Расчет элементов железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

Титульный лист.doc

Федеральное государственное автономное образовательное учреждение
Высшего профессионального образования
«СИБИРСКИЙ ФЕДЕРАЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ»
Кафедра: Строительные конструкции и управляемые системы
Дисциплина: Железобетонные конструкции
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовому проекту
Тема: Расчет элементов железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

ПЗ .doc

ЗАДАНИЕ НА КУРСОВОЙ ПРОЕКТ (МОНОЛИТНЫЙ ВАРИАНТ)3
ЗАДАНИЕ НА КУРСОВОЙ ПРОЕКТ (СБОРНЫЙ ВАРИАНТ)4
1 Компоновочные решения6
2 Ребристая плита перекрытия7
2.1 Назначение материала бетона и арматуры7
2.2 Расчетный пролет и нагрузка9
2.3 Статический расчет плиты перекрытия10
2.4 Компоновка поперечного сечения плиты12
2.5 Расчет прочности элементов плиты по нормальным сечениям12
2.6 Расчет прочности сечений наклонных к продольной оси14
2.7 Расчет верхней полки на местный изгиб15
2.8 Расчет плиты перекрытия по предельным состояниям второй группы17
2.8.1 Геометрические характеристики приведенных сечений17
2.8.2 Потери предварительного напряжения арматуры18
2.8.3 Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси20
2.8.4 Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси21
2.8.5 Расчет по деформациям22
3.1 Назначение материала бетона и арматуры23
3.2 Расчетный пролет и нагрузка23
3.3 Определение внутренних усилий в ригеле24
3.4 Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям24
3.5 Расчет ригеля на прочность по наклонным сечениям26
3.6 Расчет полки таврового ригеля28
4.1 Назначение материала бетона и арматуры29
4.2 Компоновка размеров колонны30
4.4 Определение расчетной нагрузки на колонну I этажа31
4.5 Расчет армирования колонны32
4.6 Расчет и конструирование консоли колонны33
5.1 Назначение материалов бетона и арматуры35
5.2 Компоновка размеров фундамента и расчет железобетонного фундамента36
МОНОЛИТНЫЙ ВАРИАНТ38
1 Компоновочные решения38
2 Расчет и конструирование плиты40
2.1 Нагрузки и статический расчет40
3 Расчет и конструирование второстепенной балки43
3.1 Нагрузки и статический расчет43
3.2 Продольное армирование45
3.3 Поперечное армирование47
4 Расчет главной балки49
4.2 Определение внутренних усилий50
4.3 Расчет армирования главной балки52
4.4 Расчет прочности по нормальным сечениям53
4.4 Расчет прочности по наклонным сечениям55
4.5 Расчет обрыва продольной арматуры56
4.6 Проверка прочности ребра на отрыв57
4.7 Армирование главной балки58
5 АРМОКАМЕННЫЙ СТОЛБ58
6 ПРОСТЕНОК НЕСУЩЕЙ СТЕНЫ61
7 УЗЕЛ ГЛАВНОЙ БАЛКИ63
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК64
ЗАДАНИЕ НА КУРСОВОЙ ПРОЕКТ (МОНОЛИТНЫЙ ВАРИАНТ)
Разработать технические решения выполнить расчеты и рабочие чертижи несущих конструкций здания.
Здание многоэтажное отапливаемое с наружными несущими каменными стенами и внутренним железобетонным каркасом.
Место строительства г. Красноярск.
Среда неагрессивная.
Толщина наружных стен 770мм.
Материал наружных стен: кирпич глиняный полнотелый пластического прессования М150 раствор тяжелый М100.
Междуэтажные перекрытия монолитные ребристые.
Состав пола помещений: - цементно-песчаная стяжка t=40мм;
- бетонная плитка t=40мм.
Состав кровли: - теплоизоляция (пенобетон) t=100мм;
- цементно – песчаная стяжка t=25мм;
- гидроизоляционный ковер t=20мм;
- двухслойное гравийное защитное покрытие t=50мм.
2. Индивидуальные данные.
- длина здания 320м;
- ширина здания 180м;
- количество этажей 4;
- временная эксплуатационная нагрузка на перекрытие 177кНм2.
Разработать согласно требованиям действующих норм проектирования:
1 Компоновочное решение. Назначить размеры сечений и шаг балок толщину плиты размеры сечений колонн расположение и размеры проемов в междуэтажных перекрытиях. Назначить высотные отметки координационные оси здания.
2 Конструктивное решение плиты с армированием легкими сварными сетками по ГОСТ 23279-85.
3 Конструктивное решение второстепенной балки с армированием плоскими сварными каркасами и сварными сетками.
4 Конструктивное решение ригеля с армированием плоскими сварными каркасами и соединительными стержнями.
5 Конструктивное решение колонны с армированием отдельными стержнями на вязанных соединениях.
ЗАДАНИЕ НА КУРСОВОЙ ПРОЕКТ (СБОРНЫЙ ВАРИАНТ)
Запроектировать многоэтажное промышленное здание в сборных железобетонных конструкциях рамно – связевого каркаса.
Индивидуальные данные:
- Временная нагрузка на перекрытие 99кНм2;
-Ширина здания 120м;
-Количество этажей 5;
- Глубина заложения фундамента 16м;
- Условное расчетное давление на грунт 035МПа ;
- Состав кровли: пароизоляция из одного слоя рубероида
минераловатные жесткие плиты t=120мм
цементно-песчаная стяжка t=20мм
трехслойный рубериодный ковер на битумной мастике
Расчет и конструирование элементов каркаса:
-Разработать фрагменты схем расположения элементов каркаса: колонн ригелей связей плит покрытия;
- Выполнить статический расчет неразрезного ригеля на вертикальные нагрузки в стадии эксплуатации при неполном каркасе или поперечной рамы при полном каркасе;
-Расcчитать и законструировать рядовую плиту перекрытия ригель колонну и фундамент.
1 Компоновочные решения
Пространственная жесткость здания создается по рамно-связевой схеме с неполным каркасом. Узлы сопряжения ригеля и колонны жесткие. Плиты перекрытия после замоноличивания швов и крепления к ригелям образуют жесткий горизонтальный диск. Плиты вдоль оси средних колонн выполняют роль распорок и обеспечивают продольную устойчивость поперечных рам. Плиты перекрытия опираются на нижние консольные полки таврового ригеля. Колонны выполняют на три этажа сечением 500х500мм. Сечение колонн по этажам остается постоянным на верхних этажах меняется класс бетона и армирование.
2 Ребристая плита перекрытия
2.1 Назначение материала бетона и арматуры
Для расчета и конструирования плиты перекрытия принимаем следующие материалы:
Бетон тяжелый – класса B25
Расчетное сопротивление на осевое сжатие (табл.13 [1]) Rb=145МПа
Расчетное сопротивление на осевое растяжение (табл.13 [1]) Rbt=105МПа
Нормативная призменная прочность бетона (табл.12 [1]) Rbn=185МПа
Нормативное сопротивление бетона растяжению (табл.12 [1]) Rbtn=16МПа
Начальный модуль упругости бетона (табл.18 [1]) Е=27х103МПа.
