Разработка проекта строительства многоэтажного каркасного здания

Тип работы:
Дипломная
Предмет:
Строительство


Узнать стоимость

Детальная информация о работе

Выдержка из работы

Московский государственный открытый университет

Чебоксарский институт

Строительный факультет

Кафедра строительного производства

Специальность 290 300- Промышленное и гражданское строительство

Форма обучения — заочная

Дисциплина — Железобетонные и каменные конструкции

Пояснительная записка к курсовому проекту

Выполнил:

студент 3(сокращенного) курса

шифр: 204 120

Улеев Алексей Львович

Чебоксары 2009 г.

Содержание

1. Компоновка конструктивной схемы

2. Расчет ребристой плиты перекрытия

2.1 Расчет ребристой плиты по предельным состояниям 1-ой группы

2.1.1 Расчетный пролет и нагрузки

2.1.2 Характеристики прочности бетона и арматуры

2.1.3 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

2.1.4 Расчет полки плиты на местный изгиб

2.1.5 Расчет прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси

2.2 Расчет ребристой плиты по предельным состояниям второй группы

2.2.1 Геометрические характеристики приведенного сечения

2.2.2 Потери предварительного напряжения арматуры

2.2.3 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

2.2.4 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси

2.2.5 Расчет прогиба плиты

3. Расчет многопролетного ригеля

3.1 Нагрузка

3.1.1 Построение эпюр усилий в ригеле

3.1.2 Вывод усилий в пролетах

3.1.3 Вычисление ординат М и Q

3.1.4 Расчет продольного армирования

3.2 Построение эпюры продольного армирования

3.3 Вычисление значений координаты х точек теоретического обрыва арматуры

3.4 Расчет поперечного армирования

3.5 Определение длины заделки W обрываемой арматуры

4. Расчет колонны

4.1 Определение усилий в средней колонне

4.1.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок

4.1.2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок

4.1.3 Расчет прочности средней колонны

4.1.4 Расчет консоли колонны

5. Фундамент колонны

6. Расчет стены подвала

6.1 Исходные данные

6.2 Нагрузки

6.2.1 Определение N1

6.2.2 Определение N2

6.2.3 Определение нагрузки от грунта засыпки

6.3 Усилия

6.4 Проверка несущей способности стены подвала

железобетонный плита прочность армирование колонна

Исходные данные для проектирования.

Требуется запроектировать основные железобетонные конструкции и стену подвала (каменная конструкция) многоэтажного каркасного здания с поперечными рамами и жесткими узлами.

Стеновые панели навесные из легкого бетона, в торцах здания замоноличиваются совместно с торцевыми рамами, образуя вертикальные связевые диафрагмы.

Стены подвала — из бетонных блоков.

· Пролет поперечных рам, м -6,5;

· Пролеты ригелей, м. — 6;

· Количество надземных этажей — 4;

· Нормативная нагрузка полная на перекрытие, кН/м2 — 12;

· Нормативная нагрузка длительная на перекрытие, кН/м2 — 7;

· Высота этажа — 4,2;

· Условное расчетное сопротивление грунтов основания R0, МПа — 0,19;

· Ширина плиты перекрытия, м — 1,5;

· Вид плит перекрытий — ребристая плита;

· Классы бетона: колонны — В25;

· Классы бетона: фундаменты — В15;

· Классы бетона: изгибаемые конструкции непреднапряжения — В15;

· Классы бетона: преднапряженные плиты — В20;

· Класс арматуры колонны — А-II;

· Класс арматуры фундаменты — А- III;

· Класс арматуры изгибаемые конструкции непреднапряжения — А-III;

· Класс арматуры преднапряженные плиты — А-VI;

· Марки материалов стен подвала: бетонные блоки — М-200;

· Марки материалов стен подвала: раствор — М-150;

· Район строительства (город) — Уральск.

1. Компоновка конструктивной схемы

Четырехэтажное каркасное здание с подвальным этажом имеет размер в плане 52?18 м. и сетку колонн 6,5?6м., высота этажа 4,2 м. Стеновые панели навесные из легкого бетона, в торцах здания замоноличиваются совместно с торцевыми рамами, образуя вертикальные связевые диафрагмы. Стены подвалов из бетонных блоков. Нормативное значение временной нагрузки U=12кН/м2, в т. ч. кратковременной нагрузки -2,5 кН/м2 снеговая нагрузка по району (г Уральск). Температурные условия нормальные.

Ригели поперечных рам четырех пролетные, на опорах жестко соединены с крайними и средними опорами (колоннами). Плиты перекрытия предварительно напряженные ребристые. Ребристые плиты принимаем с номинальной шириной 1400 мм.; связевые плиты размещаем по рядам колонн; доборные пристенные плиты опирают на ригели и опорные стальные стойки, предусмотренные на крайних колоннах.

В продольном направлении жесткость здания обеспечивается вертикальными связями, устанавливаемыми в одном среднем пролете по каждому ряду колонн. В поперечном направлении жесткость здания обеспечивается по рамно-связевой системе ветровая нагрузка через перекрытия, работающие как горизонтальные жесткие диски, передается на торцевые стены, выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм, и поперечные рамы.

В малоэтажных каркасных зданиях высотой до 4 этажей горизонтальная нагрузка практически полностью передается на диафрагмы. Поперечные рамы работают только на вертикальную нагрузку.

2. Расчет ребристой плиты перекрытия

2. 1 Расчет ребристой плиты по предельным состояниям 1-ой группы

2. 1.1 Расчетный пролет и нагрузки

Предварительно назначаем размеры ригеля.

hp=1/12*l=1/12*600=50см; bp=0,4*hр=0,4*54,1=22см.

При опирании на ригель поверху расчетный пролет

l0=l-bp/2= L0=L -b/2=6,5−0,2/2 =6.4 см

Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в таблице.

Таблица 2. 1

Вид нагрузки

Нормативная

кН/м2

Коэффициент надежности

Расчетная

кН/м2

Постоянная:

Ребристая плита

Слой цементного раствора

Керамическая плитка

2,5

0,44

0,24

1,1

1,3

1,1

2,75

0,57

0,264

ИТОГО

Временная

В том числе:

Длительная

Кратковременная

3,18

12

7

5

1,2

1,2

1,2

3,584

14,4

8,4

6

Полная нагрузка

В том числе:

Постоянная и длительная

кратковременная

15,18

10,18

5

17,984

Расчетная нагрузка на 1 м длины при ширине плиты 1,5 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания гn=0. 95: постоянная g=3,584*1,5*0,95=5,1 кН/м; полная

g+u=17,984*1,5*0,95=25,62 кН/м.

u=14. 4*1. 5*0. 95=20. 52 кН/м.

Нормативная нагрузка на 1 м:

постоянная g=3,18*1,5*0,95=4,53 кН/м;

полная g+u=15,18*1,5*0,95=21,63 кН/м,

в том числе постоянная и длительная 10,18*1,5*0,95= 14,5 кН/м.

Усилия от расчетных и нормативных нагрузок.

От расчетной нагрузки

M=(g+u)L2/8=25,62*6. 42/8=131. 17 кНм;

Q=(g+u)L0/2=25,62*6. 4/2 = 81. 98 кН.

От нормативной полной нагрузки

М=21,63*6. 42/8=110. 74 кНм;

Q= 21,63*6. 4/2=69. 22 кН.

От нормативной постоянной и длительной нагрузки

М=14,5*6. 42/8=74. 24 кНм.

Установление размеров сечения плиты (рис. 2). Высота сечения ребристой предварительно напряженной плиты h=Lо/20=640 /20?32 см; рабочая высота сечения h0=h-a=32−3=29 см; ширина продольных ребер понизу 7 см; ширина верхней полки 146 см.

Рис. 2 Поперечные сечения ребристой плиты

а -- основные размеры; б -- к расчету прочности; в -- к расчету по образованию трещин

В расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина сжатой полки таврового сечения hf/=5 см; отношение hf//h=5/30=0,167> 0,1, при этом в расчет вводится вся ширина полки bf/=146 см (см. гл. III); расчетная ширина ребра b=2*7=14 см.

2.1.2 Характеристики прочности бетона и арматуры

Плита армируется стержневой арматурой класса, А V1 с электротермическим натяжением на упоры форм. К трещиностойкости плиты предъявляются требования 3 категории. Изделие подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении.

Бетон тяжелый класса В20. Призменная прочность Rbn =Rb. ser =20 МПа, расчетная Rb=11.5 МПа, коэффициент условия работы бетона гb2=0. 9; нормативное сопротивление при растяжении Rbtn=Rbt. ser=1.4 МПа, Rbt=0.9 МПа; начальный модуль упругости бетона Еb=24 000 МПа. Передаточная прочность бетона Rbp устанавливается так, что при обжатии отношение напряжений уbp/Rp?0. 75

Арматура продольных ребер класса АV1, нормативное сопротивление Rsn=980 МПа, расчетное сопротивление Rs=815 МПа, модуль упругости Es=190 000 МПа.

Предварительное напряжение арматуры равно:

уsp=0,6Rsn=0,6*980=589 МПа.

Проверяем выполнение условия (11. 21). При электротермическом способе натяжения

Дуsp=30+360/L=30+360/6. 5=85,4 МПа;

уsp+Дуsp=588+85,4=785< Rsn=980 МПа

-- условие выполняется. Вычисляем предельное отклонение предварительного напряжения по формуле (11. 23):

Дгsp= (0,5*85,4/589) (1+1/v2)=0,2

Здесь np=2 — число напрягаемых стержней плиты. Коэффициент точности натяжения при благоприятном влиянии предварительного напряжения гsp=1-Дгsp=1−0. 1=0.9. При проверки по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимается

гsp=1+0,2=1. 2

Предварительные напряжения с учетом точности натяжения

уsp= Дгspsp =0. 94*589=512 МПа.

2.1.3 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

M=131. 17 кНм. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне.

Вычисляем

А0 = M/Rb b'fh0/ = 13 117 000/ 0, 9* 11. 5*147*292 (100)= 0. 03

По табл. III.1 находим ж=0,03; x=ж*h0=0,03*29=0,8 см < 5 см-- нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки; з= 0,985.

Вычисляем характеристику сжатой зоны по формуле

щ=0,85−0,008*Rb=0,85−0,008*0,9* 11. 5=0,65.

Вычисляем граничную высоту сжатой зоны:

здесь уs1=Rs+ 400-уsp=815+400−358=722МПа;

в знаменателе формулы принято 500 МПа, поскольку гb2<1. 0,7*512=358

Коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести, согласно формуле

гs6=з-(з-1)(2о/оy-1)=1. 15-(1. 15−1)(2*0. 1/1. 2−1)=1. 275>з

здесь з=1,15 — для арматуры класса AV; принимаем гs6=з=1,15. Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры:

As=M/гs6Rsзh0=13 117 000/1. 15*815*0. 98*29(100)=3,46 см2.

Принимаем 2o 16 AVI с площадью As=4,02 см2 (см. прил. VI).

2.1.4 Расчет полки плиты на местный изгиб

Расчетный пролет при ширине ребер вверху 9 см составит L0=146−2*9=128 см. Нагрузка на 1 м2 полки может быть принята (с несущественным превышением) такой же, как и для плиты (g+u)гn=17,984*0,95=17,08 кН/м2.

Изгибающий момент для полосы шириной 1 м определяется с учетом частичной заделки в ребрах (см. гл. XI): М=17,08*1,282/11=1,29 кНм. Рабочая высота сечения h0=5−1,5=3,5 см. Арматура o4 Вр-1 с Rs= 365 МПа;

A0=129 000/0,9*25*100*3,52*(100)=0,04; з=0,98

As=129 000/365*3,5*0,88(100)=1,01 см2 — 8o6Bp-I с As=1,01 см2.

Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой o4 Вр-I с шагом s=125 мм.

2.1.5 Расчет прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси

Q=81,98 кН. Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось с по формулам гл. III. Влияние свесов сжатых полок (при двух ребрах)

Влияние продольного усилия обжатия N=P2=187 кН

Вычисляем

1+цfn=1+0. 3+0. 34=1. 64>1.5 принимаем 1,5;

B=цb2(1+цfn)Rbtbh02=2*1. 5*0,9*14*292(100)=44*105 Нсм

В расчетном наклонном сечении

Qb = Qsw = Q/2, отсюда с = В/0. 5*Q = 44*105/0,5* 44*500=400 см > 2h0=2*29=58 см.

Принимаем с=2h0=5см. Тогда

Qb=B/c=44*105/58=81*103Н=81кH> Q=45,4кН,

следовательно, поперечная арматура по расчету не требуется. На приопорных участках длиной L/4 устанавливаем конструктивно o4 Вр-I с шагом s=h/2=30/2=15 см. В средней части пролета шаг s = 3h/4 = 3*30/4?25 см.

2. 2 Расчет ребристой плиты по предельным состояниям второй группы

2.2.1 Геометрические характеристики приведенного сечения

определим по формулам (11. 28) -- (11. 32). Отношение модулей упругости v =Еs /Eb=190 000/24 000=7,9. Площадь приведенного сечения

Ared=A+vA,=146*5+14*25+7,9*4,02=1052 см2

Статический момент площади приведенного сечения относительной нижней грани

Sred=146*5*27,5+14*25*12,5+7,9* 4,02*3=23 142 см3.

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения

y0=Sred/Ared=24 570/1120=22 см.

Момент инерции приведенного сечения

Ired=133*53/12+133*5* 5,52+14*303/12+14*30*72+7,9*4,02*192=79 915 см4.

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне

Wred=Ired/y0=79 915/22=3633 см3.

Момент сопротивления приведенного сечения по верхней зоне

Wred =Ired/(h-y0) =79 915/ (30−22) =9989 см3.

Расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней), до центра тяжести приведенного сечения, согласно формуле (VII. 31)

r=цn(Wred/Ared) =0,85(3633 /1052)=3,45 см;

то же, наименее удаленной от растянутой зоны (нижней)

rinf= 0,85 (9989/1052) =9,49 см; здесь цn=1,6-уb/Rb, ser= 1,6- 0,75= 0,85.

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

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне, согласно формуле (VII. 37)

Wpl = y*Wred= 1,75*3633=6358 см3; здесь г=1,75

— для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента

Wpl/ =1,5*9989=14 984 см3;

здесь г=1,5 — для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при bf/b>2 и hf/h< 0,2.

2.2.2 Потери предварительного напряжения арматуры

Расчет потерь производится в соответствии с § II. 5, коэффициент точности натяжения арматуры при этом гp=1. Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения у1= 0,03*уsp= 0,03*588=17,64 МПа. Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами у2=0, так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием.

Усилие обжатия

Р1s1)=4,02(588−17,64)(100)=229 675 Н.

Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного сечения eop=y0-d=22−3=19 см. Напряжение в бетоне при обжатии в соответствии с формулой (11. 36)

Устанавливаем величину передаточной прочности бетона из условия у/R< 0,75; R=1402/0,75=18,9< 0,5 В20=10 (см. § II. 5, п. 1); принимаем Rbp=10 МПа. Тогда отношение уbp/Rbp=16,36/10=1,6

Вычисляем сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия обжатия Р1 и с учетом изгибающего момента от веса плиты

М=2500*1,5*6,52/8=18 484Нсм=18,5 кНм, Тогда

Потери от быстронатекающей ползучести при уbp/Rbp=7,12/10=0,7< 0,8; у6=40*0,85*уbp/Rbp=34*7,12/10=28,48 МПа.

Первые потери уlos116=17,64+28,48=46,12 МПа. С учетом потерь у16 напряжение

Р1s1)=4,02(588−46,12)(100)=224 718

Потери от усадки бетона по табл. 2,5(2) у8=50 МПа.

Потери от ползучести бетона при

уbp/Rbp=7,2/10=0,72< 0,75, у9=150*0,85*0,72=44,6 МПа.

Вторые потери уlos289=50+44,6=94 МПа

Полные потери уlos1los2=46,12+94=140> 100 МПа

больше установленного минимального значения потерь. Принимаем уlos=188МПа. Усилие обжатия с учетом полных потерь

Р2 = Assp — уlos)= 4,02(588−140) (100) = 187 кН.

2.2.3 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

Производится для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. При этом для элементов, к трещиностойкости которых предъявляются требования 3-й категории, принимаются значения коэффициента надежности по нагрузке гf=1; M=110,74 кНм. По формуле (VII. 3) М? Мсrс. Вычисляем момент образования трещин по приближенному способу ядровых моментов по формуле (VII. 29):

Mcrc=Rbt. serWpl+Mrp=1,4*6358(100)+3 526 446=59,2 кНм.

Здесь ядровый момент усилия обжатия по формуле (VII. 30) при гsp=0,84

Mrp= Po2(eoP+r)=0,84*18 7000(19+3,45) =3 526 446 Нсм.

Поскольку М=61,5> Mcrc=59,2 кН-м, трещины в растянутой зоне образуются. Следовательно, необходим расчет по раскрытию трещин.

Проверим, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при ее обжатии при значении коэффициента точности натяжения гsp=1. 16. Изгибающий момент от веса плиты М=15 кН-м.

Расчетное условие

P1(e0p-rinf)-M?RbtpWpl/= 1. 16*22 4718(19−9,49)-1 500 000 = 1 054 594 Hсм < 1. 5*14984(100) = 2 247 600 Нсм

условие удовлетворяется, начальные трещины не образуются; здесь Rbtp=1 МПа — сопротивление бетона растяжению, соответствующее передаточной прочности бетона Rbp= 22,5 МПа (по прил. II).

2.2.4 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси

при гsp=1. Предельная ширина раскрытия трещин: непродолжительная aсгс=[0.4 мм], продолжительная aсгс=[0,3 мм] (см. табл. П. 2). Изгибающие моменты от нормативных нагрузок: постоянной и длительной М=74,24 кНм; суммарной М=110,74 кНм. Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия постоянной и длительной нагрузок по формуле (VII. 102):

уs=[M-P2(z1-esN)]/Ws=[7 424 000−187 000*26,5]/134,8(100)=14 МПа,

здесь принимается z1? h0-0. 5hf/=29−0. 5*5=26,5 см — плечо внутренней пары сил; esN=0, так как усилие обжатия Р приложено в центре тяжести площади нижней напрягаемой арматуры; Ws=Asz1=4,02*26,5=98,5 см3 — момент сопротивления сечения по растянутой арматуре.

Приращение напряжений в арматуре от действия полной нагрузки

уs=(110 740 000−187 000*26. 5)/98,5(100)=159 МПа.

Вычислим ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки

здесь м=Аs/bh0=4,02/14*29=0. 01;д=1; з=1; цi=1; d=16 мм — диаметр продольной арматуры; ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок

;

ширина раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок

Непродолжительная ширина раскрытия трещин

acr=acrc1crc2cгс3=0,102−0,01+0,15=0,242 мм< [0,4 мм].

Продолжительная ширина раскрытия трещин acrc=acrc3=0,15 мм< [0,3 мм].

2.2.5 Расчет прогиба плиты

Прогиб определяется от нормативного значения постоянной и длительной нагрузок, предельный прогиб f= [2,5 см] согласно табл. II. 4. Вычисляем параметры, необходимые для определения прогиба плиты с учетом трещин в растянутой зоне.

Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок M=74,24 кН-м; суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжитая с учетом всех потерь и при гзр=1Ntot=P2=187 кН; эксцентриситет es, tot=M/Ntot=7 424 000/ /203 000=36,5 см; коэффициент цl=0,8 -- при длительном действии нагрузки; по формуле (VII. 75)

коэффициент, характеризующий неравномерности деформаций растянутой арматуры на участке между трещинами, по формуле (VII. 74):

Вычисляем кривизну оси при изгибе по формуле (VI 1. 125):

здесь шb=0,9; л=0,15 — при длительном действии нагрузок; Ab=(г/+о)bh0=bf/hf/=146*5=730 см2 в соответствии с формулой (VII. 87) при a's =0 и допущением, что о=hf//ha.

Вычисляем прогиб по формуле (VII. 131):

3. Расчет многопролетного ригеля

3. 1 Нагрузка

Назначаем размеры сечения ригеля. Высота сечения

hb=Lr/12=6,0/12= 0.5 м (округлять с точностью 0,1м),

ширина bb=0,4?hb=0,4?0,5=0,20 (округлять с точность — 0,05 м).

Постоянная

g=gp+gbn*gpc*a+гfnrc*bb*hb=0. 95*3,584*6. 5+1. 1*0. 95*25*0. 20*0. 6=25,7кН/м

Временная х=гnfp*a=0. 95*1. 2*6*6. 5=44,5 кН/м.

