Расчет и конструирование сборного ж/б здания с неполным каркасом

жбк 2.docx

Данные для проектирования . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 3
Компоновка конструктивной схемы перекрытия . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 3
Расчет и проектирование сборной панели перекрытия . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 5
1.Расчет по предельным состояниям первой группы . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 6
2.Расчет по предельным состояниям второй группы . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 13
Расчет и проектирование многопролетного неразрезного ригеля . . . . . . . . . . . . . 20
1.Расчет ригеля по прочности . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 32
2.Расчет консоли ригеля . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 34
3.Построение эпюры материалов . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 37
Расчет и конструирование колонны . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 40
1.Расчет колонны по прочности . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 41
2.Расчет консоли колонны . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 42
3.Расчет стыка колонн . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 44
Расчет столбчатого фундамента под колонну . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 46
1.Определение размеров фундамента . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 46
2.Расчет на продавливание . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 47
3.Расчет арматуры фундамента . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 48
Расчет простенка . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 49
Список используемой литературы . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 54
Данные для проектирования.
Длинна в осях – 24 м; ширина в осях – 18 м; временная длительно действующая нагрузка – 3 кНм2; временная кратковременная нагрузка – 1 кНм2; постоянная от веса пола – 1.1 кНм2. Количество этажей – 3 высотой 33 м. плиты перекрытия с круглыми пустотами. Ригель таврового сечения. Стена из кирпича марки 100 на растворе марки 25 толщиной 510 мм с оконными проемами 2х2 м.
Глубина заложения фундамента – 1.6 м.
Условное расчетное сопротивление основания R=400 кНм2
По степени ответственности здание относится к классу II (коэффициент надежности по назначению n = 0.95).
Компоновка конструктивной схемы перекрытия.
Для повышения жесткости здания принимаем поперечное расположение ригелей. Принимаем пролет и шаг ригелей 6 м.
Высота сечения ригеля принимается (115 110)l=450 мм.
Ширина сечения bb=200 мм.
Принимаем плиты многопустотные(с круглыми пустотами) с предварительным напряжением высотой 220 мм трех типоразмеров:
– плиты – распорки шириной 1200 мм.
– рядовые плиты шириной 1200 мм.
– фасадные плиты – распорки шириной 1500 мм.
Расчет и проектирование сборной панели перекрытия.
Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной панели перекрытия
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 перекрытия:
Нормативная нагрузка Нм2
Коэффициент надежности γf
Расчетная нагрузка Нм2
Нагрузка на один погонный метр длинны панели при ее ширине 12м с учетом коэффициента надежности по назначению 095.
Расчетная постоянная:
Длительная и постоянная нормативные:
Бетон тяжелый класса В20 Rbn=Rbser=15 Мпа
Rbtn=Rbtser=1.35 Мпа
Панель перекрытия подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении. Начальный модуль упругости Eb= 24103МПа.
продольная напрягаемая класса А600
ненапрягаемая:арматура класса А 400
1.Расчет панели по предельным состояниям первой группы.
Определение внутренних усилий:
При опирании плиты перекрытия на ригель расчетный пролет равен :
Поперечное сечение многопустотной панели заменяем эквивалентным двутавровым сечением приводя круглые пустоты к эквивалентным им квадратным.
Высота панели 220 мм. Защитный слой бетона:
Рабочая высота панели :
Толщина верхней и нижней полок:
Ширина верхней и нижней полок
Расчетная схема панели представляет собой однопролетную балку загруженную равномерно распределенной нагрузкой.
Изгибающий момент в середине пролета l0=5.78м
Поперечная сила на оси опоры
Усилие от нормативной полной нагрузки:
Усилие от постоянной и длительной нагрузки
Расчет по прочности нормального сечения при действии изгибающего момента.
При расчете прочности расчетное поперечное сечение панели принимается тавровым с полкой в сжатой зоне.
В расчет вводится вся ширина полки
Положение границ сжатой зоны бетона определяется из зависимости:
Условие выполняется нейтральная ось проходит в полке и расчет панели ведем как прямоугольного сечения с размерами bf и h.
По найденному значению находим
Граничная высота сжатой зоны по формуле:
sel – относительная деформация арматуры растянутой зоны вызванная внешней нагрузкой при достижении в этой арматура напряжения равного RS.
bult =0.0035 – относительная деформация сжатого бетона при напряжениях равныхRb
Определим sel для арматуры класса А 600:
Примем предварительное напряжение в арматуре:
с учетом всех потерь (не менее 100 МПа) и коэффициентом γsp=0.9:
Так как Введем максимальное значение коэффициента условий работы учитывающего возможность деформирования высокопрочных арматурных сталей при напряжениях выше условного предела текучести. γs3=1.1
Площадь сечения арматуры определим по формуле:
Принимаем 7d10А 600 – Аsp=5.5 см2
Определение геометрических характеристик приведенного сечения.
