архитектура зданий часть 2. ПЗ-97. Курсового проекта Проектирование несущих конструкций многоэтажного гражданского здания
 Скачать 1.19 Mb.
|
|
3.5 Построение эпюры материалов Продольная рабочая арматура в пролете 4Ø18 АС. Площадь этой арматуры А определена из расчета на действие максимального изгибающего момента в середине пролета. В целях экономии арматуры по мере уменьшения изгибающего момента к опорам два стержня 2Ø18 АС обрываются в пролете, а два других доводятся до опор (рис. 11). Площадь рабочей арматуры А = 10,18 см 2 Определяем изгибающий момент. Из условия равновесия 𝑅 𝑠 𝐴 𝑠 = 𝛾 𝑏1 ∙ 𝑅 𝑏 ∙ 𝑏 ∙ 𝑥, где х = ξ · h 0 , 𝜉 = 𝑅 𝑠 𝐴 𝑠,𝑒𝑓 𝛾 𝑏1 ∙𝑅 𝑏 ∙𝑏∙ℎ 0 𝜉 = 43,5∙10,18 0,9∙1,45∙20∙40 = 0,424, где R s = 435 МПа = 43,5 кН/см 2 , R b = 14,5 МПа = 1,45 кН/см 2 ; х = ξ · h 0 = 0,424 · 40,0 = см. Изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля, определяется из условия равновесия 𝑀 = 𝑅 𝑠 𝐴 𝑠 (ℎ 0 − 0,5𝑥 1 ), 31 𝑀 (4∅18) = 43,5 ∙ 10,18 ∙ (40,0 − 0,5 ∙ 16,96) = 13958 кНсм = 139,58 кНм ˃ ˃ М = 127,18 кНм, те. больше действующего изгибающего момента от полной нагрузки, это значит, что прочность сечения обеспечена. До опоры доводятся 2Ø18 АС, h 0 = 40,0 см, A s = 5,09 см = 43,5∙5,09 0,9∙1,45∙20∙40 = 0,212, х = ξ · h 0 = 0,212 · 40,0 = см. Определяем изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней, доводимых до опоры 𝑀 = 𝑅 𝑠 𝐴 𝑠(2∅18) (ℎ 0 − 0,5𝑥 1 ), 𝑀 (2∅18) = 43,5 ∙ 5,09 ∙ (40,0 − 0,5 ∙ 8,48) = 7917,80 кНсм = 79,18 кН м Откладываем в масштабе на эпюре моментов (рис. 12) полученные значения изгибающих моментов Ми Ми определяем место теоретического обрыва рабочей арматуры – это точки пересечения эпюры моментов с горизонтальной линией, соответствующей изгибающему моменту, воспринимаемому сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней М (рис. 11). Строим эпюру моментов с определением значений изгибающих моментов в 1/8, в 2/8 ив пролета. Изгибающий момент в любом сечении ригеля определяется по формуле 𝑀 𝑥 = 𝑅 𝐴 ∙ 𝑥 − (𝑔+𝑣)∙𝑥 2 2 , где R A – опорная реакциях текущая координата. 𝑅 𝐴 = (𝑔+𝑣)∙𝑙 0 2 = 𝑄 = 112,30 кН Прим кН·м; Прим кН·м; Прим кН·м. 32 Рисунок 11. Расчетное сечение ригеля вместе обрыва арматуры Рисунок 12. Эпюра материалов Длина анкеровки обрываемых стержней определяется последующей зависимости 33 𝑤 = 𝑄 2𝑞 𝑠𝑤 + 5𝑑 ≥ 15𝑑, где d – диаметр обрываемой арматуры. Поперечная сила Q определяется графически вместе теоретического обрыва, в данном случае Q = 68,72 кН. Поперечные стержни Ø10 А R sw = 280 МПа = 28,0 кН/см 2 с А = 1,57 см вместе теоретического