Методические указания по выполнению курсового проекта для студентов очной и заочной формы обучения направления подготовки 270800 «Ст - shikardos.ru o_O
Главная
Поиск по ключевым словам:
Похожие работы
Название работы Кол-во страниц Размер
Методические указания к выполнению контрольной работы для студентов... 1 98.43kb.
Методические указания к выполнению контрольной работы для студентов... 1 93.62kb.
Методические указания по выполнению контрольных работ, варианты контрольной... 1 210.61kb.
Методические указания и контрольные задания для студентов заочной... 4 1022.39kb.
Методические указания к выполнению курсового проекта для студентов... 6 563.07kb.
Методические указания для подготовки к семинарским занятиям для студентов... 1 362.35kb.
Методические указания и контрольные задания для студентов заочной... 4 598.15kb.
Методические указания к выполнению контрольных работ по дисциплине... 1 8.84kb.
Методические указания для подготовки к семинарским занятиям для студентов... 1 375.2kb.
Методические указания к выполнению контрольных работ по дисциплине... 1 357.55kb.
Методические указания к практическим занятиям Для студентов направления... 2 355.96kb.
Проектной документации для строительства. Условные графические обозначения... 1 176.09kb.
- 4 1234.94kb.
Методические указания по выполнению курсового проекта для студентов очной и заочной - страница №2/3

Коэффициент


перегрузки

нормативная

расчетная

Постоянная:

нагрузка от конструкции пола

собственная масса панели

1000


2500

1150


2750

1,15


1,1

Итого:

Временная (по заданию)

(в том числе кратковременная)


g²=3500

pн из задан.
I500

g=3900

p вычислить


I,2



Полная

(постоянная + временная)



Вычислить

Qн

Вычислить

q


Нагрузку на I м длины панели получают умножением на номинальную ее ширину значений, приведенных в таблица 1 . Расчетный пролет панели при глубине опирания С составит



.

Глубина опирания панели С зависит от ширины сечения ригеля, поэтому следует предварительно задаться размерами сечения ригеля


, .
Высоту сечения панелей можно назначать в пределах

.
Усилия от расчетных нагрузок:
Изгибающий момент

, (4)

поперечная сила



. (5)
Усилия от нормативных нагрузок:

от полной нагрузки



, (6)

; (7)
от постоянной и длительной нагрузок
, (8)

В приведенных формулах – номинальная ширина панели.



3.3. Расчет прочности
Для расчета сечение панели заменяют эквивалентным тавровым (при ребристой панели) или двутавровым (при многопустотной панели). Ширина ребра b таврового сечения равна суммарной ширине всех ребер панели, а расчетная ширина сжатой полки принимается равной полной ширине панели. Для панели с круглыми пустотами эквивалентное двутавровое сечение находят из условия, что площадь круглого отверстия диаметром d равна площади квадратного отверстия со стороной h1 (рисунок 5а).

Отсюда


.
Сечение панелей с овальным пустотами (рисунок 5б) приводят к эквивалентному двутавровому сечению, заменяя овальное сечение пустоты прямоугольным с той же площадью и тем же моментом инерции и соблюдая условие совпадения центра тяжести овала и заменяющего прямоугольника. Обозначив b1 и h1 – ширину и высоту эквивалентного прямоугольника; F и J – площадь и момент инерции овала, установим, что ;


Отсюда ;

Для пустотных панелей с высотой сечения см и шириной отверстий до 50 см такое приведение может быть выполнено упрощенно, согласно (рисунок 5в, г). При проектировании панели должно соблюдаться условие:



, (9)
где b – ширина ребра, h0 = h – 3, см.

Начальное предварительное напряжение арматуры принимаем из условия:

для стержневой арматуры

gif" align=bottom> (10)

и

(11)





Рисунок 5 – Эквивалентные сечения плит: А – с круглыми сечениями;

Б – с овальными пустотами; В – приведение круглого отверстия

к квадратному; Г – то же овального отверстия к прямоугольному.

для проволочной арматуры



(12)

и

(14)

где P = 0,05 σsр – при механическом способе натяжения.

3.4. Расчет прочности по нормальному сечению
Принимаем расстояние от центра тяжести напрягаемой арматуры до нижней грани сечения α = 3 см, тогда h0 = h – α, см.

Определяем граничные значения ξR и αR :

Относительная высота сжатой зоны:
, (15)

где


(16)

(17)

относительный момент:



(18)
Определяем изгибающий момент, воспринимаемый сечением сжатой полки при условии, что нейтральная линия проходит по нижней ее грани:
. (19)
Если Мn > М, граница сжатой зоны пересекает полку; сечение рассчитываем как прямоугольное, шириной bn'.

Если Мn < М, граница сжатой зоны пересекает ребро; сечение рассчитываем как тавровое. Как правило, условие Мn > М соблюдается.

Определяем

. (20)
По таблице 3.1 [1] находим значения ξ и η. Коэффициент условий работы высокопрочной арматуры

, (21)
где η принимается равным: для арматуры классов А-IV и А-IV-1,2 то же, А-V и А-V, В-П, В-П, К-7-1,15 А-IV и А-IV-1,2 А-VI-1,1.

Необходимая площадь сечения арматуры


. (22)

Принимаем необходимое число и диаметр требуемой арматуры.



3.5. Расчет прочности по наклонному сечению
Если , поперечная арматура по расчету не требуется, она ставиться конструктивно.

Если , по расчету нужна поперечная арматура.

На приопорных участках панели длиной задаемся числом каркасов n, диаметром поперечных стержней dsw и площадью Аsw .

Тогда:


. (23)
Шаг поперечных стержней:

(24)
, (25)
где К1 = 2; по конструктивным соображениям шаг поперечных стержней рекомендуется принимать не более 0,5 h (см).

Из трех полученных значений принимаем наименьшее и округляем его с точностью до 1 см.



3.6. Расчет по второй группе предельных состояний
Определяем геометрические характеристики приведенного сечения.

Отношение модулей упругости .

Площадь приведенного сечения и статистический момент относительно нижней грани:

для ребристой панели:



(см2), (26)


(см3); (27)
для панелей с круглыми и овальными пустотами:
(см2), (28)



. (29)

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:



(30)
Расстояние от точки приложения усилия в напрягаемой арматуре до центра тяжести приведенного сечения , (см).

Момент инерции приведенного сечения без учета собственного момента инерции арматуры:

для ребристой панели:



(31)

для панелей с круглыми и овальными пустотами:





(32)

момент сопротивления относительно нижней грани:


; (33)

относительно верхней грани:



; (34)
упругопластический момент сопротивления относительно нижней грани:

; (36)
относительно верхней грани:

. (37)

Для ребристой панели γ = 1,75, а для панелей с пустотами γ = 1,5. Расстояние от центра тяжести приведенного сечения:

до верхней ядровой точки:

; (38)

до нижней ядровой точки:



. (39)

Определяем потери напряжений в напрягаемой арматуре.

От релаксаций напряжений:

Для высокопрочной арматурной проволоки и канатов:


; (40)

для стержневой арматуры:

σ 1=0,1 σsp – 20. (41)
Потери от температурного перепада:
, (42)

где ∆t = 65 ºC.

Потери от деформации анкеров:

, (43)

где λ = 0,2 мм, l – длина натягиваемой арматуры, мм; потери от деформации стальной формы принимаем МПа.

Усилие предварительного обжатия с учетом этих потерь при γsp= I
(Н). (44)
Потери от быстронатекающей ползучести определяем в зависимости от отношений ,

где


(МПа). (45)

При


. (46)

При


, (47)
где а, b – коэффициенты, принимаемые равными: а = 0,6 и d = 1,5 для бетона марки 300 и выше; а = 0,5 и d = 3 для бетона марки 200; итого первые потери, происходящие до окончания обжатия бетона

(МПа). (48)
Напряжение в напрягаемой арматуре с учетом первых потерь:
(МПа). (49)
Усилие обжатия с учетом первых потерь при γsp= I

(Н). (50)
Напряжение в бетоне после обжатия
B, (МПа). (51)
Потери, происходящие после окончания обжатия бетона от усадки его σ8 = 35 МПа при марке бетона 400 и ниже, σ8 = 40 МПа – при марке 500 и σ8 = 50 МПа при марке 600 и выше.

Потери от ползучести бетона определяем в зависимости от отношения

При

(52)

При



, (МПа). (53)
Вторые потери, происходящие после окончания обжатия бетона:
(МПа). (54)
Полные потери напряжения

(МПа). (55)
Суммарные потери МПа

Напряжение в напрягаемой арматуре с учетом всех потерь:



(МПа). (56)
Усилие обжатия с учетом всех потерь при γsp = I
(Н). (57)

3.7. Расчет нормальных сечении по образованию трещин
Момент трещинообразования при γsp= 0,9
(кНм) . (58)
Величину Mcrc необходимо сравнить с нормативной величиной изгибающего момента Mн от полной нормативной нагрузки. Если Mcrc > Mн – трещины в растянутой зоне не образуются. При Mcrc < Mн образуются трещины, следовательно, трещиностойкость не обеспечена и необходимо проверить ширину раскрытия трещин.
3.8. Расчет раскрытия трещин
Ширина раскрытия трещин, нормальных к продольной оси элемента, определяется по эмпирической формуле:

(мм), (59)

где К – коэффициент; для изгибаемых и внецентренно-сжатых элементов К = 1;



Cд – коэффициент при учете кратковременных нагрузок и кратковременного действия постоянных и длительных нагрузок Сд = 1, при учете длительного действия постоянных и длительных нагрузок Сд = 1,5;

η – коэффициент, принимаемый для стержней периодического профиля равным 1, для проволоки классов Вр-П, канатов класса К-7 – 1,2, для проволоки класса В-П – 1,4;

σs – приращение напряжений от внешней нагрузки в стержнях крайнего ряда растянутой арматуры;

– коэффициент армирования сечения (ребра),

d – диаметр стержней напрягаемой арматуры, мм, при разных диаметрах стержней в расчет вводят значение среднего диаметра.

Для конструкций, к трещиностойкости которых предъявляются требования 2-й категории, допускается ограничение по ширине кратковременное раскрытие трещин при условии последующего надежного закрытия (зажатия). Поэтому ширину раскрытия трещин определяют от кратковременного действия всех нагрузок, принимая СД = 1. Для конструкций, к трещиностойкости которых предъявляются требования 3-й категории, допускается ограниченное по ширине кратковременное и длительное раскрытие трещин. Здесь ширину кратковременного раскрытия трещин удобно проверять по формуле:


, (60)
где acrc1 – ширина раскрытия трещин от кратковременного действия всех нагрузок (постоянных, длительных и кратковременных), т. е. при Сд = 1;

acrc2 – ширина раскрытия трещин от кратковременного действия постоянных и длительных нагрузок (Сд = 1);

acrc3 – ширина раскрытия трещин от длительного действия постоянных и длительных нагрузок (Сд = 1,5).

Находим

При кратковременном действии нагрузки υ = 0,45

(61)

где As – суммарная площадь продольных стержней сетки, расположенной в верхней полке.



(62)
При длительном действии нагрузки υ = 0,15 определяем γ′ и T.

При полной нагрузке:



(63)
При длительной действующей нагрузке:
(64)
При коэффициенте точности напряжения арматуры γsp= I, сила обжатия

(65)
Она приложена в центре тяжести напрягаемой арматуры As, т. е. . Эксцентрицитет ее приложения относительно центра тяжести сечения при действии полной нагрузки:
(см). (66)
При действии длительной нагрузки:
(см). (67)
Относительная высота сжатой зоны при кратковременном действии всей нагрузки:
(68)
Аналогично определяем значения ξ при кратковременном действии постоянной и длительной нагрузок и при длительном действии постоянной и длительной нагрузок.

Плечо внутренней пары при кратковременном действии всей нагрузки:



(69)
Аналогично определяем значение Z, при кратковременном действии постоянной и длительной нагрузок и при длительном действии постоянной и длительной нагрузок. Приращение напряжения в растянутой арматуре при кратковременном действии всей нагрузки:
(МПа) , (70)

где

Аналогично определяем значение σs, при кратковременном действии постоянной и длительной нагрузок и при длительном действии постоянной и длительной нагрузок. При расположении растянутой арматуры в несколько рядов по высоте сечения напряжения σs, подсчитанные по формулам, должны умножаться на коэффициент φп, равный :
(71)
где x = ξ·h0 – величина, определяемая как для сечения с трещиной; c – расстояние от центра тяжести растянутой продольной арматуры соответственно всей и крайнего ряда стержней до наиболее растянутой грани сечения.

Определяем ширину раскрытия трещин при длительном действии постоянных и длительных нагрузок αcrc = αcrcдл. При этом должно соблюдаться условие αcrcдл ≤ [αcrcдл], где [αcrcдл] – допускаемая ширина раскрытия трещины (см. таблицу 2.1 [1]).

Определяем приращение напряжения в арматуре от кратковременного увеличения нагрузки от длительно действующей до ее полной величины (Δσs) и соответствующее приращение ширины раскрытия трещины Δαcrc = αcrc1 – αcrc2. Ширина раскрытия трещин при совместном действии всех нагрузок

(72)
3.9. Расчет деформации
Элементы или участки элементов рассматриваются без трещин в растянутой зоне, если трещины не образуются при совместном действии постоянных длительных и кратковременных нагрузок или если трещины закрыты при действии постоянных и длительных нагрузок. Прогиб определяется по кривизне. Если в растянутой зоне не образуются трещины, нормальные к продольной оси элемента, либо они закрыты, кривизна определяется как для сплошного тела. Для таких участков полная кривизна вычисляется по формуле:

, (73)

где – кривизна соответственно от кратковременной нагрузки Мн и длительного действия постоянной и длительной нагрузок, определяемые по формуле:



(74)
Коэффициентом С учитывается влияние длительной ползучести бетона на деформации элемента. При кратковременных нагрузках С = 1, а при постоянных и длительных нагрузках С = 2; К = 0,85.

– кривизна, обусловленная выгибом от кратковременного действия усилия обжатия за вычетом первых потерь:
, (75)
– кривизна, обусловленная выгибом вследствие усадки и ползучести бетона от усилия обжатия Р:

, (76)
где Еп, Еп – относительные деформации бетона, вызванные его усадкой и ползучестью от усилия Р на уровне центра тяжести растянутой арматуры и на уровне края сжатой грани сечения:


Величина σп численно равна сумме потерь напряжения в арматуре растянутой зоны от усадки и ползучести бетона:
(МПа). (77)
При отсутствии напряженной арматуры, в верхней (сжатой) зоне значение σ′п будет определять только деформация усадки, т. е.
σ′п = σ8 , (МПа).
По найденным составляющим кривизны определяем полный изгиб панели (с учетом выгиба от усилия предварительного обжатия) для балочной схемы загружения с равномерно распределенной нагрузкой :

(см). (78)
Предельный прогиб [f] принимаем по табл. 2.3. [1].

Для участка с трещинами в растянутой зоне полную кривизну следует вычислять по формуле:


. (79)

Так как то



. (80)

Момент обжатия:


(Н·см); . (81)

Коэффициент



. (82)

Значения m вычисляют при действии нагрузки Мн и постоянной длительной нагрузок Мндл.

При таких же нагрузках вычисляют значения коэффициента ψs по формуле:

(83)

где S – коэффициент, характеризующий длительность действия нагрузки и профиль арматурных стержней, принимаемый: при кратковременном действии нагрузки для стержней периодического профиля равным 1,1, для проволочной арматуры – 1,0; при длительном действии нагрузки независимо от профиля стержней – 0,8; Ls – вычислено ранее,


.
Определяем площадь сжатой зоны бетона при кратковременном действии постоянной и длительной нагрузки и при длительном действии постоянной и длительной нагрузки.

Кривизна при кратковременном действии всей нагрузки:


, (84)
где ψb = 0,9 ; ν = 0,45 – определены ранее.

Аналогично определяем кривизну при кратковременном действии постоянной и длительной нагрузки и кривизну при длительном действии постоянной и длительной нагрузки (при ν = 0,15).

Кривизна при выгибе вследствие усадки и ползучести бетона от обжатия:

, (85)

где ;

Определяем полную кривизну и прогиб панели по формуле:

, (86)

где .



4. РАСЧЕТ НЕРАЗРЕЗНОГО РИГЕЛЯ
Неразрезной ригель может свободно опираться концами на наружные стены, либо жестко соединяться с крайними (пристенными) колоннами.

Неразрезной ригель перекрытия свободно оперт концами на наружные стены. Соединение сборных (однопролетных) элементов ригеля в неразрезную систему производиться на монтаже путем сварки закладных деталей и замоноличивания стыков ригеля с колонной.

Расчетный размер крайних пролетов ригеля принимается равным расстоянию от оси опоры на стене до оси колонны, т. е.:
(м), (87)
где a – расстояние от внутренней грани наружной стены до разбивочной оси («привязка» стен);

с – величина заделки ригеля в стену, с ≥ 0,25 м; расчетный размер средних пролетов ригеля принимается равным расстоянию между осями колонн. Нагрузка на ригель может быть равномерно распределенной или сосредоточенной (при числе ребер панелей в пролете до 4-х).

Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в таблице 1. При равномерно распределенной нагрузке расчетные нагрузки на 1 п/м ригеля определяются путем умножения значений нормативных нагрузок на 1 м2 на соответствующий коэффициент перегрузки и на ширину грузовой площади, равной расстоянию между ригелями «В». Расчетная постоянная нагрузка складывается из нагрузки от веса панелей и пола на 1 м2 g = 3900 н/м2 (из таблицы 1), умноженной на размер «В», т. е. g = 3900хВ (Н/пог.м) и собственного веса ригеля:


gpc = b·h·25000·1,1 (H/пог.м) ,
полная расчетная постоянная нагрузка

g = g1+gpс.м. (H/пог.м) ,
временная (полезная)

P = Pн·1,2·В, (H/пог.м) ,
полная расчетная нагрузка:

q = g+P (H/пог.м) .
При сосредоточенных нагрузках величины последних определяются путем умножения значения нормативных нагрузок на 1м2 на соответствующий коэффициент перегрузки, ширину грузовой площади «В» и нормальную ширину панели bn.

Полная расчетная постоянная нагрузка


G = G1+Gpс.м , (Н) , (88)

где


G1=3900·В·bn, (H) , (89)

Gpс.м.= b·h·25000·1,1· bn, (H) . (90)
Временная (полезная):
P = Pн·1,2·Bbn, (H). (91)
Полная расчетная нагрузка:

q = G+P, (H) . (92)

4.1. Определение усилий
Изгибающие моменты и поперечные силы неразрезного ригеля при равных или отличающихся не более чем на 20 % в пролетах, определяют по таблице 1, 4.

Для равномерного распределения нагрузки:


M = (α·g+βp)L2 , (93)
Q = (γg+δp)L . (94)
Для сосредоточенных нагрузок:
M = (α·G+β·P)L , (95)

Q = γ·g+δ·p , (96)
где α,β – табличные коэффициенты при определении М от соответствующих загружений постоянной и временной нагрузкой;

γ,δ – табличные коэффициенты при определении Q от соответствующих загружений постоянной и временной нагрузкой.

При расположении временной нагрузки через один пролет получают максимальные моменты в загружаемых пролетах; при расположении временной нагрузки в двух смежных пролетах и далее через один пролет получают максимальные по абсолютному значению моменты на опоре.

В неразрезном ригели целесообразно ослабить армирование опорных сечений и упростить монтажные стыки. Поэтому с целью перераспределения моментов в ригеле к эпюре моментов от постоянных нагрузок прибавляют добавочные треугольные эпюры с произвольными по знаку и значению над опорными ординатами (рисунок 6). При этом ординаты выровненной эпюры моментов в расчетных сечениях должны составлять не менее 70 % вычисленных по упругой схеме. На основе отдельных загружений строят эпюры М, Q.

Расчетным на опоре будет сечение ригеля по грани колонны.

В этом сечении изгибающий момент:


(97)
где hкол – высота сечения колонны в направлении пролета ригеля. Следует заметить, что большее значение Мгр возникает со стороны пролета, загруженного только постоянной нагрузкой. Сечение продольной арматуры ригеля подбирают по величинам выровненной эпюры изгибающих моментов М в четырех нормальных сечениях: в первом и среднем пролетах, на первой промежуточной опоре и на средней опоре. Расчет поперечной арматуры по Q ведут для трех наклонных сечений: у первой промежуточной опоры слева и справа и у крайней опоры.

4.2. Подбор сечения продольной арматуры
Определяем :

. (98)
Находим значение η.

Определяем площадь сечения продольной арматуры:


, (см2). (99)
Принимаем необходимое число и диаметр стержней.


Рисунок 6 – К расчету неразрезного ригеля: А – добавочные эпюры моментов; Б – к определению эпюры М от равномерно распределенной нагрузки; В – то же от сосредоточенной нагрузки; Г – к построению эпюры моментов от равномерно распределенной нагрузки; Д – к определению расчетного момента ригеля

по грани колонны.



4.3. Подбор сечения поперечной арматуры
Проверяем условие, которое должно соблюдаться:
Q0,35· γв2·Rb· b·ho . (100)
Проверяем условие необходимости расчета наклонных сечений: если
Q ≤ K1 · γв2·Rbt· b·ho ,
поперечная арматура не требуется по расчету;

если


Q >K1 · γв2·Rbt· b·ho ,
поперечная арматура необходима по расчету.

К1 = 0,6 – для тяжелого бетона.

Ригель армируют сварными каркасами.

При максимальном диаметре принятой продольной арматуры диаметр поперечных стержней (хомутов) принимаем по приложению 9 [1] из условия точечной сварки с продольными стержнями ( dsw , fsw ).

Приняв Qwb = Q, определим величины qsw , S :


(Н/см2) , (101)
где K2 = 2 – для тяжелого бетона.
(см), (102)
где n – число поперечных стержней, расположенных в одной плоскости.

Максимальное расстояние между поперечными стержнями:


(см) . (103)
Кроме того, шаг хомутов S должен удовлетворять конструктивным требованиям [3]. Из трех определенных выше значений принимаем (с округлением) меньшее на приопорном участке, длиной, равной ¼ ι . В средней части пролета шаг поперечных стержней также принимаем по конструктивным требованиям.

5. РАСЧЕТ КОЛОННЫ ДЛЯ СТАДИИ ЭКСПЛУАТАЦИИ ЗДАНИЯ
Расчетная схема колонны подвального этажа показана на рисунке 9а, надземных этажей – на рисунке 9б.

Расчетные длины колонн подвального этажа – надземных этажей – , где 0,15 – расстояние от пола подвала до верха фундамента, м;



h1 – расстояние от пола 1-го этажа до оси ригеля перекрытия над подвалом;

Нп, Нi – соответственно высота подвального и i-го надземного этажей.

Значения распределенных нагрузок на покрытие приведены в таблице 2.


Таблица 2


Наименование

и вид нагрузки



Нормативное

значение, Н/м2



Коэффициент

нагрузки, n > 1



Расчетное

значение, Н/м2



На покрытие

Постоянная длительная


Кратковременная (от снега)


gн.nok.дл = 5000
Рн.пок.кр.

(по заданию)




nср≈1,2
1,4


gпoк.дл = 6000
Рпок.кр

(вычислить)



На перекрытие

Постоянная от конструкции пола и собственной массы панели


От массы ригеля

с сечением bh


Всего постоянная

Временная длительная

Временная кратковременная

3500


bh25000
gн.пер.дл

(вычислить)



Рн.пердл=

= Рн.пер – 1500

1500

nср>1

1,1


−−

1,2

1,2

3900


bh250001,1
gпер.дл

(вычислить)



Рпердл =

= (Рн.пер – 1500)1,2

Рперкр=1800


Рн.пер – нормативная нагрузка на перекрытие (по зданию).

Расчетные нагрузки от веса колонны подвального этажа


(К·н), (105)
надземных этажей

(К·н), (106)
где b, h – размеры сечения колонн.



Рисунок 8 – Расчетные схемы колонн: А – подвального этажа;

Б – надземных этажей.


Рисунок 9 – К определению расчетных нагрузок на колонну.

5.1. Расчетные нагрузки на колонну
Схема для определения расчетных нагрузок на колонну приведена на рис.10

При Fгр = L x B (рис. 10): (107)



от покрытия:
длительная

(к·Н), (108)
кратковременная

(к·Н); (109)
от перекрытия:
длительная

(к·Н), (110)
кратковременная

(к·Н) . (111)

5.2. Расчетные продольные силы на ярусы колонны
От длительно действующих нагрузок:

; (112)
от кратковременных нагрузок:

; (113)

полная:


, (114)
где n – общее число этажей в здании, включая подвальный;

j – порядковый номер этажа, колонна которого рассчитывается (отсчет начинается от подвального этажа).

5.3. Расчет колонны по прочности

Учитывая, что колонна рассчитывается только на вертикальные нагрузки, рассмотрим методику подбора сечения арматуры внецентренно сжатой колонны при – случай 2. Расчетные формулы для подбора симметричной арматуры получают из следующей последовательности расчета.

Определяют

, (115)
, (116)
. (117)

При принимают конструктивно по минимальному проценту армирования.

При определяют

. (118)

5.4. Расчет железобетонной консоли колонны
Расчетная схема и армирование консоли приведена на рисунке 10.

Размеры опорной консоли определяют в зависимости от опорного давления ригеля Q, при этом считается, что ригель оперт на расположенную у свободного края консоли площадку длиной


, (119)
где – коэффициент, учитывающий неравномерное давление ригеля на опорную консоль; – расчетное сопротивление бетона местному сжатию ( для бетонов класса В25 и выше, для бетонов класса ниже В25, при местной краевой нагрузке на консоль); – ширина ригеля. Для бетонов ниже класса В25 .

Наименьший вылет консоли с учетом зазора С между торцом ригеля и гранью колонны .

Обычно принимают мм. При этом расстояние от грани колонны до силы Q

. (120)

У коротких консолей () угол сжатой грани с горизонталью не должен превышать 450. Высота консоли в сечении у грани колоны , у свободного края .

Прочность короткой консоли проверяют по наклонной сжатой полосе между силой и опорой из условия
. (121)
Правую часть условия (121) принимают не более и не менее ; здесь – угол наклона расчетной сжатой полосы к горизонтали. Коэффициент, учитывающий работу хомутов, расположенных по высоте консоли, определяют по формуле
, (122)

где ; ; – площадь сечения хомутов в одной плоскости, – шаг хомутов, – ширина консоли.

Площадь сечения продольной арматуры консоли подбирают по изгибающему моменту у грани колонны, увеличенному на 25 процентов

, (123)

. (124)
Короткие консоли высотой сечения армируют горизонтальными или наклонными хомутами. Шаг хомутов должен быть не более 150 мм и не более h/4


Рисунок 10 – Армирование консоли колонны.
6. РАСЧЕТ ЦЕНТРАЛЬНОГО НАГРУЖЕННОГО ФУНДАМЕНТА
Фундамент рассчитываем под колонну среднего ряда. Бетон фундамента класса В15, арматура нижней сетки из стали класса А-II, конструктивная арматура класса– А-I. Принимаем значение условного расчетного сопротивления основания R0 (МПа) в зависимости от вида грунта основания. Средний удельный вес материала фундамента и грунта на его уступах γср = 20 кН/м3.
Глубина заложения фундамента:

, (м), (125)
где Нф – высота фундамента.
Высота фундамента из условий заделки колонны в зависимости от размеров ее сечения (рисунок 12):

, (см), (126)
где Нф – больший размер сечения колонны.
Из hk конструктивных соображений, учитывая необходимость надежно заанкерить стержни продольной арматуры при жесткой заделке колонны в фундаменте, высоту фундамента рекомендуется также принимать равной не менее:

, (см), (127)
где hст – глубина стакана фундамента, равная 30 d1 + δ;

d1 – диаметр продольных стержней колонны; δ = 5 см – зазор между торцом колонны и дном стакана.

Предварительно высота фундамента принимается большей из двух приведенных условий.

Расчетные характеристики материалов:

для бетона В15 Rв = 8,5МПа; Rвt = 0,75МПа; γb2 = 1;

для арматуры класса А-П Rs = 270 МПа.

При расчетной нагрузке на фундамент от колонны первого этажа N1 (кН) нормативная нагрузка на фундамент:


, (кН), (128)

где γf – средний коэффициент надежности по нагрузки (γf =1,2)

Требуемая площадь фундамента:
, (м2). (129)
Размеры стороны квадратного в плане фундамента:
, (м). (130)
Вычисляем наименьшую высоту фундамента из условий продавливания его колонной по поверхности пирамиды при действии расчетной нагрузки, используя приближенную формулу:
(м), (131)
где (кН/м2) – напряжение в основании фундамента от расчетной нагрузки.
Полная минимальная высота фундамента:
Нф min=h0+a3,
где a3=4 см.

Если предварительно принятая высота фундамента больше минимальной, оставляем ее без изменения.

Назначаем количество ступеней. Высоту ступеней назначаем из условия обеспечения бетоном достаточной прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении.

Расчетные сечения: 3–3 по грани колонны, 2–2 по грани верхней ступени и 1–1 по нижней границе пирамиды продавливания. Минимальную рабочую высоту первой (снизу) ступени определяем по формуле:



, (см), (132)
h1=h01 + 4 (см),

Размеры второй и третьей ступеней фундамента принимаем так, чтобы внутренние грани ступеней не пересекали прямую, проведенную под углом 450 к грани колонны на отметке верха фундамента.

Проверяем прочность фундамента на продавливание по поверхности пирамиды, ограниченной плоскостями, проведенными под углом 450 к боковым граням колонны, по формуле:
(133)
где (Н);

(см2) – площадь основания пирамиды продавливания при квадратных в плане колонне и фундаменте;

bср – среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания в пределах полезной высоты фундамента h0, равное bср = 2(hк + bк + 2h0) или при hк = bк· bср = 4 (hк + h0) (см).

При подсчете арматуры для фундамента за расчетное принимаем изгибающие моменты по сечениям, соответствующим расположению уступов фундамента как для консоли с защемленными концом:


M1 = 0,125 Pгр(a-a1)2·b, (кН/м); (134)
M11 = 0,125 Pгр(a-a2)2·b, (кН/м); (135)
M111 = 0,125 Pгр(a-aк)2·b, (кН/м). (136)
Подсчет потребного количества арматуры в разных сечения фундамента в одном направлении:
(см2); (137)
(см2); (138)
(см2) . (139)

Рисунок 11 – Конструкция центрально-нагруженного фундамента под колонну.

По большему значению площади принимаем нестандартную сетку С–1.

Процент армирования (для расчетного сечения):
.
Верхнюю ступень армируем конструктивно горизонтальными сетками С–2. Расположение сеток фиксируем вертикальными стержнями (рисунок 19).

Рисунок 12 – План монолитного перекрытия здания.

7. ПРОЕКТИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО РЕБРИСТОГО

ПЕРЕКРЫТИЯ С БАЛОЧНЫМИ ПЛИТАМИ
7.1. Компоновка перекрытия
Пролеты и размеры поперечных сечений плиты, второстепенных и главных балок перекрытий следует принимать в соответствии с рекомендациями таблицы 3.
Таблица 3

Наименование

элемента


Пролет, м

Размеры поперечного сечения

высота

ширина

Плита

lпл=1,8÷2,7

hпл=6,78см

100см (условно)

Второстепенная

балка


lвб=4,8÷6,6



bвб= (0,4÷0,5) hвб

Главная балка

lгб=5,4÷7,8



bгб= ()hгб

Пролеты плиты (шаг второстепенных балок) должны приниматься равными или отличающимися не более чем на 20 %.

Опирание элементов перекрытия на стены должно быть не меньше: для плиты 12 см, второстепенных балок – 25 см, главных балок – 30 см. Примеры компоновки монолитных ребристых перекрытий с балочными плитами показаны на рис.12.

Для монолитных перекрытий рекомендуется применять бетоны классов по прочности на сжатие В12,5, В15

Для армирования плиты и опорных сечений второстепенных балок следует применять арматурные сетки (сварные), изготавливаемые из стали класса В-1 диаметром 3:5 мм и из стали класса А-Ш диаметром 6:9мм. При диаметре продольных стержней до 7 мм включительно сетки изготавливают рулонными, при больших диаметрах – плоскими (длиной 6:9 м). Продольную рабочую арматуру балок рекомендуется изготовлять из стали класса А-П и А-Ш, хомуты из стали класса А-1 и А-П. Элементы монолитного ребристого перекрытия – плиту, второстепенную и главную балку – рассчитывают отдельно. Подсчет нагрузок на элементы, несмотря на монолитность перекрытия, производится как для разрезных конструкций.


<< предыдущая страница   следующая страница >>