Коэффициент приведения арматуры к бетону:
Площадь приведенного сечения:
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани:
Расстояние от центра тяжести до низа:
Момент инерции относительно его центра тяжести:
eop1=ysp=y – ap=107 – 30=77 мм – эксцентриситет усилия предварительного обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения.
ys =y – as=107 – 25=82 мм
Момент сопротивления приведенного сечения по нижней грани:
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки:
Определение потерь напряжения в арматуре.
Предварительное напряжение в арматуре
– от релаксации напряжений:
– от температурного перепада:
– от деформации стальной формы при неодновременном натяжении арматуры:
– от деформации анкеров натяжных устройств:
Полные значения первых потерь предварительного обжатия арматуры:
Усилие предварительного обжатия бетона с учетом первых потерь:
– от ползучести бетона:
Напряжение в бетоне:
M – изгибающий момент от внешней нагрузки действующий в стадии обжатия (собственный вес элемента):
spj=AspA=550137781=0.004 – коэффициент армирования.
Полные значения первых и вторых потерь предварительного обжатия арматуры:
Усилие предварительного обжатия бетона с учетом полных потерь:
Расчет по прочности при действии поперечной силы:
Расчет изгибаемых элементов по бетонной полосе между наклонными сечениями производят из условия:
Q=34.4 кН – поперечная сила от полной нагрузки
т.е. прочность бетонной полосы обеспечена.
Проведем расчет согласно п. 3.32 СП 52 – 102 – 2004:
Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производится из условия:
Q=34.4 кН – максимальная поперечная сила у грани опоры.
Значение с примем равным
A=119038.45+331.40.9159+331.438.45=105921 мм2 - площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки.
Воспринимаемое поперечной арматурой усилие:
Шаг хомутов назначаем sw=100 мм 0.5 h0=95 мм
Площадь поперечной арматуры:
Принимаем 2 каркаса 2d3 общей площадью 0.28 см2
2.Расчет плиты по предельным состояниям второй группы.
Расчет предварительно напряженных изгибаемых элементов по раскрытию трещин производят в случаях если М > Мcrc
М=43 кНм – изгибающий момент от нормативной полной нагрузки.
Мcrc – изгибающий момент воспринимаемый нормальным сечением элемента при образовании трещин.
расчет по раскрытию трещин необходим.
Расчет ширины раскрытий трещин нормальных к продольной оси элемента.
Расчет ширины раскрытий трещин проводят из условия:
где acrc - ширина раскрытия трещин от действия внешней нагрузки
acrcult - предельно допустимая ширина раскрытия трещин.
Значения acrcult принимают равными:
- при арматуре классов А240-А600 В500:
мм - при продолжительном раскрытии трещин;
мм - при непродолжительном раскрытии трещин.
Ширину раскрытия нормальных трещин определяют по формуле:
φ1 - коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки и принимаемый равным:
- при непродолжительном действии нагрузки;
- при продолжительном действии нагрузки;
φ2 - коэффициент учитывающий профиль арматуры и принимаемый равным:
- для арматуры периодического профиля и канатной;
s - коэффициент учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами; допускается принимать s = 1
φ3 - коэффициент учитывающий характер нагружения принимаемый равным φ3=1
Для прямоугольных тавровых и двутавровых сечений значение s допускается определять по формуле:
Поскольку центр тяжести арматуры и точка приложения силы предварительного обжатия совпадают то еsp=0 следовательно Ms=M
z - плечо внутренней пары сил равное z = ·hо а коэффициент определяется по табл.4.2 пособия к СП 52 – 102 – 2004
Коэффициент as1 для всех видов арматуры кроме канатной можно принимать равным as1=300Rbser=30015=20
ls – базовое расстояние между смежными нормальными трещинами (100 мм ls 400 мм)
Abt – площадь сечения растянутого бетона
Значение Abt принимают не менее чем Abt при kу0=2а=230=60 мм и не более чем Abt при kу0=0.5h=0.5220=110 мм
k – поправочный коэффициент для тавровых сечений k=0.95
Высота растянутой зоны бетона:
Значит Abt определим по формуле:
Проверим выполнение условия 4.21 пособия к СП 52 – 102 – 2004:
t = 068 - при допустимой ширине продолжительного и непродолжительного раскрытия трещин равных соответственно 03 и 04 мм (при арматуре класса А 600)
Определим приращение напряжения напрягаемой арматуры от действия постоянных и длительных нагрузок s = sl т.е. принимая М = 38.1 кНм.
=0.826z = ·hо=0.826190=157 мм
Аналогично определим значение scrc при действии момента M = Мcrc = 22.5 КПа
Поскольку согласно табл.4.2 пособия к СП 52 – 102 – 2004 в данном случае при значении
коэффициент не зависит от принимаем вычисленное выше значение
При моменте от всех нагрузок М = 49.7 КПа значение s равно:
следовательно проверяем только непродолжительное раскрытие трещин по формуле:
Определяем коэффициент s принимая s = 420 МПа:
Определяем acrc2 при φ1 = 10 и действии всех нагрузок (т.е. при М =49.7 КПа):
Непродолжительное раскрытие трещин:
Расчет прогиба плиты.
