Изм. Лист № докум. 1 Подпись Дата 1 Лист 1 Изм. Лист № докум. 2 Подпись Дата 2 Лист 2 Изм. Лист № докум. 3 Подпись Дата 3 Лист 3 Изм. Лист № докум. 4 Подпись Дата 4 Лист 4 Раздел I Монолитное ребристое перекрытие 1.1 Компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия Главные балки расположены в поперечном направлении здания, то есть по наибольшему шагу колонн. Привязка наружных кирпичных стен равна 250 мм от разбивочных осей до внутренней грани стен. Расстояния между второстепенными балками назначаются с учетом проектирования плиты балочного типа (отношение большего пролета плиты к меньшему должно быть >2). Размер крайнего пролета может быть меньше среднего не более чем на 20%. Размеры поперечных сечений балок должны соответствовать унифицированным. Принимаем конструктивную схему монолитного ребристого перекрытия согласно рисунку 1. Изм. Лист № докум. Подпись Дата Рисунок 1 – Конструктивная схема монолитного перекрытия. ГБ – главная балка, ВБ – второстепенная балка 5 5 Лист 5 При компоновке железобетонного монолитного перекрытия были учтены рекомендации относительно длин главных и второстепенных балок, в соответствии с которыми главные балки следует принимать длиной 8-10 метров, а вспомогательные в пределах 6-8 метров. 1.2 Расчет монолитной плиты перекрытия 1.2.1 Вычисление расчетных пролетов и нагрузок на плиту Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия: высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок 1 1 1 1 hв.б . Lв.б . 9000 600 мм 12 20 12 20 bв.б. 0,3 0,5 hв.б. (0,3 0,5) 600 250 мм высота и ширина поперечного сечения главных балок 1 1 1 1 hг .б . L 10000 1000 мм 8 15 10 15 bг.б. 0,3 0,5 hг.б. (0,3 0,5) 1000 400 мм Изм. Лист № Подпись Дата Толщину монолитной плиты перекрытия назначаем 100 мм. докум. Рисунок 2 - Схема определения расчетных пролетов плиты 6 6 Лист 6 Определяем расчетные пролеты плиты: в коротком направлении 120 bв.б . 120 250 2500 - 250 2185 мм 2 2 2 2 2500 - 250 2250 мм lк1 шагв.б . - 250 lк 2 шагв.б . - bв.б . в длинном направлении lд шагmin - bг.б. 9000-400 8600 мм Поскольку отношение пролетов lд lкmax 8600 3.82 2 , то плита балочного 2250 типа. Для расчета плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу шириной 1 м (см рис. 1). Плита будет работать как неразрезная балка, опорами которой служат второстепенные балки и наружные кирпичные стены. Дата Изм. Листна 1 м2 плиты № Подпись Таблица 1 – Нагрузки монолитного перекрытия докум. Норм. Вид нагрузки нагр. γf н 2 q , кН/м Постоянная: - собственный вес плиты 2,5 1,1 3 (tpl=100мм, ρ=2500 кг/м ) - конструкция пола 1) цементно-песчаная стяжка 0,9 1,3 3 (tpl=50мм, ρ=1800 кг/м ) 2) керамическая плитка 0,54 1,3 3 (tpl=30мм, ρ=1800 кг/м ) Итого 3,94 Временная: 3,5 1,2 -полезная нагрузка на перекрытие Всего 7,44 Расч. нагр. qр, кН/м2 2,75 1,17 0,702 4,622 4,2 8,822 С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1 м плиты равна q 8,822 n 8,822 1,1 9, 7кН / м 2 . 7 7 Лист 7 Рисунок 3 – Расчетная схема плиты и эпюра изгибающих моментов Определяем изгибающие моменты: в первом пролете M1 ql12 9, 7 (2,185) 2 4, 212кН м, 11 11 (1) где q – расчетная распределенная нагрузка; l1 – расчетный пролет крайней плиты в коротком направлении на первой промежуточной опоре: М2 ql1 2 9, 7 (2,185) 2 4, 212кН м, 11 11 (2) в средних пролетах и на средних опорах 2 9, 7№ (2, 25) Подпись 3, Дата 07 кН м, 16 докум. 16 qlср 2 Изм. М Лист 3 (3) где lср – расчетный пролет средней плиты в коротком направлении. 1.2.2 Характеристики прочности бетона По СП 63.13330.2012 «Бетонные и железобетонные конструкции» определяем прочностные и деформативные характеристики бетона и арматуры заданного класса с учетом влажности окружающей среды. Бетон тяжелый класса В35: Rb = 19,5 МПа Rbt = 1,3 МПа 1.2.3 Подбор сечений продольной арматуры сеток В средних пролетах и на средних опорах. Принимаю арматуру Bр-500 8 8 Лист 8 Rs= 415 МПа Rsc= 390 МПа Рабочую высоту сечения определяю с учетом защитного слоя бетона для рабочей арматуры. Принимаю защитный слой а=20 мм. 20 h0 h a 100 20 70 мм 2 M (3,4) 3,07 103 0,032 6 2 m 2 19,5 10 (0,07) R b h b 0 el R Rs 415 0, 002 Es 2, 05 105 0,8 1 el b 2 0,8 0,51 0, 002 1 0, 0035 R R (1 0,5 R ) 0,51 (1 0,5 0,51) 0,38 Изм. Лист № Подпись mдокум. 0.032 R Дата 0.38 Условие выполняется, следовательно, установка сжатой арматуры по расчету не требуется. Суммарная площадь всех стержней: 3,4 Аsтр b h0 (1 1 2 m ) Rb R s 19,5 1000 70 (1 1 2 0.032) 106,99 мм2 415 Шаг между стержнями сетки находится в пределах 100 S 200 , принимаем S 200 мм . Следовательно N 5 шт на 1 метр. Площадь одного стержня: S1ст Asтр N 106,98 21, 4 мм2 ; 5 Диаметр одного стержня: 9 9 Лист 9 S1cт 4 ds 21, 4 4 5, 22 6 мм. Принимаю сетку из 5 стержней ⌀ 6 мм с площадью рабочей арматуры ASф 141, 4 мм Шаг стержней сетки в поперечном направлении 200 мм. 3,4 2 В первом пролёте и на первой опоре: 4, 412 103 0,046 6 2 m 2 19,5 10 (0,07) R b h b 0 m 0.046 R 0.38 Условие выполняется, следовательно, установка сжатой арматуры по расчету не требуется. M (1,2) 1,2 Аsтр b h0 (1 1 2 m ) Rb R s 19.5 1000 70 (1 1 2 0.046) 154,95 мм2 415 1,2 3,4 AS ASтр ASф 154,95 Дата 141, 4 13,55 мм2 Изм. Лист № докум. Подпись Принимаю дополнительное армирование. Шаг между стержнями сетки находится в пределах 100 S 200 , принимаем S 200 мм . Следовательно, N 5 шт на 1 метр. Площадь одного стержня: S1ст АS 13,55 2, 71мм 2 ; N 5 Диаметр одного стержня: ds S1cт 4 2,71 4 1,85 3 мм. Принимаю дополнительную сетку из 5 стержней ⌀ 3 мм с площадью доп 2 рабочей арматуры ASф 35,34 мм 10 10 Лист 10 Шаг стержней сетки в поперечном направлении 200 мм. Определяем количество распределительной арматуры. Распределительную арматуру принимаю из условия что, площадь её должна быть не менее 30% от площади продольной арматуры. 3,4 Aраспр 0,3 АSф 0,3 141, 4 42, 4 м2 Шаг принимаю равный S 300 мм . Следовательно, N 3 шт на 1 метр. Площадь одного стержня: S1ст Араспр N 42, 4 14,1мм2 ; 3 Диаметр одного стержня: ds S1cт 4 14,1 4 4, 24 5 мм. Принимаю распределительную арматуру Дата из 3 стержней ⌀ 5 мм с Изм. Лист № Подпись Aраспр 42, 4 мм2 площадью рабочей арматуры докум. Шаг стержней сетки 300 мм. 1.3 Расчет и проектирование монолитной второстепенной балки 1.3.1 Конструктивная схема второстепенной балки. Сбор нагрузок на второстепенную балку 11 11 Лист 11 Рисунок 4 – Схемы для определения расчетных пролетов второстепенной балки Вычисляем расчетные пролеты второстепенной балки (рис. 4): Изм. Лист для крайнего пролета l01 шаг г .б . - № докум. Подпись Дата bгб 250 400 9000 -125 8675 мм 2 2 2 Определяем расчетную нагрузку на 1 м второстепенной балки, собираемую с грузовой полосы шириной, равной максимальному расстоянию между осями второстепенных балок (1 м). Таблица 2 – Сбор нагрузок на 1м второстепенной балки. Наименование нагрузки Постоянная: - от собственного веса балки qn=25×(0,6-0,1) ×0,25 - от конструкции пола: 1. Цементно-песчаная стяжка qn=0,9×2, 5 2. Плитка 12 Нормат.н. γf qn(кН/м) Расчет.н. qr(кН/м) 3,125 1,1 3,438 2,25 1,3 2,925 1,35 1,3 1,755 12 Лист 12 qn=0,54×2, 5 -от массы плиты qn=25×0,1×2,5 6,25 Итого Временная: -полезная нагрузка на перекрытие qn = 3,5∙ 2, 5 Всего 1,1 10,865 8,75 6,875 12,479 1,2 21,73 10,5 25,493 С учетом коэффициента надежности по ответственности здания расчетная нагрузка на 1 м2 плиты равна: q 21,93 n 25, 493 1,1 28, 042кН / м 2 . Составим расчетную схему при известных нагрузке и пролетах, после чего вычислим значение максимальной поперечной силы, а также изгибающих моментов: в середине 1-го пролета, на 1-ой промежуточной опоре, в средних пролетах и на средних опорах. Изм. Лист № докум. Подпись Дата Рисунок 5 – Расчет второстепенной балки на действие внешней нагрузки Изгибающий момент в середине 1-го пролета: M1 q l 2 28, 042 8, 6752 191,85кН м; 11 11 Изгибающий момент на 1-ой промежуточной опоре: q l 2 28, 042 8, 6752 M2 150, 74кН м; 14 14 Изгибающий момент в средних пролетах и на средних опорах 13 13 Лист 13 q l 2 28, 042 8, 62 M3 129, 62кН м. 16 16 Максимальная поперечная сила действует на первой промежуточной опоре и равна: Qmax 0,6 q l01 0,6 28,042 8,675 145,96кН . 1.3.2 Характеристики прочности бетона и арматуры Бетон тяжелый, класса В35 Rb = 19,5МПа Rbt = 1,3МПа Принимаю арматуру AⅣ (А600), т.к. у арматуры класса Bр-500 нет прокатов достаточного диаметра. Rs=510 МПа Rsc= 400 МПа 1.3.3 Расчет прочности второстепенной балки по сечениям, нормальным к продольной оси Изм. Лист № докум. Подпись Дата Рисунок 6 – Схема поперечного сечения второстепенной балки в первом пролете Проверим правильность предварительного назначения высоты сечения второстепенной балки: h0 М max 191,85 103 369 мм 0, 289 Rb b 0, 289 19,5 106 0, 25 если h0+a = 448+40=409мм < 600 мм, т.е. увеличивать высоту не требуется. 14 14 Лист 14 Определяем высоту сжатой зоны: h0 hвб - 40 600 - 40 540 мм Определим b f 1 1 k l01 8, 675 1, 45 м 6 6 k 1 1 (шаг в.б . b) (2,5 0, 25) 1,125 м 2 2 Принимаем k 1, 25 м . b f b 2 k 0, 25 2 1,125 2,5 м Проверим условие, при котором граница сжатой зоны находится в полке изгибаемого элемента, предполагая, что сжатая арматура по расчету не требуется, и приняв за расчетный наибольший из изгибающих моментов – момент в первом пролете, равный 98,44 кН∙м. M Rb b f h f (h0 0,5h f ); 191,85 103 19,5 106 2,5 0,1 (0,54 0,5 0,1), 191,85 2388,8Дата № Подпись Изм. Лист докум. Так как условие выполняется, то граница сжатой зоны проходит в полке и расчет производим как для прямоугольного сечения. 1) Расчет сечения в первом пролете. Определяем коэффициент статического момента сжатой зоны сечения относительно центра тяжести растянутой арматуры: м М1 191,85 103 0, 0135 Rв b 'f h0 2 19,5 106 2,5 0,542 1 1 2 m 1 1 2 0, 0135 0, 014 R 15 0,8 1 el b 2 0,8 0,565 0, 002 1 0, 0048 15 Лист 15 0,014<0,565 Условие ξ≤ ξR выполняется, установка сжатой арматуры не требуется. Определим требуемую площадь сечения арматуры АSтр: Rb b h0 19.5 106 2500 0, 014 540 ASтр 722, 65 мм 2 6 RS 510 10 Из сортамента стержневой и проволочной арматуры принимаю 2 стержня ⌀ 22 мм, арматура AⅣ, с площадью рабочей арматуры AS=760 мм2. 2) Расчет сечения на первой от края опоре: Рисунок 7 – Схема поперечного сечения второстепенной балки на первой Изм. Лист № Подпись Дата от края опоре докум. Определяем коэффициент статического момента сжатой зоны сечения относительно центра тяжести растянутой арматуры: м М2 150, 74 103 0,106 Rв b h0 2 19,5 106 0, 25 0,542 1 1 2 m 1 1 2 0,106 0,112 R 0,8 1 el b 2 0,8 0,565 0, 002 1 0, 0048 0,112<0,565 Условие ξ≤ ξR выполняется, установка сжатой арматуры не требуется. Определим требуемую площадь сечения арматуры АSтр: 16 16 Лист 16 ASтр Rb b h0 19.5 106 250 0,112 540 578,12 мм 2 6 RS 510 10 Из сортамента стержневой и проволочной арматуры принимаю 2 стержня ⌀ 20 мм, арматура АⅣ, с площадью рабочей арматуры AS=628 мм2. 1.3.4 Расчет прочности второстепенной наклонным к продольной оси балки по сечениям, Диаметр поперечных стержней устанавливаю из условия сварки с продольными стержнями ds=16 мм и принимаю d sw 0, 25 d s 6 мм класса Вр500. Rsw = 300 МПа Шаг поперечной арматуры устанавливается по СП 63.13330.2012 0,5 h0 270 мм S , принимаю 250 мм. 300 мм Проверяю условие обеспечения прочности по наклонной полосе: Qmax 0,3 RB b h0 6 96,97 кН 0,3 19, 6 10 0, 25 0,54 Изм. Лист № Подпись Дата докум. 145,96кН 263,3кН Условие выполняется, следовательно, поперечная арматура по расчету не требуется. Проверяю условие обеспечения прочности по наклонным сечениям на действие поперечных сил: Q Qb Qs ; где Qb - поперечная сила воспринимаемая бетоном; Qs - поперечная сила воспринимаемая поперечной арматурой. Определяем интенсивность поперечного армирования: Rs As 300 106 5, 652 105 кН qs 67,85 ; S 0, 25 м 2 где As S1cт N 56,55 мм Поперечную арматуру учитываю в расчете, если: 17 17 Лист 17 qs 0, 25 Rbt b 67,85 кН кН 8,1 м м Mb 142,16 103 c 2, 25 м q 28, 042 103 Принимаю с 920 мм . h0 540 мм с 2 h0 1080 мм 1,5 Rbt b h02 1,5 0,13 106 0, 25 0,542 Qb 438, 75кН c 0,92 0,5 Rbt b h0 Qb 2,5 Rbt b h0 87, 75кН 131, 625кН 438, 75кН Условие выполняется. № Подпись Дата QsИзм. Лист 0,75 qдокум. s c 0,75 67,85 0,92 56,78 кН Q Qb Qs 145,96 131, 625 56,8 Условие выполняется, т.е. прочность наклонного сечения по поперечной силе обеспечена. Шаг поперечной арматуры S должен быть не больше S max : S S max S max Rbt b h02 0,13 106 0, 25 0,54 643 мм Qmax 145,96 103 250 мм 643мм Условие выполняется. 18 18 Лист 18 Раздел II Сборное ребристое перекрытие 2.1. Расчет и проектирование сборной предварительно напряженной плиты перекрытия 2.1.1 Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия Сборное железобетонное перекрытие при неполном каркасе состоит из рядовых ребристых плит, доборных монолитных плит, укладываемых вдоль пролета у наружных стен и связевых ребристых плит, объединяющих смежные пролеты. Изм. Лист № докум. Подпись Дата Рисунок 10 – Схема компоновки сборного перекрытия Пр – плита ребристая, Пр(с) – плита связевая, Пр(д) – плита доборная, Р – ригель железобетонный В результате компоновки были получены номинальные размеры элементов перекрытия. Номинальная длина плит – 9 м, номинальная ширина рядовых и связных плит – 2м, доборных – 1 м. Величина опирания плиты на ригель 120 мм. Высотой ребристой плиты задаемся из соотношения: 1 1 hпл L 450 300 20 30 где L – перекрываемый пролет. 19 19 Лист 19 Из этого соотношения принимаем высоту плиты h = 350мм. Сечение ригеля – прямоугольное. Размерами ригеля задаемся из известных соотношений: 1 1 h L (900 600) 700 мм; 10 15 b (0,3 0,5) h 300 мм. Принятые размеры конструктивных элементов перекрытия показаны на рисунке 11. 8 Изм. Лист № докум. Подпись Дата Рисунок 11 – Параметры элементов сборного перекрытия Расчетный пролет плиты составляет: l0 9000 120 8880 мм Сбор нагрузок на 1 м2 плиты выполним в табличной форме. Таблица 3 - Сбор нагрузок на 1м2 ребристой плиты 20 20 Лист 20 Нормат.н. γf qn(кН/м) Наименование нагрузки Постоянная: - от собственного веса балки qn=25×0,105 - от конструкции пола: 1. Цементно-песчаная стяжка qn=0,9 2. Плитка qn=0,54 Временная: - полезная полная нагрузка qtot=3,5 Полная нагрузка - длительная нагрузка ql = 0,8 × qtot=0,8×3,5 В том числе постоянная и длительная нагрузка Расчет.н. qr(кН/м) 2,625 1,1 2,888 2,25 1,3 2,925 1,35 1,3 1,755 3,5 1,2 4,2 9,725 - 10,47 2,8 1,2 3,36 9,025 - - Расчетные нагрузки на 1 м длины при ширине плиты 2 м с учетом коэффициента надежности. Для расчетов по первой группе предельных состояний: Изм. Лист № Подпись Дата докум. q 10, 47 2 1,1 20,94 кН м Для расчетов по второй группе предельных состояний: qtot 9, 725 2 19, 45 ql 9, 025 2 18, 05 кН м кН м Расчетные усилия: Для расчетов по первой группе предельных состояний: q l02 20,94 8,882 M 206, 4кН м 8 8 21 21 Лист 21 Q q l0 20,94 8,88 92,97кН 2 2 Для расчетов по второй группе предельных состояний: M tot qtot l02 19, 45 8,882 191, 71кН м 8 8 ql l02 18,05 8,882 Ml 177,92кН м 8 8 Класс бетона В40: Rbn Rb , ser 29МПа Rb 22МПа Rbt , ser 2,1МПа Rbt 1, 4МПа Еb 36000МПа С разрешения преподавателя принимаю класс арматуры К1500, т.к. арматуры К1700 нет в СП. Rs ,n Rs , ser 1500МПа Изм. Лист Rs 1250МПа Es 1,8 105 МПа № докум. Подпись Дата Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в соответствии с требованиями п. 9.1.1 СП 63-13330: 0,9 Rs ,n 0,8 1500 1200МПа 0,3 Rs ,n 0,3 1500 450МПа sp Принимаю sp 650МПа 2.1.2 Расчет ребристой плиты по первой группе предельных состояний Расчет прочности по сечению, нормальному к продольной оси, M 206, 4кН м 22 22 Лист 22 h 'f 50 0,142 0,1 , расчетная h 350 ширина полки b'f 1960 мм . h0 350 35 315 мм . Согласно п. 8.1.11 СП 63-13330 при Проверяем условие: Rb b'f h'f h0 0,5 h'f M 17 1960 50 315 0,5 50 483,14кН м 87, 47кН м т. е. граница сжатой зоны проходит в полке и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b'f 1960 мм . M 206, 4 106 m 0, 048 Rb b 'f h02 22 1960 3152 sp Rs По таблице Ⅳ. 2. согласно примечанию, для класса арматуры К1500 и 0,8 находим R 0,39 . Требуемую площадь сечения арматуры вычисляем по формуле: Изм. Лист № докум. Подпись Дата ' Asp Rb b f h0 s 3 Rs где 1 1 2 m 1 1 2 0,048 0,049 s 3 1,1 Asp 0, 049 22 1960 315 484, 04 мм2 1,11250 Принимаем 218 К1500( Аsp 509 мм2 ) . Расчет полки на местный прогиб. Расчетный пролет равен: l0 1960 140 40 1780 мм 23 23 Лист 23 Нагрузка на 1 м2 полки толщиной 50 мм будет равна: q (h'f f g f f f ) n где h 'f - толщина полки, м; - плотность тяжелого ж/б; f - коэффициент надежности по нагрузке; g f - постоянная нормативная нагрузка от массы пола; - временная нормативная нагрузка; n - коэффициент надежности здания; q (0, 05 25 1,1 3,38 1,3 3,5 1, 2) 1,1 10,96 кН м Изгибающий момент для полосы шириной 1м определяется с учетом частичной заделки полки плиты в ребра по формуле: q l02 10, 47 1, 782 M 1,88кН м 11 11 Рабочая высота расчетного сечения прямоугольного профиля: Изм. Лист h0 №h aПодпись 50 17 33 мм Дата докум. Принимаем арматуру 5 Вр 1( Rs 360МПа; R 0,372) . m M 1,88 106 0, 078 R 0,372 Rb b h02 22 1000 332 Тогда требуемая площадь продольной рабочей арматуры сетки на ширине 1м будет равна: R b h0 (1 1 2 m ) 22 1000 33 (1 1 2 0, 078) Asp b 163,97 мм2 Rs 360 Принимаю сетку с рабочей арматурой 5 Вр 1 с шагом s 100 мм (105Вр1, Аs 196,35 мм 2 ) . Проверка прочности ребристой плиты по наклонным сечениям. 24 24 Лист 24 Согласно требованиям п. 5.12 пособия к СП 52-102 будем армировать каждое ребро плиты плоским каркасом с поперечными стержнями из h арматуры класса Вр-1, диаметром 5мм с шагом sw 150 мм 0 157,5 мм 2 2 ( Rsw 260МПа; Аsw 2 19, 6 39,3 мм ) Усилие обжатия о растянутой продольной арматуры находим по формуле: P 0, 7 sp Asp P 0, 7 650 402 182,91кН Коэффициент 0,7 учитывает, что потери предварительного напряжения приблизительно будут равны 30%. Qmax 92,97кН кН q1 20,94 м Прочность наклонной полосы проверяем из условия: 0,3 Rb b h0 Qmax 0,3 22 140№ 315Подпись 291, Дата 06кН Изм. Лист докум. 50,86кН т.е. прочность бетонной полосы обеспечена. Прочность по наклонным сечениям проверяем из условия: Q Qb Qsw Усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента равно: Rsw Aw 300 39,3 Н 78, 6 sw 150 мм Определяем коэффициент n по формуле: qsw P P n 1 1, 6 1,16 Rb A1 Rb A1 25 2 25 Лист 25 2 где А1 140 350 49000 мм P 182910 0,17 Rb A1 22 49000 n 1 1, 6 0,17 1,16 0,17 2 1, 24 Проверяем условие: qsw 0, 25 n Rbt b 78, 6 Н Н 0, 25 1, 24 1, 4 140 60, 76 мм мм т. е. условие выполняется и M b вычисляется по формуле: M b 1,5 n Rbt b h02 M b 1,5 1, 24 1, 4 140 3152 36 106 Н мм Находим Изм. Лист № докум. Подпись Дата Qb,min 0,5 n Rbt b h0 Qb ,min 0,5 1, 24 1, 4 140 315 38, 28кН Определяем длину проекции “с” не выгоднейшего наклонного сечения и проекцию наклонной трещины с0 согласно п 3.3.3 пособия к СП 52-102. Mb 36 106 1311мм , но 3 h0 3 315 945 мм c , Так как q1 20,94 принимаем c 3 h0 945 мм . Поскольку c0 c 945 мм 2 h0 630 мм , принимаем c0 2 h0 630 мм . Тогда 26 26 Лист 26 M b 36 106 Qb 38, 095кН Qmin 38, 28кН c 945 Принимаем Qb 38, 28кН . Проверяем условие, принимая Q в конце наклонного сечения, т.е. Q Qmax q1 c 92,97 20,94 0,945 73,18кН Qb 0,75 qsw c0 38, 28 0,75 78,6 0,63 75, 42кН Q 73,18кН Т.е. прочность наклонного сечения обеспечена. Определим sw,max по формуле: sw,max n Rbt b h02 Qmax 1, 24 1, 4 140 3152 259, 4 мм sw 150 мм 92970 Т.е. требования удовлетворены. 2.1.3 Расчет ребристой плиты по второй группе предельных состояний Изм. Лист № докум. Подпись Дата Согласно требованиям п. 8.2.6 СП 63.13330 в ребристой плите, армированной напрягаемой арматурой класса К1500 и 9 , допускается предельная ширина продолжительного раскрытия трещин acrc ,ult 0, 2 мм и непродолжительного acrc ,ult 0,3 мм . По таблице Е.1 СП 20.13330 для расчетного пролета 8,88м относительное значение предельного прогиба из эстетико-психологических требований равно 0,00494, и следовательно, предельный прогиб составляет fult 0,00494 8880 43,86 мм . Назначаем передаточную прочность бетона Rbp 20МПа , удовлетворяющее требованиям п. 6.1.6 СП 63.13330 . Геометрические характеристики приведенного сечения плиты Площадь приведенного сечения равна: A 1960 105 0, 205 106 мм2 27 27 Лист 27 Вычислим коэффициент, учитывающий неодинаковость упругих свойств арматуры и бетона: Es 180000 5,54. Eb 32500 Вычислим площадь приведенного сечения: Ared Ab As ; Ared 0, 205 10 5,54 127, 22 0, 206 106 мм2 . 6 Вычислим статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани: Sred Sb S s ; Sred 1960 50 (350 50 / 2) 140 300 300 2 5,54 402 35 0, 61108 мм3 . Вычислим расстояние приведенного сечения: y от нижней грани до центра тяжести Sred 0, 61108 286,32 мм. Ared 0, 206 106 Дата Лист № Подпись Вычислим Изм. момент инерции приведенного сечения относительно докум. центральной оси: J red J b J s 1960 50 50 2 140 3003 350 50 2 1960 50 (350 256, 26 ) 140 300 (256, 26 ) 12 2 12 2 3 402 6,15 256, 26 35 0,154 1010 мм 4 . 2 Вычислим момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне: Wred J red 0,154 1010 0,537 107 мм3 . y 286,32 Вычислим расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки: Wred 0,537 107 r 26, 21мм Ared 0, 205 106 28 28 Лист 28 Определим потери предварительных напряжений. 1) Потери от релаксации напряжений в арматуре согласно п. 9.1.3 СП 63.13330 определяются по формуле: sp1 0, 03 sp sp1 0, 03 650 19,5МПа 2) Потери от температурного перепада при заданном автоклавном твердении бетона согласно п. 9.1.4 СП 63.13330 определяются по формуле: sp 2 1, 25 t Так как отсутствуют точные данные по температурному перепаду, принимаем t 65С . sp 2 1, 25 65 81, 25МПа 3) Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств При натяжении арматуры на упоры потери вычисляются по формуле: Изм. Лист № Подпись Дата l докум. sp 3 Es , МПа, l (41) где Δl – смещение стержней в инвентарных зажимах, l – длина натягиваемого стержня (расстояние между наружными гранями упоров формы или стенда),мм. Смещение стержней в инвентарных зажимах определяется по формуле: l 1,25 0,15d , мм, где d – диаметр стержня. l 1, 25 0,15 9 2, 6 мм, sp 3 3,5 180000 70,94 МПа. 8880 Потери на трение арматуры о поверхность бетона конструкции при натяжении арматуры на упоры считаютсця равными нулю (σ4 = 0). 29 29 Лист 29 в) Потери от деформации стальной формы При отсутствии данных о технологии изготовления и конструкции формы потери ее деформации принимаются равными σ5 = 30МПа. Полное значение первых потерь предварительного напряжения арматуры находим по формуле: sp (1) sp1 sp 2 sp 3 sp 5 19,5 81, 25 70,95 30 201, 7 МПа Тогда усилие обжатия с учетом первых потерь будет равно: P(1) Asp sp sp (1) 402 (650 201, 7) 178, 046кН В связи с отсутствием в верхней зоне напряженной арматуры эксцентриситет усилия обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения будет равен: eop1 y a 286,32 35 251,32 мм Проверим максимальное сжимающее напряжение бетона от действия усилия Р(1) по формуле: Изм. Лист № докум. bp bp Подпись Дата P(1) P(1) eop1 y Ared I red 178046 178046 286,32 251,32 9,19МПа 0,9 22 19,8МПа 205000 0,154 1010 Следовательно, предварительное напряжение в бетоне не превышает 0,9 Rbp . Требования п. 9.1.11 СП 63.13330 выполняются. Определяем вторые потери напряжения. Потери от усадки равны: sp 5 b , sh Es 0, 00025 200000 50 МПа Где b , sh 0, 00025 - деформации усадки бетона класса В40. 30 30 Лист 30 Нагрузка от собственной массы плиты равна: qw 1,5 2, 625 3,94 кН м Тогда qw l02 3,94 8,882 Mw 38,84кН м 8 8 Напряжение на уровне напрягаемой арматуры (eop1 ysp ) равно: bp bp (P e M w ) P1 1 op y Ared J red 220800 (220800 251,32 38,84 106 ) 286,32 3,096МПа.(сжатие) 205000 0,154 1010 Напряжение σ′bp на уровне крайнего верхнего волокна при эксплуатации равны: Изм. Лист bp bp P1 ( P1 eop M w ) Подпись Дата (h y ) № Ared J red докум. 220800 (220800 251320 23.3 106 ) (350 286,32) 6,88МПа 0.( растяжение) 205000 0.154 1010 Поскольку передаточная прочность бетона Rbp меньше 70% класса бетона В40. Для бетона класса В20 находим: Rbp 20 МПа; Еb 27500МПа; b ,cr 2,8; (при влажности 70%). Тогда потери от ползучести соответственно будут равны: - на уровне растянутой напрягаемой арматуры: 31 31 Лист 31 0,8 b ,cr bp sp 6 ysp2 Ared 1 sp 1 1 0,8 b ,cr I red 0,8 2,8 7, 27 6,33 60,18МПа 221, 262 0,1175 106 1 7, 27 0, 0035 1 1 0,8 2,8 10 0,127 10 где Еsp Eb sp Asp A 200000 7, 27 27500 402 0,0035 0,115 106 - на уровне крайнего сжатого волокна потери напряжения от ползучести бетона равны нулю, так как σ′bp< 0. Следовательно, полные значения первых предварительного напряжения арматуры составляют: и вторых потерб sp (2) sp1 sp 2 sp 3 sp 4 sp 5 sp 6 Изм. Лист № Подпись Дата 19,5 81, 25 докум. 0 0 40 60,18 200,93МПа 100 МПа С учетом всех потерь напряжения в напрягаемой арматуре будут равны: sp (2) sp sp (2) 650 200,93 449, 07 МПа Усилие обжатия с учетом всех потерь равно: P sp (2) Asp 449, 07 402 180,53кН Эксцентриситет усилия обжатия Р относительно центра тяжести приведенного сечения будет равен eop eop1 221, 26 мм. Выполним проверку образования трещин M crc Wred Rbt , ser P(eop r ); 32 32 Лист 32 M crc 1,3 0, 496 107 1, 75 180,53(221, 26 42, 21) 58,85кН м M tot 191, 71кН м M crc 58,85кН м , то трещины Поскольку образуются. Расчет по раскрытию трещин Определим приращение напряжения напрягаемой арматуры от действия постоянных и длительных нагрузок s sl , то есть M M l 60,95кН м esp y sp eop 256, 26 35 221, 26 0 , Поскольку получаем es Ms 60,95 106 1, 072 M s M l 60,95кН м, тогда h0 P h0 180,53 103 315 Вычисляем коэффициент f , учитывающий работу свесов в сжатой зоне сечения f Изм. Лист (b ' f b) h 'f b h0 № Подпись (1460 140)Дата 50 1, 497 140 315 докум. f Согласно п.8.2.16 СП 63.13330, коэффициент приведения напрягаемой арматуры равен as1 Следовательно: где 33 Asp b h0 0, 0015 Es 0, 0015 200000 13, 64, Rb,ser 22 as1 0,009113,64 0,124 402 0, 0091 140 315 33 Лист 33 es 1, 072 находим 0,8616 , h0 z h0 0,8616 315 271, 4 мм . При этом приращение тогда напряжений составит: При as1 0,124 , f 1, 497 и 60,95 106 Ms 180,53 103 P 271, 4 s sl z 109,57 МПа Asp 402 Аналогично определяем значение s ,crc при M M crc 58,85кН м . es Ms 58,85 106 1, 035 M M crc 58,85кН м , тогда h0 P h0 180,53 103 315 es 1, 035 находим 0,8635 , При as1 0,124 , f 1, 497 и h0 тогда z h0 0,8635 315 272 мм . При этом приращение напряжений составит: s s ,crc 58,85 106 Ms 180,53 103 P 272 z 89,13МПа Asp 402 Изм. Лист № докум. Подпись Дата Определим коэффициент s , учитывающий неравномерность деформаций растянутой арматуры на участке между трещинами при s sl 109,57 1 0,8 s ,crc 89,13 1 0,8 0,349 s 109,57 ls . Высота зоны Определим расстояние между трещинами растянутого бетона, определенная как для упругого материала, будет равна: y0 34 Sred Ared P Rbt , ser 0,3011 108 136, 45 мм 3 180,53 10 0,1175 106 1, 75 34 Лист 34 С учетом неупругих деформаций растянутого h 175 мм . 2 принимаем yt 122,8 мм , бетона yt k y0 0,9 136, 45 122,8 мм , что меньше Поскольку yt 2 a 70 мм , тогда площадь растянутого бетона Abt b yt 140 122,8 17193 мм . Тогда: 2 ls 0,5 Abt 17193 d s 0,5 16 342,15 мм Asp 402 Так как вычисленное ls 160 мм , ls 400 мм и ls 40 d s 640 мм , принимаем ls 342,15 мм . Определяем ширину продолжительного раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок: acrc ,1 1 23 s acrc ,1 1, 4 0,5 1 0,349 s Es ls 109,57 342,15 0, 045 мм acrc ,ult 0, 2 мм 200000 где 1 =1,4 – коэффициент, учитывающий продолжительность действия нагрузки; Лист № учитывающий Подпись Дата профиль арматуры; 1 =0,5 Изм. – коэффициент, докум. 1 =1 – для изгибаемых элементов; Вычислим ширину непродолжительного раскрытия трещин от действия всех нагрузок: acrc acrc1 acrc 2 acrc 3 где acrc 2 – ширина непродолжительного раскрытия трещин от действия всех нагрузок при 1 1 (т.е. при М=Мtot); acrc3 – ширина непродолжительного раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок при 1 1 (т.е. при М=Мl); Определим приращение напряжения напрягаемой арматуры от действия постоянных и длительных нагрузок s stot , то есть M M tot 35 es Ms 67,15 106 1,18 67,15кН м тогда h0 P h0 180,53 103 315 35 Лист 35 es 1,18 находим h0 z h0 0,8562 315 269, 7 мм . При этом тогда напряжений составит: При as1 0,124 , f 1, 497 и s s ,tot 0,8562 , приращение 67,15 106 Ms 180,53 103 P 269, 7 z 170, 27 МПа Asp 402 1 0,8 s ,crc 89,13 1 0,8 0,581 s 170, 27 Определяем ширину непродолжительного раскрытия трещин от действия всех нагрузок: acrc ,2 1 0,5 1 0,581 170, 27 342,15 0, 085 мм 200000 Определяем ширину непродолжительного раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок: acrc ,3 1 0,5 1 0,349 Изм. Лист Тогда № докум. 109,57 342,15 0, 032 мм 200000 Подпись Дата acrc acrc1 acrc 2 acrc 3 0, 045 0, 085 0, 032 0, 098 acrc ,ult 0,3 мм Определение прогиба плиты в середине пролета от действия постоянных и длительных нагрузок. Вычисляем величину приведенного модуля деформации сжатого бетона по формуле: Eb,red где 36 Rb, ser b1,red 22 7857 МПа 0, 0028 b1,red 28 104 при заданной влажности 70%; 36 Лист 36 значение коэффициента приведения арматуры к бетону для арматуры растянутой зоны равно: as 2 Es 200000 72,94 s Eb,red 0,349 7857 Тогда при as 2 0, 00404 72,94 0,3 , f 1, 497 и es 1, 072 h0 находим с 0,50 по таблице Ⅳ.7 приложения Ⅳ. Кривизна от длительных нагрузок будет равна: M 60,95 106 1 1 3,55 106 3 3 мм r 3 c b h0 Eb ,red 0,5 140 315 7857 Кривизна, обусловленная остаточным выгибом вследствие усадки и ползучести бетона, будет равна: ( sp 5 sp 6 ) sb' 100,18 0 1 6 1 1, 75 10 h0 Es 315 200000 мм r 4 Полная кривизна в середине пролета от постоянных и длительных Изм. Лист № Подпись Дата нагрузок равна: докум. 1 1 1 6 6 1 3,55 1, 75 10 1,8 10 мм r max r 3 r 4 Прогиб плиты определяем, принимая значение S=5/48: 5 1 f S l02 1,8 106 68802 8,9 fult 34 мм 48 r max 37 37 Лист 37 Раздел III расчет монолитной центрально сжатой колонны и фундамента. 3.1 Сбор нагрузок и характеристик материалов колонны Таблица 4 – Постоянная нагрузка от 1 м2 кровли Коэффициент Нормативная нагрузка надежности Расчетная Вид нагрузки нагрузка по нагрузке qn, кН/м2 q, кН/м2 γf 1 Гидроизоляция 2 слоя Цементно-песч. стяжка (𝜌 =18 кг/м3, t = 50 мм) Утеплитель (𝜌 =5 кг/м3, t = 300 мм) Пароизоляция (𝜌𝑛 = 0,03 кг/м3) Итого: Изм. Лист 2 3 4 0,1 0,9 1,3 1,3 0,13 1,17 1,5 1,3 1,95 0,03 1,3 0,4 2,53 № 3,29 Подпись Дата Определяем нагрузку надокум. колонну с грузовой площади, соответствующей заданной сетке колонн 𝑆 = 𝐿 ∙ 𝑙 = 9 ∙ 10 = 90 м2, вычисление постоянной нагрузки от собственного веса 1 м2 кровли представлено в таблице. Расчетная нагрузка от собственного веса кровли с учетом грузовой площади будет равна 𝑞кр = 3,29 ∙ 90 = 296,1 кН. Постоянная нагрузка от собственного веса плиты перекрытия при толщине плиты 100 мм: 𝑞пл = 𝑡пл ∙ 𝜌 ∙ 𝛾𝑓 ∙ 𝑆 , 𝑞пл = 0,1 ∙ 25 ∙ 1,1 ∙ 90 = 247,5 кН; Постоянная нагрузка от веса второстепенных балок при количестве балок на грузовую площадь 4 штуки: 𝑞вб = 𝑏 вб ∙ ℎвб ∙ 𝜌 ∙ 𝛾𝑓 ∙ 𝑙 , 38 38 Лист 38 𝑞вб = 0,25 ∙ 0,6 ∙ 25 ∙ 1,1 ∙ 4 ∙ 9 = 148,5 кН; Постоянная нагрузка от веса главных балок при количестве балок на грузовой площади 9 м: 𝑞гб = 𝑏 гб ∙ ℎгб ∙ 𝜌 ∙ 𝛾𝑓 ∙ 𝐿 , 𝑞гб = 0,4 ∙ 1 ∙ 25 ∙ 1,1 ∙ 10 = 110 кН; Постоянная нагрузка от собственного веса колонны сечением 0,4×0,4 м при высоте этажа 4,2 м: 𝑞к = 𝑏 ∙ 𝑏 ∙ 𝜌 ∙ 𝛾𝑓 ∙ ℎэт , 𝑞к = 0,4 ∙ 0,4 ∙ 25 ∙ 1,1 ∙ 4,2 = 18,48 кН; Итого постоянная нагрузка на колонну первого этажа от веса всех железобетонных конструкций здания (при заданном количестве этажей 4) 𝑞ж/б = 4 ∙ (𝑞пл + 𝑞вб + 𝑞гб + 𝑞к ) , (247,5 𝑞ж/б = 4 ∙Изм. + 18,48) = 2097,92 кН; Дата Лист + 148,5 №+ 110 Подпись докум. Постоянная нагрузка на колонну от массы пола 3-ех этажей определяется по формуле: 𝑞пол = 3 ∙ 𝛾𝑓 ∙ 80 ∙ 𝑞𝑛пол , 𝑞пол = 3 ∙ 1,3 ∙ 80 ∙ (0,9 + 0,54) = 449,28 кН ; Нормативное значение снеговой нагрузки на покрытие определяем по формуле: 𝑆0 = 0,7 ∙ 𝑐𝑒 ∙ 𝑐𝑡 ∙ 𝜇 ∙ 𝑆𝑔 , где 𝑐𝑒 = 1,0 – коэффициент, учитывающий снос снега от ветра, принят по п. 10.11 [3]; 𝑐𝑡 = 1,0 – термический коэффициент, принят по п.10.11 [3]; 𝜇 = 1,0 – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке, принято в соответствии с п. 10.4 [3]; 39 39 Лист 39 𝑆𝑔 = 2 кПа – нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли для г. Нижний Новгород (IV снеговой район) в соответствии с таблицей 10.1 [3]. 𝑆0 = 0,7 ∙ 1,0 ∙ 1,0 ∙ 1,0 ∙ 2 = 1,4 кН ; м2 Расчетное значение снеговой нагрузки будет равно: 𝑆 = 𝑆0 ∙ 𝛾𝑓 , где 𝛾𝑓 = 1,4 – коэффициент надежности по снеговой нагрузке согласно п. 10.12 [3]. кН 𝑆 = 1,4 ∙ 1,4 = 1,96 2 ; м При этом длительная составляющая будет равна 0,7 ∙ 1,96 = 1,37 кН м2 , где коэффициент 0,7 принят по 10.11 [3]. С учетом грузовой площади получим следующие величины нагрузки от снега на колонну: от полной снеговой нагрузки – 1,96 ∙ 63 = 123,48 кН, а для длительной составляющей нагрузки – 1,37 ∙ 63 = 86,31 кН . Изм. Листснеговой № Подпись Дата докум. От полной временной нагрузки на перекрытиях трех этажей (по заданию 𝜗 = 3,5 кН м2 ) при 𝛾𝑓 = 1,2 нагрузка на колонну составит 3 ∙ 3,5 ∙ 1,2 ∙ 63 = 793,8 кН , соответственно длительная составляющая будет равна 3 ∙ (3,5 − 1,5) ∙ 1,2 ∙ 63 = 453,6 кН. Суммарная величина продольной силы в колонне первого этажа будет равна: 𝑁 = 2097 + 449,28 + 793,8 + 123,48 = 3463,56 кН ; Длительная составляющая: 𝑁𝑙 = 2097 + 449,28 + 453,6 + 86,31 = 3086,19 кН ; С учетом уровня ответственности здания при 𝛾𝑛 = 1,1 максимальная величина продольной силы в колонне составит: 40 40 Лист 40 𝑁 = 𝑁 ∙ 𝛾𝑛 , 𝑁 = 3463,56 ∙ 1,1 = 3809,91 кН ; В том числе длительно действующая: 𝑁𝑙 = 𝑁𝑙 ∙ 𝛾𝑛 , 𝑁𝑙 = 3086,19 ∙ 1,1 = 3394,81 кН ; 3.2 Подбор продольной и поперечной арматуры для колонны Характеристики бетона и арматуры для колонны: Бетон класса В35, 𝑅𝑏 = 19,5 ∙ 0,85 = 16,58 МПа. Продольная рабочая арматура класса AⅢ (А400), 𝑅𝑠𝑐 = 400 МПа . Поперечная арматура класса В500. Расчет прочности сечения колонны выполняем на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом, поскольку класс тяжелого бетона ниже так как, 𝑙0 = 4200 < 20 ∙ ℎ = 20 ∙ 400 = 8000 мм. По таблице IV.3 приложения IV[1] при 𝑙0 /ℎ =4200/400 = 10,5 и 𝑁𝑙 /𝑁 =3394,81/3809,91 = 0,898 находим коэффициенты 𝜑𝑏 , 𝜑𝑠𝑏 : Изм. Лист 𝜑𝑏№ = 0,888 Подпись, Дата 𝜑𝑠𝑏 = 0,902 ; докум. Принимаем значение 𝜑 примерно равным: 𝜑≈ 𝜑= 𝜑𝑏 + 𝜑𝑠𝑏 , 2 0,902 + 0,888 = 0,895 ; 2 Вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры по формуле: 𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡 41 𝑁 − 𝑅𝑏 ∙ 𝐴 𝜑 = , 𝑅𝑠𝑐 41 Лист 41 где 𝐴 = 𝑏 ∙ ℎ = 400 ∙ 400 = 160000 мм2 . 𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡 3809,92 ∙ 103 − 16,58 ∙ 160000 0,895 = = 4010,22 мм2 ; 400 Принимаем 4∅36 AⅢ (𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡 =4072 мм2 ). Выполним проверку прочности сечения колонны с учетом площади сечения фактически принятой арматуры. Несущая способность расчетного сечения колонны равна: 𝑁𝑢𝑙𝑡 = 𝜑 ∙ (𝑅𝑏 ∙ 𝐴 + 𝑅𝑠𝑐 ∙ 𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡 ) , где 𝜑 = 𝜑𝑏 + 2 ∙ (𝜑𝑠𝑏 − 𝜑𝑏 ) ∙ 𝛼𝑠 − коэффициент, принимаемый при 𝛼𝑠 > 0,5 равным 𝜑𝑠𝑏 . Находим 𝛼𝑠 по формуле: 𝛼𝑠 = 𝛼𝑠 = Изм. Лист 𝑅𝑠𝑐 ∙ 𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡 , 𝑅𝑏 ∙ 𝐴 400 ∙ 4072 = 0,61 ; 16,58 ∙ 160000 № докум. Подпись Дата 𝑁𝑢𝑙𝑡 = 0,902 ∙ (16,58 ∙ 160000 + 400 ∙ 4072) = 3862 кН , 𝑁𝑢𝑙𝑡 > 𝑁 , 3862 кН > 3809,91 кН ; Следовательно, прочность колонны обеспечена. Проверим выполнение требования по минимальному армированию 5.12[5]: 𝜇= 𝜇= 42 𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡 ∙ 100% , 𝐴 4072 ∙ 100% = 2,55% > 0,4% ; 160000 42 Лист 42 Требования по минимальному армированию удовлетворяются. Поперечную арматуру в колонне конструируем в соответствии с требованиями 5.23[5] из арматуры класса В500 диаметром 8 мм, устанавливаемую с шагом 𝑠𝜔 = 450 мм < 500 мм. Рисунок 12 – Деталь армирования колонны 3.3 Расчет фундамента под колонну Фундамент проектирую под рассчитанную колонну сечением 400х400 мм с усилием в заделке N = 3809,91 кН. Фундамент проектирую из тяжелого бетона марки В35 и арматуры AⅢ (А400). Принимаю глубину заложения фундамента - 1,5 м. Дата Изм. Лист № Расчетное сопротивление грунта –Подпись R0 = 0,3 МПа докум. Rs =365 МПа. Rbt = 1,95•0,9=1,76 МПа. Принимаю средний вес единицы объема бетона фундамента и грунта на обрезах mt 20 кН / м3 , вычисляю требуемую площадь подошвы фундамента: Nn A f ,tot (87) R0 mt H f где Nn – нормативное усилие от колонны; R0 – расчетное сопротивление грунта; γmt – средний вес единицы объема бетона фундамента и грунта на обрезах; Hf – глубина заложения фундамента Af ,tot 43 3809,91103 14,11 м2 6 0,3 10 20 1500 43 Лист 43 a b Af ,tot 14,11 3, 76 м (88) Принимаем размер подошвы: а=b=3,8 м. Давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки равно: s/ N 3809,91 263,84кН / м2 Af ,tot 3,8 3,8 (89) Рабочая высота фундамента определяется по условию прочности на продавливание: h0 hc bc 1 N 0, 4 0, 4 1 3809,91 0, 486 м 486 мм / 4 2 Rbt s 4 2 1, 76 103 263,84 (90) H = h0 + a = 486 + 50 = 538 мм. По условию заделки колонны в фундаменте полная высота фундамента должна быть не менее H = 1,5hс + 250 = 1,5 • 400 + 250 = 850 мм. По требованию анкеровки сжатой арматуры колонны ø36 A-III, в бетоне класса В35: H = λan•d + 250 = 17∙36+ 250 = 862 мм (91) С учетом всех условий принимаю окончательно фундамент высотой Н = 900 мм, двухступенчатый, с высотой нижней ступени 500 мм, верхней 400. С учетом бетонной подготовки под подошвой фундамента будем иметь рабочую высоту h0 = H – a =№900 Подпись – 50 = Дата 850 мм , Изм. Лист докум. для первой ступени h01 = 500 – 50 = 450 мм. Проверка условия прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающимся в сечении III-III. Q 0,5 a hc 2 h0 b s/ 0,5 3,8 0, 4 2 0,85 3,8 263,84 852, 203 кН (92) Qb,min 0,6 Rbt b h01 0,6 1,76 10 3,8 0, 45 1805,6 кН Q 852, 203 кН 3 (93) прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена. Площадь сечения арматуры подошвы фундамента определяется из условия расчета фундамента на изгиб в сечениях I-I, II-II: 2 2 M I 0,125 s/ a hc b 0,125 263,84 3,8 0, 4 3,8 1448,75кН м 44 (94) 44 Лист 44 2 2 M II 0,125 s/ a a b 0,125 263,84 3,8 1,3 3,8 783, 27 кН м 1 (95) Сечение арматуры одного и другого направления на всю ширину фундамента определяется из условий: AsI MI 1448, 75 5188,5 106 м 2 5188,5 мм 2 3 0,9h0 Rs 0,9 0,85 365 10 AsII (96) M II 783, 27 5298, 6 106 м 2 5298, 6 мм 2 3 0,9h01 Rs 0,9 0, 45 365 10 Принимаю нестандартную сварную сетку в обоих направлениях с рабочей арматурой из стержней 20 ø19 площадью Аs = 5969 мм2, с шагом 200 мм. Процент армирования сечения: As 100 5969 100 0,54 % min 0, 05 bI h0 1300 850 A 100 5969 100 II s 0,35 % min 0, 05 bII h01 3800 450 I Изм. Лист № докум. 45 (97) Подпись Дата 45 Лист 45 Рисунок Изм. Лист Дата 13 – К№расчету фундамента Подпись докум. 46 46 Лист 46 Раздел VI Расчет кирпичного столба с сетчатым армированием Марку кирпича принимаю М200; марку раствора М100. По таблице 2 [3] определяю расчетное сопротивление кладки сжатию R=2,7 МПа. Принимаю для сеток арматуру В-Ⅱ ø3мм, Rs=1240 Мпа (Ast=7,068мм2) Назначаю шаг сеток S=154мм (через каждые два ряда кладки при толщине шва 12 мм), размер ячейки сетки с перекрестным расположение стержней с=50мм. Вычисляем процент армирования кладки: 2 Ast 2 7, 068 100 0,18% cs 50 154 (98) Предварительно задаемся mg=1 (по пункту 4.1 [1]), 𝜑=0,9 Вычисляем расчетное сопротивление при центральном сжатии армированной кладки: 2Rs 100 2 0,18 1240 0, 6 Rsk 2, 7 5, 4Мпа 100 Rsk 2 R Rsk 5, 4 2 R 5, 4 Rsk R (99) Изм. Лист принимает № Условие выполняется, Подпись Rsk=5,4Дата Мпа докум. Определяем требуемую площадь поперечного сечения столба по формуле: A A N m g Rsk (100) 3809,92 0,7839 м2 7839см 2 3 1 0,9 5, 4 10 Принимаем b=h=900мм (Аф=8100см2) l0 4200 4, 67 ; h 900 l 4200 i 0 16,15 ; i 0, 289 900 При h α=750 для силикатного кирпича (таблица 15 [3] ); по таблице 18 [3] принимаем 𝜑=0,936 Проверяем условие: N mg R A 47 (101) 47 Лист 47 3809,92 1 0,936 5, 4 103 0,81 3809,92кН 4094, 06кН Условие выполняется, следовательно, прочность кирпичной колонны с сетчатым армированием обеспечена. Изм. Лист № докум. Подпись Дата Рисунок 14 – К расчету кирпичного столба 48 48 Лист 48 Список использованных источников 1. Бородачёв Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных кон- струкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов – Самара.: СГАСУ, 2017. – 256с. 2. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. – М.: ОАО ЦНИИПромзданий. – 2005. – 158 с. 3. СП 20.13330.2016. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*. – М.: ОАО «ЦПП», 2016. – 101с. 4. СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003. – М.: 2012.– 161 с. 5. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52101-2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. – М.: ОАО ЦНИИПромзданий. – 2005. – 214 с. 6. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс; Учебник для вузов. – 6-е изд., репринтное. – М.: ООО «БАСТЕТ».2009г.– 768 с. Изм. Лист № докум. 49 Подпись Дата 49 Лист 49
