Конструктивная система сборного перекрытия

Размещено на http://www.allbest.ru/

Содержание

Введение

1. Компоновка конструктивной системы сборного перекрытия

2. Расчет многопустотной перенапряженной плиты по двум группам

предельных состояний

2.1 Расчет многопустотной плиты по I группе предельных состояний

2.1.1 Расчетный пролет и нагрузки

2.1.2 Усилия от расчётных и нормативных нагрузок

2.1.3 Установление размеров сечения плиты

2.1.4 Характеристики прочности бетона и арматуры

2.1.5 Расчёт прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

2.1.6 Определение потерь предварительного напряжения арматуры. Геометрические характеристики приведенного сечения

2.1.7 Потери предварительного напряжения

2.1.8 Расчёт прочности плиты по сечению, наклонному к продольной оси

2.2 Расчёт многопустотной плиты по предельным состояниям 2 группы

2.2.1 Расчёт по образованию трещин, нормальных к продольной оси

2.2.2 Расчет плиты на деформативность

2.2.3 Расчёт плиты на усилия, возникающие в период изготовления, транспортировки и монтажа

3. Расчёт трехпролётного неразрезного ригеля

3.1 Материалы ригеля и их расчётные характеристики

3.2 Статический расчёт ригеля

3.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

3.4 Расчёт прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

3.5 Построение эпюры арматуры

3.6 Расчёт стыка ригеля с колонной

3.7 Расчёт ригеля на усилия, возникающие в период изготовления, транспортировки и монтажа

4.Расчёт центрально нагруженной колонны

4.1 Расчёт прочности колонны первого этажа

4.1.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок

4.1.2 Расчетная схема колонны

4.1.3 Расчет прочности колонны

4.2 Расчёт и конструирование короткой консоли

4.3 Конструирование стыков колонн

4.4 Расчет сборных элементов многоэтажной колонны на воздействия в период транспортирования и монтажа

5. Расчёт трёхступенчатого центрально-нагруженного фундамента

5.1. Сбор нагрузок на фундамент

5.2 Расчет на прочность и раскалывание фундамента

Заключение

Литература

Введение

арматура сечение ригель колонна

Все многоэтажные здания можно разделить на: каркасные, панельные, объемно-блочные и комбинированные. Тот или иной тип выбирают из соображений функционального назначения здания, наличия индустриальной базы, этажности, экономики, условий строительства (вечная мерзлота, сейсмика).

Каркасные здания применяют при необходимости создания больших помещений, наличии технологических проемов в перекрытиях. Это прежде всего производственные, административные и общественные здания. В каркасных зданиях все нагрузки передаются на каркас, который обеспечивает прочность и устойчивость здания при всех видах воздействий.

В жилых домах, гостиницах, общежитиях необходимо частое расположение внутренних стен и обеспечение звукоизоляции. Такие стены, обладая достаточной прочностью, не нуждаются в каркасе. Они связываются между собой, замоноличиваются и образуют пространственную систему, способную воспринимать горизонтальные и вертикальные нагрузки. Здания такой конструкции - панельные. При большей высоте панельные здания не могут (без специального усиления) воспринять горизонтальную ветровую нагрузку; в этом случае предусматриваются дополнительные конструктивные мероприятия. Преимущества панельных (бескаркасных) зданий снижаются в случае необходимости изменения планировочной структуры по вертикали, при использовании нижних этажей для помещений общественного назначения.

Дальнейшим усовершенствованием панельных конструкций являются объемные блоки, изготовляемые на комнату или квартиру. Объемно-блочная схема отличается наибольшей заводской готовностью. Затраты труда на изготовление блоков составляют 75...80 % от общих трудозатрат. Недостатком этого типа зданий является ограниченность планировочных решений, небольшая вариантность размещения блоков в плане здания.

В многоэтажных зданиях, возводимых в больших городах на основных магистралях, целесообразно по санитарно-гигиеническим условиям (шум, запыленность, загазованность) располагать жилые помещения, начиная с высоты двух-трех этажей, используя первые этажи под магазины, проезды, гаражи. В этом случае панельная конструкция здания располагается на монолитной или сборной железобетонной раме. Такая конструкция - комбинированная.

При проектировании производственных зданий необходимо стремиться к наиболее простой форме в плане и избегать перепадов высот. При проектировании часто выбирают типовые объемно-планировочные и конструктивные решения, так как они обеспечивают максимальную унификацию и сокращение числа типоразмеров и марок конструкций.

Увеличение объема капитального строительства при одновременном расширении области применения бетона и железобетона требует всемерного облегчения конструкций и, следовательно, постоянного совершенствования методов их расчета и конструирования.

1. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

Пятиэтажное промышленное здание имеет размеры в плане (в осях): длина 72,0 м, ширина 22,8 м. Размеры конструктивной ячейки: 6,0 х 7,6м.

При компоновке сборного железобетонного балочного перекрытия решаются следующие задачи:

1) Выбор типа плиты перекрытия.

По заданию нормативная полезная нагрузка на перекрытие составляет 3,2кПа, следовательно экономически целесообразно применять многопустотные железобетонные плиты.

2) Выбор расположения ригелей в плане и форма их поперечного сечения.

В курсовом проекте выбрана схема поперечного расположения ригелей относительно длины здания. Данным расположением ригелей достигается повышение жёсткости здания в поперечном направлении, так как здание вытянуто в плане и имеет большие проёмы в продольных несущих стенах. Эта схема также приводит к облегчению оконных перемычек, что необходимо в зданиях с большими проёмами. Форма поперечного сечения ригелей выбрана прямоугольная.

