Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами

 

МИНИСТЕРСТВО СЕЛЬСКОГО ХОЗЯЙСТВА

РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ

Омский государственный аграрный университет

Факультет водохозяйственного строительства

РАСЧЕТНО-ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

к курсовому проекту

по дисциплине «Строительные конструкции»

МОНОЛИТНОЕ РЕБРИСТОЕ ПЕРЕКРЫТИЕ С БАЛОЧНЫМИ ПЛИТАМИ

СОДЕРЖАНИЕ

Введение

. Расчет плиты перекрытия

.1 Составление расчетной схемы

.2 Определение расчетных пролетов

.3 Определение расчетных нагрузок на перекрытие

.3.1 Расчет плиты без учета пластических деформаций

.3.2 Расчет плиты с учетом пластических деформаций

.4 Статический расчет

.4.1 Определение изгибающих моментов и поперечных сил без учета пластических деформаций

.4.2 Определение изгибающих моментов и поперечных сил с учетом пластических деформаций

.5 Расчет сечения плиты

.6 Армирование плит монолитных ребристых перекрытий

. Расчет второстепенной балки

.1 Составление расчетной схемы

.2 Определение расчетных пролетов

.3 Определение нагрузок

.4 Определение расчетных моментов и поперечных сил методом предельного равновесия

.5 Расчет сечения балки

.6 Армирование второстепенных балок

.7 Расчет наклонных сечений изгибаемых элементов

.8 Эпюра материалов

. Расчет главной балки

.1 Составление расчетной схемы

.2 Определение расчетных нагрузок

.3 Определение моментов и поперечных сил

.4 Расчет сечения главной балки

.5 Расчет наклонных сечений изгибаемых элементов

.6 Эпюра материалов

. Расчет колонны

. Расчет фундамента

Список использованной литературы

ПЕРЕЧЕНЬ РИСУНКОВ ПО ТЕКСТУ

Рисунок 1 - Схема монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами

Рисунок 2 - Расчетная схема плиты

Рисунок 3 - Расчетные пролеты плиты

Рисунок 4 - Эпюра изгибающих моментов

Рисунок 5 - Эпюра поперечных сил

Рисунок 6 - Раздельный тип армирования

Рисунок 7 - Расчетная схема второстепенной балки

Рисунок 8 - Эпюры изгибающих моментов и поперечных сил второстепенной балки

Рисунок 9 - Тавровое сечение

Рисунок 10 - Нейтральная ось в полке таврового сечения

Рисунок 11 - Эпюра материалов для второстепенной балки

Рисунок 12 - Расчетная схема главной балки

Рисунок 13 - Эпюра изгибающих моментов для главной балки

Рисунок 14 - Эпюра поперечных сил для главной балки

Рисунок 15 - Нейтральная ось в полке таврового сечения главной балки

Рисунок 16 - Эпюра материалов для главной балки

Рисунок 17 - Расчетная схема колонны

Рисунок 18 - Грузовая площадь

Рисунок 19 - Расчетная схема фундамента

ПЕРЕЧЕНЬ ЧЕРТЕЖЕЙ

Лист 1 - Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами

ВВЕДЕНИЕ

Одним из конструктивных элементов каркасных зданий и сооружений являются ребристые конструкции, состоящие из плит и балок. По способу выполнения ребристые конструкции могут быть монолитными, сборными и сборно-монолитными.

Монолитные ребристые конструкции состоят из балок, идущих в одном или двух направлениях, и плиты, монолитно соединенной с балками в одну конструкцию. При балках, идущих в двух направлениях, одни из них являются главными, другие - второстепенными. Нагрузка от плит передается на второстепенные балки, которые опираются на главные, а главные - на колонны или несущие стены.

Плита как конструктивный элемент ребристой конструкции может иметь опоры по двум или трем сторонам, а также по всему контуру. При опирании по двум противоположным сторонам плита работает по балочной схеме. Характер работы плиты, опертой по двум смежным сторонам, по трем сторонам и по контуру, зависит от соотношения размеров ее сторон. При соотношении сторон l1 /l2 > 2 плита работает на изгиб в направлении короткой стороны и рассматривается как балочная. При соотношении сторон l1 /l2 < 2 плита работает на изгиб в двух направлениях и называется опертой по контуру. Толщину плиты назначают, возможно, меньшей, так как вес плиты составляет значительную долю постоянной нагрузки и расхода бетона на сооружение.

схема расчет перекрытие балка плита

РАСЧЕТ МОНОЛИТНОГО МЕЖДУЭТАЖНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ

С БАЛОЧНЫМИ ПЛИТАМИ

1 Расчет плиты перекрытия

1.1 Составление расчетной схемы

Плита рассматривается как неразрезанная многопролетная балка, свободно лежащая на опорах. Опорами являются ребра второстепенных балок. Для этого мысленно вырезаем полосу шириной в 1 м в направлении кроткой стороны.

- Рассматриваемая полоса плиты.

По заданию l1 = 2,5 м

l2 = 6,0 м

Рисунок 1 - Схема монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами.

Расчетная схема плиты приведена на рисунке 2.

P - временная нагрузка

q - постоянная нагрузка

Рисунок 2 - Расчетная схема плиты.

1.2 Определение расчетных пролетов

Плиты рассчитываются без учета и с учетом пластических деформаций:

- при расчете без учета пластических деформаций за расчетный пролет принимается расстояние между осями второстепенных балок l1 ;

- при расчете с учетом пластических деформаций за расчетный пролет принимается расстояние в свету между внутренними гранями опор (l0 ) - для средних пролетов и расстояние от оси опоры на стене до грани ребра для крайних пролетов l0k .

Рисунок 3 - Расчетные пролеты плиты.

Предварительно принимаем ширину второстепенной балки равной 25 см = 0,25 м. Тогда l0 = l1 - 0,25 = 2,50 - 0,25 = 2,25 м.

l0k = l1 - 0,125 = 2,50 - 0,125 = 2,375 м.

1.3 Определение расчетных нагрузок на перекрытие

В качестве нагрузок, действующих на перекрытие, принимают все факторы, способные вызвать напряжения и деформации конструкции. Бывают постоянные и временные нагрузки. Постоянная нагрузка (собственный вес, масса пола и постоянного оборудования) имеет статический характер. Временная нагрузка может изменяться качественно и количественно на всем перекрытии или на любом из его пролетов.

1.3.1 Расчеты плиты без учета пластических деформаций

При расчете балок, плит при обычных монолитных перекрытиях принимают, что они шарнирно опираются на опоры. При расчете плит и балок вместо фактических расчетных постоянных и временных нагрузок (qф и Рф) принимают увеличенную постоянную расчетную нагрузку (q) и уменьшенную временную расчетную нагрузку (Р). Расчеты ведутся на 1 п.м.

q = qф + (Рф /2) (1.1)

Р = Рф /2 (1.2)

где qф = (qпл. + qпола)nпост , кН/м; (1.3)

Ha = HY × nDH ? rY|v$ (1/4)пл - собственный вес плиты, кН/м;

qпл = g × hпл , g = 24 кН/м3;

hпл - толщина плиты, принимаемая для промышленных

зданий 8 см или 0,08 м.

qпола - вес пола, кН/м2;

nпост - коэффициент перегрузки от постоянной нагрузки.

