Главная Учебники - Разные Лекции (разные) - часть 61
Содержание
1. Компоновка сборного железобетонного перекрытия 2. Проектирование предварительно напряжённой плиты 2.1 Сбор нагрузок на перекрытие 2.2 Данные для расчёта 2.3 Нагрузки 2.5 Компоновка поперечного сечения панели 2.6 Расчёт полки на местный изгиб 2.7 Расчёт прочности сечений нормальных к продольной оси 2.8 Расчёт прочности по наклонным сечениям 2.9 Расчёт преднапряжённой плиты по предельным состояниям IIгруппы 2.10 Расчёт по образованию трещин нормальных к продольной оси 2.11 Расчёт прогиба плиты 2.12 Расчёт плиты при монтаже 3. Проектирование наразрезного ригеля 3.1 Определение нагрузок 3.1.1 Вычисление изгибающих моментов в расчётной схеме 3.1.2 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров 3.2 Расчёт прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси 3.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси 3.4 Построение эпюры материалов ригеля в крайнем и среднем пролёте 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 расчётной нагрузки 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 железобетонного фундамента 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 6.3 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 продольной оси 6.3.5 Расчёт прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси 1. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия
Ригели поперечных рам – трёхпролётные, на опорах жёстко соединены со средними колоннами, на стены опёрты шарнирно. Плиты перекрытий предварительно напряжённые многопустотные номинальной шириной 1900 мм и 2100 мм; связевые плиты номинальной шириной 2100 мм размещают по рядам колонн. Рисунок 1 – Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия 2. Расчёт многопустотной плиты по предельным состояниям первой группы Исходные данные. Многопустотная плита из тяжелого бетона класса В40 опирается поверху на железобетонные ригели каркаса, пролет ригелей – lp
=5,9 м. Нормативное значение временной нагрузки 3,5 кПа. Требуется рассчитать и законструировать плиту перекрытия. Класс рабочей арматуры принять А-V. 2.1 Расчет плиты по предельным состояниям первой группы
2.1.1 Расчётный пролёт и нагрузки
Для установления расчётного пролёта плиты предварительно задаёмся размерами сечения ригеля: hp
=(1/12)*lp
=(1/12)*590=50 см, bp
=0.5*hp
=0.4*50=20 см. lo
=l-bp
/2=6,4–0,2/2=6,3 м. Подсчёт нагрузок на 1м2
перекрытия сводим в таблицу 1. Таблица 1 – Нормативные и расчётные нагрузки на 1 м2
перекрытия Собственный вес многопустотной плиты с круглыми пустотами На 1 м длины плиты шириной плиты 2,1 м действуют следующие нагрузки, Н/м: кратковременная нормативная pn
=1050*2,1=2205; кратковременная расчетная р=1260*2,1=2646; постоянная и длительная нормативная qn
=6130*2,1=12873; постоянная и длительная расчетная q=7074*2,1=14855,4; итого нормативная qn
+pn
=12873+2205=15078; итого расчетная q+p=14855,4+2646=17501,4. 2.1.2 Усилия от расчётных и нормативных нагрузок
Расчётный изгибающий момент от полной нагрузки: M=(q+p)*l2
0
*gn
/8=17501,4*6,32
*0.95/8=82487,4Н.
м. Расчетный изгибающий момент от полной нормативной нагрузки: Mn
=(qn
+pn
)*l2
0
*gn
/8=15078*6,32
*0.95/8=71065,4Н.
м. То же, от нормативной постоянной и длительной временной нагрузок: Mld
=qn
*l2
0
*gn
/8=12873*6,32
*0.95/8=60672,9Н.
м. То же, от нормативной кратковременной нагрузки: Mс
d
=рn
*l2
0
*gn
/8=2205*6,32
*0.95/8=10392,6Н.
