Расчет элементов железобетонных конструкций многоэтажных промышленных зданий

Размещено на http://www.allbest.ru/

Сибирский Федеральный Университет

Институт архитектуры и строительства

Кафедра: «Строительных конструкций»

Пояснительная записка к курсовому проекту

Расчет элементов железобетонных конструкций многоэтажных промышленных зданий

Выполнил: студент ВЗФ

курс 3 специальность ПГС

учебный шифр: 035 127 У

Ф.И.О. Павлова О.А.

Проверил: Медведева О.П.

Красноярск 2007

План

Исходные данные

1. Расчет и конструирование элементов сборного варианта:

1.1 Плита перекрытия

1.2 Ригель

1.3 Колонны

1.4 Фундамент

2. Расчет и конструирование элементов монолитного варианта:

2.1 Монолитная плита

2.2 Второстепенная балка

2.3 Главная балка

2.4 Армокаменный столб

2.5 Простенок несущей стены

Список литературы

Исходные данные

стена колонна балка перекрытия

Здание многоэтажное, отапливаемое. Место строительства- г. Красноярск. Среда неагрессивная. толщина наружных кирпичных стен -770 мм. Междуэтажные перекрытия: сборный вариант- сборные плиты; монолитный вариант -монолитное ребристое перекрытие.

Состав пола помещений: асфальтобетон- толщиной 40 мм.(с=21кН/м3) Состав кровли: пароизоляция из одного слоя рубероида; минераловатные жесткие плиты толщиной по 60 мм в два слоя .(с=3,5кН/м3); цементно- песчаная стяжка толщиной 20 мм .(с=18кН/м3); трехслойный рубероидный ковер на битумной мастике .(с=16кН/м3).

Размеры здания в плане:

длина 48м

ширина 24м

Количество этажей 3

Высота этажа 4,8м

Глубина заложения фундамента 2,0м

Условное расчетное сопротивление грунта, 0,40МПа

Временная эксплуатационная нагрузка на перекрытие 5,6 кН/м2

Монолитный вариант

Состав пола помещений: бетонная плитка- толщиной 40 мм; слой цементно- песчаного раствора- 40 мм. состав кровли: двухслойное гравийное защитное покрытие- 50 мм; гидроизоляционный ковер-20 мм; цементно- песчаная прослойка -25 мм; теплоизоляция (пенобитон)- 100мм.

Размеры здания в плане:

длина 27,0м

ширина 19,4м

Количество этажей 4

Высота этажа 5,8м

Временная эксплуатационная нагрузка на перекрытие 12,0 кН/м2

1. Расчет и конструирование элементов сборного варианта

Сборный вариант многоэтажного здания с самонесущими стенами проектируется из следующих элементов: несущие стены, колонны, ригели, плиты перекрытия.

1.1 Плита перекрытия

В курсовом проекте применены многопустотные плиты размерами шириной 2.1-2.2м. (1.2…2.4 с градацией 0.1 м).

Для установления расчетного пролета плиты предварительно задаемся размерами сечения ригеля: b=25см. При опирании на ригель расчетный пролет lo= l-b/2=6-0.24/2=5.88см.

Расчет многопустотной плиты по предельному состоянию первой группы

Сбор нагрузок.

Плита перекрытия воспринимает нагрузки: постоянные (собственный вес плиты, вес элементов пола); временные (временная эксплуатационная нагрузка). Сбор нагрузок на 1 м2 перекрытия:

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка	Коэффициент надежности по нагрузке гf	Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянная -собственный вес плиты -асфальтобетон д=40 мм с=21 кН/м3	2,85 0,04*21=0,84	1,1 1,3 (табл.1 [2])	3,135 0,04*21*1,3=1,09
ИТОГО	3,69		4,225
Временная Временная эксплуатационная нагрузка в том числе: длительная (по заданию); кратковременная	7,1 5,6 1,5	1,2 1,2 1,2	8,52 6,72 1,8
ИТОГО	7,1		8,52

Расчетная нагрузка на 1 пог.м. плиты при ее ширине 2.2 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания гп=0,95.

- постоянная g=0,95*4,225*2.2=8.83 кН/м

-полная g+v=0,95(4,225+8,52)*2.2=26.64 кН/м

-временная v=0,95*8,52*2.2=17.81 кН/м

Нормативная нагрузка на 1м плиты:

- постоянная gn=0,95*3,69*2.2=7.71 кН/м

-полная gn+vn=0,95*(3,69+7,1)*2.2=22.55кН/м

- постоянная длительная gn+vn*=0,95*(3,69+5,6)*2.2=15.39кН/м

0,95=гп-коэффициент по назначению задания, принимаемый по СНиП [2].

Усилия от расчетных и нормативных нагрузок.

Расчетная схема плиты перекрытия.

От расчетной нагрузки:

От нормативной нагрузки:

От нормативной постоянной и длительной нагрузок:

М=15.39*5.882/8=66.51кН*м.

Установление размеров сечения плиты:

Высота сечения многопустотной плиты (12 круглых пустот диаметром 14 см) предварительно напряженной плиты h; рабочая высота сечения ho=h-a=20-3=17см. Размеры: толщина верхней и нижней полок (20-14) 0.5=3 см. Ширина ребер: средних-3.5 см; крайних- 4.65см.

Ширина сечения плиты по низу

В расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина сжатой полки таврового сечения ; отношение при этом в расчет вводится для ширина полки (219-2*15=216см;

Расчетная ширина ребра b=216-12*14=48см.

Характеристики прочности бетона и арматуры.

Многопустотную предварительно напряженную плиту армируют стержневой арматурой класса А-V с электрическим натяжением на упоры форм. К трещиностойкости плиты предъявляют требования 3-й категории.

бетон тяжелый класса В25, соответствующий напрягаемой арматуре. Призменная прочность нормативная Rbn=Rb.ser =18.5МПа, Расчетная Rb=14.5МПа; коэффициент условий работы бетона гb2=0,9; нормативное сопротивление при растяжении

Принимаем предварительно напряженную арматуру с напряжением Rbn=Rb.ser =1,60МПа, расчетное Rbt=1,05МПа; начальный модуль упругости бетона Eb=30000МПа. Передаточная прочность бетона Rbp устанавливается так, чтобы при обжатии отношение напряжений уbp/Rbp?0,75.

Арматура класса А-IV, нормативное сопротивление Rsn=785 МПа, расчетное сопротивление Rs=680 МПа; модуль упругости Es=190000МПа.

Предварительное напряжение арматуры равно: уsp=0,75*785=590МПа.

Проверяем выполнение условия :

,

при электротермическом способе: р=30+360/l, где l- длина натягиваемого стержня, принимаемая как расстояние между наружными гранями упоров, м.

р=30+360/l=30+360/6=90МПа; - условие выполняется.

Вычисляем предельное отклонение предварительного напряжения при числе напрягаемых стержней np=10:

Коэффициент точности натяжения определяем по формуле:

При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимаем Предварительные напряжения с учетом точности натяжения уsp=0,9*590=510МПа.

Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси, М=115,13кНм.

Вычисляем тавровое сечение с полкой в сжатой зоне:

По табл. 3.1 [7] находим о=0,132; х=оho=0,132*17=2,2см<3см- нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки; о=0,923.

Характеристика сжатой зоны:

Относительная высота сжатой зоны щ=0,85-0,008Rb=0,85-0,008*0,9*14,5=0,75.

Граничная высота сжатой зоны:

здесь в знаменателе принято 500МПа, так как

Коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести, определяем по формуле:



где з=1,15- для арматуры класса А-V; принимаем

Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры:

Принимаем 10 Ш9 А-V c площадью Аs=11,31см2 [7, прил.6.].

Расчет прочности плиты по сечению, наклонному к продольной оси, Q=78,32кН.

Влияние усилия обжатия Р=385 кН (см. расчет предварительных напряжений арматуры плиты):

Проверяем, требуется ли поперечная арматура по расчету.

Условие:

-

условие выполняется.

При g=g+v/2=8,83+17,81/2=17,74кН/м=177,4Н/см и поскольку

- принимаем с=2,5ho=2.5*17=42,5см.

Другое условие:

-

удовлетворяется также.

Следовательно поперечной арматуры по расчету не требуется.

На приопорных участках длиной l/4 арматуру устанавливают конструктивно, Ш4 ВР-1 с шагом s=h/2=20/2=10см;

в средней части пролета поперечная арматура не применяется.

Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям второй группы.

Геометрические характеристики приведенного сечения.

Круглое очертание пустот заменяем эквивалентным квадратным со стороной h=0,9d=0,9*14=12,6см.

Толщина полок эквивалентного сечения

Ширина ребра: 216-12*12,6=64см.

Ширина пустот 216-64=152см.

Площадь приведенного сечения: , где

А- площадь сечения бетона за вычетом площади сечения каналов и пазов.

( пренебрегаем ввиду малости величиной б*As).

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения yo=0,5h=0,5*20=10см.

Момент инерции сечения (симметричного) Jred=216*203/12-152*12,63/12=118000см4

Момент сопротивления сечения по нижней зоне:

; то же, по верхней зоне Wred'=11800см3.

Расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней ), до центра сечения:

;

то же наименее удаленной от растянутой зоны (нижней):

; здесь

Отношение напряжений в бетоне от нормативных нагрузок и усилия к расчетному сопротивлению бетона для предельных состояний второй группы предварительно принимаем равным 0,75.

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне:

, где

г- коэффициент, учитывающий влияние неупругих деформаций бетона в растянутой зоне, в зависимости от формы сечения. Для тавровых сечений с полкой в растянутой зоне при bf/b>2 и hf/h <0,2 г=1,5. 216/64=3,5 <6.

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия W'pl=17700см3.

Потери предварительного напряжения арматуры.

В расчет принимаем коэффициент точности натяжения арматуры гsp=1 ( 1 класс ответственности здания [7. стр. 91]

Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения:

Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами

так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием.

Усилие обжатия:

Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести сечения:

еор=10-3=7см.

Натяжение в бетоне при обжатии:

Устанавливаем значение передаточной прочности бетона из условия :

Принимаем тогда .

Вычисляем сжимающие напряжения в бетоне на уровне центра тяжести площади напрягаемой арматуры от усилия обжатия (без учета момента от веса плиты).

Потери от быстронарастающий ползучести при

и при б>0,3уbp=0,3*40=12МПа.

Первые потери

С учетом напряжение ;

Потери от усадки бетона [7. табл.2,5 стр.106]

Потери от ползучести бетона (при ), б=0,85- при естественном твердении бетона.

Вторые потери .

Полные потери - больше минимального значения.

Усилия обжатия с учетом полных потерь:

Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси.

Выполняем для вычисления необходимости проверки по раскрытию трещин. При этом для элементов, к трещиностойкости которых предъявляют требования 3-й категории, принимаем значения коэффициентов надежности по нагрузке гf=1; М=97,46кН*м.

Проверим условие образования трещин:

(трещины не образуются, если момент внешних сил М не превосходит момента внутренних усилий в сечении перед образованием трещин Мcrc).

Вычисляем момент образования трещин по приближенному способу ядровых моментов по формуле:

, где

- момент усилия обжатия Р относительно оси, проходящей через условную ядровую точку, наиболее удаленную от растянутой зоны;

- упругопластический момент сопротивления железобетона сечения по растянутой зоне в предложении, что продольная сила отсутствует;

-эксцентриситет усилия обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения;

r- расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны, до центра тяжести приведенного сечения.

гsp=0,9

Поскольку М=97,46>М=84кН*м, трещины в растянутой зоне образуются. Следовательно необходим расчет по раскрытию трещин.

Проверим, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при ее обжатии коэффициента точности натяжения гsp=1,10 (момент от веса плиты не учитывается)

Расчетное условие:

1,10*647158*(7-4,2)=860000Н*см;

860000<1770000-условие удовлетворяется, начальные трещины не образуются;

здесь Rbtp=1 МПа- соответствующее первоначальной прочности бетона 12,5 МПа [7, прил.2].

Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси.

предельная ширина раскрытия трещин:

- непродолжительная аcrc=0,4мм,

-продолжительная аcrc=0,3мм, [7, табл.2,1]

Изгибающие моменты от нормативных нагрузок: постоянной и длительной- М=97,46кН*м; полной М=115,13 кН*м.

Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия постоянной и длительной нагрузок:

где z1 ? ho-0.5hf'=17-0.5(3.7/2)=15.15см- плечо внутренней пары сил;

еsp=0- усилие обжатия Р, приложенное в центре тяжести нижней напрягаемой арматуры;

- момент сопротивления по растянутой арматуре.

Приращение напряжений в арматуре от действия полной нагрузки:

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки:

где ; д=1; з=1; цl=1; d=10- диаметр продольной арматуры.

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной:

Ширина раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок:

Непродолжительная ширина раскрытия трещин:

Продолжительная ширина раскрытия трещин:

Расчет прогиба плиты.

Прогиб определяем от постоянной и длительной нагрузок. Предельный прогиб:

[7, табл.2,3].

Вычисляем параметры для определения прогиба плиты с учетом трещин в растянутой зоне.

Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок М=97,46кН*м; суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь и при ; Ntot=P2=553кН; эксцентриситет ; коэффициент - при длительном действии нагрузок;

;

Коэффициент, характеризующий неравномерность деформации растянутой арматуры на участке между трещинами:

, где

- расстояние от центра тяжести площади сечения растянутой арматуры до суммарного усилия Ntot;

- коэффициент, характеризующий длительность действия нагрузки и профиль арматурных стержней (при длительном действии нагрузки для стержней периодического профиля, )

Вычисляем кривизну оси при изгибе;

Вычисляем прогиб:

(условие выполняется).

1.2 Ригель

В многоэтажных зданиях сборного варианта применяют железобетонные ригели таврового сечения с полкой внизу или прямоугольного сечения пролетами 6 м в зависимости от шага несущих элементов и схемы опирания плит покрытия на ригель.

Ригели сборного варианта проектируются из тяжелого бетона классов В15-В25. Для продольной арматуры используют сталь АIII, для поперечной и монтажной арматуры- сталь А-I, А-II. Полку ригеля армируют каркасом из обыкновенной проволоки класса Вр-I.

Расчетный пролет ригеля устанавливается в соответствии со схемой опирания. При определении изгибающего момента М и поперечной силы Q расчетный пролет среднего ригеля принимается

Lp=l-2(200)-120=6000-2*200-120=5480мм, где

6000мм- шаг колонн; 200мм= Ѕ высоты поперечного сечения колонны; 120-суммарный зазор между ригелем и колоннами.

Поперечное сечение ригеля может быть прямоугольным и тавровым.

Для курсового проекта (сборный вариант) принимаем ригель таврового сечения с предварительными размерами поперечного сечения:

-высота hp?(1/10)*lp=0.1*5480=548- принимаем hp=800 мм;

-ширина ригеля b?0,4* hp=0,4*800=320мм; назначаем b=300мм;

-высота полки ригеля hп равна высоте плиты перекрытия, 220 мм.

Назначение материалов бетона и арматуры

Для расчета и конструирования ригеля назначим материалы бетона и арматуры:

Бетон тяжелый класса В25 (Rb=14,5МПа; Rbt=1,05МПа);

Рабочая продольная арматура класса АIII (Rs=365МПа; Es=20*104МПа);

Конструктивная и поперечная арматура класса А-I (Rsw=175МПа);

Сбор нагрузок

Ригель воспринимает нагрузки: постоянный (вес плиты перекрытия, собственный вес ригеля, элементов пола); временные (временная эксплуатационная нагрузка по зданию).

Расчетная равномерно распределенная нагрузка на 1 пог. М ригеля равна

Где, - собственный вес 1 пог.м ригеля.

- приведенная ширина ригеля.

hp- высота ригеля;

с=25кН/м3- плотность железобетона;

qo=26,64кН/м2- полная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия, кН/м2

lк=6м- расстояние между ригелями, м

-коэффициент надежности по назначению здания.

Определение внутренних усилий в ригеле.

Ригель среднего пролета рассчитывается как однопролетная свободно опертая балка, загруженная равномерно распределенной нагрузкой.

Расчетный изгибающий момент и поперечная сила:

Расчет производим по первой группе предельных состояний с проверкой прочности ригеля по нормальным и наклонным сечениям.

Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям.

Для расчета прочности ригеля по нормальным сечениям принимаем оптимальную относительную высоту сжатой зоны ригеля о=0,35.

Определим бm=о(2-о)/2=0,35(2-0,35)/2=0,289.

Граничная высота сжатой зоны равна:

, где

где характеристика сжатой зоны бетона;

б=0,85- для тяжелого бетона;

Rb- расчетное сопротивление бетона сжатию, МПа (уsr- напряжение в арматуре, принимаемое для арматуры класса А- III уsr=Rs=365МПа; уss,u=500МПа- предельное напряжение в арматуре сжатой зоны при гb2=0,9.

При выполнении расчета уточним рабочую высоту ригеля:

Требуемая высота сечения h=hop+a=33,9+8,5=42,4.

При условии, что высота ригеля должна быть кратна 50 мм и высота плиты перекрытия 220 принимаем ригель высотой hp=80см=800мм. Рабочая высота ригеля hо=80-8,5см=71,5см.

Выполним расчет продольной рабочей арматуры:

Сравним

Площадь рабочей арматуры:

По приложению 6 [7] принимаем 4 Ш32 А-III с Аs=3217мм2=32,17см2

При подборе арматуры учитываем, что максимальный диаметр не должен превышать 36 мм, кроме того, принимать- три основных каркаса с рабочей арматурой, расположенной в один или два ряда. При высоте ригеля более 700 мм в соответствии с п. 5.21 [1] определим дополнительную продольную арматуру у боковых граней ригеля

где bp.hp- hp=80см=800мм- параметры ригеля, мм; а1=50мм, а2=35мм, а3=30мм - расстояния между стержнями и гранями ригеля.

По приложению 6 [7] принимаем 2 Ш8 А-III с Аs=1,01см2

Процент армирования ригеля рабочей продольной арматурой

Расчет ригеля на прочность по наклонным сечениям.

Расчет ригеля на поперечную силу Qmax по наклонным сечениям обеспечивает определение шага поперечных стержней. Число поперечных стержней n равно количеству принятых плоских сварных каркасов в ригеле.

Диаметр поперечных стержней dw принимается из условия свариваемости (см прил.9 [7]) с рабочей продольной арматурой.

Тогда площадь поперечных стержней где n- количество каркасов в ригеле;

Аswl - площадь поперечного сечения стержня, мм2.

Назначается шаг поперечных стержней на приопорных участках согласно конструктивным требованиям

s1 должен быть кратен 50 мм с длиной приопорного участка l1=lp/4

На основании вышеприведенного расчета на прочность по нормальным сечениям установлено, что рабочая арматура составляет 4Ш32А-III.

Арматура размещена в нижней зоне ригеля.

В верхней зоне предусмотрена конструктивная арматура Ш10А-III. Эти стержни объединим поперечной арматурой в виде каркаса К-1.

Диаметр поперечных стержней из условия свариваемости прил.9 [7] принимаем Ш10А-I с Аs=78,5 мм2.

с учетом 2-х каркасов по обе стороны ригеля

Назначим шаг поперечных стержней на приопорных участках согласно конструктивным требованиям

s1 должен быть кратен 50 мм, назначаем s1=250мм.

Длина приопорного участка l1=lp/4=5,48/4=1,37м. Принимаем l1=1,5м, так как шаг поперечных стержней s1=250мм.

Уточним расчет шаг поперечных стержней:

1. Определим величину Мb:

где

2.

где - для тяжелого бетона.

3. Погонное усилие в стержнях



4. Проверим условие:

условие не удовлетворяется.

Назначаем шаг поперечных стержней s1=150мм, тогда

условие не выполняется.

5.Принимаем (см. сбор нагрузок)

6. Определим длину проекции наклонного сечения.

Вычислим

Тогда длина проекции наклонного сечения будет равна

7. Сравним с по условию с=1,15м ?3.33hop=3,33*0,715=2,38м.

Условие выполняется, для дальнейшего расчета принимаем с=1,15м.

8. Длина проекции наклонной трещины



9. Принимаем длину проекции наклонной трещины исходя из выполнения 3-х условий:

а) со<с; со=1,58м<1.15м;

б) со<2hо; со=1,58м>2ho=2*0.715=1.43м;

в) со<hо; со=1,58м<ho=0.715м

Так как со=1,58м>2hо=2*0,715=1,43м; со=1,58м>c=1,15м, то для расчета принимаем со=1,15м.

10. Проверим условие прочности

где Q=Qmax-qp*c=443,28-161,78*1,15=257,23кН;

257,23<609,74кН, т.е. условие прочности выполняется.

11. Проверим условие s1?smax, s1=150 мм,

где для тяжелого бетона.

12. Принимаем в средней части пролета плиты шаг поперечных стержней s2 согласно требованиям: s2 не более ѕ h=(3/4) *800=600 мм и не более 500 мм.

Принимаем s2=500мм.

13. Проверим прочность сечения по наклонной сжатой полосе между трещинами из условия:

где

в=0,01- для тяжелого бетона.

То есть, прочность по наклонной сжатой полосе обеспечена.

Расчет полки таврового ригеля

При проектировании ригеля таврового сечения рассчитаем дополнительно свесы полок ригеля на действие местных нагрузок от панелей.

Нагрузка на полку ригеля на 1 пог. м суммируется из следующих нагрузок:

,

где qсвпр- собственный вес 1 пог. м полки ригеля, кН/м, равный

где - коэффициент надежности по нагрузке;

- объемная масса железобетона;

hпр=0,4м - высота полки ригеля;

bпр=0,175м- ширина полки ригеля.

qo=12,75 кН/м2- полная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия; lk=6м- расстояние между ригелями, м.

