Расчет и конструирование сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

Размещено на http://www.allbest.ru

Размещено на http://www.allbest.ru

1. Компоновка сборного балочного перекрытия

Основными элементами сборного перекрытия являются ригели (балки) и опирающиеся на них плиты. При разработке маркировочной схемы перекрытия принимается сетка колонн, направление раскладки ригелей, тип и ширина плит. Ригели опираются на стены и промежуточные колонны. Направление раскладки ригелей может быть продольным или поперечным.

При курсовом проектировании размеры здания принимаются следующими: ширина 18,9м, длина 22,9м и высота этажей 4,2м. Зададим размеры пролетов L1 и L2. Крайние пролёты могут быть равны или меньше средних, но отличаться не более, чем на 15 %. При разбивке осей крайних рядов принимается нулевая привязка, т.е. разбивочные оси должны совпадать с внутренними гранями стен. Таким образом получаем L1=6,4м и 6,25м (для крайних пролетов), L2=5,8м и 5,65м (для крайних пролетов).

Номинальная длина ригелей принимается в пределах 5-8 м, номинальная длина плит (расстояние L2) - 5,8 м. Конструктивная длина панелей (плит) принимается на 30-50 мм, а ширина на 10-15 мм меньше номинальной. В зависимости от величины пролета и действующих нагрузок панели перекрытия могут быть запроектированы ребристыми или с пустотами. В курсовой работе будем принимать пустотные панели (так как полезная нормативная нагрузка на перекрытие (по заданию) составляет 2,5 кн/м2 (меньше 7кн/м2).

Основными элементами сборного перекрытия являются ригели (балки) и опирающиеся на них плиты. При разработке маркировочной схемы перекрытия принимается сетка колонн, направление раскладки ригелей, тип и ширина плит. Ригели опираются на стены и промежуточные колонны. Пустотные плиты принимаем с номинальной шириной, равной 1500 мм. Шаг колонн в продольном направлении принимаем 5,80 м., в поперечном - 6,40 м.



Рисунок 1.1. Компоновка перекрытия здания

Сечение ригеля рекомендуется принимать прямоугольным. Ригель воспринимает равномерно распределенную нагрузку, передаваемую опирающимися на него панелями перекрытия.

Армирование конструкций рекомендуется выполнять сварными сетками и каркасами. В качестве продольной рабочей арматуры преимущественно следует применять арматуру класса S400.

В качестве монтажной и поперечной применяется арматура класса S240. Сетки плиты выполняются из арматуры класса S500, а сетки фундаментов -- из арматуры класса S500.

Для плит и балок применяется бетон класса С16/20 и выше. Колонны изготавливаются из бетона С16/20 и выше, фундаменты -- из бетона С12/15-С20/25.

2. Расчет плиты перекрытия

2.1 Определение нагрузок

Нагрузки на 1 м2 плиты перекрытия складываются из постоянной нагрузки (от собственной массы плиты и заданной конструкции пола) и переменной (полезной), принимаемой по заданию. Для определения расчетных нагрузок коэффициенты безопасности по нагрузке определяются по СНБ 5.03.01-02 «Бетонные и железобетонные конструкции»:

- от веса железобетонных конструкций гF =1,35,

- от веса выравнивающих и отделочных слоев (плиты, засыпки, стяжки и др.), выполняемых на строительной площадке гF =1,35 - для равномерно распределенных переменных нагрузок на перекрытия и лестницы (полезных) гF =1,5,

- от снеговой нагрузки гF =1,5.

Степень ответственности и капитальности зданий учитывается коэффициентом надежности по назначению гn:

- I-й уровень - 0,95 < гn ? 1,2 - АЭС, телебашни, трубы, спортивные сооружения, учебные заведения т.п.;

- II-й уровень - гn = 0,95 - промышленные и гражданские и жилые здания и т.п.;

- III-й уровень - 0,85 ? гn < 0,95 - склады, одноэтажные жилые дома, временные здания и т.п.

При расчете конструкций по предельным состояниям первой группы при постоянных и переходных (временных) расчетных ситуациях следует принимать наиболее неблагоприятное из следующих сочетаний нагрузок:

- первое основное сочетание:

- второе основное сочетание:

где Gk,j - нормативные значения постоянных нагрузок;

Qk,1 - нормативное значение доминирующей переменной нагрузки;

Qk,i - нормативные значения сопутствующих переменных нагрузок;

- частный коэффициент безопасности для постоянных нагрузок;

- то же, для переменных нагрузок;

- коэффициент сочетаний переменных нагрузок (кабинеты, лаборатории);

- коэффициент уменьшения для неблагоприятно действующей постоянной нагрузки.

Определение нагрузок на 1м2 перекрытия приведено в табл. 2.1.

Состав перекрытия показан на рис. 2.2.

Принимая кН/м2 (постоянная нагрузка) и

кН/м2 (переменная нагрузка) составляем основные сочетания нагрузок на плиту:

- первое основное сочетание

p1 = 4,06 + 0,7?3,56 = 6,55 кН/м2;

- второе основное сочетание

p2 = 0,85?4,06 + 3,56 = 7,01 кН/м2.

Наиболее неблагоприятным для плиты будет второе сочетание нагрузок.