3) Определение числа типоразмеров плит перекрытий.

Плиты укладываются в продольном направлении. Принята нулевая привязка продольных осей. Плиты перекрытия имеют следующие размеры:

П1 6000Ч1500Ч220

П2 6000Ч1200Ч220

П3 6000Ч1800Ч220

Доборные элементы 6000Ч800Ч220

Принятые конструктивные решения показаны на рисунке 1

2. Расчет многопустотной преднапряженной плиты по двум группам предельных состояний

2.1 Расчет многопустотной плиты по I группе предельных состояний

2.1.1 Расчетный пролет и нагрузки

Для установления расчетного пролета плиты задаёмся размерами сечения ригеля:

(2.1)

где h - высота ригеля, м

l - пролет колонн, м

окончательно принимаем h_bm =0,7 м

Ширина ригеля:

(2.2)

окончательно принимаем b_bm = 0,25 м

При опирании на ригель по верху расчётный пролёт равен:

(2.2)

где - расчётный пролёт плиты при опирании по верху ригелей

- расстояние между разбивочными осями

- ширина сечения ригеля

Высоту плиты принимаем:

(2.3)

м

Окончательно принимаем высоту плиты 220 мм

Рисунок 2 - К определению расчетного пролета плиты

С учетом минимально допустимых размеров ребер плиты определяем количество пустот в сечении:

, (2.4)

мм

где b- ширина плиты

b_wo - ширина внешних пустот

b_ws - ширина средних пустот

- диаметр пуансонов

Принимаем ближайшее наименьшее целое значение - 7 пустот

Таблица 1 Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м² перекрытия

Нагрузка	Нормативное значение, кПа	1	Расчетное значение, кПа
Постоянная: 1) паркетная доска h=2,2 см; 0=900 кг/м3;	0,198	1,2	0,2380
2) слой мастики битумной h=0,3см; 0=900 кг/м3;	0,027	1,3	0,0351
3) цементно-песчаная стяжка h=2 см; 0=1800 кг/м3;	0,360	1,3	0,4680
4) утеплитель из керамзитобетона h=6 см; 0=600 кг/м3	0,360	1,3	0,4680
5) Вес плиты hred=12,2 см; 0=2500 кг/м3;	3,150	1,1	3,465
Итого:	4,095	-	4,6741
Временная, в том числе	3,200	1,2	3,8400
1) длительного действия (70%)	2,240	1,2	2,688
2) кратковременного действия(30%)	0,960	1,2	1,152
Полная нагрузка:	7,295	-	8,5141
Длительно-действующая	6,335	-	7,3621

2.1.2 Усилия от расчетных и нормативных нагрузок

Рисунок 3- Расчетная схема плиты

Расчетная нагрузка на 1 м длины плиты при ширине ее 1,5 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания _n=0,95:

кН/м. (2.5)

Нормативная на 1 м:

полная - кН/м,

длительно-действующая - кН/м.

Определяем усилия в балке от расчетных и нормативных нагрузок:

кНм; (2.6)

кН; (2.7)

кНм; (2.8)

кН; (2.9)

кНм; (2.10)

кН. (2.11)

2.1.3 Установление размеров сечения плиты

Рабочая высота сечения:

, (2.12)

где а - величина защитного слоя бетона, а=30 мм

Толщина верхней и нижней полок

, (2.13)

где h - высота плиты, мм

d - диаметр пустот, мм

Расчетная ширина ребра:

(2.14)

где - расчетная ширина плиты, мм

n - число пустот.

а)

б) в)

Рисунок 4- Поперечные сечения многопустотной плиты: а) проектное сечение; б) приведенное сечение; в) к расчету по образованию трещин;

2.1.4 Характеристики прочности бетона и арматуры

Многопустотную предварительно напряженную плиту армируем стержневой арматурой класса Ат600 c электротермическим натяжением на упоры форм.

К трещеностойкости плиты предъявляют требования 3-й категории. Изделие подвергаем тепловой обработке при атмосферном давлении.

Бетон тяжелый класса В25, соответствующий напрягаемой арматуре.

Призменная прочность нормативная , расчетная , коэффициент условий работы бетона ; нормативное сопротивление при растяжении , расчетное , начальный модуль упругости бетона

Арматура продольная - класса Ат600; нормативное сопротивление , модуль упругости .

2.1.5 Расчёт прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне.

Условие

(2.15)

Т.к. условие выполняется, т.е. нижняя граница сжатой зоны располагается в пределах полки,

Вычисляем:

(2.16)

Находим

. (2.17)

Высота сжатой зоны сечения см, следовательно, нейтральная ось проходит в полке, и сечение рассчитывается как прямоугольное.

По прил.6 определяем значение (для класса А600 при ).

Поскольку соблюдается условие _R (0,0750,43), то расчетное сопротивление арматуры умножается на коэффициент условий работы _s:

, (2.18)

где - коэффициент, принимаемый равным для арматуры класса А600 - 1,25;

,

где если ? 0,6, то принимаем =1,1

Требуемую площадь сечения рабочей арматуры определяем по формуле:

(2.19) где

. (2.20)

Наименьший выпускаемый диаметр стали класса А600 -10 мм.

Принимаем 6 12 (А600), при этом мм².

2.1.6 Определение потерь предварительного напряжения арматуры

Геометрические характеристики приведённого сечения.

При расчете вводится двутавровое сечение плиты (см. рис. 4в).

