Просмтор этого файла доступен только зарегистрированным пользователям. Но у нас супер быстрая регистрация: достаточно только электронной почты!

Текст из файла (страница 4)

Шаги хомутов у опоры S₁ и в пролете S₂ должны быть:

S₁≤0,5*h₀=0,5*350=175 мм,

S₁≤300 мм,

S₂≤0,75*350=0,75*350=262.5 мм,

S₂≤500 мм.

Шаг хомутов, учитываемых в расчете, должен быть не более значения:

S_w.max=_n*R_bt*b₁*h₀²/Q_max=1.371*1.05*170*0.35²/87.065=344.3 мм.

Принимаем шаг хомутов у опоры S₁=150 мм, в пролете S₂=250 мм.

Требуемая площадь поперечной арматуры

A_sw=q_sw*S₁/R_sw=56.530*150/260=32.61 мм².

Принимаем в поперечном сечении 2 хомута диаметром 5 мм (A_sw=39.3 мм²).

Фактические интенсивности усилий воспринимаемых хомутами у опоры и в пролете:

q_sw1=R_sw*A_sw/S₁=260*39.3/150=68.068 кН/м;

q_sw2=R_sw*A_sw/S₂=260*39.3/250=40.841 кН/м.

Определим длину участка с наибольшей интенсивностью хомутов q_sw1.

q_sw=0,75*(q_sw1-q_sw2)=0,75*(68.068-40.841)=20.420 кН/м > q₁=19.815 кН/м.

q_sw≥q₁ =>

Длина участка с интенсивностью хомутов q_sw1:

l₁=(Q_max-(Q_b.min+1.5*q_sw2*h₀))/q₁-2*h₀=(87.065-(42.828+1.5*40.841*0.35))/19.815-2*0.35=0.450 м,

где Q_{b min}=0,5*_n*R_bt*b₁*h₀=0,5*1.371*1.05*170*0.35=42.828 кН.

Принимаем длину приопорного участка с шагом хомутов S₁ - l₁=450 мм.

Количество шагов поперечной арматуры у опор

n₁=l₁/S₁=450/150=3.00

Округляем количество шагов поперечной арматуры у опор n_1у=4

Уточненная длина приопорного участка с шагом хомутов S₁:

l_1у=n_у*S₁=4*150=600 мм.

Примем выпуск продольной арматуры 25 мм, расстояние от края продольной арматуры до торца плиты понизу 150 мм, тогда суммарная длина приопорного участка с шагом хомутов S₁ и выпуска продольной арматуры с расстоянием от края продольной арматуры до торца равно:

l_1у^/=600+25+150=775 мм.

Длина участка с шагом хомутов S₂:

l₂=l_пл-2*l_1у^/=5400-2*775=3850 мм.

Количество шагов поперечной арматуры в середине ригеля:

n₂=l₂/S₂=3850/250=15.4

Округляем количество шагов поперечной арматуры в середине ригеля n_2у=15.

Уточненная длина приопорного участка с шагом хомутов S₂:

l_2у=n_у2*S₂=15*250=3750 мм.

Шаг доборных стержней S₃=(l_пл-2*l_1у^/-l_2у)/2=(5500-2*2050-1400)=50 мм.

Рис. 3.3. Каркас КР1 продольного ребра панели перекрытия.

3.6 Расчет панели по второй группе предельных состояний

Нормативная длительно-действующая нагрузка:

Р_nl=(g^пер.n-V^пер.n_кр)*b_f’=(18.214-7)*1.6=17.942 кН/м.

Предельно-допустимый прогиб плиты:

f_u=1/200*l_p=1/200*5.3=0.0265 м.

Расчет производится на ЭВМ с помощью программы “PLITA”. Исходные данные для выполнения расчета сведены в таблицу 3.

Таблица 3.

Исходные данные для программы PLITA.

