Железобетонные конструкции. Расчет и конструирование железобетонных конструкций многоэтажных зданий

Министерство образования и науки Российской Федерации Сибирский Федеральный университет

ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ Расчет и конструирование железобетонных конструкций многоэтажных зданий Учебно-методическое пособие к курсовому проекту Электронное издание

Красноярск СФУ 2012

УДК 624.012.45(075.8) ББК 38.53 Ж513 Составитель: Л.В.Щербаков Ж513

Железобетонные конструкции. Расчет и конструирование железобетонных конструкций многоэтажных зданий: учебнометодическое пособие к курсовому проекту [Электронный ресурс] / сост. Л.В. Щербаков. – Электрон. дан. – Красноярск: Сиб. федер. ун-т, 2012. – 1 диск. – Систем. требования: PC не ниже класса Pentium I; 128 Mb RAM; Windows 98/XP/7; Microsoft Word 97-2003/2007. – Загл. с экрана. В методическом пособии приведены краткие теоретические сведения о конструировании сборных железобетонных многоэтажных зданий. Приведены расчеты плиты перекрытия, ригеля, центрально-сжатой колонны и фундамента. Предназначено для студентов специальностей 270102.65 «Промышленное и гражданское строительство», 270106.65 «Производство строительных материалов, изделий и конструкций», 270115.65 «Экспертиза и управление недвижимостью», 270114.65 «Проектирование зданий», 270112.65 «Водоснабжение и водоотведение». УДК 624.012.45(075.8) ББК 38.53 ©Сибирский Федеральный университет, 2012 Учебное издание Подготовлено к публикации редакционно-издательским отделом БИК СФУ Подписано в свет 18.01.2012 г. 5849. Уч.-изд. л. 2,5, 2,3 Мб. Тиражируется на машиночитаемых носителях. Редакционно-издательский отдел Библиотечно-издательского комплекса Сибирского федерального университета 660041, г. Красноярск, пр. Свободный, 79 Тел/факс (391) 244-82-31. E-mail [email protected] http://rio.sfu-kras.ru

2

1. ЦЕЛИ И ЗАДАЧИ Курсовое проектирование является наиболее эффективным способом закрепления знаний. Цель курсового проектирования – освоение методики расчёта и конструирования элементов многоэтажного промышленного здания в сборном варианте. В процессе выполнения курсового проекта необходимо решить следующие задачи: − разработать конструктивно-компоновочные решения многоэтажного здания с использованием сборных несущих конструкций; − назначить материалы конструкций; − определить нагрузки, действующие на элементы здания; вычислить внутренние усилия; − рассчитать и законструировать элементы здания; − оформить рабочие чертежи основных несущих элементов со спецификацией и выборкой арматуры. 2. СОДЕРЖАНИЕ Исходные данные курсового проекта принимаются по прил.1 в соответствии с индивидуальным шифром зачётной книжки студента. В прил.1 табл.1 и 2 указаны сведения по исходным данным. В ходе выполнения курсового проекта оформляется расчётнопояснительная записка объёмом 50…70 страниц на листах формата А4 в соответствии с требованиями стандарта организации [23], включающая: − − − − − − − −

титульный лист; задание на проектирование; конструктивно-компоновочные решения многоэтажного здания; сбор нагрузок на основные несущие конструкции; расчёт и конструирование элементов здания; эскизы армирования ригеля, колонны, фундамента; оглавление; библиографический список.

Графическая часть выполняется на листе формата А1 в соответствии с требованиями стандарта организации [23]. В ней должны быть представлены: − −

компоновочные схемы вариантов многоэтажного здания; опалубочные чертежи плиты, колонны, фундамента;

3

− − −

рабочие чертежи несущих конструкций с арматурными изделиями; спецификация конструкций и арматурных изделий; выборка арматуры на несущие конструкции. 3. ПОРЯДОК И МЕТОДИКА ВЫПОЛНЕНИЯ

Перед выполнением курсового проекта студент должен: − ознакомиться с нормативной литературой по данному направлению [1,2,6]; − изучить разделы учебной литературы по проектированию конструкций [9,10,13]; − изучить правила оформления рабочих чертежей по железобетонным конструкциям [22]. В курсовом проекте рассматривается здание с самонесущими наружными стенами с неполным каркасом. Внутренняя часть здания дополняется несущими элементами: в виде колонн, ригелей, сборных плит покрытия, перекрытия. Здание многоэтажное, отапливаемое с самонесущими стенами: несущие стены кирпичные толщиной 770 мм. Внутренний каркас сборный из колонн и междуэтажных перекрытий. Междуэтажные перекрытия: с использованием ригелей и сборных плит (ребристых или многопустотных в зависимости от величины нагрузки на перекрытие). Состав пола помещений: по прил.1 табл. 1, 2. Состав кровли: − пароизоляции из одного слоя рубероида; − минераловатные жёсткие плиты толщиной по 60 мм в два слоя (ρ  3,5 кН/м
); − цементно-песчаная стяжка толщиной 20 мм(  18 кН/м
); − гидроизоляционный ковёр (  16 кН/м
). Длина, ширина здания, количество этажей, высота этажа, временная нагрузка, снеговая нагрузка – в прил.1 табл. 1. 4. КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНЫХ СХЕМ ЗДАНИЯ При разработке конструктивно-компоновочного решения многоэтажного здания необходимо решить следующие задачи: − разместить в здании несущие элементы: колонны, ригеля, плиты перекрытий;

4

− назначить ориентацию несущих конструкций относительно координационных осей и высотных отметок, привязку к крайним координационным осям. При компоновке разрезов здания необходимо предусмотреть, что колонны опираются на столбчатые фундаменты. При этом верх фундаментов принимается на относительной отметке –0,150. Варианты конструктивно-компоновочных решений проектируемого здания приводятся в пояснительной записке схематично в масштабе 1:100; 1:200, где в упрощённой форме показываются расположение элементов перекрытия с привязками, высотными отметками в виде плана и поперечного разреза. В соответствии с исходными данными примера при разработке конструктивно-компоновочного решения назначим шаг колонн 6 м в поперечном и продольном направлениях, привязку к координационным осям; произведём выборку конструкций: колонн, ригелей, плит перекрытий. Сборный вариант многоэтажного здания с самонесущими стенами проектируется из следующих элементов: самонесущие стены, колонны, ригели, плиты перекрытия.

5

6

а – план расположения несущих элементов перекрытия; б – разрез 1-1.

Рис.1. Фрагмент конструктивно-компоновочной схемы сборного варианта:

5. ПЛИТА ПЕРЕКРЫТИЯ 5.1. Общие сведения Панели перекрытия проектируют из тяжелого бетона класса В20-45, рабочая арматура предварительно напряженная классов A-IV, A-V, B-II, Bp-П. В продольных и поперечных ребрах устанавливают каркасы из арматуры классов А-П, А-Ш, B-I, Bp-I. В полке укладывают сетку в пролете и на опоре из арматуры класса B-I, Bp-I, A-I, A-III. Ширина панели - 1,2-1,5 м, толщина полки 50мм. Продольные ребра шириной внизу 70-85 мм, вверху 100-120 мм, высотой 300мм. Поперечные промежуточные ребра шириной внизу 50 мм, вверху 100 мм, высота 150 мм. Торцевые ребра шириной внизу 70мм, вверху 120 мм, высота 300 мм. Сопряжение всех ребер с полкой по галтели радиусом 50 мм. На опорных участках продольных ребер устанавливают закладные детали с анкерами, монтажные петли диаметром 12 мм из арматуры класса А-1 на расстоянии 700 мм от торцов. 5.2. Конструктивная схема здания Пространственная жесткость здания создается по рамной или связевой схемам с полным или неполным каркасом. Узлы сопряжения ригеля и колонны жесткие или устанавливают вертикальные связи. Плиты перекрытия после замоноличивания швов и крепления к ригелям образуют жесткий горизонтальный диск. Плиты вдоль осей средних колонн выполняют роль распорок и обеспечивают продольную устойчивость поперечных рам. Плиты перекрытия опираются на нижние консольные полки таврового ригеля или по верху прямоугольного ригеля. Колонны: выполняют на один - три этажа сечением 300x300, 350х350, 400x400 и 400x500 мм. Сечение колонн по этажам остается постоянным, на верхних этажах меняется класс бетона и армирование. Привязки колонн и стен выполняют согласно нормам. При полном каркасе разбивочные оси совмещают с геометрическими осями средних колонн и с наружными гранями крайних рядов колонн. При неполном каркасе наружные разбивочные оси располагают по осям наружных стен, а внутренние по осям колонн. 5.3. Пример проектирования ребристой панели 5.3.1. Исходные данные Проектируемая панель междуэтажного перекрытия эксплуатируется при нормальной температуре (отапливаемое помещение) в неагрессивной среде с влажностью не выше 75 %. Рабочая арматура предварительно напряженная класса A-IV. Вид бетона — тяжелый, со средней плотностью 24000 Н/м3. Проектный класс по прочности на сжатие — В25, остальные исходные данные см. в прил. 1. 7

5.3.2. Расчетный пролет и нагрузка Плиту рассчитывают по схеме однопролетной балки с шарнирным опиранием на действие равномерно распределенной нагрузки (рис. 1). Назначим предварительные размеры сечения ригеля: 1 1  · р  · 600  60 см;   0,3 ·   0,3 · 60  18  20 см. 10 10 Расчетную ширину ригеля примем 350 мм с полками по 100 мм. Расчетный пролет панели при опирании на ригель поверху определяется: р    р  2   .   где р - ширина ригеля. Произведем расчёт пролёта панели при опирании на тавровый ригель полками вниз: 350 100   6000  2     5550 мм. 2 2 Предполагается, что равнодействующие опорных давлений располагаются в середине площадок опирания, имеющих длину ⁄2  1 см. Номинальная ширина панели -   150 см. Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия выполнить согласно таблице 1. Таблица 1 Вид нагрузки

Нормативная Коэффициент Расчетная нагрузка, Н/м2 надежности нагрузка, Н/м2

Пол из асфальтобетона

840

1,2

1008

Собственный вес панели

2500

1,1

2750

3340

–

3758

Временная нагрузка (прил.1)

11000

1,2

13200

в том числе кратковременная

1500

1,2

1800

Полная нагрузка (постоянная и временная)

14340

–

16958

Итого: постоянная нагрузка

Расчетная нагрузка на 1 пог. м панели   150 см для расчета по предельным состояниям первой группы (см. таблицу): !  0,95 · 1,5 · 16958  24165,15 Н/м. 8

Расчетная нагрузка на 1 пог. м панели для расчета по предельным состояниям второй группы: - длительно действующая (постоянная + временная длительная): $  %3340 & 11000  1500 ' · 0,95 · 1,5  18297 Н/м. - кратковременная )  0,95 · 1500 · 1,5  2137,5 Н/м. - полная !  $ & )  18297 & 2137,5  20434,5 Н/м.

9

Рис.2. Расчётная схема плиты: а - номинальный и расчётный пролёты; б - компоновка поперечного сечения плиты

10

5.3.3. Статический расчет панели перекрытия Панель перекрытия (расчетная схема, однопролетная свободно опертая балка. Изгибающие моменты и поперечные силы: - от нагрузки !: *

· 

 · 



,·,

 ,·,

+    - от нагрузки ! :

см.

рис.1)

работает

как

 91340,44 Н · м;

 67033,32 Н.

*,      78328,83 Н · м.   - от длительно действующей нагрузки $ : · 




,·,

*,      70449,17 Н · м.   - от кратковременной нагрузки ) : · 



*, 

 ·  

·,




,·, 

 8230,04 Н · м.

5.3.4. Компоновка поперечного сечения панели Высоту сечения панели назначают из условия одновременного удовлетворения прочности и жесткости (предельных прогибов), п.11.2.2[13]:     ·   · 600  30 см.   Рабочая высота сечения:     3 см  30  3  27 см. Ширину продольных ребер по низу примем 7 см, по верху 10 см, высота полки 5 см. Суммарная ширина ребер сечения с учетом замоноличивания швов между панелями (по низу):   2 · 7 & 0,5  15 см. Ширина верхней полки: ,    0,5 & 2,0 · 2  150  0,5 & 2,0 · 2  145 см. где  - номинальная ширина панелей; 0,5 см - допуск (минусовый) по ширине панели внизу; 2,0 см - ширина уступа для заполнения швов между панелями. Определим размеры приведенного сечения тавровой формы (см. рисунок 1):  ,  145 см; ,  5 см;   · 2  17 см, плита предварительно  напряженная. -  14,5 МПа; -  1,05 МПа; 1  0,9, арматура класса A-IV; -  510 МПа, для этой арматуры класса 2  19 · 10 МПа; -  265 МПа, для поперечной арматуры класса Bp-I Ø4. 11

Расстояние между поперечными ребрами в панели перекрытия следует принимать в пределах 1,2-2,0 м. Высоту сечения поперечных ребер принимать в пределах 0,5  0,6 · ; ширину ребер - 5÷6 см. Назначим расстояние между поперечными ребрами и размеры их поперечного сечения: 3п.р.  1,5 м; п.р.  5 см; п.р.  0,5 · 30  15 см. 5.3.5. Расчёт прочности элементов панели по нормальным сечениям Вычислим отношение: !    0,167 4 0,1. !
 По условию п.3.16. [1] в расчет вводим всю ширину полки таврового сечения (рис. 1). Кроме этого, ширина свесов в каждую сторону от ребра не превышает /6. Определим коэффициент 5 : * 91340,44 · 100 5    0,0662 1 · - · , ·  0,9 · 14,5 · 145 · 27 · 100 По табл. Ш.I[13] находим коэффициенты: 6  0,07; 7  0,966. Вычислим высоту сжатой зоны бетона. 8  6 ·   0,07 · 27  1,89 см, 8 9   5 см, следовательно, нейтральная ось проходит в пределах высоты сжатой зоны полки. Находим граничные значения относительной высоты сжатой зоны бетона, п. 3.12. [1]. : 0,746 6"    0,529; ;" : 637,07 0,746 1& ·  500  30 &




 30 &




,

 94,9 МПа.

