Главная Учебники - Разные Лекции (разные) - часть 61
1. Расчет многопустотной плиты перекрытия. Составим расчетную схему плиты перекрытия: ℓ= 4000мм ℓ – расстояние между осями колонн ℓк = 4000-2Ч15=3970мм ℓК
– конструктивная длина элемента ℓр = 3970-120=3850мм ℓр– расчетная размер элемента 1.1 Сбор нагрузок на панель перекрытия. Постоянная нагрузка: - вес ЖБК - пол деревянный - утеплитель - звукоизоляция Временная нагрузка: -кратковременная - длительная S 2.75 0.16 1.04 0.3 1.5 11.5 17.25 1.1 1.1 1.2 1.2 1.2 1.3 3.025 1.176 1.248 0.36 0.36 1.95 21.709 1.2 Определение нагрузок и усилий. 1.2.1 Определение нагрузок, действующих на 1 погонный метр. Полная нормативная нагрузка: qн
=17.25´ 1.6=27.6 кН/м2
Расчетная нагрузка: Q=21.709´1.6=34.734 кН/м2
1.2.2. Определение усилий. М=q´ℓ2
P
´γn
34.734Ч3.852
Ч0.95 коэффициент запаса прочности γn
=0.95 Мн
= qЧℓ2
P
Чγn
27.6Ч3.852
Ч0.95 2 2 = 50473 Н/м 2 2 1.3 Определим размеры поперечного сечения панелей перекрытий: панели рассчитываем как балку прямоугольного сечения с заданными размерами b´h=1600´220, проектируем панель восьми пустотную при расчете поперечного сечения пустотной плиты приводим к эквивалентному двутавру, для этого заменяем площадь круглых пустот прямоугольниками той же площади и моментом инерции точек bn
¢
=1600-2´15=1570 Бетон В30: коэффициент по классу бетона Rв=17.0мПа (значение взято из СНиПа); М[RвYn
Вn
hn
(h0
20.5hn
)=17.030.95315733.85 (1920.533.8) = 16692 М = 61137 61137< 166927 1 .4 Расчет плиты по нормальному сечению к продольной оси элемента: Для определения нижней границы сжимаемой толщи бетона. Находим коэффициент: Rв´в¢n
´h0
2
´gВ
17.0´157´192
´0.9 ξ– коэффициент берется по таблице ξS
= 0.945 Х = 2.66 < 3.85 Так как нижняя граница в сжимаемой толще бетона проходит в полке, то двутавр рассматриваем как прямоугольную. Определяем площадь рабочей продольной арматуры по формуле RS
= 360 мПа (значение коэффициента взято из СНиПа для стали класса А-III ) RS
´ξS
Ч h0
360 Ч 0.945 Ч 19 Возьмем 4 стержня арматуры диаметром 18мм, класса А-III 1.5 Расчет плиты по наклонному сечению продольной оси элемента Проверяем прочность по наклонной сжатой зоны бетона, по условию : Q £ 0.3 ´gw
e
´gbe
´gb
´ b ´ h0
, где gw
e
=1- для тяжелого бетона; b =0.01- для тяжелых бетонов. gbe
=1-b´gb
´ Rb
= 1– 0.01Ч 0.9 Ч 17.0 = 1.51 45849 ≤ 0.3Ч1Ч 1.51Ч0.9Ч21.2Ч1900Ч17.0 = 118518 50473 ≤ 118518— условие прочности выполняется, прочность бетона обеспечена. По она по расчету не требуется. ℓ1
=h/2 - шаг поперечной арматуры ℓ1
= 220/2 = 110 мм принимаем ℓ1
=100мм ℓ2
=1/4´ℓ , в остальных принимаем шаг 500мм. Этот шаг устанавливается на механизм поперечной действующей силы на опорах. перечную арматуру усматриваем из конструктивных соображений, так как =1/4 - эту арматуру принимаем класса АI (гладкую) с диаметром d=6мм. Прочность элемента по наклонному сечению на действие поперечной силы обеспечиваем условием: Q£QВ
+QSW
Q- поперечная сила воспринимаемая бетоном сжатой силой; QSW
- сумма осевых усилий в поперечных стержнях, пересекаемых наклонным сечением; QB
=МB
/с gb
2
=2; g1
=0.4 Rbt
- расчет напряжения на растяжение Rbt
=1.2 мПа для бетона класса В30: МB
=gb2
´(1+gf
) ´ Rbt
´ b ´ h2
0
= 2 Ч (1+0.4)Ч1.2Ч21.2Ч192
=25714 q 34.73 QB
= 25714/2.7 = 95237 RSW
= 360 мПа (по СНиПу) расчетное сопротивление на растяжение QSW
= qSW
Ч C0
S RSW
— расчетное сопротивление стали на растяжение АSW
— площадь хомутов в одной плоскости S — шаг поперечных стержней qSW
30600 QSW
= qSW
ЧC0
= 30600 Ч 1.41 = 43146 кН — условие прочности элемента по наклонному сечению выполняется. Q ≤ QB
+QSW
63519 ≤ 95237 + 43146 63519 ≤ 138383 — условие прочности выполняется, сечение подобрано правильно 1.6 Расчет панели перекрытия по прогибам Прогиб в элементе должен удовлетворять условию: ѓmax
=[ѓ] ѓ – предельно допустимый прогиб ѓ = 2 (для 4 метров ) γС
γ Еа— модуль упругости стали (Еа
=2.1Ч105
мПа) АS
=9.45см2
8 8 Коэффициент по СНиПу = 1.7 по сетке 150Ч150 Для определения RДЛ
найдем коэффициент армирования: Еb
— модуль тяжести бетона, равный 30000 bЧh0
ЧEb
14.69Ч19Ч30000 R1
ДЛ
=0.34; R2
ДЛ
=0.28 γС
= 2.1Ч105
Ч9.45Ч192
Ч 0.34 48 γC 48 ѓmax
≤ 3 – условие прочности выполняется 2.Расчет монолитной центрально нагруженной. 2.1.Сбор нагрузок на колонны. Колонны предназначены для поддержания железобетонного перекрытия. Будучи жестко связанными с главными балками, они фактически представляют собой стойки рамной конструкции. Поэтому в них в общем случае возникают сжимающие усилия, изгибающие моменты и поперечные силы. ℓ01
= 0.7 Ч H=0.7Ч (3.5+0.6)=2.87 м, расчетная длина первого этажа где Н– высота этажа; 0.7 – понижающий коэффициент; Задаем сечение (колонну) равную hЧ b=35 Ч 35 hK
Ч bK
=35 Ч 35см=0.35 Ч 0.35м ℓ = 4м; b = 6м; АГР
= 4Ч6 =24м2
hР
= b Ч 0.1 = 4Ч0.1=0.4м — высота ригеля; bР
= 0.4Ч hР
=0.4Ч0.4 = 0.16м — ширина ригеля; mP
= hP
Ч bРЧ
р = 0.4Ч0.16Ч2500= 160 кг — масса на один погонный метр; М = 160/6= 60кг — на один квадратный метр; Расчетная нагрузка q, кН/м2
I. Нагрузка от покрытия: 1.Постоянная: - рулонный ковер из трех слоев рубероида - цементная стяжка - утеплитель - паризол - панель ЖБ перекрытия - ригель Σ 2.Временная: – кратковременная – длительная II.Нагрузка от перекрытия 1.Постоянная: -собственный вес ЖБ конструкций 25кН/м3
Ч0.11м – пол деревянный 0.02Ч8 – утеплитель 0.06Ч5 – ригель Σ 2.Временная: – длительнодействующая – в том числе кратковременно действующая Всего перекрытия 0.12 0.4 0.48 0.04 2.75 0.625 qН
=4.415 0.7 0.3 5.415 2.75 0.16 1.04 0.625 0.3 qН
=4.875 11.5 1.5 qН