м. Максимальная поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки: Q=(q+p)*l0
*gn
/2=17501,4*6,3*0.95/2=52372,9Н. То же, от нормативной нагрузки: Qn
=(qn
+pn
)*l0
*gn
/2=15078*6,3*0.95/2=45120,9Н. То же, от нормативной нагрузки: Qn
ld
=qn
*l0
*gn
/2=12873*6,3*0.95/2=38522,5Н. 2.1.3 Установление размеров сечения плиты
Плиту рассчитываем как балку прямоугольного сечения с заданными размерами bxh=210х22 см (где b – номинальная ширина, h – высота плиты). Проектируем плиту одиннадцатипустотной. В расчете поперечное сечение пустотной плиты приводим к эквивалентному двутавровому сечению. Заменяем площадь круглых пустот прямоугольниками той же площади и того же момента инерции. Вычисляем: h1
=0.9*d=0.9*15.9=14.3 см; hf
=hf
’=(h-h1
)/2=(22–14.3)/2=3.8 см; тогда приведенная толщина ребер равна: bp
=b=bf
’ – n*h1
=207–11*14.3=49,7 см, где bf
’=207 см – расчетная ширина сжатой полки. Приведенная толщина бетона плиты: hred
=h – (n*p*d2
)/4b=22 – (11*p*15.92
)/(4*207)=11.5 см>10 см. Рабочая высота сечения h0
=22–3=19 см. Толщина верхней и нижней полок hf
=(22–15.9).
0.5=3 см. Ширина ребер: средних – 2.9 см, крайних – 3 см. Плита изготавливается из тяжелого бетона класса В40, имеет предварительно напрягаемую рабочую арматуру класса А-VI с электротермическим натяжением на упоры форм. К трещиностойкости плиты предъявляются требования 3‑ей категории. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении. Призменная прочность бетона нормативная: Rbn
=Rb,ser
=29МПа, расчётная Rb
=22МПа, коэффициент условий работы бетона gb2
=0.9; нормативное сопротивление при растяжении Rbtn
=Rbt,ser
=2.1МПа, расчётное Rbt
=1.4МПа; начальный модуль упругости бетона Eb
=32.5*103
МПа. Передаточная прочность бетона Rbp
устанавливается так, чтобы при обжатии отношение напряжений sbp
/Rbp
£0.75. Арматура продольная класса A-VI Нормативное сопротивление Rsn
=Rs,ser
=980МПа, Расчётное сопротивление Rs
=225МПа, Модуль упругости Es
=1.9*105
МПа. Предварительное напряжение арматуры назначаем таким образом, чтобы выполнялись условия Принимаем ssp
=600МПа. Определяем коэффициент точности натяжения арматуры где n – число стержней напрягаемой арматуры, принимаем n=8. При благоприятных влияниях предварительного напряжения gsp
=1–0.1= 0,9. При проверке по образованию начальных трещин в верхней зоне плиты g'sp
=1+0.1=1.1. Значение предварительного напряжения с учётом точности натяжения арматуры составит 0.9*600=540МПа. 2.1.4 Расчёт прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси При расчёте прочности, сечение плиты принимается тавровым (полка нижней растянутой зоны в расчёт не вводится). Размеры сечения показаны на рисунке 2б. Вычисляем: Находим Высота сжатой зоны сечения: Вычисляем характеристики сжатой зоны ω=0,85–0,008·Rb
=0,85–0,008·22·0,9=0,69 Вычисляем граничную высоту сжатой зоны ξR
= где σSR
=Rs
+400 – σSP
2
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=803,1 МПа. Поскольку соблюдается условие x<xR
(0.034<0.43), то расчётное сопротивление арматуры умножается на коэффициент условий работы gs
6
: где h=1.15 – коэффициент, принимаемый равным для арматуры класса A-V. Требуемую площадь сечения рабочей арматуры определяем по формуле: где h=1–0.5x=1–0.5*0.058=0.971. Принимаем в качестве предварительно напряжённой продольной рабочей арматуры три стержня арматуры класса A-V 3Æ16 мм с общей площадью Asp
=6,03см2
. Арматура устанавливается в четвертом слева и крайних рёбрах плиты. 2.3.5 Расчёт прочности плиты по наклонным сечениям
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: Q£ 0.3jw1
jb1
Rb
b h0
, где Q – поперечная сила на опоре от расчетной 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 между наклонными трещинами обеспечена. Поперечную арматуру в плите можно не устанавливать, если выполняются 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
£Mb
1
/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=47,5 см; q=gp
*b*gf
=8,334*1,5*0,95=11,88кН/м, Мb1
=jb4
(1+jn
)gb2
Rbt
*b*h0
2
; jb4
=1.5 – для тяжелого бетона; jn
=0; где Р=Asp
(ssp
-100)=5,96*(540–100)*0.1 = 262 кН – усилие предварительного обжатия, 100 МПа – минимальное значение суммарных потерь предварительного напряжения. Принимаем jn
=0.5. Мb1
=1,5*(1+0,22)*0,9*1,4*10-1
*49,7*192
= 4137 кН*см. Мb1
/с=4137/47,5 = 87,09 кН. Условие Q1
£Мb1
/с: 46,73 кН<87,09 кН выполняется, следовательно, поперечную арматуру в плите не устанавливаем. На приопорных участках длиной l
/4 арматуру устанавливаем конструктивно Æ4 Вр-I с шагом S=h/2=22/2=11 см, в средней части пролёта поперечную арматуру не устанавливаем. 3.2 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы
3.2.1 Геометрические характеристики сечения При расчёте по 2-ой группе предельных состояний в расчёт водится двутавровое сечение плиты (рисунок 2в). Площадь приведённого сечения: расстояние от нижней грани до центра тяжести приведённого сечения: момент инерции сечения: момент сопротивления сечения: упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне здесь g=1.5 для двутаврового сечения при 2<bf
/b=207/49,7=4,2<6,0. Упругопластический момент по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия Wpl
’=Wpl
=20343см3
. Расстояния от ядровых точек – наиболее и наименее удалённой от растянутой зоны (верхней и нижней) – до центра тяжести сечения: 3.2.2 Потери предварительного напряжения Расчёт потерь выполняем в соответствии с требованиями СНиП 2.03.01–84*. Коэффициент точности натяжения арматуры принимаем gsp
=1.0. Потери s1
от релаксации напряжений при электротермическом натяжении высокопрочных канатов: s1
=0.03*ssp
=0.03*600 = 18 МПа. Потери s2
от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами равны нулю, так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием. Потери от деформации анкеров s3
и формы s5
при электротермическом способе равны нулю. Поскольку арматура не отгибается, потери от трения арматуры s4
также равны нулю. Усилие обжатия Эксцентриситет силы Р1
относительно центра тяжести сечения еор
=у0
-а=11–3 = 8 см. Определим сжимающие напряжения в бетоне: где Mg=q*l
2
/8=(2,07*3,0)*6,42
/8 = 31,8 кНм – изгибающий момент в середине пролета плиты от собственного веса, l
=6,4 м – расстояние между прокладками при хранении плиты. Устанавливаем значение передаточной прочности бетона из условия sbp
/Rbp
£0.75, но не менее 0.5В (В-класс бетона): 0,5 B=0,5*40 = 20 МПа. Принимаем Rbp
=20МПа, тогда: при расчёте потерь от быстронатекающей ползучести s6
при Итак, первые потери slos
1
=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 принятом способе натяжения арматуры учитываются только потери s8
от усадки бетона и потери s9
от ползучести бетона. Для тяжёлого бетона классов В40 и ниже s8
= 40 МПа. Так как sbp
/Rbp
<0.75 то s9
=127.9*sbp
/Rbp
=112,5*0,029 = 3,26 МПа. Вторые потери slos
2
=s8
+s9
=40+3,26 = 43,26 МПа. Полные потери slos
=slos
1
+slos
2
=18,79+43,26=62,05МПа<100МПа, принимаем slos
= 100 МПа. Усилие обжатия с учётом полных потерь: Р2
=Аsp
(ssp
-slos
)=5,96*(600–100)*10-1
=298кН. 4.2.3 Расчёт по образованию нормальных трещин Образование нормальных трещин в нижней растянутой зоне плиты не происходит, если соблюдается условие Mn
=71,065кН*м£Mcrc
(Mcrc
– момент образования трещин): Поскольку Mn
<Mcrc