Здесь 5  0,85 для тяжелого бетона, ;" - напряжение, принимаемое для арматуры класса A-IV, расчет ;$ и ∆1$ приводится в п. 5.3.8.3 данного пособия. Условие 6  0,07 9 6"  0,529, выполняется. В этом случае сжатая арматура по расчету не требуется. Площадь растянутой арматуры: % 
, A    5,72 см , & ·" ·'·!

,··,· (

1  B  B  1 ·  354 & 94,9  448,9 МПа 9 -,  590 МПа - условие выполняется. В формуле 129 [1] V#  18,32 см (из расчета потерь предварительного напряжения); T - расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны, T  3,85 см. *,  78328,83 Н · м  78,33 кН · м. Так как *,  78,33 кН · м C *   38,20 кН · м, трещины в растянутой зоне в стадии эксплуатации образуются, необходим расчет по раскрытию трещин. Проверим, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при её обжатии в стадии изготовления, если значение коэффициента точности натяжения 1#  1 & ∆1#  1 & 0,229  1,229, формула II.24 [14]. Изгибающий момент от веса плиты М = 13,96 предварительного напряжения).

кН·м (расчет

Расчетное условие: 1# · Eобж NV#  T7 O  *  1,229 · 215643 · 18,32  9,46  1395738   2348123,69  1395738  952385,69 Н · см. - · S,#  1,05 · 16890,38 · 100  1773489,90 Н · см. 952385,69 Н · см 9 1773489,90 Н · см. Условие удовлетворяется, начальные трещины не образуются.

20

5.3.8.4. Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси При 1#  1, так как ∆1# принимаем равным 0, предельная ширина раскрытия трещин непродолжительная P ,  0,4 мм, табл.2 [1], продолжительная P ,  0,3 мм. Изгибающие моменты от нормативных нагрузок, постоянной и длительной *,  70,45 кН · м, суммарной *,  78,33 кН · м. Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия постоянной и длительной нагрузок по формуле (147) [1]: ; 

%, 0$ -? 0  .

; 

%, 0$ -? 0  .





0

,·*,0+





0

,·*,0+


,·

 221,60 МПа.

Здесь принимается \    0,5 · ,  27  0,5 · 5  24,5 см - плечо внутренней пары сил; V#  0, так как усилие обжатия P приложено в центре тяжести площади нижней напрягаемой арматуры; S  A · \  6,28 · 24,5  153,86 см
- момент сопротивления сечения по растянутой арматуре. Приращение напряжений в арматуре от действия полной нагрузки: 


,·

 272,82 МПа.

Ширина раскрытия трещин, нормальных к продольной оси элемента, определяется по формуле(144)[1]: 8  P   ] · D · B ·  · 20 · 3,5  100K · √G, 2

где ] - коэффициент, принимаемый равным 1 для изгибаемых элементов; φ1коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки, при учете кратковременных нагрузок и непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок D  1; B - коэффициент, принимаемый равным 1,0 при стержневой арматуре периодического профиля; G  20 мм - диаметр продольной арматуры; 1 , K    0,0137. ·!

·

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки: ,  P ,  1 · 1 · 1 · · 20 · 3,5  100 · 0,0137 · √20  0,166 мм.  Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузки: ,  P ,  1 · 1 · 1 · · 20 · 3,5  100 · 0,0137 · √20  0,135 мм. 

P ,
- ширина раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузки; D  1,6  15 · K  1,6  15 · 0,0137  1,39  1,4. ,  P ,
 1 · 1 · 1,4 · · 20 · 3,5  100 · 0,0137 · √20  0,189 мм 9  0,3 мм.

21

Ширина раскрытия трещин: P   P ,  P , & P ,
 0,166  0,135 & 0,189  0,220 мм 9 0,4 мм. 5.3.8.5. Расчет по деформациям Прогиб определяем от нормативного значения постоянной и длительной нагрузки. Предельный прогиб _  %2,5' см. Вычисляем параметры, необходимые для определения прогиба плиты с учетом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузки *,  70,45 кН · м; суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь и при 1#  1; `  E  148,38 кН; эксцентриситет: V, 

%, @



,

,


· 100  47,78 см.

Коэффициент D   0,8 при длительном действии нагрузки, определяется по табл.36 [1]. Коэффициент D , определяется по формуле 168 [1]: ", · ,·, · D    0,285 9 1. %, 0%

0


,

Коэффициент, характеризующий неравномерность деформаций растянутой арматуры на участке между трещинами, находим по формуле 167 [1].  1  D D  1,25  D  · D  . V 3,5  1,8 · D · ,  1  0,285 D  1,25  0,8 · 0,285   0,848 9 1. 47,78 3,5  1,8 · 0,285 · 27 Вычислим кривизну оси при изгибе: 1 *, D D ` · D  & ;   T  · \ A · 2 a · A · 2  · A · 2 1 7045000 0,848 0,9  &   T 27 · 24,5 · 100 6,28 · 190000 0,15 · 725 · 30000 148380 · 0,848   6,60 · 100 см0 . 27 · 100 · 6,28 · 190000 Здесь D  0,9 п. 4.27 [1]; a  0,15 по табл.35 [1] при длительном действии нагрузки; A  , · ,  145 · 5  725 см при A,  0 и допущенном 6 

!/ !

.

Вычислим прогиб: 5  1 5 _ ·  ·  · 555 · 6,60 · 100  2,18 см. 48 T 48 22

_  2,18 см 9 b_пред c  2,5 см. Условие выполняется. Рассмотрим случай когда Mqser < Мсrс т.е., трещины в растянутой зоне в стадии эксплуатации не образуются. Полное значение кривизны оси при изгибе: 1 1 1 1 1  &   T T T T
T где





– кривизна оси при изгибе в стадии первого напряженно -

деформированного состояния; 

 



– кривизна при длительном действии нагрузки; – кривизна оси, вызванная выгибом от кратковременного действия

усилия предварительного обжатия; 



– кривизна, вызванная выгибом под влиянием ползучести бетона от

усилия предварительного обжатия. Кривизна при изгибе в стадии первого напряженно-деформированного состояния: 1 М  T В где М - изгибающий момент; В - жесткость приведенного сечения. В = 0,85 * Еь * Ired При длительном действии нагрузки кривизна: 1 МeD  В T

где D - коэффициент, учитывающий снижение жесткости, при длительном действии нагрузки под влиянием ползучести бетона сжатой зоны; D = 2 ... 3. Кривизну оси, вызванную выгибом от кратковременного действия усилия предварительного обжатия определяют аналогично кривизне при изгибе в стадии первого напряженно-деформированного состояния при значении изгибающего момента: 23

М = Р * eoр Кривизну оси, вызванную выгибом под влиянием ползучести бетона от усилии предварительного обжатия определяют: 1 f  f`  T 

где f и f` - деформации бетона, вызванные ползучестью на уровне центра тяжести растянутой арматуры и крайнего сжатого волокна бетона. ;с` = ;` + ;` ;

Потери σс = σ6 + σ9; тогда f 

8 2

; f` 

8` 2

Пример расчета: Пусть Mqser = 30,00 кН * м. Жесткость приведенного сечения: В = 0,85 * Еb * Ired = 0,85 *27* 100*97739=224311005 Следовательно: 





% 3




 
F

= 0,000001337 (см-1)

При длительном действии нагрузки: 





%F) 3




F. 
F

= 0,0000033444(см-1)

Величина изгибающего момента от усилия предварительного обжатия: М = Р * еор = 148,3838 * 0,1832 = 27,18 (кН*м) Следовательно, кривизна оси, вызванная выгибом от кратковременного действия усилия предварительного обжатия: 





% 3



 
F

 0.000001212 (см-1)

Потери: σс = σ6 + σ9 = 16+56,1=72,1 (МПа) Т.к. ;` = 0, в следствии натяжки арматуры на форму, то: ;с` = ;`  ; =16 МПа.

24

Тогда: f  f` 

; 72,1   0,000379; 2 19 e 10

;` 16   0,0000842; 2 19 e 10 





G 0G` !



,
0, ,F

 0,000010 (см-1)

Полное значение кривизны оси при изгибе: 1 1 1 1 1  &    T T T T
T

 0,000001337 & 0,0000033444  0,000001212  0,000010=-0,00000653 (см ) -1

Вычислим прогиб: _

5  1 5 ·  ·  · 555 · 0,653 · 100  0,2 см. 48 T 48

_  0,2 см 9 b_пред c  2,5 см. Условие выполняется.

25

6.ПРОЕКТИРОВАНИЕ РИГЕЛЕЙ Для уменьшения конструктивной высоты перекрытия и расхода материала, а также для повышения жесткости каркаса здания ригели рекомендуется проектировать неразрезными прямоугольного сечения или таврового полками вверху или внизу. Чтобы сборные ригели были неразрезными , надо закладные и накладные детали сопрягаемых элементов сварить и затем омонолитить стыки. Для ригелей следует применять: - бетон класса В15…В25 (в некоторых случаях В30…В40); - сталь классов А- II, А- III для продольной рабочей арматуры; - сталь классов А- I, А- II, А- III, Вр- 1, В- 1 для поперечной и монтажной арматуры. 6.1. Статический расчет При расчете неразрезные сборные ригели рассматривают (с определенной степенью допущения) как многопролетные неразрезные балки с шарнирным опиранием на наружные стены. Расчетный размер средних пролетов lо ригелей принимают равным расстоянию между осями колонн l , а расчетный пролет lо крайних ригелей – расстоянию от оси опоры его на стене до оси колонны по формуле lо = l -0,2+0,3/2, где l – расстояние между разбивочными осями ; 0,3м – величина заделки ригеля в стену; 0,2м – привязка внутренней грани наружной стены к разбивочной оси. Статически неопределимые железобетонные балки с целью экономии арматурной стали рассматривают с учетом перераспределения усилий. Ординаты эпюр изгибающих моментов и поперечных сил в неразрезных балках при упругой работе материала определяют по формулам: - для равномерно распределенной нагрузки М=(α·q+β·v) ·l 2 , Q=(g·q+d·v) ·l ; - для сосредоточенных нагрузок М=(a·G+b·V) · l , Q =g·G+d·V, где a,b,g,d-табличные коэффициенты, определяемые по [10] или [13]. Нагрузку на ригель от пустотных панелей следует принимать равномерно распределенной, а от ребристых сосредоточенной. В этом случае собственный вес ригеля приводиться также к сосредоточенным силам. Если число сосредоточенных сил в пролете более четырех, то их можно приводить к эквивалентной равномерно распределенной нагрузке. В промышленных зданиях на ригели таврового сечения с полками внизу укладываются ребристые панели с торцевыми ребрами высотой равной высоте продольного ребра. Поэтому нагрузка от плит принимается равномерно распределенной.

26

При четырех и более пролетах ригель рассматривают как трехпролетный (все средние пролеты , начиная со второго ,проектируются по среднему пролету трехпролетного ригеля). Изгибающие моменты и поперечные силы в сечениях ригеля определяют отдельно от действия постоянной и различных комбинаций временной нагрузки. Вычисление ординат эпюр изгибающих моментов и поперечных сил производят в табличной форме (см.п.6.4.3). По вычисленным ординатам в сечениях на опорах и в середине пролетов необходимо построить эпюры изгибающих моментов и поперечных сил для различных сочетаний постоянной и временной нагрузок (см.п.6.4.3). Эпюры изгибающих моментов строят по пяти точкам (рис.4). Мо – максимальный изгибающий момент в пролете балки с шарнирным опиранием по концам. В крайних пролетах максимальный изгибающий момент в пролете будет в сечении, расположенном на расстоянии а=0,425l от свободной опоры. С учетом пластических деформаций необходимо произвести перераспределение изгибающих моментов ,полученных из расчета упругой схемы ,отдельно для каждого случая суммарного воздействия на балку расчетных временной и постоянной нагрузки. Для перераспределения изгибающих моментов прибавляют треугольные эпюры с произвольными по величине к знаку надопорными ординатами. Ординаты выровненной эпюры моментов в расчетных сечениях во избежание чрезмерного раскрытия трещин в первых пластических шарнирах не должны отличаться более чем на 30% по сравнению с расчетом на упругость. 0,25

l

0,25

l

0,25 l

0,25

l

Рис.4. Эпюра изгибающих моментов ригеля Построенные для различных загружений участка эпюры моментов с наибольшими ординатами образуют огибающую эпюру моментов.