Расчет изгибаемых элементов по прогибам производят из условия:
где f - прогиб элемента от действия внешней нагрузки;
fult - значение предельно допустимого прогиба.
Для элементов постоянного сечения работающих как свободно опертые или консольные балки прогиб допускается определять вычисляя кривизну только для наиболее напряженного сечения и принимая для остальных сечении кривизны изменяющимися пропорционально значениям изгибающего момента т.е. по формуле:
S=548 – коэффициент зависящий от схемы загружения конструкции
– полная кривизна в сечений с наибольшим изгибающим моментом определяемая для участков с трещинами в растянутой зоне по формуле:
где - кривизны соответственно от непродолжительного действия кратковременных нагрузок и от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок (не учитываются по эстетическим требованиям) следовательно
Для элементов прямоугольного таврового и двутаврового сечений при
h'f =38.45 мм ≤ 03ho=57 мм и a's=0 02ho кривизну допускается определять по формуле:
где Ebred – приведенный модуль деформации бетона.
При продолжительном действии нагрузок и нормальной влажности:
φс - коэффициент определяемый в зависимости от φf as2 esho.
По табл.4.5 пособия к СП 52 – 102 – 2004 находим φc = 0.236
М = 38.1 КПа – изгибающий момент от постоянной и длительной нагрузки.
Определяем прогиб плиты:
Согласно табл.19 поз.2 СНиП 2.01.07-85* для пролета 6 м относительное значение предельного прогиба из эстетических требований т.е. условие не выполнено.
Определим прогиб согласно п. 4.18 СП 52 – 102 – 2004 по уточненной формуле:
где - полная кривизна в середине пролета определенная без учета наличия трещин согласно пп.4.22 и 4.23 пособия к СП 52 – 102 – 2004 определяют по формуле:
- кривизна от непродолжительного действия кратковременных нагрузок (в данном случае (при расчете на прогиб по эстетическим требованиям) не учитывается);
– кривизна от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
- кривизна обусловленная выгибом элемента и определяемая согласно п.4.22а (т. е. для участков без трещин в растянутой зоне – это есть кривизна от непродолжительного действия усилия предварительного обжатия Р (т.е. при действии M = Peop))
- кривизна обусловленная остаточным выгибом элемента вследствие усадки и ползучести бетона в стадии изготовления от усилия предварительного обжатия Р(1) и собственного веса элемента:
где sb и 'sb - значения численно равные сумме потерь предварительного напряжения арматуры от усадки и ползучести бетона (см. пп.2.31 и 2.32) соответственно для арматуры растянутой зоны и для арматуры условно расположенной на уровне крайнего сжатого волокна бетона.
Scrc - коэффициент определяемый по табл.4.4 пособия к СП 52 – 102 – 2004 в зависимости от отношения МсrсМmax где Мmax – наибольший изгибающий момент от всех нагрузок.
Модуль деформации сжатого бетона Еb1 при φcr = 2.8 равен:
и тогда а = EsEbl = 2·1056316 = 31.7.
Повторно определяем характеристики приведенного сечения при новом значении а:
Кривизна в середине пролета от действия момента от внешней нагрузки М = 38.1 кН·м равна:
Кривизна обусловленная выгибом элемента:
Кривизна обусловленная остаточным выгибом элемента вследствие усадки и ползучести бетона:
Прогиб плиты составит:
f=22.1 мм fult=30 мм т.е условие по эстетическим требованиям выполнено.
Расчет и проектирование многопролетного неразрезного ригеля.
Пролет и шаг ригелей 6 м.
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 ригеля принимаются такими же как и при расчете перекрытий. Ригель шарнирно оперт на консоли колонн.
Расчетный пролет ригеля:
Найдем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля с грузовой полосы равной шагу рам 6 м.
