Железобетонное перекрытие многоэтажного промышленного здания

8 вариант.dwg

Армирование плиты перекрытия М 1:20
Армирование второстепенной балки М1:40
СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ
Второстепенная балка
Арматура А-II d10 L=4855
Арматура А-II d20 L=4855
Арматура А-I d6 L=480
Арматура А-II d16 L=4920
Арматура А-II d18 L=4920
Арматура А-II d20 L=2730
Арматура А-II d10 L=1190
Арматура А-II d10 L=1240
Арматура А-II d18 L=2780
Арматура А-I d6 L=160
железобетонное перекрытие
промышленного здания
второстепенной балки
Армирование плиты перекрытия
Армирование второстепенной балки
Арматура А-III d12 L=5080
Арматура А-III d14 L=5080
Арматура А-I d8 L=480
Арматура А-III d12 L=5750
Расчетная схема плиты
План перекрытия М 1:200
Класс бетона ригелей В20
Класс арматуры панелей - А-III
Класс арматуры ригелей- А-II
Тип электродов для сварки - Э-42
Тип панелей - ребристые
Класс арматуры хомутов - А-I
Ригели таврового сечения
Класс бетона панелей - В15
Армирование ригеля М 1:40
Стык ригеля с колонной М1:20
Бетон замоноличивания
Теплоизоляционные плиты пеноплекс М35 =80
Гидроизоляционный слой =8 мм
Подстилающий слой из бетона класса В7
Подстилающий слой из песка крупной фракции =100
Утрамбованный щебень =150
Подстилающий слой из бетона В12
Гидроизоляция из ц.п. стяжки
Стык колонны и фундамента
АРМИРОВАНИЕ ПАНЕЛИ М 1:40
ПАНЕЛЬ ПЕРЕКРЫТИЯ М 1:40
Арматура А-I d10 L=5790
Арматура А-III d28 L=5790
Арматура А-I d8 L=420
Арматура А-I d10 L=1300
Арматура А-III d10 L=1360
Арматура Вр-I d4 L=155
Арматура А-II d28 L=7290
Арматура А-II d20 L=2100
Арматура А-II d22 L=5560
Арматура А-II d20 L=1824
Арматура А-II d20 L=1702
Арматура А-II d22 L=7100
Арматура А-II d25 L=7290
Арматура А-I d7 L=510
Арматура А-II d28 L=7100
Арматура А-II d18 L=4149
Арматура А-I d7 L=280

8 вариант.doc

Федеральное агентство по образованию РФ
Государственного образовательного учреждения
высшего профессионального образования
«Санкт-Петербургский государственный морской технический университет»
«Промышленное и гражданское строительство верфи»
«Железобетонное перекрытие многоэтажного промышленного здания»
по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции верфи»
Преподаватель Пчелкина Е.Е.
Учебная дисциплина: Железобетонные и каменные конструкции верфи
Задание на курсовой проект
Тема: Железобетонное перекрытие многоэтажного промышленного здания
Ф.И.О. студента Цтин Д.
Руководитель: Пчёлкина Елена Евгеньевна
Здание каркасное многоэтажное. Количество этажей 3 (4). Высота этажа 42 (45)м.
Класс бетона В20 – В40. Класс арматурной стали A-II A-III Bp-I. Армирование сварными сетками и каркасами. Класс стали закладных деталей С245 тип электродов для сварки Э-42.
Наружные стены кирпичные полы по СНиП верхний этаж внутренних колонн не имеет.
Временная нагрузка Vn13 кПаСетка колонн7х6
Размеры здания в осях21х36
Разработать проект многоэтажного каркасного здания в двух вариантах: сборном и монолитном с наружными кирпичными стенами. В монолитном варианте выполнить компоновку конструктивной схемы ребристого перекрытия расчет и конструирование плиты второстепенной балки кирпичного простенка первого этажа. В сборном варианте выполнить компоновку конструктивной схемы перекрытия расчет и конструирование пустотной или ребристой плиты ригеля колонны со стыком фундамента.
Графический материал:
Выполняется на двух листах формата А1.
Чертежи железобетонных конструкций со спецификацией арматуры: плиты второстепенной балки панели ригеля колонны фундамента узла сопряжения ригеля с колонной стыка колонн заделки колонны в фундамент.
Руководитель: Пчёлкина Е.Е.
Задание на курсовой проект2
I. МОНОЛИТНЫЙ ВАРИАНТ ПЕРЕКРЫТИЯ6
КОМПОНОВКА РЕБРИСТОГО ПЕРЕКРЫТИЯ6
2 Выровненные изгибающие моменты12
5 Схема армирования плиты15
ВТОРОСТЕПЕННАЯ БАЛКА16
2 Расчет продольной арматуры23
2.2 Расчет продольной нижней арматуры в крайнем пролете25
2.3 Расчет нижней продольной арматуры в средних пролетах26
2.4 Расчет верхней продольной арматуры в крайнем пролете.27
2.5 Расчет верхней продольной арматуры во втором пролете слева.28
2.6 Расчет верхней продольной арматуры в среднем пролете28
3 Расчет поперечной арматуры29
3.1 Расчет поперечной арматуры в крайнем пролете29
3.2 Расчет поперечной арматуры для сечения на средних пролетах36
3.3 Расчет поперечной арматуры для вторых от края опор41
4 Расчет обрыва продольной арматуры46
4.1 Расчет обрыва продольной арматуры в крайнем пролете46
4.2 Расчет анкеровки у грани свободных опор48
4.3 Расчет обрыва продольной арматуры во втором пролете51
4.4 Расчет обрыва продольной арматуры в средних пролетах53
5 Эпюра материалов55
РАСЧЕТ НЕСУЩЕГО ПРОСТЕНКА ПЕРВОГО ЭТАЖА56
1 Сбор нагрузок на простенок56
2 Расчет сечений простенка 1-го этажа57
3 Расчет на смятие58
II. CБОРНЫЙ ВАРИАНТ ПЕРЕКРЫТИЯ С БАЛОЧНЫМИ ПЛИТАМИ59
КОМПОНОВКА ПЕРЕКРЫТИЯ59
1. Корректировка варианта59
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПАНЕЛИ61
1. Назначение размеров и сбор нагрузок61
2. Определение расчетных усилий62
3. Характеристики материалов62
4 Проверка размеров сечения панели63
5 Расчёты панели по первой группе предельных состояний63
5.1 Расчёты по нормальным сечениям63
5.2 Расчёт по сечениям наклонным к продольной оси65
6 Расчёт панели по второй группе предельных состояний70
6.1 Геометрические характеристики приведённого сечения70
6.2 Расчёт трещиностойкости сечений нормальных к продольной оси71
6.3 Расчёты трещиностойкости сечений наклонных к продольной оси72
6.4 Расчёты по деформациям73
7 Проверка панели на монтажные нагрузки76
Расчёт монтажных петель:76
8 Конструирование панели77
РАСЧЁТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ МНОГОПРОЛЁТНОГО НЕРАЗРЕЗНОГО РИГЕЛЯ77
1 Определение размеров ригеля77
3 Характеристики материалов78
4 Определение расчётных усилий78
5 Проверка размеров сечения83
6 Расчёт на прочность по сечениям нормальным к продольной оси84
7 Расчёт по сечениям наклонным к продольной оси90
8 Эпюра материалов и конструирование элементов97
9 Расчёт стыка ригеля с колонной99
1 Сбор нагрузок на колонну и определение размеров поперечного сечения101
2 Исходные для проектирования102
3 Расчёт колонны по прочности102
4 Расчёт консоли колонны104
РАСЧЁТ ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ106
1 Определение размеров фундамента106
2. Расчёт на продавливание107
3 Проверка толщины фундаментной плиты исходя из прочности107
наклонных сечений107
4 Расчёт фундамента на раскалывание108
5 Расчёт прочности нормальных сечений108
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ110
I. МОНОЛИТНЫЙ ВАРИАНТ ПЕРЕКРЫТИЯ
КОМПОНОВКА РЕБРИСТОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
Рис. 1.1. Ребристое перекрытие[1]:
- несущая стена; 2 - главная балка; 3 - второстепенная балка;
- колонна; B - ширина здания; L - длина здания; bm - ширина главной балки; bp- ширина второстепенной балки; bfm - ширина грузовой площади главной балки; bfp - ширина грузовой площади второстепенной балки; bfpl - ширина грузовой площади плиты
Рисунок 1.2 Разрез 1-1. Плита опертая на второстепенные балки
а - ширина опорной поверхности плиты на стену; hp bp - ширина второстепенной балки; hp - расчетная высота второстепенной балки.
Рисунок 1.3 - Разрез 2-2. Второстепенная балка опертая на стену и главные балки
с - длина опорного участка второстепенной балки; hp lp1 lp - расчетные длины первого и средних пролетов.
Высота второстепенной балки:
Высота главной балки:
Ширина сечения второстепенной балки:
Ширина сечения главной балки:
- пролет плиты в осях в метрах;
- нормативная временная нагрузка на перекрытие в кПа.
Толщину плиты назначают кратной 10 мм не менее 100 мм.
- пролет второстепенной балки в осях в метрах;
- погонная нагрузка на второстепенную балку в кНм;
- высота главной балки в метрах;
- высота второстепенной балки в метрах.
Конструктивно плита опирается на несущие стены и второстепенные балки. Ширину опорной поверхности плиты на стену а принимают равной не менее hpl и не менее 120 мм (полкирпича). В качестве расчетной схемы плиты принимают пятипролетную неразрезную балку на шарнирных опорах. Для определения расчетной длины первого пролета нужно задаться законом распределения опорного давления на стену. Его обычно считают распределенным по закону прямоугольника или треугольника. В рассматриваемом опорном узле считают что реакция равномерно распределена по опорной поверхности. Такое допущение идет в запас прочности как и допущение о том что изгибающий момент на крайней опоре равен нулю.
Рис. 2.1. К выбору расчетной схемы плиты:
а=120 - ширина опорной поверхности плиты на стену; hp bp - ширина второстепенной балки; hp - расчетная высота второстепенной балки
В любом случае крайняя опора на расчетной схеме располагается в центре тяжести эпюры опорного давления.
Рис. 2.2. Расчетная схема плиты:
gp vp qpl - полная погонная нагрузка на плиту
На всех промежуточных опорах плиты образуются пластические шарниры в которых происходит максимальное раскрытие трещин. Поэтому в расчетной схеме длина пролета плиты принимается равной расстоянию между второстепенными балками в свету. Для того чтобы выровнять изгибающие моменты в первом пролете и на второй от края опоре с изгибающими моментами в средних пролетах часто первый пролет делают несколько меньше средних. Расчеты показывают что изгибающий момент в первом пролете оказывается примерно равным изгибающим моментам в средних пролетах если выполняется равенство: .
Вся длина плиты увеличится на 2 60 = 120 мм = 012 м.
Тогда общая длина плиты будет: lсумм = 21+ 012 = 2112 м.
Длина плиты: lpl2 = lсумм nпл = 2112 9 = 234 м.
Нагрузки собираются с грузовой площади ширина которой 1 м а длина – длина главной балки (рис. 1.1).
- погонные расчетная постоянная временная и полная нагрузки;
- заданная нормативная временная нагрузка;
=1 м – ширина грузовой площади плиты;
- плотность железобетона;
g – ускорение силы тяжести;
- коэффициенты надежности по постоянной и временной нагрузке;
- коэффициент надежности по назначению.
2 Выровненные изгибающие моменты
= - bр = 234 - 02 =214 м
Выровненные изгибающие моменты вычисляются по формулам:
- в крайних пролетах на вторых от края опорах:
- в средних пролетах и на средних опорах:
- на крайних опорах:
- на второй опоре слева:
- на второй опоре справа и на средних опорах:
Продольную арматуру в плите подбирают как для изгибаемого железобетонного элемента прямоугольного сечения размером bpl hpl:
Здесь коэффициент условий работы бетона следует принимать для обычных (не благоприятных для нарастания прочности) условий эксплуатации конструкции.
h0 = hpl – a где а = аb + d2 = 10 + 52 = 125 мм.
h0 = 008 – 00125 = 00675 м.
По приложению 21 Бондаренко В.М. «Железобетонные и каменные конструкции» принимаем
Определим граничную относительную высоту сжатой зоны:
- сжатой арматуры не требуется.
В сечениях где образуется пластические шарниры относительная высота сжатой зоны должна удовлетворять условию
следовательно разрушение бетона сжатой зоны под действием главных сжимающих напряжений не будет.
Подберем сетку для средних пролетов.
По сортаменту сварных сеток для средних пролетов и над средними опорами принимаем рулонную сетку с продольной рабочей арматурой
стержней с шагом 100
Сетку раскатываем вдоль главной балки по низу плиты в пролетах и поверху над опорами.
Подберем сетку для крайних пролетов и первой промежуточной опоры.
Поперечная арматура в балочных плитах толщиной до 150 мм как правило не ставится так как при большой ширине сечения удовлетворяется условие прочности по наклонному сечению:
где Rbt - расчетное сопротивление бетона растяжению.
Условие выполняется.
5 Схема армирования плиты
Многопролетную балочную плиту заармируем рулонными сетками с продольным расположением рабочих стержней. Рулон раскатывают по опалубке поперек второстепенных балок. Сетки перегибают на 025l от оси опоры. В первом пролете на основную сетку укладывают дополнительную которую заводят за опоры на 025l.
Рис. 2.4. Армирование плиты
Арматурные сетки и каркасы допускается стыковать как по длине так и по ширине внахлестку без сварки. При этом должны выполняться следующие требования:
)стыки рабочей арматуры должны располагаться в разбежку (стыкование без разбежки допускается при конструктивном армировании) и иметь длину перепуска (нахлестки) не менее
где:; Rs Rb - расчетные сопротивления арматуры и бетона; d - диаметр стыкуемых стержней;
)стыки распределительной арматуры выполняются с перепуском:
при диаметре распределительной арматуры до 4 мм включительно - 50мм;
при диаметре распределительной арматуры свыше 4мм - 100 мм.
ВТОРОСТЕПЕННАЯ БАЛКА
Конструктивно второстепенная балка опирается на несущие стены или на контурные обвязочные балки и главные балки.
Рис. 2.5. Второстепенная балка опертая на стену и главные балки:
с - длина опорного участка второстепенной балки; hp lp1 lp - расчетные длины первого и средних пролетов
Расчетные пролеты принимаются так же как и у плиты: для крайних пролетов - расстоянию от центра тяжести опорной поверхности до ближайшей грани главной балки а для средних - расстоянию между главными балками в свету. Длину опорного участка на стене принимают равной 250 мм исходя из условия заводки продольной арматуры за грань опоры не менее 15d где d - диаметр арматурного стержня.
В качестве расчетной схемы принимается пятипролетная (если фактическое количество пролетов больше или равно пяти) неразрезная балка таврового сечения.
Рис. 2.7. К определению размеров сечения второстепенной балки:
bfp - ширина сжатой полки тавра; bf1p - ширина свеса полки; bp - ширина ребра; hfp - толщина полки
Для того чтобы сечение балки можно было считать тавровым свесы полки должны изгибаться так же как и ребро. Это условие перестает выполняться при больших свесах вследствие чего они оказываются менее напряженными. Поэтому СНиП требуют ограничения свесов полок тавровых сечений:
при hfp 01×h p bf1p 6×hfp ;
при hfp ³ 01×h p bf1p (2.13)
в любом случае bf1p l pl 2 .
hfp ≥ 01×h p = 008м ≥ 0105 = 005м
bf1p l p 6 =5756 =096≥ 1
Ширина грузовой площади как показано на рис. 1.1 принимается равной расстоянию между второстепенными балками в осях и не зависит от того какая принята ширина полки сечения. Нагрузка на второстепенную балку состоит из:
- веса плиты на грузовой площади;
- веса ребра второстепенной балки;
- временной нагрузки на перекрытие.
Все нагрузки распределенные по площади приводятся к погонным нагрузкам.
При определении расчетных нагрузок нужно как и для плиты учитывать коэффициенты надежности: по постоянной нагрузке gfg по временной нагрузке gfv и коэффициент надежности по назначению gn.
При расчете второстепенной балки нужно учесть что временная нагрузка может менять свое положение. Вследствие этого отрицательные изгибающие моменты (при которых сжаты верхние волокна) могут возникать не только в опорных сечениях но и в пролетах. Для их определения нужно кроме схемы показанной на рис. 2.8 рассмотреть и такие схемы загружения при которых возникают максимальные отрицательные пролетные моменты. Как показывает анализ работы неразрезной балки максимальные отрицательные пролетные моменты возникают в ненагруженных пролетах в тех случаях когда балка загружена полной нагрузкой через пролет.
Рис. 2.8. Расчетная схема второстепенной балки
qp - полная погонная нагрузка на второстепенную балку;
gp - постоянная погонная нагрузка (собственный вес плиты и ребра) собранная с грузовой площади;
vp - временная погонная нагрузка собранная с грузовой площади.
Поперечные силы вычисляются по формулам :
*на крайних опорах -
*на второй опоре слева -
*на второй опоре справа и на средних опорах -
в крайних пролетах и на вторых от края опорах -
в средних пролетах и на средних опорах -
Однако работа реальной балки отличается от работы идеализированной расчетной схемы:
)в реальной балке полностью ненагруженных пролетов быть не может так как постоянная нагрузка действует всегда;
)опорные сечения реальной балки не могут свободно поворачиваться при деформации из-за частичного защемления их в главных балках в то время как в расчетной схеме такому повороту не препятствуют шарнирные опоры.
Эти два отличия облегчают условия работы второстепенной балки по сравнению с идеализированной расчетной схемой. Поэтому для вычисления отрицательных пролетных изгибающих моментов расчетную схему загружают через пролет полной нагрузкой qp а “ненагруженные” пролеты - условной нагрузкой:
Зная моменты определим минимальную полезную высоту h0:
a – расстояние от нижней грани плиты до центра тяжести рабочей арматуры.
Принимаем а = 35 мм.
Условие выполняется тогда увеличение высоты балки не требуется и h = 05м.
Высоту второстепенной балки принимаем h1=500мм.
Рассмотрим схемы загружения второстепенной балки для определения пролетных отрицательных изгибающих моментов
Рис 2.9. Схемы загружения второстепенной балки для определения
пролетных отрицательных изгибающих моментов
В наиболее нагруженных пролетах схем показанных на рис. 2.9 максимальные изгибающие моменты будут такими же как и в схеме 2.8 так как они равны моментам в пластических шарнирах. Для пролетов же нагруженных нагрузкой qp эпюра изгибающих моментов строится на основе принципа суперпозиции:
)строят эпюру М от опорных моментов;
)строят эпюру М от пролетной нагрузки;
)строят суммарную эпюру М.
Рассмотрим 1ый пролет:
Рис. 2.10. Эпюра М для первого пролета схемы на рис. 2.9 b)
Рассмотрим 2ой пролет:
Рис 2.11. Эпюра М для второго пролета схемы на рис. 2.9 a.
Рассмотрим средний пролет:
Объединяя положительные и отрицательные эпюры моментов для двух схем загружения получим огибающую эпюру моментов показанную на рис. 2.12.
Рис. 2.12. Огибающая эпюра М для второстепенной балки
2 Расчет продольной арматуры
Армируют второстепенную балку в пролетах плоскими сварными каркасами которые перед установкой в опалубку объединяют в пространственный каркас а на опорах - двумя рулонными сетками которые раскатываются вдоль главных балок.
Надопорные сетки обрывают по огибающей эпюры моментов (рис. 2.13).
Конструктивная сетка на крайней опоре устанавливается для того чтобы компенсировать частичное защемление балки в стене. Стыковые стержни соединяющие соседние пролеты плиты изготавливаются прямыми из арматуры периодического профиля и с крюками на концах - из гладкой арматуры. Если второстепенная балка опирается на стену через главную балку то стыковые стержни устанавливаются и на крайних опорах.
При подборе нижней продольной арматуры за расчетное сечение балки принимают тавровое сечение а при подборе верхней арматуры (и пролетной и опорной) - прямоугольное сечение с шириной равной ширине ребра так как полка находится в растянутой зоне и в работе балки не участвует.
h0 = 500 – a = 500-35=465мм.
По сортаменту сварных сеток над средними опорами принимаем 2 рулонных сетки с продольной рабочей арматурой
Число продольных стержней - 16 с шагом 100 мм и
Подберем сетку для крайней опоры.
По сортаменту сварных сеток над крайними опорами принимаем 2 рулонных сетки с продольной рабочей арматурой
Число продольных стержней - 17 с шагом 150х14+100х2 мм и
2.2 Расчет продольной нижней арматуры в крайнем пролете
Определим положение нейтральной оси.
h0 = 500 – 35 = 465 мм.
следовательно граница сжатой зоны проходит в полке.
Определим площадь растянутой арматуры:
сжатой арматуры не требуется
По сортаменту примем 4 стержня 14 мм A=616см2
2.3 Расчет нижней продольной арматуры в средних пролетах
По сортаменту примем 4 стержня 12 мм A=452 см2
2.4 Расчет верхней продольной арматуры в крайнем пролете.
По сортаменту примем 2 стержня 12 мм A=226см2
2.5 Расчет верхней продольной арматуры во втором пролете слева.
По сортаменту примем 2 стержня 14 мм A=308см2
2.6 Расчет верхней продольной арматуры в среднем пролете
По сортаменту примем 2 стержня 12 мм A=226см2
3 Расчет поперечной арматуры
3.1 Расчет поперечной арматуры в крайнем пролете
Проверка необходимости расчетной поперечной арматуры.
Расчет балок без поперечной арматуры на действие поперечной силы производится из условий:
)Qjb4×Rbt×bh02c (2.17)
Qмах - максимальная поперечная сила у грани опоры;
Q - поперечная сила в конце наклонного сечения на расстоянии с от грани опоры;
с - расстояние от грани опоры до вершины наклонной трещины;
jb4 - эмпирический коэффициент учитывающий свойства бетона. Для тяжелого и ячеистого бетона jb4=1.5.
25кН≤2509103кНм2020465м=2093кН
В формуле (2.17) расстояние с принимается равным:
в противном случае (2.19)
сmax=25h0=250465=116м
q1 - эквивалентная нагрузка равная
q1=g+v2=83+3122=1975 кНм
75кНм 432кНм следовательно
jb4×Rbt×bh02c = (1509103кНм202м04652)116=326кН
Q=Qmax- q1c = 7625кН – 148кНм116м=6145кН
45кН 326кН следовательно поперечная арматура в балке необходима из условия прочности по наклонному сечению.
Назначение диаметра и шага хомутов
Диаметр поперечных стержней назначают из условия сварки с продольными стержнями:
dsw - диаметр поперечных стержней;
ds - диаметр продольных стержней.
Количество хомутов в одном сечении балки равно количеству каркасов. Следовательно площадь хомутов в одном сечении балки равна:
n - количество каркасов в балке;
- площадь поперечного сечения одного хомута.
Расчетное сопротивление поперечной арматуры вычисляется по формуле [4]:
gs1=08 - коэффициент условий работы арматуры учитывающий неравномерность распределения напряжений по длине стержня;
Шаг хомутов назначают максимально допустимым а затем проверяют прочность по наклонному сечению.
Рис. 2.14. К расчету поперечной арматуры:
с - расстояние от грани опоры до вершины наклонной трещины; с0 - длина проекции наклонной трещины на ось балки; s1 - шаг хомутов на приопорном участке; s2 - шаг хомутов в средней части балки; 1- сетка плиты
Максимально допустимый шаг хомутов назначается по следующим соображениям:
При большом шаге поперечной арматуры может произойти разрушение по наклонной трещине расположенной между поперечными стержнями. Во избежание этого максимальное расстояние между хомутами должно устанавливаться так чтобы была обеспечена прочность по наклонному сечению как для элементов без поперечной арматуры на длине smax=c. Тогда из формулы (2.17) получим:
На приопорных участках равных при равномерно распределенной нагрузке l4 а при сосредоточенных силах - расстоянию до ближайшей силы но не менее l4 хомуты устанавливаются с шагом:
h2=5003=167мм принимаем S1=200мм.
s23h4=35004=375мм принимаем S2=400мм.
При небольшом количестве поперечной арматуры существует опасность что после образования наклонной трещины поперечные усилия воспринимаемые до этого бетоном не смогут быть восприняты поперечной арматурой и произойдет внезапное хрупкое разрушение балки [3]. Для предотвращения такого разрушения в балках где требуется расчетная поперечная арматура должно выполняться условие:
qsw=Asw×Rsws - интенсивность усилия в хомутах ; (2.28)
jb3 - эмпирический коэффициент учитывающий сопротивление бетона срезу по наклонному сечению в вершине трещины зависящий от класса бетона (для тяжелого и ячеистого бетона jb3=06);
коэффициент учитывающий влияние сжатых полок в тавровых и двутавровых сечениях. При этом ширина полки b’f≤b+3h’f а распределительные стержни надопорных сеток должны быть заанкерены в полке.
Отсюда получаем максимально допустимый шаг хомутов из условия минимального армирования:
b’f≤b+3h’f=02м+3008=044м
Разрушение балки не произойдет так как выполняется условие.
Проверка прочности наклонной полосы между наклонными трещинами
jw1 - коэффициент учитывающий влияние хомутов:
a - отношение модулей упругости стали и бетона:
mц - коэффициент армирования поперечной арматурой на опоре:
mw = Asw(b×s1); (2.34)
jb1 - коэффициент учитывающий плоское напряженное состояние в сжатой полосе между трещинами:
b - коэффициент принимаемый равным для тяжелого мелкозернистого и ячеистого бетона 001.
jb1=1- b×Rb=1- 001115МПа=0885
mw = Asw(b×s1)=10110-4м20202м=25 10-3
a=EsEb=20105МПа27103МПа=741
jw1=1+5×a×mw=1+57412510-3=109
Проверка прочности на действие поперечной силы по наклонной трещине.
Q - поперечная сила в вершине наклонного сечения
Q=Qmax- q1c = 7625кН – 184кНм116м=549кН
Qb - поперечная сила воспринимаемая бетоном
Mb=jb2×(1+jf)×Rbt×b×h02 (2.39)
jb2 - коэффициент зависящий от вида бетона (для тяжелого бетона jb2=200);
jf - коэффициент учитывающий влияние сжатой полки вычисляется по формуле (2.29);
Mb =2(1+015)09103кНм202м04652м=895 кНм
Qb=895кНм116м=772 кН
Значение Qb принимается не менее Qbmin = γb3(1+γf) Rbtbh0 (для тяжелого бетона γb3=06 ).
Qbmin = γb3(1+γf)Rbtbh0=06(1+015)09103кНм202м0465м=578 кН
Qb=772 кН ≥ Qbmin=578кН Qb=772кН
Qsw - поперечная сила воспринимаемая хомутами:
qsw - интенсивность усилия в хомутах вычисляемая по формуле (2.27)
с0 - длина проекции наклонной трещины принимаемая равной:
В формулах (2.37) (2.38) (2.41) расстояние от опоры до вершины наклонного сечения c вычисляется в зависимости от соотношения эквивалентной нагрузки q1 и интенсивности усилия в хомутах qsw :
q1 056qsw=141≤0567452кНм=4173кНм
Qsw=qsw×c0=143кНм0465=665 кН
7кН ≤ 772кН+665кН=1437кН.
3.2 Расчет поперечной арматуры для сечения на средних пролетах
Расчет балок без поперечной арматуры на действие поперечной силы производится из условий
787кН≤2509103кНм2020465м=2093кН
В формуле расстояние с принимается равным:
q1=g+v2=83+3122=239кНм
9кНм 432кНм следовательно
Q=Qmax- q1c = 10787кН – 239кНм116м=8014кН
14кН 326кН следовательно поперечная арматура в балке необходима из условия прочности по наклонному сечению.
Расчетное сопротивление поперечной арматуры вычисляется по формуле:
Рис. 2.15 К расчету поперечной арматуры:
h3=5002=167мм принимаем S1=200мм.
qsw=Asw×Rsws - интенсивность усилия в хомутах ;
Проверка прочности на действие поперечной силы по наклонной трещине
Mb=jb2×(1+jf)×Rbt×b×h02
jf - коэффициент учитывающий влияние сжатой полки вычисляется по формуле (2.27);
qsw - интенсивность усилия в хомутах вычисляемая по формуле 2.27
q1 056qsw=239≤056956кНм=535кНм
Qsw=qsw×c0=143кНм0465=665кН
14кН ≤ 772кН+665кН=1437кН.
