Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия Q<Qsw + Qb, где Q -поперечная сила в наклонном сечении с длинной проекции с; при вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение Q принимается в нормальном сечении, проходящем на расстоянии с от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длинной с.

Q=Q - ?c = 316,6- 71,8*0,95*0.64= 272,9 кН.

При Qsw + Qb=137.7+199.5=337.2 кН >Q=272,9 кН, т.е. прочность наклонных сечений на приопорном участке у опоры А обеспечена при установке поперечной арматуры диаметром 8 мм класс А240 с шагом 150 мм на приопорных участках, равных четверти пролета у опор обеспечена.

Определение шага поперечной арматуры в средней части пролета. В средней части пролета Q1=Q - q*(lср-hc )/4 = 316,6- 94,98*(6.79-0,2)/4*0.95 = 167.9 кН.

Определяем поперечную силу, воспринимаемую бетоном.

=127,7 кН/м.

Длина невыгоднейшего наклонного сечения

но не более 3h0=3*0.615=1,845. Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с=1.2 м.

Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяют по формуле

но не более Qb,max=2.5*Rbt*b*h0=2.5*0.75*300*0.615=345,9 кН и не менее Qbmin=0.5*Rbt*b*h0=0.5*0.75*300*0.615=69,2 кН. Принимаем Qb=106.4 кН.

Qb=106.4 кН < Q1= 167,9 кН, т.е. поперечная сила не может быть воспринята только бетоном. Поэтому предусматриваем установку поперечной арматуры с шагом не более Кроме того шаг хомутов, учитываемых в расчете

Шаг поперечных стержней принимаем s=300 мм.

>

хомуты учитываются в расчете и

Длина проекции невыгоднейшего наклонного сечения на продольную ось элемента с. Так как

,

но не более 3h0=3*0.615=1,845 м

Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с=0,8.

Длину проекции наклонной трещины с0 принимают равным с, но не более 2h0=0.615*2=1.23 м. Принимаем длину проекции наклонной трещины с=с0=0,8.

Тогда Qsw=0.75*qsw*c0=0.75*143.5*0.8=86.1 кН

Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяют по формуле

Qb,max=2.5*Rbt*b*h0=2.5*0.75*300*0.615=345,9 кН и не менее Qbmin=0.5*Rbt*b*h0=0.5*0.75*300*0.615=69,2 кН. Принимаем Qb=159.6 кН.

При Qsw + Qb=86.1+159.6=245.7 кН >Q1=167,9 кН, т.е. прочность наклонных сечений у опоры В и С обеспечена при поперечных стержнях O8 мм класса А240 с шагом s=300 мм..

Определение мест обрыва стержней продольной арматуры. С целью экономии арматуры часть стержней пролетной арматуры разрешается обрывать, не доводя до опор. При сварных каркасах в балках шириной более 150 мм до опор доводят не менее двух стержней. Места обрыва стержней определяются расчетом в соответствии с эпюрами моментов при соответствующих схемах загружения ригеля временной нагрузкой.

Расстояние от опор до мест теоретического обрыва стержней разрешается определять графически по эпюрам моментов в масштабе при условии, что эпюры вычерчены не менее чем по пяти ординатам в каждом пролете с помощью лекала.

Из условия обеспечения надежной анкеровки обрываемые стержни должны быть заведены за место теоретического обрыва на величину

если

где Q - поперечная сила от расчетных нагрузок в месте теоретического обрыва стержней при соответствующей схеме загружения: d - диаметр обрываемых стержней;



Rsw - расчетное сопротивление поперечной арматуры.

В средних пролетах ригеля в нижней зоне обрываем три стержня диаметром 18 мм, расположенных во втором ряду.

В верхней зоне у опоры В со стороны крайнего пролета обрываем сначала два стержня диаметром 25 мм, а затем - один стержень диаметром 22 мм, заменив их после обрыва стержнями диаметром 14 мм из стали класса А400. Соединение стержней диаметром 22 мм со стержнями диаметром 14 мм выполняется контактной стыковой или ванной сваркой по типу 5 или 7.

