Конструирование сборного междуэтажного перекрытия

Обрываем четыре верхних стержня, четыре нижних стержня пропускаются от опоры А до опоры В.

 

М_И1= кНм.

М_И2= кНм.

 

На опоре В в первом пролете обрываются все надопорные стержни, так как эпюра отрицательных  моментов заканчивается в приопорной зоне. Надопорная арматура состоит  из 2Æ22 A-II ( A_s1= 7,6) и 2Æ20 A-II ( A_s2= 6,28)  см².

 

М_И3= кНм.

М_И4= кНм.

 

Обрываемые стержни  должны быть заведены за место теоретического обрыва (МТО) на длину не менее величины W, что необходимо для обеспечения прочности наклонных сечений на действие изгибающего момента при наличии поперечной арматуры. При этом поперечная арматура, расположенная в пределах длины W, компенсирует прочность балки по наклонному сечению при обрыве арматуры.

Во всех случаях W=

В местах теоретического обрыва стержней по эпюре Q определяются величины поперечных сил и вычисляются q_sw в зависимости от шага поперечной арматуры:

 

 

Далее вычисляются удлинения  обрываемых стержней W. Результаты расчетов приведены в табл. 3.3

 

Таблица 3.3 Удлинения  обрываемых стержней

Пролет	номер	Q, kH	Шаг,S, м	qsw, кНм	20d,м	W, м
первый	1	100,38	0,15	169,80	0,36	0,39
	2	119,71	0,299	85,18	0,36	0,79
	3	198,05	0,15	169,80	0,4	0,68
	4	169,02	0,15	169,80	0,4	0,60

Рисунок Эпюра материалов. Места обрыва стержней продольной арматуры в первом пролете.

Во втором пролете 4Æ20 A-II;

Обрываем четыре верхних  стержня, два нижних стержня пропускаются от опоры В до опоры С.

 

М_И12= кНм.

 

На опоре В во втором пролете обрываются все надопорные стержни, так как эпюра отрицательных  моментов заканчивается в приопорной зоне. Надопорная арматура состоит из 3Æ20 A-II ( A_s1= 9,41) и 3Æ14 A-II ( A_s2= 4,62)  см².

 

М_И3= кНм.

М_И4= кНм.

 

На опоре С во втором пролете обрываются все надопорные стержни, так как эпюра отрицательных моментов заканчивается в приопорной зоне. Надопорная арматура состоит из 3Æ22 A-II ( A_s1= 11,4) и 3Æ12 A-II ( A_s2= 3,39)  см²

 

М_И5= кНм.

М_И6= кНм.

 

Далее вычисляются удлинения  обрываемых стержней W. Результаты расчетов приведены в табл. 3.4

 

Таблица 3.4 Удлинения  обрываемых стержней

Пролет	номер	Q, kH	Шаг,S, м	qsw, кНм	20d,м	W, м
второй	1	95,13	0,294	64,97	0,4	0,83
	2	76,77	0,294	64,97	0,4	0,69
	3	175,36	0,15	127,35	0,28	0,76
	4	129,04	0,15	127,35	0,4	0,61
	5	164,92	0,15	127,35	0,24	0,71
	6	110,6	0,15	127,35	0,44	0,54

Рисунок Эпюра материалов. Места обрыва стержней продольной арматуры во втором пролете.

3.8 Стык ригеля у колонны.

Стык ригеля у колонны  выполняется ручной дуговой сваркой  пропущенных через колонну соединительных стержней к закладным деталям ригеля.

Площадь сечения соединительных стержней определяется по изгибающему  моменту у грани колонны, увеличенному на 25%.

Усилия растяжения в  соединительных стержнях:

 

кН,

 

где z=0,5 – 0,03 = 0,47м

Сечение стержней:

 

м²

 

Принимаем 3Ø28 с А_s=18,47 см². Общая рабочая длина сварных швов соединительных стержней с закладными деталями балок при высоте шва cм и электродах Э42.

 

м [6, формула 120]

м [6, формула 121]

 

где β_f=0.7 ;  β_z=1.0;   R_ωf =180кН;  R_ωz =164кН.