Таблица 2.1

№	Наименование нагрузки	Нормативное значение, кН/м2			Расчетное значение, кН/м2
	Постоянная нагрузка
1	Верхний слой ксилолита	0,18	1,35	0,95	0,23
2	Нижний слой ксилолита	0,10	1,35	0,95	0,13
3	Цементно-песчаная стяжка
	мм (р=2000 кг/м3) 1х1х0,040х20	0,80	1,35	0,95	1,03
4	Теплоизоляционные плиты мм
	(р=30 кг/м3) 1х1х0,12х3	0,036	1,35	0,95	0,05
5	1 слой оклеечной пароизоляции на
	Битумной мастике мм (m = 5 кг/м2)	0,05	1,35	0,95	0,06
	1х1х1х0,005
6	Сборная железобетонная плита
	перекрытия	2,0	1,35	0,95	2,57
Итого : g = 4,06
	Переменная нагрузка
	Полезная нагрузка	2,5	1,5	0,95	3,56
Итого : g = 3,56

2.2 Определение расчетных усилий

При опирании панелей перекрытия на ригель прямоугольного сечения (рис. 2.1) расчетный пролет равен:

=5800-250/2-30/2=5660мм

b - ширина сечения ригеля, которая принимается в зависимости от высоты ригеля.

b = (0,3…0,5)h=(0,3…0,5)*550мм=180…300мм,

кратно 5 см, принимаем 250 мм.

L1=(1/10…1/12)*6400мм=640…533мм ,

кратно 5 см или 10 см, принимаем 600мм

Зазор между торцами плит азаз.= 30 мм.

Для обеспечения надежного опирания панелей ширина ригеля принимается равной 250 мм.

Расчетная нагрузка на 1 м.п. плиты

qп = bп(g + q) кН/м.п.,

где bп -- ширина плиты.

В нашем случае qп= bп•p=1,5*7,01=10,52 кН/м., где p - наибольшее из p1 либо p2.

Плита рассчитывается в продольном направлении как однопролетная, свободно лежащая балка, пролетом ?, загруженная равномерно распределенной нагрузкой qп. Расчетная схема приведена на рис. 2.1.

Рисунок 2.1

Усилия от расчетных нагрузок



Для получения расчетного (эквивалентного) сечения круглые пустоты плиты заменяются на квадратные равной площади со стороной квадрата равной:

h1 = 0,9•d = 0,9•159 мм = 143,1 мм;

= 38,45 мм = 3,845 см;

=1460-7•143,1=458,3 мм = 45,83 см.

Действительное и расчетное поперечное сечение плиты приведено на рисунке 2.2.

Рисунок 2.2 - Действительное и расчетное поперечное сечение плиты

Ширина полки панели , вводимая в расчет равна:

= =1500-40=1460мм,

где bn-- ширина плиты в осях.

Но должна быть не более:

Где b=458мм равна сумме bрёб, а bсв =5660/6=943мм.

Полезная высота сечения d = h - c=220-30=190(мм),

где с = 3…5 см -- расстояние от равнодействующей усилий в рабочей арматуре до нижней грани сечения ребра.

2.3 Расчет прочности продольных рёбер по нормальным сечениям

Основные расчетные формулы:

,

,

где - класс бетона, принимаемый по табл. 5.2 [1, 2] в зависимости от класса по условиям эксплуатации, принимаем С12/15;

Для арматуры класса S240 - fyk = 240 Н/мм2, для S500 - fyk = 500 Н/мм2.

Определяем положение нейтральной оси.

Если:

,

следовательно нейтральная ось -- в полке.

Тогда:

.

Уточняем: х = о?d= 20,1мм? =72мм - нейтральная ось действительно в полке.

Проверяем:

= 0,85 - 0,008fcd=0,85-0,008*8=0,786.

Суммарная площадь поперечного сечения арматуры в продольных рёбрах:

=42,11*106/(500/1,5*0,947*190)=702 мм2.

По сортаменту принимаем количество диаметров продольной арматуры и распределяем их равномерно по всем продольным рёбрам. Диаметр должен быть не менее 10 мм. Берем 9 штук арматуры диаметром 12 мм.

Проверяем процент армирования:



.

2.4 Расчет прочности продольных ребер по наклонным сечениям

В каждом продольном ребре плиты устанавливается арматурный каркас (рис. 2.3).

Рисунок 2.3

Нижняя продольная арматура каркасов принимается из расчета прочности нормальных сечений (см. выше п.2.3). Поперечная арматура каркаса на приопорных участках длиной l0/4 устанавливается исходя из расчета прочности наклонных сечений продольных рёбер, который приведён ниже.

Расчетные характеристики материалов

fck=12МПа; fcd=12/1.5=8МПа; fctd =1.1/1.5=0.73 МПа;

fywd =(fyk/гs)* гs1 =(240/1.15)*0.8=171.43 МПа; Es=2*105 МПа ; Ecm=2.8 МПа; bw=458мм; d=190мм;

Где Аs=905мм2 (8Ш12мм)

Поперечная сила, воспринимаемая железобетонным элементом без поперечной арматуры:

Т.к. =47,81кН>Vsd=29,76кН, то не требуется расчет поперечной арматуры.

По конструктивным требованиям предварительно назначаем nШ6 класса S240 (Asw= 113 мм2), где n - число каркасов (рёбер). В данном примере n = 4 (так как bw=458>350).

h/3 = 73мм,

Принимаем на приопорном участке шаг хомутов s1= 70 мм < 300 мм.

В средней части пролета плиты s2 ? 220?= 165 мм. Принимаем s2 = 150 мм.

Определяем зс1 = 1?0,01•fcd = 1?0,01?8 = 0,92

Коэффициент, учитывающий наличие хомутов:

зw1 = 1 + 5?бE•сsw = 1 + 5?7,14?0,0035 = 1,13<1,3.

Проверяем несущую способность бетона по наклонной полосе между наклонными трещинами на действие главных сжимающих напряжений:

VRd,max = 0,3?зc1? зw1?fcd?bw?d = 0,3?0,92?1,13?8?458?190 = 216,32 кН>VSd = 29,76 кН.

Таким образом, прочность бетона по наклонной полосе обеспечена.

Определяем коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок:

мм

Коэффициент, учитывающий влияние продольной силы

Погонное усилие, воспринимаемое хомутами на единицу длины:

Н/мм >

> Н/мм

Определяем:

Н*мм.

