0 – 05х) = 1305*1000*274( 475 – 05*274) =1649*106 Н*мм > М 1= 1534*106 Н*мм.
Расчет и конструирование второстепенной балки.
В расчетной схеме второстепенную балку рассматриваем как многопролетную неразрезную балку с крайними шарнирными опорами (стены) и промежуточными опорами – главными балками. Равномерно распределенную нагрузка на балку собираем с полосы шириной равной расстоянию между осями второстепенных балок а.
Рис. 2. Расчетная схема второстепенной балки.
Исходные данные принимаем в соответствии раннее определенными.
шаг второстепенных балок 1250 мм
ширина сечения bвб=200 мм
высота сечения hвб=350 мм
бетон класса В25 при Rb=0.9 Rb=13.05 МПа Rbt=0.945 МПа
продольная арматура – стержни класса А-III Rs=365 МПа
поперечная арматура – стержни класса А-III.
К нагрузкам на плиту добавляем нагрузку от собственного веса 1 м. ребра балки gвб выступающего над плитой:
gвб=(hвб-hпл)*bвб*1*25*γf=(0.35-0.06)*0.2*1*25*1.1=1.45 кНм
Тогда погонная расчетная нагрузка на балку с полосы шириной 125 м с учетом коэффициента надежности по назначению γn=095:
g=(249*1.25+1.45)*1*0.95=4.33 кНм
р=12*125*1*095=1425 кНм
q=g+p=433+1425=1858 кНм
Определяем максимальные пролетные и минимальные опорные изгибающие моменты
- в крайнем пролете:
М1=q*l01211=18.58*6.35211=68.11 кН*м=6811*106 Н*мм
- на грани первой промежуточной опоры при средней величине соседних пролетов l0ср=(635+635)2=635 м:
М01=-q*l0ср214=-1858*635214=-5351 кН*м=-5351*106 Н*мм
- в средних пролетах и на гранях средних опор:
М02=- М02=±q*l02216=±1858*635216=±4682кН*м=±4682*106 Н*мм.
Остальные ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов вычисляем по зависимости
где ± – коэффициенты принимаемые в зависимости от отношения pg=1425433=329
Величины поперечных сил на гранях опор:
QA=0.4*q*l01=0.4*18.58*6.35=47.19 кН=47.19*103 Н
- первой промежуточной В слева:
QВл=-0.6*q*l01=-0.6*18.58*6.35=-7079 кН=-7079*103 Н
- первой промежуточной В справа:
QВп=0.5*q*l02=0.5*18.58*6.35=5899кН=5899*103 Н
- всех остальных слева и справа:
QВп= QВл =±0.5*q*l02=±0.5*18.58*6.35=±5899кН=±5899*103 Н.
Эпюры усилий показаны на рис. 8.
2. Расчет прочности нормальных сечений.
При расчете балок в пролете рассматривается тавровое сечение с полкой в сжатой зоне (рис. 3а) При hпл hвб=>01; 60350=017>01 ширина сжатой полки b’f принимается равной расстоянию между осями второстепенных балок а= 1250 мм. При расчете балки на отрицательные изгибающие моменты сечение рассматривается как прямоугольное шириной b.
Рис. 3. Расчетные сечения балки.
Поскольку в сечениях по граням промежуточных опор допущено образование пластических шарниров высота сжатой зоны для них ограничивается условием =хh0≤0.37. При этом полезная высота второстепенной балки должна быть не менее:
При расположении арматуры в один ряд расстояние от центра тяжести продольной арматуры до растянутой грани предварительно примем 30 мм. При hвб=350 мм. дальнейший расчет будем вести с h0= hвб-30=350-30=320257.7 мм.
Продольную арматуру для второстепенной балки подберем в четырех сечениях: в первом пролете над первой от края опорой в среднем пролете и над второй опорой. В остальных пролетах и над остальными промежуточными опорами сечение арматуры принимают таким же как в среднем пролете и над второй опорой.