Полная q=g+v=25,7+44,5=70,2 кН/м.

3.1. 1Построение эпюр усилий в ригеле

Сначала вычисляем эпюрные моменты от четырех элементарных загружений

1. нагрузка g распределенная по всем трем пролетам;

2. нагрузка v, приложенная в первом и третьем, считая слева, пролетах рамы;

3. то же, во втором пролете;

4. то же в первом и втором пролетах.

Для схемы 1 вычислим М12

Отношение погонных жесткостей ригеля и колонны

Предварительно принимаем сечение колонны 40Ч40 см. Высота этажа hst =3,6 м

таб.1. Вычисление опорных моментов ригеля при различных схемах загружения.

Исходные данные: Lb=6,0 м; k=1,24,; k1=1; k2=2

Формулы вычислений:

;

нагрузка

элементарная

комбинированная

схема

но-

1

2

3

4

1+2

1+3

1+4

загружения

мер

25. 7

44. 5

44. 5

44. 5

опора

б1

-0. 063

-0. 07

0. 007

-0. 062

1

б2

-0. 054

-0. 062

0. 008

-0. 052

б

-0. 6 084

-0. 0681

0. 724

-0. 0596

М12

-58. 18

-112. 73

11. 99

-98. 69

-170. 9

-46. 2

-156. 9

опора

б1

-0. 091

-0. 074

-0. 017

-0. 095

2

б2

-0. 093

-0. 068

-0. 025

-0. 101

слева

б

-0. 9 148

-0. 0726

-0. 0189

-0. 0964

М21

-87. 48

-120. 15

-31. 33

-159. 69

-207. 6

-118. 8

-247. 2

опора

б1

-0. 085

-0. 012

-0. 073

-0. 094

2

б2

-0. 087

-0. 018

-0. 069

-0. 098

справа

б

-0. 8 548

-0. 0134

-0. 072

-0. 095

М23

-81. 74

-22. 25

-119. 29

-157. 24

-104

-201

-239

опора

б1

-0. 085

-0. 012

-0. 073

-0. 066

3

б2

-0. 087

-0. 018

-0. 069

-0. 059

слева

б

-0. 8 548

-0. 0134

-0. 072

-0. 0643

М32

-81. 74

-22. 25

-119. 29

-106. 5

-104

-201

-188. 2

3.1. 2 Вывод усилий в пролетах

а) нагружение «1+2»

Для пролета 1:

проверка:

х=Lb=6,0 м; М=-170,9+208*6,1−35,1*6,02=-207,6 кНм=М21

Q=dM/dx=(-170,9+208x-35,1x2)=208−70,2x кН

Хmax=208/70,2=2,96 м

Для пролета 2:

проверка: х=Lb=6,0 м; М=-104+78,38*6,0−12,85*6,02=-104 кНм=М32

Q=dM/dx=(-104+78,38x-12,85x2)=78,38−25,7x кН

Хmax=78,38/25,7=3,05 м

а) нагружение «1+3»

Для пролета 1:

проверка: х=Lb=6,1 м; М=-46,2+66,48*6,1−12,85*6,12=-118,8 кНм=М21

Q=dM/dx=(-46,2+66,48x-12,85x2)=66,48−25,7x кН

Хmax=66,48/25,7=2,59 м

Для пролета 2:

проверка: х=Lb=6,0 м; М=-201+214,1*6,0−35,1*6,02=201 кНм=М32

Q=dM/dx=(-201+214,1x-35,1x2)=214,1−70,2x кН

Хmax=214,1/70,2=3,05 м

а) нагружение «1+4»

Для пролета 1:

проверка: х=Lb=6,1 м; М=-156,9+199,3*6,1−35,1*6,12=-247,2 кНм=М21

Q=dM/dx=(-156,9+199,3x-35,1x2)=199,3−70,2x кН

Хmax=199,3/70,2=2,84 м

Для пролета 2:

проверка: х=Lb=6,0 м; М=-239+223,4*6,0−35,1*6,02=-188,2 кНм=М32

Q=dM/dx=(-239+223,4x-35,1x2)=223,4−70,2x кН

Хmax=223,4/70,2=3,18 м

Использование метода предельного равновесия при расчете многоэтажных рам заключается в «выравнивании» эпюры моментов загружения «1+4». Под данным термином понимается процедура снижения опорного момента М21 примерно на 30%, но только до значения максимальных моментов на опоре 2 при нагружениях «1+2» и «1+3», приравнивания момента М23 новому значению М21. происходящие при этом перераспределение усилий учитывается увеличением моментов М12 и М32 на? уменьшения М21 и М23, соответственно.

30% снижение составит

ДМ21=0,3*М21=0,3*(-247,2)=-74,16 кНм

при этом

М2121(1+4)-ДМ21=-247,2-(-74,16)=-173,04 кНм,

что меньше среднего значения максимального момента на опоре 2 при нагружениях «1+2» и «1+3».

М2/=(М21(1+2)23(1+3))/2= (-207,6+(-201))/2=-204,3 кНм

Поэтому принимаем

ДМ2121(1+4)2/=-247,2-(-204,3)=-42,9 кНм.

Тогда: М2121(1+4)-ДМ21=-247,2-(-42,9)=-204,3 кНм

М2321=-204,3 кНм

М1212(1+4)+ДМ21/3=-156,9+(-42,9)/3=-171,2 кНм

При снижении момента

М23 на ДМ2323(1+4)21=-239-(-204,3)=-34,7 кНм,

новый момент на опоре 3

М3232(1+4)+ДМ23/3=-188,2+(-34,7)/3=-199,8 кНм

а) нагружение «1+4в»

Для пролета 1:

проверка: х=Lb=6,0 м; М=-171,2+208,7*6,0−35,1*6,02=204,3 кНм=М21

Q=dM/dx=(-171,2+208,7x-35,1x2)=208,7−70,2x кН

Хmax=208,7/70,2=2,97 м

Для пролета 2:

проверка: х=Lb=6,0 м; М=-204,3+214,8*6,0−35,1*6,02=-199,8 кНм=М32

Q=dM/dx=(-204,3+214,8x-35,1x2)=214,8−70,2x кН

Хmax=214,8/70,2=3,06 м

3.1. 3Вычисление ординат М и Q

Lb=6,0; x12=hc=0. 4 м; x21=Lb-hc=6,0−0,4=5,6 м; x23=hc/2=0. 4/2=0. 2 м; x32=Lb-hc=6,0−0. 4/2=5,8 м

