книги / Строительные конструкции
..pdfРис. XI.54. Водонапорная башня с монолитной сплошной а и рамной б железобетонными опорами
1 —железобетонный фундамент; 2 —опора; 3 —полушатер (теплая галерея); 4 —резервуар (железобетонный); 5 —утепление стенки резервуара; 6 —крыша
При расчете конструкции опоры и фундамента ос новными нагрузками являются (рис. XI. 56) вес напол ненного резервуара G\, собственный вес опоры G2, вес фундамента с засыпкой грунта на нем Gs, горизонталь
ные силы от давления ветра |
на шатер (резервуар) |
Pi |
||
и опору Р2. |
|
|
|
|
Опора в целом оказывается |
внецентренио-сжатой от |
|||
действия нагрузок G\ и G2 |
и изгибающего |
момента |
(от |
|
Р 1 и Р2), который имеет |
максимальное |
значение |
на |
|
уровне фундамента. Если опора сплошная, то при рас чете прочности рассматривают кольцевое поперечное сечение. Рамные и сквозные сетчатые опоры рассчиты вают как пространственные стержневые системы.
Размеры подошвы фундамента устанавливают ис ходя из наибольшего давления на грунт под фундамен-
271
Монтажная схема
том при совместном действии нормальной силы и мо мента.
Устойчивость башни в целом условно проверяют по воображаемому ее опрокидыванию относительно внеш
ней грани фундамента с подветренной |
стороны |
(точка |
А на рис. XI. 56). Опрокидывающий |
момент от |
ветра |
и удерживающий момент от веса составных частей со оружения вычисляют по формулам:
Л^опр = hi; Муд = ZGi at.
272
Ветровую нагрузку учитывают с коэффициентом пе регрузки п = 1,3, а собственный вес конструкций (ре зервуар считается пустым) с пониженным коэффици ентом п = 0,9.
Коэффициент устойчивости против опрокидывания
ГЛАВА XII. ПРИМЕРЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
§ХИЛ. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Вданной главе приведены наиболее характерные примеры расчета и конструирования железобетонных конструкций, применяемых в сооружениях систем водо снабжения и канализации. Большая часть примеров вы полнена для конструктивных схем.прямоугольных в пла не сборных железобетонных резервуаров. В частности, рассмотрен резервуар вместимостью 6000 м3 с размером
вплане 36X36 м (рис. X II.1). Для этого резервуара за проектировано сборное железобетонное покрытие в двух вариантах:
1)балочное, состоящее из ребристых панелей и ри
гелей, с сеткой колонн 6X6 м (рис. X II.1, б );
2) с плитами, опирающимися непосредственно на колонны, с сеткой колонн 4X4 м (рис. XI 1.1, в).
Для балочного покрытия предусмотрены панели двух типов: без предварительного напряжения (см. § XI 1.2) и с предварительным напряжением (см. § ХН.З), а так же сборный многопролетный ригель (см. § XII.5).
Для покрытия с сеткой колонн 4X4 м запроектиро вана плита, квадратная в плане, окаймленная по конту ру ребрами (см. § XII.4). Запроектированы также ко- л'онна, фундамент (см. § XII.6) и стена из сборных желе зобетонных панелей (см. § XII.7).
Кроме того, для цилиндрического заглубленного сбор ного железобетонного резервуара рассчитана и сконструирована предварительно-напряженная стена (см. § XI 1.8) ,
273
Рис. XII.1. Сборный железобетонный резервуар, прямоугольный плане (к примерам проектирования)
а —план; б и в —разрезы
§ XII.2. РЕБРИСТАЯ ПАНЕЛЬ ПОКРЫТИЯ БЕЗ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ
Требуется запроектировать ребристую панель без предварительного напряжения для покрытия по рис. ХП.1,6 с данными по рис. ХН.2,а. Масса 1 м2 па нели равна 275 кгс/м2. Марка бетона М 300, коэффици ент работы бетона тъ\ — \. Рабочая арматура ребер из стали класса A-III.
Расчетный пролет панели и сбор нагрузок. Предвари
тельно задаемся размерами сечения ригеля Л = ^ - /=
= •^-600= 60 см; й = 0 ,5 Л = 0 ,5 -60= 30 см. Учитывая, что
панель опирается на полки ригелей (по рис. ХП.6), дли ну панели принимаем /„= 555 см, длину площадки опирания на полки ригеля 10 см. Расчетный пролет панели равен /о=555— 10=545 см.