Таблица 7

Расположение стержней	Арматура в сечении, мм2	Расчетные характеристики
	До обрыва стержней As	обрываемая	После обрыва стержней As1	b, мм	h0, мм	bh0, мм2x x10-2			A0	M=Rbbh02A0,кНм
В нижней зоне ригеля	У опоры В	322+322 2281	322 1140	322 1140	300	615	1845	0,0062	0,26	0,226	218,0
	В среднем пролете: У опоры В	320+320 1885	320 942	320 942	300	615	1845	0,0051	0,21	0,188	181,3
	У опоры С	320+320 1885	320 942	320 942	300	615	1845	0,0051	0,21	0,188	181,3
В верхней зоне ригеля	У опоры В: со стороны крайнего пролета	225+122 1363	225 982 125 491	122+214 689 314 462	300	615	1845	0,0037 0,0025	0,155 0,104	0,133 0,10	128,3 96,5
	со стороны среднего пролета	225+125 1473	225 982	125+214 799	300	615	1845	0,0043	0,18	0,164	158,2
	У опоры С: со стороны обоих пролетов	225+125 1473	225 982	125+214 799	300	615	1845	0,0043	0,18	0,164	158,2

Таблица 8

Место расположения обрываемых стержней	Продольная арматура _________ Обрываемая арматура	Поперечная арматура Количество ________ Шаг мм2/мм	Поперечная сила в месте теоретического обрыва стержней, кН			Длина запуска обрабатываемых стержней за место теоретического обрыва, мм	Минимальное значение =15d или 200 мм	Принятая величина , мм	Расстояние от оси опоры, мм
									До места теоретического обрыва (в масштабе по эпюре материалов)	До фактического места обрыва
В нижней зоне ригеля	У опоры В	322+322 322	151(38) 150	140	0,22	0,32 <0.615	428	320	450	1900	1450
	В среднем пролете: У опоры В	320+320 320	151 (38) 150	140	0,29	0,24 <0.615	341	300	350	2000	1650
	У опоры С	320+320 320	151 (38) 150	150	0,29	0,26 <0.615	360	300	400	1400	1000
В верхней зоне ригеля	У опоры В: со стороны крайнего пролета	225+122 225 122	151 (38) 100	90 80	0,29	0,16 <0.615 0,13 <0.615	280 250	375 330	400 350	1300 1750	1700 2100
	со стороны среднего пролета	225+125 225	151 (38) 100	60	0,29	0,1 <0.615	228	375	400	1000	1400
	У опоры С: со стороны обоих пролетов	225+125 225	151 (38) 100	220	0,29	0,38 <0.615	504	375	500	850	1350

3. Расчет колонны

Принимаем к расчету наиболее нагруженную колонну среднего ряда С. Расчет прочности колонны производим в наиболее нагруженном сечении - у обреза фундамента.

Нагрузку на колонну с учетом ее веса определяем от опирающихся на нее ригелей трех вышележащих междуэтажных перекрытий (нагрузка от кровли передается на нагруженные кирпичные стены). При этом неразрезность ригеля условно не учитывается. Поскольку определение усилий в ригелях выполнено без учета влияния жесткости колонн («рамность» каркаса не учитывается), то в качестве расчетной схемы колонны условно принимаем сжатую со случайным эксцентриситетом стойку, защемленную в уровне обреза фундамента и шарнирно закрепленную в уровне середины высоты ригеля.

Расчетная длина колонны нижнего этажа

м,

где hэт - высота этажа по заданию; 0,7 м - расстояние от обреза фундамента до уровня чистого пола; hп - высота панели; hр - высота сечения ригеля.

Принимаем колонну сечением 4040 см, а = а = 4 см. Расчетная нагрузка на колонну в уровне обреза фундамента

кН,

где n = 3 - число перекрытий; Gc - вес колонны,

кН.

Кратковременно действующая часть расчетной нагрузки

кН

где по заданию = 1,5 кН/м2; м2 - грузовая площадь перекрытия с которой нагрузка передается на среднюю колонну; - коэффициент надежности по нагрузке; n= 3 - число перекрытий, нагрузка с которых передается на колонну.

Длительно действующая часть расчетной нагрузки

кН.

,

С учетом коэффициента надежности по ответственности ?n=0,95

;

Случайный эксцентриситет в приложении сжимающей нагрузки:

мм; мм; мм.

Принимаем мм.

Бетон класса В25 с Rb = 13,05 МПа; Rbt = 0,97 МПа; Еb = 27103 МПа. Арматура класса А400 с Rs = Rsc = 355 МПа; Еs = 20104 МПа.

При расчете сжатых элементов из бетонов классов В15-В35 на действие продольной силы, приложенной со случайным эксцентриситетом допускается производить из условия

где - коэффициент, учитывающий гибкость элемента, характер армирования и длительность нагрузки, определяемый по формуле

,

Где sb и b - табличные коэффициенты, А - площадь поперечного сечения бетона колонны, Аs,tot - площадь поперечного сечения всей продольной арматуры колонны.

Задаемся =0,9, ?=0,01.

Проектируем колонну квадратного сечения h = b = м. Принимаем размеры поперечного сечения колонны h=b=0.4 м, A=h*b=0.4*0.4=0.16 м2.

Задаемся

; , ; b=0,9; sb=0,907;

Принимаем конструктивное армирование 4O16 А400Аs = Аs = 804 мм2

Поперечные стержни в сварных каркасах назначаем диаметром 6 мм из арматуры класса А240 шагом s = 200мм и не более 500 мм.

Расчет консоли колонны. Принимаем ширину консоли равной ширине колонны b = 400 мм. Бетон класса В25. Арматура класса A400 и A240. Наибольшая нагрузка на консоль колонны Q = 316,6 кН.

При классе бетона колонны В25 необходимую длину площадки опирания ригеля на консоль колонны определяем из условия обеспечении прочности ригеля на местное сжатие (смятие) при классе бетона в ригеле В15 с Rb = 8.5 МПа; Rbt = 0,75 МПа; Еb = 20500 МПа и ширине ригеля bp = 30 см

мм.

Минимальный вынос консоли с учетом зазора между колонной и торцом ригеля, равного 60 мм, в соответствии с типовым решением в проектах многоэтажных зданий каркасного типа мм.

Принимаем вынос консоли l = 200 мм.



Фактическая длина площадки опирания ригеля на консоли lsup,f = 200 - 60 =140 мм.

Напряжения смятия в бетоне ригеля и консоли колонны под концом ригеля

МПа МПа.

Следовательно, прочность бетона на смятие обеспечена.

Назначаем расчетную высоту консоли из условия

мм.

Полная высота консоли мм.

Принимаем высоту консоли h = 350 мм. Высота у свободного края мм > мм, h0 = 350 - 35=315 мм. Так как

Н = 463,1 кН > Q = 316,6 кН,

Н = 330,8 кН > Q =316,6 кН,

то прочность консоли обеспечивается.

Консоль армируем горизонтальными хомутами из арматуры диаметра 8 мм стали класса А240, принимаем шаг хомутов равным мм; мм.

Продольную арматуру принимаем конструктивно 212A400 (As = 226 мм2).

В консолях, входящих в замоноличенный жесткий рамный узел, в котором нижняя арматура ригеля приварена к арматуре консоли через закладные детали, постановка специальных анкеров к стержням продольной арматуры необязательна.

4. Расчет фундамента под сборную колонну

Проектируем под сборную колонну сборный фундамент стаканного типа из бетона класса В15 с Rb = 0,9*8,5=7,65 МПа; Rbt = 0,9*0,75=0,675 МПа. Арматура класса A400 с Rs = 355 МПа в виде сварной сетки. Расчетная нагрузка на фундамент при расчете по первой группе предельных состояний NI = 1898,6 кН. При расчете по второй группе предельных состояний NII = NI : 1,17 = 1898,6: 1,17 = 1622,7 кН, где f = 1,17 - усредненный коэффициент надежности по нагрузке.

Необходимая площадь подошвы фундамента под колонну при расчетном сопротивлении грунта в основании (по заданию) R = 0,35 МПа; отметке подошвы фундамента Н = 1,5 м и усредненной плотности массы фундамента и грунта на его обрезах ср= 20 кН/м3

м2.