– от перекрытия с учетом коэффициента надежности по ответственности γn=0.95:
– от веса ригеля с учетом коэффициента надежности по ответственности γn=0.95 и коэффициента надежности по нагрузке γf=1.1:
Постоянная нагрузка с грузовой полосы равной шагу рам:
Временная нагрузка с учетом коэффициента надежности по ответственности γn=0.95 и коэффициента сочетания принимая А1=9 м2 а грузовую площадь ригеля равной:
Полная погонная нагрузка:
Нагрузка на 1 м2 покрытия
гидроизоляционный ковер (3 слоя)
армированная цементно-песчаная стяжка =50 мм ρ=2200 кгм3
керамзит по уклону =100 мм
утеплитель – плиты из стеклянного штапельного волокна =100 мм
многопустотная плита перекрытия с омоноличиванием швов =220 мм
Снеговая–снеговой район III
Для определения внутренних усилий сформируем несколько загружений:
Загружение 1 – собственный вес + постоянная от веса плиты (покрытия):
собственный вес колонны:
постоянная от покрытия с учетом коэффициента надежности по ответственности γn=0.95
Загружение 2 – снег:
Загружение 3 – временная в 2-х крайних пролетах:
Загружение 4 – временная на всех пролетах:
Загружение 5 – временная в середине пролета:
Загружение 6 – временная в двух пролетах:
Для определения максимальных усилий в ригеле создадим несколько расчетных сочетаний нагрузок:
РСН1 – загружения: 1+2+3
РСН2 – загружения: 1+2+4
РСН3 – загружения: 1+2+5
РСН4 – загружения 1+2+6
Эпюры внутренних усилий при действии РСН1
Эпюры внутренних усилий при действии РСН2
Эпюры внутренних усилий при действии РСН3
Эпюры внутренних усилий при действии РСН4
Огибающая эпюра моментов
Максимальный момент на опоре М=207 КПа – при действии РСН4
Перераспределение моментов в ригеле выполним с целью уменьшения величины максимального опорного момента до 30% что позволит в дальнейшем упростить армирование опорных участков и выполнения монтажных стыков. Для этого к огибающей эпюре М прибавляем добавочную треугольную эпюру с ординатой в опорном сечении:
Добавочная эпюра моментов
Исправленная эпюра моментов
Максимальный изгибающий момент в крайнем пролете Мmax=155.5 КПа
Максимальный изгибающий момент в среднем пролете Мmax=104 КПа
Материалы для ригеля
Бетон тяжелый класса В30 Rbn=Rbser=22 Мпа
Арматура:продольная рабочая класса А500 d=10 – 40 мм
поперечная:арматура класса А 400
1.Расчет ригеля по прочности.
Рабочая высота ригеля:
Если то подбор арматуры ведем по формуле:
Ригель крайнего пролета:
По найденному значению am находим
Высота сжатой зоны:граница сжатой зоны проходит в узкой части ригеля следовательно расчет ведем как для прямоугольного сечения.
следовательно расчет арматуры ведем по формуле:
Принимаем 4d20А 500 – Аs=12.56 см2
Ригель среднего пролета:
Принимаем 4d16А 500 – Аs=8.04 см2
Учитывая конструктивное решение опорного узла ригеля принимаем а=50 мм.
h= h – a = 450 – 50 =400 мм
Принимаем 2d 36A500 (As=2036 мм2)
Расчет ригеля по прочности при действии поперечных сил.
Расчет ригеля по прочности при действии поперечных сил производится на основе модели наклонных сечений. При этом должны быть обеспечены прочность ригеля по бетонной полосе между наклонными сечениями по наклонному сечению на действие поперечной силы и изгибающего момента.
Для ригеля с подрезками на опорах производится расчет по поперечной силе для наклонных сечений проходящих у опоры консоли образованной подрезкой.
В качестве расчетного принимаем сечение с размерами bxh1=200x300 мм в котором действует поперечная сила Q=184 кН от полной расчетной нагрузки.
Рабочая высота сечения в подрезке:
Назначим поперечную арматуру:
Расчет ригеля по бетонной полосе между наклонными сечениями производят из условия:
Q=185.6 кН – поперечная сила от полной нагрузки
При диаметре нижних стержней продольной рабочей арматуры d=20 мм назначаем поперечную арматуру 2d8 (А400) с шагом на опоре sw1=80 мм (sw1 0.5 sw1 300 мм; sw1 ) и с шагом в пролете sw2=300 мм (sw2 0.75 sw2 500 мм)
Проверяем условие учитываемости арматуры в расчете:
Расчет ригеля с рабочей поперечной арматурой по наклонному сечению производим из условия
Найдем наиболее опасную длину проекции наклонного сечения:
Поперечная сила в вершине наклонного сечения:
Q=Qmax-q1·c=184-42.755·0.29=171 кН
Так как нагрузка q1 включает в себя временную нагрузку то
Условие прочности ригеля по наклонному сечению в подрезке при действии поперечной силы соблюдается.
При действии на элемент только равномерно распределенной нагрузки q1 длина участка с интенсивностью хомутов qsw1 принимается не менее значения l1 и не менее l04
Минимальная поперечная сила воспринимаемая бетонным сечением:
условие с1=760 мм 2h0=840 мм выполняется следовательно принимаем с1=760 мм.
Определим длину участка l1 с интенсивностью хомутов qsw1 согласно п. 3.34 пособия к СП 52 – 101 – 2003:
Так как значение l1 вычислим по формуле:
Так как l1=1155 мм l04=541041350 мм то длину участка с интенсивностью хомутов qsw1 принимаем равной 1350 мм.
2.Расчет консоли ригеля.
Для предотвращения горизонтальных трещин отрыва у входящего угла подрезки устанавливают хомуты и отгибы удовлетворяющие условию:
Примем дополнительные хомуты у конца подрезки в количестве 2d12 с площадью
т. е. установленных дополнительных хомутов достаточно для предотвращения горизонтальных трещин отрыва у входящего угла подрезки.
