Разработка проекта железобетонных и каменных конструкций шестиэтажного здания с неполным каркасом (высота этажа – 3,3 м)

Страницы работы

29 страниц (Word-файл)

Фрагмент текста работы

2003 определяем характеристики для арматуры В500:

Rs=415 МПа.

Рис. 1.3 Армирование монолитной плиты.

Выполним подбор сечений   продольной арматуры сеток.

В средних пролетах, окаймленных по контуру балками, и на промежуточных опорах:

h0 = h – a = δ – a =80 - 12,5= 67,5 мм =0,0675 м

αm 2 / (Rв* в*h02) =3,24 кНм / (13050 кН/м2 * 1 м *0,06752 м2) = 0,054,  где

Rв = Rв снип * γ в2 = 13,05 МПа

Rв снип    см. [2]  таб 13

γ в2     см. [2]  таб 15

ξ = 1 - √(1 - 2 αm) = 1 - √(1 – 2*0,054) =0,056 < ξR= 0,656 [1]  таб. IV.2

η =1 – ξ /2 =1 – 0,056/2 = 0,972

Rs* As = M2 / (η* h0) = 3,24 кНм / (0,972 *0,0675 м) = 49322 Н

По [1] прил.III принимаем сетку С1 № 24

5 В-500 – (х150) +100      

5 В-500 – 150

с фактической несущей способностью продольной арматуры:

Rs* As = 49810 Н  > 49322 Н.                           

В первом пролете и на первой промежуточной опоре:

h0 = h – a = δ – a =80 - 16,5= 63,5 мм =0,0635 м

αm 1 / (Rв* в*h02) =4,21 / (13050 * 1  *0,06352 ) =0,08

ξ = 1 - √(1 - 2 αm) = 1 - √(1 – 2*0,08) =0,084 < ξR= 0,656 [1]  таб. IV.2

η =1 – ξ /2 = 1 - 0,084/2 = 0,958

Rs* As = M1 / (η* h0) = 4,21 / (0,958 * 0,0635 м) = 69272 Н

Rs* As' =69272 – 49810 = 19462

По [1] прил.III принимаем сетку С2 № 48

4 В-500 – 200      

8 А-400 - 150

С фактической несущей способностью продольной арматуры

Rs* As  = 23980 H >19462 Н.

Расчет второстепенной балки

За расчетную схему принимается многопролетная неразрезная балка, опирающаяся на главную балку (рис.1.4).

Рис. 1.4 Расчётная схема второстепенной балки.

Расчетный пролет балки:

01  = ℓ1 – 250/2 -  bг.в./2 =5600 - 125 – 400/2 = 5275 мм.

02  = ℓ1 -  bв.б =5600-400=5200 мм.

Определяем нагрузку на второстепенную балку:

Постоянные нагрузки:

- от веса плиты и конструкции пола:

q1 = 3,4 кН/м2 (см. табл. 1.1);

-от собственного веса балки:

q2 = ( hб – δпл)· bб ∙ ρ ∙ γf = (0,45 – 0,08)· 0,15· 25· 1,1=1,53 кН/м2;

Временные нагрузки:

q3 = 12 кН/м2 (см. табл. 1.1).

Погонная нагрузка:

q=(3,4 + 12)*2,2*1 + 1,53=35,41 кН/м.

Изгибающий момент в первом пролете:

М1 = q· ℓ012  /11 = 35,41 · 5,2752 /11 = 89,57 кНм.

Изгибающий момент на первой промежуточной опоре:

М2 = q· ℓ012  /14 = 35,41 · 5,22 /14 =68,39 кНм.

Максимальная поперечная сила (на первой промежуточной опоре слева):

Qmax =Q2 = 0,6 q · ℓ01  = 0,6 · 35,41 · 5,275=112,07 кН.

Рассчитаем сечение в пролете:

hf' = δ = 80 мм;

h= hв.б =450 мм;

hо = hв.б  з = 450-50 = 4500 мм;

hf' =  80 мм >0,1 h = 0,1*450 мм = 45 мм, тогда:

bf' ≤ с = ℓ3 - bб = 2200-150=2050 мм.

bf'  ≤ ℓ3 /3 + bб = 2200/3 + 150 =883,33 мм.

Принимаем  bf' =883,33 мм.

Определяем положение нейтральной оси, для чего проверяем условие:  

М1 ≤ Rв ∙ hf' ∙ bf' ∙ (h0 - hf'/2)

М1 = 89,57 кНм < 13050 ∙ 0,08 ∙ 0,883 ∙ (0,40- 0,08/2) =119,47 кНм.

Условие выполняется, следовательно, граница сжатой зоны проходит в полке двутаврового сечения. Рассчитываем сечение как прямоугольное, сечением 883,3 мм х 450 мм.

αm 1 / (Rв· bf' · h02) =89,57/ (13050· 0,8833· 0,402) =0,049;

ξ = 1 - √(1 - 2 αm) = 0,050 ≤ ξR= 0,604

η =1 – ξ /2 =0,975

Требуемая по расчету площадь продольной рабочей арматуры:

As = M1 / (Rs ∙ η ∙ h0) = 89,57/ (225 ∙ 103 ∙ 0,975 ∙ 0,450) =907,3 мм2, где:

Rs = 225 МПа = 225000 кН/м для арматуры А-240 по таб. 5.8 СП 52-101-2003;

По сортаменту стержневой и проволочной  арматуры принимаем 2 ø 25 А-240

Аs =982 мм>  Аsтреб  = 907,3 мм2

Рассчитаем сечение на опоре:

h0 = h - а = 450 - 40 = 410 мм =0,41 м

αm 2 / (Rв ∙ bв.б ∙ h02) =68,39 кНм / (13050 кПа · 0,15 · (0,41 м)2) =0,208

ξ = 1 - √(1 - 2 αm) = 0, 236< ξR= 0,604

η =1 – ξ /2 =0,882

As = M2 / (Rs ·  η ·  h0) = 68,39 / (225 · 103 · 0,882· 0,41)= 840,54мм2

Принимаем 5 ø 14 А-240    с Аs =769 мм>  Аsтреб = 570 мм2

Выполним расчет прочности наиболее опасного сечения балки на действие поперечной силы.

По прил.II  [1] из условия сварки принимаем поперечные стержни диаметром 5 мм класса А-240 ( т.к. диаметр 8 мм). Asw = 101 мм2.

Определяем шаг:

- на опоре:

s1 ≤ hо /3 =450/3=150 мм

s1 ≤ 300 мм принимаем s1=150 мм.

- в середине пролёта:

S2 ≤ 3hо /4 =337,5 мм

S2 ≤ 500 мм принимаем s2=330 мм.

Проверяем прочность наклонной полосы:

Qн.с ≤  Qb+ Qsw,

Где Qb – поперечная сила, воспринимаемая бетоном,

Qsw –сила, воспринимаемая поперечными стержнями.

Qsw = 0,75 · qsw ∙ c

qsw = Rsw ∙ Asw / s1 = 175 МПа ∙ 101 мм2 /150 мм =  117,83 кН/м.

Проверяем условие:

qsw ≥ 0,25 · Rbt · b =0,25 · 1050 кПа · 0,15 м = 39,37 кН/м.

условие выполняется, следовательно,

Мb = 1.5 ∙ Rbt · b ∙ h02 = 1.5 ∙ 1050 кПа ∙ 0,15 м ∙ ( 0,41 м)2 = 39,71 кНм.

Qmax = 112,07 кН,

q = 35,41 кН/м,

q1 = q – 0,5 · v = 35,41 – 0,5· (12· 2,2· 1) = 22,21 кН/м.

Так как qsw / Rbt · b = 117,83 / 1050 · 0,15 = 0,74 < 2, то с =√(Мb / qI)  = √ (39,71 / 22,21 = 1,34 м, в то же время с ≤ 2 h0 = 820 мм, с ≥  h0 = 410 мм.

Принимаем с=0,82 м.

Тогда Qsw = 0,75 · 117,83 ∙ 0,82 = 72,47 кН.

Qb =  Мb / с = 39,71 / 0,82 = 48,73 кН.

Qн.с =   Qmax - q1· с = 112,07 – 22,21· 0,82 = 93,86 кН.

Получаем:

Qн.с  = 93,86 ≤  Qb+ Qsw = 48,73 + 72,47= 121,12 кН.

Условие выполняется, следовательно, прочность наклонной полосы обеспечена.

Результаты проверки ЭВМ см. приложение1.

Схемы армирования монолитной плиты и второстепенной балки  см. графическую часть  лист 1.

2  РАСЧЕТ СБОРНОГО БАЛОЧНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ.

Расчет плиты с овальными пустотами

Компоновка конструктивной схемы перекрытия

Данные для проектирования:

Шаг колонн в продольном направлении                                -  5,6 м

Временная нормативная нагрузка                                          - 10,0 кН/м2

Постоянная нормативная нагрузка от массы пола                - 1,0 кН/м2

Класс бетона для сборных конструкций                                  В25

Класс предварительно напряженной арматуры                     А - 1000

Способ натяжения арматуры на упоры                                   электротермический

Условия твердения бетона                                                       естественные

Тип плиты перекрытия                                                              <круг.>

Вид бетона для плиты                                                              лёгкий

Влажность окружающей среды                                                70 %

Класс ответственности зданий                                                 I   

Находим BF’ = (6400-400)/3 = 2000 мм.

По результатам компоновки конструктивной схемы перекрытия принята номинальная ширина плиты 2000 мм.

Определение расчетных усилий, нормативных и расчетных характеристик бетона и арматуры

Рис. 2.1 Расчётная схема плиты.

Расчетный пролет плиты:

0 = ℓ1  - bр /2 = 5600 – 250/2 = 5475 мм.

Задаёмся  bр = 250 мм.

Собираем нагрузку на 1 м2  перекрытия (таб. 2.1)

Таблица 2.1                                                                                 Нагрузка на 1 м2  плиты

Наименование нагрузки

Нормативная нагрузка,

кН/м2

Коэффициент надежности по нагрузке γf

Расчетная нагрузка,

кН/м2

Постоянная

Собственный вес плиты

прив · ρ=0,120  · 22)

2,64

1,1

2,904

Нагрузка от массы пола

1,0

1,2

1,2

Временная (по заданию)

10

1,2

12

Кратковременная

1,5

1,2

1,8

длительнодействующая

8,5

1,2

10,2

Полная нагрузка

13,64

-

16,04

В том числе постоянная и длительнодействующая

12,14

-

-

Коэффициент  надежности по назначению здания:

γп = 1 (для класса ответственности здания - I)

Расчетная погонная нагрузка на плиту для I гр.  ПС:

q = (∑qм2) · BF' · γп = 16,104 · 2,0 · 1 = 32,208 кН/м

Расчетная   погонная нагрузка на плиту для II гр.  ПС:

-полная:

qп =(∑qn м2) · BF' · γп = 13,64 · 2,0 · 1 = 27,28 кН/м

-длительная:

q= 12,14 · 2,0 · 1 = 24,28 кН/м

Определяем расчетные усилия  (рис 2.4) для расчетов по I гр.  ПС:

M1  = q · ℓ02 /8 =32,208 ·  5,4752 / 8 = 120,682 кНм.

Q1 = q · ℓ0 /2 = 32,208 · 5,475 / 2 = 88,169 кН.

для расчетов по II гр.  ПС:

Mп = qtot ·  ℓ02 / 8 =27,28 · 5,4752/ 8 = 102,217 кНм.

М= q · ℓ02 /2 =24,28 · 5,4752 / 8 = 90,976  кНм.

Рис. 2.2 Расчётные усилия в плите.

Определим нормативные  и расчетные характеристики бетона и арматуры.

Так как класс бетона В25, то корректируем его. Принимаем бетон В30.

γв2  = 0,9.

Rвn = Rв, ser = 22,0 МПа [3]   табл. 1

Rвtn = Rвt,ser = 1,8 МПа   [3]  табл. 1

Rв = Rв ·  γв2 = 15,3 МПа  [3] табл. 2

Rвt  = Rвt ·  γв2 = = 1,08 МПа  [3]  таб. 2

Ев = 26000 МПа   [3]  таб. 4

Для предварительно напрягаемой арматуры касса А - 1000:

Rs =815 МПа [2]  табл. 8

Rsn = Rs, ser = 980 МПа [3] табл. 7

Es = 190000 МПа [3] п.2.2.2.6

2.1 Расчет плиты no предельным состояниям I группы

Расчет прочности нормальных сечений на действие изгибающего момента.

b = bf – n· 159 = 1960 – 10· 159 = 370 мм.

Проверяем условие: М1 ≤ Мп = γв2 ·  Rb ·  bf · h f ·  ( h0 - h f/2)

h0 = h-a = 220-30 =190 мм.

Мп = 15,3 · 103 ·  1,96 ·  0,031 ·  (0,19 – 0,031/2) = 162,22 кНм.

М1 = 120,68 кНм ≤ Мп = 162,22 кНм.

Условие выполняется, следовательно, х < h f,то есть нейтральная ось проходит через полку, рассчитываем сечение как прямоугольное.

αm 1 / (γв2 ·  Rb ·  bf ·  h 02) =120,68 / (15300·  1,96· (0,19 м)2) =0,111

ξ = 1 - √(1 - 2 αm) = 0, 118 < ξR= 0,386

ξR=0,8 / ( 1+ εs,el / εb, ubt )

εb, ubt – относительные деформации сжатого бетона при напряжениях, равных Rb, принимаем 0,0035.

εs,el – относительные деформации арматуры растянутой зоны, вызванные внешней нагрузкой при достижении  в этой арматуре напряжений, равных Rs, находим по формуле:

εs,el = (Rs +400 – σsp)/Es, где σsp- величина преднапряжения арматуры с учётом всех потерь.

В расчётах принимаем σsp= σsp – 100 МПа.

σsp ≤ 0,8 ·  Rsn = 0,8 * 980= 784 МПа. Величина преднапряжения должна быть не менее 0,3 * Rsn = 294 МПа.  Принимаем σsp =600 МПа.

Тогда σsp= 600 – 100 = 500 МПа.

εs,el = (815 +400 – 500)/190000 =0,00376

ξR=0,8 / (1+ 0,00376 / 0,0035) = 0,386

η =1 – ξ /2 =0,941

Asр = (γв2 ·  Rb ·  bf ·  h 0 ·  ξ) / (Rs ·  γs3)

Так как ξ < ξR , то  γs3 = 1,85 – 0,25 ·  ξ / ξR =1,85 – 0,25 · 0,111/0,386= 1,778 ≥ 1,15, следовательно, принимаем γs3 = 1,15.

Asр = 120,68/ (815000·  1,15 * 0,941 * 0,19) = 720 · 10-6 м2.

Принимаем 5 стержней ø 14 мм (Asр = 769мм2 ).

Расчет прочности наклонных сечений.

Проверяем условия: 

Qmax ≤ 2,5 Rвt *b* h0

Qmax = 88,17 кН < 2,5* 1080* 0, 370* 0,19 =189,81 кН

Упрощённо принимаем Qb1 = Qbmin , а с=2* h0= 0,475 м.

Усилие обжатия от растянутой продольной арматуры:

Р= 0,7* σsp* Asр =0,7* 600* 0,769 = 322,98 кН.

φn = 0,1*Р / Rвt *b* h0 = 0,1*322,98 / 1080 *0,370* 0,19=0,425 < 0,5. φв3 = 0,4.

Qbmin = φв3 * ( 1+ φn)* Rвt *b* h0 = 0,4 * ( 1+ 0,425)* 1080 *0,37* 0,19 = 43,28 кН.

Так как Q = Qmax - q · с = 88,17 – 32,21 · 0,475 = 72,87 кН ≥ Qbmin = 43,28 кН, то для прочности наклонных сечений требуется поперечная арматура.

Qsw = Q - Qbmin = 29,59 кН.

Поперечные стержни изготавливаются из арматуры В-500 ø 4.

qsw = Qsw/ h0 =155,74 кН/м.

Asw = s1 ∙ qsw / Rsw = 0,1 ∙ 155,74 / 365000 = 42,67 мм2.

Принимаем 6 каркасов из арматуры В-500 ø 4 с шагом

Похожие материалы

Информация о работе