Арматура класса – А-IV
Расчетное сопротивление растяжению арматуры (табл.22* [1]) Rs=510МПа
Нормативное сопротивление арматуры (табл.19 [1]) Rsn=590МПа
Модуль упругости арматуры (табл.29* [1]) Еs=19х104МПа
Предварительное напряжение арматуры sp=06Rsn=06590=354МПа
Арматура класса – А-I
Расчетное сопротивление растяжению арматуры (табл.22* [1]) Rs=225МПа
Расчетное сопротивление растяжению поперечной арматуры (табл.22* [1]) Rsw=175МПа
Модуль упругости арматуры (табл.29* [1]) Еs=21х104МПа
Выбираем способ предварительного напряжения арматуры – электротермический; метод – на упоры.
Проверяем условие sp+р≤ Rsn
где ( sp+р=354+90=444 Rsn=590МПа – условие выполняется.
Предельное отклонение предварительного напряжения при числе напрягаемых стержней np=2шт:
Коэффициент точности натяжения
При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимают
Предварительное напряжение с учетом точности натяжения
2.2 Расчетный пролет и нагрузка
Плиту рассчитываем по схеме однопролетной балки с шарнирным опиранием на действие равномерно распределенной нагрузки (рис.1).
Рис.1 Номинальный и расчетный пролеты; Компоновка поперечного сечения плиты
Назначим предварительные размеры сечения ригеля:
Определим расчетный пролет плиты при опирании на ригель сверху:
0 - 12 ширина верхней части поперечного сечения ригеля мм.
– зазор между плитой и ригелем мм.
Номинальная ширина плиты -
Подсчет нагрузок на 1м2 перекрытия выполнить согласно таблице 1.
Нормативная нагрузка Нм2
Коэффициент надёжности
Расчётная нагрузка Нм2
Асфальтобетон =40мм
Собственный вес панели
Итого: постоянная нагрузка
Кратковременная нагрузка
(постоянная + временная)
Расчетная нагрузка на 1 пог.м плиты при ее ширине 14м с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn=095 (для расчета по предельным состояниям первой группы).
q=09517522·14=23304.3Нм
Расчетная нагрузка на 1 пог.м для расчета по предельным состояниям второй группы.
–длительно действующая (постоянная + временная длительная)
gser=[3340+9900]·09514=17609.2Нм
vser=095150014=1995Нм
qser=gser+vser=17609.2+1995=19604.2Нм;
2.3 Статический расчет плиты перекрытия
Расчет производим для обоих продольных ребер причем плиту рассматриваем как балку таврового сечения у которой ширина сечения ребра равна сумме двух ребер плит (см. рис.2).
Расчетная схема плиты – однопролетная балка загруженная равномерно распределенной нагрузкой (рис.2).
Рис.2 Расчетная схема плиты перекрытия
Изгибающие моменты и поперечные силы:
- от длительно действующей нагрузки gser
- от длительно действующей нагрузки vser
2.4 Компоновка поперечного сечения плиты
Высота сечения плиты перекрытия назначается из условия прочности и жесткости
Рабочая высота сечения h0=h-3см=30-3=27см.
Расчетное поперечное сечение ребристой плиты по предельным состояниям первой и второй групп – тавровое.
Ширина продольных ребер по низу принимается равной bр=7см (из условия применения к типовым заводским формам) по верху 10см высота полки 5см.
Суммарная ширина приведенного сечения (по низу) b=2( bр+5)=2(7+05)=15см где 05см – учет шва замоноличивания.
Ширина верхней сжатой полки bf=B-(055+20)2=140-(05+20)2=135см где В – ширина плиты; 05см – допуск по ширине плиты внизу; 20мм – ширина уступа для заполнения швов между плитами.
Определим размеры приведенного сечения тавровой формы (рис.1).
Назначим расстояние между поперечными ребрами и размеры их поперечного сечения:
2.5 Расчет прочности элементов плиты по нормальным сечениям
Первоначально установим соотношение .
При выполнении условия согласно п.3.16 [1] в расчет вводится вся ширина полки таврового сечения (рис.1).
Кроме этого ширина свесов в каждую сторону от ребра не превышает l6.
Граничная высота сжатой зоны
где - характеристика сжатой зоны бетона;
a=085 – для тяжелого бетона;
scu- предельное напряжение в арматуре МПа (при γb2=09 scu=500МПа).
=1-05=1-050073=0963.
Высота сжатой зоны х= h0=0073270=1971ммhf=50мм.
Площадь рабочей арматуры
где γs6- коэффициент определяемый по формуле 27 [1].
При применении арматуры класса А-IV
где =12 для арматуры класса А->12 – условие не выполняется. Принимаем γs6=12.
По сортаменту прил.6 [7] определим диаметр количество стержней и площадь рабочей арматуры Аs:
2.6 Расчет прочности сечений наклонных к продольной оси
В соответствии с п.3.32 [1] проверяем необходимость поперечной арматуры на действие поперечной силы по наклонной трещине по формуле
Здесь P=168кН – усилие обжатия с учетом полных потерь.
Условие не выполняется требуется поперечная арматура.
Армируем продольные ребра плиты двумя каркасами с поперечной арматурой dsw=8мм класса BP-I Аsw=0126см2 с шагом на приопорных участках и в середине пролета с шагом принимаем s=20см.
Согласно п.3.31 [1] должно выполнятся условие
Проверяем условие 646694Н70847+15876=86723Н
Проверяем прочность по наклонной сжатой полосе п.3.30[1]:
Условие выполняется следовательно прочность плиты по наклонному сечению на действие поперечной силы обеспечена.
2.7 Расчет верхней полки на местный изгиб
Выполняет расчет полки защемленной на двух опорах на местный изгиб по балочной схеме принимая условную ширину b=100см.
Вычислим расчетный пролет полки (рис.1):
l0=140-(05+2+8)·2=119см
Расчетная нагрузка на 1м2 полки плиты:
- постоянная - (17522·005·11+632)·095=1516Нм2
- временная (полезна) – 9900Нм2
Расчетная схема полки плиты перекрытия представляет балку защемленную с двух концов и загруженную равномерно распределенной нагрузкой (рис.3).
Рис.3 Расчетная схема полки плиты покрытия
Изгибающий момент в полке плиты на 1 пог.м с учетом частичного защемления плиты заливкой бетоном швов между ребрами плиты
Рабочая высота сечения полки:
Ширина (условная) полки b=100см
Рассчитываем коэффициент αm
=1-05=1-050087=0957.
Высота сжатой зоны х= h0=008735=31ммhf=50мм.
Следовательно нейтральная ось проходит в пределах высоты сжатой зоны полки.
По найденной площади арматуры на 1 пог.м из ГОСТ 8478-81 подбираем сетку шириной 1290мм с поперечной рабочей арматурой ·1290 с Аs=377см2.
2.8 Расчет плиты перекрытия по предельным состояниям второй группы
2.8.1 Геометрические характеристики приведенных сечений
Определим геометрические характеристики приведенного сечения
Отношение модулей упругости:
Площадь приведенного сечения
Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани
где yis=5см – расстояние от нижней грани бетона до центра тяжести продольной арматуры.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести
Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне
Wred = Ired yо = 695231521 = 331063 см3.
Момент сопротивления приведенного сечения по верхней зоне
W’red = Ired (h – у0) = 6952315(30- 21) = 7725см3.
Расстояние от ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней) до центра тяжести приведенного сечения
r = φn(WredAred) = 085(3310631154) = 244см
где φn=16- bRbser- отношение напряжения в бетоне от нормативных нагрузок и усилия обжатия к расчетному сопротивлению бетона. Принимаем предварительно bRbser=075. Тогда φn=16-075=085.