Площадь приведенного сечения:

=A+А_SP ·б, мм² (2.21)

где А- площадь бетона без пустот

(2.22)

б = E_SP/E_b (2.23)

б =2·10⁵/3·10⁴=6,67

Статический момент площади приведенного поперечного сечения относительно оси, проведенной по нижней грани вычисляется по формуле

, (2.24)

где - площадь i - ой части сечения;

- расстояние от центра тяжести i - ой части сечения до нижней его грани.

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани равно:

(2.23)

Момент инерции приведённого сечения:

(2.24)

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне (для крайнего растянутого волокна бетона) равен:

(2.25)

Расстояние от соответствующих ядровых точек до центра тяжести сечения:

(2.26)

2.1.7 Потери предварительного напряжения

Расчет потерь проводится в соответствии с требованиями СНиП 2.03.01-84*. Коэффициент точности натяжения арматуры принимается _sp = 1.

Минимально допустимое значение у_sp без учета потерь равно:

у_sp=0,9 · (2.27)

у_sp =0,9·600=540 МПа

Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения:

(2.28)

Потери от температурного перепада, между натянутой арматурой и упорами , так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием.

Усилие обжатия с учётом первых потерь:

(2.29)

Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведённого сечения:

(2.30)



Напряжение в бетоне при обжатии:

(2.31)

где 4,34<0,9·17,5=15,75 МПа

Определим вторые потери от усадки бетона:

у_sp5=е_b,sh ·E_s (2.32)

е_b,sh=0,0002

у_sp5=2·10^-4·2·10⁵=40МПа

За счет ползучести бетона:

, (2.33)

где б = E_SP/E_b=2·10⁵/3·10⁴=6,67; (2.34)

- коэффициент ползучести бетона, принимаемый 2,5;

- коэффициент армирования, равный

- напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры



(2.34)

M=G·l₀²/8 (2.35)

M =5,2·5,840²/8=22,16 кПа·м,

где G= l·q=1500·3,465=5,2 кПа/м (2.36)

Вторые потери:

МПа. (2.37)

Полные потери:

, (2.38)

Принимаем МПа

Усилие обжатия с учётом полных потерь:

(2.39)

2.1.8 Расчет прочности плиты по сечению, наклонному к продольной оси

По конструктивным требованиям в многопустотных плитах высотой не более 30 см поперечная арматура не устанавливается, если она не нужна по расчету. Проверим необходимость постановки поперечной арматуры расчетом.

Проверяем условие:

, (2.40)

где Q - поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки; Q=35,42 кН;

=1, так как поперечная арматура отсутствует;

; (2.41)

Условие выполняется:

35,42 кН < 345 кН,

следовательно, прочность плиты по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.

Поперечная арматура в плите может не устанавливаться, если выполняются условия:

а) ; (2.42)

,

35,42 кН < 243,5 кН; условие выполнено;

б) , кН, (2.43)

где с - проекция наклонного сечения, принимается

см; (2.44)

; (2.45)

- для тяжелого бетона;

; (2.46)

Р - усилие предварительного обжатия;

.

Находим

кНсм

кН

Условие выполняется:

29,41 кН < 70,49 кН.

Все необходимые условия прочности выполняются, поэтому поперечную арматуру в плите не устанавливаем.На приопорных участках длиной устанавливаем конструктивно-поперечные стержни Ш5Вр-I с шагом s=h/2= 0,22/2=0,11м, - принимаем s=0,1м (кратно 0,05м); в средней части пролета поперечная арматура не применяется, поскольку ширина плиты менее 3 метров.

2.2 Расчёт многопустотной плиты по предельным состояниям II группы

2.2.1 Расчёт по образованию трещин, нормальных к продольной оси

Выполняем для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. При этом для элементов, к трещиностойкости которых предъявляют требования 3-й категории, принимаем значения коэффициента надежности по нагрузке:

М_n=44,29 кНм

Условие:

где - нормативное значение внешнего изгибающего момента;

- момент, воспринимаемый сечением, нормальным к продольной оси элемента, при образовании первой трещины в нижней зоне и определяемый по формуле

M_crc = г·W_redR_bt,ser + P(e_0p + r) (2.47)

где W_red - момент сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого волокна

г - коэффициент, определяемый согласно табл.4.1 [1];

г =1,3 - для таврового сечения с полкой в сжатой зоне

e_0p - эксцентриситет усилия обжатия Р относительно центра тяжести приведенного сечения,

r - расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки

M_crc = 1,3 10,610⁶1,6 + 355800(75,61 + 46,58)=62,81 кНм

62,81 > 44,21 условие соблюдается, следовательно, образование трещин не происходит. Проверяем, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при её обжатии, при значении коэффициента точности натяжения г_sp=1,155. Изгибающий момент от веса плиты М_св=22,16 к Нм

Расчётное условие:

1,155·Р₁(е_ор-r_inf)-М_св? R_btp·W'_pl (2.48)

где Р₁ и e_0p1 - усилия обжатия с учетом первых потерь напряжений и его эксцентриситет относительно центра тяжести приведенного сечения

r_inf- расстояние от ядровой точки, наименее удаленной от растянутой зоны (нижней) до центра тяжести приведённого сечения:

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне

W_pl = ' W_red (2.48)

W_pl = 1,515,9·10⁶ = 23,85 мм³,

где ' = 1,5- коэффициент принимаемый для двутавровых сечений с полкой в сжатой зоне.

Проверим расчетное условие:

1,155·Р₁(е_ор-r_inf)-М_св?R_btp·W'_pl (2.49)

1,155355800·(75,61-46,58)-221601,0523,85 ·10⁶

11907,69 Нм25042Нм

Условие выполняется, поэтому начальные трещины не образуются.

2.2.2 Расчет плиты на деформативность

Расчет изгибаемых элементов по прогибам производят из условия

f ? f_ult, (2.50)

где f - прогиб элемента от действия внешней нагрузки;

f_ult - предельный прогиб, устанавливаемый по СНиП 2.01.07-85. При действии постоянных и временных длительных и кратковременных нагрузках прогиб не должен превышать пролета.

Прогибы изгибаемых элементов определяют по общим правилам строительной механики в зависимости от изгибных и сдвиговых деформационных характеристик железобетонного элемента в сечении по его длине (кривизны и углов сдвига).

f_ult = 1/200·7,6=0,038 см

Если в растянутой зоне плиты трещины не образуются, то кривизна оси (без учета влияния выгиба):

, (2.51)

где , - кривизна соответственно от кратковременных и от постоянных и длительных нагрузок;

= 1/мм (2.52)

=1/мм (2.53)

- для тяжелого бетона;

- для конструкции из тяжелого бетона, работающей при влажности воздуха в помещении 40-75% и рассчитываемой на продолжительное действие нагрузок.

=2,03·10^-6+2,6·10^-6=4,63·10^-6 1/мм (2.54)

Прогиб элемента от действия внешней нагрузки:

(2.55)

где - полная кривизна в сечении с наибольшим изгибающим моментом;

S - коэффициент, принимаемый по табл.4.3./СНиП/ принимаем равным .

f=5/48·5840²·4,63·10^-6 =16,45мм

f =16,45 мм < f_ult = 38 мм

Неравенство соблюдается, следовательно конструкция удовлетворяет требованиям по деформативности.

2.2.3 Расчёт плиты на усилия, возникающие в период изготовления, транспортирования и монтажа

Расчет ведем на совместное действие внецентренного сжатия и нагрузки от собственного веса. За расчётное сечение принимаем сечение, расположенное на расстоянии 0,8 м от торца панели.

Расчет ведем на совместное действие внутреннего сжатия и изгибающего момента от собственной массы панели ,кН·м:

,(2.56)

где - распределенное усилие от собственного веса, кН/м

(2.57)

где -коэффициент надежности при динамических нагрузках, равный 1,5

кНм

Определим :

, (2.58)

По таблице 3.2 находим

, (2.59)

м²

Принимаем арматуру 4Ш22 А-II с

Расчет монтажных петель ведется с учетом обрыва одной из четырех петель.

Площадь поперечного сечения арматуры:

, (2.60)

где A_n - площадь поперечного сечения плиты, м²

К_д - коэффициент динамичности

м²

Так как диаметр петель не может быть менее 10 мм, принимаем арматуру для монтажных петель 4Ш10 АI c м².

Рисунок 5 Схема распределения нагрузок и усилий в стадии изготовления, транспортирования и монтажа.

3. Расчет трехпролетного неразрезного ригеля

При расчете рассматриваем ригель как неразрезную балку. Неразрезность ригеля обеспечивается сваркой закладных деталей, а также омоноличиванием стыков.

Принимаем сечение ригеля - прямоугольное.

Рисунок 6 Поперечное сечение ригеля.

Расчетный пролет ригеля между осями колонн равен 7,6 м, а в крайних пролетах:

(3.1)

где привязка оси стены от внутренней грани, м

глубина заделки ригеля в стену, м

Таблица 2. Нормативные и расчетные нагрузки.

Нагрузка	Нормативное значение, Н/м2	Коэфф. надежности по нагрузке 1	Расчетное значение, Н/м2
Постоянная: 1) паркетная доска h=2,2 см; 0=900 кг/м3;	198	1,2	238
2) слой мастики битумной h=0,3см; 0=900 кг/м3;	27	1,3	351
3) цементно - песчаная стяжка h=2 см; 0=1800 кг/м3;	360	1,3	468
4) утеплитель из керамзито-бетона h=6 см; 0=600 кг/м3	360	1,3	468
5) Вес плиты hred=12,2 см; 0=2500 кг/м3;	3150	1,1	3465
6) Собственный вес ригеля	729,17	1,1	802,08
Итого:	4824,17	-	5476,18
Временная нагрузка	3,200	1,2	3840
Всего:	8024,17	-	9316,18

3.1 Материалы ригеля и их расчетные характеристики

Бетон тяжелый класса:

В20, , коэффициент

условий работы бетона .

Арматура:

- продольная рабочая из стали кл. А400 ;

модуль упругости

- поперечная из стали класса А 240,

3.2 Статический расчет ригеля

Предварительно определяем размеры сечения ригеля:

- высота

 (3.2)

- ширина

(3.3)

Нагрузка от собственного веса ригеля:

(3.4)

Нагрузку на ригель собираем с грузовой полосы шириной, равной

номинальной длине плиты перекрытия.

Вычисляем расчетную нагрузку на 1м длины ригеля.

Постоянная:

-от перекрытия с учётом коэффициента надёжности по назначению здания

(3.5)

-от массы ригеля с учётом коэффициента надёжности и

(3.6)

Итого:

(3.7)

Временная нагрузка с учётом коэффициента надёжности по назначению здания :

(3.8)

Полная расчетная нагрузка:

(3.9)

Расчетные значения изгибающих моментов и поперечных сил находим в предположении упругой работы неразрезной трехпролетной балки. Схемы загружения и значения M и Q в пролетах и на опорах приведены в табл.

По данным табл.3 строим эпюры изгибающих моментов и поперечных сил для различных комбинаций нагрузок. При этом значения M и Q от постоянной нагрузки - схема I - входят в каждую комбинацию. Далее производим перерасчет усилий.

Для обеих промежуточных опор устанавливаем одинаковое значение опорного момента, равное сниженному на 30% максимальному значению момента на опоре «В»:

(3.10)

Исходя из принятого опорного момента, отдельно для каждой комбинации осуществляем перераспределение моментов между опорными и промежуточными сечениями добавлением треугольных эпюр моментов.

Опорный момент ригеля по грани колонны на опоре «В» со стороны второго пролета при высоте сечения колонны

(3.11)

Для расчета прочности по сечениям, наклонным к продольной оси, принимаем значения поперечных сил ригеля, большие из двух расчетов: упругого расчета и с учетом перераспределения моментов.

3.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

Высоту сечения ригеля уточняем по опорному моменту по грани колонны при , поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. Принятую высоту затем проверяем по пролетному наибольшему моменту так, чтобы относительная высота сжатой зоны была и исключалось неэкономичное переармирование сечения. По табл. 3 3.1.[1] при находим значение , а по формуле определяем граничную высоту сжатой зоны:

(3.12)

характеристика деформативных свойств бетона. (3.13)

, т.к.

Определяем рабочую высоту сечения ригеля:

(3.14)

Полная высота сечения:

(3.15)

Принимаем , Для опорных и пролетных сечений принято расстояние от растянутой грани до центра тяжести растянутой арматуры а=6см при расположении ее в два ряда и а = 3см - при расположении арматуры в один ряд .

Рисунок 8- К расчету прочности ригеля - сечение - в пролете (а) -на опоре(б)

Сечение в первом пролёте: ,

Расчет сечения арматуры выполняем, используя вспомогательные таблицы, вычисляем

(3.16)

По табл. 3.1 [1] находим ,

Проверяем принятую высоту сечения ригеля. Поскольку ,

сечение не будет переармированным.

Определяем площадь сечения продольной арматуры:

 (3.17)

По сортаменту принимаем для армирования 2 28А400 + 222А400 с общей площадью A_s = 19,92 см²

Сечение в среднем пролёте

,

По сортаменту принимаем 4Ш18А400 c

Количество верхней арматуры определяем по величине опорных изгибающих моментов.

Сечение на опоре «В»,

Для армирования опорных сечений принимаем:

- со стороны первого пролета 420 А400 с общей площадью A_S =12,56 см ²;

- со стороны второго пролета 420 А400 с общей площадью A_S =12,56 см ²

3.4 Расчёт прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

На крайней опоре поперечная сила Q = 167,47кН. Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось по формулам таб. 3[1]:

В = ц_b2R_btbh₀² (3.18)

В = 2•0,9·10³•0,25•0,528² = 125,45•10⁵ кН;

Здесь:ц_b2 = 2- для тяжелого бетона;

ц_f = ц_n = 0

В расчетном наклонном сечении Q_b = Q_sw = Q/2,отсюда

> (3.19)

Принимаем С = 108 см, тогда

< (3.20)

следовательно, необходима поперечная арматура. Вычисляем:

(3.21)

(3.21)

Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условий сварки с продольной арматурой диаметром 28мм и принимаем равным d_sw = 8 мм с площадью A_sw = 0,503 см². Число каркасов 2, при этом A_sw = 2•0,503 = 1,006 см²

Определяем шаг поперечных стержней

(3.22)

По конструктивным условиям (см. 3.1):

. (3.23)

На всех приопорных участках длиной ~ 0,25 l=1,9 м принят шаг S = 20 см, в средней части пролета:

S = 3h/4 = 3•60/4 = 45см. (3.24)

Проверяем прочность по сжатой полосе между наклонными трещинами по формулам:

(3.25)

(3.26)

(3.27)

(3.28)



Условие Q = 167,47 кН ? 0,3 ц_w1ц_b1•R_b•b•h₀= 0,3•1,08·0,9•11,5•10^3·0,25·

•0,54= 452,7 кН удовлетворяется. (3.29)

Очевидно, что это условие будет удовлетворяться и для наклонных сечений у опоры «В», поэтому расчеты в дальнейшем не повторяем.

На первой промежуточной опоре слева поперечная сила Q = 241,68 кН. Из предыдущего расчета принимаем В = 131,22 кН/м, тогда в расчетном приопорном сечении при Q_b = Q_sw = Q/2;

?

Принимаем С = 108 см, тогда

Вычисляем:

Определяем шаг поперечных стержней

Принимаем на приопорном участке длиной ~ 0,25 l шаг S = 0,15м

На первой промежуточной опоре справа Q = 215,54 кН.

>

Принимаем С = 108 см, тогда

<

следовательно, необходима поперечная арматура. Вычисляем:

Определяем шаг поперечных стержней

Принимаем на приопорном участке справа S = 17,5 см.

В средней части второго пролета принимаем S = 45 см.

3.5 Построение эпюры арматуры

Эпюру арматуры строим в такой последовательности:

- определяем изгибающие моменты М, воспринимаемые в расчетных сечениях, по фактически принятой арматуре;

- устанавливаем графически или аналитически на огибающей эпюре моментов по ординатам М места теоретического обрыва стержней;

- определяем длину анкеровки обрываемых стержней по формуле:

, (3.30)

причем поперечная сила Q в месте теоретического обрыва стержня принимаем соответствующей изгибающему моменту в этом сечении; здесь d - диаметр обрываемого стержня.

- в пролете допускается обрывать не более 50% расчетной площади сечения стержней, вычисленных по максимальному изгибающему моменту.

Рассмотрим сечения первого пролета.

Арматура 2 28А400 + 220А400 с общей площадью A_s = 19,92 см². Определяем момент, воспринимаемый сечением, для чего рассчитываем необходимые параметры:

(3.31)

(3.32)

(3.33)

(3.34)

(3.35)

Арматура 2 28А400 с A_s = 12,32 см² доводится до опор, а стержни 4 20 A400 обрываются в пролете. Определяем момент, воспринимаемый сечением с арматурой 2 28 A400:

;

Графически определяем точки обрыва двух стержней 4 20A400 . В первом сечении поперечная сила , во втором . Интенсивность поперечного армирования в первом сечении при шаге хомутов равна:

(3.36)

Длина анкеровки

(3.37)

принимаем .

Во втором сечении при шаге хомутов

принимаем .

Расчет сечения среднего пролета.

Арматура 418 А400 c A_s = 10,18 см². Определяем момент, воспринимаемый сечением, для чего рассчитываем необходимые параметры:

Арматура 2 18А-400 доводится до опор, а стержни 2 18 A-400 обрываются в пролете. Определяем момент, воспринимаемый сечением с арматурой 2 18 A-400:

;

Графически определяем точки обрыва двух стержней 2Ш18А400 . В сечении поперечная сила . Интенсивность поперечного армирования в первом сечении при шаге хомутов равна:

Длина анкеровки

принимаем .

Расчет сечения на первой промежуточной опоре слева

Арматура 420 А400 c A_s = 12,56 см². Определяем момент, воспринимаемый сечением, для чего рассчитываем необходимые параметры:



Арматура 2 20А400 доводится до опор, а стержни 2 20 A-400 обрываются в пролете. Определяем момент, воспринимаемый сечением с арматурой 2 20 A400:

;

Графически определяем точки обрыва двух стержней 2Ш20А400 . В сечении поперечная сила Интенсивность поперечного армирования в первом сечении при шаге хомутов равна:

Длина анкеровки

принимаем .

Расчет сечения на первой промежуточной опоре справа

Арматура 420 А400 c A_s = 12,56 см². Определяем момент, воспринимаемый сечением, для чего рассчитываем необходимые параметры:

Арматура 2 20А400 доводится до опор, а стержни 2 20 A-400 обрываются в пролете. Определяем момент, воспринимаемый сечением с арматурой 2 20 A400:

;

Графически определяем точки обрыва двух стержней 2Ш20А400 . В сечении поперечная сила . Интенсивность поперечного армирования в первом сечении при шаге хомутов равна:

Длина анкеровки

принимаем .

3.6 Расчет стыка ригеля с колонной

Рассматриваем вариант бетонированного стыка. В этом случае изгибающий момент на опоре воспринимается соединительными стержнями в верхней растянутой зоне и бетоном, заполняющим полость между торцом ригелей и колонной.

Принимаем бетон для замоноличивания класса В20,

Стыковые стержни из арматуры класса A-400;

Изгибающий момент ригеля на грани колонны , рабочая высота сечения

по табл. 3.1.[1] находим соответствующее значение и определяем площадь сечения стыковых стержней

Принимаем арматуру 2Ш28А-400 c .

Длину сварных швов для приварки стыковых стержней с закладными деталями ригеля определяем следующим образом:

, где (3.37)

?l_w - длина сварного шва, м

N- усилия на опоре от действия изгибающего момента, кН

h_w -высота сварного шва, м

R_wy- расчетное сопротивление сварного шва, кН/м²

(3.38)

Коэффициент 1,3 вводим для обеспечения надежной работы сварных швов в случае перераспределения опорных моментов вследствие пластических деформаций.

При двух стыковых стержнях и двусторонних швах длина каждого шва (с учетом непровара) будет равна:

(3.39)

Конструктивное требование ,

где d - диаметр стыкового стержня, м

Принимаем

Закладная деталь ригеля приваривается к верхним стержням каркаса при изготовлении арматурных каркасов. Сечение этой детали из условия прочности на растяжение:

(3.40)



где R_s - расчетное сопротивление закладной детали ригеля, кН/м²

Конструктивно принята закладная деталь в виде гнутого швеллера из полосы длиной ;

>

Длина стыковых стержней складывается из размера сечения колонны, двух зазоров по 5 см между колонной и торцами ригелей и двух длин сварного шва:

3.7 Расчёт ригеля на усилия, возникающие в период изготовления, транспортирования и монтажа

Рисунок 11- К расчету на нагрузки при транспортировке

Нагрузка от собственного веса с учетом коэффициента динамичности:

q_sw=0,6·0,25·2500·10·1,6=6 кН/м (3.41)

Момент на опорах:



кН·м, (3.42)

Реакции опор:

(3.43)

Момент в середине пролета:

(3.44)

Так как момент в середине пролета равен 0, то прочность на изгиб заведомо обеспечена.

Проверяем прочность в точках приложения усилий:

Сечение арматуры:

А по расчету4Ш20 А400, следовательно , прочность удовлетворяется.

Площадь петель так же находится так же с учетом коэффициента динамичности:

, (3.45)

где A_n - площадь поперечного сечения плиты, м²

К_д - коэффициент динамичности

м²

Так как диаметр петель не может быть менее 10 мм, принимаем арматуру для монтажных петель Ш16 А240 c м².

4. Расчет центрально нагруженной колонны

4.1 Расчет прочности колонны первого этажа

4.1.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок

Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 6 х7,6м равна:

. Подсчет нагрузок приводим в таблице 4.

Таблица 4 - Нормативные и расчетные нагрузки

Нагрузка	Нормативное значение, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке 1	Расчетное значение, Н/м2
I. Постоянная: 1. Вес кровли: 1) гравий, утопленный в мастику h=20 мм; 0=1800 кг/м3;	0,36	1,3	0,468
2) 3 слоя рубероида на мастике; h=12 мм; 0=1300 кг/м3;	0,156	1,3	0,203
3) выравнивающий слой из цементно - песчаного раствора h=15 мм; 0=1800 кг/м3;	0,27	1,3	0,351
4) утеплитель из керамзитобетона h=100 мм; 0=600 кг/м3	0,6	1,3	0,78
5) пароизоляционный слой h=4 мм; 0=1300 кг/м3	0,052	1,3	0,067
2. Вес плиты hred=12,2 см; 0=2500 кг/м3;	3,150	1,1	3,465
3. Собственный вес ригеля 0=2500 кг/м3	0,729	1,1	0,802
Итого:	5,317	-	6,136
II. Снеговая нагрузка: в том числе длительная кратковременная	0,7 - 0,7	1,4 - 1,4	0,98 - 0,98
Всего:	6,017	-	7,116

Нагрузка на 1м² перекрытия складываются из веса конструкции пола, плит перекрытия, временной полезной нагрузки и собственного веса ригеля.

Таблица 5 - Нормативные и расчетные нагрузки

Нагрузка	Нормативное значение, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке 1	Расчетное значение, Н/м2
Постоянная от плит перекрытия: 1) Вес конструкции пола	0,945	-	1,209
2) Вес плиты	3,150	1,1	3,465
3) Собственный вес ригеля	0,729	1,1	0,802
Итого:	4,824	-	5,476
Временная нагрузка в том числе:	3,200	1,2	3,840
длительная	2,240	1,2	2,688
кратковременная	0,960	1,2	1,152
Всего:	8,024	-	9,316

Фактическую длину колонны вычислим с учетом следующих параметров:

l= l₁+ l₁+ l₃+h_эт (4.1)

l₁- расстояние необходимое для удобства монтажа, l₁=350 мм

l₂ - заглубление колонны первого этажа в фундамент,

l₂=1,5·h_col=1,5·400=600мм (4.2)

l₃ - расстояние до уровня чистого пола от верха фундамента, l₃ =150мм

l=5+0,35+0,15+0,6=6,1 м

Расчетная продольная сила, действующая на колонну от собственного веса с учетом коэффициента на действие нагрузки г_f=1,1:

N_1-5=(N₁-N_2-5) г_f (4.3)

где N₁-расчетная продольная сила от собственного веса колонны первого этажа, кН

N₁= H_1· b_col· h_col· g _·с (4.4)

где Н₁-высота колонны в пределах первого этажа, м

b_col- ширина сечения колонны, м

h_col- высота сечения колонны, м

с- плотность тяжелого бетона, кг/м³

Сечение колонн предварительно принимаем b_col Ч h_col=0,4Ч 0,4м

Расчетная длина колонн во втором-четвертом этажах равна высоте этажа

H₂ = H_эт=4,2 м, а для первого этажа Н₁= 5м

N₁=5·0,4·0,4·2,5·10=20 кН

N_2-5 - расчетная продольная сила от собственного веса колонн 2-5 этажей, кН

N_2-5= n· H₁· b_col· h_col ·g· с (4.5)

где n - количество последующих этажей

N₂=4·4,2·0,4·0,4·2,5·10=67,2 кН

N_1-5=(20+67,2)1,1= 95,92 кН

Продольная сила от полной расчетной нагрузки с учетом коэффициента надежности по назначению здания г_n=0,95:

N= ((q+p)_1· A_tot + n·(q+p)_2· A_tot + N_1-5)·г_n (4.6)

где (q+p)₁ - полная расчетная нагрузка от покрытия, кН/м²

(q+p)₂ - полная расчетная нагрузка от перекрытия, кН/м²

n - количество покрытий

A_tot - грузовая площадь одной колонны, м²

N= (7,116· 45,6+ 4·9,316·45,6+ 95,92)·0,95=1982,4 кН

Продольная сила от постоянных и длительно-действующих нагрузок с учетом коэффициента надежности по назначению здания:

N_l = ((q+p_l)_1· A_tot + n·(q+p_l)_2· A_tot + N_1-5) ·г_n (4.7)

где (q+ p_l)₁ -расчетная постоянная и временная длительно-действующая нагрузка от покрытия, кН/м²

(q+ p_l)₂ - расчетная постоянная и временная длительно-действующая нагрузка от перекрытия, кН/м²

n - количество покрытий

A_tot - грузовая площадь одной колонны, м²

N_l = (6,136· 45,6+ 4·8,164·45,6+ 95,92)·0,95=1771,6 кН

4.1.2 Расчетная схема колонны

Колонну первого этажа рассчитывают как стойку длиной от оси ригеля до обреза фундамента. Нижний конец стойки защемлен, верхний конец имеет шарнирно неподвижное опирание. Расчетная длина колонны при этом составит:

, (4.8)

где высота первого этажа;

расстояние от пола междуэтажного перекрытия до оси ригеля;

расстояние от пола первого этажа до верха фундамента.

h₁=д₀+h_pn+h_p/2 (4.9)

где д₀ - толщина конструкции пола, м

h_pn- высота сечения плиты, м

h_p- высота сечения ригеля, м

h₁=0,105+0,22+0,6/2=0,625 м

l₀=0,7·(5-0,625+0,15)=3,167 м

Характеристики прочности бетона и арматуры:

Бетон тяжелый класса В20; расчетное сопротивление на осевое сжатие

, коэффициент условий работы бетона .

