Многоэтажные промышленные здания проектируют, как правило, каркасными с навесными стеновыми панелями. Основные несущие конструкции таких зданий – железобетонные рамы, связанные между собой междуэтажными перекрытиями. Для обеспечения пространственной жесткости здания предусматриваются различные варианты конструктивной схемы каркаса: связевая, рамно-связевая, рамная. В настоящем курсовом проекте предусматривается проектирование конструкций здания для связевого варианта каркаса. В этом случае узлы сопряжения ригелей с колоннами проектируются шарнирными, а пространственная жесткость здания в поперечном и продольном направлениях обеспечивается за счет постановки в плоскости поперечных и продольных рам железобетонных диафрагм или стальных вертикальных связей.
Шарнирное сопряжение ригелей с колоннами достигается за счет установки ригелей на консоль колонн без сварки выпусков арматуры и обетонирования полости стыка. Для междуэтажных перекрытий могут применяться ребристые или многопустотные панели. Конструкция панелей принимается в зависимости от величины временной нагрузки на перекрытие. Опирание панелей перекрытия может быть выполнено в двух вариантах: на полки ригелей таврового сечения и по верху ригелей прямоугольного сечения. Панели, укладываемые по рядам колонн, служат связями-распорками, обеспечивающими устойчивость каркаса на монтаже.
Ребристые монолитные перекрытия с балочными плитами состоят из трех конструктивных элементов: плиты, второстепенных и главных балок. Все элементы перекрытия монолитно связаны друг с другом и выполняются, как правило, из бетона класса В 15.
Плита такого перекрытия работает на местный изгиб как многопролетная статически неопределимая балочная конструкция с пролетами, равными расстояниям между второстепенными балками.
Плита монолитно связана с системой второстепенных балок, которые могут располагаться как в продольном, так и в поперечном направлении плана здания. При этом оси части балок совпадают с осями колонн.
С плитой и второстепенными балками монолитно связана система главных балок, расположенных ортогонально второстепенным. В зданиях с неполным железобетонным каркасом крайними опорами главных балок служат наружные несущие стены, а промежуточными опорами являются колонны внутреннего каркаса.
1. Общие данные для проектирования
Трехэтажное каркасное здание имеет размеры в плане 32,0 м. ? 105,0 м. и сетку колонн I1 ? I2 = 6,3 м. ? 6,5 м. (рис. 1).
Высота этажей 7,2 м. Нормативное значение временной нагрузки на перекрытия – vn = 15,4 кН/м2, в том числе кратковременной нагрузки – v2n = 2,7 кН/м2, коэффициент надежности по нагрузке ?n = 1,19. Снеговая нагрузка принята по IV району. Температурные условия нормальные, влажность воздуха от 40% до 75%.
Расчет и конструирование монолитных железобетонных перекрытий ...
... статический расчет прочности панели, перекрытия, колонны нижнего этажа и фундамента под железобетонную колонну 3.1 Компоновка балочного перекрытия и назначение основных размеров элементов Главные балки располагаю вдоль здания: 1 = l2=l3=l4=l5 =6600 ...
Ригели поперечных рам – пятипролетные, на опорах шарнирно сопряжены с крайними и средними колоннами. Панели перекрытий – ребристые предварительно напряженные с номинальной шириной 1350 мм. Связевые панели с номинальной шириной 900 мм. Размещаются по рядам колонн. Пристенные доборные панели приняты шириной 250 мм., опираются на ригели и металлические опорные столики, предусмотренные на крайних колоннах.
В поперечном направлении жесткость здания обеспечивается по связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытия, работающие как жесткие горизонтальные диски, передается на торцевые стены и конструкции лестничных клеток, выполняющих функции вертикальных связевых диафрагм. В продольном направлении жесткость здания обеспечивается вертикальными связями, которые устанавливаются в трех средних пролетах каждого температурного блока по каждому ряду колонн.
2. Проектирование панели перекрытия 2.1. Расчет панели по предельным состояниям первой группы 2.1.1. Установление размеров сечения элементов перекрытия
Предварительно задаемся размерами сечения ригеля: см., принимаем hr = 70 см.; см., принимаем br = 30 см. При опирании на ригель поверху расчетный пролет панели равен м. Высота сечения панели см.; рабочая высота сечения h0 = h – а = 32 – 3,5 = 28,5 см.; ширина продольных ребер понизу 7 см.; ширина продольных ребер поверху 10 см.; толщина полки hf = 5 см. (рис. 2.).
2.1.2. Сбор нагрузок, определение усилий
Номинальная ширина панели bn = 135 см., суммарная средняя ширина продольных ребер b = 17 см., объемная масса железобетона ? = 2500 кг/м3. собственный вес панели (с учетом замоноличивания швов):
кН/м2.
Подсчет нагрузок на 1м2 перекрытия приведен в табл. 1.
Таблица 1
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 перекрытия
Вид нагрузки
Нормативная нагрузка, кН/м2
Коэффициент надежности по нагрузке
Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянная:
- панель
g1n = 2,10
1,19
g1 = 2,50
- конструкция пола
g2n = 0,70
1,19
g2 = 0,83
Итого
gcn = 2,80
gc = 3,33
Временная
vn = 15,40
1,19
v = 18,33
В том числе:
- длительная
v1n = 12,70
1,19
v1 = 15,11
- кратковременная
v2n = 2,70
1,19
v2 = 3,21
Продолжение табл. 1
Вид нагрузки
Нормативная нагрузка, кН/м2
Коэффициент надежности по нагрузке
Расчетная нагрузка, кН/м2
Полная нагрузка
gn = 18,20
g = 21,66
В том числе:
- постоянная и временная длительная
g1n = 15,50
g1 = 18,45
- временная кратковременная
v2n = 2,70
v2 = 3,21
Нормативная нагрузка на 1 погонный метр пролета панели при ее ширине bn = 1,35 м., с учетом коэффициента надежности по нагрузке (по заданию ?n = 1,19):
- постоянная:
- qcn = ?n ? gcn ? bn = 1,19 ? 2,80 ? 1,35 = 3,59 кН/м;
- постоянная и временная длительная:
- q1n = ?n ? g1n ? bn = 1,19 ? 15,50 ? 1,35 = 24,90 кН/м;
- полная:
qn = ?n ? gn ? bn = 1,19 ? 18,20 ? 1,35 = 29,24 кН/м.
Реферат стеновые панели
... стеновых панелей с отделкой декоративными бетонами. Применение трехслойных стеновых панелей является перспективным способом значительно сокращать сроки строительства. Трехслойные панели обеспечивают высокое сопротивление ... цикле с образованием монолитного сечения, что устраняет необходимость ... ширину раскрытия трещин при испытании панелей нагружением. Объём бетона применяемый для изготовления панели ...
Расчетная нагрузка на 1 погонный метр:
- постоянная:
- qc = ?n ? gc ? bn = 1,19 ? 3,33 ? 1,35 = 5,35 кН/м;
- полная:
q = ?n ? g ? bn = 21,66 ? 1,19 ? 1,35 = 34,80 кН/м.
Усилия от нормативных нагрузок:
- от постоянной:
- кНм;
- от постоянной и временной длительной:
- кНм;
- от полной:
кНм.
Усилия от полной расчетной нагрузки:
кНм.
кН.
2.1.3. Физико-механические характеристики арматуры и бетона
В качестве предварительно напряженной арматуры принимается стержневая арматура класса A800 с электротермическим способом натяжения на упоры формы. К трещиностойкости конструкции предъявляются требования, исходя из положения о том, что в проектируемой панели допускается образование трещин с условием соблюдения требований по ограничению ширины их раскрытия.
В процессе изготовления панель подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении.
Арматура класса А800 имеет следующие характеристики: нормативное сопротивление Rsn = 800 МПа, расчетное сопротивление Rs = 695 МПа, модуль упругости Еs = 2?105 МПа.
В соответствии с рекомендациями класс тяжелого бетона принят равным В25. согласно СНиП бетон принятого класса имеет следующие характеристики: нормативное сопротивление на сжатие Rbn = Rb,ser = 18,5 МПа; расчетное сопротивление на сжатие Rb = 14,5 МПа; коэффициент условия работы бетона ?b1 = 0,90; нормативное сопротивление на растяжение Rbtn = Rbt,ser = 1,55 МПа; расчетное сопротивление на растяжение Rbt = 1,05 МПа; начальный модуль упругости Еb = 30000 МПа.
В момент передачи усилия предварительного напряжения на бетон, его класс принимается сниженным на 20%, равным В20. Для этого случая расчетное сопротивление бетона на сжатие Rb = 11,5 МПа.
Предварительное напряжение арматуры принимается равным:
?sp0 = 0,7 ? Rsn = 0,7 ? 800 = 560 МПа.
2.1.4. Расчет прочности панели по сечению, нормальному к продольной оси
В расчетах первой группы предельных состояний реальное сечение панели приводится к условному тавровому со следующими параметрами: ширина полки тавра bf = 131 см., высота полки hf = 5 см., расчетная ширина ребра b = 17 см. При отношении в расчет вводится вся ширина полки bf = 131 см.
Значение граничной относительной высоты сжатой зоны ?R равно:
где:
- предварительное напряжение арматуры с учетом полных потерь и коэффициента точности ее натяжения ?sp = 0,9, ориентировочно принято равным: МПа;
- относительная деформация предварительно напряженной арматуры:
;
- относительная деформация сжатого бетона при напряжениях, соответствующих Rb, принимается равной ?b,u1t = 0,0035.
Предполагая, что нейтральная ось будет находиться в пределах высоты полки панели hf, определяем относительную высоту сжатой зоны нормального сечения конструкции при ?b1 = 0,9.
Абсолютная высота сжатой зоны равна:
- х = ? ? h0 = 0,135 ? 28,5 = 3,85 <
- hf = 5 см.
Следовательно, нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки.
Вычисляем требуемую площадь сечения напрягаемой арматуры:
Технология бетона
... на: цельные; составные. На проектируемом предприятии внутренние панели изготавливаются из тяжелого бетона класса В15 (М200,F75,OK=7см). А также в качестве рабочей арматуры используется арматурная сталь класса А-IIIи ...
см2.
По сортаменту принимаем 4O 18 А800 с площадью Аsp = 10,18 см2.
2.1.5. Определение геометрических характеристик приведенного сечения панели
Соотношение модулей упругости:
Площадь приведенного сечения:
см2.
Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:
см3.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
см.
Момент инерции приведенного сечения:
см4.
Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:
см3.
Момент сопротивления приведенного сечения по верхней зоне:
см3.
Расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны, до центра тяжести приведенного сечения:
см.
То же, наименее удаленной от растянутой зоны:
см.
2.1.6. Потери предварительного напряжения арматуры
Первые потери предварительного напряжения:
- от релаксации напряжений в арматуре:
- ??sp1 = 0,01 ? ?sp0 = 0,01 ? 560 = 5,6 МПа;
- от температурного перепада при термической обработке панели:
??sp2 = 75 МПА.
Потери от деформации стальной формы (упоров) ??sp3 и анкеров натяжных принимаются равными нулю.
Вторые потери предварительного напряжения:
- от усадки бетона:
- ??sp5 = ?b,sh ? Еs = 0,0002 ? 200000 = 40 МПа;
- от ползучести бетона:
МПа.
где: ?b,cr – коэффициент ползучести бетона, равный 2,5;
?bp – напряжение в бетоне на уровне центра тяжести стержней напрягаемой арматуры от предварительного обжатия усилием Р(1) с учетом первых потерь предварительного напряжения, определяемого согласно формуле:
- МПа;
- ?bp = 1,64 МПа <
- 0,7 ? Rbn = 0,7 ? 15 = 10,5 МПа;
Р(1) – усилие обжатия:
кН;
еор – эксцентриситет усилия обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения:
- еор = уt – а = 21,78 – 3,5 = 18,3 см.;
М1 – изгибающий момент от собственного веса панели:
- кНм;
?sp – коэффициент армирования, равный:
;
А – площадь поперечного сечения панели:
А = bn ? hf + b ? (h – hf) = 135 ? 5 + 17 ? (32 – 5) = 1134 см2.
Полные потери предварительного напряжения:
??sp(2) = ??sp1 + ??sp2 + ??sp5 + ??sp6 = 5,6 + 75 + 40 + 12,79 = 133,4 МПа.
Эта величина больше минимально допустимого значения 100 МПа.
Усилие обжатия с учетом полных потерь:
Р(2) = Аsp ? (?sp0 — ??sp(2)) = 9,50 ? (560 – 133,4) ? 10-1 = 405,3 кН.
2.1.7. Расчет прочности наклонных сечений (по наклонному сечению)
В качестве хомутов принимаем поперечную арматуру класса В500 с расчетным сопротивлением на растяжение Rsw = 300 МПа. В соответствии с рекомендациями, шаг поперечной арматуры принимаем равным sw = 150 мм. Определяем требуемую площадь поперечного сечения хомутов из условия:
При следующих значениях проекции наклонного сечения:
- с = h0 = 28,5 см, соответствующих величинах:
Q = Q1 = QMAX – q ? h0 = 110,49 – 34,8 ? 0,285 = 100,6 кН и
кН;
- ?SW = 0,75 – в соответствии с рекомендациями;
- ?b2 = 1,5 – в соответствии с рекомендациями;
- см2.
Для положительного значения АSW проверяем ограничения, налагаемые на величину Qb:
0,5 ? ?b1 ? Rbt ? b ? h0 < Qb < 2,5 ? ?b1 ? Rbt ? b ? h0;
- Qb = 68,7 кН >
- 0,5 ? 0,9 ? 1,05 ? 17 ? 28.5 ? 10-1 = 22,9 кН;
- Qb = 68,7 кН <
- 2,5 ? 0,9 ? 1,05 ? 17 ? 28,5 ? 10-1 = 114,5 кН.
- с = 2 ? h0 = 2 ? 28,5 = 57 см., соответствующих величинах:
Q = Q2 = QMAX – q ? 2 ? h0 = 110,49 – 34,8 ? 2 ? 0,285 = 90,7 кН и
Производство трехслойных наружных стеновых панелей
... бетоне будет рациональным, если соблюдается соотношение между марками цемента и прочностью бетона (приведены в табл. 3). Таблица 3. Соотношение между маркой цемента и его прочностью ...
кН;
- см2.
Для положительного значения АSW проверяем ограничения, налагаемые на величину Qb:
0,5 ? ?b1 ? Rbt ? b ? h0 < Qb < 2,5 ? ?b1 ? Rbt ? b ? h0;
- Qb = 34,3 кН >
- 0,5 ? 0,9 ? 1,05 ? 17 ? 28.5 ? 10-1 = 22,9 кН;
- Qb = 34,3 кН <
- 2,5 ? 0,9 ? 1,05 ? 17 ? 28,5 ? 10-1 = 114,5 кН.
Ограничения на величину Qb соблюдаются.
Необходимый диаметр хомутов:
см.
Принимаем хомуты класса В500 диаметром 7 мм с фактической площадью АS? = 0,5 см2. При этом, шаг хомутов у опоры составляет sW = 150 мм (не более 0,5 ? h0), в пролете – 200 мм (менее 0,75 ? h0), согласно рекомендациям.
2.1.8. Расчет прочности наклонных сечений (по бетонной полосе между наклонными сечениями)
Расчет заключается в проверке условия:
;
- QMAX = 110,49 <
- 0,3 ? 0,9 ? 14,5 ? 17 ? 28,5 = 189,7 кН,
то есть, прочность наклонной полосы обеспечена.
2.1.9. Расчет полки на местный изгиб
Расчетный пролет при ширине ребер поверху b’ = 10 см. составит I0f = bf – 2 ? b = 131 – 2 ? 10 = 111 см. Нагрузка на 1 м2 полки может быть принята с некоторым превышением такой же, как и для панели в целом: qf = ?n ? g = 1,19 ? 34,8 = 41,4 кН/м2. Изгибающий момент для полосы шириной b = 1 м. определяется с учетом частичного защемления полки в продольных ребрах:
кНм.
Рабочая высота сечения h0f = 5 – 15 = 3,5 см. Принимаем арматуру O4 В500 с RS = 410 МПа.
Относительная высота сжатой зоны нормального сечения полки панели при ?b1 = 0,9.
Абсолютная высота сжатой зоны равна:
х = ? ? h0 = 0,35 ? 3,5 = 1,2 см.
вычисляем требуемую площадь сечения рабочей (поперечной) арматуры.
см2.
Количество стержней на 1 м ширины площади сечения одного стержня аsf = 0,126 см2, . Шаг поперечных стержней сетки мм. Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой диаметром 4 мм класса В500 с шагом 40 мм, продольная арматура сетки – диаметром d2 = 3 мм с шагом 200 мм.
2.1.10. Проверка прочности панели в стадии изготовления и монтажа
Усилие обжатия при ?sp = 1,1 (согласно рекомендациям):
кН;
- При расположении монтажных петель на расстоянии IР = 0,6 м. от торцов панели и величине коэффициента динамичности ?d = 1,4, отрицательный изгибающий момент от ее собственного веса равен:
кНм.
В верхней (растянутой в этой стадии работы конструкции) зоне панели растягивающее усилие воспринимается продольными стержнями сетки с площадью As1 (количество стержней – 7) и двумя верхними стержнями каркасов продольных ребер с площадью Аs2 (конструктивно принятии, как нижние, O 8 А240):
- Аs1 = 7 ? 0,071 = 0,50 см2;
- Аs2 = 1,01 см2.
Расстояние от центра тяжести этой арматуры до верхней грани панели:
af = hf – 1,5 – 0,5 ? (d1 + d2) = 5 – 1,5 – 0,5 ? (0,4 + 0,3) = 3,15 см.
Рабочая высота сечения:
h0 = h – af = 32 – 3,15 = 28,85 см.
Расчетный эксцентриситет приложения усилия Р(1) относительно центра тяжести растянутой арматуры с учетом момента от собственного веса:
Повреждения несущих и ограждающих конструкций. Трещины в них
... раскрытия арматуры и доступа к ней агрессивной среды. Трещины образуются также в панелях из-за температурных воздействий. Трещины в растянутой зоне армокаменных и железобетонных изгибаемых конструкций, ... нагрузки - оборудование, деформации грунтов оснований; сейсмическое воздействие; механическое повреждение) и ... составе, размерах и т.п. Дефекты железобетонных и каменных конструкций часто связаны ...
м.
Расчетное сопротивление бетона при классе В20, равном передаточной прочности бетона Rb = 11,5 МПа.
Высота сжатой зоны бетона:
см.
Относительная граничная высота сжатой зоны:
где относительная деформация растянутой арматуры ?S,el равна:
а величина относительной деформации сжатого бетона ?b,ult составляет 0,0035.
Фактическая относительная высота сжатой зоны:
в связи с чем проверка прочности выполняется по условию:
- Р’(1) ? e <
- b ? x’ ? (h’0 – 0,5 ? x’) + RSC ? A’S2 ? (h’0 – a’S);
187,5 ? 0,25 = 26,9 кНм <
- <
- 11,5 ? 1,01 ? 10-1 ? (0,2885 -0,02) = 31,8 кНм.
Условие удовлетворяется, следовательно, прочность панели в стадии изготовления и монтажа обеспечена.
Основные данные по армированию панели приведены на рис. 3.
2.2. Расчет панели по второй группе предельных состояний 2.2.1. Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси
Момент трещинообразования при ?SP = 0,9:
кНм.
Поскольку Mn = 147,38 кНм > 46,2 кНм, трещины в растянутой зоне образуются. Следовательно, необходим расчет по раскрытию трещин.
2.2.2. Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси
1. Определение ширины раскрытия трещин при длительном действии постоянных и временных длительных нагрузок.
Ширина раскрытия трещин при длительном их раскрытии может быть определена по формуле:
Ниже приведены результаты нахождения отдельных составляющих этой зависимости:
- ?1 – коэффициент, учитывающий продолжительность действия нагрузки;
- при продолжительном действии нагрузки принимается равным 1,4;
- ?2 – коэффициент, учитывающий профиль продольной арматуры;
- для арматуры периодического профиля принимается равным 0,5;
- ?3 – коэффициент, учитывающий характер нагружения, принимаемый для изгибаемых элементов равным 1,0;
- ?S – коэффициент, учитывающий работу бетона растянутой зоны на участках между трещинами; определяется по формуле:
;
?s,crc – напряжение в продольной растянутой арматуре в сечении с трещиной сразу после образования нормальных трещин, определяемое с помощью выражения:
МПа.
z – расстояние от центра тяжести арматуры, расположенной в растянутой зоне сечения, до точки приложения равнодействующих усилий в сжатой зоне элемента; в соответствии с рекомендациями может быть принято равным:
z = 0,7 ? h0 = 0,7 ? 28,5 = 19,95 см.
?S – напряжение в растянутой продольной арматуре, вычисляемое по формуле:
МПа.
M*P – изгибающий момент от постоянной и временной длительной нагрузки, а также усилия предварительного обжатия, определяемый с помощью зависимости:
M*P = MIn – ?SP ? P(2) ? eOP = 66,6 – 0,9 ? 185,4 ? 0,188 = 35,2 кНм.
Материалы для ЖБК. Арматура
... и эксплуатации. Содержание рабочей продольной арматуры в элементах железобетонных конструкций определяют отношением общей площади сечения As рабочих стержней к сечению Аb бетона. коэффициент армирования (%). ... это напряжение, соответствующее остаточным деформациям 0,02%. При действии многократно повторяющейся нагрузки уменьшается, а разрушение становится хрупким. За предел выносливости принимают ...
yС, J*red, A*red – геометрические характеристики приведенного поперечного сечения панели, вычисляемые с использованием коэффийиента приведения арматуры к бетону:
МПа.
?b1,red – относительная деформация бетона, при длительном действии нагрузки, равная 0,0028;
- площадь приведенного поперечного сечения панели, вычисляемая без учета площади бетона растянутой зоны:
см2.
x*N – высота сжатой зоны, определяемая с учетом влияния усилия предварительного обжатия Р(2) по формуле:
см.
xM – высота сжатой зоны изгибаемого элемента без учета предварительного напряжения арматуры, определяемая из выражения:
см.
?S – коэффициент армирования сечения панели предварительно напряженной арматурой, равный:
;
?S2 – коэффициент приведения предварительно напряженной арматуры к бетону, составляющий:
;
?f – относительная площадь полки панели, равная:
;
- статический момент площади приведенного поперечного сечения панели без учета площади бетона растянутой зоны:
см3.
- расстояние от центра тяжести приведенного поперечного сечения панели до крайнего нижнего растянутого волокна:
- см.;
- расстояние от центра тяжести приведенного поперечного сечения панели до крайнего сжатого волокна:
y*C = h – y*t = 32 – 24,4 = 7,6 см.
- момент инерции приведенного поперечного сечения панели, определяемый без учета площади сечения бетона растянутой зоны:
см4.
IS – базовое расстояние между смежными нормальными трещинами:
мм.
Abt – площадь растянутой зоны поперечного сечения панели с учетом ограничений, равная:
Abt = b ? 0,5 ? h = 17 ? 0,5 ? 32 = 272 см2.
dS – диаметр предварительно напряженной арматуры панели.
С учетом ограничений, налагаемых на величину IS, ее значение может быть принято равным 400 мм.
Определяем ширину длительного раскрытия трещин:
мм.
Проверяем соблюдение ограничения СП-52-102-03 на ширину длительного раскрытия трещин:
- acrc,1 <
- acrc,ult;
- acrc,1 = 0,14 мм <
- acrc,ult = 0,20 мм.
где величина acrc,ult = 0,20 принята в соответствии с рекомендациями.
Следовательно, ширина продолжительного раскрытия трещин не превышает предельно допустимого значения.
2. Определение ширины непродолжительного раскрытия трещин.
Ширина раскрытия трещин при непродолжительном раскрытии равна:
Численное значение первой составляющей общей формулы определено ранее. Ниже приведен подсчет ширины раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянных и временных (длительных и кратковременных) нагрузок. Методика вычисления параметров повторяет описанную выше. Исключение составляют состав и продолжительность действия нагрузок. В связи с отмеченным, все подсчеты представлены без дополнительных пояснений.
?1 = 1,0;
- ?2 = 0,5;
- ?3 1,0;
;
- МПа.
M*P = Mn – ?SP ? P(2) ? eOP = 147,38 – 0,9 ? 185,4 ? 0,188 = 44,9 кНм.
см.
МПа.
?b1,red = 0,0015.
Ared = (bf – b) ? hf + b ? x’N + ?S1 ? ASP =
= (131 – 17) ? 5 + 17 ? 11,0 + 16,2 ? 5,09 = 839 см2.
Конструирование стропильной фермы и ступенчатой колонны
... расчетных усилий оформляем в табличной форме (см. таблицу 3). 3.3 Подбор сечений стержней стропильной фермы Верхние и нижние пояса назначаем из тавровых профилей, а остальные элементы ... узлы фермы от загружения ригеля рамы собственным весом покрытия и от загружения снегом составят: где размер панели верхнего пояса фермы Моменты, возникающие от защемления фермы в колоннах, учитываются как нагрузки, ...
см3.
см.;
- y*C = h – y*t = 32 – 26,3 = 5,7 см.
см4.
Таким образом, ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянных и временных (длительных и кратковременных) нагрузок равна:
мм.
3. Определение ширины раскрытия трещин при кратковременном действии постоянных и временных длительных нагрузок.
Производим определение ширины раскрытия трещин acrc,3.
?1 = 1,0;
- ?2 = 0,5;
- ?3 1,0;
;
- МПа.
M*P = Mn – ?SP ? P(2) ? eOP = 125,5 – 0,9 ? 185,4 ? 0,188 = 35,2 кНм.
см.
МПа.
?b1,red = 0,0015.
Ared = (bf – b) ? hf + b ? x’N + ?S1 ? ASP =
= (131 – 17) ? 5 + 17 ? 12,0 + 16,2 ? 5,09 = 839 см2.
см3.
см.;
- y*C = h – y*t = 32 – 26,2 = 5,8 см.
см4.
Ширина раскрытия трещин при кратковременном действии постоянных и временных длительных нагрузок равна:
мм.
Итого полная ширина непродолжительного раскрытия трещин составляет:
мм.
Проверяем соблюдение ограничения:
- acrc <
- acrc,ult;
- acrc,1 = 0,22 мм <
- acrc,ult = 0,30 мм.
где величина acrc,ult = 0,30 мм. принята в соответствии с рекомендациями.
Следовательно, ширина непродолжительного раскрытия трещин не превышает предельно допустимого значения.
2.3. Расчет прогиба панели
Прогиб панели может быть определен по формуле:
- где: s – коэффициент, зависящий от расчетной схемы элемента и вида нагрузки, определяемый по правилам стоительной механики;
- при действии равномерно распределенной нагрузки значение s для панели принимается равным (5 : 48);
- I0 – расчетный пролет панели, составляющий 6,35 м.;
(1 : r) – полная кривизна панели, определяемая из выражения:
Определяем составляющие формулы полной кривизны панели.
1. Кривизна (1) от непродолжительного действия всей нагрузки.
Кривизна (1) вычисляется по формуле:
- где: Mn, P(2), eOP, Eb,red – величины, определенные при выполнении предыдущих расчетов;
- Jred,1 – момент инерции приведенного поперечного сечения панели, определенный без учета площади бетона растянутой зоны и при коэффициенте приведения предварительно напряженной арматуры к бетону ?S2.
Для подсчета величины Jred,1 находим ряд требуемых характеристик:
МПа.
Ared = (bf – b) ? hf + b ? x’N + ?S1 ? ASP =
= (131 – 17) ? 5 + 17 ? 11,0 + 21,3 ? 9,5 = 865 см2.
см3.
см.;
- yC,1 = h – yt,1 = 32 – 25,6 = 6,4 см.
см4.
Таким образом, кривизна панели от непродолжительного действия полной нагрузки равна:
м-1.
2. Кривизна (2) от непродолжительного действия постоянных и временных длительных нагрузок.
Кривизна (2) вычисляется по формуле:
Составляющие кривизны определяются по методике, использованной для нахождения кривизны (1), с учетом измененного состава действующих нагрузок. Ниже приведен подсчет необходимых параметров.
МПа.
Ared,2 = (bf – b) ? hf + b ? x’N + ?S1 ? ASP =
= (131 – 17) ? 5 + 17 ? 12,0 + 23,5 ? 9,5 = 894 см2.
Монтаж железобетонных колонн одноэтажного промышленного здания
... кондукторов или стальных, деревянных и железобетонных клиньев. Железобетонные клинья при выверке колонны и заделке стыка бетонной ... 50 рабочих. Бригада конечной продукции организуется для возведения отдельных конструктивных элементов (фундаментов, стен, перекрытия и ... колонны одноэтажных зданий. А колонны последующих этажей устанавливают уже на верхние торцы колонн, расположенных ниже, или на ригели. ...
см3.
см.;
- yC,2 = h – yt,2 = 32 – 25,2 = 6,8 см.
см
Таким образом, кривизна панели от непродолжительного действия постоянной и временной длительной нагрузки равна:
м-1.
3. Кривизна (3) о продолжительного действия постоянных и временных длительных нагрузок.
Кривизна (3) определяется по формуле:
Вычисляем необходимые составляющие данной формулы кривизны.
Ared,3 = (bf – b) ? hf + b ? x’N + ?S1 ? ASP =
= (131 – 17) ? 5 + 17 ? 12,0 + 43,9 ? 9,5 = 997 см2.
см3.
см.;
- yC,2 = h – yt,2 = 32 – 23,0 = 9,0 см.
см
Таким образом, кривизна панели от продолжительного действия постоянной и временной длительной нагрузки равна:
м-1.
4. Полная кривизна панели равна:
м-1.
Прогиб панели составляет:
см.,
Что меньше предельно допустимого значения прогиба см.
3. Проектирование ригеля перекрытия 3.1. Расчетная схема и нагрузки
При шарнирной схеме каркаса многоэтажного здания ригель каждого пролета работает как однопролетная статистически определимая конструкция. Нагрузку на ригель при числе продольных ребер панели перекрытия более четырех можно считать равномерно распределенной. Ширина грузовой площади ригеля равна шагу поперечных рам I2 = 6,5 м.
Подсчет нагрузок на 1 м2 для перекрытия приведен в табл. 1.
Вычисляем нагрузку на 1 м. длины ригеля.
Постоянная:
- от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению задания ?n = 1,19:
- g1r = 1,19 ? 3,33 ? 6,5 = 25,7 кН/м;
- от собственного веса ригеля с предварительно принятым сечением br ? hr = 30 см.
? 70 см. при объемной массе железобетона ? = 2500 кг./м3 с учетом коэффициентов надежности ?f = 1,1 и ?n = 1,19:
g2r = br ? hr ? ?f ? ?n = 0,3 ? 0,7 ? 2500 ? 1,1 ? 1,19 ? 10-2 = 6,9 кН/м.
Итого полная постоянная нагрузка:
gcr = g1r + g2r = 25,7 + 6,9 = 32,6 кН/м.
Временная нагрузка с учетом ?n = 1,19:
- полная:
- vr = ?n ? v ? I2 = 1,19 ? 18,33 ? 6,5 = 141,7 кН/м;
- длительно действующая:
v1r = ?n ? v1 ? I2 = 1,19 ? 15,11 ? 6,5 = 116,8 кН/м.
Полная расчетная нагрузка на ригель:
qr = gcr + vr = 32,6 + 141,7 = 174,3 кН/м.
3.2. Вычисление расчетных усилий
Для вычисления расчетного пролета ригеля необходимо определить сечение колонны. С этой целью найдем величину расчетной силы в колонне первого этажа. Грузовая площадь для средней колонны при сетке колонн 6,3 ? 6,5: А = 6,3 ? 6,5 = 40,95 м2.
Для определения продольных усилий, передающихся на колонну с покрытия, а табл. 2 произведен расчет нагрузок на 1 м2 покрытия.