3. Подбор арматуры в первом пролете.
Определим граничный момент при x=hf.
Рис. 4. Сжатая зона в
Мгр=Rb*b`f*h`f*(h0-0.5* h`f)=13.05*1250*60*(320-0.5*60)=283.84*106 Н*мм М1=6811*106 Н*мм.
Сжатая зона не выходит за пределы полки. Вычислим коэффициент
αm =М1(Rb* b`f * h0²) = 6811 *106 (1305*1250*3202) = 004.
Относительная высота сжатой зоны
=1- = 1- = 0041 00541 r= 0604.
х= *h0 = 0041*320=1312hпл= 60 мм.
Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры:
Аs= Rb*b`f*х Rs= 1305 * 1250*1312 365= 58636 мм2
Принимаем для первого пролета 220 АIII с площадью Аs=628 мм2.
Определим несущую способность сечения с подобранной арматурой:
x= Rs*As(Rb*b`f)=365*628(1305*1250)=1405 мм
Мu = Rb* b`f * х(h0 – 05х) = 1305*1250*1405( 320 – 05*1405) =7173*106 Н*мм > М 1= 6811*106 Н*мм.
4. Подбор арматуры во втором пролете.
Рис. 5. Сжатая зона во
αm =М2(Rb* b`f * h0²) = 4682 *106 (1305*1250*3202) = 0028.
=1- = 1- = 0028 0028 r= 0604.
х= *h0 = 0028*320=896 hпл= 60 мм.
Аs= Rb*b`f*х Rs= 1305 * 1250*896 365= 4004 мм2
Принимаем для второго пролета 218 АIII с площадью Аs=509 мм2.
x= Rs*As(Rb*b`f)=365*509(1305*1250)=1138 мм
Мu = Rb* b`f * х(h0 – 05х) = 1305*1250*1138( 320 – 05*1138) =5835*106 Н*мм > М 1= 4682*106 Н*мм.
5. Подбор арматуры на первой промежуточной опоре.
Рис. 6. Сжатая зона на первой
промежуточной опоре.
При назначении расстояния а от центра тяжести продольной арматуры до растянутой грани балки учитываем что в нем должны разместится две сетки плиты. При а=30 мм. диаметр принимаемой арматуры должен быть не более 16 мм. Тогда h0=350-30=3202577 мм.
αm =М01(Rb* b * h0²) = 5351 *106 (1305*200*3202) = 02.
=1- = 1- = 0225 0225 = 037.
х= *h0 = 0225*320=72 мм.
Аs= Rb*b *х Rs= 1305 * 200*72 365= 5148 мм2
Принимаем над первой промежуточной опорой 316 АIII с площадью Аs=603 мм2. Требуемое расстояние для сеток обеспечено поскольку принятый диаметр не превышает 16 мм.
x= Rs*As(Rb*b)=365*603(1305*200)=8433 мм
Мu = Rb* b * х(h0 – 05х) = 1305*200*8433( 320 – 05*8433) =6115*106 Н*мм > М 1= 5351*106 Н*мм.
6. Подбор арматуры на второй промежуточной опоре.
Рис. 7. Сжатая зона на второй
На второй промежуточной опоре располагается одна сетка.
αm =М02(Rb* b * h0²) = 46.82 *106 (1305*200*3202) = 0175.
=1- = 1- = 0194 037.
х= *h0 = 0194*320=6208 мм.
Аs= Rb*b *х Rs= 1305 * 200*6208 365= 4439 мм2
Принимаем над второй промежуточной опорой 218 АIII с площадью Аs=509 мм2. Защитный слой (350-320-182=2120 мм.) обеспечен.
x= Rs*As(Rb*b)=365*509(1305*200)=7118 мм
Мu = Rb* b * х(h0 – 05х) = 1305*200*7118( 320 – 05*7118) =5284*106 Н*мм > М 1= 4682*106 Н*мм.