Принимаем равным 1,1;

nВР - коэффициент перегрузки от временной нагрузки.

Принимаем равным 1,2;

РН - нормативная временная нагрузка, кН/м2. По заданию эта

величина равна 4,0 кН/м2.

Воспользуемся формулой (1.4) и определим уменьшенную временную расчетную нагрузку:

Рф = 4,0 × 1,2 = 4,8 кН/м2;

По формуле (1.3) определим фактическую расчетную постоянную нагрузку. Для этого посчитаем собственный вес плиты и пола:

qпл = 24 × 0,08 = 1,92 кН/м2

В качестве покрытия принимаем асфальтобетон. Для которого hпола = 5 см = 0,05 м и g = 2000 кг/м3 = 20 кН/м3

qпола = 20 × 0,05 = 1 кН/м2

Тогда:

qф = (1,92 + 1,0)×1,1 = 3,212 кН/м2

По формулам (1.1 и 1.2) получаем:

q = 3,212 + (4,8 /2) = 5,612 кН/м2

Р = 4,8 /2 = 2,4 кН/м2

1.3.2 Расчет плиты с учетом пластических деформаций

При расчете плиты с учетом пластических деформаций принимают значения фактических расчетных нагрузок:

q = qф = 3,212 кН/м2

Р = Рф = 4,8 кН/м2;

1.4 Статический расчет

1.4.1 Определение изгибающих моментов и поперечных сил без учета пластических деформаций (при упругом расчете)

При определении моментов и поперечных сил пользуются таблицей 2 [4]. Значения моментов и поперечных сил вычисляют в сечении через 0,1 длины пролета.

Моменты вычисляются по формулам:

Мmax = (a×g + a1×p)×l12 (1.5)

Мmin = (a×g + a2×p)×l12 (1.6)

Поперечные силы вычисляются по формулам

Qmax = (a3×g + a4×p)×l1 (1.7)min = (a3×g + a5×p)×l1 (1.8)

где a1 , a2 , a3 , a4 , a5 - коэффициенты, принимаемые по таблице 2

Расчет изгибающих моментов и поперечных сил сведен в таблицу 1.1

Таблица 1.1 - Расчет изгибающих моментов

x/lВлияние gВлияние paga1pa2pMmax, кНмMmin, кНмa +a1 -a20,10,03450,03970,00530,19360,0953-0,01271,80561,13060,20,05890,06950,01050,33050,1668-0,02523,10811,90810,30,07340,08920,01580,41190,2141-0,03793,91252,33750,40,07790,09890,02110,43720,2374-0,05064,21632,41630,50,07240,09870,02630,40630,2369-0,06314,02002,14500,60,05680,08840,03160,31880,2122-0,07583,31881,51880,70,03130,06820,03680,17570,1637-0,08832,12130,54630,8-0,00420,03810,0423-0,02360,0914-0,10150,4238-0,78190,9-0,04970,01830,068-0,27890,0439-0,1632-1,4688-2,76311-0,10530,01440,1196-0,59090,0346-0,2870-3,4769-5,48691,1-0,05760,01400,0717-0,32330,0336-0,1721-1,8106-3,09631,2-0,02000,03000,05-0,11220,0720-0,1200-0,2513-1,45131,30,00760,05630,04870,04270,1351-0,11691,1113-0,46381,40,02530,07260,04740,14200,1742-0,11381,97630,17631,50,03290,07890,04610,18460,1894-0,11062,33750,46251,60,03050,07530,04470,17120,1807-0,10732,19940,39941,70,01820,06160,04340,10210,1478-0,10421,5619-0,01311,8-0,00420,03890,0432-0,02360,0934-0,10370,4363-0,79561,9-0,03660,02800,0646-0,20540,0672-0,1550-0,8638-2,25252-0,07990,02230,1112-0,44840,0535-0,2669-2,4681-4,47062,1-0,03390,02930,0633-0,19020,0703-0,1519-0,7494-2,13812,20,00110,04160,04050,00620,0998-0,09720,6625-0,56882,30,02610,06550,03950,14650,1572-0,09481,89810,32312,40,04110,08050,03950,23070,1932-0,09482,64940,84942,50,04610,08550,03950,25870,2052-0,09482,89941,0244

По значениям изгибающих моментов строятся эпюры изгибающих моментов, которые приведены на рисунке 4.

Продолжение таблицы 1.1 - Определение поперечных сил

x/lВлияние gВлияние p???g???p???pQmax , кНQmin , кН??????????00,39470,44740,05262,21501,0740-0,12608,22255,22250,10,29470,35370,05901,65400,8490-0,14206,25753,78000,20,19470,27260,07791,09300,6540-0,18704,36752,26500,30,09470,20390,10910,53100,4890-0,26202,55000,67250,4-0,00530,14710,1524-0,03000,3530-0,36600,8075-0,99000,5-0,10530,10170,2069-0,59100,2440-0,4970-0,8675-2,72000,6-0,20530,06690,2722-1,15200,1610-0,6530-2,4775-4,51250,7-0,30530,04190,3472-1,71300,1010-0,8330-4,0300-6,3650

Рисунок 4 - Эпюра изгибающих моментов

Рисунок 5 - Эпюра поперечных сил

0,8-0,40530,02570,4309-2,27500,0620-1,0340-5,5325-8,27250,9-0,50530,01690,5222-2,83600,0410-1,2530-6,9875-10,22251-0,60530,01440,6196-3,39700,0350-1,4870-8,4050-12,210010,52630,59810,07182,95401,4350-0,172010,97256,95501,10,42630,50180,07552,39201,2040-0,18108,99005,52751,20,32630,41410,08781,83100,9940-0,21107,06254,05001,30,22630,33640,11011,27000,8070-0,26405,19252,51501,40,12630,26970,14340,70900,6470-0,34403,39000,91251,50,02630,21460,18820,14800,5150-0,45201,6575-0,76001,6-0,07370,17110,2448-0,41400,4110-0,5880-0,0075-2,50501,7-0,17370,13910,3128-0,97500,3340-0,7510-1,6025-4,31501,8-0,27370,11790,3916-1,53600,2830-0,9400-3,1325-6,19001,9-0,37370,10630,4800-2,09700,2550-1,1520-4,6050-8,12252-0,47370,10290,5766-2,65800,2470-1,3840-6,0275-10,105020,50000,59070,09092,80601,4180-0,218010,56006,47002,10,40000,49440,09442,24501,1870-0,22708,58005,04502,20,30000,40630,10631,68400,9750-0,25506,64753,57252,30,20000,32790,12791,12200,7870-0,30704,77252,03752,40,10000,26040,16040,56100,6250-0,38502,96500,44002,50,00000,20450,20450,00000,4910-0,49101,2275-1,2275

По значениям поперечных сил строятся их эпюра, которая приведена на рисунке 5.

