Размещено на http://www.allbest.ru/

Федеральное государственное бюджетное образовательное

учреждение высшего образования

«НАЦИОНАЛЬНЫЙ ИССЛЕДОВАТЕЛЬСКИЙ

МОРДОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ имени Н.П. ОГАРЕВА»

Институт архитектуры и строительства

Кафедра строительных конструкций

Многоэтажное здание из железобетона с каменными наружными стенами

выполнил Устинов В.В. 501 группы

по направлению подготовки 08.03.01 «Строительство»

Реферат

промышленное здание железобетонная конструкция

Пояснительная записка содержит листов, таблицы, наименований использованных источников, приложений.

ЖЕЛЕЗОБЕТОН, БЕТОН, АРМАТУРА, МОНОЛИТНОЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЕ ПЕРЕКРЫТИЕ, БАЛОЧНАЯ ПЛИТА, ВТОРОСТЕПЕННАЯ БАЛКА, ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТАЯ КОЛОННА, ЦЕНТРАЛЬНО НАГРУЖЕННЫЙ ФУНДАМЕНТ.

Объектом проектирования является многоэтажное здание из железобетона с каменными наружными стенами.

Цель работы - расчет и конструирование основных несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания.

В процессе проектирования проводился анализ нормативной, учебной и справочной литературы.

В результате проведенной работы разработан учебный проект многоэтажного здания из железобетона с каменными наружными стенами.

Степень внедрения - учебный проект внедрению не подлежит.

Область применения - разработанная проектная документация может быть использована при разработке дипломного проекта.

Эффективность - приобретение навыков по проектированию основных несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания.

Введение

Железобетонные конструкции находят широкое применение при строительстве жилых, гражданских, промышленных и сельскохозяйственных зданий, а также при возведении инженерных сооружений (мостов, плотин, каналов и т. п.).

Широкое применение железобетонных конструкций объясняется возможностью сравнительно легко придавать им требуемую форму и размеры при соблюдении заданной прочности.

По способу выполнения все железобетонные конструкции и сооружения подразделяют на монолитные, сборные и сборно-монолитные конструкции.

Железобетонные конструкции бывают обычными и предварительно напряженными.

Монолитный железобетон применяют при строительстве сооружений и зданий, трудно поддающихся членению, каркасов промышленных зданий и т. п.

Конструкции из монолитного железобетона выполняют непосредственно на строительных площадках на месте возведения зданий и сооружений. Вначале устанавливают опалубку и арматуру, а затем укладывают бетонную смесь, подаваемую к месту укладки самосвалами, бадьями или другими механизированными средствами. Сборные железобетонные конструкции зданий позволяют индустриализировать строительство, так как из элементов, заранее изготовленных заводским путем, на площадке монтируют здания. При этом на площадке не требуется выдерживать бетон в опалубке, а также применять специальные меры для укладки бетонной смеси в зимних условиях. Сборные конструкции особенно выгодны, когда для строительства удается применить небольшое количество типоразмеров элементов, повторяющихся большое число раз.

Из сборного железобетона изготовляют отдельные детали зданий: фундаменты, колонны, балки, прогоны, фермы, стеновые панели, настилы для междуэтажных перекрытий, лестничные марши и площадки.

При нагружении железобетонные конструкции деформируются и в их растянутых зонах появляются волосяные трещины. С увеличением нагрузки трещины также увеличиваются и могут достигать значительных размеров. Воздействие на арматуру влаги, воздуха, часто содержащего химические добавки, оказывает вредное влияние на металл, приводит к коррозии арматуры и к частичному либо полному разрушению железобетонной конструкции. Бетон является для арматуры хорошей защитой от коррозии, поэтому уменьшение трещинообразования в нем увеличивает долговечность железобетонных конструкций. Этим свойством обладают предварительно напряженные железобетонные конструкции.

К преимуществам предварительно напряженного железобетона относится также возможность использования высокопрочной арматуры и высокомарочных цементов, что приводит к уменьшению объемов и веса отдельных видов конструкций, а, следовательно, к их удешевлению.

Однако, несмотря на все преимущества и достоинства предварительно напряженного железобетона, обычный железобетон без искусственно созданных напряжений не потерял своего значения, находит широкое применение в разнообразных отраслях строительства и незаменим во многих конструкциях

1. Монолитное железобетонное перекрытие здания

1.1 Компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия

При компоновке конструктивной схемы перекрытия главные балки обязательно располагаются в поперечном направлении здания, т. е. по наибольшему шагу колонн. Привязка наружных кирпичных стен должна быть равна 250 мм от разбивочных осей до внутренних граней стен, а ширина полосы опирания плиты на стену равна 120 мм.

Расстояния между второстепенными балками назначаются с учетом проектирования плиты балочного типа. Допускается принимать размер крайнего пролета плиты меньше среднего не более чем на 20 %. Размеры поперечных сечений балок должны соответствовать унифицированным. Если заданные размеры сечений элементов перекрытия будут значительно отличаться от оптимальных, то ЭВМ не забудет Вам об этом напомнить.

Монолитное перекрытие следует проектировать из тяжелого бетона заданного класса. Плита должна армироваться рулонными сварными сетками по ГОСТ 8478-81 с продольной рабочей арматурой, укладываемыми по направлению главных балок. Армирование второстепенных балок проектируется в виде сварных каркасов с продольной рабочей арматурой заданного класса. Поперечная рабочая арматура при диаметре стержней до 6 мм принимается класса Bp-I, a при больших диаметрах класса A240.