27

Принятые при компоновке перекрытия размеры поперечного сечения ригеля уточняют из условия: x= 0,35 (ограничивается армирование сечений ригеля, в которых намечено образование пластических шарниров) по формуле: h0 =g*гр /-в h  h PJ . Изгибающий момент на грани колонн вычисляют по формуле: Мгр =М-Q(h/2), где h-высота сечения колонны в направлении пролета ригеля; Q поперечная сила на опоре (слева или справа от нее), принимается большее ее значение. Сечение продольной рабочей арматуры ригеля подбирают по изгибающим моментам в четырех нормальных сечениях: в первом и среднем пролетах, у первой промежуточной опоры и на средней опоре. Рассчитывают поперечную арматуру в трех наклонных сечениях: у первой промежуточной опоры слева и справа и у крайней опоры. 6.2. Последовательность построения эпюры арматуры 1.Определить несущую способность в расчетных сечениях ригеля в соответствии с изменением количества арматуры Мсеч=As·Rs·ζ·h0 . 2.На изгибающей эпюре моментов отложить в масштабе параллельные прямые, ординаты которых соответствуют несущей способности ригеля. Пересечения параллельных прямых с ветвями эпюры огибающих моментов определяют места теоретического обрыва стержней. 3.Вычислить перерезывающие силы в сечениях ригелей, соответствующие точкам теоретического обрыва стержней (см. пример расчета). 4.Определить длину заделки обрываемых стержней за сечения, в которых они не требуются по расчету, W=Q/2qsw+5d >20d. 6.3.Указания по конструированию ригелей Ригели армируют двумя сварными каркасами. При больших нагрузках допускается постановка трех каркасов. Третий каркас устанавливают в средней части пролета, не доводя его до опор. Растягивающие усилия в верхней части ригеля во всех стыках воспринимаются стальной пластиной или соединительными стержнями, которые можно проектировать либо замоноличенными в колонне с выступами на длину 120 мм, либо устанавливаемыми при монтаже в отверстия колонн. В стыках с обетонировкой площадь сечения соединенных стержней следует принимать по опорной арматуре из условия равнопрочности: As=Ason·Rson/Rs ,где Аson ,Rson — площадь и расчетное сопротивление арматуры на опоре.

28

Длина сварных швов соединительных стержней с закладными деталями ригеля lш = 1,3N/0,85·hw·Rсв , где N = Мгр/ζ·h0. Коэффициент 1,3 вводят для обеспечения надежной работы сварных швов в случае перераспределения опорных моментов вследствие пластических деформаций. Размеры закладных деталей определяют из условия A=N/R. Закладные детали целесообразно проектировать из полосы в виде гнутого швеллера для удобства крепления стержней каркаса, расположенных в два ряда по высоте. При однорядном расположении стержней в ригеле их соединяют встык с опорными соединительными стержнями. 6.4. Пример расчета неразрезного ригеля Расчет неразрезного ригеля выполняем по программе «SCAD» (п. 6.4.3.) и в табличной форме (п. 6.4.4). Пример расчета выполнен по табличной форме, а расчет по программе «SCAD» выполняем с использованием жестких узлов. 6.4.1. Исходные данные Проектируемый ригель перекрытия будет эксплуатироваться при нормальной температуре в неагрессивной среде с влажностью не выше 75 %. Вид бетона - тяжелый, с объемным весом 2400 кг/м3. Класс бетона - В20; RВ = 11,5 МПа; RВt = 0,9 МПа [1]. Арматура: продольная рабочая - класс А- III ; поперечная - класс A-I, Rs = 365MПa; Ø 10-40; Rs= 225 МПа; Rsw = 175МПа (прил. 1). 6.4.2. Расчетные пролеты и нагрузки Величину нагрузок на 1 пог. м ригеля определяем умножением нагрузки от пола, панелей и временной нагрузки Н/м2 на расстояние между ригелями (в данном примере В=6 м), т.е. на ширину грузовой площади перекрытия, приходящейся на ригель (табл. 2). Расчетные средние пролеты ригеля принимаем равными расстоянию между осями колонн, в нашем примере l0 ср = 6,0 м. Расчетный пролет крайних ригелей lокр = l-0,2+0,35/2=6,0-0,2+0,3/2 = 5,95 м. В данном примере ригель таврового сечения полками вниз. Передача нагрузки от перекрытия происходит через торцовые ребра ребристых панелей или нижнюю поверхность пустотных, поэтому нагрузка считается равномерно распределенной.

29

Нагрузки на ригель Вид нагрузки Постоянная q: от панелей и пола (см. расчет панелей) от собственного веса ригеля

Таблица 2 Расчетная нагрузка, Н/м 3758·6,0 = 22548 1,1(0,6·0,35+2·0,1·0,25) 24000 =6864 29412

ИТОГО: Временная v (по заданию) Полная расчетная:(q + v)

13200·6 =79200 29412+79200 = 108612

6.4.3. Расчет ригеля с использованием программы «SCAD» Для расчета ригеля необходимо выполнить статический расчет поперечной рамы. Принимаем жесткую связь ригеля с колоннами и фундаментом поперечника здания во всех узлах (рис. 5). Сечение колонны назначаем 35x35 см на всех этажах. На расчетной схеме (рис. 5) линии стержней представляют продольные оси, проходящие через центр тяжести поперечных сечений. Расчет рамы выполняем по трем схемам загружения, где постоянные нагрузки суммируются с вариантами загружения временных нагрузок. Варианты временных нагрузок принимаем по аналогии схем загружения, представленным в табл. 3 и 4. Временную эксплуатационную нагрузку учитываем на всех перекрытиях и принимаем равномерно распределенной по всей площади согласно табл. 5 и заданию на курсовой проект.

30

Рис.5. Расчетная схема рамы: 1,2... 15,16 - номера узлов; I,II- типы жесткости стержней Жесткость ригеля принимаем условно для прямоугольного сечения размером 35x60 см. Файл результатов расчета на ЭВМ необходимо согласовать с консультантом, проверить равновесие узлов и распределение усилий в стержнях. Изгибающие моменты в стойках должны быть знакопеременными от узла к узлу, продольные сжимающие силы должны увеличиваться книзу. В пролетах ригеля растянуты нижние волокна, на опорах верхние. Распечатку результатов расчета вкладывают в приложение расчетно-пояснительной записки. Для расчета ригеля принимаем усилия на втором этаже здания, а для колонны на первом этаже. Ригель рассчитываем аналогично примеру по табличной форме с учетом выровненных усилий, полученных по программе «SCAD». 6.4.4. Определение усилий в сечениях ригеля от расчетных нагрузок по табличной форме Изгибающие моменты и поперечные силы определим отдельно для действия постоянной нагрузки и различных комбинаций временной (табл. 3, 4). M=(α·g + β·ν) l 2, Q=(γ·g + δ·ν) l ; Вычисление производим в табличной форме (табл. 3, 4, 5).

31

По данным табл. 5 построим эпюры изгибающих моментов и поперечных сил для различных комбинаций нагрузок (значения ординат М и Q от постоянной нагрузки входят в каждое сочетание). Затем производим перераспределение внутренних усилий с учетом пластических деформаций (рис.6) и строим огибающую эпюру моментов по выровненным значениям ординат п. 18.7 [13].

Номер Схема загружения схемы 1

Таблица 3 Изгибающие моменты Поперечные силы М1 М2 МВ QA QЛВ QПВ 0,070 0,070 -0,125 0,375 -0,625 0,625

2

0,096

-0,025 -0,063 0,438

-0,562 0,062

Номер Схема загружения схемы 1

Таблица 4 Изгибающие моменты Поперечные силы М1 М2 МВ QA QЛВ QПВ 0,080 0,025 -0,100 0,400 -0,600 0,500

2

0,101

3

-0,025 0,075

4

-

-0,050 -0,050 0,450

-

-0,550

-

-0,050 -0,050 -0,050 0,500

-0,117 0,383

-0,617 0,583

По полученным результатам расчета выровненных моментов определяем изгибающие моменты на гранях колонны: МЛгр=МВ - QЛВ·hk/2=369,63-(393,93·0,4/2)=290,84 Кн·м, МПгр=МВ – QПВ·hk/2=369,63-(363,74·0,4/2)=296,88 Кн·м, где hk - поперечный размер колонны.

32

6.4.5. Проверка принятой высоты сечения Высоту сечения ригеля определим по опорному моменту при граничном значении относительной высоты сечения сжатой зоны: ξ = 0,35; ат =0,289; h0=gМпгр /5 h R K h 13 h B  g296892/0,289 h 11,5 h 10 h 0,35 h 0,9  0,533 м  53,3 см  54 см.

33

Номер схемы

Схема загружения

Таблица 5 Поперечные силы

Изгибающие моменты М1

М2

М3

МВ

МС

QА

QЛВ

QПВ

0,080·28,9· ·5,952= =81,85

0,025·28,9· ·62=26,01

81,85

-0,1·28,9· 62= -104,04

-104,04

0,4·28,9· ·5,95=68, 78

-0,6·28,9· ·5,95= -103,17

0,5· ·28,9· ·6=86,7

0,101·79,2· ·5,952= =283,19

-0,05·79,2· ·62= =-142,56

283,19

-0,05·79,2· ·((5,95+6)/2)2== -141,37

-141,37

0,45· 79,2· ·5,95= =212,06

-0,55· ·79,2·5,95= -259,18

0

2

-0,025·79,2 ·5,952= =-70,10

0,075·79,2·6 =213,84

-70,10

-0,05·79,2· ·((5,95+6)/2)2= 141,37

-141,37

-0,05· 79,2· ·5,95= -23,56

-23,56

3

0,5· ·79,2·6=2 37,6

4

(79,2·5,952)/80,4|МВ|= =218,16

(79,2·62)/8-(|МВ|+|МС|) /2= =144,34

-0,4· ·|МС|= = -37,32

-0,117·79,2· ·((5,95+6)/2)2= 330,82

-0,033· ·79,2·((5,95+6 )/2)2= =-93,31

0,383·79, 2· ·5,95=18 0,48

-0,617· ·79,2·5,95= -290,76

0,583· ·79,2·6= =277,04

1+2

1+4

1+4

1+2

1+3

1+2

1+4

1+3 280,84

-393,93

363,74

365,0

239,85

365,04

-434,86

-245,41

1

38

5

Наиболее невыгодная

2

34

Рис.6. Эпюры усилий Полная высота сечения ригеля: h = h0 + а = 54 + 6 = 60 см, где а расстояние от растянутой грани сечения до центра тяжести растянутой арматуры. Принимаем h = 60 см, h0 = 54 см, b = 35 см. При расположении арматуры в два ряда а ~ 6 см, в один ряд а ~ 3 см.

35

6.4.6. Подбор сечений продольной арматуры по изгибающим моментам В первом пролете M1=(365,04кН·м). αm = (M1/RВ · b ·h02· γВ2) = 36504000/(11,5 · 100 ·35 · 542 · 0,9) = 0,346. По значению αm определим ζ, = 0,778 (прил. 3). Определим площадь сечения продольной арматуры: Аs=M1/(Rs·ζ·h0) = 36504000/(365·100·0,778·54) = 23,81 см2. По сортаменту арматуры примем 4 Ø28 А-III (∑As = 24,63 см2). Во втором пролете (М2 = 239,85 кН· м) αm = M2/(RB · b ·h02 · γВ2)= 23985000/(11,5 · 100· 35 ·542 · 0,9) = 0,227. По значению αm определим ζ = 0,869 (прил. 3). Площадь сечения продольной арматуры: Аs = M2/(Rs·ζ ·h0) = 23985000/(365 · 100 ·0,869· 54) = 14,00 см2. По сортаменту арматуры примем 4 Ø 22, А-III (∑As = 15,20 см2). Количество верхней арматуры вычислим по величине опорных изгибающих моментов. Сечение на опоре В слева (Млгр = 290,84 кН· м): αm = Mлгр/(RВ·b·h02 ·γВ2) = 29084000/(11,5· 100·35 ·542 · 0,9) = 0,275. По значению αm найдем ζ = 0,835. Определим площадь сечения продольной арматуры: Аs = Mлгр/(Rs·ζ ·h0) = 29084000/(365·100· 0,835 · 54 )= 17,67 см2. По сортаменту арматуры примем 2 Ø 22 А-III (As = 7,60 см2), 2 Ø25 А-III (As = 9,82 см2), ∑As = 17,42 см2. Сечение на опоре В справа (Мпгр= 296,88 кН·м). αm = Mпгр/(RВ·b·h02 ·γВ2) = 29688000/(11,5·100·35·542 ·0,9)= 0,831. По значению αm определим ζ = 0,831. Вычислим площадь сечения продольной арматуры: Аs = Mпгр/(Rs·ζ ·h0) =29688000/(365 ·100·0,831 ·54) = 18,31 см2. По сортаменту арматуры примем 4 Ø25 А-III (∑As = 19,63 см2). Во втором пролете при действии отрицательного момента необходимо проверить площадь верхней арматуры. 6.4.7. Расчет прочности наклонных сечений по поперечной силе Расчет прочности по наклонным сечениям предусматривает определение площади поперечной арматуры и проверку прочности наклонной сжатой полосы бетона между трещинами. Расчетное значение поперечной силы принимаем для нормального сечения на грани колонны QлВ = 393,93 кН.

