Реферат: Строительство железобетонных перекрытий

Содержание

1 Компоновка сборного железобетонного перекрытия

2. Расчёт многопустотной плиты по предельным состояниямпервой группы

2.1 Расчет плиты по предельным состояниям первой группы

2.1.1 Расчётный пролёт и нагрузки

2.1.2 Усилия от расчётных и нормативных нагрузок

2.1.3 Установление размеров сечения плиты

2.1.4Характеристики прочности бетона и арматуры

2.1.4 Расчёт прочности плитыпо сечению, нормальному к продольной оси

2.1.6 Расчёт прочности плиты по наклонным сечениям

2.2 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы

2.2.1 Геометрическиехарактеристики сечения

2.2.2 Потерипредварительного напряжения

2.2.3 Расчёт по образованиюнормальных трещин

2.2.4 Расчёт прогиба плиты

2.3 Проверка панели на монтажные нагрузки

3 Проектирование наразрезного ригеля

3.1 Определение нагрузок

3.1.1 Вычисление изгибающих моментов в расчётной схеме

3.1.2 Перераспределение моментовпод влиянием образования пластических шарниров

3.2 Расчёт прочности ригеля по сечениям нормальным кпродольной оси

3.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям наклонным кпродольной оси

3.4 Построение эпюры материалов ригеля в крайнем и среднемпролёте

4 Расчёт прочности колонны

4.1 Сбор нагрузок на колонны

4.2 Определение расчётной продольной нагрузки на колонну

4.3 Определение изгибающих моментов колонны от расчётнойнагрузки

4.4 Расчёт прочности колонны первого этажа

4.5 Расчёт консоли колонны

4.6 Расчёт стыка колонны

4.7 Расчёт стыка ригеля с колонной

5 Расчёт и конструирование отдельного железобетонногофундамента

6 Расчёт и конструирование монолитного перекрытия

6.1 Компоновка ребристого монолитного перекрытия

6.2 Расчёт многопролётной плиты монолитного перекрытия

6.2.1 Расчётный пролёт и нагрузки

6.2.2 Подбор сечений продольной арматуры

6.3 Расчёт многопролётной второстепенной балки

6.3.1 Расчётный пролёт и нагрузки

6.3.2 Расчётные усилия

6.3.3 Определение высоты балки

6.3.4 Расчёт прочности по сечениям нормальным к продольнойоси

6.3.5 Расчёт прочности второстепенной балки по сечениямнаклонным к продольной оси

1. Компоновкаконструктивной схемы сборного перекрытия

Ригели поперечных рам –трёхпролётные, на опорах жёстко соединены со средними колоннами, на стеныопёрты шарнирно. Плиты перекрытий предварительно напряжённые многопустотныеноминальной шириной 1900мм и 2100мм; связевые плиты номинальной шириной 2100ммразмещают по рядам колонн.

Рисунок 1 – Компоновка конструктивной схемы сборногоперекрытия

2. Расчёт многопустотной плиты по предельнымсостояниям первой группы

Исходные данные.Многопустотная плита из тяжелого бетона класса В40 опирается поверху нажелезобетонные ригели каркаса, пролет ригелей – lp=5,9м. Нормативное значение временнойнагрузки 3,5кПа. Требуется рассчитать и законструировать плиту перекрытия.Класс рабочей арматуры принять А-V.

2.1 Расчетплиты по предельным состояниям первой группы

2.1.1Расчётный пролёт и нагрузки

Для установлениярасчётного пролёта плиты предварительно задаёмся размерами сечения ригеля:

hp=(1/12)*lp=(1/12)*590=50см, bp=0.5*hp=0.4*50=20см.

При опирании на ригель поверхурасчётный пролёт плиты составит:

lo=l-bp/2=6,4-0,2/2=6,3м.

Подсчёт нагрузок на 1м2перекрытия сводим в таблицу 1.

Таблица 1 – Нормативные ирасчётные нагрузки на 1м2 перекрытия

Нагрузка

Нормативная нагрузка, Н/м2

Коэффициент надёжности по нагрузке

Расчётная нагрузка, Н/м2

Постоянная

Собственный вес многопустотной плиты с круглыми пустотами

3000 1,1 3300

То же слоя цементного раствора d=20мм (r=2200кг/м3)

440 1,3 570

То же керамических плиток d=13мм (r=1800кг/м3)

240 1,1 264 Итого 3680 - 4134 Временная 3500 1,2 4200 В том числе длительная 2450 1,2 2940 Кратковременная (30%) 1050 1,2 1260 Полная нагрузка 7180 - 8334

В том числе:

Постоянная и длительная

6130 - 7074

На 1м длины плиты ширинойплиты 2,1м действуют следующие нагрузки, Н/м: кратковременная нормативная pn=1050*2,1=2205; кратковременнаярасчетная р=1260*2,1=2646; постоянная и длительная нормативная qn=6130*2,1=12873; постоянная идлительная расчетная q=7074*2,1=14855,4;итого нормативная qn+pn=12873+2205=15078; итого расчетнаяq+p=14855,4+2646=17501,4.