(71,065<79,52), то в нижней зоне плиты трещины не образуются. Проверим, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты от усилия предварительного обжатия. Расчётное условие: здесь Rbt
,
p
= 1 МПа – нормативное сопротивление бетона растяжению, соответствующее передаточной прочности бетона Rbp
=20 МПа; Р1
– принимается с учётом потерь только s1
, Р1
= 346,4 кН; Mg
– изгибающий момент в середине пролёта плиты от собственного веса, Mg
=31,8 кН*м. Вычисляем: 1.12*346,4*(8–5,72)£1*10-1
*20343,5+31,8, 884,57 кН*см<2066,2 кН*см. Условие выполняется, значит, начальные трещины в верхней зоне плиты от усилия предварительного обжатия не образуются. 4.2.4 Расчёт прогиба плиты Для однопролётной шарнирно опертой балочной плиты прогиб можно определить по формуле: где 1/r – кривизна оси элемента при изгибе. Кривизна оси элемента, где не образуются трещины при длительном действии нагрузки: где jb
1
= 0.85 – коэффициент, учитывающий снижение жесткости под влиянием неупругих деформаций бетона растянутой зоны; jb
2
– коэффициент, учитывающий снижение жёсткости (увеличение кривизны) при длительном действии нагрузки под влиянием ползучести бетона сжатой зоны при средней относительной влажности воздуха выше 40%, равна 2; jb2
– то же, при кратковременной нагрузке равна 1. Так как в растянутой зоне плиты трещины не образуются, то кривизна оси (без учета влияния выгиба): где Тогда прогиб будет равен: От постоянной и длительной временной нагрузок: Тогда прогиб будет равен: Тогда полный прогиб будет равен: 4.3 Проверка панели на монтажные нагрузки
Панель имеет четыре монтажные петли из стали класса А-1, расположенные на расстоянии 70 см от концов панели (рисунок 3а). С учётом коэффициента динамичности kd
=1.4 расчётная нагрузка от собственного веса панели: где Расчётная схема панели показана на рисунке 3б. Отрицательный изгибающий момент консольной части панели: Этот момент воспринимается продольной монтажной арматурой каркасов. Полагая, что z1
=0.9*h0
=0.9*19=17.1 см, требуемая площадь сечения указанной арматуры составляет: что значительно меньше принятой конструктивно арматуры 3Æ16 А-II, Аs
=5,96 см2
. При подъёме панели вес её может быть передан на две петли. Тогда усилие на одну петлю составляет Площадь сечения арматуры петли принимаем конструктивно стержни диаметром 14 мм, Аs
=1,539 см2
. 3. Проектирование неразрезного ригеля
3.1 Определение нагрузок
Предварительно задаёмся размерами сечения ригеля Длина ригеля в середине пролёта Длина крайнего ригеля Из таблице 1, постоянная нагрузка на 1м2
ригеля равна: – нормативная – расчётная временная нагрузка – нормативная – расчётная Нагрузка от собственного веса ригеля: Итого Временная с учётом коэффициента Полная расчётная нагрузка 3.1.1 Вычисление изгибающих моментов в расчётной схеме
1) Вычисляем опорные моменты и заносим в таблицу 2) Вычисляем опорные моменты при различных схемах загружения и заносим в таблицу. Таблица 2 – Ведомость усилий в ригеле № нагр Вычисляем пролётные моменты и поперечные силы 1) 2) 3) 3.1.2 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров
Находим поперечные силы а) – эпюры по схеме загружения б) – выравнивающая эпюра в) – перераспределённая эпюра 3.2 Расчёт прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси
Высоту сечения ригеля подбираем по опорному моменту М=164,85 кНм при ξ=0,35. По заданию марка бетона В40, арматура АV. Определяем граничную высоту сжатой зоны. ξR
= где Высота сечения ригеля при ширине сечения 200 мм Так как b принимается в пределах Полная высота сечения Подбираем сечение арматуры в различных сечениях ригеля Сечение в первом пролёте М=176,96 кНм αm
= Из таблицы находим η=0,81 Аs