36

В соответствии с п.3.31 [1] проверим условие Q ≤QB + Qsw + Qs inc. Вычислим проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось по формуле 76 [1]. QB =[φB2(1+φf +φn) ·Rbt·b·h02]/с=МВ/с , где φВ2 = 2 для тяжелого бетона; φf = φn = 0; МВ =2·0,9·35·542 ·100 = 183,71 ·105 Н·см; с=


МВ



; qsw= (Rsw·Asw)/s ≥0,3Rbt·b.

Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки с продольной арматурой диаметром 28 мм и принимаем равным dsw = 8 мм (Asw=0,503 см2) класса A-I, Rsw = 175 МПа, число каркасов два Asw =1,01 см2. Шаг поперечных стержней s=150 мм, поскольку h=600>450 и s=150≤ h/3= 18,3 см. Qmax = 393,93 > 0,6 Rbt·b ·h0 = 0,6 · 0,9 ·0,35·0,54 ·1000 =102,06 кН - поперечная арматура требуется по расчету qsw= (Rsw·Asw)/s=(175·1,01·0,0001)/0,15=0,1178 МПа·м; qsw = 0,1178 > 0,3 Rbt·b = 0,3·0,9 ·0,35 = 0,095 МПа·м. Следовательно, диаметр поперечной арматуры подобран верно. Поперечная сила, воспринимаемая арматурой: Qsw= qsw ·2h0 =0,1178·2·0,54·1000=127,22 кН. Проекция наклонной трещины: с=


МВ



=


,  , 

=124,9 см.

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном: Qб=(2RBt·b·h02)/с=(2·0,9·0,35·0,542·1000)/1,249=147,10 кН. Проверка прочности: Q = Qsw+Qб =127,22 + 147,10 = 274,32 кН, Qmax= 393,93 > 274,32 кН. Следовательно, прочность не обеспечена. Уменьшаем шаг поперечных стержней s = 100мм. qsw = (Rsw·Asw)/s =(175·1,01·0,0001)/0,1=0,1768 МПа·м. Поперечная сила, воспринимаемая арматурой: Qsw= qsw ·2h0 =0,1768·2·0,54·1000=190,94 кН. Проекция наклонной трещины: с=


МВ



=


,  ,  

=101,94 см;

37

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном: Qб=(2RBt·b·h02)/с=(2·0,9·0,35·0,542·1000)/1,0194=180,21 кН. Проверка прочности: Qб +Qsw =180,21 + 190,94 = 371,15 Qmax=393,93>371,15. Следовательно, прочность не обеспечена. Уменьшаем шаг поперечных стержней s = 50мм. qsw = (Rsw·Asw)/s =(175·1,01·0,0001)/0,05=0,3535 МПа·м. Поперечная сила, воспринимаемая арматурой: Qsw= qsw ·2h0 =0,3535·2·0,54·1000=381,78 кН. Проекция наклонной трещины: с=


МВ



=


,  , 

= 72,09 см;

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном: Qб=(2RBt·b·h02)/с=(2·0,9·0,35·0,542·1000)/0,7209=254,83 кН. Проверка прочности: Qб +Qsw =254,83 + 391,78 = 636,61 Qmax=393,93 М1 (367,01 > 365); принимаем арматуру 4 Ø 28 А-III. Изгибающий момент, воспринимаемый арматурой 2 Ø28 А - III; Аs=12,32 см2; h0=60-3=57 см; µ= 12,32/35· 57 = 0,0062; ξ = 0,0062·365/11,5·0,9 = 0,219; ζ= 1-0,5·ξ = 0,891; Mсеч=Rs·As ·ζ ·h0= 365·1000·12,32·0,0001·0,57·0,891 = 228,38 кН·м. Второй пролет. Изгибающий момент, воспринимаемый сечением с фактически принятой арматурой 4 Ø 22 А-III; Аs = 15,20 см2, определяем аналогично предыдущему h0 = 60 - 6= 54 см; µ= 15,20/35· 54 = 0,0080; ξ = 0,0080·365/11,5·0,9 = 0,282; ζ= 1-0,5·0,282 = 0,859; Mсеч=Rs·As ·ζ ·h0= 365· 1000· 15,20· 0,0001· 0,54· 0,859 = 257,35 кН·м. Изгибающий момент, воспринимаемый арматурой 2 Ø 22 А-III; Аs=7,60 см2, определяем аналогично предыдущему ho = 60 - 3= 57 см; µ= 7,60/35· 57 = 0,0038; ξ = 0,0038·365/11,5·0,9 = 0,134; ζ= 1-0,5·0,134 = 0,933; Mсеч=Rs·As ·ζ ·h0= 365·1000·7,60·0,0001·0,57·0,933 = 147,52 кН·м. Первая промежуточная опора слева. Арматура 2 Ø 22 А-III + 2 Ø 25 А-III; Аs = 17,42 см2, h0 = 60 - 6= 54 см; µ= 17,42/35· 54 = 0,0087; ξ = 0,0087·365/11,5·0,9 = 0,307; ζ= 1-0,5·0,307 = 0,847; Mсеч=Rs·As ·ζ ·h0= 365· 1000· 17,42· 0,0001· 0,54· 0,847 = 290,82 кН·м. Арматуру 2 Ø 22 А-III; Аs = 7,60 см2 доводят до крайней опоры. h0 = 60 - 3= 57 см; µ= 7,60/35· 57 = 0,0038; ξ = 0,0038·365/11,5·0,9 = 0,134; ζ= 1-0,5·0,134 = 0,933; Mсеч=Rs·As ·ζ ·h0= 365· 1000· 7,60· 0,0001· 0,57· 0,933 = 147,52 кН·м. Первая промежуточная опора справа. Арматура 4 Ø 25 А-III Аs =19,63 см , h0 = 60 - 6= 54 см; µ= 19,63/35· 54 = 0,0104; ξ = 0,0104·365/11,5·0,9 = 0,367; ζ= 1-0,5·0,367 = 0,817; 2

39

Mсеч=Rs·As ·ζ ·h0= 365· 1000· 19,63· 0,0001· 0,54· 0,817 = 316,10 кН·м. Арматуру 2 Ø 25 А-III, Аs = 9,82 см2 доводят до опоры. h0 = 60 - 3= 57 см; µ= 9,82/35· 57 = 0,0049; ξ = 0,0049·365/11,5·0,9 = 0,173; ζ= 1-0,5·0,173 = 0,914; Mсеч=Rs·As ·ζ ·h0= 365· 1000· 9,82· 0,0001· 0,57· 0,914 = 186,73 кН·м.

40

Эпюра М

Эпюра Q

Рис.7. Эпюра материалов и схема армирования ригеля

41

6.4.9. Определение длины заделки стержней рабочей арматуры за места теоретического обрыва В целях экономии арматурной стали часть продольных стержней обрываем согласно изменению огибающей эпюры моментов. Сечение ригеля, в котором отдельные растянутые стержни не нужны, называют местом теоретического обрыва. Обрываемые стержни заводят за место теоретического обрыва на длину заделки ώ, определяемую по формуле ώ = (Q/(2RSW·Asw))·s+5d ≥20d, где d диаметр обрываемого стержня п.3.5.4 [10]. Площадь поперечной арматуры 2Ø8 А-I. Аsώ =2·Asw =2·0,503=1,01 см2 ; ώ1 =(Q/(2Rsw ·Asώ ))·S+5d=(160·10/2·175·1,01) ·5+5·2,8=36,6 см; ώ1 =20d=20·2,8=56 см; ώ2 =(150 ·10/(2 ·175 ·1,01)) ·5+5 ·2,8=35,2 см; ώ2 =20·2,8=56 см; ώ3 =(120·10/(2·175·1,01)) ·5+5·2,5=29,5 см; ώ3 =20·2,5=50 см; ώ4 =(60·10/(2·175·1,01)) ·5+5·2,5=21,0 см; ώ4 =20·2,5=50 см. ώ5 =(120·10/(2·175·1,01)) ·5+5·2,2=28,0 см; ώ5 =20·2,2=44 см. Принимаем большее из полученных выражений. Построение эпюры материалов и конструирование ригеля показано на рис. 7. 6.4.10. Проектирование опорного стыка Стыки ригелей размещают вблизи опор, непосредственно у боковой грани колонны или над колонной. Действующий в стыках ригелей момент вызывает растяжение верхней части и сжатие нижней (рис. 8, а). В стыковых сопряжениях ригель может опираться на выпущенную из колонны железобетонную консоль, на оголовок колонны или съемный стальной столик, устанавливаемый на время монтажа (рис. 8, в). Растягивающее усилие в верхней части ригеля во всех стыках воспринимается соединительными стержнями, приваренными на монтаже к стальным закладным деталям или к выпускам арматуры ригеля (рис. 8, а, в), и стальными закладными деталями колонны и ригеля (рис. 8, б). В верхней части стыка (рис. 8, а, в) выпуски арматуры из колонны могут соединяться также с выпусками арматуры ригеля на ванной сварке. Сжимающее усилие в нижней части ригеля может передаваться через монтажные сварные швы между стальными закладными деталями ригеля и консоли (рис. 8, а, б) или через обетонировку полости стыка (рис. 8, в).

42

Стыки с консолями или бесконсольные путем опирания ригелей на оголовок колонны воспринимают значительные моменты и поперечные силы при больших временных нагрузках (≥10000 Н/м2) на перекрытиях (рис. 8, а, в). Скрытые стыки на консолях (с подрезкой торца ригеля) усложняют конструирование, т.к. требуют усиления арматуры входящего угла дополнительными каркасами и закладными деталями. Применение таких стыков возможно при небольших временных нагрузках на перекрытие (рис. 8, б). В бесконсольных стыках поперечная сила воспринимается бетоном замоноличивания полости и бетонными шпонками, образующимися в призматических углублениях на боковой поверхности колонны и в торце сборного ригеля (рис. 8, в). В таком решении стыка целесообразно сваривать выпуски нижней арматуры ригеля и уголков опорного столика колонны. Площадь сечения соединительных растянутых стержней As или стальной пластины Fпл определяем по формулам As = M/Rs·z = N/Rs и Fпл = N/Ru , где Rs и Ru -расчетные сопротивления арматуры и проката; z - плечо пары сил в стыке, равное расстоянию между центрами тяжести сечений верхних и нижних закладных деталей или сварных швов. При сварке стыкового стержня с закладной пластиной ригеля усилие, воспринимаемое одним фланговым швом, определяем по формуле п.2.8 [3] Nш=0.85·β f ·k f ·Rώf , где β f, k f, Rώf по табл. 34,38,56 [3]. Суммарная длина сварных швов соединительных стержней ∑ l m =1,3·N/0,85· β f ·k f ·Rώf . Коэффициент 1,3 к усилию N вводят для обеспечения надежной работы сварных швов при расчете ригеля по выровненным моментам. В необетонированных стыках сжимающая сила N передается через сварные швы, длина шва прикрепления нижних закладных деталей ригеля к стальной пластине консоли принимается по большему из двух расчетных значений п. 11.2* [3]:  по металлу шва lш= ≥4·kf ; ώ ώ   

по металлу границы оплавления lш= *



ώ ώ   

≥4·kf ,

где γώf =1; γώz =1 п.11,2 [3]; βf =0,7; βz =1табл.34 [3]; γс =0,95 табл.6*[3]; Rώf=180 МПа табл.56 [3]; Rώz=0,45·Run=184,5 МПа табл.51* [3]. Должно выполняться условие Rώf< Rώz< Rώz · βz/ βf; 1805·δ=5·2=10 см. Длина шва с каждой стороны с учетом непровара lш =25,2/2+1=13,6 см. Вылет консоли с учетом зазора между ригелем и колонной принимаем 20 см, размер закладной детали 20 см.

44

45

4-скрытая консоль; 5-закладные детали; 6-стыковые стержни; 7-ванная сварка; 8-раствор; 9-шпонка.

а- с открытой консолью; б- со скрытой консолью ; в- замоноличенное; 1-колонна; 2-ригель; 3-консоль;

Рис.8. Соединение колонн и ригелей каркаса:

6.4.11. Особенности расчета прочности ригеля таврового сечения с полкой в растянутой зоне Расчет прочности нормальных сечений ригеля таврового профиля с полками внизу производят: - для сечений в пролете, как для балки прямоугольного профиля (без учета свесов полок); - для сечений вблизи колонн аналогично расчету балки таврового профиля. При проектировании ригеля таврового сечения необходимо дополнительно рассчитывать свесы полок на действие местных нагрузок от панелей перекрытия. Расчет полки ригели. Определим нагрузку на полку ригеля на 1 пог.м. (рис.9,а): пол наг q=рполк св +рпан /2+рполез /2=(0,1·0,25) ·24000+22548/2+79200/2=51474 Н/м; Q=q·1 пог. м=51474 Н.