обрыва имеют шаг 10 см 𝑞 𝑠𝑤 = 𝑅 𝑠𝑤 ∙𝐴 𝑠𝑤 𝑠 𝑤 = 28,0∙1,57 10 = 4,40 кН/см 𝑤 = 68,72 2∙4,40 + 5 ∙ 1,8 = 16,8 см, что меньше 15 · d = 15 · 1,8 = 27,0 см. Принимаем w = см. Определение места теоретического обрыва арматуры аналитическим методом. Для этого общее выражение для изгибающего момента нужно приравнять моменту, воспринимаемому сечением ригеля с арматурой 2Ø18 АС - 𝑀 (2∅18) = 79,18 кН мм, 𝑥 2 = 3,66 м. Это точки теоретического обрыва арматуры. Длина обрываемого стержня будет равна 3,66– 0,87 + 2·0,27 = 3,33 м. Принимаем длину обрываемого стержням, (исходя из графических данных. Определяем аналитически величину поперечной силы вместе теоретического обрыва арматуры 𝑄 = (𝑔+𝑣)∙𝑙 0 2 − (𝑔 + 𝑣) ∙ 𝑥 = 49,58∙4,53 2 − 49,58 ∙ 0,87 = 69,17 кН Графически поперечная сила была принята 68,72 кН с достаточной степенью точности. Армирование ригеля приведено в Графической части. 34 4 РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОННЫ Для проектируемого этажного здания принята сборная железобетонная колона сечением х см. 4.1 Исходные данные Нагрузка нам покрытия приведена в таблице 2. Примечание нагрузка нам перекрытия принимается такой же как ив предыдущих расчетах (таблица 1). Таблица 2 Нагрузка нам покрытия Вид нагрузки Нормативная нагрузка (γ f =1), кН/м 2 Коэффициент надежности по нагрузке Расчетная нагрузка (γ f ˃1), кН/м 2 1 2 3 4 Постоянная нагрузка Гидроизоляционный ковер (3 слоя) 0,15 1,3 0,20 Армированная цементно-песчаная стяжка, δ = 40 мм, ρ = 2200 кг/м 3 0,88 1,3 1,14 Керамзит по уклону δ = 100 мм, ρ = 600 кг/м 3 0,60 1,3 0,78 Утеплитель – минераловатные плиты, δ = = 150 мм, ρ = 150 кг/м 3 0,23 1,2 0,27 Пароизоляция 1 слой 0,05 1,3 0,07 Многопустотная сборная плита перекрытия с омоноличиванием швов, δ = 220 мм 3,30 1,1 3,63 Итого постоянная нагрузка (g roof ) 5,21 6,09 Временная нагрузка снеговая S = S g 1,20·0,7=0,84 - 1,20 в том числе длительная часть снеговой нагрузки S j : 0,42 - 0,60 Итого полная нагрузка (g roof + S) 6,05 7,29 Примечание полная кратковременная снеговая нагрузка и коэффициент μ приняты по СП 20.13330.2011 [2]. Материалы для колонны Бетон тяжелый класса по прочности на сжатие В. Расчетное сопротивление при сжатии R b = 17,0 МПа [1]. Арматура продольная рабочая класса АС. 35 Расчетное сопротивление R s = R sc = 435 МПа [1]; поперечная – класса А. 4.2 Определение усилий в колонне Рассчитывается средняя колонна подвального этажа высотой ℎ 𝑓𝑙 = 4,2 м. Высота типового этажам. Грузовая площадь колонны (рис. 13) равна А = 5,3 · 5,1 = 27,03 м 2 Рисунок 13. Грузовая площадь колонны Продольная сила N, действующая на колонну, определяется по формуле 𝑁 = 𝛾 𝑛 (𝑔 + 𝑣 𝑝 + 𝜑 3 𝑣 0 )𝑛 ∙ 𝐴 + 𝑔 𝑏 (𝑛 + 1) + 𝑔 𝑐𝑜𝑙 (𝑛 + 1) + 𝛾 𝑛 (𝑔 𝑟𝑜𝑜𝑓 + 𝑆)𝐴, где 𝑛 – количество этажей, 𝑛 = 12; А – грузовая площадь 𝑔, 𝑣 𝑝 , 𝑣 0 – соответственно постоянная и временная нагрузки на 1 м 2 перекрытия по таблице 1: 𝑔 = 4,89 кН/м 2 , 𝑣 𝑝 = 0,60 кН/м 2 , 𝑣 0 = 4,20 кН/м 2 ; 36 𝑔 𝑟𝑜𝑜𝑓 – постоянная нагрузка нам покрытия, 𝑔 𝑟𝑜𝑜𝑓 = 6,09 кН/м 2 ; 𝑆 – полная снеговая нагрузка нам покрытия, 𝑆 = 1,20 кН/м 2 ; 𝑔 𝑏 – собственный вес ригеля с учетом и γ n длиной (5,1 – 0,4) = 4,7 м, 𝑔 𝑏 = 3,85 ∙ 4,7 = 18,10 кН, где 3,85 кН/м – погонная нагрузка от собственного веса ригеля 𝑔 𝑐𝑜𝑙 – собственный вес колонны, равный 𝑔 𝑐𝑜𝑙 = 𝛾 𝑛 ∙ 𝛾 𝑓 ∙ 𝜌 ∙ 𝐴 𝑐𝑜𝑙 ∙ ℎ 𝑓𝑙 - для колонн подвального этажа 𝑔 𝑐𝑜𝑙 = 𝛾 𝑛 ∙ 𝛾 𝑓 ∙ 𝜌 ∙ 𝐴 𝑐𝑜𝑙 ∙ ℎ 𝑓𝑙 = 1,0 ∙ 1,1 ∙ 2500 ∙ (10 −2 ) ∙ 0,4 ∙ 0,4 ∙ 4,2 = 18,48 кН; - для колонн типового этажа 𝑔 𝑐𝑜𝑙 = 𝛾 𝑛 ∙ 𝛾 𝑓 ∙ 𝜌 ∙ 𝐴 𝑐𝑜𝑙 ∙ ℎ 𝑓𝑙 = 1,0 ∙ 1,1 ∙ 2500 ∙ (10 −2 ) ∙ 0,4 ∙ 0,4 ∙ 3,0 = 13,20 кН; 𝜑 3 – коэффициент сочетаний (коэффициент снижения временных нагрузок в зависимости от этажей, определяемый по формуле 𝜑 3 = 0,4 + 𝜑 1 −0,4 √𝑛 , где 𝜑 1 =0,747 (см. расчет ригеля) 𝜑 3 = 0,4 + 0,747−0,4 √12 = 0,50; 𝑁 = 1,0 ∙ (4,89 + 0,60 + 0,50 ∙ 4,2) ∙ 12 ∙ 27,03 + 18,10 ∙ (12 + 1) + 18,48 + 13,20 ∙ 12 + 1,0 ∙ (6,09 + 1,20) ∙ 27,03 = 3071,12 кН. 4.3 Расчет колонны по прочности Расчет по прочности колонны производится как внецентренно сжатого элемента со случайным эксцентриситетом е а : 𝑒 𝑎 = 1 30 ℎ 𝑐𝑜𝑙 = 40 30 = 1,33 см 𝑒 𝑎 = 1 600 ℎ 𝑓𝑙 = 420 600 = 0,70 см 𝑒 𝑎 = 1,0 см. Однако расчет сжатых элементов из бетонов классов В15…В35 (в нашем случае В) на действие продольной силы, приложенной с эксцентриситетом 𝑒 𝑎 = 1 30 ℎ 𝑐𝑜𝑙 = 40 30 = 1,33 см при гибкости 𝑙 0 /ℎ 𝑐𝑜𝑙 < 20, допускается производить из условия 𝑁 ≤ 𝑁 𝑢𝑙𝑡 , где 𝑁 𝑢𝑙𝑡 – предельное значение продольной силы, которую может воспринять элемент определяемое по формуле [6]: 37 𝑁 𝑢𝑙𝑡 ≤ 𝜑 ∙ (𝛾 𝑏1 ∙ 𝑅 𝑏 ∙ 𝐴 𝑏 + 𝑅 𝑠𝑐 ∙ 𝐴 𝑠,𝑡𝑜𝑡 ), где 𝐴 𝑏 – площадь сечения колоны 𝐴 𝑠,𝑡𝑜𝑡 – площадь всей продольной арматуры в сечении колонны 𝑙 0 – расчетная длина колонны подвала с шарнирным опиранием в уровне го этажа и с жесткой заделкой в уровне фундамента 𝑅 𝑠𝑐 – расчетное сопротивление арматуры сжатию. 𝑙 0 = 0,7(ℎ 𝑓𝑙 + 15 см) = 0,7 ∙ (420 + 15) = 304,5 см 𝑙 0 ℎ 𝑐𝑜𝑙 = 304,5 40 = 7,61 < 20; 𝐴 𝑏 = 40 ∙ 40 = 1600 см – коэффициент, принимаемый при длительном действии нагрузки, в зависимости от гибкости колонны. При 𝑙 0 ℎ 𝑐𝑜𝑙 = 7,61, коэффициент 𝜑 = 0,91 (приложение 17 [8]). Найдем площадь сечения арматуры 𝐴 𝑠,𝑡𝑜𝑡 = 𝑁 𝜑 −𝛾 𝑏1 ∙𝑅 𝑏 ∙𝐴 𝑏 𝑅 𝑠𝑐 = 3071,12 0.91 −0,9∙1,7∙1600 43,5 = 21,31 см 2 Из условия сварки выпусков продольной арматуры при стыке колонн, минимальный ее диаметр должен быть не менее 20 мм. Принимаем 4ø28 АС 𝑨 𝒔,𝒆𝒇 = 𝟐𝟒, 𝟔𝟎 см (схема армирования колонны приведена в Графической части) 𝜇 = 24,60 40∙40 ∙ 100 % = 1,54 % > 0,2 %. Диаметр поперечной арматуры принимаем ø АС (из условия сварки с продольной арматурой. Шаг поперечных стержней s = 300 мм, что удовлетворяет конструктивным требованиям [1] s ≤ 15d = 15 · 28 = 420 мм и s ≤ 500 мм. Армирование колонны приведено в Графической части. 38 5 РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА 5.1 Исходные данные Грунты основания – песок, условное расчетное сопротивление грунта R 0 = МПа = 0,030кН/см 2 = 300кН/м 2 Бетон тяжелый класса В. Расчетное сопротивление растяжению R bt = 1,05 МПа [1], γ b1 = 0,9. Арматура класса АС, R s = 435 МПа [1]. Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах γ m = 20 кН/м 3 Высоту фундамента предварительно принимаем 100 см. С учетом пола подвала глубина заложения фундамента Н = 115 см. Расчетное усилие, передающееся с колонны на фундамент равно 𝑁 = 3071,12 кН. Нормативное усилие 𝑁 𝑛 = 𝑁 𝛾 𝑓𝑚 = 3071,12 1,15 = 2670,54 кН, где 𝛾 𝑓𝑚 = 1,15 – усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке. 5.2 Определение размера стороны подошвы фундамента Площадь подошвы центрально нагруженного фундамента определяются по условному давлению на грунт без учета поправок в зависимости от размеров подошвы фундамента и глубины заложения 𝐴 = 𝑁 𝑛 𝑅 0 −𝛾 𝑚 ∙𝐻 1 = 2670,54 300−20∙1,15 = 9,64 м 2 Размер квадратной подошвы фундаментам. Принимаем а = 3,3 м (кратном) Давление на грунт от расчетной нагрузки 𝑝 = 𝑁 𝑎 2 = 3071,12 3,3 2 = 282,01 кН/м 2 ˂ R 0 = 300кН/м 2 , условие соблюдается. 39 5.3 Определение высоты фундамента Рабочая высота фундамента из условия продавливания ℎ 0 = − 2ℎ 𝑐𝑜𝑙 4 + 0,5√ 𝑁 𝛾 𝑏1 ∙𝑅 𝑏𝑡 +𝑝 = − 2∙0,4 4 + 0,5√ 3071,12 0,9∙1,05∙10 3 +282,01 = м. Полная высота фундамента устанавливается из условий - продавливания 𝐻 𝑓 = (ℎ 0 + 0,05) = 0,59 + 0,05 = 0,64 м - заделки колонны в фундаменте 𝐻 𝑓 = 1,5ℎ 𝑐𝑜𝑙 + мм- анкеровки сжатой арматуры колонным. Базовая длина анкеровки, необходимая для передачи усилия в арматуре с полным расчетным сопротивлением R s на бетон, определяется по формуле ℎ 0,𝑎𝑛 = 𝑅 𝑠 ∙𝐴 𝑠 𝑅 𝑏𝑜𝑛𝑑 ∙𝑈 𝑠 , где 𝐴 𝑠 и 𝑈 𝑠 – соответственно площадь поперечного сечения анкеруемого стержня арматуры и периметр его сечения 𝐴 𝑠 = 6,15 см, 𝑈 𝑠 = 𝜋𝑑 = 3,14 ∙ 2,8 = 8,79 см 𝑅 𝑏𝑜𝑛𝑑 – расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном, принимаемое равномерно распределенным по длине анкеровки 𝑅 𝑏𝑜𝑛𝑑 = 𝛾 𝑏1 ∙ 𝜂 1 ∙ 𝜂 2 ∙ 𝑅 𝑏𝑡 , где 𝜂 1 – коэффициент, учитывающий влияние вида поверхности арматуры для горячекатанной арматуры периодического профиля 𝜂 1 = 2,5); 𝜂 2 – коэффициент, учитывающий влияние размера диаметра арматуры для 𝑑 𝑠 = 28 мм 𝜂 2 = 1,0) [4]. 𝑅 𝑏𝑜𝑛𝑑 = 0,9 ∙ 2,5 ∙ 1,0 ∙ 1,05 = 2,36 МПа, Базовая длина анкеровки равна ℎ 0,𝑎𝑛 = 435∙6,15 2,36∙8,79 = 128,99 см. Требуемая расчетная длина анкеровки арматуры с учетом конструктивного решения элемента в зоне анкеровки определяется по формуле 40 ℎ 𝑎𝑛 = 𝛼 ∙ ℎ 0,𝑎𝑛 𝐴 𝑠,𝑐𝑜𝑙 𝐴 𝑠,𝑒𝑓 , где 𝐴 𝑠,𝑐𝑜𝑙 и 𝐴 𝑠,𝑒𝑓 – площади поперечного сечения арматуры, соответственно требуемая по расчету и фактически установленная (𝐴 𝑠,𝑐𝑜𝑙 = 23,54 см, 𝐴 𝑠,𝑒𝑓 = 24,6 см 𝛼 – коэффициент, учитывающий влияние на длину анкеровки напряженного состояния бетона и арматуры (для сжатых стержней периодического профиля 𝛼 = 0,75). Требуемая расчетная длина анкеровки равна ℎ 𝑎𝑛 = 0,75 ∙ 128,99 ∙ 21,31 24,60 = 83,80 см. Кроме того, согласно требованиям фактическую длину анкеровки необходимо принимать ℎ 𝑎𝑛 ≥ 0,3ℎ 0,𝑎𝑛 = 0,3 ∙ 128,99 = 38,70 см, ℎ 𝑎𝑛 ≥ 15𝑑 𝑠 = 15 ∙ 2,8 = 42 см, ℎ 𝑎𝑛 ≥ 20 см. Примем максимальную длину анкеровки ℎ 𝑎𝑛 = 83,80 см. Из условия анкеровки арматуры 𝐻 𝑓 = 83,80 + 25,0 = 108,80 м. Принимаем трехступенчатый фундамент общей высотой 120 см с высотой ступеней 40 см. При этом ширина первой ступени а = 1,3 м, а второй а = 2,3 м. Глубина заложения фундамента приведена на рис. 14. Рисунок 14. Глубина заложения фундамента Проверим, отвечает ли рабочая высота нижней ступени ℎ 03 = 40 − 5 = 35 см условию прочности при действии поперечной силы без поперечного 41 армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого сечения (b = см) должно выполняться условие 𝑄 = 𝑝𝑙 ≤ 𝑄 𝑏,𝑚𝑖𝑛 = 0,5𝛾 𝑏1 ∙ 𝑅 𝑏𝑡 ∙ ℎ 03 ∙ 𝑏. Поперечная сила от давления грунта 𝑄 = 𝑝𝑙 = 0,5(𝑎 − 𝑎 2 − 2ℎ 03 )𝑝, где а – размер подошвы фундамента р – давление на грунт от расчетной нагрузки (на единицу длину. 𝑄 = 0,5 ∙ (3,3 − 2,3 − 2 ∙ 0,35) ∙ 282,01 = 42,30 кН 𝑄 = 42,30 кН ˂ 𝑄 𝑏,𝑚𝑖𝑛 = 0,5 ∙ 0,9 ∙ 1,05 ∙ 10 3 ∙ 0,35 ∙ 1,0 = 165,38 кН, те, прочность обеспечена. 5.4 Расчет на продавливание Проверим нижнюю ступень фундамента на прочность против продавливания. Расчет элементов без поперечной арматуры на продавливание при действии сосредоточенной силы производится из условия 𝐹 ≤ 𝐹 𝑏,𝑢𝑙𝑡 , где 𝐹 𝑏,𝑢𝑙𝑡 – предельное усилие воспринимаемое бетоном 𝐹 𝑏,𝑢𝑙𝑡 = 𝛾 𝑏1 ∙ 𝑅 𝑏𝑡 ∙ 𝐴 𝑏 , где F – продавливающая сила, принимаемая равной продольной силе в колонне подвального этажа на уровне обреза фундамента за вычетом нагрузки, создаваемой реактивным отпором грунта, приложенным к подошве фундамента в пределах площади с размерами, превышающими размер площадки опирания (второй ступени фундамента ахах м) на величину h 0 во всех направлениях 𝐴 𝑏 – площадь расчетного поперечного сечения, расположенного на расстоянии 0,5h 0 от границы площади приложения силы N с рабочей высотой сечения h 0 ( ℎ 0 = ℎ 03 = 35 см. 42 Рисунок 15. Расчетная схема фундамента 𝐴 𝑏 = 𝑈 ∙ ℎ 03 , где 𝑈 – периметр контура расчетного сечения (рис. 15), равный 𝑈 = (𝑎 2 + 2 ∙ 0,5ℎ 03 ) ∙ 4 = (2,3 + 2 ∙ 0,5 ∙ 0,35) ∙ 4 = 10,60 м. Площадь расчетного поперечного сечения 𝐴 𝑏 = 10,6 ∙ 0,35 = 3,71 м 2 Продавливающая сила равна 43 𝐹 = 𝑁 − 𝑝 ∙ 𝐴 1 , где р – реактивный отпор грунта р = 282,01 кН/м 2 , 𝐴 1 – площадь основания продавливаемого фрагмента нижней ступени фундамента в пределах контура расчетного поперечного сечения, равная 𝐴 1 = (𝑎 2 + 2 ∙ 0,5ℎ 03 ) 2 = (2,3 + 2 ∙ 0,5 ∙ 0,35) 2 = 7,02 м = 3071,12 − 282,01 ∙ 7,02 = 1091,41 кН. Проверка условия показывает, что 𝐹 = 1122,86 кН ˂ 0,9 · 1,05 · 10 3 · 3,71 = 3505,95 кН, те. прочность нижней ступени фундамента против продавливания обеспечена. 5.5 Определение площади арматуры подошвы фундамента Подбор арматуры производим в х вертикальных сечениях фундамента (рис. 15), что позволяет учесть изменение параметров его расчетной схемы, в качестве которой принимается консольная балка, загруженная действующим снизу вверх равномерно распределенным отпором грунта. Для рассматриваемых сечений вылети высота сечения консоли будут разными, поэтому выявить наиболее опасное сечение можно только после определения требуемой площади арматуры в каждом из них. Сечение I-I 𝑀 𝐼−𝐼 = 0,125𝑝(𝑎 − ℎ 𝑐𝑜𝑙 ) 2 ∙ 𝑎 = 0,125 ∙ 282,01 ∙ (3,3 − 0,4) 2 ∙ 3,3 = 978,33 кН·м. Площадь сечения арматуры определяем по формуле 𝐴 𝑠𝐼 = 𝑀 𝐼−𝐼 0,9ℎ 01 𝑅 𝑠 = 978,33∙10 2 0,9∙115∙43,5 = 21,73 см 2 Сечение II-II 𝑀 𝐼𝐼−𝐼𝐼 = 0,125𝑝(𝑎 − 𝑎 1 ) 2 ∙ 𝑎 = 0,125 ∙ 282,01 ∙ (3,3 − 1,3) 2 ∙ 3,3 = 465,32 кН·м, 𝐴 𝑠𝐼𝐼 = 𝑀 𝐼𝐼−𝐼𝐼 0,9ℎ 02 𝑅 𝑠 = 465,32∙10 2 0,9∙75∙43,5 = 15,85 см 2 Сечение III-III 𝑀 𝐼𝐼𝐼−𝐼𝐼𝐼 = 0,125𝑝(𝑎 − 𝑎 2 ) 2 ∙ 𝑎 = 0,125 ∙ 282,01 ∙ (3,3 − 2,3) 2 ∙ 3,3 = 116,33 кН·м, 𝐴 𝑠𝐼𝐼𝐼 = 𝑀 𝐼𝐼𝐼−𝐼𝐼𝐼 0,9ℎ 03 𝑅 𝑠 = 119,68∙10 2 0,9∙35∙43,5 = 8,49 см 2 Из трех найденных значений подбор арматуры производим по максимальному значению, те. 𝐴 𝑠,𝑚𝑎𝑥 = 22,36 см. Принимаем сварную сетку 44 с одинаковой в обоих направлениях арматурой из стержней ø АС с шагом 200 мм. Таким образом, имеем АС 𝑨 𝒔 = 𝟐𝟔, 𝟎𝟗 см 2 Процент армирования μ: в сечении I-I: 𝜇 1 = 𝐴 𝑠 𝑎 1 ℎ 01 = 26,09 130∙115 ∙ 100 % = 0,17 % > 0,1 % в сечении II-II: 𝜇 2 = 𝐴 𝑠 𝑎 2 ℎ 02 = 26,09 230∙75 ∙ 100 % = 0,15% > 0,1 % в сечении III-III: 𝜇 3 = 𝐴 𝑠 𝑎 3 ℎ 03 = 26,09 330∙35 ∙ 100 % = 0,23 % > 0,1 % Так как во всех сечениях 𝜇 𝑖 > 𝜇 𝑚𝑖𝑛 = 0,1 %, количество принятой арматуры оставляем без изменений. Конструкция фундамента приведена в Графической части. 45 ЗАКЛЮЧЕНИЕ В процессе выполнения курсового проекта были произведены следующие работы 1 Запроектированы следующие конструкции сборное балочное междуэтажное перекрытие, колонна, фундамент, 2 Выполнена компоновка конструктивной схемы перекрытия, 3 Произведен расчет многопустотной предварительно напряженной плиты перекрытия и ригеля. Данный курсовой проект содержит - компоновку конструктивной схемы перекрытия промышленного здания, план и поперечный разрез промышленного здания - расчет и конструирование сборной многопустотной предварительно напряженной железобетонной плиты перекрытия по первой и второй группам предельных состояний - расчет и конструирование сборного ригеля, колонны и фундамента - рабочие чертежи сборной многопустотной предварительно напряженной железобетонной плиты перекрытия, ригеля, колонны и фундамента. В заключении необходимо отметить, что выполнение данного курсового проекта позволило на практике освоить методы расчета сборных предварительно напряженных и ненапрягаемых конструкций по первой и второй группам предельных состояний, а также получить навыки конструирования данных конструкций. 46 СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ 1. СП 63.13330.2012. СНиП 52-01–2003 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. 2. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07–85*. 3. ГОСТ 27751-2014 Надежность строительных конструкций и оснований. Основные положения 4. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры к СП 52-101–2003). 5. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102– 2004). 6. Свод правил СП 52-101–2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. 7. Свод правил СП 52-102–2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. 8. Учебно-методические указания и справочные материалы к курсовому проекту по дисциплине Железобетонные и каменные конструкции для студентов специальности 270800.62 Строительство Профиль подготовки Промышленное и гражданское строительство квалификация бакалавр. — М МГСУ, 2013. — 63 с. |