Проектирование сборного перекрытия
Проверяем
условие x≤xR,
0,28
<
1,32, т.к. условие выполняется, то сжатая арматура по расчету не требуется.
Вычисляем
требуемую площадь продольной рабочей арматуры
Подбираем
по сортаменту (таблица 3.13 [6]) 4 стержня
диаметром 18 мм из арматуры класса А400, Аs=
10,18см2.
Проверяем
процент армирования
Подберем
поперечную арматуру.
При
расчете прочности наклонных сечений учитываем, что часть поперечной силы
воспринимается отгибами
где
Ainc – площадь поперечного
сечения отгибов,
Rs
- расчетное сопротивление отгибов Rs
= 355 МПа;
a
-
угол наклона отгибов (a = 45°), sina
= 0,707.
Поперечная
сила, которая должна быть воспринята бетоном сжатой зоны и поперечной арматурой
(хомутами):
Конструктивно
устанавливаем 2 каркаса Æ 6А240. Шаг поперечных стержней
назначаем, исходя из конструктивных требований: S
£ 0.5*h1
и S £
300
мм,
S = 0.5*300 =150 мм. Окончательно
принимаем S
=
150 мм.
Расчет
калиброванной закладной детали («рыбки») выполняем из условия, что она должна
обеспечить восприятие изгибающего момента на опоре ригеля
М
= 55 кН*м. При плече внутренней пары сил h1
= 0.30 м (рис. 7) усилие, воспринимаемое закладной деталью
Требуемая
площадь поперечного сечения закладной детали из стали ВСтЗпс (Rs
= 225 МПа)
Толщину
калиброванной закладной детали принимаем равной d = 10 мм, ширину средней части - исходя из требуемой площади поперечного сечения As,
, принимаем b
= 82 мм.
Калиброванная
закладная деталь М1 (рис. 7) крепится сваркой к закладной детали ригеля М2,
которая в свою очередь должна быть приварена к верхним продольным стержням
арматурного каркаса ригеля. Требуемая площадь этих стержней из арматуры класса
А400 (Rs
= 355 МПа)
По
сортаменту принимаем 2 стержня Æ18А400 (As
= 5,09 см2).
Рис.8.Основные
размеры и армирование ригеля
Кроме
рабочей арматуры предусматривается монтажная: продольная - Æ10
А240, поперечная класса А240, объединяющая плоские каркасы в пространственные
диаметром, равным 0,3 диаметра продольной арматуры, 0,3*22 = 6,6 мм, принимаем Æ8
мм, шаг 500 мм. Толщину закладных деталей принимаем равной 10 мм.
4.
Расчет и конструирование колонны подвала
При
выполнении статического расчета вручную в курсовой работе усилия М и N в
колонне подвала среднего ряда с некоторыми упрощениями можно определить
следующим образом.
В
начале находим величину грузовой площади покрытия и каждого из перекрытий,
нагрузка с которой передается на колонну
где
l - пролеты ригелей, l
= 5,7 м;
B
- шаг колонн, В = 5,4 м.
Затем
определяем расчетные нагрузки.
Нагрузка
на колонну от веса перекрытий
где
q1
- полная расчетная нагрузка на 1 погонный метр ригеля, q1
=54,44кН/м;
р
- временная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия (см. табл. 1), р =
2,28 кН/м; nпер
- число перекрытий в здании, nпер
= 3.
Нагрузка
на колонну от веса покрытия
где
g1
- расчетная нагрузка от веса пола (табл. 1), g1
= 1,54 кН/м;
gу,
gс
- объемные массы соответственно утеплителя и стяжки, gу
=
300 кг/м3; gс
= 1800 кг/м3;
dу,
dс
- толщина соответственно утеплителя и стяжки, dу
= 15 см, dс = 2 см;
qк
- нагрузка от веса рулонной кровли, qк
= 20 кг/м2;
gfy,gfc,gfк
- коэффициенты надежности по нагрузке соответственно утеплителя, стяжки и
кровли, которые здесь равны 1,3.
Нагрузка
от веса колонны
где
bк
- предварительный размер поперечного сечения колонны, bк
= 0,3м; hпод,
hэт
- высота соответственно подвала и этажа, hпод
= 2,8 м, hэт
= 3,3 м; n - число этажей, n
=3;
g
- объемная масса железобетона, g = 2500 кг/м3 (25 кН/м3);
gf
-
коэффициент надежности по нагрузке gf
= 1,1.
Постоянная
расчетная нагрузка на колонну
Временная
расчетная нагрузка на колонну
где
S0
- нормативный вес снегового покрова на 1 м поверхности земли, принимаемый по табл. 1.7 [6] в зависимости от района строительства, для II
района строительства S0
= 1,2кПа;
m-
коэффициент зависящий от вида перекрытия, m = 1
Постоянная
расчетная продольная сила в колонне подвала
Определение
изгибающих моментов в колонне можно выполнить из условия, что при полужестких
стыках с ригелями максимальный момент в колонне возникает при загружении
временной нагрузкой одного из двух ригелей, опирающихся на колонну, причем
момент воспринимается только колонной. В этом случае
,
где
R - опорная реакция ригеля от
временной нагрузки р (табл. 1),
R
= 0,5*р*В* l = 0,5*2,28*5,4*5,7
=35,1кН
е1
- эксцентриситет опорной реакции при принятых размерах колонны е1
= 25 см.
Конструктивный
расчет колонны выполняем как внецентренно сжатого элемента прямоугольного
профиля с симметричной арматурой. Расчетную длину колонны принимаем равной
высоте подвала, l0
= 2,8 м. Принимаем класс бетона колоны В35, продольной рабочей арматуры А400.
По
таблице 3.4 [6] определяем расчетное сопротивление
бетона осевому сжатию, Rb
= 14,5 МПа, по таблице 3.5[6] модуль
деформации бетона Eb
= 27000 МПа.
По
таблице 5.8[5] находим расчетное сопротивление
продольной арматуры осевому растяжению, Rs
= 355 МПа и осевому сжатию Rsc
= 355 МПа, по таблице 3.10[6] модуль
деформации стали Es
= 200000 МПа.
Принимаем
размеры поперечного сечения колонны b
= h = 30 см.
Рабочая
высота сечения h0
= h – a
= 30 – 3 = 27 см.
Критическая
продольная сила
Случайный
эксцентриситет еа принимаем равным наибольшему из трех значений: еа
= l0/600
= 280/600 = 0,47 см, еа = h/30
= 30/30 = 1 см и еа = 1 см.
Расстояние
от точки приложения силы N до центра тяжести растянутой арматуры
,
начальный
эксцентриситет
Определяем
значение следующих величин:
ω0
= 0,85-0,008*Rb
= 0,85-0,008*14,5 = 0,734
,
, a’
= 3 см, ,
,
При
an
< xr
(1.458 < 1.5) площадь поперечного сечения арматуры определяем по формуле
,
Требуемую
площадь поперечного сечения арматуры определяем, исходя из минимального
процента армирования,
По
сортаменту(таблица 3.13[6]) подбираем 3 стержня
диаметром 22 мм с площадью сечения As
= As’
= 11,4 см2.
Определяем
процент армирования
Поперечную
арматуру (хомуты) устанавливаем без расчета. В сварных каркасах диаметр хомутов
принимают равным 0,3 диаметра продольной арматуры(0,3*22 = 6,6 мм), шаг хомутов - не более 20 диаметров продольных стержней (20*22 = 440 мм), но не более удвоенной ширины колонны (2*300 = 600 мм) и не более 500 мм. Поперечную арматуру выполняем из стали класса А 240 Æ8 мм с шагом 400 мм.
Рис.
9. Армирование колонны
Рис.
10. Стык колонн с ванной сваркой выпусков арматуры
Расчет
стыка выполняют для двух стадий его работы:
- для
стадии монтажа проверяют прочность бетона центрирующего выступа на местное
смятие при незамоноличенном стыке;
- для
стадии эксплуатации при замоноличенном стыке подбирают параметры косвенного армирования
в зоне анкеровки продольной арматуры, где она частично или полностью не
включена в работу.
В
курсовой работе выполним расчет стыка для стадии эксплуатации с некоторыми
упрощениями, основанными на следующих исходных предпосылках:
1. Работа
продольной рабочей арматуры в зоне ее анкеровки при расчете прочности не
учитывается.
2. На
основании предыдущих расчетов устойчивость колонн в полной мере обеспечивается
бетоном и продольной арматурой.
3. Изгибающие
моменты в колонне не велики, в месте стыка они близки к нулю; их влиянием на неравномерность
распределения напряжений по сечению можно пренебречь.
4. Так
как l0/h
< 20 случайные эксцентриситеты можно не учитывать.
С
этих позиций расчет стыка выполняем следующим образом.
Вначале
назначаем шаг сеток косвенного армирования S
в пределах 60-150 мм, но не более h/3
= 30/3 = 10 см (рис. 10). Сетки устанавливаем у торца колонны на длине l
которая должна быть не менее десяти диаметров продольной арматуры (10*22 = 220 мм) и не менее размера поперечного сечения h
= 30 см. Размер ячеек а1 назначаем в пределах 45-100 мм, но не более h/4 = 300/4 = 75 мм. Принимаем S
= 100 мм, l = 300 мм, а1 = 60 мм. Сетки выполняем из арматуры класса А400, диаметр определяем расчетом.
Расчетная
нагрузка на колонну первого этажа
Требуемое
расчетное сопротивление бетона сжатию, усиленного косвенным армированием
где
Aef - площадь поперечного
сечения колонны, ограниченная
контуром
сетки, без учета площади подрезок, Aef
= 5*a2
= 5*52 = 125 см2
Необходимый
коэффициент косвенного армирования
Требуемая
площадь одного стержня сетки
где
n и l1-
соответственно число стержней одного направления в
сетке
и длина стержня.
По
сортаменту подбираем диаметр стержней сетки 14 мм, As
= 1,539 см2.
Консоли
колонны ввиду небольшой высоты устраиваем с жесткой арматурой, состоящей из
двух сжатых и двух растянутых стержней класса А400 и вертикальных
ребер-пластин, соединяющих эти стержни.
Рис.
11. Конструкция консолей колонны
Их
расчет выполняем как изгибаемого элемента с двойной арматурой.
Изгибающий
момент в консоли
где
Q- опорное давление ригеля, равное максимальной
поперечной
силе (см. статический расчет ригеля), Q
= 168,6 кН;
С
- расстояние от грани колонны до точки приложения силы Q
(С =10 см).
Требуемая
площадь продольной арматуры
где
zs - плечо внутренней
пары сил: zs
= 10 см.
По
сортаменту подбираем 2 стержня Æ18 мм. На срез от
действия поперечной силы консоль рассчитывают без учета работы бетона, как
стальную конструкцию. В курсовой работе этот расчет не выполняем и
конструктивно принимаем толщину вертикальных ребер d
= 10мм.
5.
Расчет и конструирование фундамента под колонну
Принимаем
класс бетона фундамента В15, продольной рабочей арматуры А300.
По
таблице 3.4 [6] определяем расчетное сопротивление
бетона осевому растяжению, Rbt
= 0.75 МПа.
По
таблице 5.8 [5] находим расчетное сопротивление
продольной арматуры осевому растяжению, Rs
= 270 МПа.
Определение
размеров подошвы фундамента
Изгибающий
момент, передаваемый колонной на фундамент, относительно мал, его можно не
учитывать, фундамент условно считать центрально нагруженным, принять квадратным
в плане с требуемым размером подошвы
где
N - полная расчетная продольная
сила, передаваемая колонной
на
фундамент, N = 1216,72 ;
R0
- условное расчетное давление на грунт , R0
= 220 кН;
gm
-
средняя объемная масса фундамента и грунта на его
уступах,
gm
= 2 т/м3 = 20 кН/м3;
H1-
глубина заложения фундамента от пола подвала, которая
предварительно
может быть принята равной 1,0-1,5 м, H1
= 1,5 м.
Размер
стороны квадратной подошвы фундамента а принимаем кратной 5 см, а = 3,0 м Фактическая площадь подошвы А = а2 = (3,0)2 = 9,0 м2.
Общую
высоту фундамента определяем из условий:
- надежного
защемления колонны в фундаменте:
- достаточной
анкеровки продольных стержней колонны:
где
d - диаметр продольных стержней
колонны, d = 22 мм;
- предотвращения
продавливания: ,
где
аs — величина
защитного слоя бетона для фундаментов без
подготовки
(аs = 7 см);
Н0-
требуемая высота фундамента из условия сопротивления продавливанию
,
где
р – фактическое давление на грунт под фундаментом,
р
= N/A
= 1216,72/9,0 = 171,25 кПа.
Высоту
фундамента принимаем по большему из полученных значений, кратной 15 см, H
= 1050 см.
Рис.
12. Стакан фундамента
Затем
задаем размеры стакана. Его дно (толщина бетона от низа стакана до подошвы
фундамента) должно быть не менее 20 см, толщина неармированной стенки - 20 см, глубина стакана Hст
- не менее bk
= 30 см и 20d плюс 5 см
Hст=
20*2,2+ 5 = 49 см, принимаем Hст= 50 см. Ширину стакана назначаем из условия, чтобы зазор между его внутренней стенкой и поверхностью колонны
был равен 75 мм вверху и 50 мм внизу. Между дном стакана и нижним торцом
колонны должна быть подливка из цементного раствора толщиной 50 мм (рис. 12).
При
известных ширине подошвы фундамента, его высоте и ширине стакана число ступеней
фундамента и их размеры устанавливаем из условия, чтобы высота каждой из них была
равной 30 или 45 см, а соотношение ширины ступени к ее высоте в пределах 1 -
1,5. Можно приближать сопряжение ступеней к граням пирамиды продавливания,
которая начинается у основания колонны и проходит до уровня арматурной сетки
под углом 45° (рис. 13) N
= 1216,72 кН
Рис.
13. К расчету фундамента под колонну
Проверяем
прочность на продавливание нижней ступени
,
где
Р – расчетная продавливающая сила,
;
А1
– площадь основания пирамиды продавливания,
b’
– средний периметр пирамиды продавливания,
Т.
к. условие выполняется, прочность на продавливание нижней ступени обеспечена.
Расчет
фундамента на изгиб производим как консольной системы, опирающейся на колонну и
загруженной реактивным давлением грунта. Растягивающие напряжения в этой
системе воспринимает нижняя арматурная сетка, площадь сечения которой
определяем расчетом на прочность нормальных сечений 1-1, 2-2 и 3-3 (рис. 13).
Рис.
14. К расчету фундамента под колонну
Изгибающие
моменты в этих сечениях
Требуемое
сечение рабочей арматуры
Необходимое
армирование подбираем по большему значению Аs.
Принимаем шаг стержней сетки S
= 150 мм, по сортаменту (таблица 3.13 [6])
подбираем диаметр стержней 14 мм.
6.
Расчет армокирпичного столба
В
курсовой работе армокирпичный столб проектируем, как вариант колонны и
рассчитываем в условном предположении его центрального сжатия, когда нагрузка с
перекрытия передается через железобетонную подушку с центрирующей прокладкой.
Сопряжения столба с перекрытием и фундаментом считаются шарнирными.
Для
столба используем следующие материалы: силикатный кирпич марки M150,
цементный раствор марки М100 и арматурную проволоку класса В500.
Вначале
определяем размеры поперечного (квадратного) сечения столба
где
N - расчетная продольная сила (из
расчета колонны), N = 1216,72 кН; Rsk
- предварительное расчетное сопротивление сжатию армированной кладки, Rsk
= 1.5*R;
R
— расчетное сопротивление сжатию неармированной кладки, которое в зависимости
от марки кирпича и раствора принимаем по табл. 2[7],
R = 2,2 МПа.
Rsk
= 1,5*2,2 = 3,3 МПа.
Размер
поперечного сечения столба h
принимаем кратным размерам кирпича: h
= 77 см и определяем площадь
Определяем
гибкость
где
l0
- расчетная длина столба, равная высоте подвала за вычетом толщины перекрытия, l0
= 2,8 - 0.22 = 2,58 м
Коэффициент
продольного изгиба j в зависимости от гибкости столба из
силикатного кирпича определяем по табл. 3 [7],
j
= 1.
Требуемое
расчетное сопротивление армированной кладки
Необходимый
процент армирования кладки
где
Rs - расчетное
сопротивление растяжению арматуры класса
В500
(Rs = 415 МПа).
Принимаем
m,
исходя из минимального процента армирования m = 0,1% Назначаем
диаметр стержней сетки 3 мм и шаг сеток по высоте S
через 2 ряда ( 20 см). По сортаменту (таблица 3.13 [6]
) определяем площадь одного стержня Asl
= 0,071 см2. Требуемый размер квадратных ячеек сетки
Значение
С принимаем 8 см.
Библиографический
список
1. Боровских А. В.
Расчеты железобетонных конструкций по предельным состояниям и предельному
равновесию: Учеб. Пособие – М.: ИАСВ, 2002. – 320 с.
2.
Железобетонные
и каменные конструкции: Учеб. для строит. спец. ВУЗов/В. М. Бондаренко, Р.О.
Бакиров, В.Г. Назаренко, В.И. Римшин; Под редакцией В.М. Бондаренко. – 2-е
изд., перераб. и доп. – М.: Высш. шк., 2002. – 876 с.: ил.
3.
Проектирование
каменных и армокаменных конструкций. Учебное пособие / А.И. Бедов, Т.А.
Щепетьева – М.:АСВ, 2002. – 240с.
4.
Свод
правил по проектированию и строительству. СП 52 – 101 – 2003. Бетонные и
железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры.
5.
Свод
правил по проектированию и строительству. СП 52 – 102 – 2003. Предварительно
напряженные железобетонные конструкции.
6.
Фролов
А.К., Бедов А.И., Шпанова В.Н., Родина А.Ю., Фролова Т.В. Проектирование
железобетонных, каменных и армокаменных конструкций. Учебное пособие: - М.:
Издательство АСВ, 2002. – 170 стр.
7. Проектирование железобетонных
конструкций многоэтажного здания: Методические указания к выполнению курсового
проекта по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции» для студентов
специальности 290500 – Городское строительство и хозяйство. – Белгород: Изд-во
БелГТАСМ, 2002. – 46 с.
8. СНиП 2.03.01-84 – «Бетонные и
железобетонные конструкции». – М.:ГЦ
ЦПП, 1985. – 79 с.
9. СНиП 2.01.07-85.\ - «Нагрузки и
воздействия. Нормы проектирования».. –
М.: ГП ЦПП, 1986. – 36 с.
Страницы: 1, 2
|