Длина проекции опасной наклонной трещины на продольную ось элемента:

мм

Принимаем длину горизонтальной проекции наклонного сечения:

мм

Проверяем мм ? d = 190 мм,

мм мм

Определяем поперечное усилие, воспринимаемое бетоном:

> 0,6•1,038•0,73•458•190 = 39563 Н

Проверяем мм ? 2d = 2•190 = 380 мм

Определяем поперечное усилие, воспринимаемое хомутами, пересекающими наклонную трещину:

Н.

Определяем величину поперечной силы, воспринимаемой наклонным сечением:

Окончательно принимаем для армирования плиты в приопорных сечениях поперечную арматуру 4ш6 класса S240 (Asw= 113 мм2).

3. Расчет ригеля

Ригель (балка) рассчитывается как однопролетная, свободно лежащая на опорах балка, загруженная равномерно распределенной нагрузкой.

3.1 Расчетная нагрузка на 1 м.п. ригеля

Таблица 3.1

№ пп	Наименование нагрузки	Расчетная нагрузка, кН/м.п.
1	От массы пола и панелей	g•L2=4,06*5,8=23,55
2	Собственная масса ригеля	25?1?b?h?1,35?0,95=4,81
	Итого: gриг =?28,36 кН/м.п.
3	Полезная нагрузка	q?L2=3,56*5,8=20,66
	qриг = 20,66кН/м.п.

Расчетные нагрузки g и q, указанные в таблице 3.1, принимаются из табл. 2.1 в кН/м2 .

L2 - расстояние между балками в м;

gриг + qриг = У49,02 кН/м.п.

b, h - размеры ригеля в м (приняты при расчете плиты).

3.2 Определение расчетного пролета

При опирании ригелей на консоли колонн расчетный пролет равен (рис. 3.1):

,

где hc - высота сечения колонны, предварительно принимается 40 см;

- вылет консоли, предварительно принимается 25 см;

с - зазор между торцом ригеля и гранью колонны равен 5 см.

Определяются усилия от расчетных нагрузок:

максимальный изгибающий момент:

максимальная поперечная сила

.

3.3 Определение размеров сечения ригеля

Полезная высота сечения ригеля:

,

b -из расчета панели, бm = 0,2…0,3 из соображения экономичного содержания арматуры.

Полная высота сечения h = d + c=580+50=630мм округляется кратно 5 см в большую сторону при h ? 60 см и 10 см при h > 60 см.

Соотношение принятых размеров сечения должно находиться в пределах:

b = (0,30…0,5) h=0,3*630=189…315мм.



Рисунок 3.1

3.4 Расчет ригеля по нормальным сечениям

В качестве продольной рабочей арматуры ригеля принимается арматура класса S500.

Определяется:

.

По таблице определяются з=0,820 и о=0,360.

Площадь продольной рабочей арматуры:

.

По сортаменту подбирается диаметр и количество стержней. Принимаем 4 стержня диаметром 18мм (Аs=1018мм2).

Проверяем процент армирования:

.

3.5 Расчет прочности продольных ребер по наклонным сечениям

Нижняя продольная арматура каркасов принимается из расчета прочности нормальных сечений. Расчет ригеля по наклонным сечениям выполняется аналогично расчету продольных ребер панелей перекрытий, только принимая (где n -число поперечных стержней в одном сечении).

Армируем ригель двумя каркасами.

Расчетные характеристики материалов

fck=12МПа; fcd=12/1.5=8МПа; fctd =1.1/1.5=0.73 МПа;

fywd =(fyk/гs)* гs1 =(240/1.15)*0.8=171.43 МПа; Es=2*105 МПа ; Ecm=2.8 МПа;

bw=250мм; d=580мм;

Где Аs=1018мм2 (4Ш18мм)

Поперечная сила, воспринимаемая железобетонным элементом без поперечной арматуры:

Т.к. =56,13кН<Vsd=139,7кН, то требуется расчет поперечной арматуры.

Предварительно назначаем nШ10 класса S240 (Asw= 157 мм2), где n - число каркасов (рёбер). В данном примере n = 2. h/3 = 210мм,

Принимаем на приопорном участке шаг хомутов s1= 200 мм < 300 мм.

В средней части пролета плиты s2 ? 600?= 450 мм. Принимаем s2 = 450 мм.

Определяем:

зс1 = 1?0,01•fcd = 1?0,01?8 = 0,92

Коэффициент, учитывающий наличие хомутов:

зw1 = 1 + 5?бE•сsw = 1 + 5?7,14?0,0020= 1,07<1,3.

Проверяем несущую способность бетона по наклонной полосе между наклонными трещинами на действие главных сжимающих напряжений:

VRd,max = 0,3?зc1? зw1?fcd?bw?d = 0,3?0,92?1,07?8?250?580 = 342,6 кН>VSd = 139,7 кН.

Таким образом, прочность бетона по наклонной полосе обеспечена.

Погонное усилие, воспринимаемое хомутами на единицу длины:

Н/мм >

> Н/мм

Определяем:

Н*мм.

Длина проекции опасной наклонной трещины на продольную ось элемента:

мм

Принимаем длину горизонтальной проекции наклонного сечения:

мм

Проверяем мм < d = 580 мм,

мм мм

Определяем поперечное усилие, воспринимаемое бетоном:

>

= 0,6•1•0,73•250•580 = 63510 Н

Проверяем мм ? 2d = 2•580 = 1160 мм.

Определяем поперечное усилие, воспринимаемое хомутами, пересекающими наклонную трещину:

Н.

Определяем величину поперечной силы, воспринимаемой наклонным сечением:

Окончательно принимаем для армирования балки в приопорных сечениях поперечную арматуру 2ш10 класса S240 (Asw= 157 мм2).