Расчет по прочности наклонного сечения проходящего через входящий угол подрезки на действие изгибающего момента производится из условия:
где M – момент в наклонном сечении с длинной проекции с на продольную ось элемента
Ms Msw Msinc – моменты воспринимаемые продольной поперечной арматурой и отгибами соответственно. (Msinc=0)
Продольная арматура короткой консоли подрезки представлена горизонтальными стержнями привариваемыми к опорной закладной детали ригеля что обеспечивает ее надежную анкеровку на опоре а значит и возможность учета с полным расчетным сопротивлением. Примем арматуру в количестве 2d12 A500 с площадью сечения
As=226 мм2 и расчетным сопротивлением Rs=435 МПа.
Невыгоднейшее значение с определим по формуле:
условие прочности по рассматриваемому наклонному сечению не выполняется следовательно требуются дополнительные мероприятия по анкеровке концов стержней верхнего ряда продольной арматуры ригеля или устройство отгибов.
Примем два отгиба расположенные под углом =450 из стержней 2d10 A500 сечением Asinc=157 мм2 что позволяет создать дополнительный момент в наклонном сечении равный:
Так как начало рассматриваемого наклонного сечения и начало отгиба практически совпадают то а10.
Тогда установка отгибов при проверке условия:
обеспечивает прочность по наклонному сечению.
Определим необходимую длину заведения продольной растянутой арматуры за конец подрезки по формуле:
что не меньше базовой длины анкеровки равной:
где Rbond – расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном.
As и us – площадь поперечного сечения анкеруемого стержня и его периметр соответственно определяемые по номинальному диаметру стержня.
Выясним необходимость устройства анкеров для нижнего ряда продольной арматуры ригеля (2d20 c площадью сечения As=628 мм2)
Выполним расчет наклонного сечения расположенного вне подрезки и начинающегося на расстоянии h0 – h01=420 – 270=150 мм от торца ригеля на действие изгибающего момента.
Расстояние от конца анкеруемого стержня до рассматриваемого сечения ls=150 – 10=140мм
При пересечении наклонного сечения с продольной растянутой арматурой не имеющей анкеров в пределах зоны анкеровки усилие в этой арматуре Ns определим по формуле:
lan – длина зоны анкеровки арматуры равная
λan =38 согласно табл. 3.3 пособия к СП 52 – 101 – 2003
Учитывая что в пределах длины ls к стержням нижнего ряда продольной арматуры приварены 1 горизонтальный стержень и 2 вертикальных d8 A400 увеличим усилие Ns на величину Nw равную:
nw – количество привариваемых стержней
φw – коэффициент зависящий от диаметра dw арматуры и принимаемый по табл. 3.4 пособия к СП 52 – 101 – 2003.
Определим высоту сжатой зоны бетона без учета сжатой арматуры:
При таком значении с сечение пересекает продольную арматуру короткой консоли. Принимаем конец наклонного сечения в конце указанной арматуры т. е. на расстоянии w0=840 мм от подрезки при этом с=690 мм.
Расчетный момент в сечении проходящем через конец наклонного сечения равен:
условие прочности по рассматриваемому наклонному сечению не выполняется следовательно требуются дополнительные мероприятия по анкеровке концов стержней нижнего ряда продольной арматуры ригеля или устройство отгибов у входящего угла подрезки.
Примем два отгиба расположенные под углом =450 из стержней 2d10 A500 сечением Asinc=226 мм2 что позволяет создать дополнительный момент в наклонном сечении равный:
Так как начало рассматриваемого наклонного сечения и начало отгиба в растянутой зоне практически совпадают то а10.
обеспечивает прочность по наклонному сечению вне подрезки.
Построение эпюры материалов.
Продольная рабочая арматура в крайнем пролёте 4d20 А500. Площадь этой арматуры Аs определена из расчёта на действие максимального изгибающего момента в середине пролёта. В целях экономии арматуры по мере уменьшение изгибающего момента к опорам два стержня обрываются в пролёте а два других доводятся до опор. Если продольная рабочая арматура разного диаметра то до опор доводятся два стержня большего диаметра.
Площадь рабочей арматуры Аs=1256 мм2. Определяем изгибающий момент воспринимаемый сечением ригеля с полной запроектированной арматурой 4d20 А500 (Аs=1256 мм2).
Из условия равновесия:
Изгибающий момент воспринимаемый сечением ригеля определяется из условия равновесия:
0.6 кПа > 155.5 кПа т. е. больше действующего изгибающего момента от полной нагрузки следовательно прочность сечения обеспечена.
До опоры доводят 2d20 A500(Аs=628 мм2) h0=450 – 30 =420 мм
Изгибающий момент воспринимаемый сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней доводимых до опоры определяется из условия равновесия:
Продольная рабочая арматура в среднем пролёте 4d16 А500. Площадь рабочей арматуры Аs=804 мм2. Определяем изгибающий момент воспринимаемый сечением ригеля с полной запроектированной арматурой 4d16 А500 (Аs=804 мм2).