Арматура:

- продольная класса А400,

расчетное сопротивление на осевое растяжение

- поперечная класса А240, .

4.1.3 Расчет прочности колонны

Площадь поперечного сечения колонны:

(4.10)

где - коэффициент, учитывающий гибкость колонн длительного

загружения

м - коэффициент армирования м=0,01

При условии квадратного сечения колонны вычисляем размеры ее стороны:

(4.11)

Принимаем сечение колонны 0,4х0,4м.

Условие прочности сжатых элементов прямоугольного сечения со случайным эксцентриситетом имеет вид:

(4.12)

где А-площадь сечения бетона;

(A_s +A_s^') - площадь сечения всей арматуры в поперечном сечении;

ц- коэффициент, учитывающий гибкость элемента, длительность загружения, характер армирования.

Значение коэффициентов принимаем из таблицы 2[3]

и (4.13)

(4.14)

Определим гибкость элемента 5< =7,917 < 10 тогда минимальный процент армирования м = 0,002

(A_s +A_s^')= м·b_k·h_k (4.15)

(4.16)

(A_s +A_s^')=0,002·0,4·0,4=0,00032 м²

условие выполняется.

Искомая площадь сечения арматуры:

(4.17)



Проверяем коэффициент армирования

(4.18)

Так как м_min=0,002<м=0,0096< м_max=0,03 , то условие выполняется.

В следствии того, что армирование колонны симметричное,

принимаем 4Ш14А400+4Ш18А400 c

Проверяем фактическую несущую способность сечения колонны:

. Несущая способность обеспечена и превышена на 1,38%

Поперечную арматуру устанавливаем конструктивно:

арматура А240 Ш6мм (принимаем из условия свариваемости арматуры)

Устанавливаем шаг стержней из условия S?20d и S<500 мм,

где d- наименьший диаметр, мм

S?20·14=280 мм

Принимаем шаг 300 мм (кратное 50)

Определим количество поперечных стержней

n_ш=l_col/S (4.19)

n_ш - число шагов поперечных стержней, шт

n_ш=3,167 /0,3=10 шагов

n_с= n_ш+1, (4.20)

где n_с- количество стержней, шт

n_с= 10+1=11 шт

11 стержней с шагом S=300 мм расположены по длине l₀=10·0,3=3м. Оставшиеся 0,167м распределяем следующим образом: 0,03·2=0,06м - толщина защитного слоя и расстояние от концов продольных стержней до первого поперечного стержня: 0,167-0,06/2=0,0535 м.

4.2 Расчет и конструирование короткой консоли

Размеры опорной консоли определяются в зависимости от опорного давления ригеля Q=241,68кН.

Длина опорной площадки:

(4.21)

где b_bm - ширина ригеля, м

Принимаем

Вылет консоли с учётом зазора д между торцом ригеля и гранью колонны:

(4.22)

Зазор принимаем равным для бетонированного стыка ригеля с колонной не менее 5 см.

Расстояние от грани колонны до силы Q:

(4.23)

Высота консоли в сечении у грани колонны принимают равной:

(4.24)

где h_bm - высота ригеля, м

Рабочая высота сечения консоли: .

У свободного края при угле наклона сжатой грани =45 высота консоли:

(4.25)

h₁=0,42 - 0,2=0,22 м

Принимаем h₁=0,22 м. Поскольку выполняется условие , то консоль считается короткой. Короткие консоли высотой сечения h=0,42м > 2,5с=2,5·0,125=0,312м армируются горизонтальными хомутами. Суммарное сечение отгибов, пересекающих верхнюю половину отрезка l_w находят:

А_i=0,002·b·h₀, (4.26)

где b- ширина консоли, м

А_i=0,002·0,4·0,39=3,12·10^-4 м²

Принимаем арматуру отгибов 3Ш12А400 с

Длину отгибов принимаем 0,3 м. Из условия:

d_i? 1/15l_i и d_i? 25мм (4.27)

где d_i - диаметр отгибов, мм

l_i - длина отгиба, мм

d_i? 1/15·300=20 мм

Так как d_i=12 < 20 мм, то отгибы подобраны верно.

Горизонтальные хомуты принимаются из условия свариваемости с продольной арматурой колонны. для них используется арматура класса А240 и диаметр 6 мм. Шаг хомутов принимается не более 150 мм не более h/4= 0,42/4=0,105, т.е. принимаем 0,1 м. Площадь сечения двух стержней (хомутов) A_sw = 0,57·

Конструкция консоли у грани колонны должна отвечать условию, обеспечивающему прочность бетона по наклонной сжатой колонне между грузом и опорой:

Q0,8· ц_w2·щ₂·R_b·b·l_b·sinи, (4.28)

где и - угол наклона расчетной сжатой полосы к горизонтали;

l_b - ширина сжатой полосы;

l_b = l_sup· sinи (4.29)

l_b=0,15·0,902=0,1353 мм

Коэффициент ц_w2, учитывающий влияние хомутов, расположенных по высоте консоли, определяется по формуле

(4.30) где

(4.31)

(4.32)

где A_sw - площадь сечения хомутов в одной плоскости;

S_w - расстояние между хомутами, измеренное по нормали к ним.

241,68 ? 0,8· 1,0594·0,9·11,5·10³·0,4·0,1353·0,902= 428,2кН - прочность консоли обеспечена.

Высоту короткой консоли в опорном сечении проверяют также по условиям:

(4.33)

(4.34)

- условие удовлетвор...