При определении нагрузки от массы пола коэффициент надежности по нагрузке должен приниматься равным 1, 2, а остальные коэффициенты надежности по нагрузке и назначению здания учитываются согласно[7]. Плотность железобетона при определении нагрузок от собственного веса конструкций должна приниматься в соответствии с требованиями п. 2.13 [3]

Монолитное ребристое перекрытие компонуется с поперечными главными и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещают по осям колонн и через 1/3 пролёта главной балки.

Монолитное ребристое перекрытие компонуют с поперечными главными и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещают по осям колонн и через 1/4 пролета главной балки. Номинальные размеры пролетов элементов перекрытия равны: 6,8 м - для главных балок; 5,8 м - для второстепенных; 1,7 и 5,8 м - для плиты (см. рис. 1.1) .

Предварительно задают размеры сечения балок:

главной - h=l/8=680/8=85 см, b=35 см;

второстепенной- h=l/12=500/12=40 см, b=20 см. Толщину плиты принимаем 8 см.

Расчет плиты монолитного перекрытия

Расчетный средний пролет плиты равен расстоянию в свету между гранями балок l₀=2,2-0,2=2 м, в продольном направлении l₀=5,0-035=4,65 м. Отношение пролетов 4,65/1,5=3,1>2 рассчитываем плиту, как балочную, работающую по короткому направлению.

Рис. 1.1. Конструктивная схема монолитного перекрытия

Расчетное значение крайних пролетов (при свободном опирании одного конца плиты на стену) равно расстоянию между гранью второстепенной балки и осью опоры на стене l₀₁=1,7-0,3+0,12/2=1,46 м. Расчетную схему плиты как многопролетной неразрезной балки см. на рис. 1.2. Подсчет нагрузки на 1 м² перекрытия приведен в табл. 1.1.

Таблица 1.1 ? Подсчет нагрузки на 1 м² перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке, f	Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянная (g):			5,25
от собственного веса плиты, =80 мм, =2500 кг/м3;	2,0	1,1	2,2
слоя керамзитобетона, =60 мм, =1600 кг/м3;	0,96	1,3	1,25
слоя цементного раствора =20 мм, =2200 кг/м3;	0,44	1,3	0,57
керамических плиток =20 мм, =1800 кг/м3;	0,36	1,1	0,40
Перегородок	0,75	1,1	0,83
Временная (v):	5,5	1,2	19,2

Полная расчетная нагрузка (g+v)=5,5+19,2=24,45 кН/м².

Для расчета многопролетной плиты условно выделяем полосу шириной 1 м, при этом расчетная нагрузка на 1м длины плиты 24,45 кН/м. С учетом коэффициента надежности по назначению здания (_n=0,95) нагрузка на 1 м плиты будет 24,450,95=23,23 кН/м.

Расчетные изгибающие моменты определяем с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций:

в средних пролетах и на средних опорах

М=(g+v)l₀²/16=23,231,5²/16=3,27 кНм;

в первом пролете и на первой промежуточной опоре

М=(g+v)l₀₁²/11=23,231,46²/11=4,5 кНм.

1.2 Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон тяжелый класса В 20

Призменная прочность R_b=8,5 МПа;

Прочность при осевом растяжении R_bt=0,75 МПа;

Коэффициент условий работы бетона _b2=0,90, (СНиП 2.03.01.84 Бетонные и железобетонные конструкции).

Арматура рабочая - обыкновенная проволока периодического профиля класса А_I диаметром 8 мм в сварной рулонной сетке:

расчетное сопротивление арматуры растяжению R_S=225 МПа.

1.3 Определение площади сечения рабочей арматуры

Площадь арматуры в плите определяют, как для изгибаемого элемента прямоугольного сечения (ширина b=100 см м высота h=8 см), с помощью параметров [1, прил. 2]. Рабочая высота сечения h₀=h-a=8-2=6см (где а - расстояние от равнодействующей усилий в арматуре до ближайшей грани сечения).

В средних пролетах и на средних опорах вычисляют табличный коэффициент: _m=M/(_b2R_bbh₀²)=327000/(0,98,51006²(100))=0,119.

Здесь и далее введен множитель (100) для того, чтобы привести к одним единицам знаменатель и числитель.

Находим соответствующие значения коэффициентов и :

=;

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны сечения:

Имеем =0,127<_R=0,699 (первый расчетный случай).

Площадь сечения рабочей арматуры определяют по формуле:

А_S=M/(R_Sh₀)=327000/(2250,93656(100))=2,59 см².

Коэффициент армирования =А_S/(bh₀)=2,59/(1006)=0,0043 больше минимально допустимого _min=0,0005.

В первом пролете и на первой промежуточной опоре М=4,5 кНм.

Вычисляем:

_m=M/(_b2R_bbh₀²)=450000/(0,98,51006 ²(100))=0,163;

;

А_S=M/(R_Sh₀)=450000/(2250,91056(100))=3,66 см².

Армирование многопролетной балочной плиты осуществляется сварными сетками. При непрерывном армировании основную сетку С-1 подбирают по требуемой площади рабочей арматуры А_S в среднем пролете, а в первом пролете и над первой промежуточной опорой устанавливают дополнительную сетку С-2 с площадью рабочей арматуры, равной А_S. (см.рис.1.3) Для средних пролетов и над средними опорами принимаем сетку С-1 с продольной рабочей арматурой 6 8 А240 с шагом 200 мм и А_S=3,02 см² на 1 м. (1000/5=200 т.к. 5 промежутков на 1м).



Марка основной сетки:

С-1

В крайних пролетах и над первыми промежуточными опорами укладывают дополнительную сетку С-2 с площадью сечения рабочей арматуры на 1 м А_S=3,66-3,02=0,64 см². Принимаем 6 6 А240 с шагом 200 мм и А_S=1,70 см². Тогда общая площадь сечения арматуры в крайнем пролете:

А_S=3,02+1,70=4,72> 3,66 см².

Дополнительную сетку заводят за первую промежуточную опору на 1/4 пролета плиты (170/4=42,5 см). Марка дополнительной сетки:

С-2

1.4 Расчет второстепенной балки

1.4.1 Определение расчетных пролетов

Расчетная схема представляет собой неразрезную многопролетную балку, загруженную равномерно распределенной нагрузкой (см. рис. 1.4). Предварительно приняты размеры сечения:

второстепенной балки h=40 см, b=20 см;

главной балки h=85 см, b=35 см.

Расчетные пролеты второстепенной балки равны (см. рис. 1.4):

расстоянию в свету между главными балками:

l₀=l-b_г.б.=5,0-0,35=4,65 м;

расстоянию от оси опоры на стене до грани главной балки:

l₀₁=l-b_г.б./2+а/2-с=5,0-0,35/2+0,25/2-0,2=4,75м,

где а - длина опорного конца балки на стене, с - привязка разбивочной оси к внутренней грани стены.

1.5 Сбор нагрузки на балку

Расчетная нагрузка на 1 м балки при ширине грузовой полосы b_f=1,7 м:

постоянная 5,25 кН/м²;

от собственного веса плиты, пола, перегородок 5,251,7=8,925 кН/м;

от веса балки сечением 0,2(0,40-0,08)=0,064 м² при =2500 кг/м³, _f=1,1 -- 1,76 кН/м,

g=8,925+1,76=10,685 кН/м.

С учетом коэффициента надежности по назначению здания _n=0,95; g=10,6850,95=10,15 кН/м;

временная с учетом _n=0,95; v=19,21,70,95=31,008 кН/м, где 19,2- расчетная временная нагрузка в кН/м²;

полная нагрузка q=g+v=10,15+31,008=41,16 кН/м.

1.6 Определение расчетных усилий

Второстепенные балки с равными пролетами рационально рассчитывать со следующим распределением изгибающих моментов:

в первом пролете М=ql₀₁²/11=41,164,75²/11=84,42 кНм;

на первой промежуточной опоре М=ql₀₁²/14=41,164,75²/14=66,33 кНм;

в среднем пролете и на средних опорах М=ql₀²/16=41,164,65²/16=55,62 кНм.

Отрицательные моменты в средних пролетах определяют по огибающей эпюре моментов. Они зависят от отношения временной нагрузки к постоянной v/g. В расчетном сечении в месте обрыва надопорной арматуры отрицательный момент при отношении v/g=31,008/10,15=3,05 можно принять равным 40% момента на первой промежуточной опоре.

Тогда отрицательный момент в среднем пролете

М=0,466,33=26,53 кНм.Отношение v/g=31,008/10,15=3,05

Поперечные силы равны:

на крайней опоре Q=0,4ql₀₁=0,441,164,75=78,204 кН;

на первой промежуточной опоре слева Q=0,6ql₀₁=0,641,164,75=117,306 кН;

на первой промежуточной опоре справа и на всех средних опорах

Q=0,5ql₀=0,541,164,65=95,7 кН.

1.7 Выбор бетона и арматуры

Как и для плиты, принимается бетон класса В15 с расчетными характеристиками:

призменная прочность R_b=8,5 МПа;

прочность при осевом растяжении R_bt=0,75 МПа;

коэффициент условия работы бетона _b2=0,90.

Для каркасов, устанавливаемых в пролетах второстепенной балки, принимается арматура продольная класса А400 с R_S=280 МПа и поперечная класса А240 диаметром 6 мм с R_SW=175 МПа (с учетом _S1 и _S2). Для сеток, укладываемых над опорами, принимается рабочая арматура класса Вр-I диаметром 5 мм с R_S=360 МПа.

1.8 Определение высоты сечения балки

Высоту сечения балки уточняют по моменту на первой промежуточной опоре при =0,35, поскольку на опоре момент определяют с учетом образования пластического шарнира.

По таблице прил. 2 при =0,35 находят _m=0,289. На опоре момент отрицательный, полка ребра в растянутой зоне (см. рис. 1.6). Сечение работает как прямоугольное с шириной ребра b=20 см.

Полная высота сечения h=h₀+a=39+3=42 см. Принимаем h=45см, b=20см. Тогда рабочая высота сечения на опоре h₀=45-3=42 см .

1.9 Расчет прочности по сечениям, нормальным к продольной оси балки

В пролетах расчетное сечение тавровое, полка в сжатой зоне (см. рис. 1.6а). Расчетная ширина полки при h_f'/h=8/45=0,177>0,1 равна: b_f'=2b_f1'+b=275+20=170 см. Здесь b_f1' - ширина свеса полки. Ширину свеса полки в каждую сторону от ребра таврового сечения принимают не более 1/6 пролета балки и не более 1/2 пролета между гранями второстепенных балок:

b_f1' l/6=500/6=83,33 см;

b_f1' с/2=150/2=75 см.

Сечение в первом пролете М=84,42 кНм. Коэффициент

_m=М/(_b2 R_bb_f'h₀²)=8442000/(0,98,517042²(100))=0,037.

Высота сжатой зоны бетона х=h₀=0,03742=1,55 см < h_f'=8 см; нейтральная ось проходит в сжатой полке, и пролетное сечение балки рассматривается как прямоугольное с размерами b_f'h.

Площадь рабочей арматуры каркасов

А_S= М/(R_Sh₀)=8442000/(2800,98142(100))=7,32 см².

Принято 2 22 А400 c A_S=7,60 см² [1, прил. 5].

Коэффициент армирования =7,60/(2042)=0,0090 > _min=0,0005.

Сечение в среднем пролете М=55,62 кНм.

Коэффициент _m=5562000/(0,98,517042²(100))=0,024.

А_S= М/(R_Sh₀)=5562000/(2800,98842(100))=4,79 см².

Принято 2 18 А400 c A_S=5,09 см²; =5,09/(42х20)=0,0060>м_min=0,0005 [1, прил. 5].

На отрицательный момент М=26,53 кНм сечение работает, как прямоугольное с размерами b=20 см и h₀=42 cм.

Коэффициент _m=2653000/(0,98,52042²(100))=0,098.



А_S= М/(R_Sh₀)=2653000/(2800,94942(100))=2,38 см².

Принято 2 14 А400 c A_S=3,08 см²; =3,08/(20х42)=0,0037>м_min=0,0005 [1, прил. 5].

В опорных сечениях второстепенной балки рабочей арматурой являются поперечные стержни сварных рулонных сеток, раскатываемых вдоль главных балок.

Сечение на первой промежуточной опоре М=66,33 кНм.

Коэффициент _m=6633000/(0,98,52042²(100))=0,246.

Площадь рабочей арматуры на расчетной длине b_f', равной 1,7 м,

А_S =М/(R_Sh₀)=6633000/(3600,85742(100))=5,12 см².

При двух надопорных сетках площадь рабочей арматуры в одной сетке на 1 м длины балки должна составить А_S=5,12/(21,7)=1,51 см².

Принимаем 2 сетки марки

C-3 , принято 8 5 Вр-I c А_S=1,57 см².

Расположение сеток показано на рис. 1.7.

Сечение на средних опорах М=55,62 кНм.

_m=5562000/(0,98,52042²(100))=0,206.

А_S=М/(R_Sh₀)=5562000/(3600,88442(100))=4,16 см².

При двух надопорных сетках площадь рабочей арматуры в одной сетке на 1 м длины балки должна составить А_S=4,16/(21,7)=1,22 см².

Принимаем 2 сетки марки

C-4 , принято 7 5 Вр-I c А_S=1,37 см².

1.10 Расчет прочности второстепенной балки по сечениям, наклонным к продольной оси

Расчет изгибаемых элементов по наклонным сечениям должен проводиться для обеспечения прочности на действие:

1) поперечной силы по наклонной трещине;

2) поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами;

3) изгибающего момента по наклонной трещине.

1) Расчет наклонных сечений по поперечной силе не требуется, если выполняется условие Q _b3R_btbh₀. Поперечная арматура в этом случае назначается по конструктивным требованиям.

Проверим это условие, если наибольшая поперечная сила в опорном сечении балки Q = 117,306 кН (на первой промежуточной опоре слева), _b3=0,6 (для тяжелого бетона). R_bt=0,75

Q = 117,306 кН > _b3R_btbh₀ = 0,60,90,752042(100) = 34020 Н=34,02кН.

Следовательно, необходим расчет наклонного сечения балки на действие поперечной силы.

Прочность элемента по наклонному сечению на действие поперечной силы считается обеспеченной, если соблюдается условие Q Q_b+Q_sw. Поперечная сила Q определяется от внешней нагрузки, расположенной по одну сторону от рассматриваемого сечения. Поперечное усилие Q_b, воспринимаемое бетоном над трещиной, определяется по эмпирической формуле

Q_b=_b2(1+_f+_n)R_btbh₀²/c = M_b/c,

где с - длина проекции наиболее опасного наклонного сечения на продольную ось элемента;

_b2 - коэффициент, учитывающий влияние вида бетона, принимаемый для тяжелого бетона равным 2,0;

_f - коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок в тавровых и двутавровых элементах;

_n- коэффициент, учитывающий влияние продольных сил от внешних нагрузок (для изгибаемых элементов без предварительного обжатия _n= 0).

Поперечное усилие Q_sw, воспринимаемое поперечными стержнями в наклонном сечении, определяется из выражений:

Q_sw = R_swA_sw, Q_sw = q_swc,

где q_sw - погонное усилие в поперечных стержнях,

A_sw - площадь сечения хомутов в одной плоскости.

Рассмотрим наклонное сечение у первой промежуточной опоры слева, Q = 117,306 кН.

Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось балки. Для этого определяем сначала величину М_b:

М_b = Q_bc=_b2(1+_f+_n)R_btbh₀².

_f = 0,75(3h_f?) h_f?/(bh₀) = 0.75(38)8/(2042) = 0,17 < 0.5.

М_b = 2(1+0,17)0,90,752042²(100) = 55,7210⁵ Нсм.

Предполагаем, что поперечная сила Q воспринимается поровну поперечной арматурой и бетоном, т.е. в расчетном наклонном сечении Q_b=Q_sw=Q/2.

Тогда с=М_b/(0.5Q) = 55,7210⁵/(0,5117306)=95 см > 2h₀ = 242=84 см.

Полученное значение с принимается не более 2h₀. Принимаем с=84 см, тогда Q_b = М_b/c = 55,7210⁵/84 = 66,310³ Н.

Поперечная сила, воспринимаемая поперечной арматурой в расчетном наклонном сечении: Q_sw= Q - Q_b = 117,306-66,3 = 51,006 кН. Погонное усилие в поперечных стержнях, отнесенное к единице длины, равно:

q_sw=Q_sw/c = 51006/84 = 607,25 Н/см.

Диаметр поперечных стержней для сварных каркасов назначают по технологическим требованиям сварки. При диаметре продольных стержней 22мм диаметр поперечных стержней должен быть более или равен 6 мм.

Принимаем поперечную арматуру d_sw = 6 мм класса А240 с R_sw= 175 МПа. Число каркасов 2, A_sw = 20,283 = 0,566 см². Расстояние между поперечными стержнями на приопорных участках определяют по условию:

s R_swA_sw/q_sw = 1750,566(100)/607,25 = 16,3 см

и по конструктивным требованиям при высоте сечения балки h?45 см

sh/2 = 45/2 = 22,5 см, s 15 см.

Для всех приопорных участков балки, при равномерной нагрузке равных 1/4 пролета, принимаем шаг поперечных стержней 15 см.

В средней части пролета (на расстоянии l/2) шаг поперечных стержней должен быть при h > 30 см

s (3/4)h = (3/4)45 = 34 см, но не более 500 мм.

Принимаем в средней части пролета балки шаг поперечных стержней 30 см.

2) Расчет на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами должен производиться из условия:

Q 0,3_w1b1R_bbh₀.

Коэффициент _w1, учитывающий влияние поперечной арматуры, определяют по формуле

_w1 = 1+5_w 1,3,

где коэффициент армирования _w=A_sw/(bs)= = 0,566/(2014) = 0,002.

Коэффициент приведения арматуры к бетону =E_s/E_b = 210000/23000 = 9,13

Тогда _w1 = 1+519,130,002 = 1,091<1,3.

Коэффициент _b1 , учитывающий влияние вида бетона, определяется по формуле _b1 = 1-R_b = 1-0,010,98,5 = 0,923. (=0,01 для тяжелого бетона)

Условие Q=117306 Н < 0,3_w1b1R_bbh₀ = 0,31,0910,9230,98,52042(100) = 193950 Н удовлетворяется. 163860228174,57.

Длина анкеровки продольной арматуры 25 мм А400 на свободных опорах достаточна ( l_an = 250 мм =10d = 1025 = 250 мм), а арматуры, обрываемой в пролете нет. Поэтому расчет на действие изгибающего момента по наклонному сечению не производится.

Армирование второстепенной балки выполняется в соответствии с рис. 1.7.

2. Проектирование внецентренно сжатых колонн

2.1 Сбор нагрузки

Грузовая площадь от перекрытий и покрытий при сетке колонн 6,85,8 м равна

А₁ = l₁l₂ =6,85,8 = 34м².

Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению здания _n = 0,95 :

g₁ = g₁^,A_1n = 6,35340,95 = 205,105 кН;

от ригеля - g₂ = (g₂'/l₂)A₁ = (7,315/5,0)34 = 49,742 кН;

от стойки сечением bh = 0,60,6 м, l = 4,4 м:

g₃ = bhl_fn = 0,60,64,4251,10,95 = 41,382 кН,

здесь g₁' и g₂' - расчетные постоянные нагрузки на 1 м² перекрытия и на 1 м длины ригеля.

Итого: G₁ = g₁ + g₂ + g₃ = 205,105+49,742+41,382 = 296,229 кН.

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом _n = 0,95 :

v₁ = v₁'A_1n = 19,2340,95 = 620,16 кН;

в том числе длительная 13,44340,95 = 434,112 кН;

кратковременная 5,76340,95 = 186,048 кН;

здесь v₁' - расчетная временная нагрузка на 1 м² перекрытия.

Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит g₄' = 5,0 кН/м² составит

g₄ = g₄'A_1n = 5,0340,95 = 161,5 кН;

от ригеля: g₂ = 49,742 кН;

от стойки: g₃ = 41,382 кН;

Итого: G₂ = g₄ + g₂ + g₃ = 161,5+49,742+41,382 = 252,624 кН.

Временная нагрузка снеговая для заданного района с учетом коэффициента надежности по нагрузке _f = 1,4 и по назначению здания _n = 0,95 :

v₂ = S_rA_1n =1,5341,40,95 = 67,83 кН;

в том числе длительная 0,567,83 = 33,915 кН;

кратковременная 0,567,83 = 33,915 кН;

здесь S_r = 1,5 - вес снегового покрова на 1 м² перекрытия для IV района.

2.2 Определение продольных сил от расчетных нагрузок в сечениях колонны первого этажа

Рассматривают две схемы загружения ригеля (1+1) и (1+2). Продольная сила в расчетном сечении колонны первого этажа от полной расчетной нагрузки при схеме загружения ригеля (1+1)

N = (G₁ + v₁)n + G₂ + v₂ = (296,229+620,16)3+252,624+67,83 = 3069,621 кН.

от длительной нагрузки N_l = (296,229+434,112)3+252,624+33,915 = 2477,562 кН.

Продольная сила, соответствующая загружению ригеля по схеме (1+2), меньше максимальной на значение временной нагрузки, отсутствующей на одном из пролетов ригеля. Продольная сила от полной нагрузки равна

N = 3069,621 - 620,16/2 = 2759,541 кН.

от длительной нагрузки N_l = 2477,562-434,112/2 = 2260,506 кН.

Эпюра продольных сил изображена на рис. 3.1,а.

Определение изгибающих моментов в сечениях колонны от расчетных нагрузок.

Изгибающие моменты в сечениях колонны определяют по разности абсолютных значений опорных моментов ригелей в узле М, которая распределяется между стойками, примыкающими к узлу снизу и сверху: в средних этажах поровну М=0,5М, в первом этаже М=0,4М, в верхнем этаже М=М.

Вычисляют опорные моменты ригеля перекрытия первого этажа рамы при загружении (1+2):

от полной нагрузки М₂₁ = -647,898 кНм, М₂₃ = -211,312 кНм;

от длительной нагрузки М₂₁ = (g+v) l ² = -(0,118637,477+0,104963,84)6,8² = -515,187 кНм.

М₂₃ = -(0,088637,477+0,013763,84)6,8² = -193,98 кНм.

Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы:

при полной нагрузке - М = 647,898-211,312 = 436,586 кНм;

при длительной нагрузке - М = 515,187-193,98 = 321,207 кНм.

Изгибающий момент в верхнем сечении колонны первого этажа:

от полной нагрузки М = 0,4М = 0,4436,586 = 174,634 кНм

от длительной нагрузки М₁ = 0,4М = 0,4321,207 = 128,48 кНм.

Изгибающий момент в нижнем сечении колонны первого этажа:

от полной нагрузки М = 0,2М = 0,2436,586 = 87,317 кНм

от длительной нагрузки М₁ = 0,2М = 0,2321,207 = 64,24 кНм.

Изгибающие моменты в верхнем сечении колонны первого этажа, соответствующие максимальным продольным силам, при загружении пролетов ригеля по схеме (1+1):

от полной нагрузки -

М = (0,1186 - 0,0886)128,6776,8² = 178,5 кНм;

М = 0,4178,5 = 71,4 кНм

от длительной нагрузки

М = (0,1186 - 0,0886) 101,317 6,8² = 140,547 кНм;

М_l = 0,4 140,547 = 56,219 кНм.

Изгибающие моменты в нижнем сечении колонны:

М = 0,2х178,5 = 35,7 кНм,

М_l = 0,2х140,547 = 28,11 кНм.

Эпюра моментов колонны изображена на рис 3.1,б.

Выбор бетона и арматуры, определение расчетных характеристик материалов.

Для колонны принимается тяжелый бетон класса В 15 с расчетными характеристиками: R_b = 8,5 МПа, R_bt = 0,75 МПа, _b2 = 0,9, E_b = 20500 МПа.

Продольная арматура из стали класса А400: R_s = 280 МПа; E_s = 210000 МПа

Расчет прочности колонны первого этажа

Рассматривают две комбинации расчетных усилий:

N_max = 3069,621 кН и соответствующий момент М = 71,4 кНм, в том числе от длительных нагрузок N_l = 2477,562 кН и М_l = 56,219 кНм.

М_max = 237,2 кНм и соответствующее значение N = 2310,5 кНм, в том числе от длительных нагрузок М_l = 128,48 кНм и N_l = 2260,506 кН.

Подбор сечений симметричной арматуры А_s = А_s' выполняют по двум комбинациям усилий и принимают большую площадь сечения.

Ограничимся расчетом по второй комбинации усилий.

Рабочая высота сечения колонны h₀ = h -a = 60-4 = 56 см, ширина сечения b = 60 см.

Расчетную длину колонны l ₀ принимают равной высоте этажа 4,4 м.

Вычисляют эксцентриситет продольной силы

е₀ = M/N = 17463,1/2759,541 = 6,328 см.

Случайный эксцентриситет принимается большим из следующих значений:

е_а = h/30 = 60/30 = 2 см,

е_а = l/600 = 440/600 = 0,733см,

е_а = 1 см.

Так как эксцентриситет силы е₀ = 6,328 см больше случайного эксцентриситета е_а=2 см, он и принимается для расчета статически неопределимой системы.

Определяем значение моментов в сечении относительно оси, проходящей через центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры:

при полной нагрузке М₁ = М + N(0,5h - а) =

= 174,631 + 2759,541(0,50,6-0,04) = 892,11 кНм;

при длительной нагрузке М_1l = М₁ + N₁(0,5h - а)=

= 128,48 + 2260,506(0,50,6-0,04) = 716,21 кНм.

Вычисляем гибкость колонны :

= l₀/i = 440/17,34 = 25,37 > 14,

где i = 0,289h = 0,28960 = 17,34 см - радиус ядра сечения.

При расчете гибких (>14) внецентренно сжатых элементов следует учитывать влияние прогиба на прочность путем умножения начального коэффициента е₀ на коэффициент продольного изгиба, определяемый по формуле: =1/(1 - N/N_cr),

где N_cr - условная критическая сила, зависящая от геометрических характеристик, деформативных свойств материалов, эксцентриситета продольной силы, длительности действия нагрузки, количества арматуры.

Выражение для определения условной критической силы при прямоугольном сечении с симметричном армировании А_s = А_s' (без предварительного напряжения) с учетом, что

I = Ai², I_s = ₁A(h/2 -a)², ₁ = 2A_s/A

имеет вид:

Коэффициент _l, учитывающий длительность действия нагрузки на прогиб элемента, составляет:

_l = 1+М_1l /М₁ = 1+716,21/892,11 = 1,803;

где = 1 для тяжелого бетона.

Значение относительного эксцентриситета _е = е₀/h = 6,328/60 = 0,105 сравниваем с _e,min, который определяется по формуле:

_e,min = 0,5 - 0,01l₀/h - 0,01R_b = 0,5-0,01440/60-0,010,98,5 = 0,3502;

принимаем _e = 0,3502.

Коэффициент приведения арматуры к бетону

= E_s/E_b = 210000/20500 = 10,244.

Предварительно принимаем коэффициент армирования ₁ = 2A_s/A = 0,01 и вычисляем критическую силу:

Вычисляем коэффициент продольного изгиба =1/(1-2759,541/30903,8) = 1,098<2,5

Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести наименее сжатой арматуры составляет:

е = е₀ + h/2 - a = 6,3281,098+60/2 - 4 = 32,95 см.

Определяем граничную высоту сжатой зоны бетона по формуле

Здесь = 0,85 - 0,0080,98,5 = 0,789 - характеристика сжатой зоны бетона,

_SR - напряжение в арматуре, принимаемое для арматуры класса А400 равным R_s = 280 МПа; _SC,U - предельное напряжение в арматуре сжатой зоны. _SC,U = 500 МПа, так как _b2 < 1;

Вычисляем:

Имеем случай малых эксцентриситетов.

Определяем площадь сечения продольной арматуры по формуле:

Принимаем 325 А400 с A_s = 14,73 см².

Определяем коэффициент армирования:

=214,73/(6060)=0,00818 > _min = 0,004.

Для определения условной критической силы N_cr было принято значение ₁ = 0,01.

=0,01-0,00818=0,001820,005

Перерасчет можно не делать.

2.4 Расчет консоли колонны

Ригель опирается на железобетонную консоль колонны.

Опорное давление Q = 532,85 кН.

Расчетные данные:

бетон класса В 15 (R_b=8,5 МПа, R_bt = 0,75 МПа, _b2 = 0,9, E_b = 20500 МПа);

арматура класса А400 (R_s = 280 МПа; R_sw=225 МПа; E_s = 210000 МПа);

ширина консоли равна ширине колонны b_c = 60 см; ширина ригеля b_bm = 35 см.

Принимаем длину опорной площадки l =30 см при ширине ригеля 35 см и проверяем условие смятия под концом ригеля:

Q/(lb_bm) = 532850/(3035(100)) = 5,075 МПа < _b2R_b = 0,98,5 = 7,65 МПа.

Вылет консоли с учетом зазора с = 5 см составит

l₁ = l + c = 30+5 = 35 см,

при этом расстояние от грани колонны до силы Q равно:

a₁ = l₁ - l/2 =35-30/2 = 20 см.

Высоту сечения консоли у грани колонны принимают равной

h = (0,70,8)h_bm; h = 0,885 = 68 см ? 70 см.

При угле наклона сжатой грани колонны =45^о высота консоли у свободного края

h₁ = 70 - 35 = 35 см = h/2 (h₁ = 35 h/3 = 70/3 = 23,3).

Рабочая высота сечения консоли h₀ = h - a = 70 - 3 = 67 см

Так как l₁ = 35 см < 0,9h₀ = 0,967 = 60,3 см - консоль короткая.

Рабочую высоту сечения короткой консоли в опорном сечении определяют из условия Q 1,5R_btbh₀²/a₁, где правую часть неравенства принимают не более 2,5R_btbh₀.

Проверяем высоту сечения короткой консоли в опорном сечении:

1,5R_btbh₀²/a₁ = 1,50,90,756067²(100)/20 = 1363533,75 Н;

2,5R_btbh₀ = 2,50,90,756067(100) = 678375 Н;

Q = 532,85 кН 678,375 кН - условие удовлетворяется.

Изгибающий момент консоли у грани колонны:

М = Qa₁ = 532,850,2 = 106,57 кНм.

Площадь сечения продольной арматуры консоли подбирают по изгибающему моменту у грани колонны, увеличенному на 25%

А_s = 1,25М/(R_sh₀) = 1,2510657000/(2800,967(100)) = 7,89 см².

Принято 320 А-400 с А_s = 9,42 см².

Короткие консоли высотой сечения h = 70 см > 2,5а₁ = 2,520 = 50 см армируют горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями (при h < 2,5а₁ консоль армируют только наклонными хомутами по всей высоте).

Горизонтальные хомуты принимаем 8 А-400.

Шаг хомутов консоли должен быть не более 150 мм и не более

h/4 = 70/4= 17,5 см; принимаем шаг s = 15 см.

Минимальная площадь сечения отогнутой арматуры

А_s,inc = 0,002bh₀ = 0,0026067 = 8,04 см²,

принимаем 320 А-400 с A_s = 9,42 см².

Диаметр отогнутых стержней принимают не более 25 мм и не более 1/15 длины отгиба: d_inc = 20 мм < 25 мм, d_inc = 20 мм< l_inc/15 = 351,41/15 = 32,9 мм - условия соблюдаются.

2.5 Конструирование арматуры колонны

Колонна армируется пространственными каркасами, образованными из плоских сварных каркасов с продольной рабочей арматурой 25 А-400.

Поперечная арматура назначается конструктивно. По условию технологии контактной точечной сварки при диаметре продольной арматуры 25 мм, наименьший диаметр поперечных стержней 8 мм. Расстояние между поперечными стержнями сварных каркасов должно быть не более 20d = 20х25 = 500 мм (d - наименьший диаметр сжатых продольных стержней), не более стороны колонны (600 мм) и не более 500 мм.

Принимаем поперечную арматуру 8 А240 с шагом s=500 мм.

Техническими правилами по экономному расходованию основных строительных материалов рекомендуется выполнять колонны многоэтажных зданий без стыков на несколько этажей. Из условия удобства производства работ стыки колонн назначают на 1,0 - 1,2 м выше перекрытия.

Колонна четырехэтажной рамы расчленяется на 2 элемента длиной в 2 этажа каждый (приблизительно) . Расчет колонны всех этажей выполняется аналогично. Обычно бетонное сечение колонны оставляют постоянным, а площадь сечения арматуры изменяют по этажам с соответствии с уменьшением нагрузки.

Экономичный стык колонны с минимальной затратой металла осуществляют путем ванной сварки выпусков продольной арматуры, расположенных в специальных подрезках, и последующим замоноличиванием этих подрезок. Таким образом обеспечивают прочность стыка, равную прочности колонн в стадии эксплуатации.

Концы колонн усиливаются поперечными сетками из проволоки Вр-I (косвенное армирование).

Сварные сетки конструируют, соблюдая следующие требования:

а) размеры ячеек должны быть не менее 45 мм и не более 100 мм, не более b/4;

б) шаг сеток следует принимать не менее 60 мм и не более 150 мм, не более b/3;

Принимаем 4 сетки , шаг сеток 100 мм.

Схема армирования колонны показана на рис. 3.2.



3. Расчет фундамента

Расчет фундамента состоит из двух частей:

1) расчета основания (определяют форму и размер подошвы);

2) расчета тела фундамента (определяют высоту фундамента, размеры его ступеней и сечения арматуры).

Центрально напряженные фундаменты проектируют квадратными в плане. По форме они могут быть ступенчатыми или пирамидальными. Последние экономичнее по расходу материалов, но сложнее в изготовлении и применяются реже.

Размеры подошвы фундамента определяются при условии, что среднее давление под ней не превышает условного расчетного сопротивления грунта. При этом считают давление под подошвой фундамента равномерно распределенной.

Предварительно площадь подошвы фундамента определяют по формуле

A = N_n / (R_o - H₁) = 2669,23610³ / (0,27510⁶ - 201,3510³) = 10,763 м²,

здесь H₁ - глубина заложения фундамента, м.

Принимая предварительно высоту фундамента равной Н = 120 см , определяем глубину заложения фундамента Н₁ = 120+15 = 135 см.

Размер стороны квадратной подошвы

Принимаем а = 3,3 м (кратным 0,3 м).

Вычисляем давление на грунт от расчетной нагрузки

p = N / A = 3069,621 / (3,33,3) = 281,875 кН/м².

Высоту фундамента определяют из условия его прочности на продавливание в предположении, что продавливание происходит по поверхности пирамиды, боковые стороны которой начинаются у колонны и наклонены под углом 45⁰ к вертикали. В качестве расчетной продольной силы F принимают силу N за вычетом отпора грунта р, распределенного по площади нижнего основания пирамиды продавливания:

F = N - p(h_col + 2h₀)² .

Условие прочности на продавливание имеет вид:

F _bR_btu_mh₀,

здесь u_m -- среднее арифметическое между периметрами оснований пирамиды продавливания.

Рабочая высота центрально нагруженного фундамента с квадратной подошвой может быть вычислена по приближенной формуле, выведенной из последних условий:

Полная высота фундамента устанавливается из условия:

1) продавливания H = h₀ + a = 60+5 = 65 см;

2) жесткой заделки колонны в фундаменте H=1,5h_col+5+20 = 1,560+25= 115 см;

3) достаточной анкеровки продольной сжатой арматуры колонны 25 А_400 в бетоне В15 : H = l_an + 25 = 61,18+25 = 86,18 см.

где

l_an=(0,5280/8,5+8) 25 = 611,76 мм > 1225 = 300 мм > 200 мм.

Принимаем окончательно фундамент высотой H = 120 см, h₀ = 115 см.

При Н >90 см фундамент проектируют трехступенчатым с толщиной ступени

(3 40). Толщина дна стакана 30+5 = 35 см. (рис. 3.3).

Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента

h₀₂ = 40-5 = 35 см условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающемся в сечении III-III для единицы ширины этого сечения (b = 1 м):

Q = 0,5(a - h_col - 2h₀)bр = 0,5(3,3-0,6-21,15)281,875 = 56,375 кН.

Q = 56375 Н < 0,6_b2R_btbh₀₂ = 0,60,90,7510035(100) = 141750 Н - условие прочности удовлетворяется.

Ступени фундамента работают под воздействием реактивного давления грунта р снизу подобно консолям, заделанным в массив фундамента.

Армирование фундамента по подошве определяют расчетом по нормальным сечениям I-I и II-II; значения изгибающих моментов в этих сечениях как в консольных балках:

М_I = 0,125р(а-h_col)²b = 0,125281,875(3,3-0,6)²3,3 = 847,63 кНм;

М_II = 0,125р(а-a₁)²b = 0,125281,875(3,3-1,7)²3,3 = 297,66 кНм;

где a₁ - ширина верхней ступени, b - ширина подошвы фундамента, b=a=3,3 м.

Требуемую площадь сечения арматуры, воспринимающую растягивающие напряжения при изгибе в сечении I-I на всю ширину фундамента, определяют из условия M_I = R_sA_s1z₁, приняв z₁ = 0,9h₀;

А_s1 = M_I/(0,9h₀R_s) = 847,6310⁵/(0,9115280(100)) = 29,25 см²

Аналогично для сечения II-II: А_s2 = M_II/(0,9h₀₁R_s) = 297,6610⁵/(0,975280(100)) = 15,75 см².

Из двух значений выбираем большее, по которому и производят подбор диаметра и количество стержней. Вначале задают шаг стержней (150…200 мм), затем определяют их количество, на единицу больше числа шагов. Деля А_s на число стержней, получают требуемую площадь одного стержня, по которой подбирают диаметр ( ? 12 мм).

Задаемся шагом стержней s = 150 мм. Число шагов 22, число стержней 23, площадь одного стержня 1,27см², площадь всех стержней 29,25 см².

Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 23 14 А-400 с шагом s = 15 см (A_s = 35,42 см²).

Марка сетка

Проверяем проценты армирования расчетных сечений:

₁=A_s100/(b₁h₀) = 35,42100/(170115) = 0,18%;

₂=A_s100/(b₂h₀₁) = 35,42100/(25075) = 0,19%;

что больше _min=0,05% (для изгибаемых элементов).

Схема армирования показана на рисунке 3.1.

Размещено на Allbest.ru

...