=13 17.875 1.2 1.3 1.2 1.2 1.1 1.1 1.4 1.4 1.1 1.1 1.2 1.1 1.2 1.3 1.3 0.144 0.52 0.576 0.048 3.025 0.687 q=5 0.98 0.42 6.4 3.025 0.176 1.248 0.687 0.36 q=5.496 14.95 1.95 q=16.9 22.396 От перекрытия и покрытия Собственный вес колонны Расчетная суммарная нагрузка 4 3 2 1 1171 1659 2147 2635 325 470 615 760 52 70 88 104 1223 1729 2235 2743 325 470 615 760 1549 2200 2850 3504 Расчет нагрузки колонны Подсчет расчетной нагрузки на колонну. 2.2 Расчет колонны первого этажа N=3504кН; ℓ 01
=2.87 Определим гибкость колонны. λ= ℓ0
= 2.87 =8.2см 8.2>4 значит, при расчете необходимо учитывать случайный эксцентриситет ℓСЛ
= hК
= 35 =1.16см ℓ/600 = 287/600 = 0.48 ℓСЛ
≥ℓ/600 Принимаем наибольшее, если=1.16см. Рассчитанная длинна колонны ℓ0
=3.22см, это меньше чем 20ЧhK
, следовательно, расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле: φ Ч RS
RS
φ=φB
+2Ч(φE
+φB
)Чα φE
и φВ
– берем из таблицы φℓ
=0.91 φB
=0.915 RB
ЧγB
17.0Ч0.9 NДЛ
/N=2743/3504=0.78 ℓ0
/h=2.87/35=8.2 φ= 0.915 + (0.91– 0.915) Ч 0.24 = 0.22 Проверяем коэффициент способности NСЕЧ
= φ(Rb
AB
ЧγB
+AS
RS
)= 0.22(17.0Ч0.01Ч0.9+41.24Ч360)= 4997 3504000 4.2 %<5 % — условие выполняется Возьмем пять стержней диаметром 32 мм, AS
= 42.02см AБЕТ
1225 2.3 Расчет колонны второго этажа. N= 2850 кН; ℓ01
= 2.87 м Определим гибкость колонны: hK
35 учитывать случайный эксцентриситет ℓСЛ
= hK
/30=35/30=1.16см 600 600 ℓ — высота колонны Принимаем наибольшее, значение если =1.16см Рассчитанная длина колонны ℓ0
=287см, это меньше чем 20ЧhК
, следовательно расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле: φЧRS
AB
Ч RS
φ= φВ
+2 Ч (φЕ
– φB
)Чα RB
ЧγB
17.0Ч0.9 φE
и φВ
– берем из таблицы NДЛ
/N = 2235/2850 = 0.82 ℓ0
/h = 287/35=8.2 φE
= 0.91 φB
= 0.915 φ= 0.915 + (0.91– 0.915) Ч 0.22 = 0.20 0.9Ч360Ч100 360 Возьмем семь стержней диаметром 28мм, АS
= 43.20см AБЕТ
1225 Проверка экономии: NC
ЕЧ
= φЧ (RВ
ЧγΒ
ЧAБЕТ
+AS
ЧRS
) = 0.87Ч(17.0Ч0.9Ч1225Ч100+43.20Ч360Ч100)=2983621 кН Проверяем процентное расхождение 2850000 4.6% < 5% условие выполняется 2.4Расчет монтажного стыка колонны. Стык рассчитывается между первыми и вторыми этажами. Колонны стыкуются сваркой стальных торцевых листов, между которыми при монтаже вставляют центрирующую прокладку толщиной 5мм. Расчетные усилия в стыке принимаем по нагрузке второго этажа NСТ
=N2
=2852 кН из расчета местного сжатия стык должен удовлетворять условие : N ≤ RПР
ЧFСМ
RПР
– приведенная призменная площадь бетона; FСМ
– площадь смятия или площадь контакта Для колонны второго этажа колонна имеет наклонную 4 диаметром 20мм, бетон В30 т.к продольные арматуры обрываются в зоне стыка то требуется усиление концов колон сварными поперечными сетками. Проектируем сетку из стали АIII.Сварку торцевых листов производим электродами марки Э-42, RСВАРКИ
=210мПа Назначаем размеры центрирующей прокладки С1