= Принимаем 4Ø16 АV Сечение во втором пролёте М = 83,76 кНм αm
= Из таблицы находим η=0,92 Аs
= Принимаем 4Ø10 АV Сечение на первой опоре со стороны первого пролёта αm
= Из таблицы находим η=0,715 Аs
= Принимаем 4Ø20 АV Сечение на первой опоре со стороны второго пролёта αm
= Из таблицы находим η=0,846 Аs
= Принимаем 4Ø14 АV 3.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
Диаметр поперечных стержней определяют из условия сварки их с продольной арматурой d=20 мм и принимают равным dsw
=6 мм. На приопорных участка Принимаем 2 каркаса dsw
=6 мм Проверяем условие обеспечения прочности сечения Требование Рассчитываем прочность по наклонному сечению: Для этого вычисляем При этом Поперечная сила в вершине наклонного сечения Длина проекции наклонного сечения Условие прочности 3.4 Построение эпюры материалов ригеля в крайнем и среднем пролёте
Рассмотрим сечение первого пролёта
4Ø16 АV Арматуру 2 Ø16 доводим до опор 2Ø16 обрывается Определяем момент воспринимаемый сечением арматуры 2Ø16 АV Сечение во втором пролёте
4Ø10 АV Арматуру 2 Ø10 доводим до опор и 2Ø10 обрывается Определяем момент воспринимаемый сечением арматуры 2Ø10 АV Сечение на первой опоре со стороны первого пролёта
4Ø20 АV Арматура 2 Ø20 доводим до опор и 2Ø20 обрывается Определяем момент воспринимаемый сечением арматуры 2Ø20 АV Сечение на первой опоре со стороны второго пролёта 4Ø14 АV Арматура 2 Ø14 доводим до опор и 2Ø14 обрывается Определяем момент воспринимаемый сечением арматуры 2Ø14 АV Определяем места теоретического обрыва продольных рабочих стержней и длину их анкеровки. Поперечные силы в местах теоретического обрыва стержней определяем по эпюре Q 1) Q1
=76,15 кН; d=18 2) Q2
=89,43 кН; d=18 3) Q3
=160,78 кН; d=1,8 4) Q4
=135,63 кН; d=12 5) Q5
=76,53 кН; d=16 6) Q6
=76,53 кН; d=16 4. Расчёт прочности колонны
4.1 Сбор нагрузок 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 Таблица – Сбор нагрузок на 1 м2
на колонну Нормативная Нагрузка Покрытие а) вес кровли б) вес ж/б плиты в) вес ригеля 2,11 2,8 0,31 1,1 1,1 1,1 2,32 3,08 0,34 1,5 1,4 2,1 Перекрытие Вес констр. пола и плиты перекрытия вес ригеля 3,65 0,31 1,1 1,1 4,02 0,34 Временная на перекрытие длительная кратковременная 3,5 2,45 1,05 1,2 1,2 1,2 4,2 2,94 1,26 6,41 7,3 4.2 Определение расчётной продольной нагрузки на колонну
Грузовая площадь равна Собственный вес колонны сечением 30х30 и длиной 4,2 м с коэффициентом надёжности От покрытия – длительная – кратковременная От перекрытия – длительная – кратковременная 3-й этаж 2-й этаж 1-й этаж 4.3 Определение изгибающих моментов колонны от расчётной нагрузки
Находим при вычисленных размерах ригеля 50х15 см и сечении колонны 30х30. Отношение погонных жесткостей, вводимых в расчёт. Определяем максимальные моменты колонны при загружении 1+4 без перераспределения моментов. g=27,96 При длительной нагрузке При полной нагрузке Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы от длительных нагрузок Изгибающие момента колонны подвала от длительных нагрузок Изгибающие момента колонны 1-го этажа от длительных нагрузок 4.4 Расчёт прочности колонны первого этажа
Задаёмся j=1, m=0,025. Предварительно определяем сечение колонны Сечение колонны принимаем 30х40 с площадью поперечного сечения 900 см2
Рабочая высота сечения Эксцентриситет силы Момент относительно растянутой арматуры - при длительной нагрузке - при полной нагрузке Определяем гибкость колонны при радиусе инерции Для вычисления критической силы находим d<dmin
®принимаем d=0,24 Вычисляем критическую силу по формуле Вычисляем коэффициент h Определяем граничную высоту сжатой зоны где Определяем площадь армирования Принимаем 4Ø25 Аs
=19,63 см2