2.1.2Усилия от расчётных и нормативных нагрузок

Расчётный изгибающиймомент от полной нагрузки:

M=(q+p)*l20*gn/8=17501,4*6,32*0.95/8=82487,4Н.м.

Расчетный изгибающиймомент от полной нормативной нагрузки:

Mn=(qn+pn)*l20*gn/8=15078*6,32*0.95/8=71065,4Н.м.

То же, от нормативной постояннойи длительной временной нагрузок:

Mld=qn*l20*gn/8=12873*6,32*0.95/8=60672,9Н.м.

То же, от нормативнойкратковременной нагрузки:

Mсd=рn*l20*gn/8=2205*6,32*0.95/8=10392,6Н.м.

Максимальная поперечнаясила на опоре от расчетной нагрузки:

Q=(q+p)*l0*gn/2=17501,4*6,3*0.95/2=52372,9Н.

То же, от нормативнойнагрузки:

Qn=(qn+pn)*l0*gn/2=15078*6,3*0.95/2=45120,9Н.

То же, от нормативнойнагрузки:

Qnld=qn*l0*gn/2=12873*6,3*0.95/2=38522,5Н.

2.1.3Установление размеров сечения плиты

Плиту рассчитываем какбалку прямоугольного сечения с заданными размерами bxh=210х22см (где b – номинальная ширина, h – высота плиты). Проектируем плиту одинадцатипустотной. Врасчете поперечное сечение пустотной плиты приводим к эквивалентномудвутавровому сечению. Заменяем площадь круглых пустот прямоугольниками той жеплощади и того же момента инерции.

Вычисляем:

h1=0.9*d=0.9*15.9=14.3см;

hf=hf’=(h-h1)/2=(22-14.3)/2=3.8см;

тогда приведенная толщинаребер равна:

bp=b=bf’-n*h1=207-11*14.3=49,7см,

где bf’=207см – расчетная ширина сжатойполки.

Приведенная толщинабетона плиты:

hred=h-(n*p*d2)/4b=22-(11*p*15.92)/(4*207)=11.5см>10 см.

Рабочая высота сечения h0=22-3=19см.

Толщина верхней и нижнейполок hf=(22-15.9).0.5=3см.

Ширина ребер: средних –2.9см, крайних – 3см.

2.1.4Характеристики прочности бетона и арматуры

Плитаизготавливается из тяжелого бетона класса В40, имеет предварительно напрягаемуюрабочую арматуру класса А-VI с электротермическимнатяжением на упоры форм. К трещиностойкости плиты предъявляются требования3-ей категории. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении.

Бетон тяжёлый класса В40

Призменная прочностьбетона нормативная: Rbn=Rb,ser=29МПа, расчётная Rb=22МПа, коэффициент условий работыбетона gb2=0.9; нормативное сопротивление при растяжении Rbtn=Rbt,ser=2.1МПа, расчётное Rbt=1.4МПа; начальный модуль упругостибетона Eb=32.5*103МПа.

Передаточная прочностьбетона Rbp устанавливается так, чтобы приобжатии отношение напряжений sbp/Rbp£0.75.

Арматура продольнаякласса A-VI

Нормативное сопротивлениеRsn=Rs,ser=980МПа,

Расчётное сопротивление Rs=225МПа,

Модуль упругости Es=1.9*105МПа.

Предварительноенапряжение арматуры назначаем таким образом, чтобы выполнялись условия />. При электротермическомспособе натяжения:

Принимаем ssp=600МПа.

Определяем коэффициентточности натяжения арматуры />

где n – число стержней напрягаемойарматуры, принимаем n=8.

/>.

При благоприятныхвлияниях предварительного напряжения gsp=1-0.1=

=0.9. При проверке пообразованию начальных трещин в верхней зоне плиты g'sp =1+0.1=1.1. Значениепредварительного напряжения с учётом точности натяжения арматуры составит0.9*600=540МПа.

2.1.5 Расчёт прочности плиты по сечению, нормальномук продольной оси

При расчёте прочности,сечение плиты принимается тавровым (полка нижней растянутой зоны в расчёт невводится). Размеры сечения показаны на рисунке 2б.

Вычисляем:

Находим />

Высота сжатой зонысечения:

/>следовательно, нейтральная осьпроходит в пределах сжатой полки, и сечение рассчитывается как прямоугольноешириной bf’=207см. Вычисляем характеристики сжатой зоны

ω=0,85-0,008·Rb=0,85-0,008·22·0,9=0,69

Вычисляем граничнуювысоту сжатой зоны

ξR=/>

где σSR=Rs+400- σSP2

σSP=0,6Rsn=0,6·785=471 МПа

σSP2=γsp· σSP·0,7=0,84·471·0,7=276,95 МПа

σSR=680+400-276,95=803,1МПа

Поскольку соблюдаетсяусловие x<xR (0.034<0.43), то расчётное сопротивление арматурыумножается на коэффициент условий работы gs6:

где h=1.15 – коэффициент, принимаемыйравным для арматуры класса A-V.

Требуемую площадь сечениярабочей арматуры определяем по формуле:

где h=1-0.5x=1-0.5*0.058=0.971.

Принимаем в качествепредварительно напряжённой продольной рабочей арматуры три стержня арматурыкласса A-V 3Æ16мм с общей площадью Asp=6,03см2. Арматура устанавливается в четвертомслева и крайних рёбрах плиты.

2.1.6 Расчёт прочности плиты по наклонным сечениям

По конструктивным требованиям в многопустотных плитах высотойне более 30см поперечная арматура не устанавливается, если она не нужна порасчету. Проверим необходимость постановки поперечной арматуры расчетом.Проверяем условие: Q£ 0.3jw1jb1Rb b h0,

где Q – поперечная сила на опоре отрасчетной нагрузки; Q=52,37кН,

jw1=1, так как поперечная арматура отсутствует;

jb1=1-0.01Rb=1-0.01*22=0.78.

Условие:

52,37<0.3*1*0.78*22*10-1*49,7*19,

52,37кН<486,13кН, выполняется,

следовательно, прочность плиты по наклонной полосе междунаклонными трещинами обеспечена.

Поперечную арматуру в плите можно не устанавливать, есливыполняются условия:

а) Qmax£2.5*Rbt*b*h0;Qmax=Q.

52,37<2.5*1.4*10-1*49,7*19,

52,37кН<330,51кН, условие выполняется.

б) Q1£Mb1/c, Q1=Qmax-q1*c=52,37-11,88*0.475=46,73кН,

где с — проекция наклонного сечения, принимаем:

с=2,5h0=2,5*19=47,5см;

q=gp*b*gf=8,334*1,5*0,95=11,88кН/м,

Мb1=jb4(1+jn)gb2Rbt*b*h02;

jb4=1.5- для тяжелого бетона; jn=0;

где Р=Asp(ssp-100)=5,96*(540-100)*0.1=262кН– усилие предварительного обжатия,

100МПа – минимальное значение суммарных потерьпредварительного напряжения.

Принимаем jn=0.5.

Мb1=1,5*(1+0,22)*0,9*1,4*10-1*49,7*192=4137кН*см.

Мb1/с=4137/47,5=87,09кН.

Условие Q1£Мb1/с:

46,73кН<87,09кН выполняется,

следовательно, поперечную арматуру в плите не устанавливаем.

На приопорных участках длиной l/4арматуру устанавливаем конструктивно Æ4Вр-I с шагом S=h/2=22/2=11см, в средней части пролёта поперечную арматуру неустанавливаем.

2.2 Расчетплиты по предельным состояниям второй группы

2.2.1 Геометрические характеристики сечения

При расчёте по 2-ойгруппе предельных состояний в расчёт водится двутавровое сечение плиты (рисунок2в).

Площадь приведённогосечения:

расстояние от нижнейграни до центра тяжести приведённого сечения:

момент инерции сечения:

момент сопротивлениясечения:

упругопластический моментсопротивления по растянутой зоне

здесь g=1.5 для двутаврового сечения при2<bf/b=207/49,7=4,2<6,0.

Упругопластический моментпо растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия Wpl’=Wpl=20343см3.

Расстоянияот ядровых точек – наиболее и наименее удалённой от растянутой зоны (верхней инижней) – до центра тяжести сечения:

2.2.2 Потери предварительного напряжения

Расчёт потерь выполняем всоответствии с требованиями СНиП 2.03.01-84*. Коэффициент точности натяженияарматуры принимаем gsp=1.0.

Потери s1 от релаксации напряжений приэлектротермическом натяжении высокопрочных канатов:

s1=0.03*ssp=0.03*600=18МПа.

Потери s2 от температурного перепада между натянутой арматуройи упорами равны нулю, так как при пропаривании форма с упорами нагреваетсявместе с изделием.

Потери от деформациианкеров s3 и формы s5при электротермическом способе равны нулю. Поскольку арматура не отгибается,потери от трения арматуры s4 такжеравны нулю.

Усилие обжатия />

Эксцентриситет силы Р1относительно центра тяжести сечения еор=у0-а=11-3=8см. Определимсжимающие напряжения в бетоне:

где Mg=q*l2/8=(2,07*3,0)*6,42/8=31,8кНм– изгибающий момент в середине пролета плиты от собственного веса,

l=6,4м – расстояние между прокладкамипри хранении плиты.

Устанавливаем значениепередаточной прочности бетона из условия sbp/Rbp£0.75, но не менее 0.5В (В — классбетона):

/>0,78МПа,

0,5 B=0,5*40=20МПа.

Принимаем Rbp=20МПа, тогда:

при расчёте потерь отбыстронатекающей ползучести s6 при

/> < />

Итак, первые потери slos1=s1+s6=18+0,79=18,79МПа.

С учётом потерь slos1:

Р1=Аsp(ssp-slos1)=5,96*(600-18,79)*10-1=346,4МПа.

Отношение />.

Из вторых потерь s7…s11 при принятомспособе натяжения арматуры учитываются только потери s8 от усадки бетона и потери s9 от ползучести бетона.

Для тяжёлого бетонаклассов В40 и ниже s8=40МПа.

Так как sbp/Rbp<0.75 то s9=127.9*sbp/Rbp=112,5*0,029=3,26МПа.

Вторые потери slos2=s8+s9=40+3,26=43,26МПа.