= C 2
= bK
= 350 = 117мм b=h=b–20=330мм Усилие в стыке передается через сварные швы по периметру торцевых листов и центрирующую прокладку. Толщина опорной пластины δ=14мм. NC
Т
= NШ
+ Nп NШ
= NСТ
Ч FШ
FШ
– площадь по контакту сварного шва; FK
– площадь контакта; FK
= FШ
+ FП
F= 2 Ч 2.5 Ч δ Ч (h1
+в1
–5δ)=2 Ч 2.5 Ч 1.4 Ч (35 + 35–5 Ч 1.4) = 504 см2
FП
= (C1
+3δ) Ч (C2
+3δ ) = (11.7+3Ч1.4) Ч (11.7+3 Ч 1.4) = 252.81см2
FK
= 504+252.81= 756.81см2
NШ
= (2850Ч504) / 756.81 = 1897 кН NП
= NC
Т
–NШ
= 2850–1897 = 953 кН ℓШ
= 4 Ч (b1
–1) = 4 Ч (35–1) = 136см Принимаем толщину сварного шва 7мм.. Определим шаг и сечение сварных сеток в торце колонны под центральной прокладкой. По конструктивным соображениям у торцов колонны устраивают не менее 4-х сеток по длине не менее 10d (d ― диаметр рабочих продольных стрежней), при этом шаг сеток должен быть не менее 60мм и не более 1/3 размера меньшей стороны сечения и не более 150см. Размер ячейки сетки рекомендуется принимать в пределах от 45–150 и не болей 1/4 меньшей стороны сечения элемента. Из стержней Ш 6мм, класс А-III, ячейки сетки 50Ч50, шаг сетки 60мм. Тогда для квадратной сетки будут формулы: 2) Коэффициент αC
= MC
K
Ч Ra
= 0.23Ч360 = 5.7 Коэффициент эффективности армирования 1 + 1.5αС
1 + 8.55 NСТ
≤ RПР
ЧFCМ
RПР
=Rb
Чmb
Чγb
+kЧMC
K
ЧRa
ЧγK
FСМ
756.81 FЯ
900 RПР
=17.0Ч 0.85 Ч1.26 + 1.12 Ч 0.023 Ч 360 Ч1.55 = 2617 мПа 2850 ≤ 2617Ч 756.81 кН 2850 кН ≤ 1980571 кН 2.5Расчет консоли колонны. Опирание ригеля происходит на железобетонную колонну, она считается короткой если ее вылет равен не более 0.9 рабочий высоты сечения консоли на грани с колонной. Действующая на консоль опорная реакция ригеля воспринимается бетонным сечением консоли и определяется по расчету. 2 2 bP
Ч Rb
Ч mb
16 Ч 17.0 Ч (100) Ч 0.85 С учетом величины зазора между торцом ригеля и граней колонны равняется 5см, ℓК
=ℓКН
+ 5= 9.6+ 5=14.6 ― должно быть кратным 5 Þ ℓКН
=15см ℓКН
=15см (округлили) Высоту сечения консоли находим по сечению проходящему по грани колонны из условия: а а ― приведенная длина консоли h0
≤ Q h0
≤ Q 2ЧbK
ЧRb
Чmb
2 Ч 35Ч17.0Ч (100)Ч0.85 2.5 Ч1.2 Ч (100)Ч5 Ч 0.85 1.25Ч1.2Ч1Ч1.2(100)Ч3.5Ч0.85 Принимаем высоту h = 25см ― высота консоли. Определяем высоту уступа свободного конца консоли, если нижняя грань наклонена под углом 45° h1
> ⅓ h 10 > 8.3 условие выполняется 2.6 Расчет армирования консоли. Определяем расчетный изгибающий момент: 2 Ч b Ч Rb Ч m b
Определим коэффициент AO
: Rb
Ч mb
Ч bK
Ч h2
0
17.0 Ч 0.85 Ч 35 Ч322
Ч100 h0
= h – 3 = 35 – 3 = 32 см ξ = 0.94 η = 0.113 Определяем сечение необходимой продольной арматуры : Принимаем 4 стержня арматуры диаметром 9 мм. Назначаем отогнутую арматуру : Fa
= 0.002 Ч bK
Ч h0
= 0.002 Ч 35 Ч 32 = 2.24 см2
Определяем арматуру Fa
= 2.24 см2
— 8стержня диаметром 6 мм Принимаем хомуты из стали A–III, диаметром 6 мм, шаг хомутов назначаем 5 см. 3. Расчет монолитного центрально нагруженного фундамента Расчетная нагрузка на фундамент первого этажа : ∑ N1ЭТАЖА
=3504 кН bЧh = 35Ч35 Определим нормативную нагрузку на фундамент по формуле : hСР
где hСР
— средний коэффициент нагрузки Определяем требуемую площадь фундамента γСР
— средний удельный вес материала фундамента и грунта на его уступах равен: 20кН/м3
Вычисляем наименьшую высоту фундамента из условий продавливания его колонной по поверхности пирамиды продавливания, при действии расчетной нагрузки : Наименьшая высота фундамента: FФ
7.28 σ — напряжение в основании фундамента от расчетной нагрузки 0.75 Ч Rbt
Ч σTP
4 0.75 Ч 1.3 Ч 1000 Ч 506.3 4 М0 MIN
= h0 MIN
+ a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м Высота фундамента из условий заделки колонны : 0.75 Ч Rbt
Ч σTP
4 0.75 Ч 1.3 Ч 1000 Ч 506.3 4 М0 MIN
= h0 MIN
+ a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м Высота фундамента из условий заделки колонны : Н3
= hСТ
+ 20 = 77.5 + 20 = 97.5 см — высота фундамента. При высоте фундамента менее 980 мм принимаем 3 ступени назначаем из условия обеспечения бетона достаточной прочности по поперечной силе. Определяем рабочую высоту первой ступени по формуле : h02
= 0.5 Ч σГР
Ч (а – hK
– 2 Ч h0
) = 0.5 Ч 48.13 Ч (250 – 35 – 2Ч94 ) = 6.04 см √ 2ЧRbt
ЧσГР
√2Ч1.2 Ч 48.13 Ч (100) h1
= 26.04 + 4 = 30.04 см Из конструктивных соображений принимаем высоту 300 м. Размеры второй и последующей ступени определяем, чтобы не произошло пересечение ступеней пирамиды продавливания. Проверяем прочность фундамента на продавливание на поверхности пирамиды. Р ≤ 0.75 Ч Rbt
Ч h0
Ч bCP
bCP
— среднее арифметическое между периметром верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания в пределах h0
bСР
= 4Ч (hК
+h0
) = 4 Ч (35 +94)= 516 cм P = N1
– FОСН
Ч σГР
= 3504 Ч 103
– 49.7 Ч 103
Ч 48.13 = 111.2 кН 0.75 Ч 1.2 Ч (100) Ч 94 Ч 516 = 4365.1 кН. Расчет арматуры фундамента. При расчете арматуры в фундаменте за расчетный момент принимаем изгибающий момент по сечением соответствующим уступам фундамента. MI
= 0.125 Ч Р Ч (а–а1
)2
Ч b = 0.125Ч111.2Ч(2.5– 1.7)2
Ч 2.4 = 5337 кН MII
= 0.125 Ч Р Ч (а–а2
)2
Ч b = 3755 кН МIII
=0.125 Ч Р Ч (а–а3
)2
Ч b = 1425 кН Определим необходимое количество арматуры в сечении фундамента : Faℓ
= МI
= 5337 = 17.52 см2
0.9 Ч h Ч RS
0.9 Ч0.94 Ч 360 0.9Чh0
ЧRS
0.9 Ч 0.94 Ч 360 Проверяем коэффициент армирования (не менее 0.1%) M1
= 17.52 Ч 100 % = 0.53% M1
= 12.32 Ч 100 % = 0.37% M1
= 4.72 Ч 100 % = 0.14% Верхнею ступень армируем конструктивно-горизонтальной сеткой из арматуры диаметром 8мм, класса А-I, устанавливаем через каждые 150 мм по высоте. Нижнею ступень армируем по стандартным нормам
|