7 кПа > 104 кПа т. е. больше действующего изгибающего момента от полной нагрузки следовательно прочность сечения обеспечена.
До опоры доводят 2d16 A500(Аs=402 мм2) h0=450 – 30 =420 мм
Откладываем в масштабе на эпюре моментов полученные значения изгибающих моментов M=127 кПа и М=68.5 кПа и определяем место теоретического обрыва рабочей арматуры – это точки пересечения эпюры моментов с горизонтальной линией соответствующей изгибающему моменту воспринимаемому сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней.
Количество верхней арматуры в пролетах определяем по отрицательному проектному моменту. Если отрицательных моментов в пролетах нет верхняя арматура назначается по конструктивным требованиям. Принимаем верхнюю арматуру конструктивно 2d 8 A400 (As=101 мм2)
Момент воспринимаемый сечением ригеля с арматурой 2d16 A400:
Продольная рабочая арматура на опоре 2d36 А500. Площадь рабочей арматуры Аs=2036 мм2. Определяем изгибающий момент воспринимаемый сечением ригеля из условия равновесия:
6 кПа > 202 кПа т. е. больше действующего изгибающего момента от полной нагрузки следовательно прочность сечения обеспечена.
Длина анкеровки обрываемых стержней в крайнем пролете определяется по следующей зависимости:
Где d – диаметр обрываемой арматуры.
Поперечная сила Q определяется графически в месте теоретического обрыва в данном случае Q=142 кН
Поперечные стержни d8 А400 Rsw=285 МПа с Asw=101 мм2 в месте теоретического обрыва имеют шаг 100 мм тогда интенсивность арматуры равна:
Длина анкеровки обрываемых стержней в среднем пролете:
следовательно принимаем w=250 мм.
Расчет и конструирование колонны.
Для проектируемого 3-этажного здания принята сборная железобетонная колонна сечением 400х400 мм.
Для колонн применяется тяжелый бетон классов по прочности на сжатие не ниже В15 а для сильно загруженных - не ниже В25. Армируются колонны продольными стержнями диаметром 1640 мм из горячекатаной стали А400 А500 и поперечными стержнями преимущественно из горячекатаной стали класса А240.
Материалы для колонны
Бетон тяжелый класса В30
Арматура:продольная рабочая класса А400 d=16 – 40 мм
поперечная:арматура класса А 240
Определение усилий в колонне
Рассчитывается нижняя колонна первого этажа высотой hfl=3.3 м.
Согласно расчету в ПК «Лира» максимальная сила N=1040 кН и М=19.5 кПа
1.Расчет по прочности колонны
Расчет по прочности колонны производится как внецентренно сжатого элемента со случайным эксцентриситетом еа.
Так как е0 > ea то принимаем в расчет е0=18.5 мм.
Согласно п. 3.53 пособия к СП 52 – 101 – 2003 расчет сжатых элементов проводим с учетом влияния прогибов элемента по формуле:
v – коэффициент учета влияния прогиба при жесткой заделке принимается согласно формуле:
Ncrc – условная критическая сила рассчитываемая по формуле:
l0 – расчетная длина колонны этажа с шарнирным опиранием в уровне 1-го этажа и с жесткой заделкой в уровне фундамента:
D – жесткость элемента вычисляемая по формуле:
φ1 – коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки на прогиб элемента принимаемый равным но не более 2. Принимаем граничное значение φ1=2.
е – коэффициент принимаемый равным е0h но не менее 0.15
В первом приближении примем =0.01.
Расчетный момент с учетом прогиба равен:
Необходимую площадь арматуры вычисляем согласно п. 3.57 СНиПа 52 – 101 – 2003:
an=0.413 R=0.531 то AS=AS’ определим по формуле:
Поперечную арматуру принимаем d6 A240 с шагом Sw=200 мм что удовлетворяет условию Sw ≤ 15d=1516=240 мм.
2.Расчет консоли колонны.
Продольные стержни размещаем у грани колонны перпендикулярных плоскости рамы. Принимаем у каждой грани колонны по 2d16 A400 с Аs=As’=402мм2. Принятую продольную арматуру пропускаем по всей длине без обрывов.
Консоль колонны предназначена для опирания ригеля рамы. Консоли колонны бетонируются одновременно с ее стволом поэтому выполняются также из тяжелого бетона класса В15; консоли малой высоты на которые опираются ригели или балки с подрезанными опорными концами усиливают листовой сталью или прокатными профилями – уголками швеллерами двутаврами.
Продольная арматура консоли выполняется из стали класса А400 с расчетным сопротивлением RS=355 МПа. Поперечное армирование коротких консолей принимаем в виде горизонтальных двухветвенных (n=2) хомутов из стержней диаметром 6 мм класса А240 (Asw=57 мм2)
Консоль воспринимает нагрузку от одного междуэтажного перекрытия с грузовой площади .
Расчетная поперечная сила передаваемая на консоль составит: Q=184 кН.
Принимаем вылет консоли lс=170 мм высоту сечения консоли в месте примыкания ее к колонне (в опорном сечении) h=400 мм.
Угол наклона сжатой грани консоли к горизонту α=450. Высота сечения у свободного края h’=400 – 170=230 мм>13h=133 мм. Рабочая высота опорного сечения консоли:
Поскольку lс=170 мм 0.9h0=0.9*370=333 мм консоль короткая. Следовательно расчет по прочности выполняем согласно формуле: где
Принимаем шаг горизонтальных хомутов Sw=100 мм что отвечает требованиям
п. 5.77 (пособие по проектированию бетонных и жб конструкций из тяжелых и легких бетонов) (). Так как 2.5lc=340 мм h=400 мм то поперечное армирование выполняем наклонными хомутами под углом 450.
С учетом зазора между торцом ригеля и гранью колонны 20 мм длина площадки опирания ригеля вдоль вылета консоли составит: . Расстояние от точки приложения силы Q до опорного сечения консоли будет равно:
Проверяем прочность бетона на смятие под опорной площадкой.
При ширине ригеля bp=200 мм получим:
т.е. прочность на смятие обеспечена.
Проверяем условие прочности по наклонной сжатой полосе:
необходимое условие прочности выполняется поэтому высота консоли достаточна для восприятия поперечной силы.
Определяем площадь продольной арматуры Аs по формуле:
Принимаем 2d14 (As=308 мм2).
3.Расчет стыка колонны.
Расчет незамоноличеного стыка в стадии возведения выполним по формуле:
Расчетное усилие в стыке колонн: N=1.5·1040=1560 кH
Т.к. продольная арматура колонны обрывается в зоне стыка то требуется усиление концов колонны сварными поперечными сетками.
Проектируем сетки из стали d6 А400 (As=2.83 мм2) Rs=355 Мпа сварку торцевых листов выполняем электродами Э-42 Rwf=180 МПа
Назначаем размеры центрирующей прокладки в плане с1=с2b3=4003=133мм
Принимаем прокладку размером 140x140x5мм
Размеры торцевых щитов в плане: h1=b1=400 – 30=370мм толщина t=10мм
Усилие в стыке: NNw+Nn
Определяем усилие приходящуюся на центрирующую прокладку.
Требуемая толщина сварного шва по контуру торцовых листов:
По конструктивным соображениям из торцов колонны устанавливают не менее 4 сеток на длину не менее 10d=160 мм где d- диаметр продольных стержней.
Шаг сеток не менее 50 мм не более13 размера стороны ячейки число стержней nx=4 ny=4 шаг сеток S=50 мм.
Площадь сечения торца колонны ограниченная контуром сеток:
Для квадратной сетки коэффициент насыщения поперечными сетками:
Коэффициент косвенного армирования:
За площадь смятия примем площадь распределительного листа поскольку при монтаже центрирующая прокладка приваривается к листу:
Условие соблюдается прочность торца колонны обеспечена.
Расчет столбчатого фундамента под колонну.
Данные для проектирования:
Условное расчетное сопротивление основания: R0=400 кНм2
глубина заложения фундамента d=1.6 м
Бетон тяжелый класса В15
Арматура:продольная рабочая класса А400 d=12 – 40 мм
1.Определение размеров фундамента
Расчетное усилие передающееся с колонны на фундамент N=1054 кН. Нормативное усилие NII=N1.15=10541.15=916 кН
где 115 – усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке.
Площадь подошвы центрально натуженного фундамента определяется по условному давлению на грунт R0 без учета поправок в зависимости от размеров подошвы фундамента и глубины его заложения:
Размер стороны квадратной подошвы фундамента:
Давление на грунт от расчетной нагрузки:
Рабочая высота фундамента из условия продавливания:
Полная высота фундамента устанавливается из условий:
– заделки колонны в фундаменте:
– анкеровки сжатой арматуры колонны:
Требуемая расчетная длина анкеровки арматуры с учетом конструктивного решения элемента в зоне анкеровки определяется по формуле:
Поскольку Ascol – площадь поперечного сечения арматуры по расчету не требуется (Ascol 0) то требуемая расчетная длина анкеровки арматуры также будет меньше нуля следовательно условие анеровки сжатой арматуры колонны можно не учитывать.
Примем одноступенчатый фундамент общей высотой 900 мм с высотой ступени 300 мм и размерами в плане а х b =1.8 x 1.8 м. Размер подколонника 0.9х0.9 м.
Проверка прочности нижней ступени плиты:
Рабочая высота нижней ступени:
Проверяем условие прочности при действии поперечной силы без поперечного армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого сечения должно выполняться условие:
Поперечная сила от давления грунта:
Максимальное поперечное усилие воспринимаемое бетоном:
2.Расчет на продавливание
Проверяем нижнюю ступень фундамента на прочность против продавливания.
Расчет элементов без поперечной арматуры на продавливание при действии сосредоточенной силы производится из условия:
F – продавливающая сила принимаемая равной продольной силе в колонне первого этажа на уровне обреза фундамента за вычетом нагрузки создаваемой реактивным отпором грунта приложенным к подошве фундамента в пределах площади с размерами превышающими размер площадки опирания (подколонник фундамента 0.9х0.9 м) на величину h0 во всех направлениях.
A1 – площадь основания продавливаемого фрагмента нижней ступени фундамента в пределах контура расчетного поперечного сечения равная:
Площадь Ab определим по формуле:
где U – периметр контура расчетного сечения определяемый по формуле:
– условие выполняется следовательно прочность нижней ступени фундамента обеспечена.
3.Расчет арматуры фундамента
Подбор арматуры производим в двух вертикальных сечениях фундамента: по грани подколонника и по грани нижней ступени фундамента.
Арматуру подбираем по большей площади: Asmax=670 мм2
Принимаем нестандартную сетку шириной 1.6 м с рабочими стержнями 9d10 A400 с шагом стержней 200 мм и общей площадью арматуры As=707 мм2 > Asmax=670 мм2.
Процент армирования расчетных сечений:
Подколонник армируется конструктивно объемным каркасом свариваемых из четырех плоских каркасов с вертикальными стержнями диаметром 12 мм и шагом хомутов 400 мм. Стаканная часть подколонника армируется пакетом сеток из стержней диаметром 8 мм с шагом сеток 150 мм.
Проверить несущую способность простенка 1 и 3 этажа здания с жесткой конструктивной схемой.
Кладка стены выполнена из полнотелого кирпича марка 100 на растворе марки 25. Толщина стены =510 мм. Расчетное сопротивление кладки R = 1.3 МПа (с учетом коэффициента надежности по нагрузке и коэффициентом условий работы R=1.3·1.1·0.7=1 Мпа) объемный вес кладки γ=18 кНм3. Высота этажа Hst= 3.3м. На простенок опирается жб ригель заделанный на глубину а =250 мм. Привязка стены к оси 120 мм. Размер колонны 400х400 мм. Для сбора нагрузок определим грузовую площадь:
На стену действуют нагрузки:
– постоянная от ригеля:
– временная снеговая:
Рассмотрим простенок первого этажа:
Найдем расчетные усилия:
где N1 – собственный вес стены
N2 –вес перекрытий 2-го и выше этажей
N3 – давление от вышележащего перекрытия.
Несущую способность сечения простенка определяем по формуле:
- коэффициент учитывающий снижение несущей способности элемента при длительном действии нагрузки вследствие ползучести рассчитывается по формуле:
Определяем значение коэффициента продольного изгиба для всего сечения.
где - коэффициент продольного изгиба определяемый по фактической высоте элемента
где гибкость простенка:
hc=h – 2·e0=0.51 – 2·0.031=0.447 м
Значение упругой характеристики кладки α =750φс =0.925
- коэффициент продольного изгиба для всего сечения высотой в плоскости действия изгибающего момента определяемый по расчетной высоте
так как коэффициент =0 при
Площадь сжатого сечения:
Определяем фактическую продольную силу:
- условие выполняется следовательно несущая способность кирпичного простенка обеспечена.
Список используемой литературы:
СП 52 – 101 – 2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения. Нормы проектирования. М. 2004
СП 52 – 102 – 2004 Свод правил по проектированию и строительству предварительно напряженных железобетонных конструкций. 2004
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры к СНиП 2.03.01 – 84. Москва 1989.
СНиП 11 – 22 – 81. Каменные и армокаменные конструкции. Москва 1995.
СНиП 2.01.07 – 85. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция Москва 2011.

жбк.dwg

монтажный план сборного перекрытия
поперечный разрез здания
рядовая плита перекрытия ПП-1
торцевые листы 370х370х10
центрирующая прокладка 140х140х5
сетки косвенного армирования ø6 А400
бетон замоноличивания В15
арматурные выпуски ø16 А500
отверстие для пропуска арматуры
закладная деталь ригеля
арматурные выпуски ригеля
вставка из арматуры ø36 А500 L=80 мм
закладная деталь колонны
СТАЛЬНОЙ КАРКАС ОДНОПРОЛЕТНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
ОДНОЭТАЖНОЕ ПРОМЫШЛЕННОЕ ЗДАНИЕ
ГЕОМЕТРИЧЕСКАЯ СХЕМА ФЕРМЫ
РАСЧЕТНАЯ СХЕМА ФЕРМЫ М 1:100
бетонная подготовка В15
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
МНОГОЭТАЖНОЕ ЗДАНИЕ С НЕПОЛНЫМ КАРКАСОМ
их сечения и арматурные детали М 1:10
МОНТАЖНАЯ ПЕТЛЯ Пт-1
сетки ø8 А400 шаг 150 мм
спецификация изделий плиты перекрытия ПП-1
поперечный разрез М 1:200