Минимальная площадь арматуры Аs=509 мм2 дает = Аs(b*h0) = 509 (200*320) = 0008 > min= 00005 конструктивные требования соблюдены.
7. Расчет по прочности наклонных сечений второстепенной балки.
Расчет выполняем у опор где действуют наибольшие поперечные силы. При этом учитываем что в опорных сечениях полка расположена в растянутой зоне бетона и поэтому сечения рассматриваем как прямоугольные принимая коэффициент f=0
Проверяем прочность балки по наклонной полосе на сжатие слева от первой промежуточной опоры где действует наибольшая поперечная сила Q=7079*103 Н по условию
Q≤0.3*1* b1* Rb* b* h0
где b1=1-001* Rb 1 – коэффициент зависящий от степени насыщения ребра балки поперечной арматурой и слабо влияющей на результат проверки принимаем 1. Тогда
*1*(1-001*1305)*1305*200*320=2179*103 7079*103 Н.
Прочность балки по наклонной полосе обеспечена при любой поперечной арматуре.
8. Расчет прочности по наклонной трещине.
Для расчета прочности по наклонной трещине предварительно принимаем диаметр и шаг поперечных стержней в крайних четвертях пролёта по конструктивным требованиям: по условиям сварки принимаем 6 A-III. При 2-х каркасах Asw=57мм2 с Rsw=255МПа поскольку x13 прод.
Шаг поперечных стержней s1:
при hвб≤450мм s1≤hвб2=175 принимаем s1=150мм.
Интенсивность поперечного армирования
qsw=(255*57)150=969 (Нмм).
Тогда проекция наклонной трещины
Для проекции наклонной трещины должны выполнятся условия:
h0≤c0≤2h0 320≤632≤640.
Проекция наклонного сечения
Для проекции наклонного сечения должны выполнятся условия:
Верхнее ограничение не соблюдено поэтому для дальнейшего расчета принимаем с=333*320=10656 мм.
Поперечное усилие воспринимаемое бетоном
Qb=2*0.945*200*32021065.6=36.32*1037079*103 Н
Поперечная арматура требуется по расчету.
Поперечное усилие воспринимаемое хомутами в наклонной трещине
Qsw=qsw*c0=96.9*632=61.24*103 Н.
Суммарное усилие воспринимаемое сечением
Qu=Qb+Qsw=36.32*103+61.24*103=97.56*1037079*103 Н.
Прочность балки по наклонной трещине обеспечена. Поскольку поперечная арматура в первом пролете принята по конструктивному min в остальных пролетах где Q меньше принимаем такую же.
9. Конструирование второстепенной балки.
Балку армируем в пролетах сварными каркасами которые состоят из рабочих продольных стержней определенных расчетом нормальных сечений на действие положительных моментов и поперечных полученных расчетом наклонных сечений. Верхние продольные стержни назначаем конструктивно диаметром 8 12 мм для приварки поперечных. Пролетные каркасы устанавливаем вертикально. Каркасы доводим до граней главных балок и соединяем с каркасами следующего пролета стыковыми стержнями 12мм. Стыковые стержни заводим в пролеты за грани главных балок на расстояние 250 мм.
Шаг s1 сохраняем на всем пролете. На промежуточных опорах второстепенные балки армируем сварными каркасами расположенных горизонтально в пределах ширины балки. Места обрывов рабочих пролетных стержней а также длину опорных каркасов определяем построением эпюры материалов.
10. Построение эпюры материалов.
Для построения эпюры материалов используем определенные раннее эпюру огибающих моментов и значения Mu с принятым армированием пролетных и опорных сечений. Нам остается определить несущую способность балки при конструктивной верхней арматуре 28 AIII с площадью As=101 мм2 212 AIII с площадью As=226 мм2 и Rs=365 МПа при 216 AIII с площадью As=402 мм2 и Rs=365 МПа. после обрыва одного стержня каркаса слева и справа от промежуточной опоры.
x=Rs*As(Rb*b)=365*10113.05*200=14.12 мм
Mu=Rb*b*x(h0-0.5x)=13.05*200*14.12*(320-0.5*14.12)=11.53*106 Н*мм=11.53 кН*м.
x=Rs*As(Rb*b)=365*22613.05*200=31.61 мм
Mu=Rb*b*x(h0-0.5x)=13.05*200*31.61*(320-0.5*31.61)=25.1*106 Н*мм=25.1 кН*м.
x=Rs*As(Rb*b)=365*40213.05*200=56.22 мм
Mu=Rb*b*x(h0-0.5x)=13.05*200*56.22*(320-0.5*56.22)=42.83*106 Н*мм=42.83 кН*м.
Расчет и конструирование главной балки.
Расчетной схемой главной балки монолитного ребристого перекрытия считаем многопролетную неразрезную балку загруженную сосредоточенными силами в местах опирания второстепенных балок.
Рис. 9. Расчетная схема главной балки.
Исходные данные принимаем в соответствии с ранее рассчитанными.
шаг второстепенных балок а=1250 мм
шаг главных балок l2=6600 мм
ширина главных балок
высота сечения главных балок hгб=500 мм
крайние пролеты l01=4940 мм
средние пролеты l02=5000 мм
Распределенная погонная нагрузка от собственного веса ребра лавной балки gгб выступающего под плитой:
gгб=(hгб-hпл)*bгб*1*25*γf=(0.5-0.06)*0.25*1.1=3.025 кНм.
Сосредоточенные силы передаваемые второстепенными балками с грузовой площадки а*l2=1.250*6.6=8.25 м2
- постоянная G=((g*a+gвб)*l2+gгб*а)*γn=((2.49*1.25+1.45)*6.6+3.025*1.25)*0.95=32.199 кН
- временнаP=p*a*l2*γn=12*1.25*6.6*0.95=94.05 кН
- полнаяG+P=32.199+94.05=126.25 кН.
Определяем максимальные пролетные и минимальные опорные изгибающие моменты:
где α-коэффициенты зависящие от соотношения PQ и числа сосредоточенных сил в пролете.
М1=0345*12625*494=21517кН*м=21517*106 Н*мм
- на промежуточных опорах:
М01=-0278*12625*5=-175835 кН*м=-175865*106 Н*мм
- в средних пролетах:
М02=0222*12625*5=14014 кН*м=14014*106 Н*мм
При двух сосредоточенных силах в пролете “ балочная “ опорная реакция
Тогда реакция крайней свободной опоры(на стене):
QA=Qб+(Mопi+1– Mопi)l01=12625+(–175865–0)494=9065кН
Реакция первой промежуточной опоры (колонны) слева:
QБлев=Qб–(Mопi+1– Mопi)l01=12625–(–175865–0)494=16185кН
Реакция этой опоры справа в силу равенства опорных моментов второго пролета QБпр=12625 кН при полном загружении и 32199 кН при загружении второго пролета только постоянной нагрузкой.
Определяем моменты действующие в сечениях балки по грани колонны:
где hк–высота сечения колонны.
Мгр1=175865–16185*032=15159 кН*м
Мгр2=175865–9065*032=16227 кН*м
Эпюры усилий показаны на рис.
2. Подбор арматуры на опоре.
По большему моменту проверяем достаточность принятых ранее размеров сечения главной балки. На опорах балка работает с прямоугольным сечением. При принятой во второстепенных балках опорной арматуре полезная высота главных балок на промежуточных опорах должна быть не более h0 =450мм.
Рис. 10. Сжатая зона на опоре
αm= Мгр2(Rb*b*h02)=16227*106(1305*250*4502)=019.
(сечение с пластическим шарниром)
Принятые размеры достаточны. Высота сжатой зоны
x=*h0=0.213*450=95.85 мм.
Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры
As= Rb*b*xRs=13.05*250*95.85365=856.74 мм2.