ТАБЛИЦА XII.1. НОРМАТИВНЫЕ И РАСЧЕТНЫЕ (ПО 1-й ГРУППЕ ПРЕДЕЛЬНЫХ СОСТОЯНИЯ) НАГРУЗКИ HA I м2 ПОКРЫТИЯ
|
|
|
|
|
Расчетная |
|
|
|
Нормативная |
Коэффициент |
нагрузка по |
|
|
Нагрузки |
1-й группе |
||
|
|
нагрузка, |
перегрузки |
предельных |
|
|
|
|
кгс/м* (Н/м*) |
|
состояний, |
|
|
|
|
|
кгс/м* (Н/м*) |
Постоянные: |
|
|
|
||
сборные |
железрбетовные |
275 (2750) |
и |
303 (3030) |
|
панели |
покрытия . . . |
||||
цементная стяжка 0,025Х |
55 (550) |
1,3 |
71 (710) |
||
Х2200 .......................... |
|||||
гидроизоляционный ковер |
10(100) |
1,3 |
13(130) |
||
засыпка грунта на покры |
1700(17 000) |
1,2 |
2040 (20 400) |
||
тии |
1X1700 |
||||
Итого |
2040 (20 400) |
— |
2430 (24 300) |
||
Временные: |
100(1000) |
1,4 |
140(1400) |
||
от снега .......................... |
|||||
или |
как |
на обслуживаю |
150(1500) |
1,4 |
210(2100) |
щей |
площадке |
||||
Полная наибольшая нагруз |
2190(21 900) |
|
2640 (26 400) |
||
ка |
|
|
|
||
275
Лподъема
_ /pif------ 1!Г------- й1Г|—
>! ! I 1
ииt!===«J1iilL==- Л 5550
т
S R
...........J |
|
гГ |
a |
|
J |
|
|
|
||
1 |
■) U |
\r |
*.... \ |
|
§ |
|
||||
. |
m |
ljf° |
1350 |
1350 |
.« |
m |
Ц100 |
|||
|
|
|||||||||
д1 |
|
|
|
|
КЧ |
|
|
|
|
|
i a i l i l i i l Q i i i B i l i i i l i l i i l l i M |
|
|||||||||
|
|
|
|
5550 |
|
|
|
|
|
|
Ф8Д-Г |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
U5\ |
1200 |
' |
2700(ui.3t10) |
У |
U |
|
1350 |
i |
|
|
' |
(at.150) |
|
5540 |
/ ' |
V |
(uiISO) |
n’ |
|
||
|
|
|
1Ф20Й-Ш |
1Ф22Д-Ш |
|
|
||||
/'-о 250/I50I3H |
ПоИ„ |
200/200/S!Sr.t |
г-р |
|
|
|||||
1 550*5200 \ |
|
тппжыпп L ' |
, с |
|
|
|||||
|
, W4 |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
5 |
|
2U |
|
|
If |
|
|
||
|
1 / |
|
|
|
|
|||||
|
|
|
|
«■ |
|
|
H |
|
|
|
|
|
|
|
|
К-2 |
|
|
|
|
|
|Ц И т Н т т п ~ г г г г т т н 1 т п п т 1 1 |
|
|||||||||
|
|
|
|
5550 |
|
|
|
|
|
|
Ф8Я' |
|
|
4 |
|
|
|
|
|
|
1BL |
щ ; : : ; |
|
|
i. L 0S0 |
/£ |
||||||
145. 1 |
/Ш |
1 |
27()0lui.3Ой) |
|
||||||
НйГШГ' |
|
5540 |
|
1 1 /«<■ОД |
|
|
||||
|
|
|
|
По з-з |
|
с-2 |
|
|
||
|
|
с-г г 2 с-1 |
|
|
|
|||||
|
|
|
|
|
|
|
|
л -г |
|
|
2Ф16Д-Ш^&- |
|
W2 |
|
|
|
IS |
|
|
||
|
т |
|
|
|
|
|
|
|||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
Рис. XI1.2. Ребристая |
панель покрытия |
||||||||
а —опалубочные размеры панели,*б —армирование панели без предваритель ного напряжения; в—то же, предварительно-напряженной; 1 опорная за кладная стальная плита
276
Нормативные и расчетные нагрузки приведены в
табл. X II.1.
Полная расчетная нагрузка по 1-й группе предельных состояний на 1 м панели при номинальном размере ши рины панели 1,5 м
q = 2640-1,5 = 3960 кгс/м (39 600 Н/м).