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней ядровой точки
rinf=φnWredAred=08577251154=569см.
Момент сопротивления сечения с учетом неупругих деформаций бетона по растянутой зоне Wpl = γWred = 175331063 = 5794 см3 где γ = 175 для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.
Момент сопротивления сечения с учетом неупругих деформаций бетона по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента W'pl=γWred =157725=115875см3 где γ = 15 для таврового сечения с полкой в растянутой зоне.
2.8.2 Потери предварительного напряжения арматуры
Учет потерь предварительного напряжения арматуры зависит согласно п. 1.25 [1] от способа и метода натяжения арматуры.
Рассмотрим натяжение арматуры на упоры при электротермическом способе бетон подвергнут тепловой обработке при атмосферном давлении.
а) от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения
= 003sp = 003354 = 1062 Мпа; где sp = 06Rsser = 06590 = 354 МПа.
б) от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами 2 = 0 так как пропариваемая форма с упорами нагревается вместе с изделием.
Определим усилие обжатия
Р1 = As(sp – 1) = 763(354-1062)100 = 261999Н.
Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного сечения
eop=y0 – a =21 –3= 18 см.
Напряжение в бетоне при обжатии
Устанавливаем величину передаточной прочности бетона из условия табл.5 [1]:
Rbp =bp075=169075 = 225 05В25 = 125МПа;
принимаем Rbp = 225МПа.
Вычисляем сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия обжатия Р1 и с учетом изгибающего момента от веса плиты.
М =(ml2М В)8=25005552 14 8 = 1348 кНм.
Тогда напряжение в бетоне при обжатии
в) потери от быстронатекающей ползучести для бетона подвергнутого тепловой обработке.
Определим соотношение bpRbp = 276225 = 012
где α=025+0028Rbp=088;
Первые потери составляют: los1 = 1 + 6 = 1062 + 255=362МПа.
С учетом первых потерь определяем усилие обжатия:
Напряжение в бетоне при обжатии с учетом первых потерь:
а) потери от усадки бетона – табл.5 [1] 8 = 35 МПа.
б) потери от ползучести бетона при – 9 проверим соотношение
bpRbp = 208225 = 009 075;
= 150αbpRbp при bpRbp 075
(α = 085 - при тепловой обработке и атмосферном давлении).
= 150085009 =115МПа.
los2 = 8 + 9 = 35 + 115 =465МПа.
los = los1 + los2 =2422+465=7072МПа100МПа
Усилие обжатия с учетом полных потерь
Р2 = As(sp – los) = 763(354-7072)100 =21614264Н.
2.8.3 Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси
Расчет железобетонных элементов по образованию трещин выполняется для выявления необходимости проверки раскрытия трещин и определения случая расчета по деформациям. Определим предварительное напряжение арматуры
sp = 06Rsser = 06590 = 354 МПа; Δsp=(30+360l)=30+3606=90МПа.
Проверяем выполнение условия sp + Δsp≤ Rsser при электротермическом
4 + 90 = 444 Rsser = 590 МПа – условие выполняется.
Тогда предельное отклонение предварительного напряжения:
где np=2 – число напрягаемых стержней элемента.
Коэффициент точности натяжения γsp = l-γsp = 1-021 = 079
при благоприятном влиянии предварительного напряжения.
Вычислим момент образования трещин Мcrc по формуле (12) [4]
Мcrc = RbtserWpl+Мгр = 1679856100+2119708=3397404Нсм=34кНм
где Мгр -ядровый момент усилия обжатия равный
Мгр = γspP2 (еор + r) = 07921614264 (18 + 34) = 36541075Нсм.
Расчет изгибаемых элементов по образованию трещин нормальных к продольной оси элементов производят из условия Mqser ≤ Мcrc.
Так как Мqser=1006кНм> Мcrc=34кНм необходим расчет по раскрытию трещин.
Далее проверим – образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при ее обжатии при значении коэффициента точности натяжения
γsp = l+γsp = 1+021 = 121.
Изгибающий момент от веса плиты М = 1348кНм
Проверим расчетное условие
Rbt.pW'p то есть 1145209Нсм1158750Нсм где Rbt.p=1МПа – сопротивление бетона растяжению соответствующее передаточной прочности бетона Rbp=125МПа.
Условие выполняется – начальные трещины не образуются
2.8.4 Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси
По табл. 2 [1] установим предельную ширину раскрытия трещин при γsp = 1 так как γsp принимаем равным 0 предельная ширина раскрытия трещин непродолжительная асгс1 = 04 мм продолжительная асгс2 = 03 мм.
Изгибающие моменты от нормативных нагрузок постоянной и длительной Мn=755кНм; суммарной М=897кНм.
Напряжение в растянутой арматуре
Здесь принимается z1 = h0 - 05 h'f = 27-055 = 245 см - плечо внутренней пары сил; esp = 0 так как усилие обжатия Р приложено в центре тяжести площади нижней напрягаемой арматуры Ws=As·z1=628·245=1539см3;
При рассмотрении кратковременного действия всех нормативных нагрузок напряжение в растянутой зоне равняется:
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки определяется по формуле (144) [1]
асгс = φ1(s Еs )20(35 -100)
где - коэффициент принимаемый равным 1 для изгибаемых элементов;
φ1 - коэффициент учитывающий длительность действия нагрузки φ1 = 10;
- коэффициент принимаемый равным 10 при стержневой арматуре периодического профиля;
d = 18мм - диаметр растянутой арматуры;
= Аs bh0 = 6281727 = 0014.
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки
аcrc1 = φ1(s Еs )20(35 -100 )=11120(35-1000014) = 0137мм;
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок
аcrc2 =φ1(s Еs )20(35 -100 ) =1127120(35-1000014) = 0107мм; где φ1=16-15=16-150017=1435.
Ширина раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузки
аcrc3 =φ1(s Еs )20(35 -100 ) =111520(35-1000014) = 0127мм;
Непродолжительная ширина раскрытия
аcrc = acrc1 – аcrc2 + аcrc3 = 0137 -0107+ 0127 =0157мм 04 мм.
Продолжительная ширина раскрытия трещины
аcrc = аcrc3 =0157 03 мм.
2.8.5 Расчет по деформациям
Принимаем по табл.4 [2] предельный прогиб [f]=l200=555200=278см.
Вычислим параметры необходимые для определения прогиба плиты покрытия с учетом трещин в растянутой зоне.
Изгибающий момент от постоянных нагрузок Мn = 568кНм; суммарная продольная сила Ntot = P2 = 216кН; эксцентриситет estot=Mn Ntot =568216=026м.
По таб.36 [1] определим коэффициент учитывающий влияние длительности действия нагрузки φ1s = 08 при длительном действии нагрузки.
Коэффициент характеризующий неравномерность деформаций растянутой арматуры на участке между трещинами
Вычислим кривизну оси при изгибе:
Здесь b = 09 – для тяжелого бетона (п.4.27 [1]; λb = 015 при длительном действии нагрузки;
Ab = bf'hf' =1355 = 625 см2.
Прогиб f=113см [f]=278 см. Условие выполняется.
