|
|
Строительные конструкции (расчет) 2СОДЕРЖАНИЕ Задание на курсовой проект 3 1 РАСЧЕТ РЕБРИСТОЙ ПАНЕЛИ ПЕРЕКРЫТИЯ 4 2 РАСЧЕТ СБОРНОЙ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ КОЛОННЫ 19 2.1 Определение нагрузок и усилий. 19 2.2 Расчет колонны первого этажа. 21 2.3 Расчет консоли колонны. 22 3 РАСЧЕТ РИГЕЛЯ 24 3.1 Определение усилий в ригеле поперечной рамы 24 3.2 Построение эпюры материалов. 24 3.3 Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси. 26 4 РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ 29 4.1 Определение размера стороны подошвы фундамента. 29 4.2 Определение высоты фундамента. 29 4.3 Расчет на продавливание. 30 4.4 Определение площади рабочей арматуры фундамента. 31 Литература 32 ЗАДАНИЕ НА КУРСОВОЙ ПРОЕКТ Параметры Данные Нормативная временная нагрузка (включая кратковременную), кН/м2 10,0 Ребристые панели панели Класс арматуры Ат-V Пролет ?1, м 7,8 Класс бетона: а) плит б) ригелей в) колонн В30 В25 В30 Число наземных этажей 4 Условное расчетное сопротивление грунта, МПа 0,25 Плотность грунта ?, т/м3 1,9 Расчетный угол внутреннего трения грунта ?, град 38 Минимальная глубина заложения фундамента, (м) 1,5 Марки каменных материалов Кирпич для наземных стен 75 Блоки для стен подвалов 200 Нормативная временная нагрузка на поверхность земли, (кН/м2) 9 Общие данные для всех величин: Кратковременная нагрузка (входит в значение vn) vnsn = 1,5 кН/м2. Опорная реакция фермы (балки покрытия) составляет 600 кН. Сетка колонн здания: в продольном направлении количество шагов равно 6(L2 = 6?2), в поперечном - 4(L1 = 4?1). Расстояния между ригелями, уложенными поперек здания, равно 6,0 м. Высота этажа Hэ = 4,8 м, высота подвала Hп = 3,0 м. Размеры оконных проемов b х h = 3,2 х 2,4 м. Классы бетона по прочности на сжатие фундамента В10, перемычек В15. В качестве ненапрягаемой арматуры плит перекрытий следует применять горячекатаную арматуру классов А-III для продольной и А-I и А-II для поперечной арматуры, в верхних полках панелей - обыкновенную арматурную проволоку Вр-I диаметром 35 мм, класс напрягаемой продольной рабочей арматуры в нижней полке пустотных панелей и в ребрах ребристых панелей. Продольная рабочая арматура ригелей и колонн выполняется из стали класса А-III или Ат-IV. Арматура фундаментов - из стали классов АI и АII; сетки армирования каменных конструкций из арматуры классов АI и ВрI. Расчет ребристой панели перекрытия Задание для проектирования. Требуется рассчитать и сконструировать ребристую панель для перекрытия производственного здания. Номинальные размеры панели в плане 6х1,2 м. Действующие на перекрытие постоянные нагрузки принимать по табл. 1.1. Временная номативная нагрузка 10000 Н/м2. Коэффициент надежности ?n = 0,95. Ребра панели армируют сварными каркасами из стержневой стали класса А-III, плиту армируют сварной сеткой из проволоки класса Вр-I. Бетон панели класса В30. Расчетные данные. Для бетона класса В30: Rb = 17 МПа; Rbt = 1,2 МПа, ?b2 = 0,9; Rb,ser = 22 МПа; Rbt,ser = 1,28 МПа, Еb = 29•103 МПа; для арматуры класса А-III: Rs = 365 МПа (при диаметтре 10?40 мм) и Rs = 355 МПа (при диаметре 6?8 мм), Rsw = 290 МПа, Еs = 2•105 МПа; для арматуры диаметром 5 мм класса Вр-I: Rs = 360 МПа, Rsw = 260 МПа и Еs = 1,7•105 МПа. Определение нагрузок и усилий. Таблица 1.1 Нагрузка на междуэтажное перекрытие производственного здания Вид нагрузки Нормативная нагрузка, Н/м2 Коэффициент надежности по нагрузке Расчетная (округленная) нагрузка, Н/м2 Постоянная: от плиточного пола, прит t = 15 мм; ? = 2000 кг/м3 от цементного выравнивающего слоя, при t = 20 мм, ? = 2000 кг/м3 от шлакобетонных плит, при t = 60 мм, ? = 1600 кг/м3 от железобетонной панели толщиной t = 100 мм, ? = 2500 300 400 960 ? 1000 2500 1,1 1,3 1,2 1,1 330 520 1200 2750 Итого Временная: кратковременная рcd длительная рld gn = 4200 1500 8500 - 1,2 1,2 g = 4800 1800 10200 Итого Полная нагрузка рn = 10000 gn + рn = = 14200 - - 12000 g + р = = 16800 Нагрузки на 1 м длины панели шириной 1,2 м: постоянная нормативная qn = 4200 • 1,2 = 5100; постоянная расчетная q = 4800 • 1,2 = 5760; временная нормативная рn = 10000 • 1,2 = 12000; расчетная р = 12000 • 1,2 = 14400, в том числе временная длительная нормативная рnld = 8500 • 1,2 = 10200; временная длительная расчетная рld = 8500 • 1,2 • 1,2 = 12240; кратковременная нормативная рncd = 1500 • 1,2 = 1800; кратковременная расчетная рcd = 1500 • 1,2 • 1,2 = 2160 Н/м. Расчетная длина панели при ширине прогона b = 20 см: ?о = ? - b/2 = 6 - 0,2/2 = 5,9 м. Расчетная схема панели представляет собой свободно опертую балку таврового сечения с равномерно распределенной нагрузкой (рис. 1.1). Определяем расчетные изгибающие моменты: от полной расчетной нагрузки М = q?2o?n / 8 = (5760 + 14400) 5,92 • 0,95 / 8 = 83300 Н•м = 65,5 кН•м; от полной нормативной нагрузки Мn = (5100 + 12000) 5,92 • 0,95 / 8 = 70680 Н • м; от нормативной постоянной и длительной временной нагрузок Мnld = (5100 + 10200) 5,92 • 0,95 / 8 = 63250 Н • м; от нормативной кратковременной нагрузки Мnсd = 1800 • 5,92 • 0,95 / 8 = 7440 Н • м. Максимальная расчетная поперечная сила Q = q ?о ?n / 2 = 20,16 • 5,9 • 0,95 / 2 = 56,5 кН, где q = 5760 + 14400 = 20160 Н/м = 20,16 кН/м. Предварительное определение сечения панели. Высоту сечения панели находим из условий обеспечения прочности и жесткости по эмпирической формуле: см; где qn = gn + рn = (4200 + 8500) + 1500 = 14200 Н/м2; ? = 1,5 - для ребристой панели с полкой в сжатой зоне; с = 30 - при применении арматуры из стали класса А-III; принимаем h = 40 см, кратно 5 см. Применительно к типовым заводским формам назначаем другие размеры сечения (рис. 1.2): толщину продольных ребер 80 и 100 мм (средняя толщина bр = 90 мм), толщину плиты hf = 60 см, высоту поперечных ребер 200 мм, ширину сечения внизу и вверху 110 мм. Для расчета арматуры сечения ребристой панели приводим к тавровому с полкой в сжатой зоне (рис. 1.2, в): ширину сжатой полки bf = 116 см, т.