Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания

     A_s=3,39+1,57=4,96см².

     На  второй от края опоре: 
 

     За  счет отгибов 3 Ø12 A400C с левого и правого пролетов

     A_s= 3,39см².

     Принимаем 2 Ø 10 A400C. A_s=3,39+1,57 =4,96см².

     Расчет  наклонных стержней на поперечную силу

     Хомуты  и отогнутые стержни  ставим по расчету

     Q=53,94 кН; Q<0,6bh₀R_btγ_b2(1+φ_f) 
 

     Принимаем φ_f=0,5.

     Q=53,94 кН < 0,6х20х34,5х1,05х0,9х(1+0,5)х100=58684,5 Н

     На  опоре В слева  принимаем двухветвевые хомуты 2∅6А300С A_sw=0,283 см², при двух каркасах A_sw=0,566 см².

     Шаг поперечных стержней 

     Назначаем шаг поперечных стержней равным 15 см.

     Усилие, воспринимаемое поперечными  стержнями R_sw=175 МПа. 
 

     Принимаем с=65 см.

     Определяем  усилие, воспринимаемое поперечными стержнями: 
 
 

     Следовательно отгибы ставятся конструктивно.

     На  опоре В справа: 

     На  опоре В слева: 

     Стержни отгибаем под углом 45°. 

4. Построение  эпюры материалов

     Эпюра материалов представляет собой графическое  изображение величин  расчетных предельных моментов, которые  могут быть восприняты фактически уложенной  рабочей продольной арматурой в балке  в любом ее сечении.

     Огибающая эпюра моментов графически представляет собой  линию максимально  возможных изгибающих моментов при различных  невыгодных загружениях  балки нагрузкой.

     Эпюра материалов строится на огибающей эпюре  моментов балки в  одинаковом с ней  масштабе в следующей  последовательности:

1. По таблице изгибающих моментов строим огибающую эпюру моментов.
2. Намечаем размещение отгибов по длине балки.
3. Вычисляем изгибающие моменты в сечениях балки, воспринимаемые в пролетах и у опор, с учетом включающихся и выключающихся из работы стержней, по формуле:

 

A_s – фактическая площадь сечения в рассматриваемом сечении

R_s – расчетное сопротивление растянутой арматуры

z – плечо внутренней пары сил

Для прямоугольного сечения: 
 

     Расчеты сводим в таблицу:

     Изгибающие  моменты, воспринимаемые сечениями балки  при принятой арматуре

     

     В местах теоретического обрыва верхних стержней в пределах пролета  балки образуется в эпюре арматуры вертикальный уступ, равный моменту, который  воспринимает оборванный стержень. Эти места  находим по огибающей  эпюре.

     Для того, чтоб в сечении  теоретического обрыва стержень включался  в работу с полным расчетным сопротивлением, он должен быть заанкерен. Поэтому за место  теоретического обрыва, устанавливаемого по огибающей эпюре  моментов, обрываемые стержни заводим  на расстояние не менее 20d рабочего стержня и не менее: 
 
 
 

     На  опоре В слева  в работе участвуют стержни № 3, 5, 6, 7. Выключаем стержни из работы в следующей последовательности № 5, 6, 3, 7.

     По  огибающей эпюре  моментов определяем места теоретического обрыва стержней: 
 
 

     Поперечные  силы в местах теоретического обрыва стержней: 
 
 

     Расстояния  ω: 
 
 

     Расстояние  от оси опоры до места фактического обрыва: 
 
 
 

     На  опоре В справа в работе участвуют  стержни № 3, 5, 2, 7. Выключаем стержни  из работы в следующей  последовательности № 5, 2, 3, 7.

     По  огибающей эпюре  моментов определяем места теоретического обрыва стержней: 
 
 

     Поперечные  силы в местах теоретического обрыва стержней: 
 
 

     Расстояния  ω: 
 
 

     Расстояние  от оси опоры до места фактического обрыва: 
 
 

     На  опоре С в работе участвуют стержни  № 5, 6 11, 10. Выключаем стержни из работы в следующей последовательности № 5, 10, 6, 11.

     По  огибающей эпюре  моментов определяем места теоретического обрыва стержней: 
 
 

     Поперечные  силы в местах теоретического обрыва стержней: 
 
 

     Расстояния  ω: 
 
 

     Расстояние  от оси опоры до места фактического обрыва: 
 
 
 

5. Расчет  монолитных железобетонных колон пятиэтажного здания

 

     В связи с тем, что  здание имеет несущие  каменные элементы при  неполном железобетонном каркасе, в целях  упрощения расчета, средние колоны рассчитываются без вычисления изгибающего  момента но с учетом случайного эксцентриситета. В этом случае действующие  нагрузки умножаются на коэффициент 1,2, учитывающий  влияние момента  на стойку. Колона симметрично  армирована, расчетная  длина колоны гораздо  меньше 20 м, то её рассчитываем по несущей способности  как центрально сжатые исходя из условия: 

     Расчет  колон включает в  себя подсчет сжимающей  силы N, определение размеров сечения колоны и площади сечения продольной арматуры. Подсчет нагрузок, действующих на колону, производится с грузовой площади, приходящейся на колону. Нагрузка на колону передается от главной балки перекрытия рассматриваемого этажа и от колоны вышележащего этажа. При подсчете продольной силы необходимо включить снеговую нагрузку в зависимости от города строительства, а также собственный вес колоны. Для определение собственного веса колоны необходимо предварительно задаться ее размерами, не менее 25х25 см. 
 

     Определение продольной силы

     Задаемся  сечением колоны 400х400 мм.

     Грузовая  площадь колоны: 

     Расчетные длины колон:

     - первого этажа  (при условии податливой  заделки колоны  в фундамент): 

     - остальных этажей: 

     Расчетный вес колон:

     Колона  первого этажа: 

     Остальные колоны: 
 

     Колона  4-го этажа

     Нагрузку  от веса покрытия принимаем  равной 80% нагрузки от веса междуэтажных перекрытий.

     Расчетные нагрузки:

     - длительно действующая  от покрытия 

     - от собственного  веса второстепенной  балки 

     - от собственного  веса главной балки 

     - от собственного  веса колоны 

     Итого G=256.132 кН.

     - кратковременная  снеговая для Одесси: 
 

     Суммарное расчетное усилие: 

     Предварительно  принимаем μ=1% и  определяем: 

     При и : φ_b=0,8006 и φ_bs=0,8582 

     l₀=600<800=20xa

     Площадь сечения продольной арматуры определяем по формуле: 

     Принимаем конструктивно согласно табл. 38 СНиП 2.03.01-84 при  μ=0,21%>0,2=μ_min: 

     Принимаем 4∅12А300С, А_s,tot=4,52 см². 

     Колона  3-го этажа

     С учетом нагрузки от покрытия и перекрытия, длительно действующая  нагрузка равна: 

     Кратковременная нагрузка: 

     Суммарное расчетное усилие: 

     При и : φ_b=0,8021 и φ_bs=0,8586 

     Площадь сечения продольной арматуры определяем по формуле: 

     Принимаем конструктивно 4∅12А300С, А_s,tot=4,52 см². 

     Колона  2-го этажа

     С учетом нагрузки от покрытия и перекрытия, длительно действующая  нагрузка равна: 

     Кратковременная нагрузка: 

     Суммарное расчетное усилие: 

     При и : φ_b=0,8006 и φ_bs=0,8582 

     Площадь сечения продольной арматуры определяем по формуле: 

     Принимаем конструктивно 4∅12А300С, А_s,tot=4,52 см².

     Колона  1-го этажа

     С учетом нагрузки от покрытия и перекрытия, длительно действующая  нагрузка равна: 

     Кратковременная нагрузка: 

     Суммарное расчетное усилие: 

     При и : φ_b=0,7892 и φ_bs=0,8526 

     Площадь сечения продольной арматуры определяем по формуле: 

     Принимаем конструктивно 4∅12А300С, А_s,tot=4,52 см². 
 
 

6. Расчет  и конструирование  монолитных железобетонных фундаментов под  колонны

     Фундаменты  под колоны выполняем  ступенчатыми, при  осевой нагрузке –  квадратными в  плане. При расчете  фундамент условно  считаем абсолютно  жестким, а давление на грунт под его  подошвой – равномерно распределенным.

     Расчет  фундамента заключается  в определении  его размеров в  плане, полной высоты, высоты нижнего уступа и площади арматуры. Расчет фундамента производят по расчетным нагрузкам. Предварительное  определение размеров подошвы фундамента производится из условия, что среднее давление на основание не превышает  условного расчетного сопротивления R₀. Окончательные размеры фундамента принимают по значению расчетного давления на грунт R, вычисленному по формулам СНиП ІІ-15-74 c учетом R₀, а также принятых размеров подошвы фундамента и глубины его заложения.