Длина шва с учетом непровара при двухсторонней  сварке  см.Конструктивно  cм.

4 Расчет колонны.

4.1 Общие положения.

Колонна рассчитывается как внецентренно нагруженная стойка расчетной длины  равной высоте этажа [3, п.1.2]. При расчете учитывается случайный эксцентриситет , обусловленный не учтенными в расчете факторами [3, п.1.21]. Постоянные и временные нагрузки от этажей считаются приложенными с этим эксцентриситетом. Рассчитывается колонна нижнего этажа.

4.2 Исходные данные.

Здание пятиэтажное с плоским покрытием с высотой этажа 4,2 м. Сечение колонн 30´30 см, схема расположения колонн приведена на рис. 1.1. Класс бетона В20. Класс арматуры A-II.

4.3 Определение усилий в средней колонне нижнего этажа.

Грузовая площадь при  принятой сетке колонн равна

 

 м².

 

Постоянная нагрузка

 

167,87 кН [4, п.1.4.1]

 

Временная нагрузка на перекрытие

 

 кН.     [5, табл.1]

 

Длительная часть временной  нагрузки

 

 кН.     [5, табл.1]

 

Снеговая нагрузка на покрытие для IV снегового района:

 

  [2, 5; табл.4]

 

Длительная часть снеговой нагрузки

 

 кН  [2, п.1.7.к]

 

Собственный вес колонны  в пределах этажа

 

 кН.

 

Продольное усилие в колонне нижнего этажа (здание 5-ти этажное).

Полное расчетное усилие

 

 1952,41 кН.

 

Усилие постоянной и  длительной нагрузок

 

1310,7 кН.

 

Значение случайного эксцентриситета выбирается из двух значений:

 

 см;

 см;

 

Принимаем 1,3 см.

Тогда моменты от случайных  эксцентриситетов продольных сил относительно оси элемента будут равны:

от всех нагрузок

 

 кН;

 

от постоянных и длительных нагрузок

 

 кНм.

4.4 Предварительный подбор сечения арматуры.

Пренебрегая моментами, считаем колонну центрально-сжатой и определяем предварительное сечение  арматуры.

Приняв среднее значение , получим:

 

 18,01 м².

Принимаем 4Æ25 [рис. 4.1]. см².

Проверим условие  ,

где , при [2, табл.38],

 

=

 

Условие выполняется (3>1,23>0,1), следовательно сечение не переармировано, а также соответствует требованиям по минимальному количеству арматуры.

4.5 Расчет колонны как внецентренно сжатой стойки.

Необходимо определить следующие величины.

1. Геометрические характеристики:

 

 м⁴;

0,52 м²;

 

2. Коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки:

 

 [3, 21]

 

где b = 1 [2, табл.30];

M_l и M определяются относительно оси, проходящей через центр наименее сжатого стержня.

 

 кНм;

 кНм.

 

3. Коэффициент :

 

 но не менее

. [3, 22]

 

Принимаем .

4. Критическая сила:

 

кН. [2, 58]

 

5. Коэффициент учитывающий влияние прогиба на значение эксцентриситета .

 

. [2, 19]

 

6. Эксцентриситет силы N относительно менее растянутой арматуры:

 

 м

 

7. Относительная высота сечения :

 

 

8. Относительная высота сечения при расчете внецентренно сжатых элементов с симметричной арматурой  при малых эксцентриситетах :

 

>

 

(случай малых эксцентриситетов  подтверждается).

Высота сжатой зоны сечения:

 

 м.

 

9. Несущая способность проверяется по формуле

 

  [2, 36]

 

где кНм;

=361,08 кНм

 

Таким образом условие [2, 36] выполняется (350,57 < 361,08) и несущая способность колонны обеспечена при продольной арматуре 4Æ25. Диаметр поперечной арматуры из условия сварки с диаметрами продольных стержней 25 мм принят 8 мм [5, прил. 6]. Шаг поперечной арматуры принят 50 см, что £ 20d=50 см и £ 50 см [2, п.5.22].

4.6 Расчет консоли колонны.

Расчётная схема показана на рисунке 4.2.

Рисунок 4.2 Расчетная  схема короткой консоли

Максимальная сила на консоль кН.

Вылет консоли  равен: ,

где =50 мм - зазор между ригелем и колонной; - длина опорной площадки ригеля, которая должна удовлетворять условию:

 

 м.

 

Принимаем = 15 см, тогда =15+5=20 см.

Расстояние от грани  колонны до силы см. Высоту колонны у грани колонны см принимаем равной 40 см, а у свободного края = 20 см, что удовлетворяет условиям см и Длина опорного листа см. Угол наклона сжатой грани колонны 45°. Для обеспечения прочности по наклонной сжатой полосе между грузом и опорой должно удовлетворятся условие:

 

 [2, 85]

 

где правая часть принимается  не более:

 

 кН

 

и не менее:

 

 кН

 

 кН,

 

Принимаем 178,9 кН.

 

где =1,5 [2, п. 3.32];

Тогда кН,

где  [3, 87];

 

 

где = 10 см - шаг хомутов в консоли, принимаемый не более 15 см и не более =40/4=10 см  [3, 87];

 

 см.

 

Так как 419,58 < 423,41, принимаем правую часть выражения [3, 85] равной 419,58 и условие прочности удовлетворяется (201,784 кН < 419,58 кН).

Усилие в окаймляющей арматуре:

 

 кН.

 

Требуемая площадь

 

 м².

 

Принимаем 2Æ16A-II с 4,02 см².

4.7 Проектирование стыка колонны.

Стык с минимальной  затратой металла осуществляется ванной сваркой выпусков продольной арматуры, расположенных в угловых подрезках бетона длиной 150 мм. Из удобства монтажа стык располагается на высоте 1-го метра выше перекрытия. Между торцами колонн вставляется центрирующая прокладка размерами 10х10х0,2 см. Ядро стыка усиливается поперечными сетками из арматуры Æ25А-II, которые устанавливают не менее четырех штук на длине не менее 10d=10х25=250 мм продольной арматуры, принимается 260 мм. Шаг сеток принимается равным 65 мм. Размеры ячеек 75 мм. Конструкция стыка показана на рисунке 4.3.

5 Расчет фундамента.

5.1 Общие сведения и исходные данные.

Фундамент проектируется  как центрально загруженный, ступенчатый, квадратный в плане формы. Размеры приняты кратными 30 см. Глубина заложения фундамента на естественном основании под внутренние колонны отапливаемого здания определена из условия, что его верхний обрез был ниже чистого пола на 15 см. Сборные колонны должны быть заделаны в стаканы на глубину не менее =1,5х0,3=0,45 м, а также длины анкеровки арматуры . Средний коэффициент надежности по нагрузке принят равным = 1,15. Средний объемный вес материала фундамента и грунта на его обрезах = 20 кН/м³.

Исходные данные к  проектированию:

колонна сечения 40´40 см заармирована 4Æ25;

расчетная нагрузка на фундамент N = 1952,41 кН;

нормативная  кН;

условное расчетное  сопротивление грунта основания R₀ = 0,32 МПа;

под фундаментом имеется  песчано-гравийная подготовка;

класс бетона В15 (R_b =8,5 МПа, R_bt = 0,75 МПа);

класс арматуры A-II (R_s = 280 МПа).

Глубина заложения фундамента колонн 2,25м.

5.2 Определение размеров подошвы, полной высоты и высоты ступеней фундамента.

Высоту фундамента предварительно назначаем равной Н = 2,25-0,15=2,1 м.

Требуемая площадь подошвы равна

 

 м².

 

Размеры стороны фундамента м.

 

Принимаем м .

Высота фундамента определяется как большее из трех условий:

1. из условия продавливания фундамента колонной по поверхности пирамиды продавливания: м

 

где  м,

где МПа

а = 0,04 м – защитный слой при наличии песчано-гравийной  подушки.

2. из условия размещения колонны в стакане фундамента

 

 м;

 

3. из условия обеспечения анкеровки арматуры колонны в стакане фундамента: м,