к. hf / h = 6 / 40 = 0,15 > 0,1 и имеются поперечные ребра; толщину hf = 6 см, суммарную ширину приведенного ребра b = 2 bр = 2 • 9 = 18 см. Рабочая высота сечения предварительно hо = h - а = 40 - 4 = 36 см. Проверяем соблюдение условия, полагая предварительно, что коэффициент ?w1 = 1: Н, где ?b1 = 1 - ??b2Rb = 1 - 0,01 • 0,9 • 17 = 0,85; ?w1 = (1 + 5??w) ? 1,3; Условие соблюдается, принятое сечение достаточно для обеспечения прочности по наклонной полосе. Расчет нормальных сечений по прочности. Устанавливаем расчетный случай для тавровых сечений, проверяя условие М = 6550000 Н•см < 17 • 0,9 (100) 116 • 6 (36- 0,5 • 6); М = 65,5 • 105 < 351 • 105 Н•см. Условие соблюдается, следовательно, нейтральная ось проходит в полке ( х < hf): по табл. 2.12 [1] находим ? = 0,987 и ? = 0,03. Проверяем условие ? = х/hо ? ?R; значение ?R по: , где w = ? - 0,008 Rb ?b2 = 0,85 - 0,008 • 17 • 0,9 = 0,73; ?sR = Rs = 365 МПа. ? = 0,03 < 0,56, условие выполняется; х = ?hо = 0,03 • 36 = 1,08 см < hf = 6 см. Площадь сечения продольной арматуры в ребрах см2; принято 4 ?14 А-III, Аs = 6,16 см2, располагая по два стержня в ребре (можно также предусмотреть 2 ? 20 А-III, Аs = 6,28 см2, по одному продольному стержню в каждом ребре). В данном примере принято 2 ? 20 А-III в каждом ребре, чтобы показать обрыв части продольных стержней в пролете в соответствии с эпюрой изгибающего момента; этим можно сократить расход арматуры. При двухрядном расположении арматуры hо = h - а3 - d1 - а1/2 = 40 - 2 -1,4 - 2,5/2 = 35,3 см ? 35 см (здесь а3 ? 2 см и а1 ? 2,5 см - соответственно защитный слой бетона и расстояние между стержнями, см). Расчет наклонного сечения по прочности. Q = 56,5 кН. Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения по продольную ось с. Влияние свесов сжатых полок (при двух ребрах): Коэффициент ?n = 0, ввиду отсутствия предварительного обжатия. Вычисляем сумму коэффициентов (1 + ?f + ?n) = 1 + 0,25 + 0 = 1,25 < 1,5. Параметр Вb = ?b2 • (1 + ?f + ?n) Rbt?b2bh2о = 2 • 1,25 • 1,2 (100) 0,9 • 18 • 362 = 63,0•105 Н•см. В расчетном наклонном сечении Qb = Qsw = Q/2, поэтому наклонное сечение с = Вb/0,5Q = 63,0•105 / 0,5 • 56500 = 223 см > 2hо = 2 • 36 = 72 см; принимаем с = 2 hо = 72 см. Тогда поперечное усилие Qb, воспринимаемое бетоном, будет Qb = Bb/c = 63,0•105 / 72 = 87,5•103 кН, что больше Q = 56,5 кН, следовательно, поперечная арматура по расчету не требуется. Принимаем конструктивно поперечные стержни ? 6 А-I, Аsw = 0,283 см2. Шаг поперечных стержней устанавливают из конструктивных требований s ? h/2 = 40 / 2 = 20 см и не более s = 15 см [СНиП 2.03.01-84]. Принимаем на приопорном участке длиной 1/4 пролета (600/4 = 150 см) шаг поперечных стержней s = 15 см, а в средней половине пролета панели проектируем их размещение по контруктивным требованиям при s ? 3/4h = 40 • 3/4 = 30,0 см и не более s = 50 см. Принимаем в средней половине длины каркасов продольных ребер шаг поперечных стержней s2 = 30 см (рис. 1.2). Определение места обрыва в пролете продольных стержней. В пролете допускается обрывать не более 50% расчетной площади сечения стержней, вычисленных по максимальному изгибающему моменту. При этом в каждом плоском сварном каркасе не менее одного продольного стержня должно быть заведено за грань опоры. За грань опоры заводят по одному стержню диаметром 14 мм в каждом каркасе К-1, всего Аs1 = 2 • 1,54 = 3,08 см2. Высота сжатой зоны сечения см. Момент воспринимаемый сечением с арматурой 2 ? 14 А-III, Мy = RsAs1zb = 365(100) 3,08 • 34,6 = 3890000 Н•см = 38,9 кН•м, где zb = ho - 0,5х = 35 - 0,5 • 0,75 = 34,6 см. Определяем место теоретического обрыва продольной арматуры из условия (рис. 1.3): Мy = Qy - 0,5qy2 = 0,5q?oy - 0,5qy2; 38,9 = 56,5y - 0,5•17,26y2; 8,63y2 - 56,5y + 38,9 = 0; откуда y1 = 1,15 м, y2 = 5,4 м. Обрываемые стержни заводят за грань теоретического обрыва на длину w, согласно эпюре изгибающих моментов (сечение 1-1, рис. 1.1). Значение w по нормам принимают равным большему из двух следующих значений: где Qy = Q(1 - 2y1/?о) = 56,5 (1 - 2•1,15/5,9) = 34,5 кН - из подобия треугольников эпюры поперечных сил (рис. 1.2); Qs,inc = 0, ввиду отсутствия отогнутой арматуры; по формуле определяем: qsw = RswАsw/S = 175 • 0,283(100) / 15 = 662 Н/см; см; w ? 20 d = 20 • 1,4 = 28 см, принимаем w = 30 см (сечение 2-2, рис. 1.2). Расчет плиты панели. Плита (полка) панели является трехпролетной неразрезной, опертой по контуру на продольные о поперечные ребра (рис. 1.4). Отношение длинной стороны ?2 к короткой ?1 в чистоте между ребрами: ?2 / ?1 = (1790 - 110)/(1160 - 2•100) = 1,75 < 2. Определение нагрузок и усилий. Собственный вес конструкции пола по табл. 1.1: нормативный 300 + 1000 + 400 = 1700 Н/м2; расчетный 330 +1200 + 520 = 2050 Н/м2. Собственный вес плиты: нормативный 0,06 • 25000 = 1500 Н/м2; расчетный 1500•1,1 = 1650 Н/м2. Суммарная равномерно распределенная нагрузка: полная нормативная (gn + рn) = 1700 + 1500 + 10000 = 13200 Н/м2; полная расчетная (g + р) = 2050 + 1650 + 10200 = 13900 Н/м2; нормативная постоянная и длительная временная (gn?d + рn?d) = 1700 + 1500 + 8500 = 11700 Н/м2. Вычисляем изгибающие моменты методом предельного равновесия (подобие о методах расчета плит, опертых по контуру). Моменты в среднем поле неразрезной плиты при ?2/?1 = 1,5 ? 