1.4.2 Определение изгибающих моментов и поперечных сил с учетом пластических деформаций (метод предельного равновесия)

Расчет наибольших по абсолютному значению моментов (кН×м) и поперечных сил с учетом пластических деформаций производится по формулам:

M2 = M2оп = M3 = (1.9)

M1 = (1.10)

M1оп = (1.11)

Согласно этим формулам вычисляем изгибающие моменты:

M1 = = 4,108 кН×м.

M1оп = = 3,228 кН×м.

M2,3 = = 2,535 кН×м.

M2оп = = 2,535 кН×м.

Поперечные силы (кН) на концах крайних пролетов принимаются равными:

у грани первой опоры справа:

Q1 = 0,4(qф + Рф)l0k (1.12)

- у грани второй опоры слева

Q2 = 0,6(qф + Рф)l0k (1.13)

- у грани второй опоры справа и у грани средних опор

Q3 = 0,5(qф + Рф)l0 (1.14)

Согласно формулам делаем расчеты изгибающих моментов:

Q1 = 0,4(3,212 + 4,8)2,375 = 7,611 кН.

Q2 = 0,6(3,212 + 4,8)2,375 = 11,417 кН.

Q3 = 0,5(3,212 + 4,8)2,25 = 9,014 кН.

Расчетные моменты с учетом и без учета пластических деформаций (кН×м) сводим в таблицу 1.2 для сравнения.

Таблица 1.2 - Расчетные моменты с учетом и без учета пластических деформаций.

РасчетныемоментыM1M1опM2M2опM3с учетом 4,1083,2282,5352,5352,535без учета4,225,492,344,472,90

Расчет по методу предельного равновесия (с учетом пластических деформаций) дает возможность правильно оценить несущую способность конструкции. Благодаря выравниванию по этому методу моментов, а именно, уменьшению опорных моментов за счет увеличения пролетных, достигается экономия металла и облегчается размещение опорной арматуры.

За расчетные принимаем значения моментов, рассчитанных с учетом пластических деформаций.

1.5 Расчет сечения плиты

Для монолитных ребристых перекрытий применяем бетон классаВ 25.

Армирование монолитной плиты выполняется сетками с рабочей арматурой класса А-III.

Подбор продольной арматуры в плите производится по опорным пролетным изгибающим моментам как для балки прямоугольного сечения с шириной b = 100 см и высотой h, равной принимаемой толщине плиты hпл= 6,5 см.

Полезная (рабочая) высота плиты:

h0 = h - a, см (1.15)

где а - принимается равной 1,5 см.

Тогда h0 = 6,5 - 1,5 = 5 см.

Определим коэффициент А0 в крайнем и среднем пролетах и на опорах по формуле:

А0 = (1.16)

где М - изгибающий момент, кН×м;

Rпр - призменная прочность бетона, кН/см2;

b - ширина рассматриваемого сечения плиты. Равна 100 см.

Призменная прочность бетона принимается по таблице 13 [3]:

Rпр = 14,5 МПа = 1,45 кН/см2.

Тогда по формуле (1.16) получаем:

А0М1 = = 0,13

По полученному значению по таблице 1 [4] выбираем коэффициент h:

h = 0,93

А0М1оп = = 0,099 Þ h = 0,9475

А0М2оп, М2,3 = = 0,078 Þ h = 0,9605

Определяем требуемые площади рабочей арматуры на 1 м ширины плиты:

Аs = , см2 (1.17)

где Ra - расчетное сопротивление арматуры, кН/см2;

Расчетное сопротивление арматуры принимается в зависимости от класса стали [3]: Ra = 355 МПа = 35,5 кН/см2 (для стали 6-8 мм).

Тогда по формуле (1.17) получаем следующие значения:

As М1 = = 2,489 см2.s М1оп = = 1,919 см2.s М2оп, М2,3 = = 1,487 см2.

Определим фактический коэффициент армирования m:

m = [As /Fб]×100, % (1.18)

где Fб = h0×b = 5×100 = 500 см2.

Тогда:

m М1 = [2,489/500]×100 = 0,50 %

m М1оп = [1,919/500]×100 = 0,38 %

m М2оп, М2,3 = [1,487/500]×100 = 0,30 %

1.6 Армирование плит монолитных ребристых перекрытий

Плиты монолитных ребристых перекрытий армируются плоскими или рулонными сетками:

с продольным расположением рабочих стержней;

с поперечной рабочей арматурой.

Выбор типа армирования зависит от диаметра рабочей арматуры. Для определения диаметра рабочей арматуры воспользуемся таблицей 1.3.

Таблица 1.3

asДиаметр100150200250106,67540,071 0,125 0,196 0,283 0,303 0,785 1,1313 4 5 6 8 10 120,71 1,256 1,96 2,83 5,03 7,85 11,310,47 0,837 1,307 1,887 3,35 5,23 7,540,35 0,837 1,307 1,887 3,35 5,23 7,540,28 0,50 0,79 1,13 2,01 3,14 4,52

Примечание: as - площадь одного поперечного стержня.

По требуемым площадям рабочей арматуры по таблице 1.3 принимаем диаметр рабочей арматуры (d) и количество стержней (n):

Для As М1 = 2,489 см2 Þ d = 8 мм Þ n = 5

Для As М1оп = 1,919 см2 Þ d = 5 мм Þ n = 10

Для As М2оп, М2,3 = 1,487 см2 Þ d = 6 мм Þ n = 5

Так как диаметр рабочей арматуры более 6 мм, то принимаем раздельный тип армирования, приведенный на рисунке 6.

В крайних пролетах применяется сетка С-1

Под первой промежуточной опорой применяется сетка

С-2

В средних пролетах применяется сетка С-3

На средних опорах - сетка С-4

Рисунок 6 - Раздельный тип армирования.

2. РАСЧЕТ ВТОРОСТЕПЕННОЙ БАЛКИ

2.1 Составление расчетной схемы

Второстепенная балка представляет собой неразрезанную пятипролетную балку, следовательно, расчетная схема имеет следующий вид:

Рисунок 7 - Расчетная схема второстепенной балки

2.2 Определение расчетных пролетов

Второстепенная балка рассчитывается с учетом пластических деформаций, поэтому за расчетные пролеты принимают расстояния в свету между главными балками l0 - для средних пролетов, а для крайних пролетов, при опирании балок на стену - расстояние от боковой поверхности ребра главной балки до центра опоры на стене l0k:

Принимаем ширину второстепенной балки:

bвб = 20 см = 0,2 м.

Тогда: l0 = l2 - bвб = 6 - 0,2 = 5,8 м.

l0k = l2 - (bвб/2) = 6 - 0,1 = 5,9 м.

2.3 Определение нагрузок

Балки рассчитывают на погонную равномерно распределенную нагрузку (кН/м), передаваемую плитами и приходящуюся на соответствующую грузовую площадь шириной, равной расстоянию в осях между балками; кроме того, учитывают собственный вес балки.

Постоянная нагрузка:

q = qa × l1 + q, × n1 ? rY|v (2/1)

где qб - собственный вес балки.

n1 - коэффициент перегрузки от постоянной нагрузки.

n1 = 1,1.

Собственный вес балки определяем следующим образом:

qб = (hвб - hпл)×bвб×g , кН/м (2.2)

где hвб - высота второстепенной балки. Принимается из

соотношения: hвб = (1/15)l2 = (1/15)×6 = 0,40 м;

hпл - высота плиты. hпл = 8 см = 0,08 м;

g = 24 кН/м3.

Подставляем все значения в формулу (2.2) и получаем:

qб = (0,40 - 0,08)×0,2×24 = 1,536 кН/м.

По формуле (2.1) находим постоянную нагрузку:

q = 3,212×2,5 + 1,536×1,1 = 9,720 кН/м.

Временная нагрузка:

P = Pф ×l1 , кН/м (2.3)

Подставив значения получим:

P = 4,8 × 2,5 = 12,000 кН/м.

2.4 Определение расчетных моментов и поперечных сил методомпредельного равновесия

Определение расчетных моментов (кН×м) производят по формулам:

Для крайних пролетов:

M = b(q + p)l0k2 , кН×м (2.4)

Для средних пролетов и граней средних опор:

M = b(q + p)l02 , кН×м (2.5)

Значения моментов определяют в сечениях через 0,2 длины расчетного пролета. Коэффициенты b даются на стр. 21 [4]. Огибающие моменты приведены в таблице 2.1.

Таблица 2.1 - Определение огибающих моментов.

X/L +b -b(g+p)l2Mmax, кН×мMmin, кН×м0,2L0,065 756,07349,145 0,4L0,090 756,07368,047 0,425L0,091 756,07368,803 0,6L0,075 756,07356,705 0,8L0,020 756,07315,121 т.5 -0,091756,073 -68,803т.60,018-0,038730,66113,152-27,765т.70,058-0,009730,66142,378-6,576м/д 7-80,0625 730,66145,666 т.80,058-0,005730,66142,378-3,653т.90,018-0,021730,66113,152-15,344т.10 -0,063730,661 -45,666т.110,018-0,016730,66113,152-11,691т.120,0580,009730,66142,3786,576м/д 12-130,0625 730,66145,666 т.130,0580,009730,66142,3786,576т.140,018-0,016730,66113,152-11,691т.15 -0,063730,661 -45,666

Примечание: отношение P/g равно 1,23.

Поперечные силы:

Для крайних пролетов:

Q = 0,4(q + p)l0k , кН (2.6)

Q = 0,4×(9,720 + 12,000)×5,9 = 51,259 кН

Для крайних опор:

Q = 0,6(q + p)l0k , кН (2.7)

Q = 0,6×(9,720 + 12,000)×5,9 = 76,889 кН

Для средних пролетов:

Q = 0,5(q + p)l0 , кН (2.8)

Q = 0,5×(9,720 + 12,000)×5,8 = 62,989 кН

2.5 Расчет сечения балки

При расчете сечения в пролете принимается тавровое сечение, а на опоре - прямоугольное.

Рисунок 9 - Тавровое сечение.

Ширину свесов полки в каждую сторону от ребра для второстепенных балок принимают равной половине расстояния в свету между соседними ребрами (второстепенными балками), но не более 1/6 пролета рассчитываемого элемента.

При расчете тавровых сечений в зависимости от того, где проходит нейтральная ось, внутри полки или через ребро различают два случая:

граница сжатой зоны сечения проходит внутри полки;

граница сжатой зоны сечения пересекает ребро балки.

Определим расположение нейтральной оси. Для этого находим момент, воспринимаемый сечением при х = hп или его несущую способность:

п = , кН×м (2.9)

где Rпр - призменная прочность бетона. Rпр = 1,45×104 кН/м2

bп - ширина полки, м;

hп - высота плиты. hп = 0,08 м.

h0 - рабочая высота балки, м;

Рабочая высота балки определяется следующим образом:

, м (2.10) Из рисунка 8 снимаем максимальное значение изгибающего момента:

Мmax = 68,803 кНм.

= 0,28 м = 28 см.

Пересчитываем высоту второстепенной балки:

hвб = h0 + a, м (2.11)

где а - расстояние от растянутой грани сечения до центра тяжести растянутой арматуры. Принимается при однородном расположении арматуры 4 см.

hвб = 0,28 + 0,04 = 0,32 м.

Ширина полки: bп = bвб + (1/3)l2 = 0,2 + 6/3 = 2,2 м.

Подставляем все значения в формулу (2.9):

Mп = = 612,48 кНм

Сравниваем Мп и Мmax: 612,48 > 68,803 - граница сжатой зоны проходит в полке (рисунок 10).

Рисунок 10 - Нейтральная ось в полке таврового сечения.

Проверяем условие достаточности принятых размеров балки для восприятия наклонных сжимающих усилий:

(2.12)

где Q - максимальное значение поперечной силы. Q = 76,889 кН.

Тогда: = 284,2 кН. Как видно условие выполняется.

Так как граница сжатой зоны сечения проходит через полку, то рассчитываем сечение как прямоугольное с шириной bп и рабочей высотой h0.

Определим граничное значение относительной сжатой зоны бетона xR:

(2.13)

где x0 - характеристика сжатой зоны бетона.

sА - равна значению RA для арматуры класса А-III и

армирования проволокой Вр-I. sА = 36,5 кН/см2.

Характеристика сжатой зоны бетона определяется по формуле:

(2.14)

где а - коэффициент, принимаемый для тяжелого бетона, равный

,85;

- коэффициент условий работы: = 0,85.

Тогда: = 0,850.

По формуле (2.13) получаем:

= 0,849.

Определим требуемые значение коэффициента А0 по формуле (1.16):

для крайнего пролета (тавровое сечение): bп = 220 см.

А0 = = 0,028 Þ h = 0,9860 x = 0,0280 [4]

По формуле (1.17) определим требуемую площадь рабочей арматуры:

Ra = 365 МПа для A-III и d = 10…40 мм [3].

Аs = = 6,83 см2.

Проверяем условие: x ? xR , 0,028 ? 0,849. Условие выполняется.

По вычисленному значению площади Аs подбираем продольную арматуру. Из таблицы 4 [4] получаем: 2 стержня диаметром 14 мм. Аs = 3,08 см2.

стержня диаметром 16 мм. Аs = 4,02 см2.

Определим процент армирования m по формуле (1.18):

m = [As /Fб]×100, %

где Fб = h0×bвб = 28×20 = 560 см2.

m = [7,1 /560]×100 = 1,3 %, что удовлетворяет пределам 1,2¸1,8.

для крайней опоры (прямоугольное сечение): bвб = 20 см.

А0 = = 0,303 Þ h = 0,8138 x = 0,3725 [4]

По формуле (1.17) определим требуемую площадь рабочей арматуры:

Аs = = 8,27 см2.

Проверяем условие: x ? xR , 0,3725 ? 0,849. Условие выполняется.

По вычисленному значению площади Аs подбираем продольную арматуру. Из таблицы 4 [4] получаем: 2 стержня диаметром 16 мм. Аs = 4,02 см2.

стержня диаметром 18 мм. Аs = 5,09 см2.

Определим процент армирования m по формуле (1.18):

m = [9,11 /560]×100 = 1,6 %, что удовлетворяет пределам 1,2¸1,8.

для среднего пролета (тавровое сечение): bп = 220 см.