Таблица 1
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 перекрытия
Вид нагрузки
Нормативная нагрузка, кН/м2
Коэффициент надежности по нагрузке
Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянная:
- панель
g1n = 2,10
1,19
g1 = 2,50
- конструкция кровли
g3n = 1,00
1,19
g3 = 1,19
Итого
gkn = 3,10
gk = 3,69
Временная (снеговая для IV района)
vsn = 1,68
1,19
vs = 2,00
В том числе:
- длительная
v1ыn = 0,84
1,19
v1s = 1,00
- кратковременная
v2ыn = 0,84
1,19
v2s = 1,00
Полная нагрузка
qdn = 4,10
qd = 21,66
В том числе:
- постоянная и временная длительная
g1dn = 3,4
g1d = 18,45
- временная кратковременная
v2sn = 0,7
v2s = 3,21
Продольное усилие в колонне верхнего этажа от постоянной нагрузки:
- от веса панелей покрытия и кровли:
- Nk = ?n ? gk ? A = 1,19 ? 3,69 ? 40,95 = 179,8 кН;
- от веса ригеля покрытия:
- N2r = g2r ? I1 = 6,9 ? 6,3 = 43,5 кН;
- от колонны (ориентировочно сечение принято равным АС = 0,4 ? 0,4 = 0,14 м2, длина колонны равна высоте этажа – IС = 7,2 м.):
Ncol = AC ? IC ? ? ? ?f ? ?n = 0,16 ? 7,2 ? 2500 ? 1,1 ? 1,19 ? 10-2 = 37,7 кН.
Продольное усилие в колонне от снеговой нагрузки:
- от полной снеговой нагрузки:
- NS = ?n ? vs ? A = 1,19 ? 2,0 ? 40,95 = 97,5 кН;
- от длительно действующей части снеговой нагрузки:
- N1S = ?n ? v1s ? A = 1,19 ? 1,0 ? 40,95 = 48,7 кН;
- от кратковременной действующей части снеговой нагрузки:
N2S = ?n ? v2s ? A = 1,19 ? 1,0 ? 40,95 = 48,7 кН.
Продольное усилие в колонне промежуточных этажей от постоянной нагрузки:
- от веса перекрытия одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению задания ?n = 1,19:
NC = ?n ? gc ? A = 1,19 ? 3,33 ? 40,95 = 162,3 кН.
Продольное усилие в колоне промежуточных этажей от временной нагрузки:
- от полной временной нагрузки:
- NV = ?n ? v ? A = 1,19 ? 18,33 ? 40,95 = 893,2 кН;
- от длительно действующей части временной нагрузки:
- NV1 = ?n ? v1 ? A = 1,19 ? 15,11 ? 40,95 = 736,3 кН;
- от кратковременно действующей части временной нагрузки:
NV2 = ?n ? v2 ? A = 1,19 ? 3,21 ? 40,95 = 156,4 кН.
Продольное усилие в колонне первого этажа при числе этажей n = 3:
- от действия полных расчетных нагрузок:
N = Nk + NS + (n – 1) ? (NC + NV) + n ? (N2r + Ncol) =
= 179,8 + 97,5 + 2 ? (162,3 + 893,2) + 3 ? (43,5 + 37,7) =
= 179,8 + 48,7 + 2111 + 243,6 = 2631,9 кН;
- от действия постоянных и временных длительных нагрузок:
N1 = Nk + N1S + (n – 1) ? (NC + NV) + n ? (N2r + Ncol) =
= 179,8 + 48,7 + 2 ? (162,3 + 736,3) + 3 ? (43,5 + 37,7) =
= 179,8 + 48,7 + 1797,2 + 243,6 = 2269,3 кН.
Принимаем класс бетона В25 (Rb = 14,5 МПа, коэффициент условий работы бетона ?b1 = 0,90, Eb = 30000 МПа), коэффициент продольного армирования ? = 0,02. Требуемые размеры сечения колонны:
см.
Сечение колонны оставляем прежним: 40 см. ? 40 см. Вылет консолей назначаем равным 25 см. Зазор между торцом ригеля и стволом колонны принимаем равным ? = 5 см., длину площадки опирания ригеля на консоль колонны – с = 20 см.
Расчетный пролет колонны ригеля равен:
I0r = Ir – hC – 2 ? ? – c = 6,3 – 0,4 – 2 ? 0,05 – 0,2 = 5,6 м.
Максимальный изгибающий момент:
кНм.
Максимальная поперечная сила:
кН.
3.3. Физико-механические характеристики бетона и арматуры ригеля
Для тяжелого бетона класса В25 расчетное сопротивление при сжатии Rb = 145 МПа, при растяжении – Rbt = 1,05 МПа, начальный модуль упругости Eb = 30000 МПа.
Для продольной рабочей арматуры класса А500 расчетное сопротивление на растяжение RS = 435 МПа, модуль упругости ES = 200000 МПа. Поперечная арматура класса А300, расчетное сопротивление RS? = 215 МПа.
3.4. Определение размеров сечения ригеля
С целью получения достаточно экономичного сечения ригеля принимаем относительную высоту сжатой зоны ? = 0,35. Определяем требуемую рабочую высоту ригеля:
см.
Полная высота сечения ригеля hr = h0r + a = 76 + 4 = 80 см. Окончательно принимаем hr = 80 см., h0r = 76 см.
3.5. Подбор продольной растянутой арматуры
Значение граничной относительной высоты сжатой зоны ?R равно:
где:
- относительная деформация продольной арматуры:
;
- относительная деформация сжатого бетона при напряжениях, соответствующих Rb, принимается равной ?b,ult = 0,0035.
Определяем относительную высоту сжатой зоны нормального сечения конструкции при ?b1 = 0,9:
Вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры:
см2.
По сортаменту принимаем 4 O30 А500 с площадью Аsr = 28,3 см2.
3.6. Расчет прочности наклонных сечений (по наклонному сечению)
В качестве хомутов принимаем поперечную арматуру класса А300 с расчетным сопротивлением на растяжение RSW = 215 МПа. В соответствии с рекомендациями, шаг поперечной арматуры принимаем равным sW = 300 мм. Определяем требуемую площадь поперечного сечения хомутов из условия:
При следующих значениях проекции наклонного сечения:
- с = h0r = 76 см., соответствующих величинах:
Q = Q1 = QMAX – qr ? h0r = 488,0 – 174,3 ? 0,76 = 355,5 кН и
кН;
- ?SW = 0,75 – в соответствии с рекомендациями;
- ?b2 = 1,5 – в соответствии с рекомендациями;
;
- с = 2 ? h0 = 2 ? 76 = 152 см. и соответствующих величинах:
Q = Q1 = QMAX – qr ? 2 ? h0r = 488,0 – 174,3 ? 2 ? 0,76 = 223,0 кН и
кН;
- Конструктивно принимаем хомуты класса А300 диаметром 15 мм. С фактической площадью АS? = 3,53 см2. При этом шаг хомутов у опоры составляет sW = 300 мм., в пролете – 500 мм. (согласно рекомендациям).
3.7. Расчет прочности наклонных сечений (по бетонной полосе между сечениями)
QMAX < 0,3 ? ?b1 ? Rb ? br ? h0r;
488,0 кН < 0,3 ? 0,9 ? 14,5 ? 30 ? 76 ? 10-1 = 892,62 кН.
То есть, прочность наклонной полосы обеспечена.
3.8. Конструирование арматуры ригеля
Стык ригеля с колонной осуществляется посредством сварки закладных деталей опорной части ригеля и консоли колонны. Ригель армируется двумя сварными каркасами, нижняя продольная арматура которых представлена четырьмя стержнями диаметром 30 мм. Для подсчета величины изгибающего момента MST, воспринимаемого сечением ригеля с этой арматурой, определяем:
- высоту сжатой зоны:
- см.;
- плечо внутренней пары сил:
- см.;
- изгибающий момент:
MST = RS ? Asr ? zb = 435 ? 28,3 ? 60,3 ? 10-3 = 742,3 кНм.
В соответствии с изменением эпюры моментов часть продольных средней каркасов может быть оборвана. В пролете допускается обрывать не более 50% расчетной площади сечения стержней, вычисленной по максимальному изгибающему моменту. При этом в каждом каркасе не менее одного продольного стержня должно быть заведено за грань опоры. Обрываемые стержни заводятся за место теоретического обрыва на длину заделки W.
При двух обрываемых стержнях за грань опоры заводим два стержня диаметром 30 мм. С площадью сечения AS1 = 14,15 см2.
Подсчет момента, воспринимаемого сечением ригеля с этой арматурой, дает следующие результаты:
- см.;
- см.;
- MST1 = RS ? Asr ? zb = 435 ? 15,7 ? 68,15 ? 10-3 = 465,4 кНм.
Определяем место теоретического обрыва продольной арматуры с помощью уравнения:
- qr ? x2 – qr ? I0r ? x + 2 ? MST1 = 0;
174,3 ? х2 – 174,3 ? 5,6 ? х + 2 ? 465,4 = 0;
174 ? х2 – 976,1 ? х + 930,8 = 0;
, откуда
х1 = 1,22 м.; х2 = 4,38 м.
Для вычисления требуемой длины заделки обрываемой арматуры определяем:
- поперечную силу в месте теоретического обрыва:
кН;
- погонное усилие в хомутах:
кН/см.
Длина заделки:
см.
Проверяем условие: W > 20 ? d = 20 ? 3?0 = 60 см. Окончательно требуемая длина заделки обрываемой арматуры W = 70 см.
Основные чертежи, дающие представление об армировании ригеля, показаны на рис. 4.
4. Проектирование колонны первого этажа 4.1. Определение расчетных комбинаций усилий
Максимальный изгибающий момент в колонне первого этажа возникает в уровне ее консолей в случае, когда один из опирающихся на колонну ригелей загружен полной расчетной нагрузкой от перекрытия. Эксцентриситет опорной реакции ригеля относительно колонны равен:
еС = 0,5 ? (hC + c) + ? = 0,5 ? (0,4 + 0,2) + 0,05 = 0,35 м.
Величина изгибающего момента в этом случае может быть определена по формуле:
кНм.
С учетом распределения этого момента между колоннами поперечной рамы величину соответствующего момента в верхнем сечении рассчитываемой колонны можно принять примерно равным 65% от сосредоточенного узлового момента:
М’C = 0,65 ? MC = 0,65 ? 138,9 = 90,0 кНм.
При отсутствии временной нагрузки в одном из пролетов первого этажа величина расчетной продольной силы будет равна:
кН.
Поскольку максимальный момент возникает в верхнем сечении колонны первого этажа, необходимо из полученного значения продольной силы вычесть собственный вес колонны. Тогда окончательно величина продольной силы составит:
N* = N’ – Ncol = 2185,5 – 37,7 = 2147,8 кН.
Таким образом, имеем две комбинации усилий:
1. Максимальная продольная сила N = 2631,9 кН, соответсвующий момент равен нулю.
2. максимальный изгибающий момент M’C = 90,0 кНм, продольная сила, соответственно, равна N* = 2147,8 кН.
4.2. Подбор продольной и поперечной арматуры
Подбор сечений продольной арматуры должен производиться по двум комбинациям усилий и в качестве требуемой принимается большая из полученных площадей.
Рабочая высота сечения колонны h0c = hc – a = 40 – 4 = 36 см., ширина сечения bc = 40 см.
Эксцентриситет продольной силы:
см.
В соответствии с требованиями определяем случайный эксцентриситет:
см.
см.
За окончательное значение случайного эксцентриситета принимаем ea = 1,33 см. Поскольку колонна является статически определимой конструкцией, величину расчетного эксцентриситета назначаем равной e0 = e’0 + ea = 4,2 + 1,33 = 5,53 см.
Для определения необходимости учета влияния гибкости колонны на ее несущую способность вычисляем:
- радиус инерции сечения:
;
- гибкость колонны:
Следовательно, согласно требований необходим учет влияния гибкости на ее несущую способность.
Определяем коэффициент учета влияния продольного изгиба на несущую способность колонны:
Критическая продольная сила для колонны составляет:
кН,
где: D – жесткость железобетонного элемента в предельной по прочности стадии, определяемая по формуле:
- D = Eb1 ? Ired = 8571 ? 213333 ? 10-5 = 18285 кН?м2;
Eb1 – модель деформации сжатого бетона, равный:
МПа.
?b,cr – коэффициент ползучести, принимаемый по справочным данным, равный 2,5;
Ired – момент инерции поперечного сечения колонны без учета арматуры:
см4.
I0 – расчетная длина колонны:
I0 = 0,7 ? IС = 0,7 ? 7,2 = 5,0 м.
Эксцентриситет приложения продольной силы:
e = e0 ? ? + 0,5 ? hC – a = 4,2 ? 1,4 + 0,5 ? 40 – 4 = 22 см.
Значение граничной относительной высоты сжатой зоны ?R равно:
где:
- относительная деформация продольной арматуры колонны:
;
- относительная деформация сжатого бетона при напряжениях, соответствующих Rb, принимается равной ?b,ult = 0,0035.
Относительная высота сжатой зоны составляет:
Мнимое число.
Поскольку относительная высота сжатой зоны не определяется, принимаем площадь сечения сжатой растянутой арматуры на основании конструктивных требований:
A’S = AS = ?S ? bS ? h0C = 0,0016 ? 40 ? 36 = 2,3 см2.
Где при гибкости , коэффициент армирования равен:
Поскольку полученное значение ?S является минимально допустимым, а при определении размеров сечения колонны (раздел проектирования ригеля перекрытия) общий коэффициент армирования был принят равным ? = 0,02, принимаем промежуточное значение коэффициента армирования ?*S = 0,0030 (A’S = 4,32 см2).
Устанавливаем в сжатую и растянутую зоны поперечного сечения колонны по два стержня диаметром 20 мм., при этом площадь продольной арматуры составит AS = A’S = 6,28 см2, а фактические коэффициенты армирования колонны сжатой и растянутой арматурой будут равны:
Уточняем высоту сжатой зоны поперечного сечения колонны:
см.
Производим проверку прочности сечения колонны по условию:
- N ? e <
- ?b1 ? Rb ? bC ? x ? (h0C – 0,5 ? x) + RSC ? A’S ? (h0C – a’);
2147,8 ? 0,22 = 472,5 кНм.
Nult = 0,9 ? 14,5 ? 0,40 ? 0,319 ? (0,36 – 0,5 ? 0,319) ? 103
+ + 355 ? 0,000628 ? (0,36 – 0,04) ? 103 = 509,4 кНм.
N < Nult
Проверка прочности выполняется, следовательно, принятой площади поперечного сечения сжатой и растянутой арматуры достаточно для обеспечения несущей способности колонны.
В соответствии с рекомендациями поперечную арматуру принимаем диаметром 8 мм. из стали класса А240 с шагом 240 мм.
4.3. Консоль колонны
Опорное давление ригеля Q = QMAX = 488,0 кН. Длина опорной части площадки принята равной с = 20 см. при ширине ригеля br = 30 см. Проверяем ограничение по напряжению в бетоне опорной части ригеля:
МПа.
Вылет консоли с учетом зазора между колонной и торцом ригеля ? = 5 см. равен:
Ican = с + ? = 20 + 5 = 25 см.
Расстояние от точки приложения опорной реакции ригеля до грани колонны:
acan = Ican – 0,5 ? c = 25 – 0,5 ? 20 = 15 см.
Высота сечение консоли hcan у грани колонны может составлять 0,7-0,8 высоты сечения ригеля hr. Принимаем hcan = 50 см.
С учетом наклона сжатой грани консоли ? = 500 ее высота у свободного края составит:
h1 = 50 – 25 = 25 см.
Рабочая высота сечения консоли:
h0 = hcan – а = 50 – 3 = 47 см.
расчетную длину площадки опирания ригеля принимаем равной:
см.
Поперечное армирование назначаем в виде хомутов, наклоненных под углом 450. Хомуты – двухветьевые диаметром 10 мм. класса А300 с АS? = 1,57 см2. Шаг хомутов принимаем равных s = 125 мм.
Продольная арматура консоли назначена класса А400, RS = 355 МПа.
Необходимая площадь ее сечения:
см2.
Принимаем 2 O 22 А400 с фактической площадью 7,6 см2.
Принципиальная схема армирования показана на рис. 5.
5. Проектирование фундамента Усилия в колонне на уровне фундамента:
- I комбинация – N = 2631,9 кН; М = 0 кНм.
Эксцентриситет:
- II комбинация – N = 2147,8 кН;
- М = 0,05 ? MС = 0,05 ? 90 = 4,5 кНм.
Эксцентриситет:
- Ввиду малых значений эксцентриситета фундамент колонны рассчитываем как центрально нагруженный. Расчетное усилие N 2631,9 кН;
- усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке 1,19;
- нормативное усилие:
кН.
Грунты основания – пески пылеватые средней плотности, маловлажные, условное расчетное сопротивление грунта R0 = 0,28 МПа. Бетон тяжелый класса В25; Rbt = 1,05 МПа; ?b1 = 0,9. Арматура класса А300; RS = 270 МПа. Усредненная объемная масса бетона фундамента и грунта на его ступенях ? = 20 кН/м3.
Высота фундамента предварительно принимается равной Н = 90 см. (кратной 30 см.), глубина заложения Н1 = 105 см.
Площадь подошвы фундамента определяем предварительно без поправок R0 на ее ширину и заложение:
м2.
Размер стороны квадратной подошвы:
м.
Принимаем размер аf = 3,0 м. (кратным 0,3 м.).
Давление на грунт от расчетной нагрузки:
- кН/м2 <
- 1,2 ? R0 = 1,2 ? 0,28 ? 103 = 336 кН/м2.
Требуемая рабочая высота фундамента из условия продавливания:
см.
Полная высота фундамента устанавливается из условий:
- продавливания:
- Н = h0f + a = 89,6 + 4 = 93,6 см.;
- заделки колонны в фундаменте:
- Н = 1,5 ? hС + 25 = 1,5 ? 40 + 25 = 85 см.;
- анкеровки продольной арматуры колонны:
Н = 20 ? d + 25 = 2,2 + 25 = 69 см.
Принимаем окончательно фундамент высотой Н = 105 см., при этом его рабочая высота составляет h0f = 101 см. Компоновка фундамента показана на рис. 6.
Для определения требуемой площади арматуры подошвы фундамента вычисляем значение расчетных изгибающих моментов в сечениях:
- I-I:
- MI = 0,125 ? p ? аf ? (af – a1)2 = 0,125 ? 290 ? 2,7 ? (2,7 – 1,6)2 = 118,4 кНм;
- II-II:
- MII = 0,125 ? p ? af ? (af – a2)2 = 0,125 ? 290 ? 2,7 ? (2,7 – 1,0)2 = 282,9 кНм;
- III-III:
MIII = 0,125 ? p ? af ? (af – a3)2 = 0,125 ? 290 ? 2,7 ? (2,7 – 0,4)? = 517,8 кНм.
Требуемая площадь арматуры в сечении:
- I-I:
см2.
- II-II:
см2.
- III-III:
см2.
Принимаем сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой. При шаге s = 150 мм. количество стержней одного направления равно:
Требуемая площадь одного стержня:
см2.
Компонуем сетку из стержней диаметром 12 мм. с общей фактической площадью стержней одного направления:
AS = n ? aS = 19 ? 1,13 = 21,47 см2.
Проценты армирования расчетных сечений:
%;
%;
%.
Что больше ?MIN = 0,1%.
Библиографический список
[Электронный ресурс]//URL: https://drprom.ru/diplomnaya/po-raschetam-konstruktsiy/
1. СНиП 52-01-03. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения – М.: Изд-во Госстроя России, 2003. – 82 с.
2. Свод правил СП52-102-03. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. – М.: Изд-во Госстроя России, 2004. – 80 с.
3. Свод правил СП52-101-03. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. – М.: Изд-во Госстроя России, 2003. – 132 с.
4. СНиП 2.01.07-85. нагрузки и воздействия (Дополнения. Разд. 10. Прогибы и перемещения).
– М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989. – 8 с.
5. Матвеев В.Г., Матвеев И.В. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания: Методические указания к курсовой работе по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции» для студентов специальности 270102 «Промышленное и гражданское строительство». – Магнитогорск: Изд-во МГТУ, 2008. – 51 с.