2 можно принять (рис. 1.2): Из основного уравнения равновесия плит принимая коэффициент ? = 1, которым учитывается влияние распора в зависимости от жесткости окаймляющих ребер и отношения ?2/?1, для принятых соотношений моментов находим момент М1 на полосу шириной 1 м в направлении короткой стороны (при ?n = 0,95): то же, в направлении длинной стороны: М2 = 0,5М1 = 0,5 • 450 = 225 Н•м; Н•м. Крайние поля неразрезной плиты как окаймленные со всех сторон ребрами рассматриваются аналогично среднему полю, и так как отношение сторон в них почти равны ?2/?1 среднего поля, то изгибающие моменты принимаем по среднему полю. Определяем площадь сечения арматуры на 1 м плиты в направлении короткой стороны при hо = h - а = 6 - 1,5 = 4,5 см: Аs1 = М1/Rszb = 45000 / 375(100)0,9 • 4,5 = 0,30 см2; где Rs = 375 МПа - для арматуры класса Вр-I диаметром 3 мм. Принимаем рулонную сетку 5 из проволоки класса Вр-I диаметром 3 мм шириной 1100 мм с поперечной рабочей арматурой Аs1 = 0,30 см2 при шаге s = 200 мм; сетка раскатывается вдоль длинной стороны с отгибом на опорах в верхнюю зону (сечение 2-2, рис. 1.3). В направлении длинной стороны Аs2 = 0,5 Аs1 = 0,158 см2; из конструктивных соображений принято Аs2 = Аs1 = 0,36 см2. Для восприятия опорных моментов и (по длинной стороне), величина которых равна М1, укладываем конструктивно сетки 3 шириной 500 мм из ? 3 Вр-I с перегибом на продольном ребре. Поперечные стержни сеток 3 перепускают в плиту на длину 0,2?1 = 200 мм (сечения 2-2 и 3-3, рис. 1.3). Расчет поперечного ребра панели. Определение нагрузок и усилий. Максимальная нагрузка на среднее поперечное ребро передается с треугольных грузовых площадей Ас = 0,5?21 (рис. 1.3, б). Расчетная схема поперечного ребра представляет собой балку с защемленными опорами, нагруженную треугольной нагрузкой с максимальной ординатой q1 и собственным весом qс (рис. 1.4, в). Треугольную нагрузку допускается заменить на эквивалентную равномерно распределенную по форме qе = 5/8q1: q1 = (g + р) (?1 + bр) = 13900(0,96 + 0,085) = 14520 Н/м, где bр = (11 + 6)/2 = 8,5 см - средняя толщина поперечного ребра; qс = bр (hр - hf) ??f = 0,085(0,2 - 0,06)25000 • 1,1 = 330 Н/м. Суммарная равномерно распределенная нагрузка q = qе + qс = (5/8) 14520 + 330 = 9405 Н/м. С учетом развития пластических деформаций изгибающие моменты в пролете Мс и на опоре можно определять по равномоментной схеме (Мс = = М): М = q?21/16 = 9405 • 0,962 / 16 = 540 Н•м. Расчет продольной арматуры. В пролете поперечное ребро имеет тавровое сечение с полкой в сжатой зоне. Расчетная ширина полки bf = bр + 2?1/6 = 8,5 + 2 • 96 / 6 = 40 см и bf = bр + 12hf = 8,5 + 12 • 6 = 80,5 см; принимаем меньшее значение bf = 40 см; высота ребра h = 20 см и рабочая высота ho = h - а = 20 - 2,5 = 17,5 см. Ао = М / bfh2oRb?b2 = 65500 / 40 • 17,52 • 17(100)0,9 = 0,00350, что меньше минимального значения Ао; принимаем ? = 1: Аs = М/?оRs = 65500 / 17,5 • 225(100) = 0,17 см2; принимаем из конструктивных соображений ? 6 А-I, Аs = 0,28 см2; арматуру в верхней зоне и поперечные стержни также принимаем из арматуры о6 мм; шаг поперечных стержней 150 мм (каркас в сечении 3-3, рис. 1.3). Из арматуры ? А-I выполняют и каркас 2 в крайних поперечных ребрах (сечение 4-4, рис. 1.3). Расчет панели по деформациям (прогибам). Изгибающий момент в середине пролета равен: от полной нормативной нагрузки Мn = 70,68 кН•м; от нормативной постоянной и длительной временной нагрузок Мn?d = 63,25 кН•м и от кратковременной нагрузки Мncd = 7,44 кН•м. Определяем геометрические характеристики приведенного сечения панели: ? = Еs / Еb = 2•105 / 0,29•105 = 6,9; ?? = Вычисление прогиба панели приближенным методом. Проверяем условие, определяющее необходимость вычисления прогибов при ?/hо = 590 / 35 = 17 > 10: ?/hо ? ?lim, при ?? = 0,067 и арматуре класса А-III находим ?lim = 18,5 / (1/200)/(2,5/590) = 15,5 (здесь выражение в скобках учитывает разницу в прогибе 1/200 и 2,5 см = ?/236) 590/35 = 17 > ?lim = 15,5, т.е. расчет прогибов требуется. Прогиб в середине пролета панели по формуле: где ?/rс - кривизна в середине панели при учете постоянных и длительных нагрузок равна здесь коэффициент k1ld = 0,48 и k2ld = 0,125 приняты в зависимости от ?? = 0,067 ? 0,07 и ?f(?) = 0,93 (по интерполяции) для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне; - для ребристых перекрытий по эстетическим требованиям. Определение прогиба по точным формулам. Вначале проверяют условие Мr ? Мcrc, при соблюдении которого нормальные трещины в наиболее нагруженном сечении по середине пролета не образуются. Момент от полной нормативной нагрузки Мn = 55,8 кН•м. Момент трещинообразования Мcrc вычисляют, принимая Мrр = 0: Мcrc = Rbt,serWрi = ?Wred. Для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне ? = 1,75, а упругий момент сопротивления сечения для растянутой грани сечения Wred = Ired/yo; yо = Sred/Аred. Для вычислений Ired и yo определяем площадь приведенного сечения: Аred = А + ?Аs = 116 • 6 + 18 • 34 + 6,16 • 6,9 = 1350 см2. Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани ребра: Sred = So + ?Ss = 116 • 6 • 37 + 18 • 34 • 17 + 6,16 • 7,4 • 5 = 36380 см3. Расстояние от центра тяжести площади приведенного сечения до нижней грани ребра: yo = Sred / Ared = 36380 / 1350 = 27 см; h - yo = 40 - 27 = 13 см. Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести сечения: Рис. 1.4. Армирование панели перекрытия сварными сетками и каркасами 1-5 - каркасы и сетки; 6 - петли; 7 - уголок 125х80х8 где ys = yo - а = 27 - 5 = 22 см; Аsр = 0; Asр = 0, а Аs не учтены ввиду малости. Момент сопротивления: Wred = Ired / yo = 206300 / 27 = 7650 см3; Wрl = ?Wred =1,75 • 7650 = 13400 см3. Момент трещинообразования Мcrc = Rbt,serWрl = 1,8(100)13400 = 24,1•105 Н•см = 24,1 кН•м, что меньше Мn = 55,8 кН•м, следовательно, трещины в растянутой зоне сечения по середине пролета образуются. Необходимо выполнять расчет прогибов с учетом образования трещин в растянутой зоне. Кроме того, требуется проверка по раскрытию трещин. Полная кривизна l/r для участка с трещинами по формуле: l/r = l/r1 - l/r2 + l/r3, и соответственно полный прогиб панели ftot = f1 - f2 + f3, где f1 - прогиб от кратковременного действия всей нагрузки; f2 - то же, от действия только постоянных и длительных нагрузок; f3 - прогиб от длительного действия постоянных и длительных нагрузок. Вычисление f1. Для середины пролета панели Мr = Мn =55,8 кН•м. Для определения кривизны дополнительно вычислим: Относительная высота сжатой зоны в сечении с трещиной: что меньше hf/ho = 6/35 = 0,172 и меньше 2а/hо = 5/35 = 0,143; согласно п. 4.28 СНиП [1], сечения рассчитывают как прямоугольные шириной bf = 116 см; принимаем без учета арматуры Аs в формулах для определения ?, ?f и z1 значение hf = 0; Плечо внутренней пары сил при ?f = 0 см. Определяем коэффициент ?s по формуле: ?s = 1,25 - ?ls?m = 1,25 - 1,1 • 0,35 = 0,87 < 1, где ?m = Rbt,serWрl / Mn = 1,8(100)(13400/55,8•105) = 0,43; ?ls = 1,1 (по табл. 36 СНиП 2.03.01-84). Кривизна 1/r1 в середине пролета панели при кратковременном действии всей нагрузки и ?b = 0,9; v = 0,45: Прогиб f1: см. Вычисление f2. Мld = 63,25 кН•м. Заменяющий момент Мr = Mld = 63,25 кН•м: см; по данным расчета f1 принимаем: ?s = 0,87; ?b = 0,9; v = 0,45; см-1. Прогиб f2 см. Вычисление f3. Кривизну 1/r3 при длительном действии постоянной и длительной нагрузок определяем с использованием данных расчета кривизны 1/r1 и 1/r2: Мr = Мld = 46 кН•м; ? = 0,087; z1 = 33,5 см; ?m = 0,35. Коэффициент v = 0,15. Коэффициент ?s при ?ls = 0,8: ?s = 1,25 - ?ls?m = 1,25 - 0,8 • 0,43 = 0,91 < 1. Кривизна 1/r3 в середине пролета панели Прогиб f3: см. Суммарный прогиб ftot = f1 - f2 + f3 = 1,22 - 1,27 + 1,88 = 1,83 < [flim] = 1/150? = 3,9 см по конструктивным требованиям и flim = 2,5 - по эстетическим требованиям. Расчет панели по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси. Ребристая панель перекрытия относится к третьей категории трещиностойкости. Предельно допустимая ширина раскрытия трещин составляет ?crc1 = 0,4 мм и ?crc2 = 0,3 мм. Ширина раскрытия трещин где ? = 1; ?l,cd = 1; ?l,ld = (1,6 - 15?); ? = 1; ?а = 1 (так как а2 = 3 см < 0,2h = 0,2 • 40 = 8 см); d = 14 мм; ? = Аs / bhо = 6,16 / 18 • 35 = 0,0098 < 0,02. Расчет по длительному раскрытию трещин. Ширину длительного раскрытия трещин определяют от длительного действия постоянных и длительных нагрузок. Изгибающий момент в середине пролета панели Мld = 46 кН•м. Напряжение в растянутой арматуре Н/см2 = 223 МПа. Так как растянутая арматура в ребрах расположена в два ряда, то напряжение ?s необходимо умножить на поправочный коэффициент ?n (по п. 4.15 СНиП 2.03.01-84). где х = ?hо = 0,0087 • 35 см; а2 = 3 см - расстояние от нижней грани сечения до центра тяжести нижнего ряда продольной арматуры; а1 = 5 см - уточненное расстояние от нижней грани сечения до центра тяжести всей растянутой арматуры Аs. При длительном действии нагрузок принимаем ?l = 1,6 - 15? = 1,6 - 15 • 0,0098 = 1,453. Коэффициент: мм < [?crc2] = 0,3 мм. Расчет по кратковременному раскрытию трещин. Ширину кратковременного раскрытия трещин определяют как сумму ширины раскрытия от длительных нагрузок ?crc3 и приращения ширины раскрытия от действия кратковременных нагрузок (?crc1 - ?crc2): ?crc = (?crc1 - ?crc2) + ?crc3, где ?crc3 = 0,2 мм. Напряжение в растянутой арматуре при кратковременном действии всех нормативных нагрузок Н/см2 = 270,4 МПа. Напряжение в растянутой арматуре от действия постоянных и длительных нагрузок 223МПа. Приращение напряжение при кратковременном увеличении нагрузки от длительно действующей до ее полной величины составляет ??s = ?s1 - ?s2 = 270,4 - 223 = 47,4 МПа. Приращение ширины раскрытия трещин при ?l = 1: Суммарная ширина раскрытия трещин ?crc,tot = 0,2 + 0,03 = 0,23 мм < [?crc1,lim] = 0,4 мм. Расчет сборной железобетонной колонны На практике расчет колонн при случайных эксинтриситетах (ео = еа ? h/30) выполняют следующим образом: предварительно назначаю рамеры сечения колонны, класс арматурной стали, класс бетона, коэффициент ? = 0,75 ? 0,85 и при вычисленном и заданном расчетном сжимающем усилии N находят площадь сечения продольной арматуры ?Аs по формуле где ? = 0,9 при h ? 200 мм; ? > 200 мм; Затем определяют процент армирования ? = ?Аs / A х 100%, который при правильном проектировании должен быть в пределах 1 ? 2 % и не менее 0,05 % при гибкости колонны ?о/i < 17 или 0,1% при 17? ?о/i ? 35; 0,2% при 35 < ?о/i ? 83 и 0,25% при ?о/i > 83. Максимальное содержание арматуры должно быть не более 3%( при ? > 3%, что имеет место в колоннах с жесткой арматурой, состоящей из стержней или прокатных профилей - уголков, швеллеров или двутавров; в расчетах площадь арматуры исключается из общей площади сечения элемента). Если окажется, что условие ?min % ? ? % ? ?max (3%) не удовлетворяется, то изменяют размеры сечения и расчет повторяют. Определение нагрузок и усилий. Грузовая площадь от перекрытий и покрытий при сетке колонн 6х6 м равна 36 м2. Подсчет нагрузок сведен в табл. 2.1. При этом высота и ширина сечения ригеля приняты: h ? 0,1? = 0,1 • 600 = 60 см и b = 0,4h = 0,4 • 60 = 24 см ? 