Рис.9. Поперечное сечение ригеля: а- схема опирания панели; б- схема армирования Эксцентриситет приложения нагрузки е=(10-2) ·2/3=5,3 см. Изгибающий момент в полке М= Q ·е = 51474·0,053 = 2728,1 Н/м. Вычислим коэффициент: αm=M/(γB2·RB·B·  ) = 2728,1/(0,9·11,5·100·0,272·(100)) = 0,362; h0=hп-3=30-3=27 см, затем определим коэффициент ζ=0,765. Площадь сечения арматуры Аs=M/(Rs·ζ·h0)=2728,1/(365·0,765·27)=0,36 см2. Принимаем арматуру 4Ø4 В1 (шаг 250 мм); Аs=0,50 см2. Полки ригеля армируем сварными каркасами К-2, гнутыми по профилю полок (рис. 9,б).

46

7. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОЛОНН 7.1. Общие указания В данном курсовом проекте рассматриваются многоэтажные здания, имеющие жесткую конструктивную схему. В таких зданиях колонны каркаса работают только на восприятие вертикальных нагрузок от перекрытий. Ввиду незначительного влияния и для сокращения объема вычислений не учитываются изгибающие моменты, возникающие в сечениях колонн при неравномерном загружении ригелей. Расчет центрально-сжатых колонн производят с учетом случайного эксцентриситета сл п. 1.21 [1], обусловленного не учтенными в расчете факторами. Расчет колонн прямоугольного сечения при   20 производить по [13], где  - расчетная высота колонны; h – размер стороны поперечного сечения колонны. При членении колонн многоэтажных зданий применяются одноэтажная и двухэтажная разрезки колонн с устройством стыков на расстоянии 0,5 0,6 м от уровня верха перекрытий. Сечения колонн назначают квадратными с размерами 30х30, 40х40 или 50х50 см (в зависимости от интенсивности нагрузки). Проектную марку бетона колонн следует назначать в соответствии с действующими в них условиями; в колоннах нижних этажей – В15-В30, в отдельных случаях В40; в колоннах верхних этажей В12,5 – В20. Продольную рабочую арматуру колонн выполняют из стали класса А-III, для консолей – А-II. Поперечную арматуру и монтажные петли – из стали класса А-I, сетки косвенного армирования – из стали классов В-I, А-I и А-III. Для армирования колонн рекомендуются следующие диаметры арматуры: продольный – ø12÷40 мм; сеток косвенного армирования – ø6÷8 мм; поперечной арматуры – из условия свариваемости с продольной арматурой. Конструирование колонны приведено в альбоме по курсовому проектированию. 7.2. Расчетная схема и расчетные длины колонн Расчетная схема колонны нижнего этажа представляет собой стержень, нижний конец которого защемлен, а верхний имеет шарнирно-неподвижное опирание. Колонны всех остальных этажей рассчитываются как стойки, высотой равной высоте этажа с шарнирно-неподвижными опорами на концах.

47

Расчетные длины колонн: для первого этажа  0,7 !  0,15; для остальных этажей  ! ! , где ! - высота этажа, 0,15 – расстояние от уровня пола до уровня фундамента, м. 7.3. Подсчет нагрузок на колонны Нормативные нагрузки на 1м покрытия. Постоянные нагрузки: вес кровли - 2500÷3000 Н/м ; вес железобетонных панелей покрытия - 3000 Н/м для пустотных и 1700 Н/м для ребристых панелей; вес ригеля  " " " ж/б . Временные нагрузки (кратковременные); вес снегового покрова (по заданию). Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м перекрытия принять из расчета панелей и ригеля перекрытия. Собственный вес колонны в пределах одного этажа вычисляют по формуле !& ! · ' · ' · ж/б , где ! - высота колонны в пределах этажа; ' , ' - размеры поперечного сечения колонны (рис. 10,а). а б

?

Рис.10. Расчетные схемы колонн: а – при статическом расчете; б – при расчете на транспортные и монтажные нагрузки Грузовая площадь, приходящаяся на одну колонну, гр  · , где L, B – расстояние между осями колонн в одном и другом направлении, м.

48

7.4. Определение расчетных продольных сил в сечениях колонн От длительно действующих нагрузок пер пок !дл дл    дл      1' . От кратковременно действующих нагрузок пер пок !кр кр    кр . От суммарных нагрузок ! !дл  !кр . Здесь n – число этажей проектируемого здания; i – порядковый номер этажа, колонна которого рассчитывается. 7.5. Определение площади продольной арматуры в колоннах Площадь арматуры определяют методом + приближения по формуле *  / · / ·  · / *' ,

последовательного

,·.

где η – коэффициент, принимаемый равным 1 при h ≥ 20 см; " = "В  2 "1  "В #, но не более "1 ; "1 , "В - коэффициенты, принимаемые по прил. 3; α= *' А* / В · А, где А* - площадь сечения продольной арматуры; А – площадь поперечного сечения колонны. В первом приближении при определении коэффициента α принимают следующие значения коэффициента армирования µ=А* /А: - для колонн нижних этажей 0,015 – 0,02; - для верхних этажей 0,005. В каждом последующем приближении µ определяется по А* , полученном в предыдущем приближении (при выполнении курсового проекта достаточно ограничиться двумя приближениями). Затем по сортаменту стержневой арматуры подбирают диаметр и число продольных стержней. При назначении диаметра и количества стержней необходимо соблюдать следующие условия: при 10 ≤  /h ≤ 24 μ2!3 = 0,4%; при  /h > 24 μ2!3 = 0,5%. Сечение колонны подобрано удовлетворительно, если µ = 1÷2 %. Шаг поперечных стержней принимают не более 20d для сварных каркасов, 15d – для вязаных, но не более 500 мм. 7.6. Расчет и конструирование консоли колонны При проектировании консоли рассчитывают размеры бетонного сечения, площадь растянутой арматуры, тип и количество хомутов согласно п. 3.99; 3.100; 5.77 [17]. При   0,9 консоли считаются короткими. Размеры опорной консоли определяют в зависимости от опорного давления ригеля (из расчета на местное смятие бетона консоли). Вылет консоли должен быть не менее длины опирания ригеля на консоль: 49

   ( )" // / /2   (, где )" - поперечная сила, действующая на консоль в пределах ее вылета; /2 - ширина ригеля в месте опирания его на консоль; С – зазор между ригелем и колонной, принимаемый равным для обетонируемого стыка ригеля с колонной 5 см. Размер вылета консоли принимается кратным 5 см. Величину изгибающего момента в сечении у грани колонны при расчете продольной арматуры консоли увеличивают на 25%: M = 1,25Q· * ; *   /2 = (  ()/2 + C. Рабочую высоту консоли назначать не менее  )/2,5/ 45 ' . Высота консоли у грани колонны h =  * , где * = 2,5÷3,5 см; у свободного края  + 2. Размеры консоли назначить кратными 5 см. Короткие консоли высотой сечения h > 2,5* армируем наклонными хомутами; при h > 3,5· * и Q ≤ /5 ·  ·  - горизонтальными хомутами. Шаг хомутов назначают не более 150 мм и не более h/4. Диаметр отогнутых стержней принимают не более 25 мм и не более 1/15 длины отгиба. Площадь сечения отгибов, пересекающих отрезок  (рис. 11), назначают не менее А*,!3' 0,002' ·  . Поперечную силу, воспринимаемую бетоном наклонной сжатой полосы, определяют по формуле Q = 0,8"6 4 '  sin / ≤ 3,5 45 '  . Площадь продольной арматуры консоли вычисляют по формуле А* 0/ * · 1 ·  ; sin /   /     ; "6 1  5#μ6 ; α = 2* /2/ ; μ6 *6 / ' 36 . Коэффициент 1 принимают равным 0,9.

50

а

б Рис.11. Схема армирования консолей: а – горизонтальными стержнями; б – наклонными стержнями

Диаметр отгибов – не менее 16 мм, хомутов - 8÷10 мм. В консолях необходимо предусмотреть закладные детали для крепления ригелей. 7.7. Пример расчета колонны 7.7.1. Исходные данные. Здание с четырьмя надземными этажами, наружными несущими стенами и железобетонным перекрытием, поддерживаемым колоннами. Здание с жесткой конструктивной схемой: сетка колонн L x B = 6х6; высота этажа – 5,4 м; расстояние от уровня пола первого этажа до обреза фундамента – 0,15 м. Равномерно распределенные нагрузки на покрытие и перекрытия сведены в табл. 6.

51

Таблица 6

Наименование и вид нагрузки

На покрытие Постоянные нагрузки: собственный вес кровли собственный вес ригеля (0,6 · 0,35  2 · 0,1 · 0,35) · 24000/6 собственный вес панели Временная нагрузка: снеговая (кратковременная) На перекрытие: Постоянные нагрузки: Пол из асфальтобетона Собственный вес панели Собственный вес ригеля Временные нагрузки: полезная эксплуатационная нагрузка в том числе: кратковременная длительная

Нормативная нагрузка, Н/м

Коэффициент надежности по нагрузке

Расчетная нагрузка, Н/м

3000

1,2

3600

1080 2500

1,1 1,1

1188 2750

1715

1,4

2400

840 2500 960

1,2 1,1 1,1

1008 2750 1056

11000

1,2

13200

1500 9500

1,2 1,2

1800 11400

Примечание. В данном примере не учитывается длительное действие снеговой нагрузки.

Назначим размеры поперечного сечения колонны одинаковыми на всех этажах и равными 35х35 см. При этом расчетный собственный вес колонны первого этажа К 0,35 · 0,35 · 5,4  0,15 · 25000 · 1,1 · 0,95 17762 Н, на остальных этажах 8 0,35 · 0,35 · 5,4 · 25000 · 1,1 · 0,95 17282 Н. 7.7.2. Определение расчетных усилий Грузовая площадь, с которой собирается нагрузка от каждого перекрытия и покрытия на колонну, гр  ·  6,0 · 6,0 = 36,0 м . Нагрузки, передаваемые на колонну в виде сосредоточенных сил, составляют: от покрытия – 52

дл кН;

пер

длительная: пок пок дл

8дл гр 3600  1188  2750 · 36 · 0,95 257,8 кН; кратковременная: пок пок

9кр гр 2400 · 36 · 0,95 82,1 кН; кр от перекрытия – длительная: пер пер

8дл  :дл гр 1008  2750  1056  11400 · 36 · 0,95 554,5

кратковременная:

;кр гр 1800 · 36 · 0,95 61,6 кН. Вычисляем расчетные продольные сжимающие силы в колоннах на уровнях перекрытий этажей и на уровне обреза фундамента: 4 этаж пок дл дл  8 257,8  17,3 275,10 кН. пок

82,1 кН. кр кр  дл  кр 275,1  82,1 357,20 кН. 3 этаж пер пок дл дл  дл 257,8  554,5 812,3 кН. пер пок кр кр  кр 82,1  61,6 143,7 кН.  дл  кр 812,3  143,7 956,0 кН. 2 этаж пер пок дл дл  2 < дл 257,8  2 < 554,5 1366,8 кН. пер пок кр кр  2 < кр 82,1  2 < 61,6 205,3 кН.  дл  кр 1366,8  205,3 1572,1 кН. пер кр

1 этаж пер пок дл дл  3дл  38  9 257,8  3 · 554,5  3 · 17,3  17,8

1991,0 кН. пер пок кр кр  3 < кр 82,1  3 < 61,6 266,9 кН.  дл  кр 1991,0  266,9 2257,9 кН. 7.7.3. Расчетные схемы и длины колонн Колонну первого этажа рассчитываем как стойку, жестко защемленную в фундаменте и шарнирно-неподвижно опертую на уровне перекрытия. Расчетная длина этой колонны (рис.10,а)   0,7 эт  0,15 0,7 5,4  0,15 3,885 м.

53

Колонны остальных ярусов рассчитываем как стойки с шарнирнонеподвижным опиранием в уровнях перекрытий с расчетной длиной  ! !