3.1 Назначение материала бетона и арматуры
Для расчета и конструирования ригеля назначим материалы бетона и арматуры:
Бетон тяжелый класса В25 (Rb=145МПа; Rbt=105МПа);
Рабочая продольная арматура класса A-III (Rs=365МПа; Еs=20104МПа);
Конструктивная и поперечная арматура класса А-I ( Rsw=175МПа).
3.2 Расчетный пролет и нагрузка
Величину нагрузок на 1 пог.м ригеля определяем умножением нагрузки от пола плиты перекрытия и временной нагрузки Нм2 на расстояние между ригелями (В=6м).
от перекрытия и пола
от собственного веса ригеля
·(065·035+2·015·02)·24000=7590
Расчетные средние пролеты ригеля принимаем равными расстоянию между осями колонн l0ср=6м.
Расчетный пролет крайних ригелей lокр=l-02+032=6-02+032=595м
Ригель таврового сечения полками вниз. Передача нагрузки от перекрытия происходит через торцовые ребра ребристых панелей поэтому нагрузка считается равномерно распределенной.
3.3 Определение внутренних усилий в ригеле
Ригель среднего пролета рассчитывается как однопролетная свободно опертая балка загруженная равномерно распределенной нагрузкой.
Расчетный изгибающий момент и поперечная сила:
Расчет ригеля производится по первой группе предельных состояний с проверкой прочности ригеля по нормальным и наклонным сечениям.
3.4 Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям
Для расчета прочности ригеля по нормальным сечениям принимаем оптимальную относительную высоту сжатой зоны ригеля =035 и производим расчет по алгоритму.
Граничная высота сжатой зоны равна
sR – напряжение в арматуре принимаемое для арматуры класса A-III:
При выполнении расчета уточним рабочую высоту ригелями
Требуемая высота сечения h=hор+а=586+85=671см где а=85см – защитный слой бетона.
При условии что высота ригеля должна быть кратна 50мм и высота плиты перекрытия 300мм принимаем ригель высотой hp=800мм. Рабочая высота ригеля hор=80-85=715см.
Выполним расчет продольной рабочей арматуры.
=1-05=1-050216=0892.
По прил.6 [7] принимаем 4 32 А-III c Аs=3217см2
При подборе арматуры необходимо выбрать максимальный диаметр не более 36мм кроме того принимать два-три основных каркаса с рабочей арматурой расположенной в один или два ряда. При высоте ригеля более 700мм в соответствии с п.5.21 [1] определим дополнительную продольную арматуру у боковых граней ригеля Аs1=0001(bp2)[hp-(а1+ а2+ а3)]2= 0001(4752)[800-(50+ 35+ 30)]2=081см2 bp hp – параметры ригеля мм; а1=50мм а2=35мм а3=30мм – расстояние между стержнями и гранями ригеля.
По прил.6 [7] принимаем 2 8 А-III c Аs=101см2
Процент армирования ригеля рабочей продольной арматурой
%=(Аsbphоp)100%=(3217475715)100=0953%.
3.5 Расчет ригеля на прочность по наклонным сечениям
Расчет ригеля на поперечную силу Qmax по наклонным сечениям обеспечивает определение шага поперечных стержней. Число поперечных стержней в сечении n равно количеству принятых плоских сварных каркасов в ригеле.
Диаметр поперечных стержней dw принимается из условия свариваемости (см. прил.9 [7]) с рабочей продольной арматурой.
Тогда площадь поперечных стержней Аsw=n Аsw1 где n – количество каркасов в ригеле; Аsw1 – площадь поперечного сечения стержня мм2.
Назначается шаг поперечных стержней на приопорных участках согласно конструктивных требований
S1 должен быть кратен 50мм с длиной приопорного участка l1=lp4.
На основании вышеприведенного расчета на прочность по нормальным сечениям установленно что рабочая продольная арматура составляет 8 20 А-III. В верхней зоне предусмотрена конструктивная арматура 10 А-III. Эти стержни объединим поперечной арматурой в виде каркаса К-1.
Диаметр поперечных стержней из условия свариваемости прил. 9 [7] принимаем
С учетом 2-х каркасов по обе стороны ригелями
Аsw=n Аsw1=2 785=157см2.
Назначим шаг поперечных стержней S1 на приопорных участках согласно конструктивным требованиям
S1 должен быть кратен 50мм назначаем S1=250мм.
Длина приопорного участка l1=lp4 =64=15м. Принимаем l1=15м т.к. шаг поперечных стержней S1=250мм.
Шаг поперечных стержней уточним расчетом:
Определим величину Мb
где φb3=06 – для тяжелого бетона.
Погонное усилие в стержнях
>-условие не выполняется.
Назначаем шаг поперечных стержней S1=150мм тогда
>- условие выполняется.
Принимаем q1=qp =851кНм где q1- нагрузка на 1 пог.м;
Определим длину проекции наклонного сечения если 056qsw1=056134.66=75.41кНмq1=851кНм
Сравним с=145 ≤ 333h0=333075=238м.
Условие выполняется – принимаем с=115м.
Вычислим длину проекции наклонной трещины
Принимаем длину проекции наклонной трещины исходя из 3-х условий:
а) с0с; с0=185м>115м;
б) c0 2 с0=185м>2075=143м;
в) c0> с0=185м>h0 =075м
Из анализа 3-х условий назначаем с0=115м.
Проверим условие прочности где
95кН554кН т.е. Условие прочности выполняется.
Проверим условие S1≤Smax S1=150мм
φb4=15 -для тяжелого бетона.
В средней части пролета плиты шаг поперечных стержней S2 согласно конструктивным требованиям S2 не более ()h=(34)800=600мм и не более 500мм; принимаем S2=500мм.
Проверим прочность сечения по наклонной сжатой полосе между трещинами из условия:
где φw1=1+5αw=1+577800022=10913;
w=Asw(bS1)=157(475150)=00022; α=ЕsEb=2110427103=778;
φb1=1-Rbγb2=1-00114509=0869; =001 -для тяжелого бетона.
То есть 4074кН125944кН прочность по наклонной сжатой полосе обеспечена.
3.6 Расчет полки таврового ригеля
При проектировании ригеля таврового сечения необходимо дополнительно рассчитывать свесы полок ригеля на действие местных нагрузок от панелей.
Нагрузка на полку ригеля на 1 пог. М суммируется из следующих нагрузок:
qполки2=(qс.в.п.р.+q0lк2)γn=(1925+1752262)095=518кНм
где qс.в.п.р. - собственный вес 1 пог. м ригеля кНм равный
γпр=11 – коэффициент надежности по нагрузке;
hпр=0175м – ширина полки ригеля;
ρ=25кНм3 – объемная масса железобетона;
bпр=04м – высота полки ригеля;
q0=17522кНм2 – полная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия;
γn=095 – коэффициент надежности по назначению здания.
Эксцентриситет приложения нагрузки е=2+(hпр-2)23=2+(175-2)23=012м;
где 2 -зазор между ригелем и плитой покрытия см.
Рабочая высота полки ригеля h0полки= hполки-3=40-3=37см.
Изгибающий момент в полке ригеля составляет
Мполки=(qполки2)е=518012=622кНм.
Расчет рабочей арматуры
По прил. 6 [7] для образования гнутой сетки по профилю полки С-1 принимаем
Вр-I c Аs=088см2 с шагом 150мм; стержни другого направления из условия свариваемости по прил. 9 [7] - 4 Вр-I .
В ригеле таврового сечения расположены два каркаса К-1 и сетка С-1 гнутая по профилю полок.