25 см (кратно 5 см). При этих размерах масса ригеля на 1 м длины составит: hb? = 0,6 • 0,25 • 2500 = 375 кг, а на 1 м2 = 375 / 6 = 62,5. Сечение колонн предварительно принимаем bcxhc = 40x40 см. Расчетная длина колонн во втором этаже равна высоте этажа ?о = Нf = 4,8 м, а для первого этажа с учетом некоторого защемления колонны в фундаменте ?о = 0,7 Н1 = 0,7(3,0 + 0,6) = 2,5 м. Таблица 2.2 Нормативные и расчетные нагрузки Вид нагрузки Нормативная нагрузка, Н/м2 Коэффициент надежности по нагрузке ?f Расчетная (округленная) нагрузка, Н/м2 От покрытия: постоянная: от рулонного ковра в три слоя от цементного выравнивающего слоя при t = 20 мм; ? = 2000 кг/м3 от утеплителя-пенобетонных плит при b = 120 мм; ? = 400 от пароизоляции в один слой от сборных ребристых панелей при hred = 100 мм от ригелей (по предварительному расчету) от вентеляционных коробов и трубопроводов 120 400 480 40 2500 625 500 1,2 1,3 1,2 1,2 1,1 1,1 1,1 150 520 580 50 2750 690 550 Итого Временная (снег): в том числе кратковременная длительная (30%) 4665 1000 700 300 - 1,4 1,4 1,4 5290 1400 980 420 Всего от покрытия От перекрытия постоянная: от плиточного пола при t = 15 мм; ? = 2000 от цементного раствора при t = 20 мм; ? = 2000 от шлакобетона при t = 60 мм, ? = 1500 от ребристых панелей hred = 100 мм от ригелей (по предварительному расчету) 5665 300 400 900 2500 625 - 1,1 1,3 1,3 1,1 1,1 6690 330 520 1200 2750 690 Итого Временная: длительная кратковременная 4725 5500 1500 - 1,2 1,2 5500 6600 1800 Всего от перекрытия 11725 - 13900 Собственный вес колонн на один этаж: во втором этаже Gc = bchcHf??f = 0,4 • 0,4 • 4,8 • 25 • 1,1 = 21,1 кН; в первом этаже Gs1 = 0,4 • 0,4(3,0 + 0,6)25 • 1,1 = 15,8 кН. Подсчет расчетной нагрузки на колонну сведен в табл. 2.2. Расчет нагрузки от покрытия и перекрытия выполнен умножением их значений по табл. 2.1 на грузовую площадь Ас = 36 м2, с которой нагрузка передается на одну колонну; Nc = (g + ?)А2. В таблице 2.2 все нагрузки по этажам приведены нарастающим итогом последовательным суммированием сверху вниз. При этом снижение временной нагрузки предусмотрено п. 3.9 СНиП 2.01.07-85 при расчете колонн в зданиях высотой более двух этажей, не делалось, так как для производственных зданий это можно выполнять по указаниям соответствующих инструкций, ссылка на которые дается в здании на проектирование. За расчетное сечение колонн по этажам приняты сечения в уровне отметки верха фундамента. Таблица 2.2 Подсчет расчетной нагрузки на колонну Этаж Нагрузка от покрытия и перекрытия, кН Собственный вес колонн, кН Расчетная суммая нагрузка, кН длительная кратковременная длительная Nld кратковременная Ncd полная 4 3 2 1 200 614 1028 1442 35,2 121,6 207,9 294,2 21,1 36,9 52,7 68,5 221,1 650,9 1080,7 1510,5 35,2 121,6 207,6 294,2 256,3 772,5 1288,3 1804,7 Расчет колонны первого этажа. Усилия с учетом ?n = 0,95 будут: N1 = 1804,7 • 0,95 = 1714 кН, Nld = 1510,5 • 0,95 = 1435 кН (по табл. 2.2), сечение колонны hc х bc = 40 х 40 см, бетон класса В30, Rb = 17 МПа, арматура из стали класса А-III, Rsc = 365 МПа, ?b2 = 0,9. Предварительно вычисляем отношение Nld/N1 = 1435 / 1714 = 0,83; гибкость колонны ? = ?о / hс = 250 / 40 = 6,25 > 4, следовательно, необходимо учитывать прогиб колонны; эксинтриситет еа = hc/30 = 40 / 30 = 1,33 см, а так же не менее ? / 600 = 360 / 600 = 0,6 см; принимаем большее значение еа = 1,33 см; расчетная длина колонны ? = 250 см < 20 hc = 20 • 40 = 800 см, значит расчет продольной арматуры можно выполнять по формуле (2.1). Задаемся процентом армирования ? = 1% (коэффициент ? = 0,01) и вычисляем При Nld / N1 = 0,84 и ? = ?о / hс = 6,25 коэффициенты ?b = 0,913 и, полагая, что Аms < 1,3 (Аs + Аs), ? = 0,938, а коэффициент ? = ?b + 2(?r - ?b)?1 = 0,913 + 2(0,938 - 0,913) 0,239 = 0,924 < ?r = 0,938; требуемая площадь сечения продольной арматуры: принято конструктивно 4 ? 16 А-III, ?As = 8,04 см; ? = (8,04 / 1600)100 = 0,5%, что меньше ранее принятого ? = 1%. Сечение колонны уменьшаем. Назначаем сечение колонны 350х350 мм, сохранив ранее принятые характеристики материалов, то при пересчете будем иметь: ? = ?о / hс = 250 / 35 = 7,14; ?b = 0,908; ?r = 0,929; при ? = 0,015 коэффициент ? = 0,908 + 2(0,929 - 0,908)0,36 = 0,923; ?1 = 0,015 • 365 / 17 • 0,923 = 0,35; принимаем для симметричного армирования 4 ? 25 А-III, ?As = 19,63 см; ? = (19,63 / 900)100 = 2,2% (что близко к принятому ? = 0,015). Фактическая несущая способность сечения 300х300 мм: Nfc = ??(Rb?b2A + ?AsRsc) = 1 • 0,9 (17(100)0,9 • 900 + 19,63 • 365(100)) = = 1884000 Н = 1884 кН > N1 = 1714 кН; несущая способность сечения достаточна (+5%). Поперечная арматура принята диаметром 8 мм класса А-I шагом 300 мм < 20d1 = 20 • 16 = 320 мм и равна hс = 30 см. Расчет консоли колонны. Опирание ригеля на колонну осуществляется либо на железобетонную консоль, либо на металлический столик, приваренный к закладной детали на боковой грани колонны. Железобетонные консоли считаются короткими, если их вылет ? равен не более 0,9hо, где hо - рабочая высота сечения консоли по грани колонны. Действующая на консоль опорная реакция ригеля воспринимается бетонным сечением консоли и растянутой арматурой, определяемой расчетом. Консоли малой высоты (рис. 2.3, б), на которые опираются ригели или балки с подрезанными опорными концами, усиливают листовой сталью или прокатными профилями - уголками, швеллерами или двутаврами. Произведем расчет консоли в уровне перекрытия четвертого этажа, где бетон колонн принят пониженной прочности на сжатие. Максимальная расчетная реакция от ригеля перекрытия при ?n = 0,95 составляет Q = 13,9 • 6 • 3 • 0,95 = 238 кН. Определяем минимальный вылет консоли ?рm из условия смятия под концом ригеля см; с учетом зазора между торцом ригеля и гранью колонны, равного 5 см, вылет консоли ?с = ?рm + 5 = 7,8 + 5 = 12,8 см; принимаем кратно 5 см ?с = 15 см. Высоту сечения консоли находим по сечению 1-1, проходящему по грани колонны. Рабочую высоту сечения определяем из условия (2.1) где правую часть неравенства принимаем не более 2,5Rbt,bcho. Из выражения (2.1) выводим условия для hо: (2.2) (2.2) Определяем расстояние а от точки приложения опорной реакции Q до грани колонны см. Максимальная высота hо по условию (2.2): hо = 238000 / 2,5 • 1,2 • (100)0,9 • 30 = 29,4 см. Минимальная высота по условию (2.3): см. Полная высота сечения консоли у основания принята h = 50 см, hо = 50 - 3 = 47 см. Находим высоту свободного конца консоли, если нижняя грань ее наклонена по углом ? = 45о, (tg 45о = 1): h1 = h - ?сtg45o = 50 - 15 • 1 = 35 см > h/3 = ?/3х50 ? 17 см; условие удовлетворяется. Расчет армирования консоли. Расчетный изгибающий момент: Н•см = 30,06 кН•м. Коэффициент Ао: тогда ? = 0,03; ? = 0,985. Требуемая площадь сечения продольной арматуры см2; принято 2о16 A-III, Аs = 4,02 см2. Эту арматуру приравнивают к закладным деталям консоли, на которые устанавливают и затем крепят на сварке ригель. Назначаем поперечное армирование консоли; согласно п. 5.30 СНиП 2.03.01-84, при h = 50 см > 2,5а = 2,5 • 17 = 42,5 см консоль армируют отогнутыми стержнями и горизонтальными хомутами по всей высоте. Минимальная площадь сечения отогнутой арматуры Аs,inc = 0,002bchoc = 0,002 • 30 • 47 = 2,82 см2; принимаем 2?14 А-III, Аs = 3,08 см2; диаметр отгибов должен также удовлетворять условию см и меньше do = 25 мм; принято do = 1,4 см - условие соблюдается. Хомуты принимаем двухветвенными из стали класса А-I диаметром 6 мм, Аsw = 0,283 см2. Шаг хомутов консоли назначаем из условий требования норм - не более 150 мм и не более (1/4)h = (50/4) = 12,5 см; принимаем шаг s = 10 см. Расчет ригеля Определение усилий в ригеле поперечной рамы. Расчетная схема и нагрузки. Поперечная многоэтажная рама имеет регулярную расчетную схему с равными пролетами ригелей и равными длинами стоек (высотами этажей). Сечения ригелей и стоек по этажам также приняты постоянными. Такую многоэтажную раму расчленяют для расчета на вертикальную нагрузку на одноэтажные рамы с нулевыми точками моментов - шарнирами, расположенными по концам стоек, - в середине длины стоек всех этажей, кроме первого. Нагрузка на ригель от многопустотных плит считается распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу поперечных рам - 6,8 м. Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля. Постоянная: от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания ?n = 0,95; 4,134 • 6,8 • 0,95 = 26,7 кН/м; от веса ригеля сечением 0,25 • 0,6 м (? = 2500 кг/см3) с учетом коэффициентов надежности ?f = 1,1 и ?n = 0,95 • 3,8 кН/м. Итого g = 26,7 + 3,8 = 30,5 кН/м. Временная с учетом ?n = 0,95; v = 7,0 • 6,8 • 0,95 = 45,2 кН/м. Построение эпюры материалов. Продольная рабочая арматура в пролете 2 ? 36 А-III + 2 ? 22 А-Ш. Площадь этой арматуры Аs определяется из расчета на действие максимального изгибающего момента в середине пролета. в целях экономии арматуры по мере уменьшения изгибающего момента к опорам два стержня обрываются в пролете, а два других доводятся до опор. В нашем случае до опор доводятся два стержня большего диаметра 2 ? 36. Площадь рабочей арматуры As = 27,96 см2, а Аs2о36 = 20,36 см2 и Аs2o22 = 7,6 см2. Определяем изгибающий момент, воспринимаемый ригелем с полной запроектированной арматурой, М = RsAs?ho. Из условия равновесия AsFs = вхRв, где х = ?hо, ? = 0,722. М = 365 • 27,96 • 10-4 • 0,722 • 0,4 • 103 = 294,7 кН•м. Изгибающий момент, воспринимаемый сечением, больше изгибающего момента, действующего в сечении: 294,7 кН•м > 289,3 кН•м. До опоры доводят два стержня ? 36 А-III. Аs2?36 = 20,36 см2. Вычисляем изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля, армированным 2 ?36 A-III: М = RsAs?ho, ? = 0,797, М2о36 = 365 • 20,36 • 10-4 • 0,797 • 0,4 • 103 = 237 кН•м. Графически на эпюре моментов определяем место теоретического обрыва стержней. Изгибающий момент 1/4 пролета: М1/4 = = 217 кН•м. Изгибающий момент в 1/8 пролета: М1/8 = = 126,5 кН•м. Изгибающий момент в 3/4 пролета: М3/8 = = 271,2 кН•м. Откладываем на эпюре моментов М2о36 = 237 кН•м в масштабе, точки пересечения прямой с эпюрой называется местом теоретического отрыва арматуры. Момент, воспринимаемый сечением ригеля с арматурой 2?36 А-III и 2?22 А-III, а также откладываем на эпюре М в масштабе. Длина анкеровки обрываемых стержней определяется по следующей зависимости: Поперечная сила Q определяется графически в месте теоретического обрыва, в данном случае Q = 96,2 кН. Поперечные стержни ?8 А-АIII в месте теоретического обрыва имеют шаг см. Н/см = 2,88 кН/см, тогда см. 20 d = 20 • 3,6 = 72 см. Принимаем W = 72 см. Шаг хомутов в приопорной зоне S принимается равным 0,5S на участке длиной 0,5 м. (рис. 3.3). Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси. Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В25; расчетные сопротивления при сжатии Rb = 14,5 МПа; при растяжении Rbt = 1,05 МПа; коэффициент условий работы бетона ?b2 = 0,90; модуль упругости Еb = 27000 МПа. Арматура продольная рабочая класса А-III, расчетное сопротивление Rs = 365 МПа, модуль упругости Еs = 200000 МПа. Определение высоты сечения ригеля. Высоту сечения подбирают по опорному моменту при ? = 0,35, поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. Принятое же сечение ригеля следует затем проверить по пролетному моменту так, чтобы относительная высота сжатой зоны была ? < ?R и исключалась переармированное неэкономичное сечение. При ? = 0,35 находим значение аm = 0,298 и определяем граничную высоту сжатой зоны ?R = 0,77 / (1 + (365/500)(1 - 0,74/1,1)) = 0,6, где w = 0,85 - 0,008Rb = 0,85 - 0,008 • 0,9 • 14,5 = 0,74; ?s = Rs = 365 МПа. Вычисляем см h = hо + а = 54 + 4 = 58 см; принимаем h = 60 см. Принятое сечение не проверяют в данном случае по пролетному моменту, так как М = 205 < М(12) = 224 кН•м. Подбирают сечения арматуры в расчетных сечениях ригеля. Сечение в первом пролете - М = 205 кН•м; hо = h - а = 60 - 6 = 54 см; вычисляем: соглавно табл. 3.1 [2] ? = 0,825; Аs = М / Rs?hо = 2050000/365 • 0,825 • 54 (100) = 12,6 см2. Принято 4?20 А-III с Аs = 12,56 см2. Сечение в среднем пролете - М = 156 кН•м; ?m = 15600000/0,9 • 14,5 • 25 • 542 (100)2 = 0,21; ? = 0,875; Аs = 15600000 / 365 • 0,875 • 54 (100) = 9,1 см2. Принято 4о18 с А-III с Аs = 10,18 см2. Арматуру для восприятия отрицательного момента в пролете устанавливают по эпюре моментов. принято 2?12 А-III с As = 2,26 см2. Сечение на средней опоре (рис. 3.2, б) - М = 224 кН•м; арматура расположена в один ряд; hо = h - а = 60 - 4 = 56 см. Вычисляют ?m = 22400000 / 0,90 • 14,5 • 25 • 562(100) = 0,28; ? = 0,83; Аs = 22400000 / 356 • 0,83 • 56(100) = 13,2 см2. Принято 2?32 А-III с Аs = 16,08 см2. Сечение на крайней опоре - М = 114 кН•м; ?m= 11400000 / 0,9 • 14,5 • 25 • 562(100) = 0,14; ? = 0,92; Аs = 11400000 / 365 • 0,92 • 56(100) = 6,1 см2. Принято 2?20 А-III с Аs = 6,28 см. Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси. На средней опоре поперечная сила Q = 254 кН. Диаметр поперечных стержней устанавливают из условия сварки их с продольной арматурой диаметром d = 32 мм и принимаем равным dsw = 8 мм с площадью Аs = 0,503 см2. При классе А-III Rsw = 285 МПа; поскольку dsw/d = 8/32 = 1/4 < 1/3, вводят коэффициент условий работы ?s2 = 0,9 и тогда Rsw = 0,9 • 285 = 255 МПа. Число каркасов - 2, при этом Аsw = 2 • 0,503 = 1,01 см2. Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям s = h/3 = 60/3 = 20 см. На всех приопорных участках длиной ?/4 принят шаг s = 20 см, в средней части пролета шаг s = 3h/4 = 3 • 60 / 4 = 45 см. Вычисляем qsw = RswAs/s = 225 • 1,01 • 100 / 20 = 1290 Н/см; Qs.min = ?b3Rbtbhо = 0,6 • 0,9 • 0,9 • 25 • 56(100) = 68•103 Н; qsw = 1290 Н/см > Qв.min/2hо = 68 • 103 / 2 • 56 = 608 Н/см - условие удовлетворяется. Требование smax = ?в4Rbtbhо2/Q = 1,5 • 0,9 • 0,9 • 25 • 562(100) / 254 • 103 = 37,5 см > s = 20 см - удовлетворяется. Расчет прочности по наклонному сечению. Вычисляют Мb = ?b3Rbtbhо2 = 2 • 0,9 • 0,9 • 25 • 562(100) = 127•105 Н•см. Поскольку q1 = g + v/2 = 27,4 + 34,2/2 = 44,5 кН/м = 445 Н/см < 0,56 qsw = 0,56 • 1290 = 720 Н/см значение с вычисляют по формуле см < 3,33 hо = 3,33 • 56 = 186 см. При этом Qb = Мb/с = 127•105 / 169 = 75•103 Н > Qв,min = 68•103. Поперечная сила в вершине наклонного сечения Q = Qmax - q1с = 254•103 - 445 • 169 = 179•103 Н. Длина проекции расчетного наклонного сечения см < 2hо = 2 • 56 = 112 см. Вычисляют Qsw = qswcо = 1290 • 99 = 128•103 Н. Условие прочности Qb + Qsw = 75•103 + 128•103 = 203•103 Н > 179•103 Н - обеспечивается. Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами: ?w = Asw/bs = 1,01 / 25 • 20 = 0,002; ? = Еs/Eb = 200000 / 27000 = 7,5; ?wi = 1 + 5??w = 1 + 5 • 7,5 • 0,002 = 1,08; ?bi = 1 - 0,01Rb = 1 - 0,01 • 0,90 • 14,5 = 0,90. Условие Q = 254000 < 0,3?wi?siRbbhо = 0,3 • 1,08 • 0,90 • 0,90 • 14,5 • 25 • 64(100) = 402000 Н - удовлетворяется. Конструирование арматуры ригеля. Стык ригеля с колонной выполняем на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонн. Ригель армируем двумя сварными каркасами, часть продольны стержней каркасов обрывают в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре арматуры (материалов). Обрываемые стержни заводим за место теоретического обрыва на длину заделки W. Строим эпюру арматуры: 1) определяют изгибающие моменты М, воспринимаемые в расчетных сечениях, по фактически принятой арматуре; 2) устанавливают графически на огибающей эпюре моментов по ординатам М места теоретического обрыва стержней; 3) определяют длину анкеровки обрываемых стержней W = Q/2qsw + 5d ? 20d, причем поперечную силу Q в месте теоретического обрыва стержня принимают соответствующей изгибающему моменту в этом сечении. Рассмотрим сечения первого пролета. На средней опоре арматура 2о32 А-III с Аs = 16,08 см2; ? = Аs/bhо = 0,0115; ? = ?Rs/Rb = 0,4; ? = 0,8; М = RsAs?hо = 365 • 16,08 • 0,8 • 56(100)10-5 = 260 кН. В месте теоретического обрыва арматура 2?12 А-III с Аs = 2,26 см2; ? = 0,0016; ? = 0,06; ? = 0,97; М = 365 • 2,26 • 0,97 • 56(100)10-5 = 45 кН•м; поперечная сила в этом сечении Q = 150 кН; поперечные стержни 2?32 сохраняют с шагом s = 20 см; qsw = RswAsw/s = 1290 Н/см; длина анкеровки W1 = 150000/2 • 1290 + 5 • 3,2 = 84 см > 20d = 64 см. Арматуру в пролете принимают 4?20 А-III с Аs = 12,56 см2; ? = Аs/bhо = 0,0093; ? = ?Rs/Rb = 0,32; ? = 0,84; М = RsAs?hо = 365 • 12,56 • 0,84 • 54(100)10-5 = 206 кН•м. В месте теоретического обрыва пролетных стержней остается арматура 20?20 А-III c As = 6,28 см2; ? = 0,0047; ? = 0,19; ? = 0,92; М = RsAs?hо = 365 • 6,28 • 0,92 • 54(100)10-5 = 113 кН•м. Поперечная сила в этом сечении Q = 135 кН; qsw = 1290 Н/см. Длина анкеровки W2 = 135000/2•1290 + 5•2 = 62 см > 20d = 40 см. Расчет и конструирование фундамента под колонну Грунты основания - пески средней плотности, условное расчетное сопротивление грунта Rо = 0,25 МПа. Бетон тяжелый класса В25, Rвt = 1,05 МПа, ?в2 = 0,9. Арматура класса А-I, Rs = 225 МПа. Вес единицы объема фундамента и грунта на его обрезах ?m = 20 кН/м3. Высоту фундамента предварительно принимаем равной Н = 130 см. Глубина заложения фундамента D = 430 см. Расчетное усилие, передающиеся с колонны на фундамент, N = 1804,7 кН. Усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке ?f = 1,15, нормативное усилие кН. Определение размера стороны подошвы фундамента. Площадь подошвы центрально загруженного фундамента определяется по формуле (XII.I) [4] по условному давлению на грунт без учета поправок в зависимости от размеров подошвы фундамента и глубины его заложения: где Nn - нормативное усилие; Rо - условное давление на грунт; ?m - усредненная нагрузка от единицы объема фундамента и грунта на его уступах, ?m = 20 кН/м3; D - глубина заложения фундамента. Тогда м2. Размер стороны квадратной подошвы м. Принимаем размер а = 3,3 м (кратным 0,3 м). Давление на грунт, от расчетной нагрузки Р = N / А = 1804,7 / 10,89 = 165,7 кН/м2. Определение высоты фундамента. Рабочая высота фундамента из условия продавливания где hc + вс - размеры подколонника фундамента, принимаем равным 1,2 м. м. Полная высота фундамента устанавливается из условий: продавливания, Н2 = 0,3 + 0,04 = 0,34 м (высота части фундамента под подлокотником); заделки колонны в фундаменте, Н = 1,5 hкол + 25 = 1,5 • 30 + 25 = 56,5 см; анкеровка сжатой арматуры, Н = 16 ds + 25 = 16 • 4 + 25 = 89 см, где ds - диаметр арматуры колонны. Принимаем полную высоту фундамента равной 120 см, в том числе высота подколонника - 60 см, монолитной части - 60 см. Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени (hо2 = 30 - 4 = 26 см) условию прочности при действии поперечной силы без поперечного армирования в наклонном сечении нижней ступени. Для единицы этого сечения (в1 = 100 см) на основании формулы должно выполняться условие Поперечная сила давления от грунта в сечении по грани подколонника Q = p? = 0,5 (a - a1 - 2ho) P, где а - размер подошвы фундамента; а1 - размер полколонника; ho - рабочая высота фундамента; р - давление на грунт от расчетной нагрузки. Q = 0,5 (3,6 - 1,2 - 2 • 0,138) 203,8 = 216,4 кН. Поперечная сила, воспринимаемая нижней ступенью фундамента без поперечного армирования, кН. 216,4 кН < 228,2 кН - условие прочности удовлетворяется. Расчет на продавливание. Проверяем нижнюю ступень на прочность против продавливания: где Rвt - расчетное сопротивление бетона осевому растяжению с коэффициентом условий работы бетона ?в2 = 0,9; Um - среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания в пределах полезной высоты, Um = 2(2,0 + 2,0 + 2 • 0,26) = 9,04 м; hо - рабочая высота нижней ступени фундамента. Продавливающая сила: Р = N - A1р, где N - расчетное усилие, передающиеся с колонны; А1 - площадь нижнего основания пирамиды продавливания; А1 = (2,0 + 2 • 0,26) • (2,0 + 2 • 0,26) = 6,35 м2; р - давление на грунт. Продавливающая сила: Р = 1804,7 - 6,35 • 205,8 = 497,9 кН. ?в2RвthоUm = 0,9 • 1,05 • 103 • 0,138 • 8,96 = 1168 кН. Таким образом, ?в2RвthоUm > Р; 1168 кН > 497,9 кН. Прочность нижней ступени против продавливания обеспечена. Следовательно, оставляем размеры принятого фундамента. Определение площади рабочей арматуры фундамента. Расчетные изгибающие моменты в сечениях I-I и II-II определяются по формуле (XII.7) [4]: МI = 0,125 р (а - а1)2 а = 0,125 • 165,7 (3,3 - 1,2)2 • 3,3 = 301,4 кН•м, MII = 0,125 р (а - а2)2 а = 0,125 • 165,7 (3,3 - 2,0)2 • 3,3 = 115,5 кН•м. Площадь сечения арматуры: см2; см2. Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 16 ? 18 А-I с шагом 200 с Аs = 50,26 см2. Проценты расчётных сечений: что больше ?min = 0,05%. Литература СНиП 2.03.01-84 Бетонные и железобетонные конструкции. Госстрой СССР. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1985 - 79 с. СНиП 2.02.01-83. Основания зданий и сооружений.- М.: Стройиздат, 1985 СНиП II-6-74. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования. - М.: Стройиздат, 1983 Байков В.И., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. - М.: Стройиздат, 1985. - 728 с. Бондаренко В.М., Судницын А.Н., Расчет строительных конструкций. Железобетонные и каменные конструкции. - М.: Высшая школа, 1984 Дворкин В.В., Добромыслов Сборник задач по строительным конструкциям. М., Стройиздат, 1986. Зайцев Ю.В. Строительные конструкции заводского изготовления. - М.: Высшая школа, 1987 Зайцев Ю.В., Промыслов В.Ф. Строительные конструкции. - М.: Стройиздат, 1985 Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций. - М.: 1989 Основания, фундаменты и подземные сооружения под общей редакцией Сорочана Е.А. и Трофименкова Ю.Г. - М.: Стройиздат, 1985 (справочник проектировщика) Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого и легкого бетона без предварительного напряжения арматуры. - М.: ЦИТП, 1987 Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого и легкого бетона. (к СНиП 2.03.01-84). - М.: ЦИТП, 1986 1 29 Работа на этой странице представлена для Вашего ознакомления в текстовом (сокращенном) виде. Для того, чтобы получить полностью оформленную работу в формате Word, со всеми сносками, таблицами, рисунками, графиками, приложениями и т.д., достаточно просто её СКАЧАТЬ.  |
|
Банк готовых работ
Форма заказа
Скачать работу
экономические  Copyright © refbank.ru 2005-2024
Все права на представленные на сайте материалы принадлежат refbank.ru. Перепечатка, копирование материалов без разрешения администрации сайта запрещено. |
|