Принимаем над промежуточными опорами 228 AIII с площадью As=1232 мм2.
Требуемые защитные слои обеспечены. Определим несущую способность сечения с подобранной арматурой:
x=Rs*As(Rb*b)=365*1232(13.05*250)=13783 мм
Mu=Rb*b*x*(h0-0.5*x)=13.05*250*13783*(450-0.5*13783)=1714*106 Н*мм16227*106 Н*мм
Рис. 11. Сжатая зона в первом пролете.
При положительных моментах балка работает тавровым сечением. Свесы полки вводимые в расчет на каждую сторону от ребра не должны превышать 16 пролета главной балки. Тогда расчетная ширина полки bf`=l03+bгб=50003+250=1917 мм. Предполагая двухрядное расположение арматуры по высоте принимаем h0=450 мм.
Определим граничный момент при x=hf`.
Мгр=Rb*bf`*hf`*(h0-0.5*hf`)=13.05*1917*60*(450-0.5*60)=630.4*106 H*ммМ1=21517*106 Н*мм.
Сжатая зона не выходит за пределы полки. Подбираем арматуру в первом пролете. Вычисляем коэффициент
αm= М1(Rb* bf`*h02)=21517*106(1305*1917*4502)=0042.
x=*h0=0.043*450=1935 hпл=60 мм.
As= Rb* bf`*xRs=13.05*1917*1935365=13262 мм2.
Принимаем для первого пролета в двух каркасах 422 AIII с площадью As=1520 мм2. Тогда при минимальных защитных слоях и расстояниях между рядами а=20+22+202=52 мм. h0=h-a=500-52=448 мм.
x=Rs*As(Rb* bf`)=365*1520(13.05*1917)=222 мм
Mu=Rb* bf`*x*(h0-0.5*x)=13.05*1917*222*(448-0.5*222)=2426*106 Н*ммМ1=21517*106 Н*мм
4 Подбор арматуры во втором пролете.
Принимая по аналогии с первым пролетом h0=448 мм. вычислим коэффициент
αm= М2(Rb* bf`*h02)=14014*106(1305*1917*4482)=0028.
Рис. 12. Сжатая зона во втором пролете.
x=*h0=0.0284*448=1272 hпл=60 мм.
As= Rb* bf`*xRs=13.05*1917*1272365=87182 мм2.
Принимаем для второго пролета в двух каркасах 418 AIII с площадью As=1018 мм2. Тогда при минимальных защитных слоях и расстояниях между рядами а=20+18+202=48 мм. h0=h-a=500-48=452 мм.
x=Rs*As(Rb* bf`)=365*1018(13.05*1917)=1485 мм
Mu=Rb* bf`*x*(h0-0.5*x)=13.05*1917*1485*(452-0.5*1485)=1652*106 Н*ммМ2=14014*106 Н*мм
5. Расчет по прочности наклонных сечений главной балки.
Расчет выполняем у опор где действуют наибольшие поперечные силы. При этом учитываем что в опорных сечениях полка расположена в растянутой зоне бетона и поэтому сечения рассматриваем как прямоугольные с h0=465 мм принимая коэффициент f=0.
Проверяем прочность балки по наклонной полосе в сечении слева от первой промежуточной опоры где действует наибольшая поперечная сила Q=16185*103 Н по условию
где b1=1-001*Rb 1 – коэффициент зависящий от степени насыщения балки поперечной арматурой и слабо влияющий на результат проверки можно принять равным 1
*1*(1-001*1305)*1305*250*450=383*103 Q=16185*103 Н
6. Расчет прочности по наклонной трещине.
Для расчета прочности по наклонной трещине предварительно принимаем диаметр и шаг поперечных стержней в крайних четвертях пролета по конструктивным требованиям. Диаметр х≥14прод по условиям сварки: 284=7 принимаем 8 AIII. Предполагая доводить до опор два каркаса Аsw=101 мм2 с Rsw=255 Мпа. Шаг хомутов s1 при hгб450 мм должен быть s1≤ hгб3 и не более 50 мм. Принимаем кратно 50 мм s1=150 мм.
qs = Rs* Аss1=255*101150=171.7 Нмм.
h0≤с0≤2*h0 450≤746.5≤900.
Проекцию наклонного сечения принимаем из условия
Верхнее ограничение с=333*450=14985 мм. принимаем для дальнейшего расчета.
Тогда поперечное усилие воспринимаемое бетоном
Qb=2*0.945*250*45021498.5=63.85*103 Q=16185*103 Н.
Qsw=qsw*c0=171.7*746.5=128.17*103 Н.
Qu=Qb+Qsw=63.85*103+128.17*103=19202*103 Q=16185*103 Н.
Прочность балки по наклонной трещине обеспечена. Поскольку поперечная арматура в правой четверти первого пролета принята по конструктивному min на остальных опорах где Q меньше принимаем такую же.
Сосредоточенная сила от второстепенных балок (G+P) передаётся на главные в пределах высоты их сечения поэтому необходимо выполнить расчет на отрыв (скол) бетона.
Рис. 13. Передача нагрузки со второстепенной
В местах опирания второстепенных балок ставится дополнительная поперечная арматура в виде хомутов или сварных сеток вертикальные стержни которых работают как подвески. Длина зоны в пределах которой учитывается эта арматура определяется по формуле.
S=2*(hгб- hвб)+3*bвб=2*(500-350)+3*200=900 мм
Здесь условно принято что сила (G+P) передается второстепенными балками на главную через сжатую зону высотой х= bвб. При двух сетках устанавливаемых у боковых граней главных балок каждая из них на длине S должна иметь площадь подвесок
As= (G+P)(2* Rs)= 12625*103(2* 255)=2475 мм2.
Устанавливаем у боковых граней главных балок сетки с вертикальными подвесками 86 AIII с шагом 110 мм с суммарной площадью As=226 мм2 в каждой. При этом учитываем что недостающие 215 мм2 компенсированы поперечными стержнями каркасов главных балок.
7. Конструирование главной балки.
Главные балки в пролетах армируем аналогично второстепенным. Плоские каркасы поперечными горизонтальными стержнями объединяем в пространственные. Стержни второго ряда обрываем по эпюре материалов. Опорные зоны армируем вертикальными каркасами которые пропускаем между арматурными стержнями колонны длину этих каркасов определяем по эпюре материалов. Шаг s1 полученный из расчета прочности наклонных сечений принимаем на концевых участках от опор до первой второстепенной балки. В средней части пролет принимаем шаг s2 = 300 мм.
8. Эпюра материалов.
Определяем промежуточные значения огибающей эпюры моментов при PG=94.0532.199=2.92. Определим несущую способность балки при конструктивной верхней арматуре 212 AIII 222 AIII и после обрыва вторых рядов в первом пролете при нижней арматуре 222 AIII и во втором при 218 AIII.
При 212 AIII As=226 мм2
x=Rs*As(Rb*b)=365*226(13.05*250)=25.28 мм
Mu=Rb*b*x*(h0-0.5*x)=13.05*250*25.28*(450-0.5*25.28)=36.07*106 Н*мм
При 222 AIII As=760 мм2
x=Rs*As(Rb*b)=365*760(13.05*250)=10628 мм
Mu=Rb*b*x*(h0-0.5*x)=13.05*250*10628*(450-0.5*10628)=1376*106 Н*мм
При 218 AIII As=509 мм2
x=Rs*As(Rb*b)=365*509(13.05*250)=5695 мм
Mu=Rb*b*x*(h0-0.5*x)=13.05*250*5695*(450-0.5*5695)=7832*106 Н*мм
Расчет и конструирование колонны.
Требуется рассчитать и законструировать наиболее нагруженную колонну первого этажа.
высота этажа hэт=6 м.
сечение колонны 300*300 мм.
рабочая арматура – стержни класса А-III Rs=365 Мпа.
Грузовая площадь колонны А=l1*l2=5*6.6=33 м2.
Расчетная нагрузка от перекрытия одного этажа
N1=(g+p)*A=14.49*33=478.17 кН
в том числе постоянная и длительная
N1j=7.29*33=240.57 кН.
При шаге второстепенных балок 125 м. расчетная нагрузка от собственного веса четырех ребер выступающих под плитой
N2=4*gвб*(l2-bгб)=4*145*(66-025)=3683 кН.
Расчетная нагрузка от собственного веса ребра главной балки выступающего под плитой
N3= gгб*( l1- hk)=3.025*(5-0.3)=14.22 кН
где hk – высота сечения колонны.
Расчетная нагрузка от собственного веса колонны рядового этажа:
N4=0.3*0.3*6*25*1.1=14.85 кН.
Нагрузки на покрытие при снеговой нагрузке для I снегового района приведены в таблице №2
Тогда расчетное усилие в колонне от покрытия
N5=(g+p)*A=3.89*33=128.37 кН
N5l=3.49*33=115.17 кН.
Суммарная продольная сила в колонне 3-этажного здания (2 перекрытия и 1 покрытие) с учетом коэффициента надежности по назначению γn = 0.95
N=(2*N1+3*N2+3*N3+3*N4+N5)*γn=(2*478.17+3*3683+3*14.22+3*14.85+128.37)*095=12183 кН
в том числе от постоянных и длительных нагрузок
Nl=(2*240.57+3*3683+3*14.22+3*14.85+115.17)*0.95=794 кН.
Считаем что верх фундамента будет заглублен под пол 1-го этажа на 1 м. Тогда с учетом защемления в фундаменте расчетная длина колонны первого этажа составит
l0=0.7*(hэт+1) =07*(6+1)=49 м.
2. Расчет прочности нормального сечения.
Условие прочности имеет вид:
где Ab=300*300=90000 мм2 – площадь бетонного сечения – коэффициент учитывающий гибкость колонны и длительность действия нагрузок..
Преобразую формулу получим:
(As+As`)≥(N-*Rb*Ab)(*Rsc)
=1+2*(2-1)*Rsc*(As+As`)(Rb*Ab)≤2
Коэффициент определяем последовательными приближениями. В первом приближении принимаем =2. При l0h=4900300и NlN=7941218.3=065 коэффициент 1=080 2=084. При =2 определяем (As+As`)=(12183*103-084*1305*90000)(084*365)=75577 мм2.
=08+2*(084-08)*365*755771305*90000=0819
Принимаем среднее значение между назначенным вначале и полученным повторно
Вторично определяем (As+As`)=(12183*103-08295*1305*90000)(08295*365)=80607 мм2.
Принимаем по сортаменту 614 AIII (As+As`)=923 мм2.
Полученный процент армирования от рабочей площади бетона составляет:
=Аs*100(b*h0)=923*100(2*300*260)=0.59%.
При гибкости колонны l0h=16.3 это выше минимально допустимого процента армирования min=02%. Суммарный процент армирования не превышает рекомендуемого максимально max=3%. Поэтому шаг поперечных стержней должен быть s=20* =280 мм с учетом кратности 50 мм принимаем s=300 мм. По условиям сварки диаметр поперечных стержней должен быть не менее 025* принимаем 6 А-III. Согласно требованиям норм защитный слой бетона до рабочей арматуры должен составлять не менее 20 мм. и не менее ds Принимаем защитный слой равным 30 мм.
Расчет и конструирование фундамента.
Требуется рассчитать и законструировать фундамент под колонну.
рабочая арматура – стержни класса А-III Rs=365 МПа
сопротивление основания R=0.2 Мпа
усилие в колонне N=12183 кН.
1. Назначение размеров и проверка на продавливание.
Давление от колонны распространяется в теле фундамента под углом 450.
Рис. 15. Передача нагрузки от колонны фундаменту.
Определим усилие от нормативных нагрузок передаваемое на фундамент
Nn=Nγf=1218.31.16=1050.26 кН.
Принимаем глубину заложения фундамента Н=15 м. Тогда необходимая площадь подошвы фундамента
A=Nn(R-γmH)=1050.26(0.2*103-20*1.5)=6.178 м2
Принимаем квадратный фундамент со сторонами a=b=25 и площадью подошвы А=25*25=625 м2.
Тогда среднее напряжение по подошве фундамента при расчётных нагрузках
p=NA=1218.3625=19493 кНм2=0195 Мпа.
Определим полезную высоту фундамента
hf=h0+=-(hk+bk)4+0.5=-(300+300)4+0.5=716 мм.
Так как арматурные выпуски должны быть такого же диаметра что и арматура колонны то для их анкеровки требуется: 20d = 2014 = 280мм.
Высоту фундамента рекомендуется принимать равной не менее
Hf ≥ hgf + 20см = 47 +20 = 67см =670мм
где hgf – глубина стакана фундамента равная 30d1 + = 30*14 + 5 = 47см;
d1 – диаметр продольных стержней колонны; = 5см – зазор между торцом колонны и дном стакана.
Принимаем высоту фундамента hf = 700 мм. Тогда полезная высота фундамента h0=700-50=650 мм. Назначаем две ступени высотой hс=350 мм. Ч
Чтобы пирамида продавливания не выходила за пределы фундамента ширина верхней ступени должна быть
а1=hk+2*hc=300+2*300=900 мм.
Полезная высота нижней ступени h01=350-50=300 мм. Проверим ее прочность на продавливание. Боковая грань пирамиды продавливания пересекается с арматурной сеткой на расстоянии от обреза фундамента:
c=(a-a1-2*h01)2=(2500-900-2*300)2=500 мм.
Rbt*h01=0.945*300=283.5 кНр*с=0128*500=64 кН.
Прочность нижней ступени на продавливание обеспечена.
2. Подбор арматуры подошвы фундамента.
Подбираем арматуру подошвы фундамента. Расчётный изгибающий момент в сечении по грани колонны
МI=0125*р*(а-hk)2*b=0.125*0.195*(2500-300)2*2500=2949*106 Н*мм.
Требуемая площадь арматуры в этом сечении
AsI=MI(0.9*h0*Rs)=2949*106(0.9*650*365)=13811 мм2.
Расчетный изгибающий момент в сечении по обрезу верхней ступени
МII=0125*р*(a-a1)2*b=0.125*0.195*(2500-900)2*2500=156*106 Н*мм.
AsII=MII(0.9*h01*Rs)=156*106(0.9*300*365)=1583 мм2.
По большому значению принимаем 816 AIII с площадью As=1608 мм2
Поскольку фундамент квадратный в плане стержни арматурной сетки принимаем одинаковыми в обоих направлениях с шагом 490 мм. Защитные слои снизу и с боков 50 мм.
Процент армирования составит =As*100(b*h0)=1608*100(2500*300)=0.21%min=005%.
Список используемой литературы.
СНиП 2.01.07-85*. Нормы проектирования. Нагрузки и воздействия.
СНиП 2.03.01-84*. Нормы проектирования. Бетонные и железобетонные конструкции.
ГОСТ Р21.1101-92. СПДС. Основные требования к рабочей документации. М.:Изд-во стандартов. 1993. 24 с.
ГОСТ Р21.1501-92. СПДС. Правила выполнения архитектурно-строительных чертежей. М.: Изд-во стандартов. 1993. 40 с.
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. М.: Стройиздат 1991. 767 с.
Курмей Г. Е. Методические указания на выполнение курсового проекта по курсу «Железобетонные конструкции». Новосибирск: НГАСУ 2002. 56 с.