Нормативная нагрузка на 1 м панели, кгс/м (Н/м) постоянная...................................... ВИ= 2040>1,5=3060(30600)
временная длительная от снега |
(см. |
|
70)1,5 = 45 X |
||
СНиП 11-6-74, п. 7) |
|
р»л = (100 - |
|||
кратковременная |
|
|
X (450) |
|
|
(как от обслужива |
150-1,5 = 225 (2250) |
||||
ющей площадки) |
|
|
pi = |
||
полная нормативная |
|
qa = 3285 (32850) |
|||
наибольшая |
|
|
|||
Данные о материалах. |
Из прил. Ill, IV и V для бе |
||||
тона М 300 находим: /?nP= /? npu=170 |
кгс/см2 (17 М Па); |
||||
R”= R p u = \5 |
кгс/см2 |
(1,5 |
М Па); |
/?ПР= 135 кгс/см2 |
|
(13,5 М Па); |
/?„= 10 |
кгс/см2 (1 М Па); |
£ б= 290 000 |
||
кгс/см2 (29 000 М Па). |
|
|
|
|
|
Арматура |
для ребер |
(для сварных каркасов): про |
|||
дольная рабочая стержневая из стали класса А-Ш диа
метром |
больше или |
равным |
10 мм, /?а=3600 |
кгс/см2 |
|||||||
(360 М Па), |
Еа= 2 000000 |
кгс/см2 |
(200 000 М Па); |
по |
|||||||
перечная и |
монтажная |
из |
стали |
класса A-I, |
R&= |
||||||
= 2100 |
кгс/см2 |
(210 |
М Па), |
|
/?а.х = |
1700 |
кгс/см2 |
||||
(170 М Па), |
£ а.х=2 100 000 |
кгс/см2 |
(210 000 |
МПа) |
|||||||
(прил. VI). Арматура для плиты |
(для сварных сеток) |
из |
|||||||||
стали |
класса В-I, /?а=3150 |
кгс/см2 |
(315 |
|
МПа) |
||||||
(прил. |
VII). |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
Расчет по первой группе предельных состояний
Определение размеров поперечного сечения ребер. По
опыту проектирования высота |
ребер |
(без предваритель |
||
ного напряжения) |
h составляет '/м —Vie долю расчетного |
|||
пролета /0. Принимаем |
(учитывая |
большую _ интенсив |
||
ность нагрузки) |
Л = /о /1 4 = 5 4 5 /1 4 « 4 0 см. Назначаем |
|||
ширину ребер понизу 8,5 см. |
|
|
||
Рабочая высота |
ребра |
Ло=Л—а = 4 0 ^ -7 = 3 3 см |
||
(в предположении размещения растянутой арматуры в два ряда). Суммарная ширина ребер панели (усреднен ная с учетом скбсов ребер) Ь« 2 2 см.
277
bn - 150 |
Рис. ХП.З. Расчетное сечение |
|
панели |
||
|
Fa 6*22
Проверяем условия (VI.34) и (VI.35):
b^Rip ЬНд ■< Q 0,35/?вр bh^\где Q = 0,5^/q); 0,6-10-22-33 < 0,5-3960-5,45 < 0,35-135-22-33;
4350 кгс (45,3 кН) < 10800 кгс (108 кН) < 34 300 кгс (343 кН).
Следовательно, размеры ребер панели приемлемы, поперечная арматура в них необходима по расчету.
Расчет прочности по нормальным сечениям. Наи больший изгибающий момент (в середине панели)
qil 3960-5,45? = 14 700 кгс-м (147 кН-м). 8 8
Расчетное сечение тавровое (рис. ХП.З)', в расчет вводят всю ширину полки панели (см. § VI.3) 6 ' = 150 см.
Полагаем, что имеем случай x ^ h 'n. Рассчитываем сече ние как прямоугольное с размерами Ь’а и ЛоИз формулы (VI-13)
м |
1470000 |
0,067. |
Л |
150-33?-135 |
|
ь 'А к ар |
|
|
|
|
По табл. VI. 1 для Ло=О,067 находим |= 0 ,0 7 и rj= =0,965. Таким образом, действительно, высота сжатой зоны * = |Л о = 0 ,07• 33=2,3 см меньше Л' = 5 см.
Площадь сечения продольной арматуры по формуле (VI. 14)
м |
1 470 000 |
= 12,8 см?. |
F* = "ipig Rи |
0,965*33*3600 |
Принимаем 2 0 2 0 + 2 0 2 2 класса А-Ш с 7?а= 13,88 см2 (прил. V III). Располагаем стержни в ребрах в два ряда (см. рис. XII.2, б).
Расчет прочности по наклонным сечениям. Наиболь шая поперечная сила (на опоре панели)
Q = о,5?/0 =0,5-3960-5,45 = 10 800 кгс (108 кН).