3.3 Расчет поперечной арматуры для вторых от края опор
944кН≤2509103кНм2020465м=2093кН
Q=Qmax- q1c = 12944 кН – 239 кНм116м=10243кН
139кН 326кН следовательно поперечная арматура в балке необходима из условия прочности по наклонному сечению.
Расчетное сопротивление поперечной арматуры вычисляется по формуле 2.24:
Рис. 2.16. К расчету поперечной арматуры:
При большом шаге поперечной арматуры может произойти разрушение по наклонной трещине расположенной между поперечными стержнями. Во избежание этого максимальное расстояние между хомутами должно устанавливаться так чтобы была обеспечена прочность по наклонному сечению как для элементов без поперечной арматуры на длине smax=c. Тогда по формуле 2.25:
h3=5003=167мм принимаем S1=200мм.
Q=Qmax- q1c = 12944 кН – 239кНм116м=10243кН
q1 056qsw=239 ≤056956кНм=535кНм
243кН ≤ 772кН+665кН=1437кН.
4 Расчет обрыва продольной арматуры
4.1 Расчет обрыва продольной арматуры в крайнем пролете
Оборвем два стержня 2 14 АIII
Определим несущую способность двух стержней 14 А III
Находим положение нейтральной оси:
Следовательно нейтральная ось проходит в полке.
Высота сжатой зоны находится из условия:
Несущая способность сечения с двумя стержнями 14:
Места теоретического обрыва.
Находим из условия равенства изгибающего момента и момента который может быть воспринят продольной арматурой.
Д = 6562 - 4(-131)(-462)=18825
Места практического обрыва арматуры.
Определим величину запуска арматуры за сечения где теоретически возможен обрыв арматуры.
Определим требуемую длину анкеровки арматуры:
Кроме того чтобы обеспечить работу обрываемой арматуры с полным расчетным сопротивлением должно выполняться условие:
где lan - длина зоны анкеровки.
w=019м 0411м w=0411м
x1=x1t – w1 = 085 – 0411 = 0439м
x2 = x2t – w2 = 416 + 0411 = 4571м
4.2 Расчет анкеровки у грани свободных опор
Для свободных опорных балок за начало наклонного сечения принимают внутреннюю грань опор.
Определим длину проекции наклонной трещины
Определим изгибающий момент в вершине наклонной трещины
Определим требуемую длину анкеровки арматуры на свободной опоре
Так как за грань опор балка заходит на расстояние то возможная длина анкеровки не может превышать:
Поэтому арматура не сможет выдержать напряжение равное Rs без потери сцепления с бетоном.
Определим max усилие которое может выдержать растянутая арматура.
Усилие Ns в пределах зоны анкеровки принимается линейно увеличивающимся от нуля до полной величины Ns=Rs×As. Усилие N’s которое может быть воспринято стержнем на расстоянии ls lan определяется с помощью коэффициента условий работы арматуры:
где ls - расстояние от конца стержня до внутренней грани опоры.
Рис. 2.17. Анкеровка продольных стержней на крайней опоре Qma Ns - максимальное усилие которое может быть воспринято оставшимися стержнями; 1 - эпюра нормальных напряжений в продольных стержняхза гранью опоры.
Усилие Ns’ определяется по формуле:
Дополнительная анкеровка арматуры за гранью опоры.
Приварим за грань опоры 12 дополнительных стержней:
вертикальных и 4 горизонтальных.
При этом учитываемое в расчете усилие в арматуре увеличиваем на величину Nw:
nw - число приваренных анкерующих стержней на длине dw - диаметр приваренных анкерующих стержней; jw - коэффициент принимаемый по таблице ;
Nw = min ( Nw1 Nw2 ) = 726 кН
Полное усилие которое может воспринять заанкерный продольный стержень
Ns = Ns + Nw = 587кН + 726кН = 1313 кН
Определим положение нейтральной оси в приопорном сечении:
Rbtbfhf(h0-05hf) = 09103кНм223м008м(0465м - 05008м) =
Определим плечо внутренней пары сил:
Плечо внутренней пары:
= 0465-002=0445м=445мм.
- условие выполняется.
4.3 Расчет обрыва продольной арматуры во втором пролете
Оборвем два стержня 2 12 АIII
Определим несущую способность двух стержней 12 А III
Плечо внутренней пары сил:
Несущая способность сечения с двумя стержнями 12:
Д = 127322 - 4(-125)(-4079)=4256
x1=x1t – w1 = 033 – 0308 = 0022м
x2 = x2t – w2 = 985 + 035 = 102м
4.4 Расчет обрыва продольной арматуры в средних пролетах
Д = 84372 - 4(-125)(-354)=5348
x1=x1t – w1 = 045 – 031 = 014м
x2 = x2t – w2 = 63 + 019 = 611м
РАСЧЕТ НЕСУЩЕГО ПРОСТЕНКА ПЕРВОГО ЭТАЖА
Сетка колонн 7х6 м число этажей - 4 высота этажа 42 м размер оконного проема принимаем 18х15м толщина наружной стены hпр=510 мм.
Материалы: кирпич (обожженная глина пластического прессования); раствор марки М50. Кладка сплошная плотность кладки 18000 ширина оконного проема высота . Ширина рассчитываемого простенка . Грузовая площадь
шаг колонн в поперечном направлении
шаг колонн в продольном направлении.
Нагрузка от верхних этажей перераспределившись прикладывается в центр тяжести сечения простенка. Нагрузка от перекрытия рассматриваемого этажа приложена с фактическим эксцентриситетом. Расстояние от точки приложения опорной реакции балки до внутренней поверхности стены
С=250 - длина заделки ригеля в колонну
1 Сбор нагрузок на простенок
Нагрузка от перекрытий
здесь - количество этажей;
где hпар = 1 м – высота парапета; γк = 18 кНм3 – объёмный вес кирпичной кладки; ст = 053 м – толщина стены с учётом слоя штукатурки.
Полная нагрузка Nпр = Nкр + Nпер + Nст = 105+2994+31369 = 718 кН.
2 Расчет сечений простенка 1-го этажа
Расчётная длина простенка l0 = Hэт = 42 м. Упругая характеристика кладки α = 500 при марке раствора не ниже М10.
Нагрузка от перекрытия 2-го этажа Qsup = 998 кН прикладывается от внутренней поверхности стены на расстоянии равном d=70 мм.
Изгибающий момент от внецентренного приложения нагрузки в уровне перекрытия:
Момент действующий в верхнем сечении простенка:
Прочность кладки при внецентренном сжатии
где mg = 1 при hпр = 51 см > 30 см;
(- коэффициент продольного изгиба при и α = 500; для сжатой части при )
Принимаем марку кирпича М100 и раствора М50 для которых прочность кладки R = 15 МПа.
Применение сетчатого армирования по высоте простенка позволяет увеличить сопротивление кладки приблизительно в два раза и тем самым уменьшить марку кирпича и раствора.
где = 05 – при треугольной эпюре давления от местной нагрузки;
d = 15 05 = 15 05 05 = 125 – для кладки из кирпича; Ac = bpap = 20 25 = 500 см – площадь смятия; A = ap (bp + 2hпр ) = 25 (20 + 2 51) = 3050 см2 – расчётная площадь смятия;
условие прочности не выполнянется.
Примем марку кирпича М150 и раствора М75 для которых прочность кладки R = 20 МПа>Rсм=19МПа
а и б – конструктивная и расчетная схемы; в – эпюра моментов.
II. CБОРНЫЙ ВАРИАНТ ПЕРЕКРЫТИЯ С БАЛОЧНЫМИ ПЛИТАМИ
КОМПОНОВКА ПЕРЕКРЫТИЯ
Сборное балочное перекрытие состоит из сборных панелей и поддерживающих их ригелей. Применяем панели с круглыми пустотами. Ригель имеет прямоугольное сечение. Панели будем раскладывать по схеме с вкладышами между колоннами. Панели имеют номинальную длину 5-7м. и ширину 10-15м. Длина ригеля принимается от 6 до 8м. Ширина колонны – 300х300мм.
Рисунок 1 – Компоновка сборного железобетонного перекрытия
1. Корректировка варианта
Выполняем разрез вдоль панели перекрытия.
Рисунок 2 - Разрез 1-1
Корректируем длину панели:
Выполняем разрез поперёк панели перекрытия:
Рисунок 3 – Разрез 2-2
Корректируем ширину панели:
Конструктивные размеры ригеля:
Рисунок 4 - Откорректированный вариант сборного железобетонного перекрытия
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПАНЕЛИ
1. Назначение размеров и сбор нагрузок
Определение размеров плиты:
b1=85мм b2=100мм b3=100мм h = 380 мм
bпан = 1360 мм hпан = 60 мм
1 Сбор нагрузок на плиту панели.
Расчетная нагрузка на 1м. Длины нижней плиты численно равна нагрузке на 1 м2 плиты.
Нормативное значение нагрузки кПа
Расчётное значение нагрузки кПа
Керамическая плитка ;
Цементно-песчаная стяжка ;
Временная нагрузка полная
Кратковременная нагрузка
Длительно-действующая нагрузка
2 Определение расчетных усилий.
а) Усилия для расчета полок:
б) Расчетные усилия для продольных ребер: l0 = 5670м
в) Усилия для расчета продольных ребер по 2 группе предельных состояний
От полной нормативной нагрузки:
От длительно действующей нагрузки:
б) Расчетные усилия для поперечных ребер:
3 Характеристика материалов.
Бетон В15:Rb = 85 МПа
Rbt = 075 МПа для 1 группы предельных состояний
Rbser = 110 МПа Rbtser = 115 МПа для 2 группы предельных состояний
Арматура А-IIIRs=365 МПа
Проверка размеров сечения панели
Qмах = 5645 кН (продольные ребра по 1 группе предельных состояний)
Коэффициент φw1 учитывает влияние хомутов нормальных к продольной оси элемента.
h0 = 380 – 35 = 345 мм
4. Расчет панели по 1 группе предельных состояний
4.1. Расчет по нормальным сечениям
Принимаем сетку С1:
- Условие выполняется
Расчет продольных ребер:
Расчет ведем как для таврового сечения с высотой h=380 мм и шириной bf = bпан = 1360 мм ширина сечения нижней части тавра b = 170 мм
Определяем положение нулевой линии в тавровом сечении балки .
Условие выполняется. Поэтому можем подобрать для данного сечения арматуру.
Принимаем 2 стержня d=25 мм с Аsф=982 (см2).
Выполняем проверку прочности:
Расчет поперечных ребер:
Принимаем 1 стержень d=8 мм с Аsф=0503 (см2).
4.2. Расчет по наклонным сечениям.
b = 170 мм bf = 1360 мм h0 = 345 мм hf = 60 мм
Расчет ведем для Q=5599 Кн.
Выполняем проверку условия армирования:
= 06157500170345 = 3959 кН
где =06 для тяжелого бетона
гдеφf – коэффициент учитывающий влияние сжатых полок тавровых и двутавровых элементов.
φn – коэффициент учитывающий влияние продольных сил. φn=0.
Условие не соблюдается следовательно армирование назначаем по расчету
Определяем диаметр поперечной арматуры:
принимаем dsw = 7 мм с Аs = 0385 см2
Принимаем шаг поперечной арматуры как для приопорного участка:
т.к. h = 380 мм 450 мм то Sк = h2 150 мм
S = 190 > 150 мм принимаем Sк = 150 мм
Определяем интенсивность хомутов:
Определяем длину проекции наклонной трещины на продольную ось:
h0 С0 2h0 0345 072> 069. Принимаем h0=069
Определяем поперечную силу воспринимаемую бетоном:
Определяем поперечную силу воспринимаемую арматурой:
Выполняем проверку на действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами:
где φw1-коэффициент учитывающий влияние хомутов нормальных к продольной оси элемента
. Принимаем φw1=108
φb1 определяется по формуле:
условие выполняется.
Проверка на действие поперечной силы по наклонной трещине:
Проверка заведения оборванных стержней:
Условие прочности между 2 – мя хомутами:
Расчет ведем для Q =2799 Кн (по эпюре поперечных сил)
где =06 для тяжелого бетона
99 кН3959 кН -условие соблюдается поэтому арматуру назначаем конструктивно
Принимаем шаг поперечной арматуры как для пролетного участка:
Sк = 3h4 = 33804 = 285 500 мм
принимаем Sк = 250 мм
5. Расчет панели по II группе предельных состояний.
b =170 мм bf = 1360 мм hf = 60 мм.
5.1 Определение геометрических характеристик
Определяем площадь приведенного сечения:
Asb = As* α = 76913=6939 см2
Ab1 = 61433=8598 см2
Аred = 8598+544+913*76=147319 см2
Статический момент приведенного сечения
Y1 = 35 см Y2 = 16 см
Sred = 859835+54416+693935 = 3903987 см3
Центр тяжести всей фигуры
Y0 = Sred Аred = 3903987147319 = 265 см
Момент инерции приведенного сечения
Jred =S(AbiZi2+J0i)+Asb Zi2
Z1 = 265-35=85 см Z2 = 265-16= 105 см
Jz1 = 143360312 = 25794 см4 Jz2 = 1732312 = 464213 см4
Jred = 8598852+5441052+25794+464213+6939 (265-35)2 = 20780456 см4
Определяем момент сопротивления приведенного сечения
Wred=JredY0 = 20780456265 = 78417 см3
5.2 Расчет трещинностойкости сечений нормальных к продольной оси.
) Расчет на образование трещин:
Мн – максимальный момент от полной нормативной нагрузки (п.2.2)
Мcrc= Rbt.ser*Wpl – момент при котором образуются трещины
Wpl = gWred = 1500078417 = 00118 м3
g = 15 для таврового сечения
Мcrc = 160000118 = 1353 кНм
Необходим расчет на раскрытие трещин
d – диаметр продольной арматуры в мм d = 25 мм
- коэффициент армирования
=1 –для изгибаемых элементов
=1 – учитывает вид и класс растянутой арматуры.
φl – зависит от длительности действия нагрузок
φl=1 для кратковременного действия
φl=16-15 = 16-150013=1405 – для длительного действия
b = 18 – для тяжелого бетона
Определяем продолжительную ширину раскрытия трещин:
Непродолжительная ширина раскрытия трещины:
а) Непродолжительная ширина раскрытия трещины от полной нормативной нагрузки
б) Непродолжительная ширина раскрытия трещины от длительной нагрузки:
Условие выполняются трещины открываются в пределах допустимого
5.3 Расчет трещинностойкости сечений наклонных к продольной оси.
) Расчёт на образование трещин
Qnmax=5645 кН–максимальная поперечная сила от полной нормативной нагрузки
= - минимальная поперечная сила воспринимаемая только бетоном
Qnmax=5645 = 6152 кН
5.4 Расчет по деформациям.
Прогибы продольных ребер считаем по формулам строительной механики определяя входящие в них значения кривизны согласно п.4.23-4.30 СНиП. Если трещины нормальные к продольной оси образуются то непродолжительная величина прогиба:
- от непродолжительного действия полной нормативной нагрузки
- от непродолжительного действия длительной нагрузки
- от продолжительного действия длительной нагрузки
ri – радиус кривизны
S – коэффициент от равномерно распределенной нагрузки
- коэффициент учитывающий работу растянутого бетона на участке с трещинами.
- при длительном действии нагрузки
- при кратковременном действии нагрузки
b=09 – коэффициент учитывающий влияние сжатых полок
=015 –для длительного действия нагрузки
=045 – для кратковременного действия нагрузки.
От непродолжительного действия полной нормативной нагрузки:
Мн=8383 кНм = 0006 Еs = 20104 МПа Eb = 23103 МПа =045
Wpl = gWred = 00118 м3
- при кратковременном действии нагрузки b=09
От непродолжительного действия длительной нагрузки.
Мн=7537 кНм = 001 Еs = 21104 МПа Eb = 23103 МПа
От продолжительного действия длительной нагрузки:
6 Проверка панели на монтажные усилия.
Для монтажа и транспортировки панели в ней предусматривают четыре монтажные петли из круглой стали класса АI. Закладываются петли на расстоянии 07м от концов панели.
) Нагрузка от собственного веса панели при подъеме.
) Отрицательный изгибающий момент консоли.
Площадь сечения арматуры необходимая для восприятия отрицательного момента.
Усилие приходящееся на одну плиту:
Площадь сечения одного стержня:
= NRs = 1467225000 = 077 см2
По таблице принимаем стержни диаметром d10 мм с = 0785 см2
РАСЧЁТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ МНОГОПРОЛЁТНОГО НЕРАЗРЕЗНОГО РИГЕЛЯ
1 Определение размеров ригеля
принимаем высоту сечения ригеля 800мм;
Первоначально принимаем ширину сечения ригеля 300мм;
Консольный свес: а = 120 мм.
Площадь поперечного сечения ригеля: S = 024 м2.
Рисунок 13 – Определение
3 Характеристики материалов
Бетон В20: Rb = 115 МПа × gb2 = 115 × 09 = 1035 МПа
Rbt = 09 МПа × gb2 = 09 × 09 = 081 МПа
Арматура А – II: Rs = 280 МПа
Арматура А – I: Rs = 225 МПа
4 Определение расчётных усилий
Ригель рассчитывается как многопролётный неразрезной.
Расчёт будем вести по методу предельного равновесия. В этом методе для унификации узлов рекомендуется выравнивать изгибающие моменты.
При расчёте будем рассматривать все возможные сочетания нагрузок
Крайний расчётный пролёт:
Изгибающие моменты определяются по следующей формуле:
- коэффициент принимаемый по таблице 2;
- средний по величине пролёт;
Построим огибающую эпюру
Эпюра поперечных сил
Рисунок 11 – Огибающая эпюра М Q
5 Проверка размеров сечения
). Выполняем проверку по опорному изгибающему моменту.
принимаем высоту сечения 550мм
). Проверка по наклонной сжатой полосе
φw1- коэффициент учитывающий поперечное армирование φw1 =1;
φb1- коэффициент учитывающий класс бетона:
6 Расчёт на прочность по сечениям нормальным к продольной оси
). Определяем коэффициент am:
). Определяем граничную относительную высоту сжатой зоны:
). Определяем площадь арматуры:
). Подбираем необходимое количество стержней:
Принимаем 322 =114см2 А-II
). Определяем значение высоты сжатой зоны:
). Определяем относительную высоту сжатой зоны:
). Сравниваем значения x и xR:
). Выполняем проверку прочности:
24 кН×м 36006 кН×м условие прочности выполняется.
Принимаем 328 =1847см2 А-II
условие прочности выполняется.
г). сечение 4-4 (025 от опоры в среднем пролете):
Принимаем 320 =941см2 А-II
7 Расчёт по сечениям наклонным к продольной оси
Рисунок 15 – Огибающая эпюра Q
I Крайний пролётный участок
). Проверяем необходимость постановки поперечной арматуры по расчёту:
19 > 88938 – армирование требуется по расчёту
). Определяем диаметр арматуры.
- условие свариваемости
). Определяем интенсивность поперечного армирования.
кН > 1712 кН принимаем кН
). Определяем конструктивный шаг поперечного армирования
0 принимаем шаг арматуры 450 мм.
). Определяем максимальный шаг поперечного армирования
принимаем шаг арматуры 500 мм
). Определяем расчётный шаг поперечной арматуры
принимаем шаг арматуры 250мм
). Выбираем шаг поперечной арматуры 250мм
). Проверяем условие прочности по опасной наклонной трещине
- поперечная сила воспринимаемая бетоном.
- поперечная сила воспринимаемая поперечной арматурой и хомутами.
). Проверяем прочность по наклонной сжатой полосе
- условие выполняется
). Проверяем условие прочности между двумя соседними хомутами
19 72336 – условие выполняется
Приопорный участок среднего пролета (3 зона):
Расчет ведем для Q=Qпр = 3194 кН.
94 > 8893 - условие не выполняется – армирование требуется по расчёту
кН 247102 кН принимаем кН
0 принимаем шаг арматуры 250 мм.
мм принимаем шаг арматуры 500 мм
мм принимаем шаг арматуры 150мм
). Выбираем шаг поперечной арматуры 150мм
1 1227 162 принимаем
53 60638 – условие выполняется прочность обеспечена.
- условие выполняется9). Проверяем условие прочности между двумя соседними хомутами
53 248006 – условие выполняется
Пролетный участок крайнего пролета (2 зона):
Расчет ведем для Q=Qпр = 31873 кН.
873 > 137871 - условие не выполняется – армирование требуется по расчёту
кН 98373 кН принимаем кН
> 500 принимаем шаг арматуры 500 мм.
мм принимаем шаг арматуры 400мм
). Выбираем шаг поперечной арматуры 400мм
873 388999 – условие выполняется прочность обеспечена.
873 930023 – условие выполняется
Пролетный участок среднего пролета (4 зона):
Расчет ведем для Q=Qпр = 2627 кН.
27 > 137871 - условие не выполняется – армирование требуется по расчёту
кН > 68240 кН принимаем кН
мм принимаем шаг арматуры 100мм
). Выбираем шаг поперечной арматуры 100мм
27 367416 – условие выполняется прочность обеспечена.
27 37200 – условие выполняется
8 Эпюра материалов и конструирование элементов
Для экономичного армирования проверки правильности армирования и обеспечения прочности во всех сечениях неразрезного ригеля необходимо строить эпюру арматуры. Ординаты такой эпюры вычисляют как сумму моментов внутренних сил в рассматриваемом сечении балки армированной одним стержнем рабочей арматуры.
Рисунок 16 – Эпюра материалов
- поперечная сила в точке обрыва;
). Крайний пролётный участок
). Приопорный участок (крайний)
). Средний пролётный участок
м 036м принимаем W=036м;
). Приопорный участок (средний)
9 Расчёт стыка ригеля с колонной
Принимаем жёсткий стык с использованием ванной сварки.
Рисунок 17 – Стык ригеля с колонной
Площадь поперечного сечения закладных деталей:
- максимальный изгибающий момент в ригеле по грани колонны;
- расстояние между центрами тяжести верхней рабочей арматуры и закладной детали в ригеле;
=245МПа – расчётное сопротивление прокатной стали С245;
Суммарная длина сварного шва для соединения закладных деталей между собой:
- поперечная сила в ригеле;
- коэффициент трения;
- катет сварного шва;
МПа - расчётное сопротивление углового шва срезу; при использовании для сварки электродов типа Э-42.
Принимаем катет сварного шва 8мм.
При двустороннем сварном шве:
Принимаем закладные детали с по ГОСТ 19903-74*.
1 Сбор нагрузок на колонну и определение размеров поперечного сечения
Нагрузка от покрытия
где gпок = 5 кНм2 – расчётная нагрузка от веса покрытия (принимаемая условно).
Нагрузки от 4 перекрытий
Площадь поперечного сечения колонны
Материал колонны: бетон В20 с Rb = 115 МПа; = 0025.
Принимаем b × h = 40 × 50 см.
Собственный вес колонны
2 Исходные для проектирования
Бетон В20 с Rb = 115 МПа; Rbt = 09 МПа; Eb = 27 500 МПа.
Арматура А400 с Rs = Rsc = 355 МПа; Es = 200 000 МПа; сечение b × h = 40 × 50 см
Расчётная длина l0 = 07Hпод = 07 42 = 294 м.
Случайный эксцентриситет
ea1 =1 см; ea2 =h 30=16 см; eа3 = l0 600 = 294 600 =05 см.
3 Расчёт колонны по прочности
Расчёт в плоскости рамы.
Для расчёта рассмотрены три точки.
Рисунок 18 - Расчетная схема колонны и эпюра моментов
В точке 2 > 4 необходимо учитывать влияние прогиба на величину эксцентриситета.
Вес колонны подвала Gк под = 04 ·05· 25·11·095· 42 = 22 кН.
Значение продольных сил в точках:
Условная критическая сила
При (для арматуры А400)
Принимаем 6 22 А400 с > . Поперечная арматура 6 А400 с .
4 Расчёт консоли колонны
Длина площади опирания ригеля
Опорная реакция ригеля
Принимаем . Максимальная расчётная площадь смятия . Площадь смятия . Окончательно принимаем . Вылет консоли .
Рабочая высота консоли
где – расстояние от опорной реакции до грани колонны.
При высоте свободного края консоли и угле наклона 45° высота консоли ; .
Площадь рабочей арматуры
Рисунок 19 - К расчёту консоли
По сортаменту принято 3 16 А400 с .
При . Поперечная арматура в виде наклонных хомутов 6 А400 с шагом .
Проверяем прочность наклонных сечений по наклонной сжатой полосе:
где ; ; – для 2 6 А400.
РАСЧЁТ ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ
Усилия действующие на фундамент:
1 Определение размеров фундамента
Фундамент проектируется с подколонником стаканного типа и фундаментной плитой.
Рисунок 20 - Схема фундамента
) Hст ≥ (1 15) hк + 005 = 055 08 м;
) Hст ≥ hан + 005 = 053 + 005 06 м.
При сжатой арматуре в колонне hан = 24d = 240022 = 053 м;
Hф ≥ Нст + 200 = 08 + 02 = 1 м.
Принимаем высоту типового фундамента Hф = 15 м. Тогда заглубление
Hз = Hф + 015 =15 + 015 = 165 м.
Площадь подошвы фундамента
где ; – осреднённый коэффициент надёжности по нагрузке; – объёмный вес фундамента и грунта на уступах;
R0 = 03 МПа = 300 кПа – расчётное сопротивление грунта; .
Принимаем размеры подколонника hп= bп = 12 м.
2. Расчёт на продавливание
Высота плитной части из условия продавливания
где Rbt = 09 МПа = 900 кПа (для бетона В20); .
Принимаем высоту плитной части 30 см.
При сочетании 1 + 2 усилия действующие в уровне подошвы фундамента:
– фундамент рассчитывается как центрально нагруженный.
3 Проверка толщины фундаментной плиты исходя из прочности
Действующая поперечная сила
где – проекция наклонного сечения ( h0 = 03 0035 = 0265 м; b = 1 м).
Поперечная сила воспринимаемая бетоном
Qb = 05Rbtbh0 = 05· 09 ·100 · 265· 01 = 119 кН Q = 185 кН.
Увеличиваем толщину фундаментной плиты до hпл = 60 см и принимаем её двухступенчатой тогда h0 = 60 – 35 = 565 см; Qb = 05·09·100·565·01 = 254 кН > Q = 185 кН.
4 Расчёт фундамента на раскалывание
Площади сечений фундамента плоскостями проходящими через ось колонны параллельно сторонам фундамента:
При – прочность на раскалывание
Условие прочности выполняется.
5 Расчёт прочности нормальных сечений
с1 = 05(3 21) = 045 м;
где для арматуры А400 Rs = 355 МПа; h01 = 30 – 35 = 265 см.
с2 = 05 (3 12) = 09 м; h02 = 60 – 35 = 565 см;
с3 = 05 (3 04) = 13 м; h03 = 150 – 35 = 1465 см;
Принимаем 15 10 А400 с As табл = 118 см2 с шагом s = 200 мм.
СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции Госстрой СССР - М.: ЦИТП Госстроя СССР 1992. —80 с.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. 5-е изд. - М.: Стройиздат1991.— 767 с.
Стуков В.П. Железобетонные конструкции: Основные данные и нормативные материалы к выполнению курсовых проектов № 12.- Архангельск: РИО АЛТИ 1992.-36с.
Стуков В.П. Монолитный вариант плоского перекрытия с балочными плитами: Методические указания к курсовому проекту №1 «Железобетонные конструкции».- Архангельск: РИО АЛТИ 1979.-28с.
Стуков В.П. Сборный вариант плоского перекрытия с балочными плитами. Компоновка перекрытия и проектирование панели: Методические указания к курсовому проекту №1 «Железобетонные конструкции».- Архангельск: РИО АЛТИ 1981.-24с.
[1] Здесь и в дальнейшем используются индексы :
p - второстепенная балка (part
m - главная балка (main) .