Конструирование арматуры ригеля

Сечения первого пролета. На средней опоре арматура 10Ø16 А-III с Α_s=20,11 см²; μ= A_s/b*h₀=20.11/25*81=0.01; ξ=μ*R_s/R_b=0.01*365/11.5=0.3 ζ=0,85; М= R_s*A_s*ζ* h₀=365*20,11*0,85*81(100)*10^-5=505 кН. В месте теоретического обрыва арматура 2Ø12 А-III с Α_s= 2,26см²; μ=0,001; ξ=0,035 ζ=0,983; М=66 кН; поперечная сила в этом сечении Q=300кН; поперечные стержни Ø8 А-III в месте теоретического обрыва стержней 10Ø16 сохраняем с шагом s=20 cм; q_sw= R_sw* A_sw /s=255*6,158*100/28=5608 Н/см; длина анкеровки W₁=300000/2*5608+5*1.6=35>20*1.6=32.

Арматура в среднем пролете 8Ø14 А-III с Α_s=12,31 см², μ=0,006; ξ=0,19 ζ=0,905; М=356 кН.

В месте теоретического обрыва пролетных стержней остается арматура 6Ø16 А-III с Α_s=12,06см²; μ=0,006; ξ=0,19 ζ=0,905; М=323 кН; поперечная сила в этом сечении Q=280 кН. Длина анкеровки W₂=280000/2*5608+5*1.6=33>20*1.6=32.

Рисунок 5. Армирование ригеля

Определение усилий в средней колонне

Определение продольных сил от расчетных нагрузок. Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 6×9=54 м². Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента надежности по значению здания γ_n=0.95:4.134*54*0,95=212 кН, от ригеля (4,5/6)*54=40,5 кН, от стойки (сечением 0,3×0,3; l=3.6, ρ=2500 кг/м³, γ_f=1.1, γ_n=0.95)-9 кН. Итого G=261,5 кН.

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом γ_n=0.95: Q=4.8*54*0.95=246 кН, в том числе длительная Q=3*54*0.95=154кН, кратковременная Q=1,8*54*0.95=92 кН.

Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 5 кН/м²: 5*54*0,95=256,5 кН; от ригеля -40,5 кН, от стойки -9 кН. Итого G=306 кН.

Временная нагрузка – снег для III снегового района при коэффициентах надежности по нагрузке γ_f=1.4 и по назначению здания γ_n=0.95: Q=1.4*54*0.95=72 кН, в том числе длительная Q=0.5*74=36 кН, кратковременная Q=36 кН.

Продольная сила колонны первого этажа рамы от длительной нагрузки N=306+36+(261,5+154)*2=1173 кН; то же от полной нагрузки N= 1173+36+92*2=1393 кН.

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

КП 2012 ПС ПЗ

Продольная сила колонны подвала от длительных нагрузок N=1173+(261.5+154)=1589 кН, то же от полной нагрузки N=1393+36+92*3=1705 кН.

Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок. Вычислим опорные моменты ригеля перекрытия подвала – первого этажа рамы. Вычисляем максимальный момент колонн – при загружении 1+2, без – перераспределения моментов. При действии длительных нагрузок М₂₁=(α*g+β*v)*l²=-(0.1*39.1+0.062*25.6)*9²=-445 кН*м, М₂₃=(α*g+β*v)*l²=-(0.091*39.1+0.03*25.6)*9²=-350 кН*м. При действии полной нагрузки М₂₁=-445-0,062*15,4*9²=-522 кН*м, М₂₃=-350-0,03*15,4*9²=-387 кН*м.

Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы: при длительных нагрузках ΔМ=445-350=95 кН*м , при полной нагрузке ΔМ=522-387=135 кН*м.

Изгибающий момент колонны подвала от длительных нагрузок М=0,4*ΔМ=0,4*95=38 кН*м, от полной нагрузки М=0,4*ΔМ=0,4*135=54 кН*м.

Изгибающий момент колонны первого этажа от длительных нагрузок М=0,6*ΔМ=0,6*95=57 кН*м, от полной нагрузки М=0,6*ΔМ=0,6*135=81 кН*м.