Полные потери slos=slos1+slos2=18,79+43,26=62,05МПа<100МПа,принимаем slos=100МПа.

Усилие обжатия с учётомполных потерь:

Р2=Аsp(ssp-slos)=5,96*(600-100)*10-1=298кН.

2.2.3 Расчёт по образованию нормальных трещин

Образование нормальныхтрещин в нижней растянутой зоне плиты не происходит, если соблюдается условие Mn=71,065кН*м£Mcrc<sub/>(Mcrc – момент образования трещин):

Поскольку Mn<Mcrc (71,065<79,52), то в нижней зонеплиты трещины не образуются.

Проверим, образуются линачальные трещины в верхней зоне плиты от усилия предварительного обжатия. Расчётноеусловие:/>

здесь Rbt,p=1МПа – нормативное сопротивление бетона растяжению,соответствующее передаточной прочности бетона Rbp=20МПа;

Р1 — принимается с учётом потерь только s1,Р1=346,4кН;

Mg – изгибающий момент в серединепролёта плиты от собственного веса, Mg=31,8кН*м.

Вычисляем: 1.12*346,4*(8-5,72)£1*10-1*20343,5+31,8, 884,57кН*см<2066,2кН*см.

Условие выполняется,значит, начальные трещины в верхней зоне плиты от усилия предварительногообжатия не образуются.

2.2.4 Расчёт прогиба плиты

Для однопролётнойшарнирно опертой балочной плиты прогиб можно определить по формуле:

где 1/r – кривизна оси элемента при изгибе. Кривизнаоси элемента, где не образуются трещины при длительном действии нагрузки:

где jb1=0.85 – коэффициент, учитывающий снижение жесткостипод влиянием неупругих деформаций бетона растянутой зоны;

jb2 – коэффициент, учитывающий снижение жёсткости(увеличение кривизны) при длительном действии нагрузки под влиянием ползучестибетона сжатой зоны при средней относительной влажности воздуха выше 40%, равна2; jb2 – то же, при кратковременной нагрузке равна 1.

Так как в растянутой зонеплиты трещины не образуются, то кривизна оси (без учета влияния выгиба):

где /> – кривизна соответственноот кратковременных и от постоянных и длительных нагрузок,

Тогда прогиб будет равен:

От постоянной идлительной временной нагрузок:

Тогда прогиб будет равен:

Тогда полный прогиб будетравен:

2.3 Проверка панели на монтажные нагрузки

Панель имеет четыремонтажные петли из стали класса А-1, расположенные на расстоянии 70см от концовпанели (рисунок 3а). С учётом коэффициента динамичности kd=1.4 расчётная нагрузка отсобственного веса панели:

где />собственный вес панели; bп – конструктивная ширина панели; hred – приведённая толщина панели; r — плотность бетона.

Расчётная схема панелипоказана на рисунке 3б. Отрицательный изгибающий момент консольной частипанели:

Этот моментвоспринимается продольной монтажной арматурой каркасов. Полагая, что z1=0.9*h0=0.9*19=17.1см, требуемая площадьсечения указанной арматуры составляет:

что значительно меньшепринятой конструктивно арматуры 3Æ16 А-II, Аs=5,96см2.

При подъёме панели вес еёможет быть передан на две петли. Тогда усилие на одну петлю составляет

Площадьсечения арматуры петли

принимаем конструктивностержни диаметром 14 мм, Аs=1,539см2.

3.Проектирование неразрезного ригеля

3.1Определение нагрузок

Предварительно задаёмсяразмерами сечения ригеля

Длина ригеля в серединепролёта />

Длина крайнего ригеля />

Из таблице 1, постояннаянагрузка на 1м2 ригеля равна:

— нормативная /> Па

— расчётная />Па

временная нагрузка

— нормативная /> Па

— расчётная />Па. Нагрузка отсобственного веса ригеля:

/>/> с учётам коэффициента />

/>/>с учётом коэффициента />

Итого /> />

Временная с учётомкоэффициента />

/>/>

Полная расчётная нагрузка

/>/>

3.1.1Вычисление изгибающих моментов в расчётной схеме

1)Вычисляем опорныемоменты и заносим в таблицу

2)Вычисляем опорныемоменты при различных схемах загружения и заносим в таблицу.

Таблица 2 – Ведомостьусилий в ригеле

№ п/п Схема загружения Опорные моменты

М21

М23

М32

№

нагр

Опорные моменты Пролётные моменты Поперечные силы

М21

М23

М32

М1

М2

Q21

Q23

1+2 208,46 109,02 109,02 159,34 12,64 130,61 198,41 82,48 1+3 142,78 149,03 149,03 217,11 83,76 61,75 110,21 157,83 1+4 235,51 181,92 138,36 148,94 50,87 126,22 202,8 157,83 (1+4)' 164,85 164,85 132,67 176,96 69,82 137,71 191,31 152,38

Вычисляем пролётныемоменты и поперечные силы

1) /> кН.

/>кН />м.

/> кНм.

/>кН

/> кНм.

2) /> кН.

/>кН />м.

/> кНм.

/>кН

/> кНм.

3) /> кН.

/>кН />м.

/> кНм.

/>кН

/> кНм.

3.1.2Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров

Наибольшийопорный момент уменьшаем на 30% по схеме загружения 1+4

/>кНм

/> кНм

/>кНм.

/> кНм.

/> кНм

Находим поперечные силы

/> кН.

/>кН />м.

/> кНм.

/> кНм./>кНм.

/>кН

/> кН. />м.

/>кНм.

/>
Рисунок3 – Эпюры моментов

а) – эпюры по схемазагружения

б) – выравнивающаяэпюра

в) – перераспределённаяэпюра

3.2 Расчётпрочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси

Высоту сечения ригеляподбираем по опорному моменту М=164,85 кНм

при ξ=0,35.

По заданию марка бетонаВ40, арматура АV.

Определяем граничнуювысоту сжатой зоны

ξR=/>

где />=0,85-0,008·22·0,9=0,69

/> МПа

/>МПа (/><1)

Высота сечения ригеля приширине сечения 200 мм

Так как b принимается в пределах />, то для согласования этихразмеров принимаем b=150 мм, тогда

/>см

Полная высота сечения

/> см

Подбираем сечениеарматуры в различных сечениях ригеля

Сечение в первом пролёте. М=176,96кНм

αm=/>

Из таблицы находимη=0,81

Аs=/> см2

Принимаем 4Ø16 АV />см2

Сечение во второмпролёте

М=83,76кНм

αm=/>

Из таблицы находимη=0,92

Аs=/> см2

Принимаем 4Ø10 АV />см2

Сечение на первойопоре со стороны первого пролёта

М=235,51кНм

αm=/>

Из таблицы находимη=0,715

Аs=/> см2

Принимаем 4Ø20 АV />см2

Сечение на первойопоре со стороны второго пролёта

М=149,03кНм

αm=/>

Из таблицы находимη=0,846

Аs=/> см2

Принимаем 4Ø14 АV />см2

3.3 Расчётпрочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси

Диаметр поперечныхстержней определяют из условия сварки их с продольной арматурой d=20 мм и принимают равным dsw=6 мм. На приопорных участка /> устанавливаем поперечнуюарматуру с шагом S=15см, в серединепролёта S=/>=35 cм.

Принимаем 2 каркаса dsw=6 мм />см2арматура класса АIII /> МПа

/>Н/см

/>Н

Проверяем условиеобеспечения прочности сечения

/><1075,4→ условие прочности удовлетворяется

Требование />см>15 см→требование удовлетворяется

Рассчитываем прочность понаклонному сечению:

Для этого вычисляем /> кНм так как />кН/cм<0,56gsw=0,56·1075,4=602,22 кН/cм

/>см<3,33·h0=3,33·44=146,52см

При этом

/>кН>/>49,9 кН

Поперечная сила в вершиненаклонного сечения

/>137,71·103-407,3·134,04=83,12кН

Длина проекции наклонногосечения

/></>

/>Н

Условие прочности />>83,12→прочностьобеспечивается.

3.4Построение эпюры материалов ригеля в крайнем и среднем пролёте

Рассмотрим сечениепервого пролёта

4Ø16 АV />см2 h0=44cм

/>кНм

Арматуру 2 Ø16доводим до опор 2Ø16 обрывается

Определяем моментвоспринимаемый сечением арматуры

2Ø16 АV />см2

/>кНм

Сечение во второмпролёте

4Ø10 АV />см2

/>кНм

Арматуру 2 Ø10доводим до опор и 2Ø10 обрывается

Определяем моментвоспринимаемый сечением арматуры

2Ø10 АV

/>см2

/>кНм

Сечение на первойопоре со стороны первого пролёта

4Ø20 АV />см2

/>кНм

Арматура 2 Ø20доводим до опор и 2Ø20 обрывается

Определяем моментвоспринимаемый сечением арматуры

2Ø20 АV />см2

/>кНм

Сечение на первой опоресо стороны второго пролёта

4Ø14 АV />см2

/>кНм

Арматура 2 Ø14доводим до опор и 2Ø14 обрывается

Определяем моментвоспринимаемый сечением арматуры 2Ø14 АV />см2

/>кНм

Определяем местатеоретического обрыва продольных рабочих стержней и длину их анкеровки. />1029,6 кН/м

Поперечные силы в местахтеоретического обрыва стержней определяем по эпюре Q

1)Q1=76,15кН; d=18

/>см<20·d=20·1,8=36

2)Q2=89,43 кН; d=18

/>см<20·d=20·1,8=36

3)Q3=160,78 кН; d=1,8

/>см<20·d=20·1,8=36

4)Q4=135,63 кН; d=12

/>см<20·d=20·1,2=24

5)Q5=76,53 кН; d=16

/>см<20·d=20·1,6=32

6)Q6=76,53 кН; d=16

/>см<20·d=20·1,6=32

/> <td/> />
Рис. 4 Эпюра материаловригеля

4. Расчётпрочности колонны

4.1 Сборнагрузок на колонны

Сетка колонн 5,9х6,4 м,высота первого этажа 4,2 м, высота последующих 4,2 м, количество этажей 3.Нормативная нагрузка 3,5 кПа, район строительства — г Кострома. IV – снеговой район.

Бетон В 25 /> МПа, />, арматура АII /> Мпа

№ п/п Наименование нагрузок

Нормативная

Нагрузка />кН

Коэффициент надёжности />

Расчётная нагрузка />

Покрытие

а)вес кровли

б)вес ж/б плиты

в)вес ригеля

2,11

2,8

0,31

1,1

2,32

3,08

0,34

Итого нагрузка 5,22 5,74 2 Временная от снегового района 1,5 1,4 2,1 3

Перекрытие

Вес констр. пола

и плиты перекрытия

вес ригеля

3,65

0,31

1,1

4,02

0,34

Итого постоянная 3,96 4,36 4

Временная на перекрытие

длительная

кратковременная

3,5

2,45

1,05

1,2

4,2

2,94

1,26

Пост длительная нагр. на перекрытие 6,41 7,3

Таблица – Сбор нагрузокна 1 м2 на колонну

4.2Определение расчётной продольной нагрузки на колонну

Грузовая площадь равна /> м2. Собственныйвес колонны сечением 30х30 и длиной 4,2 м с коэффициентом надёжности />

/>=10,4

От покрытия

-длительная />кН

-кратковременная />кН

От перекрытия

-длительная />кН

-кратковременная /> кН

3-й этаж

/>кН

2-й этаж

/>кН

1-й этаж

/>кН

4.3Определение изгибающих моментов колонны от расчётной нагрузки

Находим при вычисленныхразмерах ригеля 50х15 см и сечении колонны 30х30.

Отношение погонныхжесткостей, вводимых в расчёт.

Определяем максимальныемоменты колонны при загружении 1+4 без перераспределения моментов. g=27,96/>,временная />/>,длительная />/>,кратковременная /> />

При длительной нагрузке />кНм; /> кНм.

При полной нагрузке /> кНм.

/> кНм

Разность абсолютныхзначений опорных моментов в узле рамы от длительных нагрузок /> кНм, от полной нагрузки /> кНм.

Изгибающие моментаколонны подвала от длительных нагрузок />кНм,от полной />кНм

Изгибающие моментаколонны 1-го этажа от длительных нагрузок />кНм,от полной />кНм

4.4 Расчётпрочности колонны первого этажа

/>кН; /> кНм,/>кНм

Задаёмся j=1, m=0,025. Предварительно определяем сечение колонны

/>см2

Сечение колонны принимаем30х40 с площадью поперечного сечения 900 см2. Рабочая высота сечения/>см

Эксцентриситет силы

/> см, случайный эксцентриситет

/> см.

/>см. Для расчёта принимаем е=7,07 см.

Момент относительнорастянутой арматуры

- при длительнойнагрузке

/> кНм

- при полной нагрузке

/> кНм

Определяем гибкостьколонны при радиусе инерции />

/>>14 см

Для вычислениякритической силы находим

/> — для тяжёлого бетона

d<dmin ®принимаем d=0,24

/>;

m=0,025

Вычисляем критическуюсилу по формуле

Вычисляем коэффициент h

/> см

Определяем граничнуювысоту сжатой зоны

/>>/>

где />

/>>/>

Определяем площадьармирования

Принимаем 4Ø25 Аs=19,63 см2

Коэффициент армирования /> для расчёта бралиμ=0,025

→ решение можносчитать найденным.

Поперечную арматурупринимаем d=8 мм.

4.5 Расчётконсоли колонны

Размеры площадки консоликолонны определяются от опорного давления ригеля и составляет Q=202,8 кН.

Рис. 5 К расчётуконсоли колонны

Принимаем l=20 см, при bр=15 см.

/>=14,5

Вылет консоли с учётомзазора принимаем l1=25 см

Высоту сечения консоли уграни колонны принимают равной />, приугле наклона сжатой грани g=45° высота консолиу свободного края />. Рабочая высотасечения консоли />. Поскольку />®консоль короткая.

Рассчитываем армированиеконсоли. Консоль армируется продольной и поперечной арматурой. Изгибающиймомент у грани колонны />кНм.Расчётный изгибающий момент принимаем на 25% больше /> кНм.

Для определения площадипродольной арматуры находим

αm=/>

Из таблицы находимη=0,963

Аs=/> см2

Принимаем 2Æ16 АIII с /> см2

Консоль армируютгоризонтальными хомутами Æ6 АI с /> см2, с шагом S=10 см (при этом />см и />) и отгибами 2Æ16 AIII As=4,02 см2.

Проверяем прочностьсечения консоли по условию />

/>;

/>.

/>/>®прочность обеспечена.

4.6 Расчётстыка колонны

Рассчитываем стык колоннымежду первым и вторым этажом. Колонны стыкуют сваркой стальных листов междукоторыми устанавливаются при монтаже центрирующая прокладка толщиной 5 мм.Расчётное усилие в стыке принимаем по усилиям второго этажа N=642,73 кН. Концы колонны усиливаютсварными сетками косвенного армирования, т.к. продольная арматура колонн в зонестыка обрывается. Сварные сетки из арматуры класса АI ds=6 мм. Количество сеток не менее 4-хштук.

Находим коэффициенткосвенного армирования

где /> — соответственно количествостержней, площадь сечения и длина стержня вдоль осей х и у (т.е. в продольном ипоперечном направлении)

Назначаем размеры ячеексетки колонны. При размерах сечения /> шагсеток должен удовлетворять соотношению />. При /> шаг ( />мм.) принимаем равным s=55 мм. Число стержней />, длина стержня (считаявыступы по 10 мм) равна /> приэтом />см2. площадьсечения одного стержня d=6мм /> см2, при шаге s=10см=100 мм косвенный коэффициентармирования равен:

Рис. 6 Конструкциястыка колонны

Коэффициент эффективностикосвенного армирования /> где

/>®/>

Приведённая призменнаяпрочность бетона

/>/>

Площадь сечения смятияплощадки (пластинки) определяется из условия прочности на смятие

/>®/>см2.

Для квадратной пластинки />см, принимаем пластинкуразмером 8х8х0,5 см.

4.7 Расчётстыка ригеля с колонной

/> <td/> />
Рис. 7 Стык ригеля сколонной

Рассматриваем вариантбетонированного стыка ригеля с колонной, в этом случае изгибающий момент наопоре воспринимается соединительными стержнями в верхней растянутой зоне ибетоном, заполняющим полость между торцом ригеля и колонной. Принимаем длязамоноличивания бетон класса B40,стыковые стержни из арматуры АII. Изгибающий момент ригеля на грани колонны М=235,51 кН. Ригель сечением50х15 см, рабочая высота сечения />.

αm=/>

Из таблицы находимη=0,725. Площадь сечения стыковых надопорных стержней

Аs=/> см2

Принимаем арматуру 4Æ32 /> см2.

Определяем длину сварныхшвов стыковых стержней к закладным деталям ригеля. Усилие растяжения в стыкеравно:

/> кН.

Требуемая суммарная длинасварных швов при высоте катета сварного шва /> мм, где /> - диаметр стыковыхстержней

Расчётное сопротивлениесварных швов />/> составит

где 1,3 вводится дляобеспечения надёжной работы сварных швов в случае перераспределения опорныхмоментов вследствие пластических деформаций.

При 4-х стыковых стержняхи двусторонних швах длина каждого шва составит:

/>см

Конструктивное требование/>см, принимаем />.

Находим длину стыковыхстержней (складывается из размера сечения колонны, двух зазоров между колоннойи торцами ригелей и 2-х длин сварных швов).

/>см.

Закладная детальприваривается к верхним стержням каркаса при изготовлении арматурных каркасов.Приняв ширину закладной детали равной ширине ригеля 150 мм и расчётноесопротивление металла растяжению />/>, находим её толщину.

/>см,

принимаем толщину />при этом площадь пластиныравна />см2.

Длина закладной деталипринимается из условия приварки верхних и нижних опорных стержней каркасов и неменее />см, принимаем />см.

5. Расчёти конструирование отдельного железобетонного фундамента

Фундамент для колонныпринимаем сборный, стаканного типа. Размеры фундамента принимаем в зависимостиот геологических условий места строительства в разделе «Расчёт оснований ифундаментов»

Принимаем бетон класса B20, арматуру класса АIII. Высота фундамента составляет />, размеры квадратногофундамента в плане 2,7х2,7 м. Рабочая высота сечения />м.

Давление на грунт отрасчётной нагрузки по IIГПС составляет

/>кПа.

Определяем изгибающиемоменты в сечениях

/>кНм.

Площади сечений арматуры

/> см2

Принимаем нестандартнуюсетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 15Æ10 АI с шагом s=14 см. />см2.

Процент армированиярасчётного сечения

6. Расчёт и конструирование монолитного перекрытия

6.1Компоновка ребристого монолитного перекрытия

Проектируем монолитноеребристое перекрытие с продольными главными балками и поперечными второстепеннымибалками. При этом пролёт между осями рёбер равен /> (второстепенныебалки располагаем через /> пролётаглавной балки). Предварительно задаёмся размерами сечений балок:

- главная балка />см. Принимаем />см, />см, принимаем />см.

- второстепеннаябалка />см. Принимаем />см, />см, принимаем />см.

6.2 Расчётмногопролётной плиты монолитного перекрытия

/> <td/> />
6.2.1 Расчётный пролёт инагрузки

Рис. 8 Монолитнаяплита ребристого перекрытия

Бетон класса В25 />МПа, />МПа.

Арматура класса АI Æ6 />МПа в сварнойрулонной сетке.

Расчётный пролёт плитыравен расстоянию в свету между гранями рёбер в средних пролётах />/>м.

В крайних пролётах приопирании плиты на наружнюю стену

/>/>м

где />/>м- привязка оси квнутренней грани стенки.

/>м – величина опирания плиты на стену.

Расчётный пролёт плиты впродольном направлении />/>м. где 0,25- ширина главнойбалки.

Отношение пролётов />/>-плита рассчитывается как работающая в коротком направлении.

Таблица — Нагрузки на 1 м2монолитного перекрытия

№ п/п Нагрузки

Рн, кПа

Коэффициент

надёжности gf

P, кПа 1

Постоянная

а)собственный вес плиты (/>мм)

б)вес покрытия пола

1,5

0,85

1,1

1,65

0,94

Итого постоянная 2,35 2,59 2 Временная 3,5 1,2 4,2

Полная расчётная нагрузка/> кПа.