278
В каждом ребре предусматриваем по одному свар
ному каркасу |
(рис. XI 1.2, б). |
Принимаем поперечные |
стержни dx= 8 |
мм (/х= 0,5 см2); число стержней п = 2 |
|
(два ребра) с Fx= f xn = 0,5 *2=1 |
см2. |
|
Расчетное усилие на единицу длины ребра, приходя щееся на поперечные стержни, согласно формуле (VI.43),
равно: |
|
|
|
|
|
|
Q*- |
|
10 8002 |
|
= 61 кгс/см (610 Н/см). |
||
= |
4*2*22*ЗЗМ0 |
|||||
|
|
|
|
|||
Оно должно быть не меньше |
|
|
|
|||
Ях |
Rp b |
10*22 = |
ПО кгс/см (1100 Н/см), |
|||
|
2 |
2 |
|
|
|
|
Шаг поперечных стержней из равенства |
(VI.44J |
|||||
|
и = Ra.xFx |
1706*1 = 15,5 см. |
|
|
||
|
|
Ях |
110 |
|
|
|
Из условия (VL45) |
|
|
|
|
||
_ |
0,75feaRp |
0,75-2-10-22-332 = 33 см; |
||||
^макс ~ |
|
|
||||
|
|
|
|
10 800 |
|
|
по конструктивным |
условиям |
(см. § VI. 1) |
u ^ h / 2 — |
|||
= 4 0 /2 = 2 0 см, ы ^ 1 5 см. |
|
|
|
|
||
Принимаем шаг поперечных стержней ы=15 см по |
||||||
наименьшему из полученных значений для |
|
приопорных |
||||
участков ребер длиной 'Д/ц. |
|
|
|
|
||
В средней |
части |
пролета |
принимаем |
u —*Uh=3X |
||
Х 40/4= 30 см (см. рис. XII.2, б). |
|
|
||||
Расчет плиты панели. Размер панели в свету между |
||||||
продольными |
ребрами Zi=148,5—2- 1 2 « 125 |
см; то же, |
||||
между поперечными ребрами: /2=135—2 -5 = 1 2 5 см. От ношение /|//2 = 1 , поэтому плиту рассчитывают как ра ботающую в двух направлениях. Учтем защемление пли ты на контуре. Примем армирование пролетных и опор ных сечений плиты одинаковым.
Расчетная нагрузка на 1 м2 плиты толщиной 5 см с учетом ее собственной массы и данных табл. X II.1 равна:
q = 0,05-2500-1,1 + (71 + 13 + 2040) + 210 и 2475 кгс/м? (24,75 кН/м?).
Расчетный изгибающий момент в опорном и пролет ном сечениях плиты определяем согласно § VIII.2, имея
279
ввиду армирование плиты рулонными сварными сетками:
Qli |
2475»1>253 |
= 81 кгс»м (810 Н*м). |
|
48 |
48 |
|
|
Расчетные размеры сечения плиты: ho—h— а = 5—2 = |
|||
= 3 см, 6=100. По формуле (VI. 13) |
|
||
А |
М |
8100 |
____ |
—— — = — |
= 0,067. |
||
|
b'4R,op |
100.3М35 |
|
|
|
|
|
По табл. VI. 1 для этого Ао находим tj=0,965. Пло щадь сечения арматуры по формуле (VI. 14)
М8100
- = 0,89 см*. т]Л0 /?а 0,965*3*3150
Учитывая положительное влияние контурных ребер, это сечение может быть уменьшено на 20% (см. гл. V III).
Принимаем пролетную сварную сетку с одинаковой рабочей арматурой Fa= 0,98 см2 в обоих направлениях 200/200/5/5, шириной 1300, длиной5400 мм. Над про дольными ребрами назначаем сетку с рабочей арматурой в поперечном направлении Fa= 0,84 см2, марки 250/150/ /3/4, шириной 550, длиной 5200 мм.
Расчет по второй группе предельных состояний
Кратковременная-нормативная нагрузка от полной нормативной нагрузки составляет только
225
p«/9H= i i i r ,0 0 = 6 ’8%-
Считаем всю нагрузку длительно действующей. Расчет прогиба панели. Расчетная нагрузка равна
нормативной с коэффициентом перегрузки п — 1, полная, она же длительная ^и= 3285 кгс/м.
Прогиб определяем в середине пролета, где изгибаю щий момент
Мп = дп /д/8 = 32,85*5452/8 = 1 220000 кгс-см (122 кН-м).
Вычисляем геометрические характеристики расчетно го сечения панели, принимая сечение тавровым (рис. ХП.З). Поскольку наличие арматуры мало отра жается на результатах, в расчете ее не учитываем.
Площадь сечения
Fa x F = 22-40 + 128*5 = 880 + 640 = 1520 см3.
280