Размеры сторон квадратного в плане фундамента а = b = м. принимаем а = b =2,4 м. Реактивное давление грунта на подошву фундамента от расчетных нагрузок, если принять распределение его по подошве равномерным, будет

кН/м2 < R=350 кН/м2

Расчетная высота сечения фундамента из условия обеспечения его прочности против продавливания колонной с размерами 4040 см определяется по формуле:

где u - периметр контура расчетного поперечного сечения на расстоянии 0.5h0 от границы площадки опирания верхней ступени фундамента,

м.

Полная высота фундамента стаканного типа с толщиной защитного слоя бетона 40 мм при наличии бетонной подготовки в основании и предполагаемом диаметре стержней арматуры 20 мм

мм.

Необходимая высота фундамента из условия обеспечения анкеровки арматуры колонны в стакане фундамента при диаметре стержней 20 мм

мм = 20 16 + 250 = 570 мм.

мм = 400 + 250 = 650 мм.

Принимаем двухступенчатый фундамент h = 800 мм с высотой ступеней по 400 мм. Расчетная высота фундамента h0 = h - а3 -1,5d = 800- 40 -1,5*16 = 736 мм, расчетная высота нижней ступени h0н = h - а3 -1,5d = 400 - 40 -1,5*16 = 336 мм.

Проверка прочности нижней ступени против продавливания

Продавливающая сила при площади нижнего основания пирамиды продавливания

кН.

Периметр контура расчетного поперечного сечения на расстоянии 0.5h0 от границы площадки опирания верхней ступени фундамента м.

При

прочность нижней ступени против продавливания обеспечена.

Расчет плиты фундамента на изгиб

Изгибающие моменты от реактивного давления грунта в сечениях фундамента по граням колонны и уступов

кНм;

кНм.

Необходимая площадь продольной арматуры класса А400 у подошвы фундамента в продольном и поперечном направлениях определяется по приближенной формуле

мм2.

мм2.

Принимаем сварную сетку из стержней диаметром 12 мм с шагом 125 мм в обоих направлениях Аs = 1912A400= 19 1,13= 2147 мм2 > 1650,5 мм2

III. Расчет каменных конструкций

1. Расчет прочности кирпичной кладки в простенке

Нагрузка на простенок в уровне низа ригеля перекрытия первого этажа, кН:

снеговая для II снегового района

рулонный ковер кровли - 100 Н/м2

асфальтовая стяжка при Н/м3 толщиной 15 мм

утеплитель - древесно-волокнистые плиты толщиной 80 мм при плотности Н/м3

пароизоляция - 50 Н/м2

сборные железобетонные плиты покрытия - 1750 Н/м2

вес железобетонной фермы

вес карниза на кирпичной кладке стены при Н/м3

вес кирпичной кладки выше отметки +3,53

сосредоточенная от ригелей перекрытий (условно без учета неразрезности ригелей)

вес оконного заполнения при Н/м2

Cуммарная расчетная нагрузка на простенок в уровне отм. +3,53

кН.

Допускается считать стену расчлененной по высоте на однопролетные элементы с расположением опорных шарниров в уровне опирания ригелей. При этом нагрузка от верхних этажей принимается приложенной в центре тяжести сечения стены вышележащего этажа, а все нагрузки кН в пределах данного этажа считаются приложенными с фактическим эксцентриситетом относительно центра тяжести сечения стены.

Расстояние от точки приложения опорных реакций ригеля P до внутренней грани стены при отсутствии опор, фиксирующих положение опорного давления, принимается не более одной трети глубины заделки ригеля и не более 7 см.

При глубине заделки ригеля в стену аз = 380 мм, аз : 3 = 380 : 3 = 127 мм > 70 мм принимаем точку приложения опорного давления Р = 258,3 кН на расстоянии 70 мм от внутренней грани стены.

Расчетная высота простенка в нижнем этаже мм.

За расчетную схему простенка нижнего этажа здания принимаем стойку с защемлением в уровне обреза фундамента и с шарнирным опиранием в уровне перекрытия.

Гибкость простенка, выполненного из силикатного кирпича марки 100 на растворе марки 25, при R = 1,3 МПа, определяется при упругой характеристике кладки = 1000;

коэффициент продольного изгиба = 0,96. В стенах с жесткой верхней опорой продольный прогиб в опорных сечениях может не учитываться ( = 1,0). В средней трети высоты простенка коэффициент продольного изгиба равен расчетной величине = 0,96. В приопорных третях высоты изменяется линейно от = 1,0 до расчетной величины = 0,96. Значения коэффициента продольного изгиба в расчетных сечениях простенка, в уровнях верха и низа оконного проема



величины изгибающих моментов в уровне опирания ригеля и в расчетных сечениях простенка на уровне верха и низа оконного проема кН:

.

Величина нормальных сил в тех же сечениях простенка, кН:

Эксцентриситеты продольных сил е0 = М : N:

мм < 0,45y = 0,45 250 = 115 мм;

мм < 0,45y = 115 мм;

мм < 0,45y = 115 мм;

мм.

Несущая способность внецентренно сжатого простенка прямоугольного сечения определяется по формуле

где ( коэффициент продольного прогиба для всего сечения элемента прямоугольной формы; ); mg - коэффициент, учитывающий влияние длительного действия нагрузки (при h = 510 мм > 300 мм принимают mg = 1,0); А - площадь сечения простенка.

Несущая способность (прочность) простенка в уровне опирания ригеля при = 1,00; е0 = 24,9 мм; с = 0,94 ;

= 3494,1 кН > 1919,6 кН.

Несущая способность простенка в сечении I - I при = 0,993; е0I = 20,3 мм; с = 0,94,

2373,5 кН> 1930,6 кН.



Несущая способность простенка в сечении II - II при = 0,969; е0II = 4,3 мм; с = 0,944;

2351,6 кН > 2011,9 кН.

Несущая способность простенка в сечении III - III в уровне обреза фундамента при центральном сжатии е0 = 0; = 1,0:

3606,7 кН > 2055,8 кН.

Следовательно, прочность простенка во всех сечениях нижнего этажа здания достаточна.

2. Расчет центрального сжатого кирпичного столба (колонны)

В учебных целях рассматриваем вариант замены железобетонной колонны в нижнем этаже здания кирпичным столбом. Кирпичный столб проектируем из глиняного кирпича пластического прессования марки 200 на растворе марки 50 с расчетным сопротивлением кладки R = 2,2 МПа. Упругая характеристика неармированной кладки = 1000.

Нагрузка на кирпичный столб нижнего этажа в уровне обреза фундамента условно принимается N = 1898,6 кН.

Принимаем кирпичный столб сечением 910910 мм (3 ? кирпича).

При l0 = 3030 мм, = 1000 гибкость столба

а коэффициент продольного изгиба = 1,0.

При меньшем размере сечения столба h = 910 мм > 300 мм коэффициент = 1,0

Несущая способность неармированного кирпичного столба

Н = 1821,8 кН < 1898.6 кН.

Следовательно, прочность неармированного кирпичного столба недостаточна.

Для повышения прочности кирпичного столба применяем армирование кладки горизонтальными сварными сетками с перекрестными стержнями из арматуры класса В500 диаметром 5 мм (As = 0,196 см2) с расчетным сопротивлением Rs = 0,6415=249 МПа и Rsn = 0,6500=300 МПа.

Шаг стерженй в сетках с = 70 см, сетки располагаются в горизонтальных швах кладки через пять рядов кирпичей, s = 375 мм

Процент армирования кладки по объему

Расчетное сопротивление армированной кладки столба осевому сжатию при растворе марки 50

МПа < 2,0R = 2,0 2,2 = 4,4 МПа.

Упругая характеристика кладки с сетчатой арматурой

коэффициент продольного изгиба армированного при h = 3,0 и sh = 1000, = 1,0.

Несущая способность армированного кирпичного столба

кН > 1898.6 кН.

Следовательно, прочность кирпичного столба, армированного сетками, достаточна.

Размещено на Allbest.ru

...