Для расчётамногопролётной плиты выделяем полосу шириной 1 м, при этом расчётная нагрузкана 1 м длины с учётом коэффициента />/>кПа.

Изгибающие моменты балкиопределяем как для многопролётной неразрезной балки шириной 100 см с пролётами,равными шагу второстепенных балок с учётом перераспределения моментов.

/> <td/> />
Рис. 9 К расчёту плитыребристого монолитного перекрытия

В средних пролётах и насредних опорах

/>кНсм

В первом пролёте

/>кНсм

На первой промежуточнойопоре

/> кНсм

Средние пролёты плитыокаймлены по контуру монолитно связанными с ними балками и под влияниемвозникающих распоров изгибающие моменты уменьшаются на 20%, если />условие не соблюдается имомент на средней опоре не надо уменьшать на 20%.

6.2.2Подбор сечений продольной арматуры

В средних пролётах и насредней опоре

/>см

/> кНсм

αm=/>

Из таблицы находимη=0,985

Аs=/> см2

Принимаем сетку 3Æ6 АI -/>см2и соответствующую сетку с шагом 100-200 мм в продольном и поперечномнаправлении.

В первом пролёте /> кНсм

αm=/>

Из таблицы находимη=0,975

Аs=/> см2

Принимаем сетку 5Æ6 АI -/>см2и соответствующую сетку с шагом 100-200 мм в продольном и поперечномнаправлении.

На первой промежуточнойопоре. Сечение работает как прямоугольное.

/> кНсм

αm=/>

Из таблицы находимη=0,983

Аs=/> см2

Принимаем сетку 5Æ6 АI -/>см2– две гнутые сетки по 3Æ6 в каждой.

6.3 Расчётмногопролётной второстепенной балки

6.3.1Расчётный пролёт и нагрузки

Расчётный моментвторостепенной балки равен расстоянию в свету между главными балками длясредних пролётов.

/>м

где />мм- ширина сечения главнойбалки.

В крайних пролётах

/> м

где />мм- величина опирания настенку второстепенной балки.

Расчётные нагрузки на 1 мдлины второстепенной балки.

- постоянная отвеса плиты и пола />кН/м.

- постоянная длябалки сечением 20х40 />кН/м.

- с учётом />/> кН/м.

- временная сучётом коэффициента />/> кН/м.

- полная /> кН/м.

Рис. 10 К расчёту второстепенной балки

6.3.2Расчётные усилия

Изгибающие моменты балкиопределяем как для многопролётной неразрезной балки с учётом перераспределениямоментов.

В средних пролётах и насредних опорах

/>кНсм

В первом пролёте

/>кНсм

На первой промежуточнойопоре

/> кНсм

Отрицательный момент вовтором пролёте на расстоянии />/> от опоры определяется поформуле

где /> — коэффициент определяемыйв зависимости от отношения /> можнопринять равным 40 % от момента на промежуточной опоре.

/>кНсм.

Поперечные силы:

- на крайней опоре />кН

- на первойпромежуточной опоре />кН

- справа от опоры />кН

6.3.3Определение высоты балки

Высоту сечения определяемпо опорному моменту при />,поскольку на опоре момент определяют с учётом образования пластическогошарнира. Находим />.На опоре моментотрицательный- полка ребра в растянутой зоне. Сечение работает какпрямоугольное с шириной ребра />см.

/>см

Принимаем />см, />см, />см.

В пролётах сечениетавровое с полкой в сжатой зоне. Расчётная ширина полки при /> равна />см.

6.3.4 Расчётпрочности по сечениям нормальным к продольной оси

Сечение в среднихпролётах и на средних опорах

/> кНсм

αm=/>

Из таблицы находимη=0,995;

/>/>/>см

Нейтральная ось проходитв полке.

Аs=/> см2

Принимаем 2Æ16 АI -/>см2.В первом пролёте

/> кНсм

αm=/>

Из таблицы находимη=0,995

Аs=/> см2

Принимаем 2Æ20 АI -/>см2.

На первой промежуточнойопоре

/> кНсм

αm=/>

Из таблицы находим η=0,995

Аs=/> см2

Принимаем 2Æ18 АI -/>см2

На отрицательный моментво втором пролёте. Сечение работает как прямоугольное.

/>кНсм

αm=/>

Изтаблицы находим η=0,995

Аs=/> см2

Принимаем 2Æ10 АI -/>см2

6.3.5Расчёт прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси

/>кН. Диаметр поперечных стержнейустанавливаем из условия сварки с продольными стержнями Æ20 мм. Принимаем />мм АI — число каркасов 2 с /> см2. Шагпоперечных стержней на приопорных участках при />см.

/>см/>см.

Принимаем /> см.

/>кН/м.

Влияние свесов сжатойполки определяется по формуле

Вычисляем

/>кН

Условие />кН/м – выполняется

Требование />см/>см – выполняется.

При расчёте прочностивычисляем

/>кНсм.

/> кН/м/>кН/м

Значение с находим поформуле