Вычислим изгибающие моменты колонны, соответствующие максимальным продольным силам; воспользуемся загружением пролетов ригеля по схеме 1. От длительных нагрузок М=(0,1-0,091)*64,7*9²=47 кН*м; изгибающие моменты колонн подвала М=0,4*47=18,8 кН*м, первого этажа М=0,6*47=28,2 кН*м. От полных нагрузок ΔМ=(0,1-0,091)*80,1*9²=58 кН*м, изгибающие моменты колонн подвала М=0,4*58=23,2 кН*м, первого этажа М=0,6*58=34,8 кН*м.

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

КП 2012 ПС ПЗ

Колонна подвала

Расчетное усилие: при М_max=54 кН*м и при загружении 1+2 N=1705-246/2=1582 кН.

Фундамент колонны

Сечение колонны 30×30 см. Усилия колонны у заделки в фундаменте

1. N=1705 кН, М=23,2/2=11,6 кН*м, эксцентриситет e= М/N=0.7 cм;

N=1582 кН, М=54/2=27 кН*м, эксцентриситет e= М/N=1.7 cм

Ввиду относительно малых значений эксцентриситета фундамент колонны рассчитываем как центрально загруженный. Расчетное усилие N=1705 кН, усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке γ_n=1.15, нормативное усилие N_n=1705/1.15=1483 кН.

Грунты основания – пески пылеватые средней плотности, маловлажные, условное расчетное сопротивление грунта R₀=0.25 МПа, бетон тяжелый класса B12.5. R_bt=0.66 МПа, γ_b2=0.9; арматура класса А-II; R_b=0.25 МПа. Вес единицы объема бетона фундамента и грунта в его обрезах γ=20 кН/м^3.

Высота фундамента предварительно принимается равной H=90 см (кратной 30см); глубина заложения фундамента H₁=105 см.

Площадь подошвы фундамента определяем без поправок R₀ на ее ширину и заложение по формуле: А=N/ R₀- γ*H₁=1483*10³/(0.25*10⁶-(20*1.05)*10³)=6.33м². Размер стороны квадратной подошвы а= 2,52 м. Принимаем размер а=2,4 м (кратным 0.3м). Давление на грунт от расчетной нагрузки p=N/A=1705/2.4*2.4=296 кН/м².

Рабочая высота фундамента из условия продавливания h₀=- =0.54 м.

Полная высота фундамента устанавливается из условий:

1. продавливания Н=54+4=58 см;

2. заделки колонны в фундаменте Н=1,5*h_col+25=1.5*30+25=70 cм;

3. анкеровки сжатой арматуры колонны Ø28 А-III в бетоне колонны класса B20 H=24*d+25=24*28+25=92 cм.

Принимаем фундамент высотой H=90 см, h₀=86 см - трехступенчатый. Толщина для стакана20+5=25 см.

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

КП 2012 ПС ПЗ

Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента h₀₂=30-4=26 см условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающем в сечении III-II. Для единицы ширины этого сечения (b=100 см)Q=0.5*(a- h_col-2*h₀) p=0.5*(2.4-0.3-2*0.86)*296=56 кН;

Q=56000<0,6*γ_b2*R_bt*h₀₂*b=0.6*0.9*0.66*26*100*100=92000 кН- условие прочности удовлетворяется.

Расчетные изгибающие моменты в сечениях I-I и II-II:

М_I=0.125*p(a- h_col)²*b=0.125*296*(2.4-0.3)²2.4=392 кН*м;

М_II=0.125*p(a- a_l)²*b=0.125*296*(2.4-0.9)²2.4=200 кН*м.

Площадь сечения арматуры:

А_sI= М_I/0.9*h₀*R_s=392*10⁵/0.9*86*280*(100)=18.1 cм²;

А_sII= М_II/0.9*h₀₁*R_s=200*10⁵/0.9*58*280*(100)=13.7 cм².

Принимаем сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 15Ø12 А-II с шагом s=17 см (А_s=16,96 см²). Проценты армирования расчетных сечений:

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

КП 2012 ПС ПЗ

М_I= А_sI*100/b_I*h₀=16,96*100/90*86=0,22%;

М_I= А_sII*100/b_II*h_0I=16,96*100/*150*58=0,19%, что больше μ_min=0.05 %.

СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ

1. В.Н.Байков, Э.Е.Сигалов.—М.: Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб.для вузов -5-е изд., перераб и доп.:Стройиздат, 1991

2. СНиП 2.03.01-84* «Бетонные и железобетонные конструкции»

3. СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия»