Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания

Kursovoy_proekt_po_ZhBK.dwg

Эпюра выравненных моментов
Хомуты 6 А240 шаг 350
План междуэтажного перекрытия монолитного сборного
Ведомость расхода стали на элемент
Армокирпичный столб выполнить с большим сечением чем 38 см
из силикатного кирпича марки М150 на растворе марки М100
армировать сетками 5 В500
с ячейками 7 см и шагом 10 см. Все железобетонные конструкции выполнить из тяжелого бетона с мелкозернистым заполнителем. Класс бетона монолитной плиты перекрытия
монолитной главной и второстепенной балки
много- пустотной плиты перекрытия и фундаментов - В15. Класс бетона ригеля - В20
Данный лист смотреть совместно с листом 1
Форма выборки материалов на 1 элемент
Курсовой проект №1 по дисциплине: "Железобетонные и каменые конструкции
Проектирование несущих конструкций многоэтажного каркасного здания
Опалубочные и арматурные чертежи
План междуэтажного перекрытия монолитногосборного
БГТУ им. В. Г. Шухова гр. 4СУ-31
ведомость расхода стали на элемент
форма выборки материалов на элемент

Donya.doc

Федеральное агентство по образованию
Белгородский государственный технологический университет
Кафедра: городского строительства и хозяйства
Тема: «Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания».
Принял Шевченко А. В.
Назначение здания – промышленное здание
Количество этажей - 3
Количество и величины пролетов - 2*90м.
Район строительства – Н.Новгород
Грунты оснований – R0=03 мПа
Компоновка конструктивной схемы перекрытия 4
Расчет и конструирование многопустотной плиты 5
1.Конструктивное решение 5
2.Статический расчет плиты 6
3.Конструктивные расчеты плиты7
3.1.Подбор продольной арматуры 7
3.2.Подбор поперечной арматуры8
3.3.Определение геометрических характеристик сечения плиты8
3.4.Величина и потери предварительного напряжения арматуры9
3.5.Расчет по образованию нормальных трещин11
3.6.Определение прогибов плиты11
3.7.Расчет по раскрытию нормальных трещин 13
4.Конструирование плиты 14
Расчет и конструирование ригеля перекрытия 16
1Расчет и конструирование ригеля перекрытия 18
Расчет и конструирование колонны подвала 10
Расчет и конструирование фундамента под колонну27
Расчет армокирпичного столба31
Библиографический список 33
Компоновка конструктивной схемы перекрытия.
Выбираем направление ригеля совпадающее со светотехническим потоком
и обеспечивающее наиболее жесткую конструктивную схему здания. Шаг ригелей равен шагу колонн =63 м.
Тип поперечного сечения ригеля зависит от назначения здания и величины нагрузки. Сечение ригеля изображено на рис. 1. Высота h и ширина b ригеля упрощенно могут быть приняты равными:
h = (110-115)L примем h = 110*L=60см
b = (03-05) h примем Ь = 20см.
Рис. 1 - Сечение ригеля
Другие размеры примем по существующим типовым решениям:
Ширину плит перекрытия выбираем так чтобы оси надколенных плит совпадали с осями колонн а число типоразмеров плит было минимальным.
Высоту плиты принимаем типовой равной 22 см. План перекрытия приведен на рис. 2
Рис. 2 - План сборного перекрытия
Расчет и конструирование многопустотной плиты
1 Конструктивное решение
Разработаем одну из плит перекрытия (рядовую). Она опирается на ригели короткими сторонами и рассчитывается как балка двутаврового профиля свободно лежащая на двух опорах.
Предварительно уточним размеры поперечного сечения плиты и приведем его к эквивалентному двутавровому :
Поперечное сечение плиты представлено на рис. 3.
Рис. 3 —Поперечное сечение многопустотной плиты
При ширине плиты по верху b f высоте h диаметре пустот d основные размеры двутаврового сечения следующие:
-ширина верхней полки — b f нижней b f
-высота верхней и нижней полки – h f = h f =(h – 0.9* d) 2 =(220-0.9*160)=38 см ;
-ширина ребра-b=bf-n*09*d =1460-7*0.9*160=452мм
где п — число пустот.
Рис. 4 - Эквивалентное двутавровое сечение плиты
Расчетный пролет плиты L 0 при шаге колонн В ширине ригеля Ь ширине консоли С k =10 см определим по рис. 5 из выражения :
L0 =B-b-C k - 4см = 63 – 02 -01-004 = 596 см
Рис. 5 - К определению расчетного пролета плиты.
2 Статический расчет плиты
Расчетные нагрузки на 1м плиты определим в табличной форме (табл.1).
Расчетные нагрузки на 1 м2 плиты
Нормативная нагрузка кПа
Коэффициент надежности по нагрузке кПа
Цементная стяжка002*22=044 керамзитобетон006*12=072
Вес многопустотной плиты
Затем определяем полную расчетную нагрузку на 1 погонный метр плиты :
q n = q * b n =76*15 = 114 кНм
где Ь - номинальная ширина плиты.( Ь =15 м )
Максимальные расчетные изгибающий момент и поперечная сила:
кН где L0 -расчетный пролет плиты.
3. Конструктивные расчеты плиты
Назначим вид бетона - тяжелый класс бетона по прочности на сжатие - В20 класс продольной рабочей арматуры At-V поперечной — Вр-1.
Выполним расчеты плиты по первой (подбор продольной и поперечной арматуры) и второй (по образованию трещин деформациям и раскрытию трещин) группам предельных состояний.
3.1 Подбор продольной арматуры
Площадь продольной рабочей арматуры определяем по схеме 1.
Схема 1. Расчет прочности нормальных сечений элементов таврового
профиля с одиночной арматурой.
По табл. 1322 и 23 [ 1 ] определим Rb и R s R b=115 MПa; R s=680 МПа
Найдем рабочую высоту сечения ho = h-a = 220-30=190 мм;
Здесь h = 220 мм — высота сечения плиты величину а принимаем равной
62 кНм 115*103*126*0038(019 - 05*0038)=9416 кНм
Нейтральная ось находится в полке сечение рассчитываем как прямоугольное шириной b't.
По табл. III.1 [3] в зависимости от Ао находим = 0095 =09525
Проверяем условие R 0.095 0533 условие выполняется.
Требуемая площадь продольной рабочей арматуры :
По сортаменту подбираем необходимое количество стержней из условия что диаметр арматуры плит обычно принимается в пределах 10-14 мм а напрягаемые стержни устанавливают по краям плиты и между пустотами. Они должны быть установлены симметрично.
Установим 4 стержня 12 мм .AS=452 см2
Проверяем процент армирования
3.2. Подбор поперечной арматуры
Подбор поперечной арматуры выполнимте схеме 2.
Схема 2. Расчет прочности наклонных сечений.
Определим R В=115 МПа и R B t =090МПа RSw =265 МПа для арматуры класса Вр-1.
Проверим условие достаточной прочности наклонных сечений при действии главных сжимающих напряжений: Q = 0 3 Rb*b*ho
97 кН =03*11.5*103 *0452*019=2963 кН
где b — ширина ребра (рис. 4). Это условие выполняется.
З. Если Q = 0 6 R b t *b*ho
97 кН =06*0.9*103 *0452*019=4637 кН
Т.о. поперечные стержни по расчету не требуются
3.3. Определение геометрических характеристик сечения плиты
Определим Еь=24000 МПа и Es=190000 MПa затем величину:
Площадь приведенного двутаврового сечения (см. рис. 4)
AS-суммарная площадь продольной рабочей арматуры
6*0038+149*0038+0452*(022-0038-0038)+792*452*10-4=018 м2
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани:
Где а -расстояние от центра тяжести продольно растянутой арматуры до нижней грани плиты (а=3 см)
Sred = 146* 0038* (022 - 05 *0038) + 05 * 149* 00382 + 0452 * (022 – 0038 -0038)* [(022-0038 -0038) 2 + 0038] + 792*452*10-4*003=
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани:
у = =0029018 =016 м.
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести:
Момент сопротивления приведенного сечения относительно растянутой грани:
= 00016016 = 001 м3.
3.4. Величина и потери предварительного напряжения арматуры
Величину предварительного напряжения продольной растянутой арматуры назначают из условия
где Rsser =— расчетное сопротивление продольной растянутой арматуры для второй группы предельных состояний которое определяем по прил.2
RS.SER=785 МПа; (AT-5)
Метод предварительного напряжения арматуры целесообразно принять электротермический а величину Р МПа определить по формуле:
Р = 30 + 360L=30+3605.96 = 90.4 МПа
где L— длина стержня (плиты) м.
Примем значение sp равным среднему между минимальным и максимальным значениями.
=785-90.4= 694 6 МПа
=0.3*785+90.4= 3259 МПа
Принимаем среднее из 2-х значений
Арматура плиты — стержневая ее натяжение предусматривается на упоры бетон — тяжелый подвергнутый тепловой обработке в камерах. В этом случае будут следующие потери предварительного напряжения:
-от релаксации напряжений в арматуре = 003 =003*51025=1531 МПа;
-от быстронатекающей ползучести:
Rbp — передаточная прочность бетона которую нужно назначить не ниже 07*
RBR=0.7*RB=0.7*11.5=8.05 МПа
e0=y-a=0069-003=0039 м
P=AS*(-)=452*10 – 4*(510.25-15.31)*103=22371 кH
bp— напряжения в бетоне от усилия предварительного обжатия на уровне центра тяжести арматуры
где и -коэффициенты принимаемые =025+0025*805=045
=525-0185*805=37 принимаем 25
-от усадки бетона = 35 МПа;
-от ползучести бетона
=150*085*0.164=20.91МПа
где = 085 — коэффициент принимаемый для бетона подвергнутого тепловой обработке.
=1531+656+35+20.91=7778 МПа
3.5. Расчет по образованию нормальных трещин
Категория трещиностойкости плиты — третья. В ней при действии полной нормативной нагрузки допускается образование и ограниченное по ширине раскрытие трещин.
При статическом расчете плиты установлены значения нормативных нагрузок: gn -постоянных и pn – временных
Погонные нагрузки на плиту:
где bn — номинальная ширина плиты(=15 м).
Изгибающие моменты в плите от нормативных нагрузок:
от временной Msh = 999 кНм;
от полной M==3437 +999 =4436 кНм.
Усилие предварительного обжатия с учетом всех потерь:
Р02=452*10-4*(0.9*51025 -100)*103=0.16 МПа.
Расстояние от центра тяжести сечения до верхней ядровой точки:
r = 08 Wredl Ared=0.8*001018= 0044 м.
Упругопластический момент сопротивления сечения относительно растянутой грани:
Wpl = 175 Wred =1.75*001=00175 м3.
Изгибающий момент воспринимаемый сечением при образовании трещин:
где Rbtser - расчетное сопротивление бетона растяжению для второй группы предельных состояний определяемое по прил.1.
МCRC =09*103*00175+016*(0.039+0.044)= 1576 кНм
Трещины образуются т.к М >МCRC
3.6. Определение прогибов плиты
Определим прогибы от действия постоянных нагрузок и усилия предварительного обжатия и сравним с предельно допустимым который для плоских перекрытий
установлен равным: 1200 l0 при l0 меньше 6 м 1200*596=00298
При наличии трещин в растянутой зоне кривизна оси от действия постоянных нагрузок и усилия предварительного обжатия :
При определении кривизны вначале вычисляют величины
Эксцентриситет суммарного продольного усилия
Коэффициент армирования
Относительная высота сжатой зоны в сечении с трещиной
Плечо внутренней пары сил
кривизна обусловленная выгибом вследствие усадки и ползучести бетона от усилия предварительного обжатия:
=656+35+2091=6247мПа ==35 мПа
Полная кривизна плиты :
Проверим условие:0018 > 0.0298
3.7 Расчет по раскрытию нормальных трещин
Напряжения в растянутой арматуре от действия постоянных нагрузок
Ширина продолжительного раскрытия трещин мм
=03мм Проверим условие: 0210.3
Где =16-15* при длительном действии нагрузки =16-15*0005=152
d-диаметр продольной рабочей арматуры мм
Приращивание ширины раскрытия трещины от временной нагрузки
Напряжения в растянутой арматуре от действия временных нагрузок
Непродолжительная ширина раскрытия трещин мм
Проверим условие: aCRC> 3.91мм > 0.4мм следовательно нужно увеличить величину преднапряжения.
4 Конструирование плиты
Основные геометрические параметры плиты устанавливают при разработке конструктивного решения (п. 2.1). Количество и размещение продольной и поперечной рабочей арматуры назначают по результатам подбора продольной (п. 2.3.1) и поперечной (п. 2.3.2) арматуры.
Для предотвращения образования трещин на верхней поверхности плиты от усилия предварительного обжатия на концевых участках каркасов в зоне действия максимальных поперечных сил устанавливают дополнительные
стержни класса А-400 на длине не менее 2h0=2*019=038м. Площадь поперечного сечения этой арматуры должна составлять не менее 0002 bho=0002*396 *019=150 см2.
По всей верхней поверхности плиты укладывают горизонтальная арматурная сетка для «распределения» местных нагрузок и восприятия напряжения от усадки бетона усилий при изготовлении транспортировке и монтаже предварительного обжатия случайных механических воздействий и др. Площадь ее поперечного сечения может быть назначена исходя из минимального процента армирования равного 005% .
As= 0 0005*b*h0=0.0005*452*19=043 см2.
У концов плиты ниже напрягаемой арматуры устанавливают горизонтальные корытообразные сетки для предотвращения трещин вдоль напрягаемых стержней в зоне анкеровки и их продергивания. Длина каждой сетки — не менее 20 см и не менее 20 диаметров напрягаемой арматуры -400мм диаметр стержней сеток —3- 4 мм шаг— 50-100 мм защитный слой — 10мм.
У нижней грани плиты в середине пролета предусматривается такая же но плоская горизонтальная распределительная сетка длиной 40-50 см.
В плите необходимо предусмотреть 4 монтажные петли заглубленные в бетон. Петли устанавливают над пустотами. Для возможности строповки в пустотах у петель предусматривают отверстия. Диаметр петель устанавливают расчетом в курсовом проекте можно принять петли 12 A-I.
Для обеспечения сопротивления смятию плиты на опорах от вертикальной нагрузки вышележащих стен и опорного давления а также ликвидации «мостика холода» концевые участки пустот на длине 15 см заделывают с одного конца бетонными пробками с другого — предусматривают сужение пустот.
Эскиз армирования плиты приведен на рис. 6.
Рис. 6 - Армирование многопустотной плиты
Расчет и конструирование ригеля перекрытия.
В курсовой работе необходимо запроектировать ригель с полужесткими стыками на опорах. Такие ригели наиболее широко применяются в каркасных зданиях. Особенностями полужестких стыков определяющими их расчет являются постоянные изгибающие моменты на опорах ригеля. В ригелях каркасов по серии 1.020-1 для жилых и общественных зданий величина опорного момента всегда равна 55 кН-м. Это обеспечивается за счет использования во всех стыках одинаковых калиброванных закладных деталей - «рыбок» (рис. 13)
Рис. 7. Конструкция стыка ригеля с колонной
«Рыбки» (Ml) приваривают к закладным деталям колонн и ригелей. Для возможности последующего обетонирования в целях защиты стальных деталей от коррозии в верхней части ригелей устраивают углубления.
Для опирания ригелей консоли на колоннах выполняют скрытыми в подрезках ригелей что обусловлено эстетическими требованиями. Подрезки у опор ригелей снижают высоту их поперечного сечения а следовательно и прочность наклонных сечений в зонах действия максимальных поперечных сил.
Для обеспечения достаточной прочности наклонных сечений ригелей в местах подрезок часть нижней продольной арматуры (обычно 2 стержня) отгибают под углом 45° и анкеруют сварным соединением с опорной закладной деталью.
Расчет ригеля начинают с определения нагрузки на погонный метр
где q - полная расчетная нагрузка на 1 м2 плиты ;
В - шаг ригелей (колонн) – 63 м
А - площадь поперечного сечения ригеля м2; размеры поперечного сечения установлены ранее (п. 1); A=0.4*0.38+0.2*0.22=0.196 м2
у- объемный вес железобетона у =2500 кгм3 (у =25 кНм3);
yf - коэффициент надежности по нагрузке (уf = 11)
Расчетный пролет ригеля
L0 =l-bk -20см=900-30-20=850см=85 м
bk - ширина сечения колонны. На данном этапе расчетa принять b = 30 см.
Максимальные расчетные усилия в ригеле:
3.1 подбор продольной арматуры
Затем выполним конструктивные расчеты. Зададимся классом бетона по прочности на сжатие- В25 и классом арматуры: продольной рабочей и отгибов –
А400 и поперечной- A240 . Сделаем расчет прочности нормальных сечений и определим площадь про дольной рабочей арматуры As:
R B=145 МПа (В 25); R s=355 МПа (А 400)
Найдем рабочую высоту сечения ho = h-a = 600-30=570 мм;
По табл. III.1 [3] в зависимости от Ао находим = 013 =0935
Проверяем условие R 0.13 0594 условие выполняется.
Установим 4 стержня 20 мм .AS=12.56 см2
При расчете прочности наклонных сечений учитываем что часть поперечной силы воспринимается отгибами
Qinc = АINK * Rs * sin =6.28*10-4*355*103*0707=157.62 кН
где AINK — площадь поперечного сечения отгибов
АINK=0.5*AS = 0.5*12.56=6.28 см2
Rs — расчетное сопротивление отгибов (Rs = 355 МПа);
— угол наклона отгибов sin a = 0707 (а = 45°).
Поперечная сила которая должна быть воспринята бетоном сжатой зоны и поперечной арматурой (хомутами):
Qi = Q - Qinc=208.04 - 157.62 =50.42 кН =>по расчету хомуты требуются.
Подбор площади поперечной арматуры ригеля в опорной части на поперечную силу Q1.
По приложению 1 определяем значение мПа (для В25)
Поперечная арматура А240 RSW=170 мПа
количество каркасов для второстепенной балки-2 диаметр стержней=03*20=6 мм
по приложению 4 определяем АW=0.57 см2
Поперечная сила воспринимаемая бетоном
Погонная нагрузка на хомуты
шаг поперечной арматуры минимальным из условий
По конструктивным требованиям S=30 см
Установим хомуты по конструктивным требованиям. Диаметр хомутов рекомендуется 6-8мм примем 6 мм число каркасов — 2. Высота поперечного сечения ригеля — hi=380 мм ширина — в=200мм (рис. 7).
Расчет калиброванной закладной детали («рыбки») выполним из условия что она должна обеспечить восприятие изгибающего момента на опоре ригеля М= 55 кНм. При плече внутренней пары сил=380мм (рис. 7) усилие воспринимаемое закладной деталью :
N = Мк1=55 038=14474кН
Требуемая площадь поперечного сечения закладной детали из стали ВСтЗпс (Rs = 225 МПа)
As = NRs=144 74225*103=6 43*10 -4м=6 43 см2
Толщину калиброванной закладной детали обычно принимают равной 10 мм ширину средней части — AS =6.431.0=6.43 принимаем 7 см.
Калиброванная закладная деталь Ml (рис. 7) крепится сваркой к закладной детали ригеля М2 которая в свою очередь должна быть приваре на к верхним продольным стержням арматурного каркаса ригеля. Требуемая площадь этих стержней из арматуры класса А400 (Rs = 355 МПа)
As = NIRs=144 74 l 355*103=41 см2
По сортаменту примем 2 18 As=509 cm2
Кроме рабочей арматуры предусматривается монтажная: продольная — 10 A-I поперечная объединяющая плоские каркасы в пространственные — 03 диаметра продольной арматуры- 6 А-1 шаг 500. Толщину закладных деталей примем равной 10 мм другие размеры — из условия возможности устройства сварных соединений. Эскиз армирования ригеля приведен на рис. 8.
Рис. 8 - Основные размеры и армирование ригеля
Расчет и конструирование колонны подвала.
Найдем величину грузовой площади покрытия и каждого из перекрытий нагрузка с которой передается на колонну
Где L1=L2 - пролеты ригелей В-шаг колонн (из задания). Обозначения указаны на рис. 9 где расчетная грузовая площадь заштрихована.
Затем определим расчетные нагрузки.
Рис. 9 - К определению нагрузок на колонну
Нагрузка на колонну от веса перекрытий:
где q; — полная расчетная нагрузка на 1 погонный метр ригеля (см. расчет ригеля);
р — временная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия (см. табл. 1);
пПер — число перекрытий в здании.
Нагрузка на колонну от веса покрытия:
где gj — расчетная нагрузка от веса пола (см. табл. 1);
Уу Ус — объемный вес соответственно утеплителя и стяжки которые принимаются самостоятельно; зададимся уу = 100-600 кгм3; ус = 1800 кгм3; при подсчете Р2 эти значения переведем в килоньютоны на кубометр;
— толщина соответственно утеплителя и стяжки; величина у определяется теплотехническим расчетом; в курсовом проекте можно
назначить у ориентировочно и принять у = 002 м;
q k- нагрузка от веса рулонной кровли — q к = 20 кгм2 (0 2 кНм2);
- коэффициенты надежности по нагрузке соответственно утеплителя стяжки и кровли которые здесь равны 13..
Нагрузка от веса колонны:
=032*(36+5*36)*25*11=5346кН
где bk - предварительный размер поперечного сечения колонны ( bk = 03 м);
- высота соответственно подвала и этажа (из задания);
п - число этажей (из задания);
у - объемный вес железобетона — у = 2500 кгм' (25 кНм );
- коэффициент надежности по нагрузке (у( = 11).
Постоянная расчетная нагрузка на колонну:
Nl = р1 + р2 + Р3=75335+2544+5346=106121 кН
Временная расчетная нагрузка на колонну:
где So - нормативный вес снегового покрова на 1 м2 поверхности земли принимаемый по табл. 4 [2] в зависимости от района строительства где So=24 кПа.
— коэффициент надежности для снеговой нагрузки.( =14)
Постоянная расчетная продольная сила в колонне подвала:
N=N1+NSH=106121+2971=135831 кН
Определение изгибающих моментов в колонне в курсовом проекте можно выполнить упрощенно из условия что при полужестких стыках с ригелями максимальный момент в колонне возникает при загружении временной нагрузкой одного из двух ригелей опирающихся на колонну причем момент воспринимается только колонной. В этом случае
М = 05 * R * е1=05*36855*025=461кНм
где R — опорная реакция ригеля от временной нагрузки р (табл. 1)
R = 05 *р*В*1=05*15*60*63=36855
В и I — шаг и пролет ригелей;
е1— эксцентриситет опорной реакции при принятых размерах колонны
Конструктивный расчет колонны выполним как внецентренно сжатого элемента
прямоугольного профиля с симметричной арматурой. Вначале установим
расчетную длину колонны 10 которая может быть принята равной высоте подвала.
Зададимся классом бетона - В25 и арматуры - продольная рабочая арматура А-400 поперечная — A240.
По справочным данным определим Rb Eb Rs и Rsk.
Rb=145 МПа Eb=27*103 MПa Rs =355 MПa Rsk=355 МПа
Рабочая высота сечения h0 = h – a = 300 – 30=270мм;
исходя из предварительно принятых размеров b = h = 30 см а = 3 см.
Критическая продольная сила:
Случайный эксцентриситет еа принимается равным наибольшему из трех значений: еа = 10 600=360600=06см; еа = h30=3030=1см; еа = 1 см.
Расстояние от точки приложения силы N до центра тяжести растянутой арматуры
Определяем значения величин:
Если требуемая площадь продольной арматуры:
Из двух значений принимаем большее As=225 см2
По сортаменту подбираем 2 12 мм с площадью сечения равной As=:225 см2
Определим процент армирования:
Продольную арматуру располагаем у наиболее напряженных граней т.е. у граней перпендикулярных плоскости поперечной рамы.
Поперечную арматуру (хомуты) в колоннах обычно устанавливают без расчета. В сварных каркасах диаметр хомутов принимаем равным
3 диаметра продольной арматуры шаг хомутов —
Принимаем шаг хомутов 200 мм. Армирование колонны представлено на рис. 10.
Рис. 10 — Армирование колонны
Стык колонн осуществляется как правило на высоте 1м от верха перекрытия. Наиболее экономичным и достаточно надежным для зданий со связевым каркасом считается стык колонн выполненный путем ванной сварки выпусков арматуры расположенных в подрезках (рис. 11).
Рис. 11 - Стык колонн с ванной сваркой выпусков арматуры
Расчет стыка выполняют для двух стадий его работы:
для стадии монтажа проверяют прочность бетона центрирующего выступа
на местное смятие при незамоноличенном стыке;
—для стадии эксплуатации при замоноличенном стыке подбирают
параметры косвенного армирования в зоне анкеровки продольной арматуры
где она частично или полностью не включена в работу.
Выполним расчет стыка для стадии эксплуатации с некоторыми упрощениями основанными на следующих исходных предпосылках:
Работа продольной рабочей арматуры в зоне ее анкеровки при расчете
прочности не учитывается.
На основании предыдущих расчетов устойчивость колонн в полной мере
обеспечивается бетоном и продольной арматурой.
Изгибающие моменты в колонне не велики в месте стыка они близки к
нулю; их влиянием на неравномерность распределения напряжений по
сечению можно пренебречь.
Так как 0h 20 случайные эксцентриситеты можно не учитывать.
С этих позиций расчет стыка выполняют следующим образом.
Вначале назначают шаг сеток косвенного армирования S = 60-150 mm. мм ПринимаемS=100 мм
Сетки устанавливают у торца колонны на длине
Размер ячеек а1 назначают 45-100 мм
Сетки выполняют из арматуры класса А-400 диаметр определяют расчетом.
Расчетная нагрузка на колонну первого этажа:
Требуемое расчетное сопротивление бетона сжатию усиленного косвенным армированием:
где Aef - площадь поперечного сечения колонны ограниченная контуром сетки без учета площади подрезок (на рис. 11) Aef-= 5а1 при а1=10 см Аef=500 см2=005м2
Необходимый коэффициент косвенного армирования:
Требуемая площадь одного стержня сетки:
где п и L1- соответственно число стержней одного направления в сетке и длина стержня.
По сортаменту необходимо подобрать диаметр стержней сетки в пределах 6-14 мм чтобы площадь каждого была равна или несколько больше А
Примем стержень 8 AS=251 см2
Консоли колонны ввиду небольшой высоты устраивают с жесткой арматурой состоящей из двух сжатых и двух растянутых стержней класса А400 и вертикальных ребер-пластин соединяющих эти стержни (рис. 12).
Рис. 12 - Конструкция консолей колонны
Их расчет выполняют как изгибаемого элемента с двойной арматурой. Изгибающий момент в консоли:
М = Q * С=20154*01=20154 кНм
где Q - опорное давление ригеля равное максимальной поперечной силе (см. статический расчет ригеля);
С - расстояние от грани колонны до точки приложения силы Q (С =10 см).
Требуемая площадь продольной арматуры:
где zs - плечо внутренней пары сил : zs = 10 см ( см. рис. 12).
По сортаменту подбирают два стержня нужного диаметра. Примем 2 10 А400 As=157см2 .Толщину вертикальных ребер примем конструктивно =10 мм.
Расчет и конструирование фундамента под колонну.
Определение размеров подошвы фундамента.
Изгибающий момент передаваемый с колонны на фундамент относительно мал его можно не учитывать фундамент условно считать центрально нагруженным принять квадратным в плане с требуемым размером подошвы
где N - полная расчетная продольная сила передаваемая с колонны на фундамент (из расчета колонны);
Ro - условное расчетное давление на грунт оснований (R0=0.19МПа);
ут - средний объемный вес фундамента и грунта на его уступах (ут = 2 тм3 = 20 кНм3);
Н1 - глубина заложения фундамента от пола подвала которая предварительно может быть принята равной 10 м
Размер стороны квадратной подошвы фундамента а принимают кратной 5 см. Примем агр =285 см=285 м
Фактическая площадь подошвы А = а2 = 412 =1681 м2.
Общую высоту фундамента определяем из условий:
- надежного защемления колонны в фундаменте: =30+25=55 см
- достаточной анкеровки продольных стержней колонны:
Н> 20d + 25 см=20*12+25=49см;
- предотвращения продавливания: ННО + as=123+007=13м
где Ьк d - размер поперечного сечения и диаметр продольных стержней колонны;
as — величина защитного слоя бетона для фундаментов без подготовки (as = 7 см);
Но - требуемая высота фундамента из условия сопротивления продавливанию
где R BT - расчетное сопротивление бетона растяжению; примем бетон класса - R BT =075 MПa
р-фактическое давление на грунт под фундаментом (р=NA=2843.741681=16916кН)
Высоту фундамента принимают по большему из полученных значений кратной 15 см.Примем высоту фундамента равной 135 см
Затем зададимся размерами стакана. Его дно (толщина бетона от низа стакана до подошвы фундамента) должно быть не менее 20 см толщина
неармированной стенки — 20 см глубина стакана
. Принимаем Hст=300 мм
Ширина стакана назначается из условия чтобы зазор между его внутренней стенкой и поверхностью колонны был равен 75 мм вверху и 50мм внизу. Между дном стакана и нижним торцом колонны должна быть подливка из цементного раствора
Рис. 13 - Стакан фундамента толщиной 50 мм
Число ступеней фундамента установим из условия чтобы высота каждой из них была равной 30 или 45 см а соотношение ширины ступени к ее высоте — в пределах 1-15. Можно приближать сопряжение ступеней к граням пирамиды продавливания которая начинается у основания колонны и проходит до уровня арматурной сетки под углом 45° (рис. 14).
Рис. 14 - К расчёту фундамента под колонну
Проверяем прочность на продавливание нижней ступени
2102кН075*103*0923*632=441768 кН
где Р — расчетная продавливающая сила
Р = N - p*A1 =284374 – 16917*841= 142102кН;
A1 - площадь основания пирамиды продавливания
А1 = (2Н + bk) 2=(2*13+03)2=841 м2;
-средний периметр пирамиды продавливания b = 4* (H01+H2 + bk )= =4*(038+045+045+03)=632 м
Расчет фундамента на изгиб производят как консольной системы опирающейся на колонну и загруженной реактивным давлением грунта. Растягивающие напряжения в этой системе воспринимает нижняя арматурная сетка площадь сечения которой определяют расчетом на прочность
нормальных сечений 1-1 и 2-2 (см. рис. 14).
Изгибающие моменты в этих сечениях при p=NA
917*(41-085)2*41=58609 кНм
=0125*16917*(41-03)2*41=32912 кНм
Требуемое сечение рабочей арматуры:
где Rs — расчетное сопротивление растяжению арматуры класса А400
Необходимое армирование подбираем по большему значению As. При этом диаметр стержней должен быть не менее 12 мм а шаг— не более 25 см принимаем 828 А400 АS=49.26 см2.
Расчет армокирпичного столба.
Армокирпичный столб проектируем как вариант колонны и рассчитываем в условном предположении его центрального сжатия когда нагрузка с перекрытия передается через железобетонную подушку с центрирующей прокладкой. Сопряжения столба с перекрытием и фундаментом считаем шарнирными.
Для столба необходимо использовать следующие материалы: силикатный кирпич марки M l50 цементный раствор марки М75 и арматурную проволоку класса В 500
Вначале определим размеры поперечного (квадратного) сечения столба
где N - расчетная продольная сила ( из расчета колонны);
RSk - предварительное расчетное сопротивление сжатию армированной кладки (Rsk = 15 R=15*20=3 МПа);
R - расчетное сопротивление сжатию неармированной кладки которое в зависимости от марки кирпича и раствора. Примем R=20
Размер поперечного сечения столба h примем кратным размерам кирпича: h - 64 см и определим площадь: А=к2=642=4096см2
Определяют гибкость: =338064=48125
где 10— расчетная длина столба равная высоте подвала за вычетом толщины перекрытия.
Коэффициент продольного изгиба =0975
Требуемое расчетное сопротивление армированной кладки
=1358310975*04096=712Мпа
Необходимый процент армирования кладки
=(712-2)2*435*100%=0588%
где Rs - расчетное сопротивление растяжению арматуры класса В500 (Rs = 435 МПа).
Процент армирования рекомендуется в пределах 01-10%. Назначим диаметр стержня сетки 4 мм и шаг сеток по высоте S через 1-4 ряда 20см. По. сортаменту определяют площадь одного стержня Asi. Требуемый размер квадратных ячеек сетки
=294*20588*02*100%=5см
Значение С принимаем в пределах 4-10 см кратно 1 см.
Армокирпичный столб сечением 64x64 см выполнить из силикатного кирпича марки М150 на растворе марки М75 армировать сетками 4 В500 с ячейками 5 см и шагом 20 см.
Список используемой литературы.
СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции - М.: ГП ЦПП
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования. — М.:
Банков В. Н. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов
Байков Э. Е. Сигалов. - 6-е изд. перераб. и доп. М: Стройиздат 1991. -
ГОСТ 21.1501-92. СПДС. Правила выполнения архитектурно-
строительных рабочих чертежей. Введ. 01.071993 — М.: ГП ЦПП 1996. -
Железобетонные и каменные конструкции: методические указания к выполнению расчетно-графических заданий и курсовой работы для студентов специальности 270114-Проектирование зданий Сост.: Г.А. Смоляго В.И. Дронов - Белгород: Изд-во БГТУ им. В.Г. Шухова 2005.-69 с.

ЖБ.docx

Федеральное агентство по образованию
Белгородский государственный технологический университет
Кафедра: городского строительства и хозяйства
Тема: «Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания».
Принял: к.т.н доцент
Попков Юрий Викторович
Расчет и конструирование монолитного междуэтажного перекрытия
1. Выбор и обоснование конструктивного решения
2. Расчет и конструирование плиты перекрытия
3. Расчет и конструирование второстепенной балки
Расчет и конструирование сборного междуэтажного перекрытия
2. Расчет и конструирование сборной многопустотной плиты
3. Расчет и конструирование сборно-монолитного неразрезного ригеля
3.1. Построение эпюры материалов
Расчет и конструирование сборной железобетонной колонны подвала среднего ряда
Расчет и конструирование фундамента под колонну
Расчет армокирпичного столба
Библиографический список
Расчет и конструирование монолитного
междуэтажного перекрытия
1. Выбор и обоснование конструктивного решения
Выбор направления и шага главных и второстепенных балок осуществляется на основе следующих требований:
а) главные балки должны опираться на колонны каркаса;
б) пролет главных балок больше чем второстепенных; для обеспечения жесткости каркаса предпочтительно поперечное направление главных балок;
в) второстепенные балки перпендикулярны главным их шаг (пролет плиты) – 17 - 27 м; шаг второстепенных балок должен быть кратен шагу колонн.
Выбираем поперечное направление главных балок обеспечивающее наиболее жесткую конструктивную схему здания. Второстепенные балки перпендикулярны главным и располагаются с шагом 2м(для средних пролетов плит) и 19м(для крайних пролетов плит).
Предварительные размеры конструкций перекрытия:
а) толщина плит hп принята равной 7 см (130 пролета плиты);
б) высота второстепенных балок hвб = 40 см (117 пролета);
в) ширина второстепенных балок bвб = 20 см (05hвб);
г) высота главной балки hгб = 60 см (110 пролета);
д) ширина главной балки bгб = 30см (05hгб).
Расчетная схема перекрытия Lдлин Lкоротк = 602 = 3 > 2 – перекрытие балочного типа.
На основе выбора конструктивного решения изображен эскизный план на рис.1.
Рис.1. План монолитного перекрытия
2 Расчет и конструирование плиты перекрытия
Расчет плиты состоит из установления расчетных пролетов и нагрузок определения усилий и конструктивного расчета. Для удобства расчет ведется не для всей плиты а только для ее полосы шириной 1 м. Расчетные нагрузки определяются на 1 м2 плиты. Нормативная нагрузка от веса перегородок на 1 м2 перекрытия принята равной 15 кПа. Нормативная нагрузка от веса пола и плиты определяется как произведение объемного веса материала на его толщину: gn = g . Коэффициенты надежности по нагрузке принимаются по таблице 1 [2]. Временная нормативная нагрузка определяется в соответствии с назначением здания по таблице 3 [2].
Для удобства расчет ведем не всей плиты а только для ее полосы шириной 1м (см.рис.1). Расчетные нагрузки определяются на 1м2 плиты в табличной форме (см.таблица 1).
Нагрузки на плиту перекрытия
Нормативная нагрузка
Коэф-фициент надежности по нагрузке
-керамическая плитка – 5мм
-выравнивающ.цп стяжка-50мм
-ГИ-пленка 2сл – 04мм
Расчетные пролеты (рис.2.) принимаем равными расстоянию в свету между второстепенными балками т.е.
bвб – ширина второстепенных балок.
Рис.2. К определению расчетных пролетов плиты
Определение усилий в плите производится в зависимости от характера её работы. Так как Bl>2 плита работает в коротком направлении перпендикулярно второстепенным балкам и считается балочной.
Учитывая что жесткость при кручении крайней второстепенной балки очень мала условно принято считать опирание на крайние опоры шарнирными. Характер изгибающих моментов показан на рис.3.
Рис.3. Характер эпюры изгибающих моментов в плите
Максимальные изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах будут определяться по формулам:
-в средних пролетах и на средних опорах ;
-в крайних пролетах и на первой промежуточной опоре ;
Конструктивный расчет плиты выполняют только по нормальным сечениям поскольку при действии равномерно распределенной нагрузки прочность бетона наклонных сечений как правило достаточна.
Для плиты принимаем тяжелый бетон класса В20. Назначаем арматуру класса В 500.
Коэффициент γb2 равен 10.
По приложению 1[6] определяем прочность бетона на сжатие Rв=115 МПа; по приложению 2[6] находим расчетное сопротивление арматуры растяжению Rs = 415 МПа.
Вычислим рабочую высоту сечения h0 = h – a
где h – высота сечения элемента;
а – толщина защитного слоя (а=15 см).
h0 = 7 – 15 = 55 см.
Определяем требуемую площадь арматуры для средних пролетов.
Определим величину А0 = Мср ( γb2Rвbh02) где b = 100 см;
По приложению 3[6] определяем и ; = 0036 = 0984;
Вычислим R = 08 (1 + Rs 00035Еs);
Проверяем условие ≤ R:
Требуемая площадь арматуры Аs = Mср (h0Rs);
Принимаем 5ø4 площадью Аs = 063 см2.
Шаг стержней S = 100 n = 100 5 = 20 см принимаем шаг 20 см.
Диаметр d и шаг S поперечных стержней назначается конструктивно: d ≥ 03D S ≤ 20 см площадь поперечной арматуры сетки Аs1 ≥ 01As.
Принимаем d = 3 мм S=20 см. Тогда n = 100 20 = 5 стержней с общей площадью Аs1 = 035 см2. Проверяем условие:
5 см2 > 01063 = 0063 см2.
Армирование плит выполнено рулонными сетками которые раскатаны перпендикулярно второстепенным балкам. Принимаем 3 сетки шириной А = 21 м. Принятая сетка маркируется следующим образом:
Определяем требуемую площадь арматуры для крайних пролетов.
Определим величину А0 = Мкр ( γb2Rвbh02) где b = 100 см;
По приложению 3[6] определяем и ; = 0052 = 0974;
Проверяем условие ≤ R;
Требуемая площадь арматуры Аs = Mкр (h0Rs);
Сетку подобранную для среднего пролета раскатывают и на крайний который армируют еще и дополнительной сеткой.
Из расчета в крайнем пролете As = 079 см2; требуемая площадь дополнительной сетки: 079 – 063 = 016 см 2. При шаге стержней 25 см (4 стержня на 1 м) по прил. 4 принимаем 4ø3 В500 (As = 028 см2). Марка сетки (с поперечной рабочей арматурой при l = 21 м).
Расположение сеток в плите должно соответствовать эпюре изгибающих моментов.
Рис.4. Схема армирования плиты рулонными сетками
Второстепенная балка рассчитывается как многопролетная неразрезная загруженная равномерно распределенной нагрузкой. Расчетные пролеты второстепенных балок принимаются равными расстоянию в свету между главными балками: lвб = В – bгб
bгб – ширина главной балки.
lвб = В – bгб = 600 – 30 = 570 cм.
Расчетная постоянная нагрузка на балку от веса перегородок пола плиты и второстепенной балки: gвб = gl2 + bвб(hвб – hп)γвγf
где g – расчетная нагрузка отвеса перегородок пола и плиты (g = 39 кПа);
hп – толщина плиты hп = 007 м;
γв – объёмный вес железобетона γв = 25 кНм3;
γf – коэффициент надежности по нагрузке γf = 11;
gвб = 39195 + 02(04 – 007)2511= 942кНм;
Расчетная временная нагрузка на балку:
Полная расчетная нагрузка на балку:
qвб = gвб + pвб = 942+4095 = 1351 кНм.
Максимальные изгибающие моменты определяются с учетом перераспределения усилий.
На первой промежуточной опоре:
В средних пролетах и на средних промежуточных опорах:
На первой промежуточной опоре слева:
На первой промежуточной опоре справа и у всех остальных опор:
QВС = 05qвбlвб = 05135157 = 385 кН.
Рис.5. Характер эпюр усилий во второстепенной балке
Соблюдая условие ≤ 035 и соответственно А0 ≤ 0289 вычисляется целесообразная рабочая высота второстепенной балки:
С учетом необходимой толщины защитного слоя бетона по формуле hвбтр = h0 + а получаем требуемую полную высоту балки hвбтр = 21 + 3 = 24 см. Принимаем высоту кратной 5 см – hвбтр = 25 см и h0 = 25 – 3 = 22 см.
Устанавливаем ширину полки вводимую в расчет:
) она должна быть не более шага второстепенных балок bf’ ≤
) не более суммы ширины балки и трети ее пролета в свету bf’ ≤ bвб +
) не более суммы ширины балки и 12 толщин полки bf’ ≤ bвб + 12hf’ = 02 + 12007 = 104 м.
За окончательную ширину полки принимаем наименьшее из трех значений bf’ = 104 м.
Конструктивный расчет второстепенной балки включает расчет прочности её нормальных и наклонных сечений. Сечения на первой и средней промежуточных опорах рассчитываются на действие отрицательных изгибающих моментов как прямоугольные с шириной bвб.
Для второстепенной балки принимаем тяжелый бетон класса В20. Назначаем арматуру класса В 500.
По приложению 1[6] определяем прочность бетона на сжатие Rb = 115 МПа; по приложению 2[6] находим расчетное сопротивление арматуры растяжению Rs = 415 МПа.
Определяем требуемую площадь арматуры на первой опоре.
А0 = МВ ( γb2Rвbh02) где b = 100 см;
По приложению 3[6] определяем и ; = 0058 = 0972;
Проверяем условие ≤ R ; 0056 051.
Требуемая площадь арматуры Аs = MВ (h0Rs);
Принимаем одну сетку 20ø5 площадью Аs = 392 см2 .
Шаг стержней S = 10 см.
Принимаем d = 3 мм S = 20 см. Тогда n = 300 20 = 15 стержней с общей площадью Аs1 = 1065 см2.
Проверяем условие 1065 см2 > 01392 = 0392 см2.
Принимаем сетку шириной А = 2 м. Принятая сетка маркируется следующим образом:
Армирование второстепенных балок на первой опоре выполнено рулонными сетками С3 которые раскатывают вдоль главных балок.
Определяем требуемую площадь арматуры на средней опоре.
По приложению 3[6] определяем и ; = 0049 = 0976;
Проверяем условие ≤ R ; 0049 051.
Принимаем сетку 16ø5 площадью Аs = 308 см2 .
Шаг стержней S = 125 см.
Диаметр d и шаг S поперечных стержней назначается конструктивно:
d ≥ 03D S ≤ 20 см площадь поперечной арматуры сетки Аs1 ≥ 01As.
Принимаем d = 3 мм S = 20 см. Тогда n = 300 20 = 15 стержней с общей площадью Аs1 = 315 см2.
Проверяем условие 315 см2 > 01308 = 0308 см2.
Принимаем 2 сетки шириной А = 40 м. Принятая сетка маркируется следующим образом:
Армирование второстепенных балок на промежуточных опорах выполнено рулонными сетками С4 которые раскатывают вдоль главных балок.
Сечения в первом и среднем пролетах рассчитываются на действие положительных изгибающих моментов как тавровые.
Для второстепенной балки принят бетон класса В20 Rb =115 МПа. Арматура горячекатаная стержневая периодического профиля класса А400 Rs=355 МПа для диаметра 10 – 40 мм .
Для расчета необходимо найти Rbb’fh’f(h0 – 05h’f)
Rbb’fh’f(h0 – 05h’f) = 1151047(22 – 057) = 154882 кНcм = 15488 кНм.
Расчет крайнего пролета.
Так как Мкр = 3992 15488 то нейтральная ось находится в полке сечение рассчитывается как прямоугольное шириной b = b’f.
Определяем требуемую площадь арматуры для крайнего пролета.
Определим величину А0 = Мкр ( γb2Rвbh02);
По приложению 3[6] определяем и ; = 0072 = 0963;
Проверяем условие ≤ R; 0072 053.
Принимаем 2ø18 площадью Аs = 509 см2.
Расчет среднего пролета.
Так как Мср = 2743 15488 то нейтральная ось находится в полке сечение рассчитывается как прямоугольное шириной b = b’f.
Определим величину А0 = Мср ( γb2Rвbh02);
Проверяем условие ≤ R; 0047 053.
Принимаем 2ø14 площадью Аs = 308 см2.
Расчет прочности наклонных сечений необходимо выполнить для трех максимальных значений поперечных сил в балке: на крайней и средней промежуточной опоре.
По приложению 1[6] находим Rbt = 09 МПа. Назначаем класс поперечной арматуры В500 (Rsw = 300 МПа). Назначаем два каркаса. Принимаем диаметр поперечной арматуры 5 мм. По приложению 4[6] определяем площадь всех поперечных стержней в одном сечении Аw = 039 см2.
Расчет крайней опоры.
Поперечная сила на опоре Q = 308 кН.
Поперечная сила воспринимаемая бетоном Qb = 125Rbtbh0.
Qb = 1250092022 = 495 кН.
Так как Qb > Q то хомуты ставятся по конструктивным требованиям:
Sw = 05h0 = 0522 = 11 см.
Принимаем наименьшее значение Sw = 11 см.
Расчет первой промежуточной опоры крайнего пролета.
Поперечная сила на опоре Q = 482 кН.
Расчет первой промежуточной опоры второго пролета.
Поперечная сила на опоре Q = 385 кН.
Поперечная сила воспринимаемая бетоном Qb = 125Rbtbh0.
В средних четвертях пролета шаг увеличиваем в 2 раза Sw = 22 см.
Диаметр верхней продольной арматуры принимаем d1 = 10 мм.
Соединение каркасов разных пролетов по длине осуществляется дополнительными стержнями диаметром d2 = 10 мм.
Плоские каркасы второстепенных балок объединяются в пространственные приваркой горизонтальных стержней ø5 В500 с шагом 60 см.
Рис.6. Схема армирования второстепенной балки
Расчет и конструирование сборного
Выбор направления и шага ригелей производится на основании следующих требований:
а) направления ригелей для всего перекрытия целесообразно принимать одинаковыми и выбирать с учетом светотехнических соображений;
б) поперечное направление ригелей обычно позволяет создать более жесткую конструктивную схему здания;
в) шаг ригелей равен шагу колонн;
Принимаем ригель таврового сечения с нижним расположением полки (рисунок 7). Пролет ригеля составляет 58 м шаг – 60 м.
Вылет консоли ск определяется необходимой площадью опирания плиты и равен 10 см. Предварительная высота ригеля 50 см. Ширина сечения b = 30 см.
Рис.7. Сечение ригеля сборного перекрытия
Высоту плиты определяем исходя из требований прочности и жесткости по формуле:
Рис.8. К определению расчетных пролетов плиты
Расчетный пролет l0 = 60-03-01-002=558 м.
Принимаем высоту плиты 300мм.
Ширина плиты выбирается таким образом чтобы оси надколонных плит совпадали с осями колонн а число типоразмеров было не более 3. Рядовые плиты приняты шириной 12 м надколонные – 10 м и пристенные – 06 м.
Рис.9. Монтажный план балочного сборного панельного перекрытия
2 Расчет и конструирование сборной многопустотной плиты
Плита перекрытия опирается по коротким сторонам и рассчитывается как балка двутаврового профиля свободно лежащая на двух опорах. Предварительно уточняют размеры поперечного сечения плиты и приводят его к эквивалентному двутавровому на основе ряда конструктивных требований:
а) конструктивная ширина плиты на 1 см меньше номинальной: bf = bп – 10 = 1200 – 10 = 1190 мм;
б) диаметр количество и размещение пустот назначают из расчета максимального снижения веса плиты при этом толщина бетона выше и ниже пустот должна быть не менее 25-30 мм а между пустотами 30-35 мм; принимаем 6 пустот диаметром 240 мм;
в) для удобства расшивки швов и во избежание местных сколов на нижней поверхности плиты предусматривают устройство продольных фасок размером 15х15 мм;
Рис.10. Поперечное сечение многопустотной плиты
Для обеспечения совместной работы плит в составе диска перекрытия на их боковых поверхностях устраивают круглые или прямоугольные углубления (шпонки).
Приведение сечения плиты к двутавровому осуществляют путем вычитания суммы ширины квадратных пустот эквивалентных по площади круглым (a = 09d). Поэтому при ширине плиты по верху b’f и высоте h основные размеры двутаврового сечения следующие:
– ширина верхней полки:
b’f = 1160 мм и нижней полки bf = 1190 мм;
– высота верхней и нижней полки:
h’f = hf = (h – 09d) 2 = (300 – 09240) 2 = 42 мм;
b = b’f – n09d = 1160 – 609240 = 296 мм.
Рис.11. Эквивалентное двутавровое сечение пустотной плиты
Статический расчет плиты.
Расчетные нагрузки на 1 погонный метр плиты:
от веса перегородок пола:
gпола = (g0 + g1)bплиты;
где g0 g1- расчетные нагрузки от веса перегородок и пола;
bплиты - номинальная ширина плиты м.
gпола = (165+ 018)12 = 22 кНм.
от веса плиты gплиты = Aγbγf γn
где А – площадь эквивалентного сечения плиты м2
А = bfhf + b(h – hf – h’f) + b’f h’f
γb - объемный вес железобетона (25 кНм3);
γf - коэффициент надежности по нагрузке γf = 11;
γn - коэффициент надежности по назначению γn = 095;
gплиты = 01632511095 = 426 кНм;
от временной нагрузки
где p – расчетная временная нагрузка;
pвр = 2412 = 288 кНм.
Полная расчетная нагрузка:
qп = gпола + gплиты + pвр = 2.2+4.26+2.88 = 934 кНм.
Максимальные изгибающий момент и поперечная сила в плите:
Расчет продольного армирования
Для плиты принимаем тяжелый бетон класса В20. Назначаем арматуру класса А 400.
По приложению 1[6] определяем прочность бетона на сжатие Rb = 115 МПа; по приложению 2[6] находим расчетное сопротивление арматуры растяжению Rs = 355 МПа.
а – толщина защитного слоя (а = 3 см).
h0 = 30 – 3 = 27 см.
Для расчета необходимо найти Rbb’fh’f(h0 – 05h’f);
Rbb’fh’f(h0 – 05h’f) = 11511642(27 – 0542) = 1395097 кНcм =
Так как Мmax = 3635 13951 то нейтральная ось находится в полке сечение рассчитывается как прямоугольное шириной b = b’f.
Определим величину А0 = Мma
По приложению 3[6] определяем и ; = 0038 = 0981;
Проверяем условие ≤ R; 0089 053.
Требуемая площадь арматуры Аs = Mma
Принимаем 5ø10 площадью Аs = 393 см2.
Количество стержней верхней продольной арматуры принимаем 5 а их диаметр задаем конструктивно и принимаем 3 мм.
Диаметры стержней верхней и нижней распределительной арматуры 03d = 0310 = 3 мм. Шаг стержней 20 см. По длине плита армируется 29ø3 с общей площадью Аs1 = 206 см2 > 01Аs = 01393 = 039 см2.
В плите выполняются 4 монтажные заглубленные в бетон петли диаметром 16 мм класса А 240 которые устанавливаются над пустотами.
Для обеспечения сопротивления бетона смятию на опорах от вертикальной нагрузки вышележащих кирпичных стен или опорного давления ригеля концевые участки пустот на длине 20 см заделываются бетонными пробками а с другой стороны предусматриваются заужение пустот.
Расчет прочности наклонных сечений многопустотной плиты.
По приложению 1[6] находим Rbt = 090 МПа. Назначаем класс поперечной арматуры В500 (Rsw = 300 МПа). Назначаем три каркаса. Принимаем диаметр поперечной арматуры 5 мм. По приложению 4[6] определяем площадь всех поперечных стержней в одном сечении Аw = 059 см2.
Поперечная сила на опоре Q = 2606 кН.
Qb = 12500929627 = 8991 кН.
Sw ≤ 05h = 0530 = 15 см.
Принимаем Sw = 15 см.
Рис.12. Схема армирования многопустотной плиты
3 Расчет и конструирование сборно-монолитного
Особенностью конструкции многопролетного ригеля определяющей его расчет является его неразрезность обеспечивающаяся жестким соединением отдельных ригелей между собой и с колоннами посредством сварки выпусков рабочей арматуры закладных деталей и бетонированием стыков. Поэтому усилия в ригелях и колоннах определяются путем статического расчета каркаса в целом.
Конструктивный расчет ригеля заключается в определении необходимого армирования продольной и поперечной рабочей арматурой. Для экономии стали продольная арматура проектируется с обрывами в пролете а поперечная – с переменным шагом.
Расчетные значения пролетов принимается равным расстоянию между осями колонн l0 = 58 м.
Расчетные нагрузки на 1 погонный метр ригеля – постоянную и временную определяют отдельно.
Расчетные постоянные нагрузки:
- от веса перегородок и пола gп = (g0 + g1)B
где g0 g1 – расчетные нагрузки от веса перегородок и пола;
В – шаг ригелей В=60 м;
gп = (165+ 018)60 = 1098 кНм;
-от веса плит перекрытия gпер = (gплиты bплиты)В
где gплиты – расчетная нагрузка от веса плиты;
bплиты=12 м. – номинальная ширина плиты В = 60 м;
gпер = (426 12)60 = 213 кНм;
-от веса ригеля gриг = Аbγвγf γn
где Аb – площадь поперечного сечения ригеля;
γв – объемный вес железобетона γв = 25 кНм3;
γn – коэффициент надежности по назначению γn = 095.
gриг = 0192511095 = 496 кНм;
Полная расчетная постоянная нагрузка:
qр = gп + gпер + gриг = 1098+213+496 = 3724 кНм.
Временная расчетная нагрузка рр = рВ = 2460 = 144 кНм.
Статический расчет ригеля.
Усилия в ригеле упрощенно можно определить как в неразрезной многопролетной балке в составе полурамы каркаса. Учитывая использование пустотных плит постоянная и временная расчетные нагрузки принимаются равномерно распределенными. Усилия вычисляют отдельно – от постоянной нагрузки загружающей все пролеты и временной загружающей отдельные пролеты в различных комбинациях. Затем суммируют усилия от постоянной и временной нагрузок строят огибающую эпюру изгибающих моментов. С учетом перераспределения усилий значения надопорных моментов целесообразно снижать до 30%.
где Iр и Iк – моменты инерции сечений ригеля и колонны;
l0 – пролет ригеля (58 м).
Iк = 30303 12 = 67500 см4.
Iр = 5050312 - 2(1030312) = 47583333 см4.
Зная k находим коэффициенты α и .
Опорные изгибающие моменты определяются по формулам:
М= αqрl20 кН*м – для загружения постоянной нагрузкой
М = ррl20 кН*м – для загружений временной нагрузкой.
№ и схема загружения
Опорные моменты кН*м
Пролетные моменты кН*м
-0089 *1253= =-11149
Расчетное значение моментов
Расчетные значения моментов получены путем сложения усилий от постоянной и временной нагрузок. Для снижения опорных моментов к их эпюре нужно прибавить выравнивающую. Эта эпюра – линейная значения моментов на опорах подобраны таким образом чтобы они не превышали 30% от максимальных.
В данном случае ординаты выравнивающей эпюры равны:
Максимальные поперечные силы определены с учетом значений моментов выровненной эпюры при
На средней опоре слева
На средней опоре справа
Конструктивный расчет ригеля.
Производим уточнение высоты ригеля по максимальной величине изгибающего момента. Расчетным на опоре является сечение ригеля на грани колонны. Максимальный изгибающий момент М = 15204 кНм и поперечная сила Q = -19122 кН.
где М – максимальный изгибающий момент на опоре;
Q – соответствующее значение поперечной силы;
hкол – высота сечения колонны.
Из двух значений опорного момента Мгр и пролетного М1 выбираем больший М = 18072 кНм
Рабочая высота ригеля
где b = 030 м – ширина сечения ригеля;
Rb – расчетное сопротивление бетона ригеля класса В20 (Rb = 115 МПа).
Полная высота ригеля h = h0 + a = 4120 + 3 = 4420 см принимаем h = 50 см. При известных усилиях и размерах поперечного сечения ригеля определяем площадь рабочей продольной арматуры в первом и втором пролете на крайних и промежуточной опорах.
Для ригеля принимаем тяжелый бетон класса В20. Назначаем арматуру класса А400.
Коэффициент γb2 равен 09.
Определяем требуемую площадь арматуры на опоре А1.
Определим величину А0 = МА1 ( γb2Rвbh02);
По приложению 3[6] определяем и ; = 014 = 0929;
Проверяем условие ≤ R; 014 053.
Требуемая площадь арматуры Аs = MА1 (h0Rs);
Ригель армируем на опоре сверху 2ø10 А400 As1 = 157 см2 и 2ø16 А400 As2 = 402 см2. Суммарная площадь арматуры 559 см2.
Определяем требуемую площадь арматуры на опоре В1.
Определим величину А0 = МВ1 ( γb2Rвbh02);
По приложению 3[6] определяем и ; = 035 = 0825;
Проверяем условие ≤ R; 035 053.
Требуемая площадь арматуры Аs = MВ1 (h0Rs);
Ригель армируем на опоре сверху 2ø10 А400 As1 = 157 см2 и 2ø28 А400 As2 = 1232 см2. Суммарная площадь арматуры 1389 см2.
Определяем требуемую площадь арматуры в пролете 1.
Определим величину А0 = М1 ( γb2Rвbh02);
По приложению 3[6] определяем и ; = 027 = 0865;
Проверяем условие ≤ R; 027 053.
Требуемая площадь арматуры Аs = M1 (h0Rs);
Ригель армируем 4ø18 А400 As2 = 1018 см2.
Определяем требуемую площадь арматуры в пролете 2.
Определим величину А0 = М2 ( γb2Rвbh02);
По приложению 3[6] определяем и ; = 020 = 0901;
Проверяем условие ≤ R; 020 053.
Требуемая площадь арматуры Аs = M2 (h0Rs);
Ригель армируем 4ø16 А400 As2 = 804 см2.
Расчет прочности наклонных сечений выполняется для максимальных значений поперечных сил на первой и второй опорах. Число каркасов и число поперечных стержней в одном сечении принимается равным двум поперечные стержни проектируются с разным шагом в приопорных участках и в середине пролета.
Расчет прочности наклонных сечений необходимо выполнить для трех значений поперечных сил: на крайних и средней опоре.
По приложению 1[6] находим Rbt = 090 МПа. Назначаем класс поперечной арматуры В500 (Rsw = 300 МПа). Назначаем два каркаса. Принимаем диаметр поперечной арматуры 5 мм. По приложению 4[6] определяем площадь всех поперечных стержней в одном сечении Аw = 039 см2.
Поперечная сила на опоре Q = 1083 кН.
Поперечная сила воспринимаемая бетоном Qb = 125Rbtbh.
Qb = 12500903050 = 16875 кН.
Sw ≤ 05h = 053709 = 18 см.
Принимаем Sw = 18 см.
Расчет опорного стыка.
Стык элементов неразрезного ригеля с колонной и друг с другом осуществляется у боковых граней колонн при помощи верхней растянутой арматуры с соединительными горизонтальными стержнями. Их при монтаже пропускают через специальные каналы оставленные при изготовлении колонны.
Сжимающее усилие в нижней части ригеля передается через монтажные сварные швы между закладными деталями ригеля и консоли колонны.
Площадь сечения соединительных растянутых стержней Аs = Мгр Rsz
где z – плечо пары сил в стыке равное расстоянию между центрами тяжести сварных швов нижних закладных деталей и верхних растянутых стержней.
z = h – 5 = 50 – 5 = 45 см.
Принимаем 2ø25 А400 площадью Аs = 982 см2.
Суммарная длина швов соединительных стержней с одной стороны
где N – продольное усилие в стержнях определяемое по формуле
N = Мгр z = 18072 45 = 4016 кН;
к – высота катета шва принимаем к = 10 мм;
Rсв – расчетное сопротивление углового шва равное 150 МПа.
Длина одного сварного шва
где 1 см – увеличение длины шва за счет его непровара с двух сторон на глубину 05см;
По конструктивным соображениям наименьшая длина шва соединительного стержня диаметром 25 мм:
lш = 5d = 525 = 125 см.
Длину соединительных стержней и размеры верхних закладных деталей назначают из условий выполнения сварного соединения. При этом площадь сечения закладной детали Азд = N Rпл
где Rпл – расчетное сопротивление стали растяжению Rпл=235 МПа.
Азд = 4016 235 =1709 см2.
Площадь сечения стальных пластинок консоли колонны и нижних закладных деталей принимается равной Азд.
Толщина закладной детали = Азд bпл
где bпл – ширина закладной детали;
bпл = 30 – 05 = 295 см.
= 1709 295 = 058 см.
Суммарная длина швов в сварных соединениях нижней части ригеля
lшв = 13(N-T) 07кRсв
где Т – сила трения ригеля о консоль;
Т = Qf = 1083015 = 1625 кН.
Длина одного сварного
Принимаем длину закладных деталей 25см.
Расчет полки ригеля.
Погонная нагрузка на одну полку q = 05(qр + рр)
где qр и рр – соответственно расчетная постоянная и временная нагрузка на 1 погонный метр ригеля;
q = 05(3724+144) = 2582 кНм.
Эпюра распределения нагрузки на полке принимается треугольной. Плечо приложения нагрузки
где 2 см – зазор между торцом плиты и ригелем.
Изгибающий момент в полке:
М = qe = 258200733 = 189 кНм.
b – условная ширина полки равна 100 см.
По приложению 3[6] находим = 0995. Площадь сечения арматуры участка полки длиной 100 см.
Расчетной арматурой полки являются поперечные стержни или хомуты. Принимаем 3ø4 В500 общей площадью Аs = 038. Диаметр монтажной арматуры в сварных каркасах принимается равным ≥ 03d где d – диаметр рабочей арматуры. Принимаем диаметр монтажной арматуры равным 3 мм. Монтажные стержни предусмотрены в углах пересечения хомутов.
На участках с небольшими изгибающими моментами в целях экономии арматурной стали часть продольных стержней ригеля оборвана в пролете. Место обрыва определяется с помощью эпюры материалов – эпюры прочности ригеля по изгибающему моменту.
Расчет обрыва верхней продольной арматуры в первом пролете.
Назначаем два стержня которые должны быть доведены до опоры – 2ø10 площадью Аsоп = 157 см2.
Определяем прочность нормального сечения в пролете армированном стержнями Аsоп;
При установке дополнительных двух стержней ø16 на опоре А1 суммарная площадь арматуры Аs = 559 см2
Определяем прочность нормального сечения на опоре А1 армированного стержнями Аs;
Стержни у опоры А1 заводятся за место обрыва на величину .
При установке дополнительных двух стержней ø28 на опоре В1 суммарная площадь арматуры Аs = 1389 см2
Определяем прочность нормального сечения на опоре В1 армированного стержнями Аs;
Стержни у опоры В1 заводятся за место обрыва на величину .
Расчет обрыва нижней продольной арматуры в первом пролете.
Назначаем два стержня которые должны проходить по всей длине – 2ø18 площадью Аs = 509 см2.
Определяем прочность нормального сечения у опоры А1 армированного стержнями Аsоп;
При установке четырех стержней ø18 суммарная площадь арматуры Аsоп =1018 см2.
Определяем прочность нормального сечения в пролете армированного стержнями Аs;
Эпюра материалов показана на листе 2 графической части.
Определение продольного усилия.
Вначале находят величину грузовой площади покрытия и каждого из перекрытий нагрузка с которой передается на колонну: Агр = B(
Определяем расчетные нагрузки. Постоянные нагрузки на колонну определяются по формуле N1 = p1 + p2 +
p1 – нагрузка на колонну от веса перекрытий:
где qр – полная расчетная постоянная нагрузка на ригель qр = 3724 кНм;
В – шаг ригелей (6 м);
nпер – число перекрытий в здании nпер = 5.
р2 – нагрузка от веса колонны:
p2 = h2col (hпод + nэтhэт)γbγf γn
hпод nэ hэт – соответственно высота подвала (24 м) число этажей (5) и высота этажей (35 м);
γb – объемный вес железобетона γb = 25 кНм3;
γn – коэффициент надежности по назначению γn = 095.
p2 = 032(24 + 535)2511095 = 4679 кН.
р3 – постоянная нагрузка от покрытия:
р3 = (qр В – q1 + γyγfyy + γcсγfc + gkγfk)Агр;
где q1 – расчетная нагрузка от веса перегородок и пола q1 = 18 кПа;
γy γc – объемный вес соответственно утеплителя и стяжки
γy = 06 кНм3 γc = 18 кНм3;
y и с – толщина утеплителя и стяжки y = 12 см с = 3 см;
gk – вес 1 м2 кровли принимаем равным 015 кПа;
γfy γfc γfk – коэффициенты надежности по нагрузке соответственно утеплителя стяжки и кровли γfy = 13 γfc = 13 γfk = 12.
Постоянные нагрузки на колонну
N1 = 107996+4679+18743= 131418 кН.
Временная нагрузка на колонну: Nsh = p4 + p5
p4 – временная полезная нагрузка передающаяся с перекрытий
где р – расчетная временная нагрузка на перекрытии р = 24 кПа
p4 = 243485 = 4176 кН;
р5 – нагрузка на колонну от снега на покрытии
где – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие для плоских покрытий = 1;
sg – расчетный вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли для Тамбова sg = 18 кНм2.
р5 = 181348 = 6264 кН.
Nsh = 4176+6264 = 48024 кН.
Полная расчетная нагрузка на колонну:
N = N1 + Nsh = 131418+48024 = 179442 кН.
Определение изгибающих моментов.
При учете только вертикальных нагрузок изгибающие моменты в колонне возникают из-за разницы в опорных моментах ригелей смежных пролетов которая распределяется пропорционально погонным жесткостям стоек.
Изгибающие моменты в колонне на уровне перекрытия:
-от длительной нагрузки
-от кратковременной нагрузки
-от полной нагрузки
Расчет колонны по несущей способности.
Вначале устанавливаем расчетную длину колонны которая равна высоте подвала l0 = hпод = 24 м. Принимаем для колонны класс бетона В35
(Rb = 195 МПа). Задаемся размерами колонны из условия:
А = b х h = 15NRb = 15179442 195= 138032 см2. Принимаем сечение колонны квадратным в плане со стороной 40 см.
Расчет колонны среднего ряда на внецентренное сжатие.
Для колонны принимаем бетон В35 Rв = 195 МПа; Ев = 27500 МПа. Арматуру назначаем класса А400 Rs = 355 МПа Еs = 200000 МПа. Толщина защитного слоя бетона а = а’ = 3 см b = h = 40 см.
Коэффициент приведения
Момент инерции бетонного сечения
Момент инерции арматуры при коэффициенте армирования
Условная критическая сила
Коэффициент учитывающий увеличение эксцентриситета
Находим случайный эксцентриситет:
еа = h 30 = 40 30 = 133 см;
Принимаем максимальное значение еа = 133 см.
Находим расстояние от места приложения нагрузки до центра тяжести растянутой арматуры:
е = е0 + 05h – а + еа = 08 1042 + 0540 – 3 + 133 = 1916 см.
Значение получилось отрицательным значит все напряжения с запасом воспринимаются бетоном. Уменьшим размеры поперечного сечения и повторим расчет.
Для колонны принимаем бетон В35 Rв = 195 МПа; Ев = 27500 МПа. Арматуру назначаем класса А400 Rs = 355 МПа Еs = 200000 МПа. Толщина защитного слоя бетона а = а’ = 3 см b = h = 30 см.
еа = h 30 = 30 30 = 1 см;
Принимаем максимальное значение еа = 1 см.
е = е0 + 05h – а + еа = 08 115 + 0530 – 3 + 1= 1392 см.
Принимаем 220 А400 общей площадью.
Поперечную арматуру (хомуты) устанавливаем без расчета. Диаметр хомутов принимаем равным не менее 03 диаметра продольной арматуры 0320 = 6 мм. Принимаем хомуты диаметром 6 мм А240. Шаг хомутов – не более 15 диаметров продольной арматуры: 152 = 30 см не более ширины колонны 30 см и не более 50 см.
Принимаем наименьшее значение и назначаем шаг равным 30 см.
Рис.15. Схема армирования колонны
Расчет стыка колонн.
Стык колонн осуществляется как правило на высоте 1 м от верха перекрытия. Наиболее экономичным и достаточно надежным для зданий со связевым каркасом считается стык колонн выполненный путем ванной сварки выпусков арматуры расположенных в подрезках.
Расчет стыка выполняют для стадии эксплуатации подбирают параметры косвенного армирования в зоне анкеровки продольной арматуры.
Принятые при расчете упрощения:
Работа продольной арматуры в зоне её анкеровки не учитывается.
Устойчивость колонн обеспечивается бетоном и продольной арматурой.
Пренебрегаем влиянием изгибающих моментов в колонне.
Случайные эксцентриситеты не учитываются.
Назначаем шаг сеток косвенного армирования:
S ≤ h 3 = 303=10 см.
Принимаем S = 10 см.
Сетки устанавливаем у торца колонны на длине:
Принимаем l = 30 см.
Принимаем а1 = 75 см. Сетки выполнены из арматуры класса А400.
Расчетная нагрузка на колонну первого этажа:
Требуемое расчетное сопротивление бетона сжатию усиленного косвенным армированием Rbred = N1 Aef
где Aef – площадь поперечного сечения колонны ограниченная контуром сетки:
Aef = 5а12 = 5752 = 281 см2;
Rbred = 148555 281 = 529 кНсм2.
Необходимый коэффициент косвенного армирования:
= (Rbred – Rb ) 2Rs = (529– 195) 2355 = 005.
Требуемая площадь одного стержня сетки As = AefS 2nl1
As = 00528110 230 = 204 см2. По сортаменту подбираем 212 с общей площадью стержней As = 226 см2.
Рис.16. Стык колонн с ванной сваркой выпусков арматуры
Расчет консоли колонны
В консолях колонн предусматривается продольная арматура и поперечная в виде отогнутых и горизонтальных стержней. Ширина консоли b равна ширине колонны и равна 30 см.
Длина опорной площадки определяется из выражения с = Q bригRb
где Q – опорное давление ригеля Q = 10883 кН bриг – ширина ригеля внизу bриг = 34 см.
Наименьший вылет консоли с учетом зазора S между гранью колонны и торцом ригеля lк = с + s. Зазор s принят равным 5 см для качественного уплотнения бетоном В20.
Принимаем lк = 25 см.
Расстояние от грани колонны до точки приложения Q:
а = lк – 05c = 25 – 05112 = 2444 см.
Высота консоли у грани колонны:
h = 08hриг = 0850 = 40 см.
hк = h 2 = 40 2 = 20 см.
После определения основных геометрических размеров консоли проверяем условия:
Площадь продольной рабочей арматуры консоли подбирается по изгибающему моменту на грани консоли
М = Qa = 108832444= 26598 кНсм;
Аs = 12526598 3550937 = 281см2.
Подбираем 214 с общей площадью Аs = 308см2.
Шаг хомутов не должен быть более h 4 = 30 4 =75 см и 15 см. Для хомутов принимаем проволоку В500 5 мм шаг хомутов равен 10 см.
Суммарное сечение отгибов арматуры в консоли принимается не менее:
Принимаем отгибы 214 с общей площадью Аs = 308 см2.
На консоли колонны предусмотрены закладные детали привариваемые к продольной арматуре.
Рис.17. Армирование консоли колонны
Для монолитного фундамента под сборную железобетонную колонну выполняются следующие расчеты: подбор площади подошвы определение высоты фундамента и его ступеней из расчета на продавливание расчет на изгиб.
Определение размеров подошвы фундамента.
Фундамент можно считать центрально нагруженным принять квадратным в плане с требуемым размером подошвы
где N – полная расчетная продольная сила передаваемая с колонны на фундамент N = 179442 кН;
R0 – условное расчетное давление на грунт оснований R0 = 250 МПа;
γm – средний объёмный веса фундамента и грунта на его уступах γm = 20 кНм3;
H1 – глубина заложения фундамента от пола подвала H1 = 12 м;
Принимаем а = 2.9 м.
Фактическая площадь подошвы А = а2 =2.92 = 8.41 м2.
Общая высота фундамента определяется из условий:
)надежного защемления колонны в фундаменте:
Н ≥ bк + 25 см = 30 + 25 = 55 см;
)достаточной анкеровки продольных стержней колонны:
Н ≥ 20d + 25 см = 20·20 + 25 = 65 см;
)предотвращения продавливания Н ≥ Н0 + аs
где аs – величина защитного слоя бетона для фундаментов без подготовки аs = 7 см;
Н0 – требуемая высота фундамента из условия сопротивления продавливанию ;
Rbt – расчетное сопротивление бетона растяжению для бетона В15 Rbt = 075 МПа;
р – фактическое давление на грунт под фундаментом
р = N А = 179442 841 = 21337 кНм2;
Высоту фундамента принимаем по большему из полученных значений кратно 15 см Н = 75 см.
Задаёмся размерами стакана. Его глубина Нст должна быть не менее bк = 30см и 20d + 5 см = 20·20 + 5 = 45 см примем Нст = 45 см. Ширина стакана назначается из условия чтобы зазор между его внутренней стенкой и поверхностью колонны был равен 75 мм вверху и 50 мм внизу. Между дном стакана и нижним торцом колонны должна быть подливка из цементного раствора толщиной 50 мм. Толщина неармированной стенки составляет 20 см.
Рис.18. Стакан фундамента
Число ступеней фундамента принимают из условия чтобы высота каждой их них была равной 30 или 45 см а соотношение ширины ступени к её высоте – в пределах 1-15. Принимаем высоту верхней ступени 30 см нижней – 45 см.
Проверяем прочность на продавливание нижней ступени. Предельное усилие воспринимаемое бетоном в расчетном сечении для нижней ступени:
Условие выполняется.
- прочность бетона обеспечена.
Рис.19. К расчету фундамента под колонну
Расчет фундамента на изгиб.
Фундамент при расчете считается консольной системой опирающейся на колонну и загруженной реактивным давлением грунта. Растягивающие напряжения в этой системе воспринимает нижняя арматурная сетка площадь сечения которой определяют расчетом на прочность нормальных сечений.
Изгибающие моменты в сечениях
М1 = 0125р(bf – b1)2af = 012521337(29 – 085)229 = 32505 кНм;
М2 = 0125р(bf – bк)2af = 0125213.37(29 – 030)229 = 52286 кНм.
Требуемое сечение рабочей арматуры определяется по формулам:
Необходимое армирование подбираем по большему значению Аs. Принимаем 15 12 А400 Аs = 16965 см2 шаг равен 20 см.
Рис.20. Схема армирования фундамента
Армокирпичный столб рассчитывается как центрально сжатый элемент нагрузка с перекрытия передается через железобетонную подушку с центрирующей прокладкой. Сопряжения столба с перекрытием и фундаментом считаются шарнирными.
Для столба используется силикатный кирпич марки М150 цементный раствор М100 арматурная проволока класса В500.
Определение требуемой площади столба:
где N – расчетная продольная сила N = 179442 кН;
Rsk – предварительное расчетное сопротивление сжатию армированной кладки Rsk = 15R;
R – расчетное сопротивление неармированной кладки определяемое по таблице 3[6]. R = 22 МПа.
Rsk = 15R = 1522 = 33 МПа.
Размер поперечного сечения столба h принимаем кратно размерам кирпича: 38 находим площадь
А = a2 = 382 = 1444 cм2.
Определяем гибкость λh = l0 h
где l0 – расчетная длина столба равная высоте подвала за вычетом толщины перекрытия l0 = 24 – 03 = 21 м.
По таблице 4[6] находим коэффициент продольного изгиба φ = 09618.
Найдем требуемое расчетное сопротивление армированной кладки:
Необходимый процент армирования кладки:
Рекомендуемый процент армирования находится в пределах 01-10%. Необходимо увеличить размеры поперечного сечения армокирпичного столба или принять арматуру более высокого класса. Примем в дальнейшем расчете процент армирования в увеличенном сечении армокирпичного столба равным 05 %. Назначаем диаметр стержня сетки 5 мм шаг сеток по высоте S = 10 см. Находим площадь одного стержня Аst = 0196 см2. Требуемый размер квадратных ячеек сетки определим по формуле:
Принимаем Стр равным 7 см.
Армокирпичный столб выполнить с большим сечением чем 38 см из силикатного кирпича марки М150 на растворе марки М100 армировать сетками 5 В500 с ячейками 7 см и шагом 10 см.
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. – М.:ГП ЦПП 1985. – 79 с.
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования. – М.:ГП ЦПП 1986. – 36 с.
Железобетонные конструкции: курсовое и дипломное проектирование Под ред. А. Я. Барашикова. – Киев: Вища школа 1987. – 416 с.
Байков В. Н. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов В.Н. Байков Э. Е. Сигалов. – 6-е изд. перераб. и доп. – М.:Стройиздат 1991. – 767 с.
Еременок П. А. Каменные и армокаменные конструкции: Учеб. для вузов П. А. Еременок. – Киев: Вища школа 1981. – 224 с.
Проектирование несущих конструкций многоэтажного каркасного здания: Учеб. Пособие Г.А. Смоляго В.И. Дронов. – Белгород: Издательство БГТУ им. В.Г. Шухова 2004. – 89 с.

ЖБ.dwg

второстепенная балка
Второстепенная балка
Продольная рабочая арматура 10 А400
Монтажная петля 16 А240
Верхняя монтажная арматура 3 В500
Расчетная схема поперечной рамы
Эпюры моментов в ригеле
Эпюры выровненных моментов
Дополнительный хомут
Курсовая работа по дисциплине "Железобетонные и каменные конструкции
Проектирование Железобетонных конструкций многоэтажного здания
План междуэтажного перекрытия
Сборная многопустотная плита
Сборная многопустотная плита П-1
Армирование монолитной плиты ПМ-1
Армирование монолитной балки БМ-1
[M] (2 10 A400+2 16 А400)
[M] (2 10 A400+2 28 А400)
Грань пирамиды продавливания
Расчетное поперечное сечение
Ведомость расхода стали на один элемент
Спецификация арматуры Р-1
А400-200 12 А400-200
-слойный рубероидный ковер
Цем.-песчаный выравнивающий слой
Утеплитель - газосиликат
Пароизоляция - слой рубероида
Армокирпичный столб выполнить с большим сечением чем 38 см
из силикатного кирпича марки М150 на растворе марки М100
армировать сетками 5 В500
с ячейками 7 см и шагом 10 см. Все железобетонные конструкции выполнить из тяжелого бетона с мелкозернистым заполнителем. Класс бетона монолитной плиты перекрытия
монолитной главной и второстепенной балки
много- пустотной плиты перекрытия
ригеля и фундаментов - В20. Класс бетона колонны - В35.

ZhBK_77.dwg

Группа жилых домов по ул.Народной
Курсовой проект по дисциплине "Железобетонные конструкции
Маркировачная схемма
Маркировочная схема междуэтажного перекрытия
Все конструкции рассчитаны на временную нагрузку на перекрытии
равную 200кгм² 2 Плиты перекрытий запроектированы из тяжелого бетона класса В20
фундаменты В15. Опускная и придаточная прочность бетона не ниже 70%. 3 Плиты перекрытий выполнить с предварителиьным напряжением продольной арматуры электротермическим методом. Величина начального контролируемого напряжения Gsp=500 МПа. 4 Все каркасы и сетки запроектированы сварными. Закладные детали - оцинкованные. 5 Стыки сборных ригелей и колон - полужесткие
осуществляются посредством сварки закладных деталей. Стыки колон по высоте выполнять ванной сваркой выпусков арматуры с последующим обетонированием бетоном класса В20 на щебне мелкой фракции. 6 Швы между плитами перекрытий и зазоры между колонной и стенками стакана фундамента заполнить мелкозернистым бетоном класса В15 7 Армокирпичный столб сечением 64x64см выполнить из силикатного кирпича марки М150 на растворе марки М75
армировать сетками из проволоки 4 Вр-
с размером ячейки 5x5см и шагом по высоте 20см (через 2 ряда кладки). 8 Основаниями фундаментов являются суглинки с расчетным давлением Ro=0
Показатели на один элемент
Спецификация арматуры ригеля Р1
Рабочие чертижи проекта
Несущие конструкции многоэтажного здания
БГТУ им. В.Г.Шухова группа ГС-41