точка

х0

х1

х2

х3

х4

х5

х6

х7

х8

х9

х10

хmax

х12

х21

х23

х32

0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

1

Пролет1

Вычисление М, кНм

1+2

0

0. 61

1. 22

1. 83

2. 44

3. 05

3. 66

4. 27

4. 88

5. 49

6. 1

2. 96

0. 4

5. 7

М=-170,9+208x-35,1x2

-170. 9

-57. 08

30. 617

92. 194

127. 65

136. 98

120. 19

77. 285

8. 2546

-86. 9

-208. 2

137. 25

-93. 32

-125. 7

1+3

0

0. 61

1. 22

1. 83

2. 44

3. 05

3. 66

4. 27

4. 88

5. 49

6. 1

2. 59

0. 4

5. 7

М=-46,2+66,48x-12,85x2

-46. 2

-10. 43

15. 78

32. 425

39. 507

37. 027

24. 983

3. 3768

-27. 79

-68. 53

-118. 8

39. 784

-21. 66

-84. 76

1+4в

0

0. 61

1. 22

1. 83

2. 44

3. 05

3. 66

4. 27

4. 88

5. 49

6. 1

2. 97

0. 4

5. 7

М=-171,2+208,7x-35,1x2

-171. 2

-56. 95

31. 171

93. 175

129. 06

138. 82

122. 46

79. 974

11. 371

-83. 35

-204. 2

139. 03

-93. 34

-122

139

-93. 34

-125. 7

Вычисление Q, кН

1+2

0

6. 1

2. 96

0. 4

5. 7

Q=208−70,2x

208

-220. 2

0

1+3

0

6. 1

2. 59

Q=66,48−25,7x

66. 48

-90. 29

0

1+4в

0

6. 1

2. 97

Q=208,7−70,2x

208. 7

-219. 5

0

1+4

0

6. 1

2. 84

Q=199,3−70,2x

199. 3

-228. 9

208. 7

-228. 9

Пролет2

Вычисление М, кНм

1+2

0

0. 61

1. 22

1. 83

2. 44

3. 05

3. 66

4. 27

4. 88

5. 49

6. 1

3. 05

0. 2

5. 9

M=-104+78,38x-12,85x2

-104

-60. 97

-27. 5

-3. 598

10. 743

15. 522

10. 737

-3. 61

-27. 52

-60. 99

-104

15. 522

-88. 84

-88. 87

1+3

0

0. 61

1. 22

1. 83

2. 44

3. 05

3. 66

4. 27

4. 88

5. 49

6. 1

3. 05

0. 2

5. 9

M=-201+214,1x-35,1x2

-201

-83. 46

7. 9592

73. 257

112. 43

125. 49

112. 42

73. 232

7. 9226

-83. 51

-201. 1

125. 49

-159. 6

-159. 6

1+4в

0

0. 61

1. 22

1. 83

2. 44

3. 05

3. 66

4. 27

4. 88

5. 49

6. 1

3. 06

0. 2

5. 9

M=-204,3+214,8x-35,1x2

-204. 3

-86. 33

5. 5132

71. 238

110. 84

124. 32

111. 68

72. 921

8. 0386

-82. 97

-200. 1

124. 33

-162. 7

-158. 8

124. 33

-162. 7

-159. 6

Вычисление Q, кН

1+2

0

6. 1

3. 05

Q=78,38−25,7x

78. 4

-78. 4

-0

1+3

0

6. 1

3. 05

Q=214,1−70,2x

214

-214

-0. 01

1+4в

0

6. 1

3. 06

Q=214,8−70,2x

215

-213

-0. 01

1+4

0

6. 1

3. 18

Q=223,4−70,2x

223. 4

-204. 8

223. 4

-214. 1

3.1. 4Расчет продольного армирования

Бетон ригеля В25: Rb=17 МПа; Rbt=1,2 МПа; Eb=32 500 МПа.

Продольная арматура класса A-III: Rs=365 МПа; Es=200 000 МПА

а) сечение в пролете 1

М=+139 кНм= 139*106 Нмм

щ=б-0,008гbRb=0. 85−0. 008*0. 9*17=0. 7276

h0?0. 9hb=0. 9*600=540 мм

По сортаменту принимаем 4o16 АIII As=8,04 см2 располагая их в два ряда с расстоянием в счету между рядами равным диаметру стержня 16 мм. В этом случае h0=h-2. 5ds=600 -2. 5*16=560 мм.

б) сечение в пролете 2

М=+125кНм= 125*106 Нмм

принимаем 4o16 АIII As=8,04 см2, h0=h-2. 5ds=600 -2. 5*16=560 мм.

в) сечение над опорой 1 (по грани колонны)

М=-93,4кНм= 93,4*106 Нмм

принимаем 2o18 АIII As=5,09 см2, h0=h-1. 5ds=600 -1. 5*18=573 мм.

г) сечение над средними опорами

М=162,7 кНм= 162,7*106 Нмм

принимаем 3o20 АIII As=9,42 см2, h0=h-1. 5ds=600 -1. 5*20=570 мм.

3. 2 Построение эпюры продольного армирования

Вычисляем момент, воспринимаемый нижней арматурой ригеля в середине пролета 1 (4o16 АII)

Половину данной арматуры обрываем, не доводя до опор. Для оставшейся арматуры (2o18 АII):

Верхнюю арматуру в середине пролетов назначаем из 2o16 АII, для которой

Поскольку нижняя арматура пролетов принята одинаковой, моменты, воспринимаемые нижней арматурой пролета 2 будут такими же, как в пролете 1.

Для верхней арматуры над опорой 1(2o14 АIII)

Для верхней арматуры над средними опорами (3o20 АII) As=9,42 см2

Ригель армируем двумя сварными каркасами. Часть продольных стержней каркасов обрываем в соответствии с изменением огибающей и по эпюре арматуры. Расчет координаты х точек теоретического обрыва выполняем в таблице.

3. 3 Вычисление значений координаты х точек теоретического обрыва арматуры

пролет

точка

нагружение

Формула момента

Изгибающий момент в точке

Координаты х, м

Обозначение

Значение

Формула вычисления

Значение

1

a1

1+2

М=-170,9+208x-35,1x2

М2o18

102

1. 96

1+3

M=-46,2+66,48x-12,85x2

-«-

-«-

-

1+4в

M=-171,2+208,7x-35,1x2

-«-

-«-

1. 94

Расчетное (меньшее из вычисленных) значение х

1. 94

b1

1+2

М=-170,9+208x-35,1x2

М2o18

102

3. 96

1+3

M=-46,2+66,48x-12,85x2

-«-

-«-

-

1+4в

M=-171,2+208,7x-35,1x2

-«-

-«-

4

Расчетное (большее из вычисленных) значение х

4

c1

1+2

М=-170,9+208x-35,1x2

М2o16

64

1. 518

1+3

M=-46,2+66,48x-12,85x2

-«-

-«-

-

1+4в

M=-171,2+208,7x-35,1x2

-«-

-«-

1. 51

Расчетное (большее из вычисленных) значение х

1. 518

d1

1+2

М=-170,9+208x-35,1x2

М2o16

64

4. 408

1+3

M=-46,2+66,48x-12,85x2

-«-

-«-

-

1+4в

M=-171,2+208,7x-35,1x2

-«-

-«-

4. 435

Расчетное (меньшее из вычисленных) значение х

4. 408

2

a2

1+2

M=-104+78,38x-12,85x2

М2o18

102

-

1+3

M=-201+214,1x-35,1x2

-«-

-«-

2. 231

1+4в

M=-204,3+214,8x-35,1x2

-«-

-«-

2. 295

Расчетное (меньшее из вычисленных) значение х

2. 231

b2

1+2

M=-104+78,38x-12,85x2

М2o18

102

-

1+3

M=-201+214,1x-35,1x2

-«-

-«-

3. 868

1+4в

M=-204,3+214,8x-35,1x2

-«-

-«-

3. 801

Расчетное (большее из вычисленных) значение х

3. 868

c2

1+2

M=-104+78,38x-12,85x2

М2o16

64

-

1+3

M=-201+214,1x-35,1x2

-«-

-«-

1. 726

1+4в

M=-204,3+214,8x-35,1x2

-«-

-«-

1. 764

Расчетное (большее из вычисленных) значение х

1. 764

d2

1+2

M=-104+78,38x-12,85x2

М2o16

64

-

1+3

M=-201+214,1x-35,1x2

-«-

-«-

4. 373

1+4в

M=-204,3+214,8x-35,1x2

-«-

-«-

4. 333

Расчетное (меньшее из вычисленных) значение х

4. 333

3.4 Расчет поперечного армирования

Назначаем диаметр стержня поперечной арматуры при максимальном диаметре продольной арматуры ds=20мм наименьший диаметр поперечной арматуры ds, min=8 мм, что составляет dsw/ds=8/20=0,4.

Принимаем поперечную арматуру класса АIII диаметром dsw=8 мм.

При принятом количестве пролетной арматуры число каркасов равно двум и площадь сечения хомутов Аsw=1. 01 см2=101 мм2.

Принимаем шаг поперечных стержней на приопорных участках (по удалению от опор не более ¼L=6,0/4=1.5 м) S=hb/3=600/3=200 мм, Sl=3hb/4=3*600/4=450 мм.

Расчет прочности по наклонному сечению выполняется по наибольшему значению поперечной силы Q=229 кН=2,29*105 Н

Предельное усилие в хомутах на единицу длины:

qsw=RswAsw/S=285*101/200=144 Н/мм;

Qb, minb3гb2Rbtbbhb=0. 6*0. 9*1. 2*200*560=0. 907*105 H;

qsw=144> Qb, min/2h0=0. 907/2*560=81 H/м

— прочность по наклонному сечению на участках между соседними хомутами обеспечена;

Smaxb4Rbtbbh02/Qmax=1. 5*1. 2*0. 9*200*5402/229 000=573>200

Условие выполняется, принимаем S=200 мм

Mbb2гb2Rbtbbh02=2*0. 9*1. 2*200*5602=1. 693*108 Нмм

q1=q+v/2=25,7+44,5/2=48 кН/м< 0,56*qsw=0. 56*144=80,6 H/мм

поэтому длина проекции опасного наклонного сечения:

>3. 33h0=1864 мм

— условие с? 3,33h0 не выполняется, оставляем c=1864 мм;

Поперечная сила, воспринимаемой бетоном над наклонной трещиной:

Qb=Mb/c=1. 693*108/1864=0. 908*105>Qb, min=0. 907*105H

— условие Qb?Qb, min выполняется, оставляем

Qb=0. 908*105 H;

Q=Qmax-q1*c=2,29*105-35,1*1864=1,63*105 H;

< 2h0=1120 мм

— условие с? 2h0 выполняется, оставляем с0=1084 мм

с0=1084 мм < с=1864 мм — условие выполняется, при с=1864 мм > h0=560 мм — условие с0> h0 при с> h0 выполняется, окончательно принимаем с0=1084 мм;

Qsw=qswc0=144*1084=1,56*105 Н;

Qb+Qsw=0,908*105+1,56*105=2,47*105 > Q=1,63*105 H

— условие прочности по наклонному сечению обеспечивается.

Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами:

мw=Asw/bS=157/250*200=0. 314; б=Es/Eb=200 000/29000=6. 89;

цw1=1+5бмw=1+6. 89*0. 314=1. 022 < 1.3 условие цw?1.3 выполняется, оставляем цw=1,022;

цb1=1−0. 01гb2Rb=1−0. 01*0. 9*17=0. 847;

0. 3цw1цb1bh0гb2Rb=0. 3*1. 022*0. 847*200*560*0. 9*17=5. 36*105>Qmax=2. 29*105 H, прочность обеспечена.

3. 6 Определение длины заделки W обрываемой арматуры

Rws=285МПа S=450 Lb1< x=Lb2,

в остальных случаях S=200мм

Asw=226мм2 qsw=RswAsw/S

Lb1=Lb/4=6,0/4=1. 5 м W=(1000Q/2qsw)+5ds (1)

Lb2=3Lb/4=3*6,0/4=4,5 м W=20ds (2)

точка

нагружение

х

Q

ds, мм

S, мм

qsw, Ньь

W

обозначение

значение

обозначение

Значение

обозначение

Значение, мм

Формула вычисления

Ф (1)

Ф (2)

Прин

ятое

а1

1+2

Q=208−70,2x

71. 8

1+3

Q=66,48−25,7x

16. 6

1+4в

Q=208,7−70,2x

72. 5

Рас. зн.

Ха1

1. 94

Qa1

72. 5

16

450

99. 433

Wa1

444. 6

320

444. 57

b1

1+2

Q=208−70,2x

-72. 8

1+3

Q=66,48−25,7x

-36. 3

1+4в

Q=208,7−70,2x

-72. 1

Рас. зн.

Хb1

4

Qb1

-72. 8

16

450

99. 433

Wb1

446. 1

320

446. 07

c1

1+2

Q=208−70,2x

101. 4

1+3

Q=66,48−25,7x

27. 5

1+4в

Q=208,7−70,2x

102. 1

Рас. зн.

Xc1

1. 518

Qc1

102. 1

18

200

223. 73

Wc1

318. 2

360

360

d1

1+2

Q=208−70,2x

-100. 9

1+3

Q=66,48−25,7x

-46. 6

1+4в

Q=208,7−70,2x

-100. 2

Рас. зн.

Xd1

4. 4

Qd1

-100. 9

20

450

99. 433

Wd1

607. 4

400

607. 38

a2

1+2

Q=78,38−25,7x

21. 1

1+3

Q=214,1−70,2x

58. 3

1+4в

Q=214,8−70,2x

58. 3

Рас. зн.

Ха2

2. 23

Qa1

58. 3

16

450

99. 433

Wa2

373. 2

320

373. 16

b2

1+2

Q=78,38−25,7x

-21

1+3

Q=214,1−70,2x

-56. 7

1+4в

Q=214,8−70,2x

-56. 7

Рас. зн.

Хb2

3. 868

Qb1

-56. 7

16

450

99. 433

Wb2

365. 1

320

365. 12

c2

1+2

Q=78,38−25,7x

33

1+3

Q=214,1−70,2x

91

1+4в

Q=214,8−70,2x

91

Рас. зн.

Xc2

1. 764

Qc1

91

20

450

99. 433

Wc2

557. 6

400

557. 59

d2

1+2

Q=78,38−25,7x

-32. 9

1+3

Q=214,1−70,2x

-89. 2

1+4в

Q=214,8−70,2x

-89. 2

Рас. зн.

Xd2

4. 33

Qd1

-89. 2

20

450

99. 433

Wd2

548. 5

400

548. 54

4. Расчет колонны

4.1 Определение усилий в средней колонне

4.1. 1Определение продольных сил от расчетных нагрузок

Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 6,5*6,0=39,00 м2.

Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению здания 3. 584*39,00*0,95=135 кН, от ригеля 0,6*0,25*25*1,1*6. 0= 25,2 кН, от стойки 0,3*0,3*4,2*25*1,1*0,95=8,9 кН. Итого G =191.2 кН.

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом гn=0,95: Q=14,4*39,00* 0,95=271 кН, в том числе длительная

Q=8,4*39,00*0,95=158 кН,

кратковременная

Q= 6*39,00*0,95=113 кН

Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 5 кН/м2 составит 5*39,00*0,95=198 кН; от ригеля --25,2 кН, от стойки-8,9 кН. Итого G=232 кН.

Временная нагрузка -- снег для II снегового района при коэффициентах надежности по нагрузке уf=1.4 и по назначению здания Yn=0,95; Q=0. 7*1,4*39,00*0,95= 37 кН, в том числе длительная Q=0,3*Q =11кН, кратковременная Q=26 кН.

Продольная сила колонны первого этажа рамы от длительной нагрузки

N=232+11+(169,1+158)3=1224,3 кН;

то же, от полной нагрузки

N=1224,3+37+113*3= 1600 кН

Продольная сила колонны подвала от длительных нагрузок

N=1224,3+196,1+158=1578,4 кН,

то же от полной нагрузки

N=1578,4+37+113*4=2067,4 кН

4. 1. 2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок

Вычислим опорные моменты ригеля перекрытия подвала первого этажа рамы. Отношение погонных жесткостей, вводимых в расчет согласно прил. XI, k1=1,2k=1,2*4,5 (это вычисление можно не выполнять, приняв значения опорных моментов ригеля средних этажей). Вычисляем максимальный момент колонн -- при загружении 1+2 без-- перераспределения моментов. При действии длительных нагрузок

M21=(ag+вх)L2=(-0,9 274*25,7−0,6 878*11,1)6. 02=-117кНм;

М23=(-0,8 674*25,7−0,1 722*11,1)6,02=-90 кНм.

При действии полной нагрузки

М21=-117−0,6 878*18,52*6,02=-164 кНм;

М23 =-90−0,1 722*18,52*6,12=-102 кНм

Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы: при длительных нагрузках ДМ= 117−90 =27 кН-м, при полной нагрузке ДМ=164−102=62 кНм.

Изгибающий момент колонны подвала от длительных нагрузок M=0,4ДМ=0,4* 27 =10,8 кНм, от полной нагрузки М=0,4*62=24,8 кНм.

Изгибающий момент колонны первого этажа от длительных нагрузок М=0,6ДМ=0,6*27=16,2 кНм, от полной нагрузки М=0,6*62=37,2 кНм. Вычислим изгибающие моменты колонны, соответствующие максимальным продольным силам; воспользуемся для этой цели загружением пролетов ригеля по схеме 1. От длительных нагрузок

g+v=25,7+11,1=36,8кН/м

М=(0,9 274−0,8 674)36,8*6,02=14,6 кНм;

изгибающие моменты колонн подвала

М=0,4*14,6=5,84 кНм,

первого этажа

М=0,6*14,6=8,76 кНм.

От полных нагрузок

ДM=(0,9 274−0,8 674)70,2*6,02=26,1 кНм,

изгибающие моменты колонн подвала

М=0,4*26,1=10,44 кНм,

первого этажа

М=0,6*26,1=15,7 кН-м.

4.1.3 Расчет прочности средней колонны

Методика подбора сечений арматуры внецентренно сжатой колонны при ж> жy),-случай 2. Расчетные формулы для подбора симметричной арматуры AS=AS получают из совместного решения системы трех уравнений: 1) условия прочности по моменту; 2) уравнения равновесия продольных усилий; 3) эмпирической зависимости для уa (§ IV. 3, § IV. 4).

Характеристики прочности бетона и арматуры. Класс тяжелого бетона В25 и класс арматуры A-III.

Бетон ригеля В25: Rb=14,5 МПа; Rbt=1,05 МПа; Eb=27 000 МПа.

Продольная арматура класса A-III: Rs=365 МПа; Es=200 000 МПА

Колонна подвала. Две комбинации расчетных усилий:

maxN=2067,4кН, в том числе от длительных нагрузок nl =1578,4кН и соответствующий момент М=10,44кНм, в том числе от длительных нагрузок mi=14,6 кHм.

тахМ=24,8 кН-м, в том числе МL=10,8 кН-м и соответствующее загружению 1+2 значение N=2067,4−452/2=1841 кН, в том числе NL=1578,4−158/2=1500 кН.

Подбор сечений симметричной арматуры AS=*AS выполняют по двум комбинациям усилий и принимают большую площадь сечения. Анализом усилий часто можно установить одну расчетную комбинацию и по ней выполнять подбор сечений арматуры. Ограничимся здесь расчетом по второй комбинации усилий. Рабочая высота сечения h0=h-a=30−4=26 см, ширина b=30 см.

Эксцентриситет силы

e=-M/N= 2480/1841 =1,35 см.

Случайный эксцентриситет:

е0=h/30 = 30/30 = 1 см

или е0= =Lcol/600 =360/600=0,6 см,

но не менее 1 см.

Поскольку эксцентриситет силы е0=1,35 см больше случайного эксцентриситета е0=1 см, он и принимается для расчета статически неопределимой системы.

Найдем значение моментов в сечении относительно оси, проходящей через центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры. При длительной нагрузке

M1L=Mi+Ni (h/2-a) =10,8+1500*0,135=213,3 кНм;

при полной нагрузке

M1=24,8+1841*0,135 =273,3 кНм

Отношение L0/r=420/8. 6=41,9>14 -- следует учитывать влияние прогиба колонны, где г =0,289*h= 8,6 см -- радиус ядра сечения.

Расчетная длина колонн многоэтажных зданий при жестком соединении ригелей с колоннами в сборных перекрытиях принимается равной высоте этажа L0=L. В нашем расчете L0=L=4,2 м.

Для тяжелого бетона

цL=1+M1L/M1=1+213,3/273,3=1. 78

Значение

д=e0/h=1,35/30=0,045 < дmin= 0,5−0,01*L0/h-0,01Rb=0. 5−0. 01*420/30−0. 01*14. 5=0. 24;

принимаем д=0,24. Отношение модулей упругости

v=Es/Eb= 200 000/27 000=7,4

Задаемся коэффициентом армирования м=2As/A= 0,025 и вычисляем критическую силу по формуле:

Вычисляем коэффициент з по формуле (IV. 18):

з=1/(1-N/Ncr)=1/(1−1841/74 815)=0,97

Значение е равно

е=е0з+h/2-а=1,35*0,97+30/2−4=12.3 см.

Определяем граничную высоту сжатой зоны по формуле (11. 42):

здесь щ= 0,85−0,008*0,90*14,5 = 0,746.

Вычисляем по формулам (XVIII. l), (XVIII. 2), (XVIII. 3)!

Определяем площадь арматуры по формуле (XVIII. 4):

Определяем площадь арматуры

Принято 2o32 A-II с As=16,08 см2.

4.1.4 Расчет консоли колонны

Консоль колонны для опирания ригеля проектируем в соответствии с § XI. 2, п. 3 и рис. XI. 17. Опорное давление ригеля Q=229 кН (см. расчет поперечных сил ригеля); бетон класса В25, Rb=14,5 МПа, гb2=0,9; Rbt=1,05 МПа; арматура класса A-II, Rs=365 МПа, Rsw=290 МПа.

Принимаем длину опорной площадки L=20 см при ширине ригеля Lb=25 см и проверяем условие согласно формуле (XI. 17):

Вылет консоли с учетом зазора с=5 см составит li=l+c=20+5=25 см, при этом, согласно формуле (XI. 18), расстояние а= L1-L/2=25−20/2=15 см.

Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной h=(0,7--0,8)hbm=0,75−60=50 см; при угле наклона сжатой грани г=45° высота консоли у свободного края hi=50--25=25 см, при этом hi=25 см=h/2=50/2=25 см. Рабочая высота сечения консоли h0=h-а=50−3=47 см. Поскольку Li=25 см< 0,9h0=0,9*47 =42,3 см, консоль короткая.

Проверяем высоту сечения короткой консоли в опорном сечении по условию (XI. 19):

Q = 1,5Rbtbh02/a=1,5*0,9*1,05*30*472 (100)/15 =6262 H;

Q = 2. 5Rbtbh0=2,5*0,9*1,05*30*47 (100) =255 150=333 кН

Q=229 кН> 333 кН

-- условие не удовлетворяется.

Увеличиваем высоту консоли h=60 см, h0=57 см, тогда

Q=2. 5*0. 9*1,05*30*57(100)= 403 кН

Изгибающий момент консоли у грани колонны по формуле (XI. 22)

М=Q*a=229*0. 15=34,35 кН/м.

Площадь сечения продольной арматуры консоли подбираем по изгибающему моменту у грани консоли, увеличенному на 25%, по формуле (XI. 21), принимаем з=0,9:

принято 2o14 АIII с Аs =3,08 см2.

Короткие консоли армируются горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями.

Суммарное сечение отгибов, пересекающих верхнюю половину отрезка Lw (см. рис. XI. 17), Ai=0,002bh0=0,002*30*57=3,42 см2, принимаем 2o16 AIII с Аs = 4,02 см2. Условие di? 25 мм соблюдается. Длина отгибов Li=1,41*20=28,2 см. Условие di=16 мм?(l/15)Li=(1/15)282=19 мм также соблюдается.

Горизонтальные хомуты принимаем o6 AI. Шаг хомутов s=h/4=70/4=17,5 см, принято s=15 см< 15 см.

5. Фундамент колонны

Сечение колонны 30×30 см. Усилия колонны у заделки в фундаменте: 1) N=2067,4кН, М=10,44/2=5,22 кНм, эксцентриситет е=М/N=0,26 см; 2) N=2850,7 кН, М=24,8/2 =12,4 кНм, е=0,43 см.

Ввиду относительно малых значений эксцентриситета фундамент колонны рассчитываем как центрально загруженный. Расчетное усилие N=2067,4 кН; усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке гn=1. 15, нормативное усилие Nn=2067,4/1,15=1797,7 кН.

Условное расчетное сопротивление грунта R0=0,1 МПа; бетон тяжелый класса В 12,5; Rbt=0,66 МПа; гb2= 0,9; арматура класса АII: Rs=280 МПа.

Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах г = 20 кН/м3. Высота фундамента предварительно принимается равной Н= 90 см (кратной 30 см); глубина заложения фундамента Н1= 105 см.

Площадь подошвы фундамента определяем предварительно по формуле (XII. 1) (Н, м) без поправок Ro на ее ширину и заложение:

Размер стороны квадратной подошвы а==4,77 м. Принимаем

размер а=4,8 м (кратным 0,3. м). Давление на грунт от расчетной нагрузки P=N/A= 2067,4/4,82=89,7 кН/м2.

Рабочая высота фундамента из условия продавливания по выражению (XII. 4)

Полная высота фундамента устанавливается из условий:

1) продавливания H=153+4=157см;

2) заделки колонны в фундаменте H=1,5hcol+25=1,5*30+25=70 см;

3) анкеровки сжатой арматуры колонны o28 АII в бетоне колонны класса В25

H=24d+25=24*2,8+ 25=92,2 см.

Принимаем окончательно фундамент высотой H=160 см, ho=155 см — трехступенчатый (рис. XVIII. 11). Толщина дна стакана 20+5=25 см.

Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента h02=30−4=26 см условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающемся в сечении III--III. Для единицы ширины этого сечения (b=100 см)

Q= 0,5 (а-hсоl-2h0)P=0,5(5,4−0,3−2*1,55)89,7 =87,9 кН;

Q=87 900< 0,6гb2Rbth02b=0,6*0,9*0,66*41*100(100)=196 050 H

условие прочности удовлетворяется.

Расчетные изгибающие моменты в сечениях и I-I и II-II по формулам (ХП. 7) (Н, см):

M1=0,125Р (a-hcol)2b = 0,125*89,7(4,8−0,3)2 4,8=1090 кНм;

M2=0,125Р (a-a1)2b = 0,125*89,7(4,8−0,9)24,8=819 кНм.

Площадь сечения арматуры

Принимаем 32o12 АII c As=36,16 см2 с S=150 мм.

6. Расчет стены подвала

6.1 Исходные данные

Требуется выполнить расчет продольной стены подвала из бетонных блоков для варианта здания с неполным каркасом.

1. наружные стены — трехслойные внутренний (толщиной дwi=0. 38м) и наружный (толщиной д=0,12 м) слои — каменные (гw=18 кН/м3) из красного кирпича. Внутренний слой — из плитного утеплителя (гt=1 кН/м3). Общая толщина стены дw=0. 6 м, в том числе толщина утеплителя дwt=0. 1 м. Стена завершается парапетом толщиной др=0. 25 м, возвышающим над покрытием на hp=1м.

2. стена подвала из крупноразмерных блоков из бетона марки 300 на растворе марки 50. Объемный вес блоков гb=24 кН/м3. Верхняя часть стены монолитная высотой hм=0,6 м — монолитная равная толщине стены дw=0. 6 м.

ПоказатьСвернуть
Заполнить форму текущей работой