5,4 м. Назначим для колонн первого этажа класс бетона В30 ( 4 17 МПа). Арматура в колоннах всех этажей класса А-III; * 365 МПа; / 0,9. 7.7.4. Расчет колонн на прочность Колонна первого этажа: По   /h = 388,5/35 = 11,10 и дл / = 1991,0/2257,9 = 0,88. Интерполяцией находим: "4 =0,877 и "1 =0,893 (см. Приложение 4). Определим ", предварительно задав µ = 0,015: " =0,877 + 2(0,893-0,877)·(365/0,9·17)·0,015 = 0,888. Требуемая площадь продольной арматуры: (А*  * ) = (2257900/0,888 – 0,9·17·100·35· 35)/(365·100)=18,31 см . Принимаем 4 Ø 25 А-III; А* = 19,63 см . Уточнять расчет не требуется. Колонна второго этажа:   /h = 540/35 = 15,43 и дл / = 1366,8/1572,1 = 0,869; Интерполяцией находим: "4 =0,776, "1 =0,836 (см. Приложение 4). Определим ", предварительно задав µ = 0,015: φ= 0,836+2·(0,836-0,776) · (365/0,9·17) ·0,015=0,879; А* = (1572100/0,879 – 0,9·17·100·35· 35)/(365·100)= (1788509,671874250)/36500=-85740,33/36500=-2,35 см2. Так как значение отрицательное, при восприятии сжимающих усилий арматура не требуется, а необходима для восприятия усилий при транспортировании и монтаже. Необходима проверка несущей способности колонны на усилия при транспортировании и монтаже. Колонну третьего и четвертого этажей армируем, как и колонну второго этажа – конструктивно 4 Ø 20 А-III. Поперечные стержни в колоннах первого этажа Ø 8 А-I с шагом S = 400 мм, в колоннах остальных этажей арматура Ø 8 А-I с шагом S = 400 мм. 7.7.5. Расчет сборных элементов многоэтажной колонны на усилия в период транспортирования и монтажа Рассмотрим сборный элемент колонны длиной на 2 последних этажа (3-й и 4-й). Исходные данные Длина сборного элемента колонны – 10,80 м. Размеры поперечного сечения – 35х35 см. Продольная рабочая арматура колонны 4 Ø 20 А-III; А* =12,56см;  * 365 МПа; а = а = 4 см. Класс бетона В30 ( 4 17 МПа). 54

Подъем сборного элемента колонны при монтаже осуществляется стропом. В период транспортирования колонны опираются на подкладки, установленные на расстоянии 1,5 м от торцов элемента. В момент подъема сборный элемент, захваченный за консоли на расстоянии 1,9 м от верхнего торца, нижним шарнирно опирается на горизонтальную площадку (рис. 10, б). Расчетный собственный вес погонного метра колонны при коэффициенте динамичности К 1,4; 8' ' · ' · 1 · К 0,35 · 0,35 · 25000 · 1,0 · 1,4

4287,5 Н/м. Расчетный собственный вес погонного метра колонны при коэффициенте динамичности К 1,6; 8' ' · ' · 1 · К 0,35 · 0,35 · 25000 · 1,0 · 1,6

4900 Н/м. Нагрузка от собственного веса колонны в начальный момент подъема изза незначительного угла α к горизонту принимается равной 8' . Расчетные схемы колонны и эпюры изгибающих моментов приведены на рис.10, б. Изгибающие моменты в характерных сечениях колонны равны: при транспортировании Моп 8' · ' /2 = 4900 · 1,5 /2 = 5512,5 кН· м, Мпр 8' ·

  /8 - ' /2) = 4900(7,80 /8 – 1,9 /2) =28420 Н· м; при монтаже Моп 4287,5 · 1,9 /2 = 7738,94 Н· м; Мпр 4287,5 · 8,9 /8 – 1,9 /2) = 34707,3 Н· м. Вычислим изгибающий момент, воспринимаемый сечением колонны, при симметричном армировании А* А,* = 6,26 см ); Мсеч * * Q* = 100· 365 · 6,26 · 27 56267,80 Н· м, где Q* = '  *  *, = 35 – 4 – 4 = 27 см. Прочность сечения обеспечена, так как Мсеч 56267,80> 28420>34707,3.

Рис.12. Поперечное сечение колонны 7.7.6. Расчет консоли колонны Исходные данные Расчетная сила, передаваемая ригелем 2 этажа на консоль колонны 1 пер пер этажа, N = дл  кр 554,5  61,6 616,1 кН. )" /2 = 308,1 кН. Класс бетона колонны – В30 ( 4 17 МПа; 4 0,9; 45 0,75 МПа). Сопряжение ригеля с колонной – обетонированное, зазор между ригелем и гранью колонны равен 5 см. Обетонирование сопряжения производится до приложения нагрузки на смонтированный ригель. 55

Назначим продольную и поперечную арматуру консоли из стали класса А-II ( * 280 МПа, *6 225 МПа); закладные детали из прокатной стали. Определим вылет консоли из условия обеспечения ее прочности на смятие в месте опирания ригеля  )" /(4 4 42 ) = 308100/0,9·8,5·30(100) = 13.42 см. С учетом зазора требуемая длина вылета консоли  13.42  5 18,42 см, принимаем  20 см. Находим требуемую рабочую высоту консоли в сечении у грани колонны (рис. 11): 

=

,> ?  4с



 ,· 

,· ,· ,· ·

60,86 см.

Полная расчетная высота консоли у грани колонны (при а = 2,5 см): h =  + a = 60,86 + 2,5 = 63,36 см. Окончательно примем h = 65 см, при этом  65  2,5 62,5 см. Определим необходимое количество рабочей арматуры по изгибающему моменту, увеличенному на 25% в сечении у грани консоли: M = 1,25· ) · * = 1,25· 308,1 · 0,2  0,5 · 0,15 48,14 кН· м, где 0,15 – размер закладной детали; М 4814000 *



3,06 см 1 280 · 0,9 · 62,5 · 100 * Принимаем 2 Ø 14 А-II; * = 3,08 см . Поперечное армирование консолей выполним в виде отгибов и горизонтальных стержней, поскольку h = 65 см > 3,5* п. 11.2.3 [13]. Поперечная сила, воспринимаемая бетоном консоли в пределах условий: 0,8"6 4  sin /≤3,5 45  3,5 · 0,9 · 30 · 62,5 · 1,2 · 100 23625 кН; 0,8"6 4  sin /≤2,5 45  2,5 · 0,9 · 30 · 62,5 · 1,2 · 100 16875 кН; 0,8"6 4  sin /=0,8*0,037*17*35*35*0,8322=426,7 кН; 168,75 D

,

где *C1 , кН – расчетная нагрузка по II группе предельных состояний (с коэффициентом надежности @ 1,0), действующая на верхнем обрезе 59

фундамента; R, КПа – расчетное сопротивление грунта, определяется расчетом по [4] в зависимости от параметров фундамента, удельного веса, угла внутреннего трения " и сцепления С грунта; 2 - осредненный удельный вес фундамента и грунта на его обрезах, допускается принимать 2 20 кН/м ; d – глубина заложения фундамента, м.В целях упрощения расчетов в курсовом проекте допускается принимать условные расчетные сопротивления грунтов с корректировкой их в зависимости от глубины заложения d и ширины фундамента b по формулам при d ≤ 2 м R = · ^1  _    / ` · U  U /2U ;  при d > 2 м R = · ^1  _    / `  _  · U  U , где _ - коэффициент, принимаемый для оснований, сложенных крупнообломочными грунтами и песками, кроме пылеватых, _ 0,125; пылеватыми песками, супесями, суглинками и глинами - _ 0,05. _ коэффициент, принимаемый для оснований, сложенных крупнообломочными и песчаными грунтами, _ 0,25, супесями и суглинками - _ 0,2 и глинами _ 0,15;  1,0 м; U 2,0 м. Для центрально-нагруженных фундаментов подошва принимается квадратной, следовательно:   √А. Порядок определения размеров подошвы фундамента рекомендуется следующий. Сначала определяется площадь подошвы А и размеры b и l при значении расчетного сопротивления , затем значение R корректируется в зависимости от принятой глубины заложения d и полученной ширины b и уточняются А, b и l, исходя из скорректированного R. Размеры фундаментов в плане принимаются кратными 300 мм для монолитных, 100 мм – для сборных. Расчет осадок фундаментов в данном курсовом проекте не производится. 8.2. Эскизное конструирование фундаментов Размеры стакана в плане следует назначать из условия обеспечения зазоров между гранями колонны и стенками, равными 75 мм по верху и 50 мм по низу. Толщина стенок стакана для центрально нагруженных колонн принимается не менее 150 мм; размеры подколонника для монолитных фундаментов – кратными 300 мм, для сборных – 50 мм. Количество ступеней принимается от 1 до 3, высота 300, реже 450 и 600 мм; вылет С – от 1 до 2 высот ступеней, а если ступеней несколько, их высоты считают одинаковыми; в случае необходимости применения ступеней с разными высотами более высокой проектируют нижнюю ступень. При разных вылетах ступеней больший назначают для нижней ступени. Фундаменты проектируют жесткими или условно жесткими. Жесткие имеют подошву внутри усеченной пирамиды, образованной гранями,

60

проведенными под углом 45° от сопряжения верхнего обреза фундамента с гранями колонны, т.е. при   2@  ' . Условно жесткие фундаменты имеют выход ступени за контур с вылетом не более  , т.е. при   2@  '  2 , где  - высота нижней ступени. Если указанные условия не удовлетворяются, следует увеличить высоту фундамента @ и, следовательно, глубину заложения. При массе до 5-6 т применяются сборные фундаменты, а больше 6 т – монолитные. Сборные фундаменты имеют наклонные грани. Класс бетона по прочности для сборных фундаментов В15, В20, В25, для монолитных – В12,5, В15, при соответствующем обосновании – В20. Номенклатуру типовых сборных фундаментов под колонны многоэтажных зданий см. в прил. 5. 8.3. Расчет железобетонного фундамента Расчет железобетонного центрально-нагруженного фундамента производится следующим образом: плиты на продавливание; на поперечную силу; на изгиб. Расчет низкого фундамента при стаканном сопряжении с колонной делают на продавливание колонной, а высокого – подколонником. К высоким относятся фундаменты, которые удовлетворяют условию '@  U" + 0,5 · '@  ' , где '@ - высота подколонника; U" - глубина стакана; '@ и ' - размеры сторон сечения подколонника и колонны. Низкие фундаменты при расчете на продавливание должны удовлетворять условию: '   45 2  " / , где ' - продавливающая сила, ' #; (α принимается равным (1 – 0,4 45 ' /), но не более 0,85); ' 2 '  ' U' - площадь боковой поверхности колонны в стакане; N – расчетная нагрузка в уровне верхнего обреза фундамента; 45 - расчетное сопротивление бетона растяжению; 2    " ,  " - рабочая высота пирамиды продавливания, равная расстояния от дна стакана до центра рабочей арматуры плиты,  " "  50 мм, (" – толщина дна стакана);  0,5[    2 " \  0,25     2 "  . Высокие фундаменты на продавливание подколонником проверяются по условию   45 c2  " , где c2 2 '@  '@  2 " ,  " - рабочая высота сечения, равна расстоянию от низа подколонника до центра рабочей арматуры. При необходимости производится проверка на продавливание нижней ступени. Расчет плиты на поперечную силу производится при соотношении сторон подошвы b/l ≤ 0,5; для квадратного фундамента такой расчет не производится.

61

Расчет плиты на изгиб состоит из определения площади продольной арматуры в сечениях фундамента по граням ступеней и грани колонны по M формуле *!

, ? N&

где * , КПа – расчетное сопротивление рабочей арматуры класса А-III, * 365000 КПа; ζ – коэффициент, определяемый по [1], при выполнении курсового проекта допускается ζ = 0,9;  ! - рабочая высота сечения.

Момент в сечении определяется: 0!  , 4 Где N – расчетная нагрузка в уровне верхнего обреза фундамента; с! – вылет консоли для каждого сечения. Армирование подошвы выполняется по наибольшему значению *! сварными сетками С-1 с шагом рабочей арматуры 200 мм (рис. 14). +'

62

Рис. 14. Монолитный фундамент под колонну При размерах фундамента b ≤ 3 м применяется одна сетка с рабочей арматурой в двух направлениях, при b > 3 м - четыре сетки, уложенные в два ряда. Минимальный диаметр рабочей арматуры принимается 10 мм вдоль стороны l ≤ 3 м и 12 мм при l > 3 м. Подколонник армируется конструктивно плоскими сетками или пространственным каркасом, диаметр вертикальной рабочей арматуры в сетке С-2 класса А-III d 12 мм. Стакан армируется горизонтальными плоскими сетками С-3 со стержнями у наружных и внутренних поверхностей, диаметр арматуры не менее 8 мм.

63

Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры подколонника должна быть не менее 30 мм; в подошве, при устройстве под ней бетонной подготовки а = 35 мм, при отсутствии – а = 70 мм. Бетонная подготовка толщиной 100 мм из бетона класса В10 устанавливается под монолитные фундаменты, под сборные – из песка или гравия. 8.4. Пример расчета железобетонного центрально-нагруженного фундамента под колонну Расчетная нагрузка, передаваемая на фундамент,  – 2257,9 кН (по I предельному состоянию); сечение колонны ' ' = 350 мм, продольная рабочая арматура 4d32 А-III; грунты основания – пески средней крупности, средней плотности, маловлажные, с удельным весом γ = 18 кН/м и расчетным сопротивлением = 400 кПа. Предварительное назначение глубины заложения фундамента d и глубины заделки колонны U' принимаются из конструктивных соображений и условия обеспечения заделки колонны: U2!3 0,15  1,5'  0,05  0,20м, U' ≥ 1,5' 0,6 м или U' 18 · 32 576 мм = 0,6 м, принимаем U' 0,6 м. Минимальная высота фундамента: @ 0,6  0,05  0,2 0,85 м, принимаем кратной 150 мм, @ 1,05 м. Глубина заложения фундамента U @  0,15 1,2 м. Предварительное определение размеров фундамента по расчетной нагрузке во II предельном состоянии + , OO 

=1963,39 кН, ,

,

где 1,15 – осредненный коэффициент надежности по нагрузке. Сторона квадратного фундамента:  √


+

? >ср D




 ,

  ·,

3,5 м.