4.1 Назначение материала бетона и арматуры
Для расчета и конструирования колонны назначим материалы бетона и арматуры:
Бетон тяжелый класса В30 (Rb=17МПа; Rbt=12МПа);
4.2 Компоновка размеров колонны
Выполним расчет колонн 1-ого этажа среднего ряда.
Расчетная длина колонны с учетом защемления колонны в фундамент
l0=07(Hэт+150)=07(3600+150)=2625мм где 150мм- заделка в фундамент Hэт=3600мм- высота этажа.
Задаемся сечением колонны 500х500мм. Грузовая площадь для колонны среднего ряда – =6х6=36м2 так как шаг колонн 6м в обоих направлениях для рассматриваемой колонны.
Колонна 1-ого этажа среднего ряда воспринимает нагрузки: от междуэтажных перекрытий (собственный вес пола плит перекрытий ригеля временная нагрузка на перекрытие); от покрытия (вес элементов кровли вес плит покрытия вес ригеля временная снеговая нагрузка в зависимости от района строительства); от собственного веса колонны. Выполним расчет нагрузки на 1м2 покрытия и перекрытия. Результаты расчета приведены в табл.3.
Нормативные и расчетные нагрузки
- пароизоляция из 1 слоя рубероида =001мм γ=6 кНм3
-минераловатные жесткие плиты =060мм γ=125 кНм3
-цементно-песчаная стяжка =002мм γ=18 кНм3
-трехслойный рубероидный ковер на битумной мастике =003мм γ=14 кНм3
-собственный вес плиты
-собственный вес ригеля
ИТОГО: qn=Σ=567 q=Σ=6476
Временная эксплуатационная нагрузка в том числе:
длительная (по заданию);
Собственный вес колонны 1-ого этажа
где bc hc – размеры колонны м (Hэт+015)-расчетная длина колонны 1-ого этажам.
Расчетные нагрузки на колонну суммируются:
4.4 Определение расчетной нагрузки на колонну I этажа
Расчетная нагрузка на колонну 1-го этажа равна:
-длительно действующая
4.5 Расчет армирования колонны
Расчет армирования колонны 1-ого этажа производим по следующим этапам:
Вычислим соотношение
По прил.5 определим коэффициенты в зависимости от соотношения
где - коэффициент армирования предварительно принятый.
Определим размеры поперечного сечения колонны.
Вычислим высоту сечения колонны
Принимаем размеры колонны с 160000мм².
Принимаем продольную арматуру по прил.6 [7] 212 А-III c Аs=339см2.
Определим минимальную площадь рабочей продольной арматуры из конструктивных требований
где - минимальный коэффициент армирования принимаемый в зависимости от отношения (табл.38[1])
Тогда при отношении равным принимаем Из двух условий назначим продольное армирование колонны 414 А-III с As = 616см
Вычислим процент армирования колонны
условие удовлетворяется.
Из условия свариваемости (прил.9 [7]) установим диаметр поперечной арматуры 6 А-I с шагом s=200мм что обеспечивает условие
Определяем фактическую несущую способность колонны
Тогда условие удовлетворяется.
4.6 Расчет и конструирование консоли колонны
Вычислим максимальную расчетную реакцию от ригеля перекрытия
Минимальный вылет консоли из условия обеспечения ее прочности на смятие
- приведенная ширина ригеля.
Минимальный вылет консоли с учетом зазора между торцом ригеля и гранью колонны Принимаем конструктивно кратно 50мм.
Определим расстояние от точки приложения опорной реакции Q до грани колонны а по формуле
Вычислим максимальную высоту консоли
И минимальную высоту консоли
Тогда назначим из 2-х условий рабочую высоту консоли кратно 50мм
Полная высота сечения консоли где а=5см – защитный слой бетона.
Из конструктивных требований (как для короткой консоли) должно выполняться следующее условие Требование удовлетворяется.
Высоту свободного конца консоли hl определим из двух соотношений:
Принимаем высоту свободного конца консоли кратно 50мм.
Конструкция консоли колонны приведена на рис.4.
Рис.4 Конструкция консоли колонны
Расчетный изгибающий момент в сечении у грани колонны:
Для определения рабочей арматуры в консоли колонны вычислим коэффициенты:
Требуемая площадь сечения рабочей продольной арматуры равна
По сортаменту прил.6 [7] принимаем 218 А-III с As =509см².
Эту арматуру приваривают к закладным деталям консоли на которые потом устанавливают и крепять ригель.
Схема поперечного армирования консоли зависит от соотношения:
- если h > 25аl – консоль армируется горизонтальными хомутами и отгибами.
Сравним h =500мм; 25аl =25228=570мм.
Из анализа видно что h =500мм 570мм. Тогда предусматриваем армирование консоли в виде наклонных хомутов (рис. 5).
Рис.5 Схема армирования консолей хомутами наклонными стержнями
Исходя из выбранной схемы армирования назначим конструктивно:
Диаметр наклонных хомутов с шагом s
Тогда суммарная минимальная площадь сечения хомутов составит А=471мм2
- условие выполняется.
Следовательно назначим: диаметр наклонных хомутов - 10 А-I (рис.910).
5.1 Назначение материалов бетона и арматуры
Для расчета и конструирования фундамента под колонну среднего ряда назначим материалы бетона и арматуры:
Бетон тяжелый класса В25:
Расчетное сопротивление на осевое сжатие Rb=145 МПа;
Расчетное сопротивление на осевое растяжение Rbt=105 МПа
Рабочая продольная арматура класса – А-III:
Расчетное сопротивление растяжению арматуры Rs=365 МПа;
Модуль упругости арматуры E s=20х104 МПа;
Конструктивная и поперечная арматура класса – А-I:
Расчетное сопротивление растяжению поперечной арматуры Rsw=175 МПа.
Расчетное сопротивление грунта R0 =02МПа.
5.2 Компоновка размеров фундамента и расчет железобетонного фундамента
Расчетная нагрузка передаваемая на фундамент N1=2256кН; сечение колонны hc=bc=400мм.
Глубина заложения фундамента
Предварительное определение размеров фундамента по расчетной нагрузки:
где - площадь подошвы фундамента м²; N – нагрузка на фундамент кН; - расчетное сопротивление грунта МПа -=20кНм³ - усредненная нагрузка от веса 1 м³ фундамента и грунта на уступах; d – глубина заложения фундамента; - коэффициент перегрузки.
Уточняем расчетное сопротивление грунта:
При назначении параметров фундамента a и b применяем модуль 300мм и т.к. фундамент центрально-нагруженный – размеры в плане принимаем в виде квадрата.
принимаем l=b=30м с А=90².
Проверяем условие: ; 30 2·145+05=305м
Размеры стакана по верху: 550х550 (400+2·75); по низу – 500х500 (400+2·50).
Сечение подколонника lcf=bcf=550+2·150=850мм принимаем кратным 300мм – 900мм.
Общий вылет ступеней в одну сторону составляет (30-12)2=09м принимаем три ступени – нижняя h1=03м; вылет с1=045м;
– средняя h1=03м; вылет с1=045м;
– средняя h1=03м; вылет с1=03м.
Расчет фундамента на продавливание:
Проверку на продавливание проверяем по условию:
Условие выполняется.
Расчет плиты на изгиб и подбор площади арматуры проводим в трех сечениях:
В сечении I-I по грани нижней ступени
В сечении II-II у сопряжения плиты с подколонником
В сечении II-II по грани колонны
Принимаем сетку с рабочей арматурой в двух направлениях с шагом 200мм. Количество стержней принимаем по формуле ; d=12мм 12·1131=17см2 что больше – 11см2.
При разработке компоновочного решения приняты следующие размеры:
-расстояние между продольными координационными осями Lr=6400мм8000мм;
-расстояние между поперечными координационными осями Ln=6000мм что в пределах 6000мм6000мм7000мм;
-расстояние между осями ребер второстепенных балок Sb=60003=20002300мм;
-ширина ребер второстепенных балок bb=200мм; высота hb=400мм при выполнении условий 120 4006000112. и 040200400=05;
-ширина ребер главных балок br=300мм; высота hr=700мм при выполнении условий 187006000115 и 0430070005;
-длина опирания плиты на стены сp
-длина опирания ребер второстепенных балок cb=300мм;
-длина опирания главных балок cr=400мм;
-привязка внутренней грани поперечных стен к координационным осям an=150мм;
-то же продольных стен – am=100мм;
-высота наружных стен H=1920м.
На рис.7 приведены компоновочная схема разрезы для монолитного варианта.
Рис.7 Компоновка перекрытия; Разрез 1-1; 2-2; 3-3
2 Расчет и конструирование плиты
2.1 Нагрузки и статический расчет
Для расчета плиты выделяется полоса шириной b=1м.
Расчетная схема плиты – многопролетная неразрезная балка загруженная равномерно распределенной нагрузкой.
Крайние опоры плиты – несущие стены промежуточные опоры – второстепенные балки.
Расчетное значение постоянных нагрузок (рис.8) сведено в табл. 4.
Расчетное значение временной нагрузки
Рис.8 Расчетная схема плиты
Расчет нагрузок на 1м2 плиты
Наименование нагрузки
- цементно-песчаная стяжка
Итого постоянная нагрузка g:
Временная нагрузка на перекрытие v:
Итого временная нагрузка v:
Нагрузка на расчетной схеме плиты: g+v=322+195=227кНм2
Расчетные пролеты: L1=Sb-bb+cp
Изгибающие моменты: М1=Mb=
Расчет армирования плиты произведем в соответствии с требованиями СНиП [1] по I группе предельных состояний из условия обеспечения прочности при изгибе сечений нормальных к продольной оси. Расчет выполним для четырех сечений: в крайнем и среднем пролете; на крайних и средних опорах. При этом расчетное сечение прямоугольное с шириной сечения b=1м высотой h=0065м
Определим характеристику сжатой зоны бетона
Высота монолитной плиты =h=hом.п.+а=65+15=80мм где а=15мм -защитный слой бетона.
Крайний пролет и крайние опоры
По прил.6 [7] принимаем рабочии стержни 8 А-III c Аs=402см2 с шагом S=100мм; в продольном направлении конструктивные стержни 5 Вр-I c шагом 350мм.
Сформируем сетки согласно вышеприведенным указаниям:
Средний пролет и опоры
По прил.6 [7] принимаем рабочии стержни 86 А-III c Аs=226 см2 с шагом S=150мм; в продольном направлении конструктивные стержни 5 Вр-I c шагом 300мм.
Для среднего пролета и средних опор необходимо предусмотреть следующие сетки:
3 Расчет и конструирование второстепенной балки
3.1 Нагрузки и статический расчет
Расчетные пролеты (рис.9)
Постоянная нагрузка
Рис.9 Расчетная схема второстепенной балки
Расчет усилий М и Q сведен в таблицу 5.
Изгибающие моменты кНм. Поперечные силы кН
3.2 Продольное армирование
Расчет армирования второстепенной балки произведем в соответствии с требованиями СНиП [1] по I группе предельных состояний из условия обеспечения прочности по нормальным и наклонным сечениям. Расчет выполним для четырех сечений: в крайнем и среднем пролете; на крайних и средних опорах. Исходя из расчета прочности по нормальным сечениям определяется рабочая продольная арматура.
Высота сечения h=hb=04м. Рабочая высота h0=h-a=04-005=035м.
Ширина полки учитываемая в расчете
Прочность нормальных сечений при высоте сжатой зоны равной толщине полки (плиты)
- граница сжатой зоны бетона находится в пределах полки и ширина сжатой зоны b=bf=20м в расчетах на положительные моменты.
Условие условие выполняется.
=1-05=1-050084=0958.
По прил.6 [7] принимаем 420 А-III c Аs=1256см2.
Для остальных сечений расчеты площади продольной арматуры сведем в табл.6.
Расчетные величины в сечениях с изгибающими моментами
По сортаменту назначаем:
-нижняя арматура каркасов в крайних пролетах 420 А-III с Аs=1256см2> требуемой по расчету 125см2;
-нижняя арматура каркасов в средних пролетах 3 18 А-III с Аs=763см2= требуемой по расчету 54см2;
- арматура сеток над первыми промежуточным пролетами 3 18 А-III с Аs=763см2> требуемой по расчету 65см2;
-арматура сеток над средними промежуточными опорами 3 18 А-III с Аs=763см2> требуемой по расчету 54см2;
-верхняя арматура каркасов в средних и крайних пролетах 2 14 А-III с Аs=308см2> требуемой по расчету 256см2.
3.3 Поперечное армирование
На основании вышеприведенного расчета на прочность по нормальным сечениям установлено что рабочая продольная арматура составляет 20 А-III.
Диаметр поперечных стержней из условия свариваемости прил. 9 [7] принимаем 5 А-III с Аs=196мм2.
С учетом 2-х каркасов по обе стороны балки Аsw=n Аsw1=2 196=392мм2=392см2.
Назначим шаг поперечных стержней S1 на приопорных участках согласно конструктивным требованиям S1≤hв.б.3=4003=133; S1500мм при условии что S1 должен быть кратен 50мм назначаем S1=150мм.
Длину приопорного участка определим из требования l1=l4=5854=146м далее принимаем l1=15м т.к. Шаг поперечных стержней S1=150мм.
Максимальная поперечная сила – Qmax=172кН.
Проверка прочности по наклонной трещине.
Рис.10 Расчетное наклонное сечение
- поперечная арматура требуется по расчету.
Т.к. в формулах с0=05252h0=07. Следовательно с=0525м
Поперечная сила воспринимаемая бетоном:
Поперечная сила воспринимаемая поперечной арматурой:
Проверка прочности:
Следовательно прочность обеспечена.
Проверка прочности по наклонной сжатой полосе
Проверка прочности Qmax=172кН.
2кН2205кН Следовательно прочность обеспечена.
4 Расчет главной балки
Для расчета главной балки выделяется грузовая площадь равная шагу гланых балок в монолитном ребристом перекрытии. Расчетная схема главной балки – многопролетная неразрезная балка при трех схемах загружения (рис. 11).
Рис. 11 а-конструктивная схема б-расчетная схема (загружение 1) в-расчетная схема (загружение 2) г-расчетная схема (загружение 3)
Постоянная нагрузка от веса монолитной плиты перекрытия и пола
Постоянная нагрузка от веса ребра второстепенной балки
Постоянная нагрузка от веса ребра главной балки
Временная нагрузка v=γn·γf·Lв.б.·v·Sb=095·12·177·6·2=1477кН
4.2 Определение внутренних усилий
Главная балка является статически неопределимой.
-ая схема загружения:
Эпюры внутренних усилий в главной балке приведены на рис.12.
Рис.12 Эпюры внутренних усилий в главной балке: а-изгибающего момента; б-поперечных сил
4.3 Расчет армирования главной балки
На расчетной схеме балки выделяются крайний и среднии пролеты крайняя и промежуточные опоры содержащие сечения армирование которых можно выполнять по расчету.
По требованиям СНиП [1] из условия обеспечения прочности необходимо выполнить:
расчеты продольного армирования нормальных сечений в крайнем и среднем пролетах на промежуточной опоре;
проверку прочности балки по наклонному сечению;
проверку прочности ребра в местах сопряжения со второстепенными балками.
Кроме того в соответствии с огибающей эпюрой выполняется расчет обрыва верхней продольной арматуры опорных каркасов.
4.4 Расчет прочности по нормальным сечениям
Расчетные усилия: в крайнем пролете М1=3533кНм; в среднем пролете М2=1773кНм; на промежуточной опоре МВ=13274кНм.
Высота сечения h=hг.б.=07м. Рабочая высота h0=h-а=07-006=064м.
Ширина полки учитываемая в расчете bf=Lг.б.3+bг.б.=573+03=22м с учетом м.п.hг.б.=00807=0114>1.
Прочность нормальных сечений при высоте сжатой зоны равной толщине полки плиты
Назначаем продольную арматуру класса А-III.
Расчет прочности по нормальным сечениям выполним по алгоритму. Расчетные нормальные сечения в пролетах находятся в местах максимальных изгибающих моментов положительного и отрицательного знаков.
Сечения в пролетах при действии моментов положительного знака рассматриваются как тавровые с полкой в сжатой зоне. Сечение в среднем пролете и сечение на промежуточной опоре при действии моментов отрицательного знака рассматриваются как тавровые с полкой в растянутой зоне (рис.13).
Рис.13 Расчетные сечения главной балки: а-при действии положительного момента;
б-при действии отрицательного моментами
Расчеты продольного армирования для всех сечений приведены в табл.7
-нижнюю арматуру каркасов в крайних пролетах 4 25 А-III с Аs=1963см2> требуемой по расчету 156см2;
-нижнюю арматуру каркасов в средних пролетах 3 22 А-III с Аs=114см2> требуемой по расчету 78см2;
-верхнюю арматуру сеток на промежуточных опорах 2 22 А-III с Аs=76см2> требуемой по расчету 574см2.
4.4 Расчет прочности по наклонным сечениям
По требованиям СНиП [1] шаг поперечных стержней должен быть не более 500мм и не более h3 при высоте сечения h>450мм. Тогда шаг поперечных стержней S=200мм т.к. h=700мм>450мм и S=200≤h3=233мм.
Максимальный диаметр продольных стержней каркасов 25мм. По условию свариваемости с продольными стержнями минимальный диаметр поперечной арматуры 8мм. Назначаем 10 класса А-I в два ряда Аsw=157см2. Расчетное сопротивление растяжению Rsw=175МПа.
По максимальной поперечной силе Qmax=Q1В=25134кН в 3-ей схеме загружения слева от опоры В расчетной схемы.
Выполним проверку прочности по наклонной трещине. На рис.14 приведена расчетная схема.
Рис.14 К расчету главной балки по наклонному сечению
Из расчетной схемы видно что проекция наклонной трещины
-поперечная арматура требуется по расчету.
Условие - выполняется. Следовательно увеличение диаметра поперечной арматуры не требуется.
Здесь с=18м так как 18333
Поперечная сила воспринимаемая поперечной арматурой
Проверка прочности по наклонной трещине при проекции с=18м:
>Qmax=251.34кН- условие выполняется. Следовательно прочность по наклонной трещине обеспечена.
Поскольку проверим прочность при проекции
Проверка прочности по наклонной трещине при проекции
кН- условие выполняется.
Выполним проверку прочности по наклонной сжатой полосе
- следовательно прочность по наклонной сжатой полосе обеспечена.
Защитный слой бетона для продольной арматуры пролетных каркасов не менее 20мм; для продольной арматуры опорных каркасов не менее 22мм; для поперечной не менее 15мм.
4.5 Расчет обрыва продольной арматуры
Длина опорных каркасов определяется на основании обрыва их верхней продольной арматуры.
Для этого назначим верхнюю продольную арматуру пролетных каркасов 2 ∅ 16 А-III с
Выполним проверку прочности нормальных сечений с арматурой 2 ∅ 16А-III при высоте сжатой зоны
По величине 1039 кН графически (рис.15) установим точки теоретического обрыва верхней продольной арматуры опорных каркасов.
Определим величины и :
Рис.15 К определению длины опорных каркасов
м поскольку принимаем максимальное значение wл=104м.
поскольку принимаем максимальное значение wл=104м.
Длина анкеровки lan=40d=1м.
Так как то длина опорных каркасов влево от оси В не менее 205м.
Так как - длина опорных участков вправо от оси В не менее 234м. В итоге полная длина опорных каркасов не менее 205+234=439м.
4.6 Проверка прочности ребра на отрыв
При проверке прочности ребра в местах сопряжения со второстепенными балками опорные реакции второстепенных балок передаются на главные за счет сопротивления срезу сжатой зоны опорных сечений. Для обеспечения прочности главной балки участок ее ребра по длине зоны отрыва а армируется двумя сварными гнутыми сетками.
В соответствии сданной расчетной схемой прочность на отрыв обеспечена если выполняется условие
Где Q –опорная реакция второстепенной балки; - расстояние от центра тяжести сжатой зоны опорного сечения второстепенной балки до центра тяжести сечения нижней продольной арматуры главной балки; - рабочая высота сечения главной балки; - сумма усилий воспринимаемых арматурной сеткой по длине зоны отрыва.
Величины и а определяются высотой сжатой зоны х.
где - площадь верхней продольной арматуры второстепенной балки на первой промежуточной опоре.
Опорная реакция второстепенной балки
Арматура сеток над первыми промежуточными опорами 4∅14А-III с
с шагом 200мм. Тогда на длине размещается 5 стержней площадью
Проверка прочности на отрыв:
прочность обеспечена.
4.7 Армирование главной балки
Армирование главной балки выполняется плоскии сварными каркасами. Пролетные (КР1 КР2) и опорные (КР3) каркасы устанавливаются в ребро и объдиняются соединительными стержнями.
5 АРМОКАМЕННЫЙ СТОЛБ
Расчет и конструирование армокаменного столба выполняются с учетом усилий полученных от статического расчета стойки на которую передаются вертикальные нагрузки от перекрытий с грузовой площади .
Постоянные нагрузки от междуэтажного перекрытия в виде сосредоточенных сил:
- От веса плиты и материалов пола
- От веса ребер второстепенных балок
- От веса ребра главной балки
Итого нагрузка от междуэтажного перекрытия
Временная нагрузка от междуэтажного перекрытия
Расчет постоянной нагрузки от верхнего перекрытия приведен в табл.8
С учетом 095 6476·095=615кНм2
Постоянные нагрузки от верхнего перекрытия в виде сосредоточенных сил:
- От веса плиты и материалов кровли
Итого постоянная нагрузка от верхнего перекрытия
Временная нагрузка от веса снегового покрова
Распределенная нагрузка от собственного веса столба
где 004м – суммарная толщина отделочных слоев.
Предельная сжимающая сила в расчетном сечении на отм.1400:
Здесь 180-14=146м - длина столба на расчетной схеме.
Согласно СНиП по каменным и армокаменным конструкциям по требованиям I группы предельных состояний для столба выполняются проверка прочности как центрально сжатого элемента и проверка прочности в узле опирания главных балок.
Назначим марку кирпича М150; марку раствора М100; размеры армокаменного столба .
В качестве косвенного армирования столба назначим сварную сетку из проволоки класса Вр-I ∅ 4 шаг стержней 50мм в обоих направлениях.
Выполним проверку прочности армокаменного столба предварительно назначив и просчитав дополнительные величины:
- площадь поперечного сечения столба
- площадь сечения одной проволоки сеток Аs=0126см2
- расстояние между стержнями в сетке
- расстояние между соседними сетками (шаг сеток) по высоте столба – через 4 ряда кладки
- объемный коэффициент армирования кладки столба выраженный в процентах что более 01%;
- расчетное сопротивление кладки
- определение расчетного сопротивления центральному сжатию армированной кладки что менее где - расчетное сопротивление растяжению
проволоки сеток; - коэффициент условий работы арматуры;
- проверка выполнения условия
- определение упругой характеристики кладки где - предел прочности армированной кладки и Rsn=405Мпа – нормативное сопротивление растяжению арматуры сеток учитываемое с коэффициентом условий работы арматуры ;
- условная гибкость столба
- коэффициент продольного изгиба по линейной интерполяции при
Далее выполним проверку прочности армокаменного столба по формуле - условие выполняется.
5.2 Узел опирания главной балки на столб
В узле опирания главной балки на армокаменный столб происходит передача вертикальных нагрузок от перекрытий и вышерасположенных элементов столба через ребро главной балки. Необходимой конструкцией в передаче нагрузок является распределительная железобетонная плита.
Назначим размеры и армирование распределительной плиты.
Бетон тяжелый класса В15. Армирование тремя сварными сетками из арматурной проволоки класса Вр-I ∅4мм шаг стержней с=50мм.
Объемный коэффициент армирования плиты
что более 05% где s=2002=100мм-усредненный шаг сеток в плите
Расчетное продольное усилие N определим из статического расчета столба для сечения находящегося под ребром главной балки первого этажа (за вычетом веса столба между отметками 1.530 и 3.300
Момент инерции вертикального сечения распределительной плиты
Модуль деформации кладки столба
Проверка условия Условие выполняется.
Тогда местные сжимающие напряжения в кладке определим по следующей формуле:
Выполним проверку прочности кладки:
- максимальные местные сжимающие напряжения
- местные краевые сжимающие напряжения
Условия выполняются.
6 ПРОСТЕНОК НЕСУЩЕЙ СТЕНЫ
Расчетной схемой несущей стены является стойка с горизонтальными опорами в уровнях междуэтажных перекрытий на которую передаются все вертикальные нагрузки с грузовой площади
Назначим размеры оконных проемов: hок=2150мм ширина bок=2100мм. При размещении двух оконных проемов по длине ширина простенка составляет bпр=(6-2*21)2=09м.
Так как грузовая площадь перекрытия в расчете простенка в 2 раза меньше грузовой площади столба нагрузки передаваемых ребрами главных балок равны ; ; ;
Выполним расчеты простенка верхнего этажа.
Так как меньше эксцентриситет е=032м.
Нагрузка от веса стены выше отм. 15.000:
где - суммарная толщина отделочных штукатурных слоев.
Усилия на расчетной схеме:
Назначим каменную кладку из кирпича марки М150 на растворе марки М100. По прил.11 расчетное сопротивление кладки сжатию Упругая характеристика кладки
Размеры расчетного сечения: высота ширина
Эксцентриситет силы N относительно центра тяжести расчетного сечения
Площадь сжатой зоны сечения
Высота сжатой зоны сечения
Коэффициент т.к. h>300мм.
Условная гибкость по прил.5 коэффициент продольного изгиба
Условная гибкость по прил.5 коэффициент
Средний коэффициент продольного изгиба
Коэффициент что меньше 145.
Выполним проверку прочности простенка верхнего этажа по формуле:
Условие выполняется прочность простенка верхнего этажа обеспечена.
Выполним расчеты простенка 1-го этажа.
Нагрузка от веса простенков:
- продольная сила равная сумме всех вертикальных нагрузок передаваемых на простенок выше отм. 3.000. В соответствии с расчетной схемой
где (275+3·325)- суммарная длина участков стены с нагрузкой от веса перемычек ;(3·21)- суммарная длина участков стены с нагрузкой от веса простенков .
Эксцентриситет силы N относительно центра тяжести расчетного сечения что более h30=07730=003м.
Коэффициент условий работы кладки при твердении раствора более 1 года
Выполним проверку прочности простенка первого этажа по формуле:
Условие выполняется прочность простенка первого этажа обеспечена.
7 УЗЕЛ ГЛАВНОЙ БАЛКИ
Узел опирания главной балки на стену содержит железобетонную распределительную плиту и предназначен для передачи на каменную кладку стены опорной реакции главной балки Силы F и V определены ранее при расчете простенка.
Для расчета обеспечения прочности узла назначим размеры распределительной плиты. Толщина Размеры в плане что более что более
Опорная реакция главной балки
Площадь смятия кладки под плитой
Проверка прочности кладки на смятие пол распределительной плитой:
Коэффициент что менее 15.
Сопротивление кладки смятию
Выполним проверку на максимальные местные сжимающие напряжения.
Расстояние от ординаты с местными напряжениями до грани стены
Максимальные напряжения
Тогда 0.48МПа18R=1822=396МПа – проверка на максимальные сжимающие условия выполняется.
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК
СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции.Госстрой России. - М.: ГУП Госстроя России 2003. – 30с.
СНиП 2.01.07.-85. Нагрузки и воздействияГосстрой СССР. – М.: ГУП ЦТП 2001. – 44с.
СНиП 11-22-81. Каменные и армокаменные конструкции. – М.: Стройиздат 1983. – 40с.
ГОСТ 21.503-80. Конструкции бетонные и железобетонные. Рабочие чертежи. М.:Изд-во стандартов198118с.
Примеры расчета элементов железобетонных конструкций многоэтажных промышленных зданий. Методическое пособие к курсовому проекту 1 для студентов заочной формы обучения специальности 270102-«Промышленное и гражданское строительство»; Сост. О.П. Медведева. Красноярск: КрасГАСА 2005150с.
СТП 5055012 – 94. Стандарт предприятия. Проекты дипломные и курсовые. Правила оформления; Сост. В.Я. Яров Г.Ф. Шишканов В.К. МладенцеваКИСИ. Красноярск. 1994. 35с.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс: Учебник для вузов. – 5-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1991. – 767с

ЖБК.dwg

Расчетная схема полки
Растянутая зона в ребре
Растянутая зона в полке
Схема расположения сборных элементов каркаса
СФУ ИСИ КП 270102.65-0908206
Каркас пространственный КП1
Ведомость расхода стали на элементы
Каркас пространственный КП2
Компоновка перекрытия; ПМ1 армирование; БМ1 армирование
Компоновка перекрытия
Схема расположения верхних сеток плиты ПМ1
Схема расположения нижних сеток плиты ПМ1