Эксцентриситет приложения нагрузки

где 2-зазор между ригелем и плитой покрытия, см.

Рабочая высота полки ригеля hoполки-3=40-3=37см.

Схема опирания плиты покрытия на ригель.

Изгибающий момент в полке ригеля составляет

Расчет рабочей арматуры:

1.

2.

3. Сравним

4.

5. Площадь рабочей арматуры:

6. По прил. 6 [7] для образования гнутой сетки по профилю полки С-1 принимаем 7 Ш3 Вр-I с Аs=0,49см2 с шагом 150мм; стержни другого направления из условия свариваемости по прил.9 [7]- Ш3 Вр-I.

1.3 Колонны

Компоновка размеров колоны:

Выполним расчет 1-ого этажа среднего ряда.

Расчетная длина колонны с учетом защемления колонны в фундамент

где 150мм- заделка в фундамент; Hэт=4800 мм- высота этажа.

Задаемся сечением колонны 400*400 мм. Грузовая площадь для колонны среднего ряда щ=6*6=36 м2, так как шаг колонн 6 м в обоих направлениях для рассматриваемой колонны.

Назначение материалов бетона и арматуры

Для расчета и конструирования колонны назначим материалы бетона и арматуры:

Бетон тяжелый класса В30 (Rb=17МПа; Rbt=1,2МПа);

Рабочая продольная арматура класса А-III (Rs=365МПа; Еs=20*104МПа);

Конструктивная и поперечная арматура класса А-I (Rsw=175МПа).

Сбор нагрузок

Колонна 1-ого этажа среднего ряда воспринимает нагрузки: от междуэтажных перекрытий (собственный вес пола, плит перекрытий, ригеля, временная нагрузка на перекрытие); от покрытия (вес элементов кровли, плит покрытия; вес ригеля, временная снеговая нагрузка в зависимости от района строительства); от собственного веса колонны. Выполним расчет нагрузки на 1 м2 покрытия и перекрытия.

Результаты расчета занесем в таблицу

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке гf	Расчетная нагрузка кН/м2
Покрытие
Постоянная -пароизоляция из 1 слоя рубероида д=0,01м; с=6кН/м3 -минераловатные жесткие плиты д=0,12м; с=3,5кН/м3 -цементно-песчаная стяжка д=0,02м; с=18кН/м3 -гидроизоляционный ковер д=0,02м; с=14кН/м3 -собственный вес плиты -собственный вес ригеля (25*0,475*0,8)/6=1,583	6*0,1=0,06 3,5*0,12=0,42 18*0,02=0,36 14*0,02=0,28 2,85 1,583	1,2 1,2 1,3 1,3 1,1 1,1	0,072 0,504 0,468 0,364 3,135 1,741
ИТОГО:	gn=?=5,273		g=?=6,284
Временная Снеговая по карте 1 табл.1 табл.4 [2] в зависимости от района строительства (кратковременная)	1,5	0,7	1,8
ИТОГО:	pn=1,5		р=1,8
Перекрытие
Постоянная -собственный вес плиты -асфальтобетон д=40мм; с=21кН/м3 собственный вес ригеля (25*0,475*0,8)/6=1,583	2,85 0,04*21=0,84 1,583	1,1 1,3 1,1	3,135 1,09 1,741
ИТОГО:	5,273		5,966
Временная Временная эксплуатационная нагрузка в том числе: длительная (по заданию) кратковременная	7,1 5,6 1,5	1,2 1,2 1,2	8,52 6,72 1,8
ИТОГО:	7,1		8,52

Собственный вес колонны 1-ого этажа

где bc. hc - размеры колонны, м;

(Hэт+0,15)- расчетная длина колонны 1- ого этажа, м.

Остальных этажей

Расчетные нагрузки на колонну суммируются

- от покрытия

длительная

кратковременная

-от перекрытия

длительная

кратковременная

Определение расчетной нагрузки 1-ого этажа.

Расчетная нагрузка на колонну 1-ого этажа равна:

-длительно действующая

-кратковременная

-полная расчетная

где nэт- количество этажей.

Расчет армирования колонны

1. Вычислим соотношение

2. По прил.5 определим коэффициенты цb и цsb в зависимости от соотношения цb =0,903, цsb =0,903.

3. Уточним коэффициент

где м=0,01 - коэффициент армирования, предварительно принятый.

4. Определим размеры поперечного сечения колонны.

5. Вычислим высоту сечения колонны

Принимаем размеры колонны с Ас=90000мм2.

6. Площадь рабочей арматуры

Принимаем продольную арматуру по прил.6 [7] 4Ш12 А- III с

7. Определим минимальную площадь рабочей продольной арматуры из конструктивных требований

где - минимальный коэффициент армирования, принимаемый в зависимости от отношения (табл.38 [1]).

при 5

.

Из двух условий назначим продольное армирование колонны 4Ш12 А- III с As=4,52см2.

8. Вычислим процент армирования колонны

условие выполняется.

9.Из условия свариваемости (прил9 [7]) установим диаметр поперечной арматуры Ш3 А-I с шагом s=60мм, что обеспечивает условие s?20d=200мм.

10. Определим фактическую несущую способность колонны

Тогда условие выполняется (N1=1327,47кН- нагрузка передаваемая на колонну).

Расчет и конструирование консоли колонны

Вычислим максимальную расчетную реакцию от ригеля перекрытия



Минимальный вылет консоли из условия обеспечения ее прочности на смятие

bср=0,475м- приведенная ширина ригеля.

Минимальный вылет консоли с учетом зазора между торцом ригеля и гранью колонны

bср=0,475м- приведенная ширина ригеля.

Минимальный вылет консоли с учетом зазора между торцом ригеля и гранью колонны

Принимаем конструктивно l1=25 см кратно 50мм.

Определим расстояние от точки приложения опорной реакции Qдо грани колонны а' по формуле:

Вычислим максимальную высоту консоли

и минимальную высоту консоли

Назначим из 2-х условий рабочую высоту консоли кратно 50мм ho=45см.

Полная высота сечения консоли где а=5 см- защитный слой бетона.

Из конструктивных требований (как для короткой консоли) должно выполняться следующее условие

- требование удовлетворяется.

Высоту свободного конца консоли h1 определим из 2-х условий:

Принимаем высоту свободного конца консоли h1=250мм, кратно 50мм.

Расчетный изгибаемый момент в сечении у грани колонны:

Для определения рабочей арматуры в консоли колонны вычислим коэффициенты

Требуемая площадь сечения рабочей продольной арматуры:

По сортаменту прил.6[7] принимаем 2Ш16 АIII с Аs=4,02см2.

Арматуру приваривают к закладным деталям консоли, на которые потом устанавливают и крепят ригель.

Схема поперечного армирования консоли зависит от соотношения:

1) если h<2,5 а1- консоль армируется в виде наклонных хомутов по высоте сечения.

2) ели h>2,5 а1- консоль армируется хомутами и отгибами.

Сделаем выбор армирования консоли:

сравним h=500; 2,5 а1=2,5*223=557,5мм.

Из анализа видно, что h=500мм<2,5а1=557,5мм.

Тогда предусматриваем армирование консоли в виде наклонных хомутов. Исходя из выбранной схемы армирования, назначим конструктивно:

диаметр наклонных хомутов с шагом s1=150мм -6Ш10 А-I;

Тогда суммарная минимальная площадь сечения хомутов

составит ?А=Аw=471мм2.

Сравним с 0,002*bc*hc=0,002*300*300=180мм2

Следовательно, назначим: диаметр наклонных хомутов Ш10 А-I.

1.4 Фундамент

Назначение материалов и арматуры

Для расчета и конструирования фундамента под колонну среднего ряда назначим материала бетона и арматуры:

Бетон тяжелый класса В25 (Rb=14,5МПа; Rbt=1,05МПа);

Рабочая продольная арматура класса А-III (Rs=365Мпа; Еs=20*104МПа);

конструктивная и поперечная арматура класса А-I (Rsw=175МПа).

Грунт: расчетное сопротивление грунта Rо=0,3МПа; глубина заложения фундамента d=2,0м.

Фундамент воспринимает нагрузку от вышележащих конструкций:

N1=1337,73кН (см. расчет нагрузок на колонну).

Компоновка размеров фундамента

Необходимую площадь подошвы фундамента под колонну среднего ряда определим по формуле:

где А=a*b- площадь подошвы фундамента, м2; N-нагрузка на фундамент, кН; Ro-расчетное сопротивление грунта, МПа; гm=20 кН/м3- усредненная нагрузка от веса 1 м3 фундамента и грунта на его уступах; d- глубина заложения фундамента; гn=1,15 - коэффициент перегрузки.

При назначении параметров фундамента применяем модуль 300мм и т.к. фундамент центрально-нагруженный- размеры принимаем квадратными в плане

принимаем а=b=2,4м с А=5,76м2.

Минимальную высоту фундамента с квадратной подошвой определяем из условного расчета его прочности на продавливание в предположении, что оно может происходить по поверхности пирамиды продавливания

где hc=300мм, bc=300мм - высота и ширина колонны, м;

Rbt=1,05МПа- расчетное сопротивление бетона осевому растяжению табл.13 [1];

р=N/A=1337,73/5,76=232,24кН/м2- давление грунта на единицу площади подошвы фундамента.

Полную высоту фундамента и размеры верхних уступов назначаем с учетом следующих требований:

(а=4 см- толщина защитного слоя бетона);

- из условий заделки колонны в фундамент;

- из условия обеспечения анкеровки продольной арматуры колонны в фундамент; где hf=30d+0,05=30*0,016+0,05=0,53м -глубина стакана фундамента; d- диаметр продольной арматуры; 5 см- зазор между торцом колонны и дном стакана.

Окончательно полную высоту фундамента принимаем большее из трех вышележащих формул: Hf=0,900 м (кратно 300). Фундамент принимаем трех ступенчатым с рабочей высотой ho=0,90-0,04=0,86м (0,04м- защитный слой бетона).

Высоту ступеней назначаем из условия обеспечения бетона достаточной прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении. Из конструктивных соображений пронимаем равной 300мм; размеры ступеней в плане устанавливаем путем геометрического построения с соблюдением условия, при котором вертикальные грани ступеней не пересекают линию пирамиды продавливания.а1=1200мм; а2=1800мм.

После назначения высоты ступеней производим проверку прочности по поперечной силе без поперечного армирования рабочей высоты сечения нижней ступени- ho( сечение III-III) Q1<Q2

Для единицы ширины (b=100см) поперечная сила, возникающая в сечении III-III:

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном в этом сечении:

Условие Q1=10,45кН<Q=119,07кН- выполняется, нет необходимости в поперечном армировании.

Армирование фундамента по подошве определяется расчетом на изгиб по нормальным сечениям I-I, II-II, III-III.

Назначение изгибающих моментов по сечениям:

Площадь поперечного сечения рабочей арматуры на всю ширину фундамента

;

;

По сортаменту прил.6[7] подбираем арматуру для компоновки сварной сетки С1- принимаем сварную сетку с шагом стержней s=150мм.

17Ш10А-III с Аs=13,35см2.

Проверка условия по минимальному проценту армирования:

-условие выполняется.

Верхняя ступень армируется горизонтальными сетками С2 из арматуры диаметром 8А-I с шагом 150мм по высоте, которые фиксируются вертикальными стержнями диаметра 8А-I.

2. Расчет и конструирование элементов монолитного варианта

Монолитное ребристое перекрытие рекомендуется выполнять из тяжелого бетона класса по прочности на сжатие В15, В20, В25. В перекрытии в качестве арматуры применяется обыкновенная проволока класса Вр-I, стержневая горячекатаная арматура: гладкая класса А-I, периодического профиля классов А-II. F-Ш.

Сетка колонн 6,7*6,4. При разработке компоновочного решения приняты следующие размеры:

-расстояние между продольными координационными осями Lгб=6400мм<8000мм;

-расстояние между поперечными координационными осями Lвб=6700мм, то в пределах 5000<6700<7000мм;

-расстояния между осями ребер второстепенных балок Sb=6400/4=1600<2300мм;

толщина плиты hpl=80мм, что в пределах 60<80<100мм;

-ширина ребер второстепенных балок bв.б.=200мм; высота hвб=400мм при выполнении условий (l/20)Lвб<hвб<(l/12)Lвб и bвб=0,4hвб…0,5hвб;

-ширина ребер главных балок bг.б.=300мм; высота hгб=700мм при выполнении условий (l/8)Lгб<hгб<(l/15)Lгб и bгб=0,4hгб…0,5hгб;

-длина опирания плиты на стены амп=100мм;

-длина опирания ребер второстепенных балок авб=300мм;

-длина опирания ребер главных балок агб=400мм;

привязка внутренней грани стен к координационным осям 150мм;

-то же продольных стен- 100 мм;

высота наружных стен H=18,75м.

Назначение материалов бетона и арматуры

Для расчета и конструирования элементов монолитного варианта назначим материалы бетона и арматуры:

Бетон тяжелый класса В15 естественного твердения (Rb=8,5МПа; Rbt=0,75МПа;Eb=23*103МПа);

Рабочая продольная арматура класса А-III (Rs=365МПа; Еs=20*104МПа);

поперечная арматура класса А-I (Rsw=175МПа); соединительные стержни и элементы сеток класса Вр-I (Rs=360МПа).

2.1 Монолитная плита

Для расчета плиты выделяется полоса шириной b=1м. Расчетная схема плиты - многопролетная неразрезная балка, загруженная равномерно распределенной нагрузкой. Крайние опоры плиты- несущие стены, промежуточные опоры- второстепенные балки.

Сбор нагрузок на 1 м2 монолитного перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке гf	Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянная -плитка д=40мм; с=22 кН/м3 -слой раствора д=40мм; с=18 кН/м3 -монолитная плита д=80мм; с=25 кН/м3	0,04*22=0,88 0,04*18=0,72 0,08*25=2,00	1,2(табл.1[2]) 1,3 1,1	1,06 0,94 2,20
ИТОГО:	gn=3,60		g=4,20
Временная Эксплуатационная (по заданию)	12	1,2	14,4
ИТОГО:	15,60		18,60

Равномерно распределенная нагрузка суммируется от постоянной g и временной v нагрузок в соответствии с требованиями СНиП [2]

,

где q- расчетная равномерно распределенная нагрузка на 1 пог. м плиты шириной 1м, кН/м; g,v- постоянная нагрузка от собственного веса плиты и элементов пола, а также временная нагрузка на перекрытие, кН/м2.

Определение внутренних усилий

Для определения внутренних усилий вычислим расчетные пролеты. Величина крайних пролетов l1=l-bвб/2-амп/2=1600-200/2-100/2=1450мм;

l-шаг второстепенных балок, м; остальные параметры приведены выше.

Величина средних пролетов l2- расстояние в свету между второстепенными балками:

l2=l-bвб=1600-200=1400мм;

Изгибающие моменты от равномерно распределенной нагрузки в монолитной плите

- в крайних пролетах и на крайней опоре:

- в средних пролетах и на средних опорах

Расчет армирования плиты

Расчет армирования плиты произведем в соответствии с требованиями СНиП [1] по I группе предельных состояний из условия обеспечения прочности при изгибе сечений, нормальных к продольной оси. Расчет выполним для четырех сечений: в крайнем и среднем пролете; на крайних и средних опорах. При этом расчетное сечение прямоугольное с шириной сечения b=1м, высотой h=дмп.

Определим характеристику сжатой зоны бетона

Высота монолитной плиты д=h=hом.п+а=65+15=80мм, где а=15 мм- защитный слой бетона.

Выполним расчет продольной рабочей арматуры:

Крайний пролет и крайние опоры

Сравним

Площадь арматуры:

Армирование плиты производим плоскими сварными сетками типа 4С (сетки легкие по ГОСТ 23279-85). Назначение параметров сетки выполняем в следующей последовательности:

1. Производим подбор рабочей арматуры поперечный арматуры d1, исходя из полученной площади поперечного сечения арматуры по прил. 6[7], при этом шаг стрежней s1 может быть принят произвольно 100,150,200 мм.

2. назначим диаметр продольной конструктивной (распределенной) арматуры d2 из условия свариваемости с рабочей арматурой прил. 9 [7], шаг стержней s2- от 100 мм до 400мм кратно 50 мм.

3. Определим длину L и ширину сетки B с учетом того, что сетка укладывается в нижней зоне плиты, доходит до ребра второстепенной балки и не доводится до внешнего контура плиты на 10-20 мм.

После подбора параметров сеток выполняем маркировку сеток

где 4- тип сетки; С -обозначение сетки; d1.d2- диаметры поперечной и продольной арматуры; s1, s2- значение шага поперечной и продольной арматуры, мм; В, L - ширина и длина сетки; а1, а2- выпуски стержней, мм.

Таким образом по прил. 6[7] принимаем стержни Ш5 Вр-I с Аs=1,57см2 с шагом s=100 мм; в продольном направлении конструктивные стержни Ш3 ВР-I шагом 350мм.

Сформируем сетки согласно вышеприведенным указаниям:

Сетка С1:

Сетка С3:

Сетка С5:

Средний пролет

Сравним

Площадь арматуры

По прил. 6[7] принимаем стержни Ш4 Вр-I с Аs=1,126см2 с шагом s=100 мм; в продольном направлении конструктивные стержни Ш3 ВР-I шагом 350мм.

Для среднего пролета и средних опор необходимо предусмотреть следующие сетки:

Сетка С2:

Сетка С4:

2.2 Второстепенная балка

Для расчета второстепенной балки выделяется грузовая площадь, равная шагу второстепенных балок в монолитном ребристом перекрытии. Расчетная схема второстепенной балки - многопролетная неразрезная балка при двух схемах загруженная равномерно распределенной нагрузкой.

Расстояние от оси опоры на стене до грани ребра главной балки

Расстояние в свету между ребрами главных балок

где lвб=5,4м- пролет второстепенной балки; bгб=0,3м -ширина главной балки, м; 0,15м- привязка второстепенной балки к координационным осям;

авб=0,30м- глубина опирания второстепенной балки на несущую стену, м.

Крайние опоры второстепенной балки- несущие стены, промежуточные опоры- главные балки.

Сбор нагрузок

Нагрузку на 1 пог.м. длины второстепенной балки принимаем с ширины грузовой площади, равной 1,6м (шаг второстепенных балок).

Расчетную постоянную равномерно распределенную нагрузку в соответствии с требованиями СНиП [2] суммируем из собственного веса монолитной плиты и пола с грузовой площади l- шага второстепенных балок и веса ребра второстепенной балки на длине 1м:

где l=1,6- шаг второстепенных балок;

hвб. bвб - высота и ширина второстепенной балки;

дмп- толщина монолитной плиты, м;

с=25кН/м3- объемный вес бетона;

гп=0,95- коэффициент надежности по назначению здания;

гf=1,1- коэффициент надежности по нагрузке.

Временную нагрузку v принимаем с грузовой площади, равной шагу второстепенных балок.

где гf=1,2-коэффициент надежности по нагрузке; vn=9 кН/м2 - временная эксплуатационная нагрузка, кН/м2.

Определение внутренних усилий

Обозначение	Расчетная формула	Расчет
Изгибающие моменты, кН*м
М1
М2
МВ
Мс
М0,2
Поперечные силы, кН
Qa
QBл
QВп

Расчет армирования второстепенной балки

Расчет армирования второстепенной балки в соответствии с требованиями СНиП [1] произведем по I группе предельных состояний из условий обеспечения прочности по нормальным и наклонным сечениям. Расчет выполним для 4-х сечений: в крайнем и среднем пролетах; на крайних и средних опорах. Исходя из расчета прочности по нормальным сечениям, определяется продольная арматура. При этом необходимо учесть, что в пролетных сечениях при действии положительного момента расчетное сечение- тавровое с полкой в сжатой зоне.



Высота расчетного сечения h=hвб, ширина сечения выбирается меньшей из соотношений b?l и b?l2/3+bвб, где l- шаг второстепенных балок, l2- расстояние между координационными осями.

При компоновке расчетного таврового сечения проверяется условие, при котором граница сжатой зоны бетона находится на полке:

,

где Мf- прочность сечения второстепенной балки при высоте сжатой зоны, равной толщине полки, кНм; гb2=0.9- коэффициент условия работы бетона (бетон тяжелый); b'f= b=l - шаг второстепенных балок, м ; дмп- толщина монолитной плиты, м; hо- рабочая высота второстепенной балки, м; М1- расчетный изгибающий момент в первом пролете, кНм; 103- переводной коэффициент размерности.

Расчетное сечение при действии отрицательного момента- тавровое с полкой в растянутой зоне.

В этом случае высота сечения h=hвб: b=bвб

Крайний пролет

Расчетное сечение тавровое с полкой в сжатой зоне:

hвб=0,4 м; b=1,6м; М1=116,8кНм; ho=400-50=350мм.

Прочность нормальных сечений при высоте сжатой зоны, равной толщине полки плиты

- граница сжатой зоны бетона находится в пределах полки, ширина сжатой зоны равна 1,6 м в расчетах на положительные моменты.

Условие

- не выполняется. Увеличим высоту сечения балки hвб=0,5м при рабочей высоте сечения hовб=h-a=0,5-0,05=0,45м.

Определим характеристику сжатой зоны бетона

Выполним расчет продольной арматуры:

1.

2.

3.Сравним

4.

5.Площадь арматуры

6.По прил. 6[7] принимаем стержни 2Ш22 А- III с Аs=7,6см2 .

Для остальных сечений расчеты площади продольной арматуры сведем в табл.

№ п/п	Обозначение	Расчетные величины в сечениях с изгибающими моментами
		М2	МВ	МС	М02
1	b,м h,м M,кНм	1,6 0,5 76,6	0,2 0,5 91,8	0,2 0,5 76,6	1,6 0,5 41,6
2	a,м Rb,МПа гb2	0,05 8,5 0,9	0,05 8,5 0,9	0,05 8,5 0,9	0,05 8,5 0,9
3	Rs,МПа	365	365	365	365
4	hвб,м	0,45	0,45	0,45	0,45
5	щ	0,789	0,789	0,789	0,789
6	оR	0,654	0,654	0,654	0,654
7	бm	0,03	0,296	0,247	0,017
8	о	0,03	0,361	0,289	0,017
9	о<оR	0,03<0,654	0,361<0,654	0,289<0,654	0,017<0,654
10	As, см2	4,79	7,06	5,47	2,6
11	As,min,см2	0,45	0,45	0,45	0,45

По сортаменту назначаем:

- нижнюю арматуру каркасов в крайних пролетах 2Ш22А-III с Аs=7,6см2>требуемой по расчету 7,3см2;

- нижнюю арматуру каркасов в средних пролетах 2Ш18А-III с Аs=5,09см2>требуемой по расчету 4,79мм2;

- арматуру сеток над первыми промежуточными опорами 4Ш16А-III с Аs=8,04см2>требуемой по расчету 7,06см2;

- арматуру сеток над средними промежуточными опорами 4Ш14А-III с Аs=6,16см2>требуемой по расчету 5,47см2;

- верхнюю арматуру каркасов в средних пролетах 2Ш14А-III с Аs=3,08см2>требуемой по расчету 2,6см2.

Расчет прочности по наклонным сечениям

Проверка прочности второстепенной балки по наклонным сечениям на действие поперечной силы выполняется для определения поперечного армирования. Предварительно из условия свариваемости к продольной рабочей арматуре принимается диаметр поперечных стержней прил. 9[7], назначается шаг поперечных стержней с учетом СНиП [1]: в крайних четвертях пролета шаг должен быть не более 150мм и не более hвб?450мм и не более hвб/3 при hвб<450мм.

На основании вышеприведенного расчета на прочность по нормальным сечениям установлено, что рабочая продольная арматура составляет Ш22А-III.

Диаметр поперечных стержней из условия свариваемости прил 9 [7] принимаем Ш6 ВР-I с Аs=283мм2.

С учетом 2-х каркасов по обе стороны балки Аsw=n*Asw1=2*283=566 мм2=5,66см2.

Назначим шаг поперечных стержней s1 на приопорных участках согласно конструктивным требованиям s1=hвб/3=400/3=133; s1<500 мм при условии, что s1 должен быть кратен 50 мм, назначим s1=150мм.

Длину приопорного участка определим из требования l1=l/4=6,65/4=1,66м, далее принимаем l1=1,8м, т.к. шаг поперечных стержней s1=150мм.(12 стержней)

Шаг поперечных стержней уточним расчетом:

1. Определим величину Mb:

где цb2=2; цf=0.

2.

где цb2=0,6- для тяжелого бетона.

3. Погонное усилие в стержнях

4. Проверим условие

условие выполняется.

5. Принимаем

6. Определим длину проекции наклонного сечения.

Вычислим 0,56*qsw1=0,56*679,47=380,50кН/м>q1=29.94 кН/м, то длина проекции наклонного сечения будет равна

7. Сравним с по условию с=1,35м?3,33hoвб=3.33*0,45=1,50м.

Условие выполняется, для дальнейшего расчета принимаем с=1,35м.

8. Длина проекции наклонной трещины

9. Принимаем длину проекции наклонной трещины исходя из выполнения 3-х условий:

а) со<с; со=0,28м< с=1,35м;

б) со<2ho; со=0,28м<2hо=2*0,45=0,90м;

в) со>hо; со=0,28м<hо=0,45м

Из анализа 3-х условий принимаем со=0,45м.

10. Проверим условие прочности

т.е условие прочности выполняется.

11. Проверим условие

где цb4=1,5- для тяжелого бетона.

12. Принимаем в средней части пролета плиты шаг поперечных стержней s2 согласно конструктивным требованиям:

s2 не более 3/4h= (3/4)*400=300мм и не более 500мм.

Принимаем s2=300мм.

13. Проверим прочность сечения по наклонной сжатой полосе между трещинами из условия: , где

Qmax=117,7кН; цw1=1+5б*мw=1+5*7,39*0,0131=1,484>1,3 (принимаем цw1=1.3); мw=Аsw/bвб*s1=392/(200*150)=0,0131; б=Еs/Еb=17*104/23*103=7,39; цb1=1-в*Rb*гb2=1-0,01*8,5*0,9=0,924; в=0,01- для тяжелого бетона.

то есть , прочность по наклонной сжатой полосе обеспечена.

Армирование второстепенной балки

Армирование второстепенной балки производится пространственными сварными каркасами и сетками. Пространственные каркасы КП1 (КП2) устанавливаются в ребра балки, сетки С1(2) - над промежуточными опорами.

Пространственные каркасы состоят из плоских каркасов КР, соединенных между собой монтажной (соединительной) арматурой. В плоских каркасах нижняя продольная арматура определена из условия прочности по нормальным сечениям на действие момента; верхняя продольная арматура - из условия прочности по нормальным сечениям на действие отрицательного изгибающего момента. Поперечная арматура обеспечивает прочность наклонных сечений второстепенной балки. Монтажная (соединительная) арматура устанавливается для создания пространственных каркасов и совместного восприятия балкой действие изгиба и кручения. Такая арматура назначается конструктивно (диаметр и класс арматуры соответствует тем же параметрам поперечной арматуры); шаг монтажной арматуры должен быть ?600мм. Сетки С1 (С2) включают продольную арматуру и конструктивную поперечную арматуру. Продольная рабочая арматура определяется из условия прочности по нормальным сечениям для восприятия отрицательного изгибающего момента; конструктивная арматура назначается из условия свариваемости к рабочей продольной арматуре прил.9 [7] с шагом стержней не более 600мм. Данные сетки заводятся в пролеты на длину не менее 2/3 пролета. На промежуточных опорах и в нижней части пространственные каркасы объединяются стыковыми стержнями диаметр, которых должен быть не менее половины диаметра рабочей продольной арматуры нижней зоны каркасов и не менее 10мм. Стыковые стержни соединяются с каркасами внахлест с длиной не менее 15 диаметров рабочей продольной арматуры.

Защитный слой для продольной арматуры не менее 20мм; для поперечной - не менее 15 мм. Распределительная арматура надопорных сеток Ш6 ВР-I для унификации с поперечной арматурой каркасов.

2.3 Главная балка

Для расчета главной балки выделяется грузовая площадь, равная шагу главных балок в монолитном ребристом перекрытии. Расчетная схема главной балки - многопролетная неразрезная балка при трех схемах загружения.

Постоянная нагрузка от веса ребра второстепенной балки

Постоянная нагрузка от веса ребра главной балки



Сила F=Pмп+Рвб+Ргб=45+14+7,8=66,8кН.

Сбор нагрузок

Постоянная нагрузка от веса монолитной плиты перекрытия и пола

Временная нагрузка

Определение внутренних усилий

Главная балка является статически неопределимой.

1-ая схема загружения

2-ая схема загружения

3-ая схема загружения

Расчет армирования главной балки

Расчет прочности по нормальным сечениям

Расчетные усилия: в крайнем пролете М1=355,8кНм; в среднем пролете М2=188,1кНм; на промежуточной опоре МВ=405,9кНм.

Высота сечения h=hгб=0,7м. Рабочая высота ho=h-a=0.7-0.06=0.64м.

Ширина полки, учитываемая в расчете

с учетом

Прочность нормальных сечений при высоте сжатой зоны, равной толщине полки,

Мf=697,7кН>М=355,8 кН- граница сжатой зоны бетона в пределах полки; ширина сжатой зоны b=bf'=1,9 м в расчетах на положительные моменты.

Условие:

- не выполняется. увеличиваем высоту сечения главной балки hгб=0,8м;

h0=h-a=0,8-0,06=0,74м.

Назначаем продольную арматуру класса А-III.

Расчетные нормальные сечения в пролетах находятся в местах максимальных изгибающих моментов положительного и отрицательного знаков.

Сечения в пролетах при действии моментов положительного знака рассматриваются как тавровые с полкой в сжатой зоне. Граница сжатой зоны находится в пределах высоты полки. Высота расчетного сечения h=hгб, ширина сжатой зоны сечения b равна ширине полки b'f, принимаемая не более Lгб+bгб, в предположении, что h'f/h?0,1.



Сечение в среднем пролете и сечение на промежуточной опоре при действии моментов отрицательного знака рассматриваются как тавровые с полкой в растянутой зоне. высота h=hгб; ширина сечения b=bгб.

Результаты расчетов продольного армирования занесем в таблицу:

№ п/п	Обозначение	Расчетные величины изгибающих моментов в сечениях
		М1	М2	МВ
1	b,м h, м М, кНм	1,9 0,8 355,8	1,9 0,8 188,1	0,3 0,8 405,9
2	а,м Rb, МПа гb2 Rs, МПа	0,06 8,5 0,9 365	0,06 8,5 0,9 365	0,06 8,5 0,9 365
3	ho, м щ оR бm о	0,74 0,789 0,654 0,038 0,039	0,74 0,789 0,654 0,020 0,020	0,74 0,789 0,654 0,276 0,331
4	о?оR	0,039<0,654	0,020<0,654	0,331<0,654
5	As, см2	12,44	7,77	16,64
6	Аz,min, см2	1,11	1,11	1,11

По сортаменту арматуры прил 6 [7] назначаем:

- нижнюю арматуру каркасов в крайних пролетах 4Ш20 А-III с Аs=12,56 см2> требуемой по расчету 12,44 см2;

- нижнюю арматуру каркасов в средних пролетах 2Ш25 А-III с Аs=9,82 см2> требуемой по расчету 7,77 см2;

- верхнюю арматуру каркасов на промежуточных опорах 4Ш25 А-III с Аs=19,63 см2> требуемой по расчету 16,64 см2.

Расчет прочности по наклонным сечениям

По требованию СНиП [1] шаг поперечных стержней должен быть не более 500мм и не более h/3 при высоте сечения h>450мм. Тогда шаг поперечных стержней s=200, т.к. h=800мм>450мм и s=200?h/3=267мм.

Максимальный диаметр продольных стержней каркасов 22 мм. По условию свариваемости с продольными стержнями минимальный диаметр поперечной арматуры 6 мм. Назначаем Ш10 класса А-I в два ряда, Аsw=1,57 см2. Расчетное сопротивление растяжению Rsw=175МПа.

По максимальной поперечной силе в 3-ей схеме загружения, слева от опоры В расчетной схемы.

Выполним проверку прочности по наклонной трещине.

Проекция наклонной трещины равна:

- поперечная арматура требуется по расчету.

Условие

- выполняется. Следовательно, увеличение диаметра поперечной арматуры не требуется.

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном:



Здесь с=1,4, так как 1,4<3,33h0глб=3,33*0,74=2,44м.

Поперечная сила, воспринимаемая поперечной арматурой

Проверка прочности по наклонной трещине при проекции с=1,7м:

- условие выполняется.

Следовательно, прочность по наклонной трещине обеспечена.

Поскольку с=1,4м<2h0гб=1,48, то проверка прочности не требуется.

Выполним проверку прочности по наклонной сжатой полосе

что меньше 1,3.

Проверка прочности Qmax=276,8.

276,8<522кН- следовательно, прочность по наклонной сжатой полосе обеспечена.

Защитный слой бетона для продольной арматуры пролетных каркасов не менее 20 мм; для продольной арматуры опорных каркасов не менее 22 мм; для поперечной не менее 15 мм.

Расчет обрыва продольной арматуры

Если длина пролетных каркасов главной балки назначается из условия их размещения в опалубке ребер, то длина опорных каркасов определяется на основании обрыва их верхней продольной арматуры. Задача обрыва верхней арматуры и установления длины опорных каркасов решается следующим образом:

- известна площадь верхней арматуры пролетных каркасов с Аsл в крайнем пролете и Аsпр в среднем пролете;

- рассчитывается прочность при изгибе нормальных сечений с имеющейся арматурой: в крайнем пролете где в среднем пролете где

-графически определяются точки расположения Мл и Мпр на огибающей эпюре моментов (эти точки определяют места теоретического обрыва верхней продольной арматуры опорных каркасов);

-выполняются расчеты для обеспечения длины анкеровки арматуры опорных каркасов с удлинением на величины wл и wпр от этих точек влево и вправо соответственно

но не менее; но не менее 20d, где

Qл и Qпр- поперечные силы в сечениях, соответствующих точкам теоретического обрыва арматуры (левой и правой);

qsw- усилие в поперечной арматуре из расчета прочности по наклонной трещине; d- диаметр верхней обрываемой арматуры опорных каркасов (минимальный при наличии разных диаметров);

- определяется длина опорных каркасов суммированием расстояния между точками теоретического обрыва арматуры и величинами wл и wпр с учетом длины анкеровки.

Назначим верхнюю продольную арматуру пролетных каркасов:

2Ш16А-III с Аsл= Аsпр=4,02см2.

Выполним проверку прочности нормальных сечений с арматурой 2Ш16А-III при высоте сжатой зоны

По величине 103,9 кН графически установим точки теоретического обрыва верхней продольной арматуры опорных каркасов.

определим величины wл и wпр:

поскольку 20d=20*0,022=0,44м, принимаем максимальное значение wл=1,12м.

поскольку 20d=20*0,022=0,44м, принимаем максимальное значение wпр=1,01м.

Длина анкеровки

Так как wл+0,9=1,12+0,9=2,02м>lаn=0,88м, то длина опорных каркасов влево от оси В не менее 2,02м.

Так как wпр+1,3=1,01+1,3=2,31м>lаn=0,88м, то длина опорных каркасов вправо от оси В не менее 2,31м. в итоге длина опорных каркасов не менее 2,02+2,31=4,3м.

Поверка прочности ребра на отрыв

При проверке прочности ребра в местах сопряжения со второстепенными балками опорные реакции второстепенных балок передаются на главные за счет сопротивления срезу сжатой зоны опорных сечений. Для обеспечения прочности главной балки участок ее ребра по длине зоны отрыва армируется двумя сварными сетками.