Железобетонные конструкции промышленного многоэтажного здания

Лист.dwg

Железобетонные конструкции
Плита перекрытия М 1:20
Стык ригеля с колонной М1:20
и сварной каркас М1:20
Сечения колонны М 1:20
Армирование ригеля М1:50
План перекрытия каркасного здания М1:100
Поперечный разрез каркасного здания М1:100
Сечения ригеля М1:50
Узел опирания ригеля
на кирпичную стену М1:20
Спецификация арматуры ригеля
Ригель крайнего ряда
Армирование второстепенной балки М1:25

болда1.docx

Компоновка конструктивной схемы здания из сборных ЖБК3
Расчет и конструирование сборной плиты перекрытия4
Расчет и конструирование сборного неразрезного ригеля перекрытия11
Расчет и конструирование сборной колонны первого этажа17
Расчет и конструирование стыка ригеля с колонной19
Расчет и конструирование стыка колонн20
Расчет и конструирование центрально-нагруженного фундамента под колонну25
Сбор нагрузок и расчет несущего простенка первого этажа26
Компоновка конструктивной схемы здания из монолитных ЖБК28
Расчет и конструирование монолитной плиты балочного перекрытия29
Расчет и конструирование второстепенной балки31
Компоновка конструктивной системы здания из сборных железобетонных конструкций
Конструктивная схема проектируемого здания по заданию – жёсткая.
Количество пролётов поперёк здания – 3. Расстояние между продольными разбивочными осями – l1=6 м.
Количество пролётов вдоль здания – 10. Расстояние между поперечными разбивочными осями – l2=54 м.
Количество этажей – 4. Высота этажей – 36м.
Толщина наружных стен – 510мм на нижних этажах и 380мм на верхних. Материал кладки – кирпич глиняный полнотелый.
Привязка наружных разбивочных осей принимается равной 250 мм от наружной грани стены.
Расчёт и конструирование сборной плиты
задаёмся размерами сечения ригеля:
нормативные и расчётные нагрузки на 1 м2 перекрытия:
коэффициент надёжности по нагрузке
расчётная нагрузка Нм2
собственный вес ребристой плиты;
керамическая плитка 13 мм
Расчётная нагрузка на 1 погонный метр при принятой ширине плиты 13м с учётом коэффициента надёжности по назначению здания γп = 095:
постоянная – g = g1*bn*γn = 3586*13*095 = 442871 Нм;
временная – V = V1* bn*γn = 10200*13*095 = 8892 Нм;
полная – g + V = 442871 + 8892 = 1332071 Нм.
Нормативная нагрузка на 1 погонный метр:
постоянная – gн = g1н*bn*γn = 3180*13*095 = 39273 Нм;
постоянная и длительная – (3180+4500)*13*095 = 94848
полная – gн + Vн = (3180+6000)*13*095 = 113373 Нм.
Усилия от расчётных и нормативных нагрузок:
от нормативной полной нагрузки:
от нормативной постоянной и длительной:
Мп+д = (gн+Vдл)*l208 = 94848*58828 = 409914 Н*м.
Высота сечения ребристой предварительно напряжённой плиты:
рабочая высота сечения: h0 = h – аsp = 027 – 003 = 024м;
ширина продольных ребер понизу – 007м;
ширина верхней полки: b1f = 136м.
В расчётах по предельным состояниям первой группы расчётная толщина сжатой полки таврового сечения h1f = 005м;
расчётная ширина ребра: b = 2*007 = 014 м.
Ребристую предварительно напряжённую плиту армируют стержневой арматурой класса А-600 по заданию. Бетон тяжёлый класса В35 соответствующий напрягаемой арматуре также по заданию.
Согласно прилож.1-4 [1]:
призменная нормативная прочность Rbn = 22 МПа;
расчетная Rb = 170 МПа;
коэффициент условий работы бетона γb2 = 09;
нормативное сопротивление при растяжении Rbth=18 МПа;
расчётное Rbt = 12 МПа;
начальный модуль упругости бетона Еb = 30000 МПа;
нормативное сопротивление арматуры Rsn = 980 МПа;
расчётное сопротивление арматуры Rs = 815 МПа;
модуль упругости арматуры Еs = 190000 МПа;
предварительное напряжение арматуры принимается равным sp = 065*Rsn = 065*980 = 637 МПа.
sp + Р = 46975 Р=30+360 l=54+04=58 – расстояние между зажимами стенда.
Расчёт прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси:
М = 575694 Н*м сечение тавровое с полкой в сжатой зоне:
По приложению 11 находят = 0043.
Нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки.
Относительная граничная высота сжатой зоны равна
sel – относительная деформация в арматуре при достижении в ней .
для арматуры с пределом текучести
где принимается с учетом всех потерь при коэффициенте точности натяжения sp= 0.9.
Рекомендуется предварительно принять
- предельная относительная деформация сжатого бетона.
При площадь сечения растянутой арматуры равна
s3 – коэффициент условий работы учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести;
при принимается s3 = 11.
Принимаем 214 А600 с площадью Asp = 308мм2 (прил. 6 [1]).
Расчёт полки плиты на местный изгиб:
Расчетный пролет равен расстоянию в свету между продольными ребрами и при их ширине вверху 9 см. составляет:
l0 = 116 – 2*9 = 98 см.
Нагрузку на 1м2 полки принимаем такую же как для плиты:
((g+V) bn )*γп = (133207113)*095 = 97344 Нм2.
Расчет на прочность ведется для полосы шириной 10 м. Изгибающий момент для полосы шириной 1м. определяется с учетом частичной заделки полки в ребрах.
М = g*l2011 = 97344*98211 = 103222 Н*м.
Рабочая высота сечения: h0 = 5 – 15 = 35 см.
Подбор сечения арматуры
По приложению 11 определяется =097
Полка армируется сетками из арматуры класса В500С с Rs=370 МПа.
Площадь сечения арматуры для полосы шириной 1м равна:
Принимаем 104 В500С с As=126мм2.
Полка армируется сетками с поперечной рабочей арматурой 4 В500С с шагом s=100 мм.
Расчёт прочности ребристой плиты по сечению наклонному к продольной оси:
- условие прочности по наклонному сечению
Q – расчетная поперечная сила от нагрузки
- поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении
- поперечная сила воспринимаемая хомутами в наклонном сечении.
Для ребристой плиты как правило требуется постановка поперечной арматуры (хомутов):
- на приопорном участке длиной 025l0 в каждом ребре устанавливаются поперечные стержни 5В500 с шагом мм. Принимаем мм.
- в средней части пролета с шагом мм. Принимаем мм.
Усилие в поперечной арматуре на единицу длины элемента:
Asw=2*196=392 мм2 Rsw=260 МПа.
Поперечная сила воспринимаемая бетоном равна где
С – наиболее опасная длина проекции наклонного сечения.
n – коэффициент учитывающий влияние усилия предварительного обжатия бетона Р.
A1 – площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки
A1= b*h=140*270=42000 мм2;
При небольшом количестве поперечной арматуры существует опасность внезапного хрупкого разрушения по бетону. Чтобы этого не произошло необходимо соблюдать условие:
Условие выполняется гарантия от хрупкого разрушения по бетону обеспечена хомуты полностью учитываются в расчете.
Мв=15*n*Rbt*b*h02=15*1287*12*14*242=4179357 Н*см
Значения С принимают равным
При С>3*h0 величина поперечной силы Qв сохраняет примерно постоянное значение равное
Принимаем значение С = 3*h0 = 3*240 = 810 мм и
Если то следует принимать
Поперечная сила Qsw воспринимаемая хомутами определяется по формуле:
Qsw= 075qsw*C0 = 075*680*540=36700 H
C0 - длина проекции наклонной трещины принимаемое равной C но не более 2h0.
Так как С>2h0то принимаем значение:
Проверяем условие принимая Q в конце наклонного сечения т.е.
Q=Qmax – q1c = 39163 – 10357*71 = 29842 H
Qв+0.75qswC0 = 25638 + 36700 = 36700 > Q = 29842 кH
Т.е прочность любого наклонного сечения обеспечена.
Чтобы обеспечить прочность по наклонному сечению между поперечными стержнями шаг хомутов должен быть не более максимального расстояния между ними т.е. должно выполняться условие
Кроме того согласно конструктивным требованиям мм.
Расчет прочности по бетонной сжатой полосе между наклонными трещинами.
Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям второй группы.
Определение геометрических характеристик приведённого сечения:
Отношение модулей упругости: α = ЕsЕb = 1900030000 = 633;
Площадь приведённого сечения:
Аred = Аb + α*As = (126*5 + 14*25) + 633*308 = 1000 см2.
Расчёты производим по ф. 2.28-2.32 СНиП 52-01-2003
Статический момент площади приведённого сечения относительно нижней грани:
Sred = 126*5*275 + 14*25*125 + 63*308*3 = 217582 см3.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведённого сечения:
y0 = SredАred = 2175821000 = 218 см.
Момент инерции приведённого сечения:
Ired = Ib + α*Is = (112*5312 + 112*5*552 + 14*30312 + 14*30*72) +633*308*192 = 77225см4.
Расстояние от ядровой точки А наиболее удаленной от растянутой зоны ло центра тяжести приведенного сечения:
r = Wred Аred = 35421000 = 27 см;
Момент сопротивления приведённого сечения по нижней зоне:
Wred = Iredу0 = 77225218 = 3542 см3.
Момент сопротивления приведённого сечения по верхней зоне:
Wred1 = Ired(h - у0) = 77225(30 - 218) = 9418 см3.
Определение потерь предварительного напряжения арматуры:
Начальные предварительные напряжения в арматуре
Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения:
= 003* sp = 003*360 = 153 МПа.
При изготовлении по агрегатно-поточной технологии изделие при пропаривании нагревается вместе с формой и упорами поэтому температурный перепад между ними равен нулю и следовательно . Потери от деформации формы и анкеров при электротермическом способе натяжения равны нулю.
Усилие обжатия с учетом первых потерь равно:
Р1 = Аs*(sp - 1) = 308*(360 – 153)*100 = 152460 Н.
Максимальные сжимающие напряжения в бетоне от действия силы P(1) не должны превышать 0.9*Rbp:
Rbp=07*В – передаточная прочность бетона;
Rbp=07*В=07*25=175 МПа.
еор = у0 – а = 22 – 3 = 19 см.
bp=5.917.5 МПа т.е. требование выполнено.
Определим вторые потери.
Потери от усадки равны где
- деформации усадки бетона (для бетонов В25 и ниже =00002)
Потери от позучести бетона определяются на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры по формуле:
bcr - коэффициент позучести определяется по приложению 4 в зависимости от влажности воздуха окружающей среды и класса бетона;
для бетона В25 значение bcr =25.
- напряжения в бетоне на уровне центра тяжести арматуры в растянутой зоне.
Mg – изгибающий момент от собственного веса в середине пролета
Потери от ползучести бетона равны
Суммарная величина потерь напряжения
МПа>100 МПа т.е. требованиям п. 2.2.3.9 выполнены.
Напряжение с учетом всех потерь равно МПа.
Усилие обжатия с учётом полных потерь:
Расчёт по образованию трещин нормальных к продольной оси:
Момент образования трещин предварительно напрягаемых элементов в стадии эксплуатации определяется так:
- нормативное сопротивление бетона растяжению;
для бетона класса В25 значение МПа.
=13 для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.
Mcrc=23 кН*м MH=48кН*м
Поскольку момент образования трещин Mcrc меньше изгибающего момента от нормативной нагрузки MH то трещины в растянутой зоне образуется. Следовательно необходим рачет по раскрытию трещин
Расчёт по раскрытию трещин нормальных к продольной оси:
Раскрытие трещин нормальных к продольной оси в изгибаемых элементах определяют по формуле:
где - приращение напряжений в предварительно напряженной арматуре в сечении с трещиной от внешней нагрузки;
- базовое (без учета вида внешней поверхности арматуры) расстояние между смежными нормальными трещинами.
- коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки принимаемый:
при непродолжительном действии нагрузки
при продолжительном действии нагрузки
- коэффициент учитывающий профиль арматуры
для арматуры периодического профиля и канатной
- коэффициент учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами
Напряжения (от длительной нормативной нагрузки) определяются так:
z – плечо внутренней пары.
для элементов таврового сечения допускается принимать z =0.7*h0=0.7*240=168 см (п. 4.2.3.2 СП 52-102-2004).
Плечо внутренней пары z можно так же определять по приложению 9.
Значение определяют по формуле:
При продолжительном действии нагрузки МПа а равно:
Так =236>МПа то принимают =02.
Значение базового расстояния между трещинами ls определяют по формуле:
Значение ls принимают не менее 10ds и 100 мм но не более 40ds и 400 мм.
- площадь сечения растянутого бетона.
Высота сечения растянутой зоны бетона принимается не менее 2a и не более 05h и определяется по формуле:
k – поправочный коэффициент учитывающий неупругие деформации растянутого бетона;
k=0.9 для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне.
y0 – высота растянутой зоны определяется как для упругого материала.
Так как yt=1031>2a=2*30=60 мм то для определения площади сечения растянутой зоны принимаем yt=1031мм.
Площадь сечения растянутой зоны бетона равна мм2.
Базовое расстояние между трещинами равно мм.
Поскольку 400 мм для расчета ширины раскрытия трещин принимаем мм.
Ширина продолжительного раскрытия трещин при длительном действии нагрузки по формуле равна мм.
=03мм – предельно допустимая ширина раскрытия трещин при действии постоянных и длительных временных нагрузок.
Определим ширину непродолжительного раскрытия трещин при действии полной нагрузки acrc2. Приращение напряжений от изгибающего момента МН определяется по формуле:
Ширина непродолжительного раскрытия трещин от действия полной нагрузки по формуле при и Mн= 47.3кНм равна:
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянных и временных длительных нагрузок определяется по формуле (5) при
Ширина раскрытия трещин с учетом истории нагружения при непродолжительном раскрытии определяется так:
- предельно допустимая ширина непродолжительного раскрытия трещин.
Расчет прогибов плиты
Прогиб f определяется от нормативного значения постоянных и длительных временных нагрузок так как прогибы должны удовлетворять эстетико-психологическим требованиям. Расчет изгибаемых элементов производится из условия:
- значение предельно допустимого прогиба.
Прогибы рассчитываются по кривизнам железобетонных элементов. Кривизну изгибаемых железобетонных элементов 1r с трещинами при отсутствии верхней напрягаемой арматуры допускается определять по формуле:
z– расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до точки приложения равнодействующей усилий в сжатой зоне. Допускается принимать z=0.7*h0=0.7*240=168 мм. (п. 4.3.3.7 [4]).
- высота сжатой зоны с учетом влияния предварительного обжатия.
Высоту сжатой зоны определяют как для изгибаемых элементов без предварительного обжатия согласно СП 52-101-2003 с умножением на
- приведенный модуль деформации арматуры
Определим высоту сжатой зоны :
Приведенный модуль деформации сжатого бетона определяется так:
где - относительная деформация бетона
при относительной влажности значение .
Определим высоту сжатой зоны согласно принимая:
Высота сжатой зоны согласно равна:
Максимальная кривизна при равна:
Кривизну железобетонного элемента можно определить по приложению 10. Допускается при определении кривизны учитывать влияние деформаций усадки и ползучести в стадии предварительного обжатия.
Для свободно опертых изгибаемых балок максимальный прогиб определяют по формуле:
т.е. условие выполняется.
Расчёт и конструирование сборного неразрезного ригеля перекрытия.
Расчетная схема и нагрузки
Неразрезность сборных ригелей осуществляется при помощи сварки закладных деталей сопрягаемых элементов а также омоноличиванием стыков. Расчет неразрезных ригелей производится с учетом пластических деформаций по методу предельного равновесия.
В курсовом проекте с наружными несущими стенами из каменной кладки и внутренними колоннами ригель рассматривается (с определенной степенью допущения) как многопролетная неразрезная балка. Опирание на наружные стены принято шарнирным. Ригель состоит из отдельных сборных элементов объединенных в неразрезную систему при монтаже.
Расчетные пролеты l:
для крайних пролетов м;
для средних пролетов м где
- расстояние между продольными осями м;
м – глубина заделки ригеля в стену.
а) постоянная g (вес плиты перекрытия слой цементного раствора =20мм керамической плитки =13 мм)
где - расчетная постоянная нагрузка на единицу площади =4428 кНм²;=095;
- шаг колонн =54 м ;
- погонный вес ригеля с учетом коэффициента надежности по нагрузке =11
кНм где - площадь поперечного сечения ригеля
Постоянная нагрузка согласно (1) равна
- временная нормативная нагрузка по заданию =85 кНм².
Определение изгибающих моментов и поперечных сил в расчетных сечениях
Расчет выполняется с учетом перераспределения внутренних усилий в связи с образованием пластических шарниров в ригеле.
Сначала определяются ординаты эпюр изгибающих моментов и поперечных сил по упругой схеме:
где - коэффициенты зависящие от схемы загружения нагрузкой числа пролетов. Значения этих коэффициентов для трехпролетной неразрезной балки приведены в приложении 1. Схемы загружения и значения М и Q в пролетах и на опоре приведены в таблице №1.
По данным таблицы №1 строятся эпюры изгибающих моментов для различных комбинаций нагрузок ( рис. 1а).
Пролетные моменты кН*м
Опорные моменты кН*м
Невыгодное загружение
Снижение опорного момента на 30% под влиянием образования пластических шарниров в ригеле:
Мma 03*(-4762) = -1429 кН*м;
Значения М от постоянной нагрузки входит в каждую комбинацию. В связи с образованием пластических шарниров в ригеле происходит перераспределение изгибающих моментов. Величина снижения максимального значения опорного момента МВ не должна превышать 30 % а ширина раскрытия трещин на опорах не достигает предельно допустимой величины:
М=03МВ =032757=8271 кНм
Эпюра выровненных моментов с наибольшим опорным моментом МВ=47628271=39349кНм
Изгибающий момент на грани колонны:
Мгр = МВ QВпрhк2=393493137032=18979 кНм
QВпр =7362+177+65=3137кН
где hк = 03 м – высота сечения колонны в направлении пролета ригеля.
Необходимо иметь в виду что бльшее значение Мгр возникает по схемам загружения 1+2 или 1+3 со стороны пролета загруженного только постоянной нагрузкой:
Мгр =(9499+9829)7362032=1822418979кНм.
Практически эпюру М при схемах 1+2 и 1+3 в ряде случае можно принимать в качестве выровненной.
Расчет прочности ригеля по нормальным сечениям
Определение высоты сечения ригеля
Высоту сечения подбирают по опорному моменту при =035 поскольку момент на опоре определен с учетом образования пластического шарнира разрушение от сжатия бетона должно быть исключено
h = h0 + a = 734 + 6 = 796cм принимаем h=80см.
b=250 мм – ширина сечения ригеля
В нашем случае пролетный момент оказался больше момента у грани опоры (М1=4143 > Мгр=18979 кНм). Необходимо сечение ригеля проверить по пролетному моменту так чтобы относительная высота сжатой зоны была R и исключалось переармированное неэкономичное сечение:
- относительная граничная высота сжатой зоны
- для стержневой горячекатаной арматуры
- сечение ригеля экономично.
Подбор сечения продольной арматуры
Сечение в первом пролете:
по приложению 2 находим ;
М = М1(1+2) = 4143 кН; h0 = h – a = 80 – 6 = 74 cм;
Согласно сортаменту (приложение 3) принимаем 425 А400 с см² (рис. 2а).
Рис.2 Сечение ригеля в пролете (а) и на опоре (б)
Арматура в пролете расположена в 2 ряда.
Сечение в среднем пролете:
М = М2(1+3) = 2595 кН; h0 = h – a = 80 – 6 = 74cм
принимаем 418 А400 с Аs=1018см2 (прил.6 [1]);
Сечение на средней опоре:
арматура расположена в один ряд; М = Mгр = 4248 кН; h0 = h – a = 80 – 6 = 74cм;
принимаем 236 А400 с Аs = 2036 см2(прил.6 [1]).
При воздействии длительных нагрузок должно соблюдаться условие:
где - изгибающий момент от расчетных потсоянных и временных нагрузок
- несущая способность сечения при продолжительном действии нагрузки с коэффициентом который вводится к расчетным сопротивлениям и и учитывает влияние длительности действия статической нагрузки.
Расчет прочности ригеля по наклонным сечениям
Условие прочности по наклонному сечению:
где - поперечная сила от расчетной нагрузки
Поперечные стержни на приопорных участках предусмотрены с шагом мм
т. е. мм по требованиям СП 52-101-2003.
Диаметр поперечных стержней мм с площадью см². Число каркасов – 2 при этом см²=101 мм².
Определим интенсивность хомутов:
МПа – для арматуры класса А400.
Поскольку хомуты полностью учитываем в расчете.
Поперечную силу определяют по формуле
где с – наиболее опасная длина проекции наклонного сечения
Вычислим величины необходимые для определения с.
где – полная сплошная равномерно распределенная нагрузка
- эквивалентная равномерно распределенная временная нагрузка
Поскольку значение с определяем по формуле
Так как см то принимаем см
где - длина проекции наклонной трещины принимаемая равной с но не более . Тогда
Т.е. условие прочности по наклонному сечению на опорном участке у опоры В слева где выполняется.
Чтобы обеспечить прочность в случае образования наклонной трещины между соседними хомутами необходимо чтобы шаг хомутов был меньше его максимального значения
мм т.е. условие выполнено.
Проверка прочности сжатой бетонной полосы между наклонными трещинами определяется из условия:
Н т.е. прочность сжатой полосы бетона обеспечена.
Конструирование арматуры ригеля
Стык ригеля с колонной выполняют на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и опорной консоли колонны (рис.3).
Желательно верхнюю арматуру ригеля делать в один ряд. Ригель армируют двумя сварными каркасами часть продольных стержней каркасов обрывают в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре материалов обрываемые стержни заводят за место теоретического обрыва на длину заделки W.
Для определения мест теоретического обрыва арматуры необходимо построить эпюры материалов.
Порядок построения эпюры материалов.
). Вычерчивают огибающую эпюру моментов в каждом пролете неразрезной балки (рис.4).
). Определяют изгибающие моменты в расчетных сечениях по фактически принятой площади сечения арматуры.
Например значение опорного момента (несущей способности) на опоре В равно
где - площадь двух стержней 228 А400.
За местом теоретического обрыва в верхней зоне ригеля установлена арматура 212 А400 с см² и несущая способность сечения с этой арматурой равна
где - площадь двух стержней 212 А400.
Аналогично определяют несущую способность в пролетах:
- несущая способность в первом пролете при 425 А400
- несущая способность в первом пролете при 225 А400 оставшихся после обрыва двух стержней
- несущая способность во втором пролете при 418 А400
- несущая способность во втором пролете при 218 А400 оставшихся после обрыва двух стержней
- несущая способность верхней арматуры во втором пролете 218 А400 для восприятия отрицательных моментов в этом пролете.
). Устанавливают графически на эпюре огибающих моментов по значениям несущей способности места теоретического обрыва стержней. С этой целью проводят горизонтальные линии ординаты которых равны до пересечения с эпюрой огибающих моментов. Точки пересечения являются местом теоретического обрыва стержней (рис.4).
). Для обеспечения надежной анкеровки обрываемого стержня необходимо его продолжить за точку теоретического обрыва на величину W:
где d – диаметр обрываемого стержня
Q – поперечная сила в месте теоретического обрыва стержня соответствующего тому сочетанию нагрузок при котором в этом сечении получено значение изгибающего момента; определяется по эпюрам Q построенным при различных схемах нагружения с учетом перераспределения внутренних усилий вследствие образования пластических шарниров.
Например обрываемые стержни арматуры в первом пролете продолжены на величину а значение берется по сочетанию 1+2 при котором определялось необходимое количество продольной арматуры в этом пролете (рис.4).
Расчёт и конструирование сборной колонны первого этажа
Определение продольных сил от расчётных нагрузок:
Колонны первого этажа воспринимают нагрузку от перекрытия над первым этажом и нагрузку от вышерасположенных этажей. Последняя передается через стык с колонной второго этажа. Нагрузки на колонну собираются с грузовой площади
Агр = l1*l2 = 6*54 = 4212 м2
) Продольная сила от полной нагрузки покрытия с учётом коэффициента надёжности по назначению здания γп = 095:
где - постоянная нагрузка от покрытия (вес кровли и плит покрытия)
кНм² - вес покрытия;
- расчетное усилие в колонне от веса ригеля;
- расчетное усилие в колонне от снеговой нагрузки;
- расчетная снеговая нагрузка кНм²;
кНм² - для III района (г. Саратов) по снеговой нагрузке;
Суммарное усилие в колоне от покрытия:
) Продольная сила от полной нагрузки перекрытия одного этажа с учётом коэффициента надёжности по назначению здания γп = 095:
где - постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа на колонну
- усилие в колонне от временной нагрузки на одном этаже;
Суммарное усилие в колонне от нагрузок на перекрытие одного этажа:
) от собственного веса колонны в пределах одного этажа
- площадь сечения колонны;
Расчетная нормальная сила у низа колонны первого этажа:
n – число этажей ; n = 3
Nпер1 = 233 + (4 – 1)*3745 + 4*588 = 15914 кН.
Расчетная нормальная сила в колонне второго этажа от полной нагрузки:
Nпер2 = 233 + (4 – 2)*3745 + 4*588 = 12172 кН.
Расчетная нормальная сила в колонне третьего этажа от полной нагрузки:
Nпер3 = 233 + (4 – 3)*3745 + 4*588 = 8427 кН.
Расчетная нормальная сила в колонне четвёртого этажа от полной нагрузки:
Nпер4 = 233 + (4 – 4)*3745 + 4*588 = 4682 кН.
Расчёт прочности средней колонны:
Класс бетона В25: Rb=115 МПа Rbt=09 МПа Еb=27500 МПа.
Класс арматур А400: Rs=355 МПа Rsс=355 МПа.
Расчет сжатых элементов прямоугольного сечения на действие продольной силы при и бетонов классов В15-В35 допуска6ется выполнять из условия:
- площадь всей продольной арматуры в сечение элемента.
Расчетная длина элемента l0 при жестком соединении ригелей в многоэтажных зданиях в сборных перекрытиях принимают равной высоте этажа l0 = Н. При допустим расчет колонны согласно.
Коэффициент φ при кратковременном действии нагрузки определяют по линейному закону принимая при и при ;
Подбор сечений симметричной арматуры:
По сортаменту принимаем 436 А-400 с Аs = 4072 см2.
Расчёт и конструирование стыка ригеля с колонной
Нагрузка с перекрытия передается на колонну от двух ригелей примыкающих к колонне. В местах опирания ригеля на опорную консоль колонны бетон работает на местное сжатие (смятие).
Расчет элементов на местное сжатие (смятие) производят из условия:
N – местная сжимающая сила от внешней нагрузки равная опорному давлению ригеля;
– коэффициент учитывающий неравномерное распределение местной нагрузки по площади смятия (под концами балок ригелей и др.);
- расчетное сопротивление бетона сжатию при местном действии нагрузки;
При местной краевой нагрузке на консоль .
- площадь приложения сжимающей силы (площадь смятия);
l – размер опорной площади l=200 мм при ширине ригеля b=250 мм проверяют условие согласно формуле
условие удовлетворяется.
Расчет на прочность опорной короткой консоли
Вылет консоли с учетом зазора Сi=50 мм составляет li=250 мм расстояние от грани колонны до силы Q равно
Высоту сечения консоли у грани колонны принимают равной h = 075*hbm = 075*80 = 60 см где hbm = 80 см – высота ригеля; при угле наклона сжатой грани высота колонны у свободного конца
h1 = 60 – 25 = 35 см > h2 = 602 = 30 см.
Рабочая высота сечения консоли: h0 = h – а1 = 60 – 3 = 57 см.
Поскольку l1 = 25 см 09*h0 = 09*57 = 513 см консоль короткая.
Консоль армируют горизонтальными хомутами 6 A-240 c Asw = 2*0282 = 0564 см2 шагом
s = 10 см и отгибами 216 A-400 c As = 402 см2.
Прочность сечения консоли проверяют по условию
Коэффициент учитывающий влияние хомутов расположенных по высоте консоли определяют по формуле
φw2 = 1 + 5*αs*w1 = 1 + 5*78*000141 = 1055;
*φw2*Rb*b*l* sin2=08*1055*09*115*40*20*085*100=594 кН
Правая часть условия принимается не более 35*Rbt*b*h0=35*09*09*40*57*100=6464 кН.. Следовательно Q = 3426 кН 594 кН – прочность опорной консоли обеспечена.
Изгибающий момент опорной консоли у грани колонны
М = Q*а = 3426*015 = 514 кН*м.
Площадь сечения верхней продольной арматуры консоли
Принять 216А400 с Аs = 402 мм².
Расчёт и конструирование стыка колонн
Наиболее экономичным по расходу стали и трудоемкости является жесткий стык с ванной сваркой арматурных выступов.
Арматурные выпуски продольной арматуры верхнего и нижнего элемента колонны соединяются ванной сваркой в специально устроенных при изготовлении подрезках бетона длиной по 150мм. После установки выверки стыкуемых элементов и сварки арматурных выпусков полости стыка между арматурными элементами колонны замоноличивают в инвентарной форме под давлением. Верхний элемент колонны устанавливается на нижний через центрирующую стальную прокладку. Размеры центрирующей прокладки должны быть не менее поперечного сечения колонны ее толщина мм.
Концевые участки колонн усиливаются сетками косвенного армирования которые устанавливаются у торца элементов колонны число сеток не менее четырех.
Шаг сетки мм но не более
bк – меньшая сторона колонны.
Размеры ячеек сеток 45÷100 мм но не более .
Глубина угловой подрезки hпод = aзащ + d + 50 мм.
Стык колонны в трехэтажном здании устанавливается на высоте 06÷08 м от уровня перекрытия над первым этажом.
Проверка прочности стыка. Продольная сила в стыке передается через центрирующую стальную прокладку раствор омоноличивания и продольную арматуру. Однако если учесть что модуль упругости стали прокладки на порядок выше чем раствора что в арматуре после ванной сварки возникает наибольшее растяжение в месте стыка то для расчета следует принять неблагоприятный случай: вся продольная сила передается через центрирующую прокладку а оголовок элемента колонны проверяется на местное сжатие (смятие) бетона.
Расчет элементов на местное сжатие при наличии косвенной арматуры в виде сварных сеток производят из условия
– при равномерном распределении местной нагрузки по площадке смятия;
– коэффициент косвенного армирования;
ny Asy ly – число стержней площадь сечения и длина стержня считая в осях крайних стержней в направлении оси У.
В каждом оголовке сопрягаемых элементов уложено 5 сеток с шагом мм и размером ячеек 45 мм. Арматура сварных сеток класса А300 d=6 мм.
Для расчета согласно (8) необходимо предварительно вычислить:
n Asx = Asy = 283 мм2 lx = ly = 456 = 270 мм – длинные стержни сетки С-1
n Asx = Asy = 283 мм2 lx = ly = 90 мм – короткие стержни сетки С-1
hпод= 18+18+50 = 86 мм принимаем hпод= 90 мм;
Rbsloc = 263+= 50 МПа.
Значение продольной силы в зоне стыка:
N= 3072+4215+2655= 8481кН.
Значение местной сжимающей силы воспринимаемое элементом с косвенным армированием принимают не более удвоенного значения местной сжимающей силы без косвенного армирования:
81кН 50*400 = 20000 кН условие выполнено площадь металлической площадки 400 см2 достаточна
Условие выполняется.
Расчет и конструирование центрально-нагруженного фундамента под колонну
Фундамент служит для передачи вертикальной нагрузки от железобетонной колонны на сравнительно слабое по несущей способности грунтовое основание. Происходит распределение усилия на значительной площади под подошвой фундамента. Ввиду относительно малых эксцентриситетов действующих вертикальных усилий фундаменты многоэтажных промышленных зданий рассчитываются как центрально-нагруженные.
Подошва центрально-нагруженного фундамента имеет в плане квадратное очертание. Отпор грунта (реакция) вызывает изгиб плитной части фундамента.
Растянутый бетон в нижней части фундамента армируется сварными сетками.
Фундаменты изготавливают из тяжелых бетонов классов В15-В25. Минимальная высота фундамента определяется из условия продавливания.
Сборные колонны заделывают в специальные гнезда (стаканы) фундаментов. Толщина нижней плиты фундамента должна быть не менее 200 мм. Фундамент устанавливают на песчано-гравийную уплотненную подготовку толщиной 100 мм. При этом минимальная толщина защитного слоя арматуры должна быть не менее 35 мм.
Расчет и конструирование фундамента
Исходные данные: N = 51836 кН.
R0 = 300 кНм2 – условное расчетное сопротивление основания;
вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах γ=20 кНм3.
Конструктивная высота фундамента Н ≥ 1.5*40 + 25 = 85 см. Глубина заложения подошвы фундамента d = 100 см.
Площадь подошвы фундамента определяют предварительно без поправок R0 на ее ширину и заложение:
Nser – нормативное усилие на фундамент определяется при усредненном коэффициенте надежности по нагрузке γf=115; кН.
Размер стороны квадратной подошвы м.
Давление на грунтовое основание от расчетной нагрузки:
Аф=24002400=5760103 мм2
Рабочая высота фундамента из условия продавливания равна
Предусматриваем уплотненную песчано-гравийную подготовку толщиной 10 см.
Поэтому минимальная высота фундамента из условия продавливания
Hmin = 56 + 4 = 60 см.
Заделки колонны в фундаменте
H=15hк+250=1540+25=85 см
0– толщина дня стакана (200+50=250 мм);
Анкеровки сжатой арматуры колонны
- площадь поперечного сечения арматуры соответственно требуемая по расчету и фактически установленная ; Аscal = Аstot = 9185 мм2 Аsef=1018 мм2
= 1 2 Rbt – расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном;
=25 для арматуры класса А400 (арматура колонны);
Rbt=105 МПа (для бетона колонны класса В25);
us – периметр сечения стержня;
мм при ds=18 мм As=2545 мм2
Rs=355 МПа (арматура колонны класса А400);
Базовая длина анкеровки равна:
α=075 – для сжатых стержней;
Расчетная длина анкеровки:
Высота фундамента из условия анкеровки сжатой арматуры в колонне:
H = 41223+250 = 66223 мм.
Принимаем высоту фундамента определенную по конструктивным соображениям
Н = 120 см h0 = 116 см и глубиной заложения d = 105 см.
Фундамент трехступенчатый с высотой нижней ступени 40 см
Проверяем прочность нижней ступени с рабочей высотой h01 = 40 – 4 = 36 см.по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении начинающемся в сечении III – III. Для единицы ширины этого сечения (b=3000 мм)
Q = 05(a – hk – 2h0)pb = Н.
Поперечная сила воспринимаемая бетоном нижней ступени фундамента:
Qнес = 97500 > Q = 39100 Н
Нижняя ступень проверяется по прочности на продавливание:
F – расчетная продавливающая сила принимается за вычетом нагрузок приложенных со стороны грунтового основания с площади нижнего основания пирамиды продавливания A2.
u – периметр контура поперечного сечения расположенного на расстоянии от верхней грани нижней ступени (площадки приложения нагрузки на нижнюю ступень фундамента);
Проверяем прочность:
прочность нижней ступени на продавливание обеспечена.
Определяем армирование нижней ступени фундамента. Расчетные изгибающие моменты в сечениях I – I и II – II равны
Площадь сечения арматуры на всю ширину фундамента:
Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматуры из стержней 2010 А400 с As = 34.56 см2 с шагом 15 см
Процент армирования расчетных сечений:
Сбор нагрузок и расчет несущего простенка первого этажа
Ширина окна: аок = 06l2 = 0654 = 324 м.
Высота окна: hок = 06H = 0636 216 м.
Ширина простенка: b = l2 – аок = 54 – 324 = 216 м.
Высота от низа ригеля до пола первого этажа:
Н1 = Н – hр – hп = 36 – 06 – 03 = 27 м.
где hр и hп – высота ригеля и панели перекрытия.
Высота надоконного участка стены на первом этаже:
Нн = Н1 – hок – 08 м = 27 – 216 – 08 = 026 м.
Высота карнизного участка стены: Нк = 05 м.
Определение нагрузок.
Нагрузка от покрытия
Нагрузка от веса кровли и плит покрытия:
= 10050238 = 113 кН.
Нагрузка от веса ригеля:
= 1001810238 = 31654 кН.
Суммарная нагрузка от покрытия:
Fпок = Fпк + Fриг + Fсн = 113 +195 + 31654 = 164 кН
Нагрузка от перекрытия
Нагрузка от веса перекрытия:
= 1003584238= 54865 кН.
= 10060238 = 1428 кН.
Суммарная нагрузка от перекрытия:
F = Fпп + Fриг + Fвр = 54865 + 195 + 1428 = 242 кН.
Опорное давление ригеля перекрытия и покрытия превышает 100кН поэтому необходимо предусматривать опирание ригеля через железобетонную распределительную плиту толщиной не менее 22 см (п. 4.14 [2]).
Нагрузка от веса наружной стены одного этажа
= 54*42 – 47*324 = 74 м2.
= 10011(18038 + 20002)74 = 566 кН.
Нагрузка от веса карнизного участка стены
= 10011(18038 + 20002)27 = 206 кН.
Определение внутренних усилий
Нагрузка от покрытия перекрытий и собственного веса стены вышележащих этажей:
Nв = Fпок + (n – 2)F + Gк + (n – 1)G =
= 164+ (34– 2)242 + 06 + (4 – 1)566 = 8384 кН.
Нагрузка от веса надоконного участка стены:
= 09511(18038 + 22002)27 = 282 кН.
Продольное усилие в расчётном сечении 1-1:
N1-1 = Nв + F + G = 8384 + 242 + 282 = 11086 кН
Ширина площадки опирания ригеля а = 25 см тогда расстояние
см > 7 см поэтому принимаем с = 7 см.
Максимальное значение момента:
= 242*0.172 – 8384*0.065 = - 13 кН м.
Как видим действие нагрузки от вышележащих этажей привело к изменению знака момента.
Изгибающий момент в расчётном сечении 1-1 (без учёта знака):
Проверка прочности простенка.
Эксцентриситет приложения усилия N1-1 :
Высота сжатой части сечения:
hс = h – 2*e0 = 0.51 – 2*0.01 = 0.49 м
Площадь сжатой части сечения:
= 2105098 = 1071 м2.