4. Расчет и конструирование сборной железобетонной колонны

Запроектируем колонну первого этажа при следующих данных: Сетка колонн 5,8х6,4 м; количество этажей n = 4; высота этажа Нэт = 4,2 м; высота сечения главной балки hГБ = 600 мм; обрез фундамента на отм. -0,05 м; бетон класса С12/15, арматура класса S500; сечение колонны 400х400 мм.

Расчет нагрузок от покрытия qпокр и qпокр приведен в табл. 4.1, от перекрытия gперекр и qперекр ? в табл. 4.2.

Таблица 4.1. Нормативные и расчетные значения нагрузок, передаваемых на колонну от покрытия

№	Наименование нагрузки	Нормативное значение, кН/м2			Расчетное значение, кН/м2
	Постоянная нагрузка
1	Двуслойная кровля «Техноэласт»	0,15	1,35	0,95	0,19
2	Цементно-песчаная стяжка М100 д = 30 мм (с= 1800 кг/м3)	0,54	1,35	0,95	0,69
3	Утеплитель ? пенополистирол д = 120 мм (с= 35 кг/м3)	0,042	1.35	0,95	0,06
4	Пароизоляция	0.07	1,35	0,95	0,09
5	Железобетонная плита перекрытия	2,00	1,35	0,95	2,56
6	Балка	0,63	1,35	0,95	0,81
Итого: gпокр = 5,68
	Переменная нагрузка снеговая (г. Гомель)	0,8	1,5	0,95	1,14
Итого: qпокр = 1,14

Таблица 4.2. Нормативные и расчетные значения нагрузок на колонну, передаваемых от перекрытия

№	Наименование нагрузки	Нормативное значение, кН/м2			Расчетное значение, кН/м2
	Постоянная нагрузка
1	Верхний слой ксилолита	0,18	1,35	0,95	0,23
2	Нижний слой ксилолита	0,10	1,35	0,95	0,13
3	Цементно-песчаная стяжка
	мм (р=2000 кг/м3) 1х1х0,040х20	0,80	1,35	0,95	1,03
4	Теплоизоляционные плиты мм
	(р=30 кг/м3) 1х1х0,12х3	0,036	1,35	0,95	0,05
5	1 слой оклеечной пароизоляции на
	Битумной мастике мм (m = 5 кг/м2)	0,05	1,35	0,95	0,06
	1х1х1х0,005
6	Сборная железобетонная плита
	перекрытия	2,0	1,35	0,95	2,57
Итого : g = 4,06
	Переменная нагрузка
	Полезная нагрузка	2,5	1,5	0,95	3,56
Итого : g = 3,56

4.1 Конструктивные особенности сжатых элементов

В железобетонных конструкциях все сжатые элементы рассчитываются как внецентренно сжатые. Это обусловлено тем, что кроме фактического эксцентриситета приложения сжимающей силы (e = M/N) в железобетонном элементе ввиду несовершенства его геометрических форм, отклонения фактических размеров сечений от проектных, неоднородности бетона геометрический и физический центры тяжести сечения не совпадают и поэтому в расчет дополнительно вводят так называемый случайный эксцентриситет ea.

Суммарный эксцентриситет определяется по формуле:

е0=е + еа.

При приложении сжимающей силы по оси элемента (е = М/N =0) учитывают только случайный эксцентриситет е0=еа и элемент можно рассматривать как условно центрально-сжатый. К таким элементам относят промежуточные колонны в зданиях с неполным каркасом.

Колонны и стойки при е0=еа назначают обычно квадратного сечения, иногда прямоугольного. В целях стандартизации размеры сечения колонн назначают кратными 50 мм. Минимальные размеры сечения сборных колонн жилых и общественных зданий допускается принимать равными 200х200 мм, промышленных зданий -- 300х300 мм. Монолитные железобетонные колонны рекомендуется принимать с размерами поперечного сечения не менее 250х250 мм. Бетон для колонн применяют не ниже класса по прочности на сжатие С12/15, а для сильно загруженных -- не ниже С20/25. Колонны армируют продольными стержнями диаметром не менее 12 мм из стали классов S400 или S500 и поперечными стержнями (или хомутами) из стали классов S240, S400 и S500.

При проектировании сжатых колонн надо соблюдать следующие конструктивные требования:

- размеры сечений колонн должны быть такими, чтобы их гибкость:

,

в любом направлении не превышала 120;

- минимальная площадь сечения продольной арматуры должна составлять:

,

но не менее , где:

,

принимаемый не менее 0,10 и не более 0,25.

Для центрально сжатых элементов =0,18 и =0,26 (увеличивается вдвое).

Содержание арматуры должно быть не более 5% (при этом в случае, когда , в расчетах площадь, занимаемая арматурой, исключается из площади бетона элемента). Если окажется, что условие не удовлетворяется, то размеры сечения изменяются и расчет повторяют.

Толщина защитного слоя бетона должна быть не менее диаметра продольной арматуры;

Расстояние между вертикальными стержнями арматуры в свету, если они при бетонировании расположены вертикально, должно быть не менее 50 мм и не более 400 мм;

Для предотвращения бокового выпучивания продольных стержней при сжатии расстояние между поперечными стержнями принимают не более:

а) на участках (длиной =364 мм) стыковки без сварки продольной рабочей арматуры -10ш=80 мм;

б) если все сечение сжато и общая площадь сечения арматуры по расчету более 3% - 10ш и не более 300 мм;

в) по всей длине элемента из условия обеспечения работы продольной арматуры, установленной по расчету:

- при Н/мм2 -не более 500 мм и не более 15ш и 20ш в вязаных и сварных каркасах соответственно;

- при Н/мм2 - не более 400 мм и не более 12ш=12*12=144мм и 15ш в вязаных и сварных каркасах соответственно.

Диаметры стержней поперечной арматуры следует принимать:

? в вязаных каркасах ? не менее 0,25 ш рабочей арматуры и не более 12 мм;

? в сварных каркасах ? не менее диаметра, устанавливаемого из условия сварки с наибольшим, поставленным по расчету, диаметром продольной арматуры и не более 14 мм.

При диаметре продольных стержней 14…20 мм обычно диаметр поперечных стержней в сварных каркасах принимают 5-6 мм, при диаметре 22…25 мм ? 8 мм, при диаметре 28…32 мм ? 10 мм.

Диаметр хомутов в вязаных каркасах должен быть не менее 5 мм и не менее 0,25 ш, где ш ? наибольший диаметр продольных стержней. Обычно принимают хомуты из арматуры класса S240 диаметром 6…8 мм.

4.2 Определение действующих нагрузок и усилий

Нагрузки на колонну складываются из постоянной (от собственной массы колонны, конструкций покрытия и перекрытий) и переменной (снеговой и полезной) нагрузки.

Вычисляется действующая на 1 м2 постоянная (длительная) нагрузка на покрытие покр=5,68кН/м2, переменная (снеговая) ? qпокр=1,14кН/м2, постоянная нагрузка на перекрытие ? g перекр=4,06кН/м2 и переменная нагрузка (полезная) на перекрытие ? qперекр=3,56кН/м2.

Нагрузка на колонну собирается с грузовой площадки Агруз =L1xL2=6.4*5.8=37.12м2.

Колонна первого этажа (на уровне обреза фундамента) рассчитывается на действие следующих усилий:

? от постоянных нагрузок:

G1 = Gпокр + (n-1)•Gперекр + n?Gколонны= =211+3*151+4*21=749кН;

? от переменных нагрузок:

Q2 = Qпокр=42кН,

Q1 = (n - 1)•Qперекр=(4-1)*132=396кН,

где:

Gпокр = g покр?Агруз=5,68*37,12=211кН,

Gперекр = g перекр•Агруз=4,06*37,12=151кН,

Gколонны = b?h?Hэт?с? гF?гn=0,4*0,4*4,2*25*1,35*0,95=21кН,

n ? количество этажей:

Qпокр = qпокр?Агруз=1,14*37,12=42кН,

Qперекр = qперекр?Агруз=3,56*37,12=132кН,

b, h ? размеры поперечного сечения колонны,

Hэт ? высота этажа,

В расчетах по методу предельных состояний кроме постоянных нагрузок учитываются переменные нагрузки, одновременное появление которых маловероятно. Поэтому учитываются только наиболее неблагоприятное для данной расчетной ситуации приложение нескольких независимых переменных нагрузок или части их.

При расчете конструкций по предельным состояниям первой группы следует принимать следующие сочетания нагрузок при постоянных и временных ситуациях:

? первое основное сочетание

? второе основное сочетание

,

где ? расчетное значение постоянных нагрузок;

? расчетное значение доминирующей переменной нагрузки;

? расчетные значения сопутствующих переменных нагрузок;

? коэффициент уменьшения для неблагоприятно действующей постоянной нагрузки.

Полное усилие в колонне первого этажа допускается представить как:

где G1 ? постоянная нагрузка;

Qд ? доминирующая переменная нагрузка;

Q ? сопутствующая переменная нагрузка.

В качестве доминирующего переменного воздействия следует рассматривать не обязательно воздействие, большее по величине, а воздействие, характеризуемое большей продолжительностью действия нагрузки в процессе эксплуатации. В случае расчета многоэтажного здания доминирующим воздействием, очевидно, будет полезная нагрузка, а сопутствующим ? снеговая, как меньшая по величине и продолжительности действия. Часть переменной нагрузки при практически постоянном сочетании нагрузок определяется путем умножения полной переменной нагрузки на коэффициенты сочетания (для снеговой нагрузки =0,3; для полезной ?=0,5 ? кабинеты, лаборатории и т.д.)

? полезная нагрузка.

? снеговая нагрузка.

Практически постоянная часть полной нагрузки:

Таким образом, усилия, действующие в колонне первого этажа

Nsd =1339кН? от полной нагрузки,

=844кН? от действия практически постоянного сочетания нагрузок.

4.3 Расчет армирования колонны первого этажа

При расчете колонны предварительно принимается сечение колонны bxh=400х400 мм. Определяется геометрическая длина колонны lcol= Нэт + 50 - 600 =4200+50-600=3650мм, равная расстоянию между нижней плоскостью главной балки и обрезом фундамента. Расчетная длина колонны l0 = lcol?в=3650*1=3650мм, в = 1? коэффициент, учитывающий условия закрепления колонны. Случайный эксцентриситет принимается:

 10 мм =

Определяется гибкость колонны и необходимость учета влияния коэффициента продольного изгиба.

радиус инерции=115,47;

гибкость колонны л = l0/i=3650/115,47=31,61.

При л > 14 необходимо учитывать влияние коэффициента продольного изгиба.

Эффективная расчетная длина колонны:

,

где:

,

l0 ? расчетная длина колонны, м,

? предельное значение коэффициента ползучести.

Определяются и ц =0,91? коэффициент, учитывающий влияние геометрической нелинейности (продольного изгиба). Расчет армирования колонны со случайным эксцентриситетом производится из условия:

).

Требуемая площадь сечения арматуры:

.

По сортаменту подбирается 4, 6 или 8 арматурных стержней разных диаметров одного класса. Принимаем ориентировочно 4Ш12 S500 (As=452мм2).

4.4 Определение длины анкеровки рабочих стержней (определение глубины заделки колонны в фундамент)

Стык колонны с фундаментом выполняется путём заделки колонны в стакане фундамента. Для обеспечения совместной работы колонны и фундамента необходимо арматуру колонны завести в стакан фундамента на длину анкеровки

Расчетная длина анкеровки стержней рассчитывается по формуле:

где As,req ? площадь арматуры, требуемая по расчету;

As,prov ? принятая площадь арматуры;

б1• б2• б4 = 1 ? коэффициенты условий анкеровки;

б3 = 0,7 ? то же;

lb = ш/4 ·(fyd/fbd)=12/4*(454,54/1,87)=728,34 ? базовая длина анкеровки;

fyd ? расчетное сопротивление рабочей арматуры колонны;

fbd =з1• з2• з3•fctd =0,7*1*2,0*2,0/1,5=1,87? предельное напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном;

з1 = 0,7 ? учитывает влияние условий сцепления и положения стержней при бетонировании;

з2 ? учитывает влияние диаметра стержня, при ш?32 мм з2 = 1,0;

з3 ? учитывает профиль арматурного стержня:

з3 = 1,5 ? для гладких стержней;

з3 = 2,0 ? для стержней серповидного профиля;

з3 = 2,5 ? для стержней кольцевого профиля;

lb,min ? минимальная длина анкеровки, принимаемая для сжатых стержней.

lb,min > max{0,3lb, 15ш, 100 мм}= max{219, 150, 100 мм}=219мм.

Анкеровка арматуры колонны в фундаменте рассчитывается по классу бетона фундамента.

Рисунок 4.1. Размещение продольной арматуры в поперечном сечении колонны

Для обеспечения устойчивости рабочих стержней колонны (при fyd ? 450 Мпа) от бокового выпучивания устанавливаются хомуты из арматуры ш6 класса S240 с шагом не более 12 ш = 12•12 =144 мм (п. I I.2.24 [1, 2]). Шаг хомутов принимаем равным 140 мм.

5. Расчет железобетонного фундамента под сборную колонну

5.1 Конструктивные особенности столбчатых фундаментов

Фундаментами являются подземные конструкции, предназначенные для передачи нагрузок от вышележащих частей здания или сооружения на грунтовое основание.

Отдельный фундамент состоит из плитной части и подколонника (рис. 5.1).

Плитную часть рекомендуется конструировать ступенчатой. Центрально нагруженный фундамент проектируют квадратным в плане.

сборный столбчатый анкеровка фундамент

Рисунок 5.1

В фундаменте различают обрез ? верхнюю поверхность, на которую опираются конструкции, расположенные выше, и подошву ? нижнюю поверхность, которая передает нагрузку на грунтовое основание с меньшим удельным давлением. Расстояние между обрезом и подошвой составляет его высоту Hf.

Верх фундамента колонн рекомендуется принимать в уровне верха фундаментной балки, а при ее отсутствии ? на отметке -0,05.

Глубина заложения фундаментов должна приниматься с учетом назначения и конструктивных особенностей проектируемого сооружения и глубины сезонного промерзания грунтов.

Размеры подошвы фундамента назначают, рассчитывая основание по несущей способности и по деформациям. Расчет выполняют на действие усилия , вычисленного при коэффициенте безопасности по нагрузке yF=1,0.

Максимальное давление на грунт под подошвой центрально нагруженного фундамента не должно превышать его расчетного сопротивления R.

Расчетное давление R зависит от вида и состояния грунта, его принимают по результатам инженерно-геологических изысканий площадки строительства и по указаниям норм. Давление на основание по подошве фундамента в общем случае распределяется неравномерно в зависимости от жесткости фундамента, свойств грунта, интенсивности среднего давления. При расчете условно принимают, что давление распределено равномерно под подошвой фундамента.

Размеры сечения фундамента и его армирование определяют из расчета прочности по расчетному усилию Nsd, передаваемому колонной и вычисленному при yF > 1,0.

Высоту фундамента Hf назначают также исходя из глубины его заложения и из условия заделки колонны в фундаменте. Высота плитной части фундамента определяется из условия обеспечения прочности по наклонному сечению и на продавливание.

Класс бетона для монолитного железобетонного фундамента принимается и не менее С16/20.

Фундаменты устраивают на бетонной подготовке из бетона классом не ниже С8/10 и толщиной не менее 100 мм.

Армирование плитной части фундамента осуществляется сварными или вязаными сетками из арматуры класса S400 или S500 диаметром стержней не менее 10 мм и не более 18 мм и шагом 100…200 мм. Минимальная толщина защитного слоя бетона в монолитном фундаменте при наличии бетонной подготовки ? 45 мм, а при ее отсутствии ? 80 мм.

5.2 Определение размеров подошвы фундамента

При определении размеров подошвы фундамента расчетные усилия принимаются при yF = 1,0:

,

где гFm = 1,35 ? усредненный коэффициент безопасности по нагрузке.

Размеры подошвы центрально нагруженного фундамента определяются из условия:

где R ? расчетное сопротивление грунта под подошвой фундамента, принимается по заданию;

mm ? средний удельный вес материала фундамента и грунта на его ступенях (допускается принимать mm = 20 кН/м3);

Н1 ? глубина заложения фундамента.

Если верх фундамента будет на отметке -0,05, то глубина заложения фундамента Н1 равна высоте фундамента Hf. Однако Н1 может быть и больше Hf.

Высота фундамента определяется, исходя из длины анкеровки арматуры колонны в теле фундамента и защемления колонны в стакане фундамента. Глубина стакана мм.

? 1,5?bcol + 50 мм (bcol=hcol при квадратном сечении).

? lanc + 50 мм (lanc ? см. расчет колонны).

Высота фундамента Hf = hql + 200 мм и кратна 150 мм. Таким образом Н1 принимается не менее Hf и в пределах 1-1,5 м. Нf затем проверяется расчетом прочности на продавливание.

Центрально нагруженные фундаменты принимают квадратными в плане:

Размеры подошвы монолитного фундамента принимают кратными 300 мм.

Площадь подошвы фундамента принимают после установления конструктивного размера af:

5.3 Определение высоты фундамента

Принятая высота центрально нагруженного фундамента проверяется из обеспечения прочности по наклонному сечению и на продавливание колонной плитной части фундамента.

Реактивное давление грунта на подошву фундамента:

Предварительно рабочая высота фундамента может быть назначена из условия:

;

где р ? расчетное давление грунта на подошву фундамента, кН/м2.

Вылет консоли фундаментной плиты, м:

;

где af ? размер подошвы фундамента, м.

Общая высота фундамента:

Hf = d + c

где:

c = cnom + Ш,

cnom ? величина защитного слоя арматуры фундамента.

Ступени фундаментов выполняют высотой 300 или 450 мм. Рекомендуемая высота ступеней в зависимости от высоты плитной части фундамента приведена в табл. 5.1.

Таблица 5.1

Общая высота плитной части фундамента, мм	Высота ступеней, мм
	h1	h2	h3
300	300	--	--
450	450	--	--
600	300	300	--
750	300	450	--
900	300	300	300
1050	300	300	450

Рисунок 5.3. Расчетная схема фундамента при расчете его плитной части

5.4 Подбор рабочей арматуры подошвы фундамента

Под действием реактивного давления грунта р ступени фундамента работают на изгиб как консоли, защемленные в теле фундамента.

Изгибающие моменты определяются в сечениях по граням уступов:

,

где р ? реактивное давление грунта под подошвой фундамента;

af ? ширина фундамента;

li ? расстояние от края фундамента до расчетного сечения.

Площадь сечения арматуры подошвы определяют по формуле:

,

где di ? рабочая высота сечения.

По большему из значений, полученных в каждом из расчетных сечений, принимается диаметр и шаг стержней.

Диаметр рабочих стержней арматуры подошвы фундамента ? 12…18 мм.

Шаг стержней принимается не менее 100 мм и не более 200 мм. Одинаковое количество стержней с одинаковым шагом принимается в обоих направлениях. Площадь принятых стержней в каждом направлении равна As.

Для значения коэффициента армирования нижней ступени плитной части фундамента, определенного ко всей ширине фундамента, должно выполняться условие:

где As,all ? площадь всей арматуры плитной части в одном из направлений, bf = af ? ширина плитной части факультета, d1 ? рабочая высота плитной части фундамента (нижней ступени).

Для значения коэффициента армирования плитной части фундамента, отнесенного к ширине фундамента, равной hcol+3d, должно выполняться условие:



где As,punch ? площадь арматуры плитной части в пределах ширины фундамента, равной hcol + 3d;

bw ? ширина фундамента в пределах hcol + 3d;

d ? рабочая высота фундамента.

Для значения коэффициента армирования плитной части фундамента в пределах средней части его ширины, равной 0,3af должно выполняться условие:

где mSd,x ? минимальный требуемый изгибающий момент, который должна воспринимать арматура, установленная на единицу ширины плиты;

NSd? расчетная нагрузка, передаваемая от колонны на фундамент;

з ? коэффициент, определяющий значения моментов, принимаемый равным 0,125;

fyd ? расчетное сопротивление арматуры плитной части фундамента;

d ? рабочая высота фундамента, в пределах его средней части шириной, равной 0,3аf.

5.5 Проверка прочности фундамента на продавливание

На продавливание проверяются высота фундамента и фундаментной плиты. В настоящей курсовой работе на продавливание рассчитывается вся высота фундамента. Нижнюю плиту фундамента допускается не рассчитывать на продавливание.

Расчет прочности фундамента на продавливание заключается в проверке достаточности толщины бетона фундаментной плиты для восприятия поперечной силы, вызванной локальной продавливающей нагрузкой.

VSd ? VRd,

где:

? погонная поперечная сила, действующая по длине критического периметра и;

и = 4•hcol + 2•р•1,5•d ? длина критического периметра;

в = 1,0 ? при центральном нагружении фундамента; ? продавливающая сила, вызванная давлением грунта на подошву фундамента вне расчетной (критической) площади;

? критическая площадь;

hcol ? размер поперечного сечения колонны (рис. 5.4).

,

но не менее VRd,ct,min = 0,5•fctd•d ? погонное усилие, которое может воспринять сечение при продавливании;

,

где d в мм ? коэффициент, учитывающий влияние масштабного фактора.

Площадь продольной арматуры, расположенной в х?направлении в пределах ширины (полосы) фундамента, равной:

bx = hcol + 3d

.

Коэффициент продольного армирования в х?направлении:

Площадь продольной арматуры, расположенной в y?направлении в пределах ширины (полосы) фундамента, равной:

by = hcol + 3d

.

Коэффициент продольного армирования в у?направлении:

где As1 ? площадь сечения одного стержня;

s ? шаг стержней в сетке фундамента;

d ? рабочая высота сечения фундамента, принимаемая dx; dy = d + Ш/2;

Ш ? диаметр рабочих стержней сетки подошвы фундамента;

fck ? нормативное сопротивление бетона;

? коэффициенты продольного армирования в х?направлении и у?направлении соответственно, рассчитанные для ширины плиты hcol+ 3d;

? расчетный коэффициент армирования.

Проверяется выполнение условия:

Если условие не выполняется, то следует увеличить высоту плитной части фундамента или повысить класс бетона фундамента.

Ниже в качестве примера приведен расчет монолитного фундамента под монолитную колонну. Он отличается от расчета фундамента под сборную колонну только определением высоты фундамента из условия заделки колонны в стакане и анкеровки арматуры колонны в бетоне фундамента, которые приведены в пункте 5.2.

Рисунок 5.4. Расчетная схема фундамента при проверке на продавливание

5.6 Расчет железобетонного фундамента

Запроектировать фундамент под центрально нагруженную колонну при следующих данных: сечение колонны 400х400 мм, продольная арматура колонны 4Ш12 класса S500, расчетное усилие, передаваемое колонной NSd = 1339 кН.

Бетон класса С16/20: fck = 16 МПа; МПа (Н/мм2);

.

Рабочая арматура класса S500: fyk =500 МПа; МПа.

Расчетное сопротивление грунта основания R = 250 кПа.

Средний вес тела фундамента и грунта на его ступенях гm =20 кН/м3.

Глубина сезонного промерзания грунта 1,25 м. Определение размеров подошвы фундамента. При определении размеров подошвы фундамента расчетное усилие принимается при :

кН,

где - усредненный коэффициент безопасности по нагрузке.

Площадь подошвы фундамента:

м2,

где Hf = 1,3 м - глубина заложения фундамента.

Центрально нагруженные фундаменты принимаются квадратными в плане:

м

Принимаем квадратный в плане фундамент со сторонами af = bf = 2,2 м.

Площадь подошвы фундамента Аf = af•bf = 2,2 • 2,2 = 4,84 м2.

Расчетное давление грунта на подошву фундамента:

Н/м2 = 0,277 Н/мм2

Вылет консоли фундамента:

м = 900 мм

Рабочая высота плитной части фундамента:

мм

Высота плитной части фундамента:

hpl = d + cnom + ш = 346 + 80 + 20= 446 мм

Высота фундамента определяется, исходя из длины анкеровки арматуры колонны в теле фундамента и защемления колонны в стакане фундамента. Глубина стакана ? lanc + 50 мм =364+50=414мм.

Высота фундамента Hf = hql + 200 мм и кратна 150 мм. Таким образом принимаем общую высоту плитной части hpl = 0,750 м.

Проектируем плитную часть, состоящую из двух ступеней высотой 0,3 м и 0,45 м.

Расчет рабочей арматуры подошвы фундамента

Рабочая высота плиты фундамента

d1 = 750 - 100 = 650 мм.

Рабочая высота нижней ступени фундамента

d2 = 300 - 100 = 200 мм.

Принимаем: размер верхней ступени фундамента = 1,2 м; вылет верхней ступени l1 = 0,900 м; вылет нижней ступени l3 = 0,500 м

кНм

кНм

Площадь сечения арматуры

мм2

мм2

Коэффициент армирования

В пределах средней части ширины фундамента, равной 0,3af = 0,99 м должно выполняться условие

Из сопоставления полученных коэффициентов армирования можно сделать вывод, что определяющим является расчет по прочности верхней ступени фундамента. Площадь сечения арматуры определяется с учетом наибольшего коэффициента армирования

мм2

Принимаем сетку из стержней ш18 класса S500 с шагом 200 мм. Рабочая высота dx сетки в х - направлении (нижнее направление) равна 659 мм, а рабочая высота dy сетки в у - направлении (верхнее направление) равна 641 мм.

Рисунок 5.5. Сетка для армирования плиты фундамента

Проверка высоты плитной части фундамента на продавливание

Условие прочности на продавливание:

,

где = 1,0 - при центральном нагружении фундамента.

Длина критического периметра

и = 4• hcol + 2 • р • d • 1,5 = 4 • 400 + 2 • 1,5 • р • 650 = 7723 мм = 7,723 м

Критическая площадь

мм2

Продавливающая сила

кН

Погонная поперечная сила

Н/мм

Площадь продольной арматуры, расположенной в х - направлении в пределах ширины (полосы) фундамента, равной мм, составляет: мм2

Коэффициент продольного армирования в х - направлении



где d1,x; d1,y = d1 ± ш/2

Площадь продольной арматуры, расположенной в у - направлении в пределах ширины (полосы) фундамента, равной hcol + 3d = 400 + 3 • 650 = 2350 мм равна

мм2

Коэффициент продольного армирования в у - направлении

Погонная поперечная сила, которую может воспринять плита фундамента

Н/мм

Н/мм

Поскольку принимаем Н/мм.

В связи с тем, что Н/мм > Н/мм, прочность плитной части на продавливание обеспечена.

Аналогичным образом выполняется проверка прочности на продавливание нижней ступени фундамента. Данный расчет при выполнении расчетно-графической работы не обязателен.

Литература

1. СНБ 5.03.01-02 Бетонные и железобетонные конструкции/Минстройархитектуры РБ, Мн, 2003. - 140с.

2. Изменения № 1-5 СНБ 5.03.01-02/Минстройархитектуры РБ, Мн, 2004 - 2009 г.

3. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия./Госстрой СССР. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1986 г. - 36с.

4. Железобетонные конструкции. Основы теории расчета и конструирования. Курс лекций для студентов строительных специальностей. Под ред. Т.М. Пецольда и В.В. Тура, Брест, БГТУ, 2003 - 380с.

5. Т.М. Пецольд, Н.А. Рак, И.В. Смех и др. Расчет и конструирование монолитных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания. - Мн., БНТУ, 2006 - 93с.

6. В.Н. Байков, Э.В. Сигалов. Железобетонные конструкции. Общий курс. М.: СИ, 1991.

7. Проектирование железобетонных конструкций. Справочное пособие. / А.Б. Голышев и др. - 2-е изд., перераб. И дополн. -Будивельник, 1990 - 544с.

8. ГОСТ 27751-88(СТ СЭВ 384-87). Надежность строительных конструкций и оснований. Основные положения по расчету. -М., Госстандарт, 1999, и изменения к ГОСТу.

9. Неверович И.И. Расчет и конструирование сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания. - Мн., МИПКиПК БНТУ, - 46с.

Размещено на Allbest.ru

...