Коэффициент армирования → решение можно считать найденным. Поперечную арматуру принимаем d=8 мм. 4.5 Расчёт консоли колонны
Рис. 5 К расчёту консоли колонны Принимаем l=20 см, при bр
=15 см. Вылет консоли с учётом зазора принимаем l1
=25 см Высоту сечения консоли у грани колонны принимают равной Рассчитываем армирование консоли. Консоль армируется продольной и поперечной арматурой. Изгибающий момент у грани колонны Для определения площади продольной арматуры находим αm
= Из таблицы находим η=0,963 Аs
= Принимаем 2Æ16 АIII с Консоль армируют горизонтальными хомутами Æ6 АI с Проверяем прочность сечения консоли по условию 4.6 Расчёт стыка колонны
Рассчитываем стык колонны между первым и вторым этажом. Колонны стыкуют сваркой стальных листов между которыми устанавливаются при монтаже центрирующая прокладка толщиной 5 мм. Расчётное усилие в стыке принимаем по усилиям второго этажа N=642,73 кН. Концы колонны усиливают сварными сетками косвенного армирования, т. к. продольная арматура колонн в зоне стыка обрывается. Сварные сетки из арматуры класса АIds
=6 мм. Количество сеток не менее 4-х штук. Находим коэффициент косвенного армирования где Назначаем размеры ячеек сетки колонны. При размерах сечения Коэффициент эффективности косвенного армирования где Приведённая призменная прочность бетона Площадь сечения смятия площадки (пластинки) определяется из условия прочности на смятие Для квадратной пластинки 4.7 Расчёт стыка ригеля с колонной
Рассматриваем вариант бетонированного стыка ригеля с колонной, в этом случае изгибающий момент на опоре воспринимается соединительными стержнями в верхней растянутой зоне и бетоном, заполняющим полость между торцом ригеля и колонной. Принимаем для замоноличивания бетон класса B40, стыковые стержни из арматуры АII. Изгибающий момент ригеля на грани колонны М=235,51 кН. Ригель сечением 50х15 см, рабочая высота сечения αm
= Из таблицы находим η=0,725. Площадь сечения стыковых надопорных стержней Аs
= Принимаем арматуру 4Æ32 Определяем длину сварных швов стыковых стержней к закладным деталям ригеля. Усилие растяжения в стыке равно: Требуемая суммарная длина сварных швов при высоте катета сварного шва Расчётное сопротивление сварных швов где 1,3 вводится для обеспечения надёжной работы сварных швов в случае перераспределения опорных моментов вследствии пластических деформаций. При 4-х стыковых стержнях и двусторонних швах длина каждого шва составит: Конструктивное требование Находим длину стыковых стержней (складывается из размера сечения колонны, двух зазоров между колонной и торцами ригелей и 2-х длин сварных швов). Закладная деталь приваривается к верхним стержням каркаса при изготовлении арматурных каркасов. Приняв ширину закладной детали равной ширине ригеля 150 мм и расчётное сопротивление металла растяжению Длина закладной детали принимается из условия приварки верхних и нижних опорных стержней каркасов и не менее 5. Расчёт и конструирование отдельного железобетонного фундамента
Фундамент для колонны принимаем сборный, стаканного типа. Размеры фундамента принимаем в зависимости от геологических условий места строительства в разделе «Расчёт оснований и фундаментов» Принимаем бетон класса B20, арматуру класса АIII. Высота фундамента составляет Рабочая высота сечения Давление на грунт от расчётной нагрузки по II ГПС составляет Определяем изгибающие моменты в сечениях Площади сечений арматуры Принимаем нестандартную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 15Æ10 АI с шагом s=14 см. Процент армирования расчётного сечения 6. Расчёт и конструирование монолитного перекрытия
6.1 Компоновка ребристого монолитного перекрытия
Проектируем монолитное ребристое перекрытие с продольными главными балками и поперечными второстепенными балками. При этом пролёт между осями рёбер равен - главная балка второстепенная балка 6.2 Расчёт многопролётной плиты монолитного перекрытия
Рис. 8 Монолитная плита ребристого перекрытия 6.2.1 Расчётный пролёт и нагрузки
Бетон класса В25 Арматура класса АIÆ6 Расчётный пролёт плиты равен расстоянию в свету между гранями рёбер в средних пролётах В крайних пролётах при опирании плиты на наружнюю стену где Расчётный пролёт плиты в продольном направлении где 0,25 – ширина главной балки. Отношение пролётов Таблица – Нагрузки на 1 м2
монолитного перекрытия Постоянная а) собственный вес плиты ( б) вес покрытия пола 1,5 0,85 1,1 1,1 1,65 0,94 Полная расчётная нагрузка Для расчёта многопролётной плиты выделяем полосу шириной 1 м, при этом расчётная нагрузка на 1 м длины с учётом коэффициента Изгибающие моменты балки определяем как для многопролётной неразрезной балки шириной 100 см с пролётами, равными шагу второстепенных балок с учётом перераспределения моментов. Рис. 9 К расчёту плиты ребристого монолитного перекрытия В средних пролётах и на средних опорах В первом пролёте На первой промежуточной опоре Средние пролёты плиты окаймлены по контуру монолитно связанными с ними балками и под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты уменьшаются на 20%, если 6.2.2 Подбор сечений продольной арматуры
В средних пролётах и на средней опоре αm
= Из таблицы находим η=0,985 Аs
= Принимаем сетку 3Æ6 АI - В первом пролёте αm
= Из таблицы находим η=0,975 Аs
= Принимаем сетку 5Æ6 АI - На первой промежуточной опоре. Сечение работает как прямоугольное. αm
= Из таблицы находим η=0,983 Аs
= Принимаем сетку 5Æ6 АI - 6.3 Расчёт многопролётной второстепенной балки
6.3.1 Расчётный пролёт и нагрузки
Расчётный момент второстепенной балки равен расстоянию в свету между главными балками для средних пролётов. где В крайних пролётах где Расчётные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки. - постоянная от веса плиты и пола - постоянная для балки сечением 20х40 - с учётом - временная с учётом коэффициента - полная 6.3.2 Расчётные усилия
Изгибающие моменты балки определяем как для многопролётной неразрезной балки с учётом перераспределения моментов. В средних пролётах и на средних опорах В первом пролёте На первой промежуточной опоре Отрицательный момент во втором пролёте на расстоянии где Поперечные силы: - на крайней опоре - на первой промежуточной опоре - справа от опоры 6.3.3 Определение высоты балки
Высоту сечения определяем по опорному моменту при Принимаем В пролётах сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Расчётная ширина полки при 6.3.4 Расчёт прочности по сечениям нормальным к продольной оси
Сечение в средних пролётах и на средних опорах αm
= Из таблицы находим η=0,995; Нейтральная ось проходит в полке. Аs
= Принимаем 2Æ16 АI - В первом пролёте αm
= Из таблицы находим η=0,995 Аs
= Принимаем 2Æ20 АI - На первой промежуточной опоре αm
= Аs
= Принимаем 2Æ18 АI - На отрицательный момент во втором пролёте. Сечение работает как прямоугольное. αm
= Аs
= Принимаем 2Æ10 АI - 6.3.5 Расчёт прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси
Шаг поперечных стержней на приопорных участках при Влияние свесов сжатой полки определяется по формуле Вычисляем Условие Требование При расчёте прочности вычисляем Значение с находим по формуле Тогда Поперечная сила в вершине наклонного сечения Длина проекции расчётного наклонного сечения Условие прочности Проверка по сжатой наклонной полосе Условие прочности ®условие выполняется, прочность обеспечена.
|