Упругая характеристика кладки: = 1000 (по прил. 3 поз. 7 при марке раствора 25 200).
Гибкости всего сечения и сжатой зоны сечения:
Коэффициенты продольного изгиба (по прил. 2):
= f (h ) = 0927; с = f (hc ) = 0923.
Коэффициент продольного изгиба в средней трети высоты:
Расчётное сечение 1-1 расположено в верхней трети высоты так как
Нн = 030 м Н13 = 393 = 13 м.
Коэффициент продольного изгиба в расчётном сечении 1-1:
Расчётное сопротивление кладки при марке кирпича 100 и марке раствора 75: R= 17 МПа = 017 кНсм2 (по прил. 1).
Коэффициент учитывающий повышение расчётного сопротивления кладки:
Коэффициент учитывающий влияние длительности действия нагрузки mg=10 т.к. h= 510 мм >300 мм.
Условие прочности простенка:
086 кН 100097301712 0071009 = 2043 кН..
Условие выполняется прочность сечения обеспечена.
К расчёту простенка: а – конструктивная схема; б – расчётная схема и эпюра изгибающих моментов; в – эпюра продольных сил; F и Fпок – усилия от перекрытия и покрытия передающиеся на простенок
Передача давления от перекрытия на простенок
при одинаковой (а) и различной (б) толщине стены на смежных этажах
Нагрузка от веса карнизного участка стены
Схема к сбору нагрузок на простенок:
а – разрез по продольной стене; б – фасад; в – план
: а – конструктивная схема;
б – расчётная схема и эпюра изгибающих моментов; в – эпюра продольных сил; г – эпюра коэффициента продольного изгиба
Компоновка конструктивной схемы здания из монолитных ЖБК
Монолитное ребристое перекрытие компонуют с поперечными главными балками и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещают по осям колонн и в третях пролета главной балки при этом пролеты плиты между осями ребер равны: 63 = 3 м.
Предварительно задаются размером сечения балок:
- главная балка h = b = 50 см;
- второстепенная балка h = b = 20 см
Расчет и конструирование монолитной плиты балочного перекрытия
Расчетный пролет и нагрузки.
Расчетный пролет плиты равен расстоянию в свету между гранями ребер:
l0 = 3 – 0.2 = 28 м
в продольном направлении:
l0 = 54 – 0.15 = 525 м.
Отношение пролетов 5252 = 2.625 > 2 – плиту рассчитывают как работающую по короткому направлению. Принимают толщину плиты 6 см.
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в табл.
Нагрузка на 1 м2 перекрытия
от собственного веса плиты 60 мм; 2500 кгм3
то же слоя цементного раствора 20 мм;
то же керамических плиток13 мм;
Для расчета многопролетной плиты выделяют полосу шириной в 1 м при этом расчетная нагрузка на 1 м длины плиты 9070 Нм2. С учетом коэффициента надежности по назначению здания n = 0.95 нагрузка на 1 м – 9070*0.95 = 86165 Нм2.
Изгибающие моменты определяют как для многопролетной плиты с учетом перераспределения моментов:
- в средних пролетах и на средних опорах
- в первом пролете и на первой промежуточной опоре
M = (g + v)*l0211 = 9070*2211 = 3298Н м.
Средние пролеты плиты окаймлены по всему контуру монолитно связанными с ними балками и под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты уменьшаются на 20 % если hl > 130. При 6200 = 133 130 – условие не соблюдается.
Характеристика прочности бетона и арматуры.
Бетон тяжелый класса В25; призменная прочность Rb = 14.5 МПа прочность при осевом растяжении Rbt = 1.05 МПа. Коэффициент условий работы бетона b2 = 0.9.
Арматура – класса A-400 диаметром 6 мм в сварной рулонной сете Rs = 355 МПа.
Подбор сечений продольной арматуры.
В средних пролетах и на средних опорах h0 = h – a = 6 – 1.2 = 4.8 см;
m226800 0.9*14.5*100*4.82*(100) = 0.07
по табл. 3.1. учебника В.Н. Байкова 84
s = 226800 355*0.84*4.8*(100) = 16 см2;
принимаем 9 ø 6 A-III с As = 3.82 см2 и соответствующую рулонную сетку марки 2940 х L по сортаменту.
В первом пролете и на первой промежуточной опоре h0 = 4.4 см;
m329800 0.9*14.5*100*4.42*(100) = 0.13
по табл. 3.1. учебника В.Н. Байкова 89
s = 329800 355*0.89*4.4*(100) = 237 см2;
принимаем две сетки – основную и той же марки доборную с общим числом 18 ø 6 A-400 с As = 2.64 см2.
Расчет и конструирование второстепенной балки
Расчетный пролет равен расстоянию в свету между главными балками
l0 = 54– 0.25 = 515 м.
Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки:
от собственного веса плиты и пола 2.470*2.6 = 6.42 кНм
то же балки сечением
2 х 0.4 ( 2500 кгм3)
с учетом коэффициента
надежности по назначению
здания n = 0.95 g = 8.62*0.95 = 8.2 кНм
- временная с учетом n = 0.95 . v = 7*2.6*0.95 = 17.3 кНм
- полная нагрузка g + v = 8.2 + 17.3 = 25.5 кНм.
Изгибающие моменты определяют для многопролетной балки с учетом перераспределения усилий. В первом пролете:
M = (g + v)*l0211 = 25.5*515211 = 61 кН м.
На первой промежуточной опоре:
M = (g + v)*l0214 = 25.5*5.15214 = 48 кН м.
В средних пролетах и на средних опорах:
M = (g + v)*l0216 = 25.5*5.15216 =42 кН м.
Отрицательные моменты в средних пролетах определяют по огибающей эпюре моментов; они зависят от отношения временной нагрузки к постоянной vg. В расчетном сечение в месте обрыва над опорной арматуры отрицательный момент при vg 3 можно принять равным 40 % момента на первой промежуточной опоре. Тогда отрицательный момент в среднем пролете М = 0.4*42 = 17 кН м. Поперечные силы:
- на крайней опоре Q = 0.4*(g + v)*
- на первой промежуточной опоре слева Q = 0.6*(g + v)*
- на первой промежуточной опоре справа Q = 0.5*(g + v)*l0 = 0.5*25.5*5.15 = 657 кН.
Арматура продольная класса A-400 с Rs = 365 МПа поперечная – класса В500 диаметром 5 мм с Rs = 260 МПа.
Определение высоты сечения балки.
Высоту сечения подбирают по опорному моменту при = 0.35 поскольку на опоре момент определяют с учетом образования пластического шарнира. По табл. при = 0.35 находят m = 0.289. На опоре момент отрицательный – полка ребра в растянутой зоне. Сечение работает как прямоугольное с шириной ребра b = 20 см.
h0 = √Mm*Rb*b = √4800000 0.289*0.9*14.5*20*(100) = 252 см.
h = h0 + a = 252 + 3.5 = 287см;принимают h = 30 см b = 20 см тогда
h0 = 30 – 3.5 = 26.5 см.
В пролетах сечение тавровое – полка в сжатой зоне. Расчетная ширина полки при
hf’h = 5430 = 0.18 > 0.1 равна: l3 = 5403 = 180 см.
Расчет прочности по сечениям нормальным к продольной оси.
Сечение в первом пролете – М =61 кН м;
m= М Rb*bf’*h02 =61000000.9*14.5*200*26.52*(100) = 0.03.
нейтральная ось проходит в сжатой полке = 0.795;
As = MRs**h0 = 6100000365*26.5*0.795*(100) = 79см2.
Принято 2ø20 А-400 с площадью s = 8.28 см2 .
Сечение в среднем пролете – М = 42 кН м;
As = MRs**h0 = 4200000365*26.5*0.795*(100) = 54см2.
Принято 2ø18 А-400 с площадью s = 6.09 см2 .
На отрицательный момент М = 17 кН м сечение работает как прямоугольное
m= М Rb*b*h02 =17000000.9*14.5*200*26.52*(100) = 0.09.
As = MRs**h0 = 1700000365*26.5*0.955*(100) = 1.85 см2.
Принято 2ø12 А-400 с площадью s = 2.26см2 .
Сечение на первой промежуточной опоре – М = 48 кН м.
Сечение работает как прямоугольное:
m= М Rb*bf’*h02 =48000000.9*14.5*200*26.52*(100) = 0.092.
По табл. = 0.95; = 0.865;
As = MRs**h0 = 4800000365*26.5*0.865*(100) = 57 см2.
Принято 6ø12 А-400 с площадью s = 6.12 см2 – две гнутые сетки по 3ø12 А-400 в каждой.
Сечение на средних опорах – М = 42 кН м.
m= М Rb*b*h02 =42000000.9*14.5*200*26.52*(100) = 0.2.
As = MRs**h0 = 4200000365*26.5*0.885*(100) = 49 см2.
Принято 5ø12 А-400 с площадью s = 5.15 см2 .
Расчет прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси
Q = 788 кН. Диаметр поперечных стержней устанавливают из условия сварки с продольными стержнями d = 20 мм и принимают dsw = 5 мм класса В500 Rsw = 260 МПа (учетом s1 и s2 ). Число каркасов – два Asw = 2*0.196 = 0.392 см2.
Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям s = h2 = 302 = 15 см но не более 15 см. Для всех приопорных участков промежуточных и крайней опор балки принят шаг s = 15 см. В средней части пролета l2 шаг s =(34)*h = (34)*30 = 225 см.
qsw =Rsw*Asws = 260*0.392*(100)15 = 680 Нсм;
влияние свесов сжатой полки
f = 0.75*(3*hf’)*hf’b*h0 = 0.75*(3*6)*620*26.5 = 0.13 0.5;
Условие qsw = 680 Нсм > Qbmin2*h0 = 40*1032*26.5 = 635 Нсм
– удовлетворяется. требование
smax =b4*Rbt*b*h02Qmax = 1.5*0.9*1.05*20*261.52*(100)88*103 = 32 см > s = 15см –
При расчете прочности вычисляют
Mb = b2*(1 + f)*Rbf*b*h02 = 2*(1 + 0.11)*0.9*1.05*20*26.52*(100) = 416*104 H см;
q1 = g + v2 = 8.2 + 17.32 = 16.85 кНм = 168.5 Нсм 0.56*qsw = 0.56*680 = 381 Нсм.
В связи с этим вычисляем значение с по формуле:
c = √Mbq1 = √416*104168.5 = 157 > 3.33*h0 = 3.33*26.5=105смтогда принимаем
Тогда Qb = Mbc = 416*104105= 40.6*103 H > Qbmin = 40*103 H.
Поперечная сила в вершине наклонного сечения
Q = Qmax – q1*c = 88*103 – 168.5*105 = 70.3*103 H.
Длина проекции расчетного наклонного сечения
c0 = √Mbqsw = √416*104680 = 78 > 2*h0 = 2*26.5 = 53 см тогда принимаем с0 = 53 см.
Тогда Qsw = qsw*c = 680*53 = 43*103 H.
Условие прочности Qb + Qsw = 40.6*103 +43*103 = 83.6*103 Н > Q = 70.3*103 H – условие удовлетворяется.
Проверка по сжатой наклонной полосе:
= Aswb*s = 0.39220*15 = 0.0013;
= EsEb = 17000030000 = 5.7;
w1 = 1 + 5*+ 5*5.7*0.0013 = 1.04;
b1 = 1 – 0.01*Rb =1 – 0.01*09*14.5 = 0.87.
Условие Q = 78800 H 0.3*w1*b1*Rb*b*h0 = 0.3*1.04*0.87*0.85*14.5*20*31.5*(100) = =210000 Н – удовлетворяется.
Список использованной литературы:
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия Г.П. ЦПП 1996 - 44с.
СП20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП2.01.07-85*. – М. 2010.
СНиП 52-01-2003 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. М. 2004 – 24с.
СП 52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. 2005 г.
СП 52-102-2004 Предварительно напряженные железобетонные конструкции. 2005 г. 36с.
И.К. Никитин Э.Н. Кодыш и др. «Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого железобетона (к СП 52-108-2003)»: М. ЦНИИПромзданий 205 г. 212 с.
И.К. Никитин Э.Н Кодыш и др. «Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры»» М. ЦНИИПромзданий 2005 г. 158 с.
В.Н. Байков Э.Е. Сигалов «Железобетонные конструкции. Общий курс» М. стройиздат 1991г. 767 с
СП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. М.ФГУП 2004 540с.
СНиП II-22-81*. Каменные и армокаменные конструкции. – М. 2004. – 40 с.
Пособие по проектированию каменных и армокаменных конструкций (к СНиП II-22-81*) ЦНИИСК им. Кучеренко. – М. 1987.
Бондаренко В.М. Бакиров Р.О. Назаренко В.Г Римшин В.И. Железобетонные и каменные конструкции: Учебник для ВУЗов. – М.: Высш. шк. 2007. – 888 с.