3.7 Расчет полки панели

Рис. 3.4. Схема панели перекрытия

Определяем расчетный случай:

l₁=b_f’-2*100=1600-2*100=1400 мм;

l₂=l_пл/4-70=5400/4-70=1280 мм;

l₁/l₂=1400/1280=1.094<2; l₂/l₁=1280/1400=0.914

полка работает как плита, опертая по контуру.

Таблица 4.

Вычисление нагрузок на полку панели перекрытия.

Расчетная нагрузка на полосу шириной 1 м:

q=g^пер*1=18.791*1=18.791 кН/м.

Изгибающие моменты в полке:

М₁=М_I=М_I’=q*l₁²*(3*l₂-l₁)/[12*(4*l₂+2.5*l₁)]=

=18.791*1.4²*(3*1.28-1.4)/[12*(4*1.28+2.5*1.4)]=0.869 кН*м;

М_II=М_II’=0,75*М₁=0,75*0.869=0.652 кН*м;

М₂=0,5*М₁=0,5*0.869=0.434 кН*м.

Определяем площадь, подбираем диаметр и шаг рабочих стержней сетки в поперечном направлении:

А₀=М₁/(R_b*h₀²*100*γ_b2)=0.869*10⁵/(14.5*35²*100*0,9)=0.0489 м².

где h₀=h-a_s=50-15=35 мм.

Определяем =0.9749.

Принимаем стержни из арматуры класса Вр500: R_s=360 МПа, R_{s ser}=260 МПа, E_s=170000 МПа.

А_s=М₁/(R_s*h₀*)=0.869*10⁶/(360*35*0.9749)=70.723 мм².

Принимаем шаг стержней в поперечном направлении S₁=200 мм, тогда количество рабочих стержней, приходящихся на расчетную полосу шириной 1 метр n₁=1000/200+1=6;

А_s1=А_s/n₁=70.723/6=11.787 мм².

Принимаем 4 Вр500 (А_s1=12.566 мм²).

Аналогично определяем и шаг рабочих стержней в продольном направлении.

А₀=М_II/(R_b*h₀²*100*γ_b2)=0.652*10⁵/(14.5*35²*100*0,9)=0.0367 м²;

Определяем =0.9812.

А_s=М_II/(R_s*h₀*)=0.652*10⁶/(360*35*0.9749)=52.700 мм².

Принимаем шаг стержней в продольном направлении S₂=200 мм, тогда n₂=1000/200+1=6;

А_s2=А_s/n₂=52.700/6=8.783 мм².

Принимаем 4 Вр500 (А_s2=12.566 мм²).

Принимаем сетку С1 марки (Рис. 3.5.)

Для восприятия растягивающих напряжений от действия изгибающих моментов М_I и М_I’ вдоль продольных ребер укладываются сетки С1 марки с рабочими стержнями 4 Вр500 в поперечном направлении с шагом S=200 мм.

Армирование поперечных ребер выполняется сварными каркасами КР2 с продольными стержнями диметром 8 мм из стали класса А400 с поперечными стержнями диаметром 4 мм из стали класса Вр500, устанавливаемыми с шагом S=200 мм.

Рис. 3.5. Сварные сетки С1 и С2 для армирования полки панели.

4. Проектирование ригеля

4.1. Расчет прочности ригеля по нормальному сечению

Рассматривается ригель 1-ого пролета.

Ригель таврового сечения со свесами в растянутой зоне, с ненапрягаемой продольной рабочей арматурой (рис. 2.2.). Расчетное сечение ригеля – прямоугольное размерами: b_р=300 мм, h_р=700 мм. Площадь сечения консольных свесов в расчет не вводим, так как она вне сжатой зоны бетона.

Материалы ригеля:

- тяжелый бетон класса B25: _b2=0.9; R_b=14.5 МПа (с учётом _b2 R_b=13.05 МПа); R_bt=1.05 МПа (с учётом _b2 R_bt =0.945 МПа); R_b,ser=18.5 МПа; R_bt,ser=1.6 МПа; E_b=27000 МПа, бетон подвергнут тепловой обработке;

- ненапрягаемая продольная рабочая (пролетная и опорная), конструктивная и поперечная арматура класса A400:

а) диаметром 6 и 8 мм: R_s=355 МПа; R_s,ser=390 МПа; R_sw=285 МПа; R_sc=355 МПа; E_s=200000 МПа,

б) диаметром от 10 до 40 мм: R_s=365 МПа; R_s,ser=390 МПа; R_sw=290 МПа; R_sc=355 МПа; E_s=200000 МПа.

Целью расчета по нормальному сечению ригеля является определение диаметра и количества рабочей продольной арматуры в пролете ригеля и на его левой и правой опорах по грани колонн. Ригель перекрытия рассматривается как элемент поперечной многоэтажной рамы.

Пролетные и опорные изгибающие моменты принимаем в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов (рис. 2.5.).

СЕЧЕНИЕ В ПРОЛЕТЕ:

Расчетный момент: М_пр=245.63 кН*м.

h₀=h_р-a_s=700-50=650 мм – высота рабочей зоны.

α_m=M_пр/(R_b*b_р*h₀²)=245.63/(13.05*300*0.65²)=0.148

ξ_r=0,8/(1+R_s/700)=0,8/(1+365/700)=0.526

α_r=ξ_r*(1-0.5*ξ_r)=0.526*(1-0.5*0.526)=0.388

α_m=0.148<α_r=0.388.

Так как α_m<α_r, то сжатая арматура по расчету не требуется.

Требуемая площадь сечения растянутой арматуры:

A_s=R_b*b_р*h₀*[1-(1-2*α_m)^0.5]/R_s=13.05*300*0.65*[1-(1-2*0.148)^0.5]/365=1126.3 мм².

Принимаем в пролетном сечении (рис. 4.1. сечение 1-1):

- сжатую арматуру: 310 A400 (A_sc=235.6 мм²) и 116 A400 (A_s^оп=201.1 мм²),

- растянутую арматуру: 616 A400 (A_s^пр=1206.4 мм²).

Коэффициент армирования:

μ=(A_s+A_sc)/b_р*h₀=(1206.4+235.6)/300*650=0.0074

0.001<μ=0.0084<0.035.

СЕЧЕНИЕ НА ОПОРЕ:

Расчетный момент: М_оп=370.04 кН*м.

h₀=h_р-a_sс=700-60=640 мм – высота рабочей зоны.

α_m=M_оп/(R_b*b_р*h₀²)=370.04/(13.05*300*0.64²)=0.208

ξ_r=0,8/(1+R_s/700)=0,8/(1+365/700)=0.526

α_r=ξ_r*(1-0.5*ξ_r)=0.526*(1-0.5*0.526)=0.388

α_m=0.208<α_r=0.388

Так как α_m<α_r, то сжатая арматура по расчету не требуется.

Требуемая площадь сечения растянутой арматуры:

A_s=R_b*b_р*h₀*[1-(1-2*α_m)^0.5]/R_s=13.05*300*0.64*[1-(1-2*0.208)^0.5]/365=1795.4 мм².

Принимаем в опорном сечении (рис. 4.1. сечение 2-2):

- сжатую арматуру: 316 A400 (A_sc^оп=603.2 мм²),

- растянутую арматуру: 116 A400, 232 A400 (A_s^оп=1809.6 мм²) и 310 A400 (A_sc=235.6 мм²).

Коэффициент армирования:

μ=(A_s+A_sc)/b_р*h₀=(4825.5+235.6)/300*640=0.0138

0.001<μ=0.0138<0.035.

Рис. 4.1. Схема армирования ригеля продольной арматурой.

4.2 Расчет прочности ригеля по наклонному сечению

Расчет ригеля по наклонному сечению производится с целью определения диаметра и шага поперечных стержней.

Длина ригеля 1-ого пролета:

l_р=L-h_{кр сol}-0.5*h_{ср сol}-2*∆=6400-400-0.5*600-2*50=5600 мм.

где ∆=50 мм – зазор между торцом ригеля и колонной.

Так как расчетное сечение ригеля прямоугольное _f=0.

Так как ригель изготавливается без преднапряжения _n=0.

=1+_f+_n=1+0+0=1.

Наибольшая поперечная сила в опорном сечении: Q_max=390.53 кН.

M_b=1.5**R_bt*b_р*h₀²=1,5*0.945*1*300*0.64²=174.18 кН*м.

q₁=P^пер-0,5*P_V^пер=126.428-0,5*94.540=79.158 кН/м.

Q_b1=2*(M_b*q₁)^0.5=2*(174.18*79.158)^0.5=234.843 кН > 2*M_b/h₀-Q_max = 2*174.18/0.64-390.53=153.792 кН.

Интенсивности хомутов при Q_b1≥2*M_b/h₀-Q_max:

q_sw=(Q_max²-Q_b1²)/(3*M_b)=(390.53²-234.843²)/(3*174.18)=186.319 кН/м.

*R_bt*b_р*h₀=0.945*1*300*0.64=181.44 кН.

Q_b1=234.843 кН>*R_bt*b_р*h₀=181.44кН =>

при Q_b1>*R_bt*b_р*h₀ принимаем q_sw=186.319 кН/м.

q_sw=186.319 кН/м > 0,25**R_bt*b_р=0,25*0.945*300=70.875кН/м

Так как q_sw>0,25**R_bt*b_р, то примем q_sw=186.319 кН/м.

Окончательно получим q_sw=186.319 кН/м.

Задаемся шагом поперечных стержней.

Так как h_р>450 мм, то на приопорных участках длиной l₁=0,25*L=0,25*6400=1600 мм принимаем шаг S₁ из условий:

S₁≤h_р/3=700/3=233.3 мм,

S₁≤500 мм.

В средней части пролета назначаем шаг S₂ из условий:

S₂≤0,75*h_р=0,75*700=525 мм,

S₂≤500 мм.

Шаг хомутов, учитываемых в расчете, должен быть не более значения:

S_w.max=R_bt*b_р*h₀²/Q=0.945*0.3*640²/390.53=297.3 мм

Принимаем шаг хомутов у опоры S₁=200 мм, в пролете S₂=500 мм.

Требуемая площадь одного поперечного стержня арматуры у опор:

A_sw=q_sw*S₁/R_sw*n=186.319*200/285*3=43.583 мм²,

где n=3 шт - количество поперечных стержней в сечении у опор.

Диаметр одного поперечного стержня арматуры у опор назначаем по требуемой площади одного поперечного стержня и из условия свариваемости, диаметр одного поперечного стержня арматуры в пролете - из условия свариваемости:

d_sw≥0.25*d_s.max=0,25*32=8.0 мм.

Принимаем:

- в поперечном сечении у опор 3 стержня d_sw1=8 мм (A_sw1=150.8 мм²),

- в поперечном сечении в пролете 3 стержня d_sw2=8 мм (A_sw2=150.8 мм²).

Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами.

Q_max=390.53 кН<0.3*R_b*b*h₀=0.3*13.05*0.3*640=835.2 кН => прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.

4.3 Построение эпюры материалов

4.3.1 Определение мест фактического обрыва нижних стержней

В целях экономии арматурной стали часть продольной рабочей арматуры обрывают в пролете, не доводя до опоры. Для определения мест обрыва строится эпюра материалов (арматуры). Места теоретического обрыва стержней определим графическим способом на огибающей эпюре изгибающих моментов (Рис. 4.2.).

М_s^пр=А_s^пр*R_s**h₀*10^-3=1206.4*365*0.922*0.65*10^-3=263.93 кН*м,

где =1-0,5*=1-0,5*0.156=0.922;

=A_s^пр*R_s/R_b*b_р*h₀=1206.4*365/13.05*300*650=0.156.

Продольные стержни доводимые за край опоры: 316 (А_s1=603.2 мм²).

М_s1=А_s1*R_s**h₀*10^-3=603.2*365*0.961*0.65*10^-3=137.53 кН*м;

где =1-0,5*=1-0,5*0.078=0.961;

=A_s1*R_s/R_b*b_р*h₀=603.2*365/13.05*300*650=0.078.

Определим расстояние от точек теоретического обрыва W из условий (здесь q_sw=A_sw*R_sw/S, d_s- диаметр обрываемого стержня):

W≥Q/(2*q_sw)+5*d_s,

если Q/(2*q_sw)>h₀, то W≥2*h₀*(1-q_sw*h₀/Q)+5*d_s,

W кратно 50 мм.

1) q_sw1=A_sw1*R_sw/S₁=150.8*285/200=214.885 кН/м,

Q₁/(2*q_sw1)+5*d_s=170.89/(2*214.885)+5*16=477.6 мм.

2*h₀*(1-q_sw1*h₀/Q₁)+5*d_s=2*650*(1-214.885*0.65/170.89)+5*16=317.5 мм.

Q₁/(2*q_sw1)=397.60.

Принимаем W₁=500 мм.

2) q_sw2=A_sw2*R_sw/S₂=150.8*285/200=214.885 кН/м,

Q₂/(2*q_sw2)+5*d_s.обр=168.58/(2*214.885)+5*16=472.3

2*h₀*(1-q_sw2*h₀/Q₂)+5*d_s=2*650*(1-214.885*0.65/168.58)+5*16=302.9 мм.

Q₂/(2*q_sw2)=392.30.

Принимаем W₂=500 мм.

Длина обрываемых нижних стержней (в пролетной части ригеля):

l_низ=l_1Т+W₁+W₂=2750+500+500=3750 мм.

4.3.2 Определение мест фактического обрыва верхних стержней

М_s^оп=А_s^оп*R_s**h₀*10^-3=2045.2*365*0.866*0.64*10^-3=413.70 кН*м,

где =1-0,5*=1-0,5*0.268=0.866;

=A_s^оп*R_s/R_b*b_р*h₀=2045.2*365/13.05*300*640=0.268.

Продольные стержни доводимые за край опоры 4 (А_s2=436.7 мм²).

М_s2=А_s2*R_s**h₀*10^-3=436.7*365*0.971*0.64*10^-3=99.09 кН*м;

где =1-0,5*=1-0,5*0.057=0.971;

=A_s2*R_s/R_b*b_р*h₀=436.7*365/13.05*300*640=0.057.

3) q_sw3=A_sw3*R_sw/S₁=150.8*285/200=214.885 кН/м.

Q₃/(2*q_sw3)+5*d_s.обр=296.15/(2*214.885)+5*0=689.1 мм.

2*h₀*(1-q_sw3*h₀/Q₃)+5*d_s=2*640*(1-214.885*0.64/Q₃)+5*0=685.6 мм.

Q₃/(2*q_sw3)>h_0.

Принимаем W₃=700 мм.

q_sw4=A_sw4*R_sw/S₁=150.8*285/200=214.885 кН/м.

Q₄/(2*q_sw4)+5*d_s.обр=243.89/(2*214.885)+5*0=567.5 мм.

2*h₀*(1-q_sw4*h₀/Q₄)+5*d_s=2*640*(1-214.885*0.64/243.89)+5*0=558.2 мм.

Q₄/(2*q_sw4)0.

Принимаем W₄=600 мм.

Длина обрываемых верхних стержней:

- со стороны крайней колонны

l_{верх кр}=l_{2Т кр}+W₃=760+700=1460 мм, принимаем l_{верх кр}=1800 мм.

- со стороны средней колонны

l_{верх ср}=l_{2Т ср}+W₄=1200+600=1800 мм, принимаем l_{верх ср}=1800 мм.

Рис. 4.2. Эпюра материалов.

Рис. 4.3. Плоские каркасы ригеля перекрытия КР3 и КР4.

5 Проектирование колонны

5.1 Расчет колонны на устойчивость и прочность

Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечной рамы. Колонны принимаются двухэтажной разрезки. Колонны многоэтажного каркасного здания с жесткими узлами рассматриваются как элементы поперечной рамы и рассчитываются как внецентренно сжатые элементы от совместного действия изгибающих моментов и продольных сил.

Рассматривается нижняя колонна крайнего ряда сечением b_col*h_сol=400*400 мм, изготавливаемая из тяжелого бетона класса B30: _b2=0.9; R_b=17 МПа; R_bt=1.2 МПа; (с учетом _b2 R_b=15.3 МПа; R_bt=1.08 МПа), R_b,ser=22 МПа; R_bt,ser=1.8 МПа; E_b=29000 МПа, бетон подвергнут тепловой обработке, и арматуры класса A400 R_sc=365 МПа, R_s=365 МПа, E_s=200000 МПа.

Расчетная высота колонны принимается равной высоте этажа, т.е. l₀=3.3 м.

Максимальный изгибающий момент в ригеле M_max=370.04 кН*м, тогда получим одну комбинацию расчетных усилий в колонне:

М=0.6*M_max=0.6*370.04=222.024 кН*м,

N=2431.352 кН.

e₀=М/N=222.024/2431.352=0.0913 м.

Расчетные усилия от длительной нагрузки:

М_l=М*k_l=222.024*0.591=131.199 кН*м,

N_l=N*k_l=2431.352*0.591=1436.746 кН,

где k_l=(g^пер-8.4)/g^пер=(20.534-8.4)/20.534=0.591.

М₁=М+0,5*N*(h₀-a_sс)=222.024+0,5*2431.352*(0.36-0.04)=611.040 кН*м.

M_1l=М_l+0,5*N_l*(h₀-a_sс)=131.199+0,5*1436.746*(0.36-0.04)=361.079 кН*м.

α=E_s/E_b=200000/29000=6.897.

δ_e=e₀/h_col=0.0913/0.4=0.228>0.15=> примем δ_e=0.228.

φ_l=1+M_1l/M₁=1+361.079/611.040=1.591.

В первом приближении принимаем коэффициент армирования μ=0.033.

Определим жесткость

=

=29000*0.4*0.4³*[0,0125/(1.591*(0,3+0.228))+

+0,175*0.033*6.897*((0.36-0.04)/0.4)²]=29.965 МПа*м⁴.

N_cr=π²*D/l₀²=π²*29.965/3.3²=27157.190 кН.

η_v=1/(1-N/N_cr)=1/(1-2431.352/27157.190)=1.098

M=M*η_v=222.024*1.098=243.856 кН*м.

α_m1=(M+N*(h₀-a_sc)/2)/(R_b*b*h₀²)=

=(243.856+2431.352*(0.36-0.04)/2)/(15.3*10³*0.4*0.36²)=0.798

δ₁=a_s/h₀=0.04/0.36=0.111

α_n=N/(R_b*b_соl*h₀)=2431.352/(15.3*10³*0.4*0.36)=1.104

ξ_R=0.531

α_n=1.104>ξ_R=0.531

Расчет ведем для случая α_n>ξ_R.

ξ₁=(α_n+ξ_R)/2=(1.104+0.531)/2=0.817

α_s=(α_m1-ξ₁*(1-ξ₁/2))/(1-δ₁)=(0.111-0.817*(1-0.817/2))/(1-0.111)=0.354

=(1.104*(1-0.531)+2*0.354*0.531)/(1-0.531+2*0.354)=0.759

=

=15.3*10⁶*0.4*0.36*(0.111-0.759*(1-0.759/2))/(365*(1-0.111))=2220.0 мм².

Принимаем продольную арматуру колонны 332 A400 (A_s=A_sc=2412.7 мм²).

Конструктивные требования

Коэффициент армирования

μ₁=(A_s+A_sc)/(b_col*h₀)=(2412.7+2412.7)/(400*360)=

0.03351

μ₁>μ_min=0.001

I(μ-μ₁)/μI=I(0.033-0.03351)/0.033I=0.015<0,05

Диаметр поперечных стержней примем конструктивно из условий:

d_sw≥0.25*d_{s max} (условие свариваемости),

d_sw≥5 мм.

Максимальный диаметр d_{s max}=32 мм.

d_sw≥0.25*32=8 мм.

Примем d_sw=8 мм.

Шаг поперечных стержней примем конструктивно из условий:

S≤15*d_{s max}=15*32=480 мм,

S≤300 мм

Примем S=300 мм.

Принимаем поперечную арматуру колонны диметром d_sw=8 мм, с шагом S=300 мм, из арматуры класса A400.

Рис. 5.1. Схема армирования колонны.

5.2 Расчет консоли колонны

Рассчитывается консоль колонны крайнего ряда.

Максимальная опорная реакция ригеля: Q=390.53 кН.

l_sup=Q/(R_b*b_p)=390.53/(15.3*0.3)=85.08 мм.

Принимаем вылет консоли l=300 мм.

a=l-0.5*l_sup=300-0.5*85.08=257.5 мм.

Высота консоли в сечении у грани колонны h=600 мм.

Высота консоли у свободного края h₁=300 мм.

Требуемая высота консоли у грани колонны:

h₀≥Q/(2.5*R_bt*b_col)=390.53/(2.5*1.08*0.4)=361.6 мм.

Принимаем h₀=h-a_s=600-50=550 мм.

Изгибающий момент в опорном сечении консоли:

M=1.25*Q*(l-Q/(2*R_b*b_p))=1.25*390.53*(300-390.53/(2*15.3*0.3))=125.68 кН*м.

Требуемая площадь сечения арматуры класса A400:

A_s=M/(R_s*(h₀-a_sc))=125.68/(365*(550-50))=688.7 мм².

Принимаем 318 A400; (A_s=763.4 мм²).

Вычисляем параметры консоли:

tgθ=(h₀-a_sc)/(a+0.5*l_sup)=(550-50)/(257.5+0.5*85.08)=1.667

θ=59.04˚

sinθ=0.857

cosθ=0.514

Ширина наклонной полосы:

l_b=l_sup*sinθ+2*5*cosθ=85.08*0.857+2*5*0.514=78.1 мм.

h=600<2,5*257.5=2,5*27=644, консоль армируется только наклонными хомутами по всей высоте.

Суммарная площадь наклонных хомутов (отгибов):

A_inc=[Q/(0.8*R_b*b_сol*l_b*sinθ)-1]*b_сol*S_inc/10*α=

=[390.53/(0.8*15.3*0.4*78.1*0.857)-1]*0.4*150/10*6.897=166.2 мм²,

где S_inc=150 мм – шаг отгибов:

S_inch/4=600/4=150 мм;

S_inc150 мм.

α=6.897.

A_inc=0,002*b_сol*h₀=0,002*400*550=440 мм².

Требуемая площадь сечения одного хомута

A_inc1=A_inc/2*n=440/2*3=73 мм²

где n=3 – число пар наклонных хомутов.

По сортаменту подбираем отгибы 10 A400 (A_inc1=78.5 мм²).

Горизонтальные хомуты принимаем по конструктивным требованиям: 8 A400 с шагом S=150 мм.

Рис. 5.2. Армирование консоли колонны.

5.3 Расчет стыка ригеля с колонной

Максимальный опорный момент: М_оп=370.04 кН*м.

Максимальная опорная реакция ригеля: Q=390.53 кН.

Требуемая площадь стыковых стержней колонны:

A_sk^оп=M_воп/(R_s*z_s)=291.93/(365*590)=1355.6 мм²,

где М_воп=М_оп-Q*h_col/2=370.04-390.53*0.4/2=291.93 кН*м;

z_s=h₀-a_sс=640-50=590 мм.

Принимаем 232 A400 и 16 A400 (А_s=1809.6 мм²), т.к. диаметры стыковых стержней и выпусков арматуры ригеля одинаковы, то конструкция стыка является равнопрочной с сечением ригеля и не требует проверки расчетом.

Требуемая площадь сечения нижней опорной пластины ригеля (из стали марки C235 по ГОСТ 27772-88 R_y=230 МПа, R_wz=160 МПа):

А_пл=N/R_y=494.80*10^-3/230=2151.3 мм²;

где N=М_воп/z_s=291.93*10⁶/590=494.80 кН.

Требуемая толщина пластины:

δ_пл=А_пл/b_p=2151.3/300=7.2 мм

δ_пл≥k_f/1.2=9/1.2=7.5 мм,

где k_f=9 мм – толщина катета шва.

Принимаем пластину сечением 300х8 мм.

Суммарная длина швов:

=1,3*(494.80-58.58)/(0.85*9*160)=241.66 мм;

F=Q*f=390.53*0.15=58.58 кН;

l_w1=l_w1/2+10=241.66/2+10=241.66 мм – требуемая длина сварного шва с каждой стороны ригеля к стальной пластине колонны.

l=300 мм>l_w1+∆=241.66+50=291.7 мм => величина вылета консоли достаточна.

Рис. 5.3. Стык ригеля с колонной.

6 Проектирование монолитного перекрытия

6.1 Компоновка конструктивной схемы перекрытия из монолитного железобетона

Монолитное перекрытие состоит из монолитной плиты, главных и второстепенных балок. Компоновка конструктивной схемы перекрытия с указанием элементов приведена на рис. 6.1.

Рис. 6.1. Компоновка монолитного перекрытия.

6.2 Расчет и конструирование монолитной плиты

6.2.1 Определение шага второстепенных балок

Принимаем толщину монолитной плиты h_пл=60 мм.

Расстояние между второстепенными балками из условия обеспечения жесткости:

L₃≤40*h_пл=40*60=2400 мм.

Минимальное количество шагов второстепенных балок в одном пролете:

n=L/40*h_пл=6400/40*60=2.7, принимаем количество шагов n=3, тогда шаг второстепенных балок: L₃=L/n=6400/3=2133 мм

6.2.2 Выбор материалов

Назначаем для плиты тяжелый бетон класса B15: _b2=0.9; R_b=8.5 МПа; R_bt=0.75 МПа, (с учетом _b2 R_b=7.65 МПа; R_bt=0.675 МПа), R_{b ser}=11 МПа, R_{bt ser}=1.15 МПа, E_b=23000 МПа, бетон естественного твердения.

При армировании полки плиты раздельными плоскими сетками используется стержневая арматура класса A400: R_s=355 МПа, R_sw=285 МПа, R_{s ser}=390 МПа, E_s=200000 МПа.

Второстепенная балка армируется каркасами из арматуры класса A400: R_s=355 МПа, R_sw=285 МПа, R_{s ser}=390 МПа, E_s=200000 МПа.

6.2.3 Расчет и армирование плиты

Плита рассчитывается на действие нагрузки на полосу шириной 1 м (рис. 6.1.). Расчетная схема плиты принимается как многопролетная неразрезная балка, опорами которой являются второстепенные балки. При вычислении нагрузок на 1 м² перекрытия использованы результаты сбора нагрузок, приведенные в таблице 1.

Таблица 5.

Вычисление нагрузок на перекрытие

Предварительно назначаем высоту и ширину сечения второстепенной балки из условий:

Характеристики

Список файлов курсовой работы