Уточняем расчетное сопротивление грунта:

   ! ? PJ  QRDJD S 

D



, , ! QR,JS

 PJ



350,0 кПа.

Уточняем размеры фундамента: 


 ,

 ,  ·,

2,45 м.

Принимаем кратными 300 мм l = b = 2,7 м. Проверяем условие   2@  ' : 2,7 м > 2· 1,05 + 0,35 = 2,45 м, поэтому принимаем @ 1,2 м.

64

Глубина заложения фундамента U @  0,15 1,35 м. Сторона квадратного фундамента:  √


+

? >ср D




 ,

  ·,

2,29 м.

Уточняем расчетное сопротивление грунта:

   ! ? PJ  QRDJD S 

D



,  , # ! QR,JS

 PJ



341,1 кПа.

Уточняем размеры фундамента: 


 ,

,  ·,

2,5 м.

Принимаем кратными 300 мм l = b = 2,7 м. Проверяем условие   2@  ' ; 2,7 м < 2· 1,2 + 0,35 = 2,75 м, поэтому принимаем @ 1,2 м. Фундамент жесткий, увеличение высоты не требуется. Принимаем монолитный, так как масса меньше 5 т. Размеры стакана по верху: 500х500 мм (350 + 2х75); по низу – 450х450 мм ( х ), (350 + 2х50). Сечение подколонника '@ '@ 500  2 · 150

800 мм, принимаем кратным 300 мм – 900 мм. , ,

0,9 м, Общий вылет ступеней в одну сторону составляет  принимаем 2 ступени: нижняя  0,3 м, вылет с = 0,45 м, верхняя  = 0,3 м, с = 0,45 м. Расчет фундамента на продавливание проводим исходя из класса бетона по прочности В12,5 и высоты @ . Фундамент принят низким, так как '@  U" X 0,5 '@  ' ; (1,20 - 2·0,3) – 0,5 < 0,5(0,9 – 0,35); 0,1 < 0,275. Проверку на продавливание проверяем по условию: '   45 2  " / ; ' #с ; #с 1 

,?  I +

1

,· ,

·  · , ,

0,902;

0,66 МПа; ' 2 ' '  · U' 2 0,35  0,35 · 0,6 0,84 м . Принимаем #с 0,902; ' 0,902 · 2257,9 2036,63 кН; 2    " 0,45  0,65= 1,05 м;  " @  U"  0,05 1,2  0,5  0,05 0,65 м; 45



 0,5[    2 " \  0,25[    2 " \

0,5 · 2,7 · 2,7  0,45  2 · 0,65  0,25 · 2,7  0,45  2 · 0,65 1,51 м . Условие

2036,63<

,·,· ,

·  ·, · ,  ,

2174,7

прочность фундамента на продавливание обеспечена. 65

кН

выполняется,

Расчет плиты на изгиб и подбор площади арматуры проводим в трех сечениях. В сечении I-I по грани нижней ступени:

0O O

*O O

+' 4



,· , ·,

84,67 кН · м.

Требуемая площадь арматуры: M , 

 

0,00103 м = 10,3 см .  ? N&

 · · ,· ,

В сечении II-II сопряжения плиты с подколонником:

0OO OO

*OO OO

,· ,

·, , 

338,69 кН · м.

 ·  · ,· ,

0,00187 м = 18,7 см .

В сечении III-III на грани колонны:

0OOO OOO

*OOO OOO

,·, ·, ,

552,98 кН · м.

 ·  · ,·,

0,00146 м = 14,6 см .

Принимаем сетку с рабочей арматурой в двух направлениях с шагом 200  ·  1) = 14; диаметр мм. Количество стержней принимаем по формуле (  арматуры 14 мм. Площадь арматуры составит 14· 1,539 21,5 см , что больше требуемой – 18,7 см .

66

Приложение 1 ЗАДАНИЕ К КУРСОВОМУ ПРОЕКТУ «ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ» Запроектировать многоэтажное промышленное здание в сборных железобетонных конструкциях рамно-связевого каркаса для специальности 270102 и неполного каркаса для специальностей 270114, 270106. Исходные данные на проектирование принять по шифру из табл. 1, 2. Содержание проекта: 1. Расчет и конструирование элементов каркаса: а) разработать фрагменты схем расположения элементов каркаса: колонн, ригелей, связей, плит перекрытия; 6) выполнить статический расчет неразрезного ригеля на вертикальные нагрузки в стадии эксплуатации при неполном каркасе или поперечной рамы при полном каркасе; в) рассчитать и законструировать рядовую плиту перекрытия, ригель, колонну и фундамент; г) состав кровли принять из варианта «Монолитные железобетонные конструкции». 2. Рабочие чертежи, на бумаге формата А-1: а) план и поперечный разрез здания; б) фрагмент схемы расположения элементов каркаса; в) два узла соединения элементов каркаса (колонн и ригеля с колонной); г) рабочий чертеж плиты междуэтажного перекрытия; д) рабочий чертеж ригеля; е) рабочий чертеж сборной колонны и фундамента.

67

Таблица 1

4,0 22,5 5,0 12,8 20,0 14,1 13,6 16,5 22,0 17,5

10,0 5,5 15,5 13,0 19,5 13,5 21,0 19,0 9,5 5,7

8,5 8,0 9,0 4,5 3,0 14,0 18,5 5,9 6,3 12,5

7,5 17,5 17,0 11,0 5,0 12,0 6,0 7,0 7,8 20,0

15,0 18,0 14,5 7,5 8,5 9,2 14,6 9,5 8,3 13,0

Условное расчетное давление на грунт, МПа

1; 7

Снеговая расчетная нагрузка, кН/мଶ

5; 0

Тип пола

4; 9

Высота этажа, м

30,0 30,0 24,0 24,0 30,0 18,0 30,0 30,0 24,0 24,0

3; 6

Количество этажей

Длина здания, м

1 2 3 4 5 6 7 8 9 0

2; 8

Ширина здания, м

Последняя цифра шрифта

Исходные данные Временная нагрузка на перекрытие, кН/мଶ Предпоследняя цифра шрифта

18,0 18,0 15,0 18,0 15,0 15,0 15,0 18,0 15,0 18,0

3 4 5 3 3 5 4 3 4 5

4,8 3,6 4,2 6,0 4,8 3,6 5,4 6,0 4,2 3,6

2 1 8 6 9; 1 4; 2 6 10 7 3

1,2 1,8 0,8 2,4 0,8 2,4 0,8 2,4 1,2 0,8

0,40 0,15 0,25 0,15 0,20 0,30 0,25 0,20 0,30 0,40

Таблица 2 Типы полов Тип пола 1 2

3

4

5

Вид слоя Бетон Керамическая плитка Цементно-песчаная прослойка Керамическая плитка Цементно-песчаная прослойка Керамзитобетон Паркет Холодная мастика Линолеум Холодная мастика Цементно-песчаная стяжка ДВП Пергамин

δ, мм 30 10

γ, кН/мଶ 24 18

Тип пола 6 7

15 10

18 18

8

10 50 19 1

18 15 7 13

5 2

17 13

9

10

Вид слоя Асфальтобетон Линолеум Холодная мастика Легкий бетон Линолеум Битумная мастика Керамзитобетон Дощатое покрытие Лаги 40х100, а = 100 см ДВП Бетонная плитка Цементно-песчаная прослойка Цементная стяжка

δ, мм 40 5 2 40 5 2 73

γ, кН/мଶ 21 17 13 15 17 13 15

29 40 12 30

7 7 10 24

15 18 20 18 30 16 30 10 1 6 Примечание. При нагрузке ≤ 10 кН/м2 применять паркетные и дощатые полы, при нагрузке > 10 кН/м2 – бетонные и асфальтобетонные.

68

Приложение 2 Нормативные и расчетные сопротивления арматуры, модуль упругости, МПа Расчетные сопротивления для предельных состояний первой группы растяжению сжатию Rsc Продольной Поперечной и при расчете поперечной наклонных при расчете сечений на наклонных действие сечений на поперечной действие силы Q, Rsw M,Rs Стержневая 225 175 225 280 225 280 355 285* 355 365 290* 365

Модуль упругости Es

Класс арматуры

Диаметр, мм

Нормативные Rsn и расчетные Rs,ser сопротивления растяжению для предельных состояний второй группы

А-I А-II А-III А-III А-IIIв с контролем: удлинения напряжения и удлинения А-IV А-V А-VI

6…22 10…32 6…8 10…40

235 295 390 390

20…40 20…40

540 540

490 450

390 360

200 200

1,8 ·105 1,8 ·105

10…32 10…32 10…32

590 785 980

510 680 815

405 545 650

400 400 400

1,9 ·105 1,9 ·105 1,9 ·105

Вр-I

3 4 5 3 4 5 6 7 8 3 4 5 6 7 8

410 405 395 1490 1410 1335 1255 1175 1100 1460 1370 1250 1175 1100 1020

270(300**) 265(296**) 260(290**) 990 940 890 835 785 730 970 915 835 785 730 680

375 365 360 400 400 400 400 400 400 400 400 400 400 400 400

1,7 ·105 1,7 ·105 1,7 ·105 2 ·105 2 ·105 2 ·105 2 ·105 2 ·105 2 ·105 2 ·105 2 ·105 2 ·105 2 ·105 2 ·105 2 ·105

6 9 12 15 14

1450 1370 1335 1295 1410

965 915 890 865 940

400 400 400 400 400

1,8 ·105 1,5 ·105 1,5 ·105 1,5 ·105 1,5 ·105

В-II

Вр-II

К-7

Проволочная 375 365 360 1240 1180 1110 1050 980 915 1215 1145 1045 980 915 850 Канатная 1210 1145 1110 1080 1175

2,1 ·105 2,1 ·105 2 ·105 2 ·105

К-19 Примечание. *в сварных каркасах для хомутов из арматуры класса А-III , диаметр которых меньше 1/3 диаметра продольных стержней, принимают Rsw =225 МПа. **при применении в вязаных каркасах.

69

Приложение 3

Значения ξ, ζ, αm ξ 0,01 0,02 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,10 0,11 0,12 0,13 0,14 0,15 0,16 0,17 0,18 0,19 0,20 0,21 0,22 0,23 0,24

ζ 0,995 0,99 0,985 0,98 0,975 0,97 0,965 0,96 0,955 0,95 0,945 0,94 0,935 0,93 0,925 0,92 0,915 0,91 0,905 0,9 0,895 0,89 0,885 0,88

αm 0,01 0,02 0,03 0,039 0,048 0,058 0,068 0,077 0,085 0,095 0,104 0,113 0,122 0,13 0,139 0,147 0,156 0,164 0,172 0,18 0,188 0,196 0,204 0,211

ξ 0,25 0,26 0,27 0,28 0,29 0,30 0,31 0,32 0,33 0,34 0,35 0,36 0,37 0,38 0,39 0,40 0,41 0,42 0,43 0,44 0,45 0,46 0,47 0,48

ζ 0,875 0,87 0,865 0,86 0,855 0,85 0,845 0,84 0,835 0,83 0,825 0,82 0,815 0,81 0,805 0,8 0,795 0,79 0,785 0,78 0,775 0,77 0,765 0,76

70

αm 0,219 0,226 0,235 0,241 0,248 0,255 0,262 0,269 0,275 0,282 0,289 0,295 0,301 0,309 0,314 0,320 0,326 0,332 0,337 0,343 0,349 0,354 0,359 0,365

ξ 0,49 0,50 0,51 0,52 0,53 0,54 0,55 0,56 0,57 0,58 0,59 0,60 0,61 0,62 0,63 0,64 0,65 0,66 0,67 0,68 0,69 0,70 0,71 0,72

ζ 0,755 0,75 0,745 0,74 0,735 0,73 0,725 0,72 0,715 0,71 0,705 0,7 0,695 0,69 0,685 0,68 0,675 0,67 0,665 0,66 0,655 0,65 0,645 0,64

αm 0,370 0,375 0,380 0,385 0,390 0,394 0,399 0,403 0,408 0,412 0,416 0,420 0,424 0,428 0,432 0,435 0,439 0,442 0,446 0,449 0,452 0,455 0,458 0,461

Приложение 4 Коэффициенты φb и φr для элементов из тяжелого бетона

1-1 –рассматриваемая плоскость 2-промежуточные стержни

l0 /h Ni/N

0 0.5 1,0

6

0,93 0,92 0,92

8

0,92 0,91 0,91

10

0,91 0,9 0,89

12

14

Коэффициент φb 0,9 0,89 0,88 0,85 0,86 0,81

16

18

20

0,86 0,81 0,74

0,83 0,78 0,63

0,80 0,65 0,55

Коэффициент φr А. При площади сечения промежуточных стержней, расположенных у граней, параллельных рассматриваемой плоскости, менее 1/3(As +A,$ )

0 0,5 1,0

0,93 0,92 0,92

0,92 0,91 0,91

0,91 0,91 0,9

0,9 0,9 0,88

0,89 0,87 0,86

0,87 0,84 0,82

0,84 0,80 0,77

0,81 0,75 0,70

Б. При площади сечения промежуточных стержней, расположенных у граней, параллельных рассматриваемой плоскости, не менее1/3(As +A,$ ) 0 0,5 1,0

0,93 0,92 0,92

0,92 0,91 0,91

0,91 0,9 0,89

0,89 0,87 0,86

0,87 0,83 0,8

71

0,84 0,79 0,74

0,80 0,72 0,66

0,75 0,65 0,758

Приложение 5 Номенклатура сборных железобетонных фундаментов Типоразмер фундамента 1 Ф 13 1 Ф 17 1 Ф 21

1300 1700 2100

2 Ф 13 2 Ф 17 2 Ф 21

1300 1700 2100

1050

500

1 ФС 13 2 ФС 13

1300

1050

450 550

Эскиз фундамента

С

А

В

С

400

20

200

20

350

650

500

В

Размеры фундамента, мм U௥

b

A

1050

B

450

Масса фундамента, т

C 150 50 50

3,19 4,17 5,49

225

150 50 50

3,05 4,04 5,35

275 225

150

3,19 3,05

275

b, l

Приложение 6 Расчетные площади поперечных сечений и масса арматуры. Сортамент горячекатаной стержневой арматуры периодического профиля, обыкновенной и высокопрочной арматурной проволоки

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

A-II A-III A-IV Aт-IVC A-V Aт-V A-VI

Aт-VI

Вр-I

В-II Вр-II

Сортамент арматурной проволоки

Масса, кг/м

Сортамент арматуры периодического профиля из стали классов

Диаметр, мм

Расчетные площади поперечного сечения, см2, при числе стержней

3 4 5 6

0,071 0,126 0,196 0,283

0,14 0,25 0,39 0,57

0,21 0,38 0,59 0,85

0,28 0,5 0,79 1,13

0,35 0,63 0,98 1,42

0,42 0,76 1,18 1,7

0,49 0,88 1,37 1,98

0,57 1,01 1,57 2,26

0,64 1,13 1,77 2,55

0,71 1,26 1,96 2,83

0,052 0,092 0,144 0,222

-

-

× × × -

× × × ×

7 8 9 10

0,385 0,503 0,636 0,785

0,77 1,01 1,27 1,57

1,15 1,51 1,91 2,36

1,54 2,01 2,54 3,14

1,92 2,51 3,18 3,93

2,31 3,02 3,82 4,74

2,69 3,52 4,45 5,5

3,08 4,02 5,09 9,28

3,46 4,53 5,72 7,07

3,85 5,03 6,36 7,85

0,302 0,395 0,499 0,617

- - - - - - - - × - - - - - - - - - - - - × × × × × × × ×

-

× × -

12 14 16 18

1,313 1,539 2,011 2,545

2,26 3,08 4,02 5,09

3,39 4,52 4,62 6,16 6,03 8,04 7,63 10,18

5,65 7,69 10,05 12,72

6,79 9,23 12,06 15,27

7,92 10,77 14,07 17,81

9,05 12,31 16,08 20,36

10,18 13,85 18,1 22,90

11,31 15,39 20,11 25,45

0,888 1,208 1,578 1,998

× × × ×

× × × ×

× × × ×

-

-

20 22 25 28

3,142 6,28 9,41 12,56 3,801 7,6 11,4 15,2 4,909 9,82 14,73 19,63 6,158 12,32 18,47 24,63

15,71 19,0 24,54 30,79

18,85 22,81 29,45 36,95

21,99 26,61 34,36 43,1

25,14 30,41 39,27 49,26

28,28 34,21 44,13 55,42

31,42 38,01 49,09 61,58

2,466 2,984 3,853 4,834

× × × ×

× × × × × × × × × × × × × × × - × × × - × × - × × × - ×

-

-

-

-

×

32 8,042 16,08 24,13 32,17 40,21 48,25 56,3 64,34 72,38 80,42 6,313 × × 36 10,18 20,36 30,54 40,72 50,9 61,08 71,26 81,44 91,62 101,8 7,99 × × 40 12,56 25,12 37,68 50,24 62,8 75,36 87,92 100,48 113,04 125,6 9,87 × × Примечание. Знаком «×» отмечены прокладываемые диаметры арматуры.

72

-

× × × ×

-

-

× × × ×

-

-

× × × ×

× -

-

× × × ×

-

-

× × × ×

-

-

Приложение 7 Соотношения между диаметрами свариваемых стержней и минимальные расстояния между стержнями в сварных сетках и каркасах, изготовляемых с помощью контактной точечной сварки Диаметр стержня одного направления, мм Наименьший допустимый диаметр стержня другого направления, мм Наименьшее допустимое расстояние между осями стержней одного направления, мм То же продольных стержней при двухрядном их расположении в каркасе, мм

3

6

8

10

12

14

16

18

20

22

25

28

32

40

3

3

3

3

3

4

4

5

5

6

8

8

8

10

50

50

75

75

75

75

75

100 100 100

150 150 150 200

-

30

30

30

40

40

40

40

50

73

50

50

60

70

80

БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК 1. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат, 1985. – 79 с. 2. СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования. - М.: Стройиздат, 1987. – 35 с. 3. СНиП 2.23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат, 1988. – 96 с. 4. СНиП 2.02.01-83. Основания зданий и сооружений. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат, 1985. – 125 с. 5. Пособие по проектированию каменных и армокаменных конструкций/ЦИТП. - М.: Стройиздат, 1984. - 143 с. 6. СНиП 11.22-91. Каменные и армокаменные конструкции. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат, 1983. – 39 с. 7. Руководство по проектированию каменных конструкций. – М.: Стройиздат, 1984. – 143 с.

и

армокаменных

8. Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций. – М.: Стройиздат, 1975. – 193 с. 9. Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для промышленного строительства/ В.М. Свиридов, В.Т. Ильин, И.С. Приходько, С.Н. Алексеев, Ф.А. Иссерс, В.А. Клевцов, М.Г. Костюковский, Н.М. Ляндерс, В.М. Москвин, Р.И. Рабинович, Н.В. Селиверстова, Г.К. Хайдуков, Б.М. Чкония, А.Н.Королев, В.С. Шейнкман, Р.Г. Шишкин, М.С. Шорина, Л.Ш. Ямпольский. Под общ. ред. Г.И. Бердичевского. 2-е изд., перераб. и доп. М.: Стройиздат, 1981. 488 с. – Справочник проектировщика. 10. Мандриков, А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций/ А.П. Мандриков. – М.: Стройиздат, 1989. – 430 с. 11. Улицкий, И.И. Железобетонные конструкции (расчет и конструирование) / И.И. Улицкий, С.А. Ривкин и др. – Киев: Будивельник, 1973. – 875 с. 12. Лопатто, А.Э. Справочник по проектированию элементов железобетонных конструкций / А.Э. Лопатто. – Киев: Выща шк., 1978. – 237 с. 13. Байков, В.Н. Железобетонные конструкции. Общий курс / В.Н. Байков, Э.Е. Сигалов. – М.: Стройиздат, 1991. – 727 с. 14. Фалевич, Б.Н. Проектирование каменных и крупнопанельных конструкций / Б.Н. Фалевич, К.Ф. Штритер.- М.: Высш. шк., 1983. - 191 с. 74

15. Железобетонные конструкции. Курсовое и дипломное проектирование/ под ред. А.Я. Барашикова. - Киев: Высш. шк., 1987.- 416 с. 16. Вахненко, П.Ф. Расчет и конструирование частей жилых и общественных зданий: Справочник проектировщика / П.Ф. Вахненко, В.Г Хилобок и др. – Киев: Будивельник, 1987. - 238 с. 17. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (СНиП 2.03.01-84). – М.: ЦИТП, 1989. – 192 с. 18. Пособие по проектированию фундаментов на естественном основании под колонны зданий и сооружений (к СНиП 2.03.01-84 и СНиП 2.02.0184).-М.:ЦИТП, 1989.- 112с. 19. Попов, Н.Н. Железобетонные и каменные конструкции: учебное пособие /Н.Н.Попов, М.Н. Чарыев.-М.: Высш. шк., 1996.- 255с. 20. СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. – М.: Стройиздат, 2003. – 30 с. 21. Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций. – М.: Стройиздат, 1975. – 193 с. 22. ГОСТ 21.503-80. Бетонные и железобетонные конструкции./ Госстрой России. –М.: ГУП НИИЖБ Госстроя России, 2003. – 30 с. 23. СТО 4.2–07–2010. Стандарт организации. Система менеджмента качества. Общие требования к построению, изложению и оформлению документов учебной и научной деятельности; Разраб. Т.В. Сильченко, В.К. Младенцева, Л.В. Белошапко/ СФУ. Красноярск, 2010 – 57 с.

75

ОГЛАВЛЕНИЕ 1. Цели и задачи 2. Содержание 3. Порядок и методика выполнения 4. Компоновка конструктивных схем здания 5. Плита перекрытия 5.1. Общие сведения 5.2. Конструктивная схема здания 5.3. Пример проектирования ребристой панели 5.3.1. Исходные данные 5.3.2. Расчётный пролёт и нагрузка 5.3.3. Статический расчёт панели перекрытия 5.3.4. Компоновка поперечного сечения панели 5.3.5. Расчёт прочности элементов панели по нормальным сечениям 5.3.6. Расчет прочности сечений, наклонных к продольной оси элемента 5.3.7. Расчет верхней полки на местный изгиб 5.3.8. Расчет панели перекрытия по предельным состояниям второй группы 5.3.8.1. Геометрические характеристики приведенных сечений 5.3.8.2. Потери предварительного напряжения арматуры 5.3.8.3. Расчёт по образованию трещин, нормальных к продольной оси 5.3.8.4. Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси 5.3.8.5. Расчёт по деформациям 6. Проектирование ригелей 6.1. Статический расчёт 6.2. Последовательность построения эпюры арматуры 6.3. Указания по конструированию ригелей 6.4. Пример расчета неразрезного ригеля 6.4.1. Исходные данные 6.4.2. Расчетные пролеты и нагрузки 6.4.3. Расчет ригеля с использованием программы «SCAD» 6.4.4. Определение усилий в сечениях ригеля от расчетных нагрузок по табличной форме 6.4.5. Проверка принятой высоты сечения 6.4.6. Подбор сечений продольной арматуры по изгибающим моментам 6.4.7. Расчет прочности наклонных сечений по поперечной силе 6.4.8. Построение эпюры арматуры 76

3 3 4 4 7 7 7 7 7 8 11 11 12 13 14 16 16 18 19 21 22 26 26 28 28 29 29 29 30 31 33 36 36 39

6.4.9. Определение длины заделки стержней рабочей арматуры за места теоретического обрыва 6.4.10. Проектирование опорного стыка 6.4.11. Особенности расчета прочности ригеля таврового сечения с полкой в растянутой зоне 7. Проектирование сборных железобетонных колонн 7.1. Общие указания 7.2. Расчётная схема и расчетные длины колонн 7.3. Подсчёт нагрузок на колонны 7.4. Определение расчётных продольных сил в сечениях колонн 7.5. Определение площади продольной арматуры в колоннах 7.6. Расчёт и конструирование консоли колонны 7.7. Пример расчёта колонны 7.7.1. Исходные данные 7.7.2. Определение расчётных усилий 7.7.3. Расчётные схемы и длины колонн 7.7.4. Расчёт колонн на прочность 7.7.5. Расчёт сборных элементов многоэтажной колонны на усилия в период транспортирования и монтажа .7.6. Расчёт консоли колонны 7.7.7. Расчёт стыковых соединений 8. Проектирование отдельного центрально-нагруженного фундамента 8.1. Общие указания 8.2. Эскизное конструирование фундаментов 8.3. Расчёт железобетонного фундамента 8.4. Пример расчёта железобетонного центрально-нагруженного фундамента под колонну Приложение 1. Задание к курсовому проекту «Железобетонные конструкции» Приложение 2. Нормативные и расчетные сопротивления арматуры, модуль упругости, МПа Приложение 3. Значения ξ, ζ, αm Приложение 4. Коэффициенты φb и φr для элементов из тяжелого бетона Приложение 5. Номенклатура сборных железобетонных фундаментов Приложение 6. Расчётные площади поперечного сечения и масса арматуры: сортамент горячекатаной стержневой арматуры периодического профиля, обыкновенной и высокопрочной арматурной проволоки Приложение 7. Соотношения между диаметрами свариваемых 77

42 42 46 47 47 47 48 49 49 49 51 51 52 53 54 54 55 56 59 59 60 61 64 67 69 70 71 72 72

73

стержней и минимальные расстояния между стержнями в сварных сетках и каркасах, изготовляемых с помощью контактной точечной сварки Библиографический список

78

74