А0 = = 0,018 Þ h = 0,9910 x = 0,0180 [4]

По формуле (1.17) определим требуемую площадь рабочей арматуры:

Аs = = 4,51 см2.

Проверяем условие: x ? xR , 0,018 ? 0,849. Условие выполняется.

По вычисленному значению площади Аs подбираем продольную арматуру. Из таблицы 4 [4] получаем: 2 стержня диаметром 12 мм. Аs = 2,26 см2.

стержня диаметром 14 мм. Аs = 3,08 см2.

Определим процент армирования m по формуле (1.18):

m = [5,34 /560]×100 = 0,95 %, что является допустимым.

для средней опоры (прямоугольное сечение): bвб = 20 см.

А0 = = 0,201 Þ h = 0,8864 x = 0,2271 [4]

По формуле (1.17) определим требуемую площадь рабочей арматуры:

Аs = = 5,04 см2.

Проверяем условие: x ? xR , 0,2271 ? 0,849. Условие выполняется.

По вычисленному значению площади Аs подбираем продольную арматуру. Из таблицы 4 [4] получаем: 2 стержня диаметром 12 мм. Аs = 2,26 см2.

стержня диаметром 14 мм. Аs = 3,08 см2.

Определим процент армирования m по формуле (1.18):

m = [5,34 /560]×100 = 0,95 %, что является допустимым.

2.6 Армирование второстепенных балок

В пролете второстепенные балки армируются плоскими каркасами, которые перед установкой в опалубку объединяют в пространственный каркас приваркой горизонтальных поперечных стрежней. Эти каркасы доходят до граней главных балок, где связываются понизу стыковыми стержнями. Верхняя арматура в каркасе крайнего пролета назначается конструктивно d = 10 мм, а в средних пролетах определяется расчетом на отрицательный момент.

На опорах второстепенные балки армируются двумя сетками с поперечным расположением рабочей арматуры, частично перекрывающими одна другую и раскатываемыми вдоль главных балок. Суммарная площадь рабочих стержней этих сеток должна равняться требуемой площади рабочей арматуры, определенной расчетом на отрицательный (опорный) момент или превышать ее.

2.7 Расчет наклонных сечений изгибаемых элементов

Второстепенные и главные балки проверяют по поперечной силе. При этом необходимо помнить, что все изгибаемые сечения должны удовлетворять условию: , где Q - расчетная сила в рассматриваемом сечении.

Необходимость расчета прочности наклонных сечений на действие поперечной силы определяется условием:

(2.15)

где k1 - коэффициент, принимаемый для тяжелого бетона 0,6;

Rbt - расчетное сопротивление бетона осевому растяжению.

По таблице 3 [3]: Rbt = 1,05 МПа = 0,105 кН/см2.

Тогда: = 35,28 кН.

Так как условие (2.14) не выполняется, необходимо сделать расчет поперечной арматуры. Для восприятия поперечной силы чаще всего применяется армирование балок хомутами.

Назначим диаметр поперечных стержней d = 8 мм.

Определим погонное усилие на поперечные стержни:

, кН/м (2.16)

где k2 - коэффициент, принимаемый для тяжелых бетонов, равный 2.

Тогда: = = 0,528 кН/м

Согласно СНиП II-21-75 для хомутов должно соблюдаться условие:

(2.17)

= 1,05 кН. Так как условие не выполняется, то за расчетное усилие принимаем qx = 1,05 кН.

Находим шаг поперечных стержней:

(2.18)

где - расчетное сопротивление поперечной арматуры

растяжению. В сварных каркасах для хомутов из

арматуры класса А-III, диаметром 8 мм: Rsw = 285 МПа;

- площадь хомута;

n - количество поперечных стержней в сечении элемента.

n = 2.

Площадь хомута определяется по формуле:

(2.19)

где dx - принятый диаметр хомута.

= 0,503 см2.

Тогда: = 27,31 см.

Определим общую площадь хомутов:

Fax = n × ¦x , см2 (2.20)

Fax = 2 × 0,503 = 1,006 см2.

- Найдем максимально допустимое расстояние между хомутами:

, см (2.21)

= 32,12 см.

Принимается шаг поперечных стержней равным 25 см = 250 мм.

- Определим длину проекции наклонного сечения на продольную ось элемента:

, см (2.22)

= 56 см.

- Определим поперечное усилие, воспринимаемое бетоном сжатой зоны:

, кН (2.23)

где С = С0 = 56 см.

= 58,8 кН.

Определим поперечное усилие, воспринимаемое хомутами, пересекающими наклонное сечение:

, кН (2.24)

= 28,67 кН

Проверим прочность наклонного сечения из следующего условия:

(2.25)

Итак: = 87,47 кН. Так как условие выполняется, то поперечная арматура подобрана верно, т.е. d = 8 мм, n = 2 шт и шаг

U = 250 мм.

2.8 Эпюра материалов

При армировании балок сварными каркасам, экономия стали достигается за счет обрыва части рабочих стержней в пролетных и опорных каркасах. Для определения места обрыва рабочих стержней и строится эпюра материалов.

Вычисляем несущую способность сечения по формуле:

(2.26)

где Ra - расчетное сопротивление арматуры. Ra = 36,5 кН/см2,

для А-III и d = 10…40 мм;

h - коэффициент принимаемый в зависимости от x, которая

определяется по формуле:

(2.27)

Длина анкеровки стержней должна быть не менее 30d и не менее W, определяемой по формуле:

(2.28)

где Q - поперечная сила в сечении;

d - диаметр обрываемых стержней;

qx - усилие, воспринимаемое поперечными стержнями в

сечении. Определяется по формуле:

(2.29)

где ¦x - площадь сечения поперечного стержня;

n - число поперечных стержней в одном сечении;

U - шаг поперечных стержней.

= 285 МПа для А-III и d = 8 мм.

Усилие воспринимаемое поперечными стержнями:

= 1,15 кН

Ra = 365 МПа для A-III и d = 10…40 мм [3]

Для крайнего пролета (тавровое сечение):

Q = 51,259 кН

Для 2х стержней d = 14 мм, As = 3,08 см2.

= 0,01 Þ h = 0,995

= 3132,02 кН×см = 31,32 кН×м.

= 31,29 см.

Для 2х стержней d = 16 мм, As = 4,02 см2.

= 0,02 Þ h = 0,99

= 4067,36 кН×см = 40,67 кН×м.

= 30,29 см.

Для крайней опоры (прямоугольное сечение):

Q = 76,889 кН

Для 2х стержней d = 16 мм, As = 4,02 см2.

= 0,21 Þ h = 0,895

= 36,77 кН×м.

= 41,43 см.

Для 2х стержней d = 18 мм, As = 5,09 см2.

= 0,26 Þ h = 0,87

= 45,26 кН×м.

= 42,43 см.

Для средних пролетов (тавровое сечение):

Q = 62,989 кН

Для 2х стержней d = 12 мм, As = 2,26 см2.

= 0,01 Þ h = 0,995

= 22,98 кН×м.

= 36,43 см.

Для 2х стержней d = 14 мм, As = 3,08 см2.

= 0,01 Þ h = 0,995

= 31,32 кН×м.

= 34,39 см.

Для средних опор (прямоугольное сечение):

Q = 62,989 кН

Для 2х стержней d = 12 мм, As = 2,26 см2.

= 0,12 Þ h = 0,94

= 21,71 кН×м.

= 33,39 см.

Для 2х стержней d = 14 мм, As = 3,08 см2.

= 0,16 Þ h = 0,92

= 28,96 кН×м.

= 34,39 см.

Монтажная арматура (верхняя арматура)

d = 10 vv? n = 2 in? As = 1?57 cv2/

= 14,44 кН×м.

Эпюра материалов приведена на рисунке 11.

Рисунок 11 - Эпюра материалов для второстепенной балки

3. РАСЧЕТ ГЛАВНОЙ БАЛКИ

Расчет главных балок выполняется без учета пластических деформаций.

3.1 Составление расчетной схемы

На главную балку передается сосредоточенная нагрузка от второстепенных балок, поэтому за расчетную схему в нашем случае принимаем неразрезанную трехпролетную балку, загруженную сосредоточенными силами в месте примыкания к ней второстепенных балок. Расчетная схема приведена на рисунке 12.

Рисунок 12 - Расчетная схема главной балки

3.2 Определение расчетных нагрузок

Зададимся размерами главной балки:

lгл.б. = 3×l1 = 3 × 2,5 = 7,5 м.

hгл.б. = lгл.б. / 10 = 7,5 / 10 = 0,75 м. Принимаем стандартную hгл.б. = 0,80 м.

bгл.б. = hгл.б. / 2 = 0,80 / 2 = 0,40 м.

Определим все действующие на балку нагрузки. Временная нагрузка складывается из:

собственного веса плиты и пола:

, кН (3.1)

= 48,180 кН

собственного веса второстепенной балки:

, кН (3.2)

= 7,603 кН

- собственного веса главной балки:

, к (3.3)

= 19,008 кН

Таким образом, постоянная нагрузка равна:

G = 48,180 + 7,603 + 19,008 = 74,791 кН.

Временная нагрузка определяется по формуле:

, кН (3.4)

= 72,0 кН

3.3 Определение моментов и поперечных сил

Определение моментов производится по формулам:

(3.5)

(3.6)

Определение поперечных сил производится по формулам:

(3.7)

(3.8)

где a - коэффициенты принимаемые по таблице 3 [4]

Расчет моментов приведен в таблице 3.1. Расчет поперечных сил приведен в таблице 3.2. Эпюры показаны на рисунках 13, 14.

Таблица 3.1 - Расчет изгибающих моментов

Влияние GВлияние PaGa1Pa2PaG+a1PaG+a2PMmaxMminmax(+)max(-)aa1a20,00,00,00,00,00,00,00,00,00,00,24440,2889-0,044418,27920,801-3,19739,08015,082293,098113,1160,15550,2444-0,088911,63017,597-6,40129,2275,229219,20139,219-0,07500,0377-0,1127-5,6092,714-8,114-2,895-13,724-21,712-102,928-0,26670,0444-0,3111-19,9473,197-22,399-16,750-42,346-125,625-317,595-0,13330,0133-0,1467-9,9700,958-10,562-9,012-20,532-67,590-153,990-0,06670,0667-0,1333-4,9894,802-9,598-0,186-14,586-1,396-109,3960,06670,2000-0,13334,98914,400-9,59819,389-4,609145,414-34,5680,06670,2000-0,13334,98914,400-9,59819,389-4,609145,414-34,568

Таблица 3.2 - Расчет поперечных сил

УчасткиВлияние GВлияние Pa3Ga4Pa5PQmaxQminmax(+)max(-)a3a4a5I0,73330,8667-0,133254,84462,402-9,590117,24745,254II-0,26670,2790-0,5457-19,94720,088-39,2900,141-59,237III-1,26670,0444-0,3111-94,7383,197-22,399-91,541-117,137IV1,00001,2222-0,222274,79187,998-15,998162,78958,793V0,00,5333-0,53330,038,398-38,39838,398-38,398

3.4 Расчет сечения главной балки

При расчете сечения в пролете принимается тавровое сечение с шириной полки bп = lгл.б./3 = 7,5 / 3 = 2,5 м.

При расчете сечения на опоре принимается прямоугольное сечение с шириной ребра b = bгл.б. = 0,4 м.

Определим расположение нейтральной оси. Для этого находим момент, воспринимаемый сечением при х = hвб или его несущую способность:

Mп = , кН×м (3.9)

где Rпр - призменная прочность бетона. Rпр = 1,45×104 кН/м2

bп - ширина полки, м;

hвб - высота второстепенной балки. hвб = 0,32 м.

h0 - рабочая высота балки, м;

Рабочая высота балки определяется следующим образом:

, м (3.10)

Из рисунка 13 снимаем максимальное значение изгибающего момента:

Мmax = 317,595 кН×м.

= 0,42 м = 42 см.

Пересчитываем высоту второстепенной балки:

hгл.б = h0 + a, м (3.11)

где а - защитный слой. Принимается а = 8 см.

hгл.б = 0,42 + 0,08 = 0,50 м.

Подставляем все значения в формулу (3.9):

Mп = = 3016 кН×м

Сравниваем Мп и Мmax: 3016 > 317,595 - граница сжатой зоны проходит в полке (рисунок 15).

Рисунок 15 - Нейтральная ось в полке таврового сечения главной балки

Проверяем условие достаточности принятых размеров балки для восприятия наклонных сжимающих усилий:

(3.12)

где Q = 162,789 кН.

Тогда: = 852,6 кН. Как видно условие выполняется, следовательно, размеры подобраны верно.

Определим граничное значение относительной сжатой зоны бетона xR:

(3.13)

Расчет производился в пункте 2.5:

0,849.

Проведем подбор рабочей арматуры:

Определим значение коэффициента А0 по формуле (1.16):

для крайнего пролета (тавровое сечение):

bп = 2,5 м. М = 293,098 кНм.

А0 = = 0,046 Þ h = 0,9761 x = 0,0478 [4]

По формуле (1.17) определим требуемую площадь рабочей арматуры:

Ra = 365 МПа для A-III и d = 10…40 мм [3].

Аs = = 19,59 см2.

Проверяем условие: x ? xR , 0,0478 ? 0,849. Условие выполняется.

По вычисленному значению площади Аs подбираем продольную арматуру. Из таблицы 4 [4] получаем: 2 стержня диаметром 32 мм. As = 16,08 см2.

стержня диаметром 18 мм. As = 5,09 см2.

Определим процент армирования m по формуле (1.18):

m = [As /Fб]×100, %

где Fб = h0×bгл.б = 42×40 = 1680 см2.

m = [21,17 /1680]×100 = 1,26 %, что удовлетворяет пределам 1,2¸1,8.

для крайней опоры (прямоугольное сечение):

b = bгл.б. = 40 см. М = -317,595 кНм.

А0 = = 0,310 Þ h = 0,8090 x = 0,3820 [4]

По формуле (1.17) определим требуемую площадь рабочей арматуры:

Ra = 365 МПа для A-III и d = 10…40 мм [3].

Аs = = 25,61 см2.

Проверяем условие: x ? xR , 0,3820 ? 0,849. Условие выполняется.

По вычисленному значению площади Аs подбираем продольную арматуру. Из таблицы 4 [4] получаем: 2 стержня диаметром 28 мм. As = 12,32 см2.

стержня диаметром 32 мм. As = 16,08 см2.

Определим процент армирования m по формуле (1.18):

m = [28,4 /1680]×100 = 1,69 %, что удовлетворяет пределам 1,2¸1,8.

для среднего пролета (тавровое сечение):

М = 145,414 кНм, b = bп = 2,5 м.

А0 = = 0,023 Þ h = 0,9885 x = 0,0230 [4]

По формуле (1.17) определим требуемую площадь рабочей арматуры:

Ra = 365 МПа для A-III и d = 10…40 мм [3].

Аs = = 9,60 см2.

Проверяем условие: x ? xR , 0,023 ? 0,849. Условие выполняется.

По вычисленному значению площади Аs подбираем продольную арматуру. Из таблицы 4 [4] получаем: 4 стержня диаметром 18 мм. As = 10,18 см2. Определим процент армирования m по формуле (1.18):

m = [As /Fб]×100, %

где Fб = h0×bгл.б = 42×40 = 1680 см2.

m = [10,18 /1680]×100 = 0,61 %, что допустимо.

3.5 Расчет наклонных сечений изгибаемых элементов

Главные балки проверяют по поперечной силе. Необходимость расчета прочности наклонных сечений на действие поперечной силы определяется условием (2.15):

где k1 - коэффициент, принимаемый для тяжелого бетона 0,6;

Rbt - расчетное сопротивление бетона осевому растяжению.

Rbt = 1,05 МПа = 0,105 кН/см2.

Тогда: = 70,56 кН.

Так как условие (2.14) не выполняется, необходимо сделать расчет поперечной арматуры. Для восприятия поперечной силы чаще всего применяется армирование балок хомутами.

Назначим диаметр поперечных стержней d = 10 мм.

Определим погонное усилие на поперечные стержни:

, кН/м (3.14)

где k2 - коэффициент, принимаемый для тяжелых бетонов,

равный 2.

Тогда: = = 0,526 кН/м

Согласно СНиП II-21-75 для хомутов должно соблюдаться условие:

(3.15)

= 2,1 кН. Так как условие не выполняется, то за расчетное усилие принимаем qx = 2,1 кН.

Находим шаг поперечных стержней:

(3.16)

где - расчетное сопротивление поперечной арматуры

растяжению. В сварных каркасах для хомутов из

арматуры класса А-III, диаметром 10 мм: Rsw = 290 МПа;

- площадь хомута;

n - количество поперечных стержней в сечении элемента.

n = 2.

Площадь хомута определяется по формуле:

(3.17)

где dx - принятый диаметр хомута.

= 0,785 см2.

Тогда: = 21,68 см.

Принимается шаг поперечных стрежней равным 20 см = 200 мм.

Определим общую площадь хомутов:

Fax = n × ¦x , см2 (3.18)

Fax = 2 × 0,785 = 1,570 см2.

- Найдем максимально допустимое расстояние между хомутами:

, см (3.19)

= 68,27 см.

- Определим длину проекции наклонного сечения на продольную ось элемента:

, см (3.20)

= 84 см.

Определим поперечное усилие, воспринимаемое бетоном сжатой зоны:

, кН (3.21)

где С = С0 .

= 176,4 кН.

Определим поперечное усилие, воспринимаемое хомутами, пересекающими наклонное сечение:

, кН (3.22)

= 45,53 кН

- Проверим прочность наклонного сечения из следующего условия:

(3.23)

Итак: = 221,93 кН. Так как условие выполняется, то поперечная арматура подобрана верно, т.е. d = 10 мм, n = 2 шт и шаг U = 200 мм.

3.6 Эпюра материалов

Вычисляем несущую способность сечения по формуле:

(3.24)

где Ra - расчетное сопротивление арматуры. Ra = 36,5 кН/см2,

для A-III и d = 10…40 мм;

h - коэффициент принимаемый в зависимости от x, которая

определяется по формуле:

(3.25)

Длина анкеровки стержней должна быть не менее 30d и не менее W, определяемой по формуле:

(3.26)

где Q - поперечная сила в сечении;

d - диаметр обрываемых стержней;

qx - усилие, воспринимаемое поперечными стержнями в

сечении. Определяется по формуле:

(3.27)

где ¦x - площадь сечения поперечного стержня;

n - число поперечных стержней в одном сечении;

U - шаг поперечных стержней.

= 290 МПа для А-III и d = 10 мм.

Усилие воспринимаемое поперечными стержнями:

= 2,28 кН

Для крайнего пролета (тавровое сечение):

Q = 117,247 кН, b = bп = 2,5 м = 250 см.

Для 2х стержней d = 18 мм, As = 5,09 см2.

= 0,01 Þ h = 0,995

= 77,64 кН×м.

= 34,71 см.

Для 2х стержней d = 32 мм, As = 16,08 см2.

= 0,05 Þ h = 0,975

= 240,34 кН×м.

= 41,71 см.

Для крайней опоры (прямоугольное сечение):

Q = 162,789 кН, b = bгл.б. = 0,4 м = 40 см.

Для 2х стержней d = 28 мм, As = 12,32 см2.

= 0,22 Þ h = 0,89

= 168,09 кН×м.

= 46,70 см.

Для 2х стержней d = 32 мм, As = 16,08 см2.

= 0,28 Þ h = 0,86

= 212,00 кН×м.

= 51,70 см.

Для среднего пролета (тавровое сечение):

Q = 38,398 кН, b = bп = 2,5 м = 250 см.

Для 4х стержней d = 18 мм, As = 10,18 см2.

= 0,03 Þ h = 0,985

= 153,72 кН×м.

= 17,42 см.

Рисунок 16 - Эпюра материалов для главной балки

Монтажная арматура (верхняя арматура)

d = 14 мм, n = 2 шт, As = 3,08 см2.

= 42,49 кН×м.

Эпюра материалов приведена на рисунке 16.

4 РАСЧЕТ КОЛОННЫ

За расчетную схему принимается стойка с одним шарнирно закрепленным концом, а другим - жестко закрепленным.

За расчетную длину колонны принимается величина:

(4.1)

где m = 0,7;

(4.2)

где Н - высота помещения. Величина

берется из задания: Н = 6,0 м.

= 6,36 м. Тогда: = 4,45 м.

Расчетное усилие N, действующее на колонну, определяется следующим образом:

, кН (4.3)

где - вес колонны;

- грузовая площадь;

- фактическая расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия,

действующая на плиту. = 3,212 кН/м2;

- фактическая временная нагрузка на 1 м2 рассчитываемого перекрытия, действующая на плиту.

= 4,8 кН/м2;

- вес ребра главной балки в пределах грузовой

площади Sгр, кН/м2;

- вес второстепенной балки в пределах грузовой

площади Sгр, кН/м2;

Nп - постоянная расчетная нагрузка на колонну, кН.

Величина выписывается из задания Nп = 9,0 кН;

Nв - временная расчетная нагрузка на колонну, кН;

Величина выписывается из задания Nв = 8,0 кН;

Вес колонны определим по формуле:

, кН (4.4)

где bк ³ bгл.б. Þ принимаем колонну квадратного поперечного

сечения bк = hк = 0,4 м;

g = 24 кН/м3;

= 25,978 кН.

Определим грузовую площадь по рисунку 18:

= = 45 м2.

Выписываем из предыдущих пунктов следующие величины:

= 19,008 кН/м.

= 7,5 м.

= 7,603 кН/м.

= 2,5 м.

По формуле (4.3) получаем:

= 565,086 кН.

Определим длительно действующую нагрузку на колонну:

, кН (4.5)

= 341,086 кН.

Вычислим отношение: = 0,6.

Вычислим гибкость колонны:

(4.6)

= 11,13.

Поперечные размеры сечения колонны и площадь сечения арматуры при заданной нагрузке N, расчетной длине и материалах определяем, первоначально задаваясь значениями j = m = 1,0 и As = m×Ав = 0,015×Ав , m - предварительный процент армирования (m = 0,015).

Поперечная площадь сечения колонны:

(4.7)

= 0,028 м2.

Поперечный размер колоны квадратного сечения:

(4.8)

= 0,17 м. Так как должно соблюдаться условие bк ³ bгл.б., то принимаем стандартный размер колонны hк = bк = 0,4 м. = 40 см. При этом размере: Aвст = 0,16 м2 = 1600 см2.

Предварительная площадь армирования:

As = 0,015×0,16 = 0,0024 м2 = 24 см2.

Найдем коэффициент j:

(4.9)

где и - определяют по таблицам 1 и 2 приложения [2].

= 0,98 = 0,98

= 0,98.

Рассчитаем сечение арматуры:

(4.10)

= 4,67 см2.

Подбираем рабочую арматуру: 4 стержня по 14 мм, As = 6,16 см2.

Определим процент армирования:

, % (4.11)

= 2,2 %. Полученный процент удовлетворяет условию

. Следовательно, поперечные размеры колонны подобраны верно.

Защитный слой в колонне принят равным 30 мм. Предусмотрены поперечные стержни диаметром d = 6 мм и шагом U = 250 мм.

Проверим условие:

(4.12)

кН.

Условие выполняется, следовательно, принятые размеры колонны выдержат сжимающую силу N.

5 РАСЧЕТ ФУНДАМЕНТА

При расчете считают, что фундамент абсолютно жесткий и принимают, что давление под подошвой фундамента распределяется равномерно, как при центральном загружении.

Для фундаментов применяют тяжелые бетоны марок М 150, М 200 и М 300. Арматуру в виде сварных сеток рассчитывают из условий работы свесов фундамента на изгиб и располагают по подошве. Толщина защитного слоя бетона должна быть не менее 35 мм при наличие под фундаментом бетонной подготовки и 70 мм - при ее отсутствии. Количество ступеней в фундаменте назначают в зависимости от его высоты Н: при Н ? 400 мм проектируют одноступенчатый фундамент, при 400 < H ? 900 мм - двухступенчатый и при Н > 900 мм - трехступенчатый.

Определим размеры фундамента в плане:

, м2 (5.1)

где - условное расчетное сопротивление основания.

Принимается из задания = 300 кПа = 300 кН/м2;

- глубина заложения фундамента. Принимаем - 1 м;

- усредненная нагрузка от единицы объема фундамента и

грунта на его уступах. = 20 кН/м3.

- нормативная нагрузка на фундамент, кН.

Нормативная нагрузка определяется по формуле:

, кН (5.2)

= 470,905 кН

Тогда: = 1,68 м2.

Назначаем квадратный в плане фундамент. Тогда размеры фундамента:

= 1,30 м.

Пересчитываем площадь:

Fф = a2 = 1,32 = 1,69 м2.

Определим давление грунта:

, кН/м2 (5.3)

= 334,37 кН/м2 = 0,033 кН/см2.

Определим полезную высоту квадратного фундамента:

, см (5.4)

где , - размеры колонны, см;

- расчетное сопротивление бетона осевому растяжению.

= 1,05 МПа = 0,105 кН/см2.

= 12 см.

Определим полную высоту фундамента Н:

Н = h0 + a , см (5.5)

где а - величина защитного слоя. а = 5 см;

Н = 12 + 5 = 17 см. Принимаем стандартный размер Н = 20 см. Пересчитываем значение h0 : h0 = H - a = 20 - 5 = 15 см.

Так как значение полной высоты фундамента меньше 40 см, то фундамент проектируется одноступенчатый.

Определим площадь основания фундамента:

, м2 (5.6)

= 0,49 м2.

Определим расчетную продавливающую силу:

, кН (5.7)

= 401,24 кН.

Определим среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания в пределах полезной зоны фундамента:

, м (5.8)

С рисунка 19 снимаем значения bв и bн : bв = bк = 40 см.

bн = 70 см.

= 0,55 м.

Проверяем условие продавливания:

(5.9)

= 86,63 кН.

Так как условие не выполняется, то задаем полезную высоту равной 35 см. Тогда полная высота фундамента: H = 35 + 5 = 40 см. Так как значение полной высоты фундамента равно 40 см, то фундамент проектируется одноступенчатый.

Площадь основания: = 1,21 м2.

Расчетная продавливающая сила: = 160,50 кН.

Значения: bв = bк = 40 см.

bн = 110 см

= 0,75 м.

Проверяем условие: = 275,63 кН. Условие выполняется, следовательно, размеры подобраны верно, т.е. a = b = 1,3 м, H = 40 см, защитный слой - 5 см.

На рисунке 19 располагаем арматуру: количество стержней - n = 7.

шаг стрежней - U = 200 мм. Минимальный диаметр - 10 мм.

Произведем подбор стержней:

Рассчитаем изгибающий момент в сечении:

, кН×м (5.10)

= 44,01 кН×м

Сечение рабочей арматуры определяется по формуле:

, см2 (5.11)

где = 36,5 МПа для d = 10…40 мм [3]

= 3,83 см2.

По таблице 4 [4] подбираем 7 стрежней по 10 мм. As = 5,5 см2.

Определим процент армирования:

(5.12)

= 0,12% > 0,1%. Следовательно, арматура подобрано верно.

Рисунок 19 - Расчетная схема фундамента

СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННОЙ ЛИТЕРАТУРЫ

1. Берген Р.И. / Инженерные конструкции - М., «ВШ», 1989.

. Ивянский Л.М. / Железобетонные конструкции - М., Сельхозгиз, 1961.

. СНиП II-21-75 / Строительные нормы и правила. Нормы проектирования. Бетонные и железобетонные конструкции - М., Стройиздат, 1976.

. Справочные материалы к курсовому проекту по железобетонным конструкциям / 2-е издание - Омск, 1986.

МИНИСТЕРСТВО СЕЛЬСКОГО ХОЗЯЙСТВА РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ Омский государственный аграрный университет Факультет водохозяйственного строительства

Больше работ по теме: