Многоэтажное промышленное здание из железобетонных конструкций

Тип работы:
Курсовая
Предмет:
Строительство


Узнать стоимость

Детальная информация о работе

Выдержка из работы

Министерство образования Республики Беларусь

Белорусский государственный университет транспорта

Факультет «Промышленное и гражданское строительство»

Кафедра «Строительные конструкции, основания и фундаменты»

ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

к курсовому проекту

по дисциплине «Железобетонные конструкции»

на тему:

«Многоэтажное промышленное здание из железобетонных конструкций»

Выполнила Проверил

студентка группы ПС-31 ассистент

Казаченко М. В. Прасол А.В.

Гомель, 2012

Содержание

Введение

1. Компоновка элементов сборного перекрытия

2. Подбор плиты перекрытия

2.1 Сбор нагрузок

2.2 Назначение марки плиты

3. Расчёт ригеля

3.1 Сбор нагрузок и подбор сечения

3.2 Статический расчёт

3. 3 Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил

3.4 Конструктивный расчёт

3.4.1. Подбор продольной арматуры и расчёт несущей способности ригеля

3.4. 2 Подбор поперечной арматуры

3.4.3. Построение эпюры материалов и определение мест обрыва продольных стержней

3.5 Расчёт по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси ригеля

3. 6 Расчёт прогиба ригеля

3. 7 Расчёт стыка ригеля с колонной

4. Расчёт колонны

4.1 Расчётно-конструктивная схема

4. 2 Конструирование колонн

4. 3 Расчёт колонны

4. 4 Расчёт консоли колонны

4. 5 Расчёт стыка колонн

5. Проектирование фундаментов

5.1 Определение размеров подошвы

5.2 Расчёт тела фундамента

5.2.1 Определение общей высоты

5.2.2 Расчёт на раскалывание

5.2.3 Проверка прочности нижней ступени

5.2. 4 Расчёт арматуры

5.2.5. Проверка прочности дна стакана на продавливание

6. Расчёт и конструирование элементов монолитного перекрытия

6.1 Конструктивная схема

6.2 Расчёт плиты

6. 3 Расчёт второстепенной балки

6.3. 1 Определение размеров поперечного сечения

6.3.2 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил

6.3. 3 Подбор продольной арматуры балки

6.3. 4 Расчёт поперечной арматуры балки

6.3.5 Построение огибающей эпюры моментов, эпюры материалов и определение мест обрыва продольных стержней

Литература

Введение

Проектируются несущие конструкции 5-ти этажного здания без подвала. Здание прямоугольное в плане с размерами в осях 18*42м. Здание запроектировано в неполном каркасе с наружными стенами из силикатных камней толщиной 510 мм. Выбрана раскладка плит перекрытий с продольным расположением ригелей. Шаг колонн 6 м, ригелей 6 м. Высота этажа 4,6 м. Колонны квадратного поперечного сечения 0,4*0,4 м, ригели прямоугольного поперечного сечения 0,7*0,3 м. Плиты перекрытия опираются наверх балок, балки опираются на консоли колонн. Фундаменты монолитные железобетонные со стаканами для сопряжения с колоннами. Вариант монолитного перекрытия запроектирован с распределением главных балок поперёк здания, а второстепенных — вдоль здания.

1. Компоновка элементов сборного перекрытия

Балочные сборные перекрытия представляют собой систему балок (ригелей), расположенных в одном или двух направлениях и опирающихся на них плит перекрытий.

Балки опираются на колонны. Так как проектируется здание с неполным каркасом, то балки в крайних пролётах одним концом опираются на промежуточные колонны каркаса, другим — на наружные несущие стены.

Привязка колонн к разбивочным осям здания — осевая.

Компоновка перекрытий заключается в выборе типа, направления и пролётов ригеля, назначения шага колонн, выборе типа и ширины плит.

В данном курсовом проекте для перекрытия многоэтажного производственного здания применим унифицированные сетки колонн 6×9м, шаг колонн равен 6 м, и высоту этажа (от пола до пола) 4,6 м.

Сечение ригеля назначаем прямоугольным в сжатом или растянутом состоянии. Расположение полки ригеля в растянутой зоне позволяет уменьшить строительную высоту перекрытия.

Тип плит назначается в зависимости от полезной нагрузки и вида потолка. При временных нагрузках до 11 кПа и выше принимаем ребристые плиты (ребрами вниз) высотой 400 мм, шириной 1000−1600мм (также кратной 200мм) и шириной 1500 м. Нагрузка от ребристых плит на ригель передаётся в местах опирания рёбер. Для упрощения статического расчёта ригеля ребристые плиты раскладывают таким образом, чтобы количество мест опирания по длине ригеля было не менее 4. В таком случае нагрузка принимается как равномерно распределённая вдоль ригеля.

Ширина принимаемых в проекте плит должна обеспечивать минимум их типоразмеров и увязываться с грузоподъёмностью транспортных средств и монтажных кранов. При раскладке плит необходимо учитывать, что колонны препятствуют свободной раскладке, поэтому в местах их расположения устанавливают специальные плиты, имеющие вырез.

Разрабатываем две схемы расположения плит перекрытий, производим их сравнение и принимаем одну, по которой далее будем выполнять расчёты.

Таблица 1- Технико — конструктивное сравнение

Показатели

Расположение ригелей

продольное

поперечное

1. Общее количество плит и их типы размещения

90: 12(1. 0*6. 0);

78(1. 5*6. 0)

91:

28(1. 0*6. 0);

63(1. 5*6. 0)

2. Количество ригелей и их типы размеров

14(700*300)

18(700*300)

3. Количество стыков ригелей с колоннами

24

24

Согласно сравнительным показателям, следует выбрать продольное расположение ригелей, но для простоты расчёта выбираю поперечное расположение ригелей.

2. Подбор плиты перекрытия

Плиты перекрытий подбираются по каталогам или типовым сериям в зависимости от действующей на перекрытие полной нагрузки.

Плиты опираются свободно одним концом на ригель, другим — на ригель или стену. Расчётный пролёт принимают равным расстоянию между центрами опорных площадок. Нагрузки складываются из постоянных и временных, в том числе кратковременно и длительно действующих.

2. 1 Сбор нагрузок

Таблица 2. 1- Нагрузки, действующие на плиту перекрытия

Таблица 2. 1- Нагрузки, действующие на плиту перекрытия

Вид нагрузки

Нагрузки кН/м

Нормативные

Коэффициент безопасности по нагрузке

Расчетные

ПОСТОЯННЫЕ

1. Пол

0,5

1,35

0,675

2. Плита перекрытия

(ребристая)

0,5

1,35

2,97

Итог

2,7

3,645

ПЕРЕМЕННЫЕ

3. Стационарное оборудование

12

1,5

18

4. Вес людей и материалов

2

1,5

3

Итог

14

21

СУММАРНЫЕ

5. Полные

16,7

24,645

6. В т. ч. длительные

14,7

21,645

2.2 Назначение марки плиты

Марку плиты перекрытия назначаем по каталогу или серии, учитывая полную расчетную нагрузку, конструктивную длину и ширину плиты. Несущая способность подобранной плиты перекрытия должна быть больше полной расчетной нагрузки. Принимаем ребристые плиты с толщиной 400 мм шириной 1000 мм и 1500 мм, длиной 6000 мм.

3. Расчет ригеля

3.1 Сбор нагрузок и подбор сечения

Кроме нагрузок, приведенных в табл. 2. 1, необходимо учесть нагрузку от собственного веса неразрезного ригеля. Сечения его достаточно

точно можно определить по формулам:

— рабочая высота сечения d определяется по формуле:

;

— ширина

,

где,

М — расчетный изгибающий момент для свободно опертой балки наибольшего из пролетов без учета нагрузки от её собственного веса, кН*м;

fcd — расчетная прочность бетона, fcd =16.7 МПа (класс бетона) q=qплl=24. 645×6=147. 87 кН/м

М=ql2/8=147. 87×62/8=665. 415 кН/м;

получим:

В соответствии с полученными значениями нагрузок, принимаем ригель с размерами 70×30 см.

Нагрузки от собственного веса ригеля:

Нагрузки, действующие на ригель, сводятся в таблицу 3.1.

Таблица 3.1 — Нагрузки действующие на ригель

Вид нагрузки

Нагрузки кН/м

Нормативные

Коэффициент безопасности по нагрузке

Расчетные

ПОСТОЯННЫЕ

1. Пол

3

1,35

4,05

2. Плита перекрытия

(ребристая)

3

1,35

4,05

3. Ригель (h=0,7 м; b=0,3м)

5,25

1,35

7,088

Итог

11,25

15,19

ПЕРЕМЕННЫЕ

4. Стационарное оборудование

72

1,5

108

5. Вес людей и материалов

12

1,5

18

Итог

84

126

СУММАРНЫЕ

6. Полные

95,25

141,19

7. В т. ч. длительные

83,25

123,19

3.2 Статический расчёт

Изгибающие моменты в пролетном и опорном сечениях определяются по формуле

где,

б и в — табличные коэффициенты, зависящие от характера загружения неразрезной балки;

g и p — соответственно величины постоянной и переменной равномерно распределенных нагрузок;

l — пролет ригеля.

Результаты определения максимальных моментов на опорах и серединах пролетов приведём в таблицу 3. 2

Таблица 3.2 — Максимальные изгибающие моменты в ригеле

Загружение

Пролётные моменты

Опорные моменты

номер

индекс

схема

М1

М2

М3

-МВ

-МС

2

320

501,9

-213,1

--

281,5

281,5

310

3

330

-69,7

353,9

--

281,5

281,5

310

4

340

--

--

--

585,4

204,4

310

409,8*

248

2) М1 =(0,08*15,19+0,101*126)*62=501,88 кН/м;

М2 =(0,025*15,19−0,05*126)*62=-213,1 кН/м;

3) М1 =(0,08*15,19−0,025*126)*62=-69,7 кН/м;

М2 =(0,025*15,19+0,075*126)*62=353,9 кН/м;

2) МВ =(0,100*15,19+0,05*126)*62=281,5 кН/м;

3) МВ =(0,100*15,19+0,05*126)*62=281,5 кН/м;

4) МВ =(0,100*15,19+0,117*126)*62=585,4 кН/м;

2) МС =(0,100*15,19+0,05*126)*62=281,5 кН/м;

3) МС =(0,100*15,19+0,05*126)*62=281,5 кН/м;

4) МС =(0,100*15,19+0,033*126)*62=204,4кН/м.

3.3 Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил

Вычисления велись в табличной форме и результаты приведены в табличной форме.

Таблица 3.3 — Вычисление M и V при загружении № 2

Формула или обозначения

Результаты вычислений

для 1-го пролета

для 2-го пролета

l, м

6

6

g, кН/м

15,19

15,19

p, кН/м

126

126

q = g+p, кН/м

141,19

----

q=g, кН/м

----

15,19

Msup, l, кН*м

0

281,5

Msup, r, кН*м

281,5

281,5

VM = (Msup, r — Msup, l)/l, кН

46,92

0

О

0

0,25

0,5

0,75

1

0

0,25

0,5

0,75

1

1 — о

1

0,75

0,5

0,25

0

1

0,75

0,5

0,25

0

о (1 — о)

0

0,19

0,25

0,19

0

0

0,19

0,25

0,19

0

1 — 2о

1

0,5

0

-0,5

-1

1

0,5

0

-0,5

-1

Mlt = Msup, l (1 — о), кН*м

0

0

0

0

0

281,5

211,13

140,75

70,38

0

Mrt = Msup, rо, кН*м

0

70,38

140,75

211,13

281,5

0

70,38

140,75

211,13

281,5

M = ql2о (1 — о)/2 — Mlt — Mrt, кН*м

0

406,14

494,61

265,39

-281,5

-281,5

-230,23

-213,2

-230,23

-281,5

V = ql (1 — 2о)/2 — VM, кН*м

376,65

164,87

-46,92

-258,7

-470,49

45,57

22,79

0

-22,79

-45,57

Таблица 3.4 — Вычисление M и V при загружении № 3

Формула или обозначения

Результаты вычислений

для 1-го пролета

для 2-го пролета

l, м

6

6

g, кН/м

15,19

15,19

p, кН/м

126

126

q = g+p, кН/м

----

141,19

q=g, кН/м

15,19

----

Msup, l, кН*м

0

281,5

Msup, r, кН*м

281,5

281,5

VM = (Msup, r — Msup, l)/l, кН

46,92

0

о

0

0,25

0,5

0,75

1

0

0,25

0,5

0,75

1

1 — о

1

0,75

0,5

0,25

0

1

0,75

0,5

0,25

0

о (1 — о)

0

0,19

0,25

0,19

0

0

0,19

0,25

0,19

0

1 — 2о

1

0,5

0

-0,5

-1

1

0,5

0

-0,5

-1

Mlt = Msup, l (1 — о), кН*м

0

0

0

0

0

281,5

211,13

140,75

70,38

0

Mrt = Msup, rо, кН*м

0

70,38

140,75

211,13

281,5

0

70,38

140,75

211,13

281,5

M = ql2о (1 — о)/2 — Mlt — Mrt, кН*м

0

-19,11

-72,4

-159,86

-281,5

-281,5

195,02

353,86

195,02

-281,5

V = ql (1 — 2о)/2 — VM, кН*м

-1,35

-24,13

-46,92

-69,7

-92,49

423,57

211,79

0

-211,79

-423,57

Таблица 3.5 — Вычисление M и V при загружении № 4

Формула или обозначения

Результаты вычислений

для 1-го пролета

для 2-го пролета

l, м

6

6

g, кН/м

15,19

15,19

p, кН/м

126

126

q = g+p, кН/м

141,19

141,19

q=g, кН/м

----

----

Msup, l, кН*м

0

409,8

Msup, r, кН*м

409,8

248,3

VM = (Msup, r — Msup, l)/l, кН

68,3

-26,92

о

0

0,25

0,5

0,75

1

0

0,25

0,5

0,75

1

1 — о

1

0,75

0,5

0,25

0

1

0,75

0,5

0,25

0

о (1 — о)

0

0,19

0,25

0,19

0

0

0,19

0,25

0,19

0

1 — 2о

1

0,5

0

-0,5

-1

1

0,5

0

-0,5

-1

Mlt = Msup, l (1 — о), кН*м

0

0

0

0

0

409,8

307,35

204,9

102,45

0

Mrt = Msup, rо, кН*м

0

102,45

204,9

307,35

409,8

0

62,08

124,15

186,22

248,3

M = ql2о (1 — о)/2 — Mlt — Mrt, кН*м

0

374,1

430,46

169,17

-409,8

-409,8

-107,1

306,31

-187,84

-248,3

V = ql (1 — 2о)/2 — VM, кН*м

355,27

143,49

-68,3

-280,1

-491,87

450,49

238,7

26,92

-184,86

-396,65

3.4 Конструктивный расчет

3.4.1 Подбор продольной арматуры и расчет несущей способности ригеля

Арматура подбирается по максимальным пролетным и опорным изгибающим моментам с учетом их перераспределения и симметрии конструкции.

Расчет производим по альтернативной модели. Предварительно назначаем величину с=60 мм и определяем рабочую высоту сечения d. Для принятого класса бетона С25/30 fcd=16,7 МПа, класс арматуры S500, fyd = 450 МПа, класс по условиям эксплуатации ХС1; b= 300 мм, с= 60 мм, h= 700 мм, d = h-c = 700 — 60 = 640 мм.

Первый пролет.

Нижняя арматура: Мsd = 494,605 кН*м.

;

Относительная высота сжатой зоны бетона:

.

Предельное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

;

;

о=0,280< оlim=0,545.

Требуемая площадь арматуры:

.

Принимаем 2Ш18 мм площадью Аs1=5,09 см² и 2Ш32 мм, Аs2=16,09 см² с расположением арматуры в два ряда. Общая площадь арматуры Аs= Аs1+ Аs2 = 5,09+16,08 =21,18 см²

Расстояние от растянутых волокон до центра тяжести арматуры:

;

d = 700 — 65 =635 мм=0,635 м;

Проверка:

< оlim=0,545;

;

Mrd=515,14 кН*м> Мsd = 494,605 кН*м.

Несущая способность сечения при двух оборванных стержнях Ш18 мм составит (с=51; d=700 — 51 = 649 мм=0,649м):

;

;

Верхняя арматура: Мsd = 72,395 кН*м.

;

Относительная высота сжатой зоны бетона:

.

Предельное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

;

;

о=0,036< оlim=0,545.

Требуемая площадь арматуры:

.

Принимаем 2Ш14 мм площадью Аs1=3,08 см² с расположением арматуры в один ряд. Общая площадь арматуры Аs= Аs1= 3,08 см²

Расстояние от растянутых волокон до центра тяжести арматуры:

14/2 =15 +7= 22 мм;

d = 700 — 22 =678 мм=0,678 м;

Проверка:

< оlim=0,545;

;

Mrd=92,12 кН*м> Мsd = 72,395 кН*м.

Опора В.

Верхняя арматура: Мsd = 409,8 кН*м.

;

Относительная высота сжатой зоны бетона

;

о=0,225< оlim=0,545.

Требуемая площадь арматуры

;

Принимаем 2Ш20 мм площадью Аs1=6,28 см² и 2Ш28 мм, Аs2=12,32 см² с расположением арматуры в два ряда. Общая площадь арматуры Аs= Аs1+ Аs2 = 6,28+12,32 =18,6 см²

Расстояние от растянутых волокон до центра тяжести арматуры:

d = 700 — 64= 636 мм=0,636 м;

Проверка:

< оlim;

;

MRd=462,05 кН*м> Мsd = 409,8кН*м.

Несущая способность сечения при двух оборванных стержнях Ш20 мм составит (с=44мм; d=700 — 44 = 656 мм=0,656м):

;

;

Второй пролет.

Нижняя арматура: Мsd = 353,855 кН*м.

;

Относительная высота сжатой зоны бетона:

;

о=0,190 < оlim=0,545.

Требуемая площадь арматуры

;

Принимаем 2Ш20 мм площадью Аs1=6,28 см² и 2Ш22 мм, Аs2=7,6 см² с расположением арматуры в два ряда. Общая площадь арматуры Аs= Аs1+ Аs2 = 6,28+7,6 =13,88 см².

Расстояние от растянутых волокон до центра тяжести арматуры:

d = 700 — 57 = 643 мм=0,643 м;

Проверка:

< оlim;

;

Mrd=368,71 кН*м> Мsd = 353,855 кН*м.

Несущая способность сечения при двух оборванных стержнях Ш20 мм составит (с=36мм; d=700 — 36 = 664 мм=0,664м):

;

;

Верхняя арматура: Мsd = 213,145 кН*м.

.

Относительная высота сжатой зоны бетона:

о=0,11< оlim=0,545.

Требуемая площадь арматуры:

;

Принимаем 2Ш25 мм площадью Аs1=9,82 см² с расположением арматуры в один ряд. Общая площадь арматуры Аs= Аs1 = 9,82 см²

Расстояние от растянутых волокон до центра тяжести арматуры:

25/2 =25 +12,5= 37,5мм=38мм;

d = 700 — 38= 662 мм=0,662 м;

Проверка:

< оlim;

;

MRd=272,25 кН*м> Мsd = 213,145 кН*м.

Опора С.

Верхняя арматура: Мsd = 281,5 кН*м.

.

Относительная высота сжатой зоны бетона:

;

о=0,148< оlim=0,545.

Требуемая площадь арматуры:

;

Принимаем 2Ш28 мм площадью Аs1=12,32 см² с расположением арматуры в один ряд. Общая площадь арматуры Аs= Аs1 = 12,32 см²

Расстояние от растянутых волокон до центра тяжести арматуры:

28/2 =30 +14= 44 мм;

d = 700 — 44= 656 мм=0,656 м;

Проверка:

< оlim;

;

MRd=334,18 кН*м> Мsd = 281,5 кН*м.

Рисунок 3.4.1 — Поперечное сечение ригеля:

а — первый пролет; б — опора В; в — второй пролет; г — опора С

3.4. 2 Подбор поперечной арматуры

Поперечные стержни устанавливаются для обеспечения прочности наклонных сечений балки на действие поперечной силы.

Пролёт 1

Максимальная поперечная сила для левого приопорного участка (левой четверти пролета).

Необходимые расчетные величины: Vsd, l = 376,65 кН, d = 0,635 м,

2d = 1,27 м, Аs= 21,18 см² (2d32+2d18), b = 0,3 м, бетон класса С25/30,

fcd = 16,7 МПа, fcк = 25 МПа, fctd=1,2 МПа, арматура S240 fywd=157 МПа, число ветвей n = 2, зf =0, зN =0, зc2 =2, зc3 =0,6.

1. Проверяем необходимость расчета:

;

;

,

но не менее:

Поскольку Vsd = 376,65 кН> VRd, ct=108 кН, то необходима постановка

поперечной арматуры по расчету.

2. Подбор поперечной арматуры:

;

;

;

Шsw> Ш/4=32/4=8 мм, принимаем Ш=10 мм, для двух ветвей Аsw = 1,57 см²;

Конструктивные требования шага хомутов для приопорных участков

балки с высотой h> 450 мм:

s?h/3=700/3=233,3 мм, s?300 мм

Принимаем наименьшее значение s= 166 мм.

3. Проверка прочности:

Vrd = 395,94 кН> Vsd, l = 376,65 кН,

следовательно, прочность обеспечена.

4. Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами:

VRd, max = 1033,53 кН> Vsd, l = 376,65 кН,

следовательно, прочность обеспечена.

Максимальная поперечная сила для правого приопорного участка

(правой четверти пролета).

Необходимые расчетные величины: Vsd, r = 491,87*1,2=590,244 кН

d = 0,636 м, 2d = 1,272 м (2d28+2d20), Аst= 18,6 см², остальные данные берём из расчёта левого приопорного участка.

1. Проверяем необходимость расчета:

;

;

,

Поскольку Vsd =590,244 кН> VRd, ct=103 кН, то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.

2. Подбор поперечной арматуры:

;

;

Шsw> Ш/4=28/4=7 мм, принимаем Шsw8 мм, для двух ветвей Аsw =1,01 см²;

Конструктивные требования шага хомутов для приопорных участков балки с высотой h> 450 мм:

s?200мм, s?300 мм.

Принимаем наименьшее значение s= 50 мм

3. Проверка прочности:

Vrd = 607,83 кН > Vsd, l = 590,244 кН,

следовательно, прочность обеспечена.

4. Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами:

VRd, max = 947,56 кН> Vsd, l = 590,244 кН,

следовательно, прочность обеспечена.

Пролетный участок ригеля (средние четверти пролета). Максимальная поперечная сила.

Необходимые расчетные величины: V (3l/4), sd =(3Vr — Vl) /4=(3*590,244 — 376,65)/4=348,52 кН,

1. Проверяем необходимость расчета:

Vsd =348,52 кН > VRd, ct=108 кН,

необходима постановка поперечной арматуры по расчету.

2. Подбор поперечной арматуры:

;

;

;

Шsw=10мм, принимаем для двух ветвей Аsw = 1,57 см²;

Конструктивные требования шага хомутов для пролетного участка балки с высотой h> 450 мм:

s?3h/4=3*700/4=525 мм, s > 500 мм

Принимаем наименьшее значение s= 400 мм.

3. Проверка прочности:

VRd =372,57 кН > Vsd, l = 348,52 кН,

Следовательно, прочность обеспечена.

Пролёт 2

Максимальная поперечная сила для левого приопорного участка (левой четверти пролета).

Необходимые расчетные величины: Vsd, l = 450,4867 кН, d = 0,643 м,

2d = 1,286 м (2d22+2d20), Аs= 13,88 см², b = 0,3 м, бетон класса С25/30,

fcd = 16,7 МПа, fcк = 25 МПа, fctd=1,2 МПа, арматура S240 fywd=157 МПа, число ветвей n = 2, зf =0, зN =0, зc2 =2, зc3 =0,6.

1. Проверяем необходимость расчета:

;

;

,

но не менее

Vsd = 450,4867 кН> VRd, ct=94 кН,

необходима постановка поперечной арматуры по расчету.

2. Подбор поперечной арматуры:

;

;

;

Шsw> Ш/4=22/4=5,5 мм, принимаем Шsw=7 мм, для двух ветвей

Аsw =0,77 см²;

Конструктивные требования шага хомутов для приопорных участков

балки с высотой h> 450 мм:

s?h/3=700/3=233,3 мм, s?300 мм

Принимаем наименьшее значение s= 69 мм.

3. Проверка прочности:

Vrd = 454,29 кН> Vsd, l = 450,4867 кН,

следовательно, прочность обеспечена.

4. Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами:

VRd, max = 896,81 кН> Vsd, l = 450,4867 кН,

следовательно, прочность обеспечена.

Максимальная поперечная сила для правого приопорного участка

(правой четверти пролета).

Необходимые расчетные величины: Vsd, r = 423,57кН, d = 0,656 м,

2d = 1,312 м (2d28), Аst= 12,32 см², остальные данные берём из расчёта левого приопорного участка.

1. Проверяем необходимость расчета:

;

;

,

Поскольку Vsd =508,284 кН> VRd, ct=91 кН, то необходима постановка поперечной арматуры по расчету.

2. Подбор поперечной арматуры:

;

;

Шsw> Ш/4=28/4=7 мм, принимаем Шsw=9 мм, для двух ветвей Аsw =1,27 см²;

Конструктивные требования шага хомутов для приопорных участков балки с высотой h> 450 мм:

s?200мм, s?300 мм.

Принимаем наименьшее значение s= 130 мм

3. Проверка прочности:

Vrd = 436 кН > Vsd, l =423,57 кН,

следовательно, прочность обеспечена.

4. Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами:

VRd, max = 887,02 кН> Vsd, l = 423,57 кН,

следовательно, прочность обеспечена.

Пролетный участок ригеля (средние четверти пролета). Максимальная поперечная сила.

Необходимые расчетные величины: V (3l/4), sd =(3Vr — Vl) /4=(3*423,57 — 450,4867)/4=205,06 кН,

1. Проверяем необходимость расчета:

Vsd =205,06 кН > VRd, ct=91 кН,

необходима постановка поперечной арматуры по расчету.

2. Подбор поперечной арматуры:

;

;

;

Шsw=7мм, принимаем для двух ветвей Аsw = 0,77 см²;

Конструктивные требования шага хомутов для пролетного участка балки с высотой h> 450 мм:

s?3h/4=3*700/4=525 мм, s > 500 мм

Принимаем наименьшее значение s= 150 мм.

3. Проверка прочности:

VRd =258,68 кН > Vsd, l =205,06 кН,

Следовательно, прочность обеспечена.

Рисунок 3.4. 2- Схема армирования ригеля поперечными стержнями:

а) первый пролёт, б) второй пролёт.

3.4.3 Построение эпюры материалов и определение мест обрыва продольных стержней

,

где,

;

;

Определим точки теоретического обрыва крайнего ригеля:

Для пролетной арматуры: l=6,0 м; загружение № 2 (индекс 320), q=g+p=141,19 кН/м; Мsup, l=0; Мsup, r=281,5 кНм; М=417,82 кНм;

;

;

;

;.

Для арматуры на опоре B (1-я группа): загружение № 4 (индекс 340), q=g+p=141,19 кН/м; Мsup, l=0; Мsup, r=409,8 кНм; М=-334,18 кНм;

;

;

;

.

Для арматуры на опоре B (2-я группа): М=0; b=-0,4; c=0;

;

.

Определим точки теоретического обрыва среднего (второго) ригеля.

Для пролетной арматуры: l=6,0 м; загружение № 3 (индекс 330),

q= g+p=141,19 кН/м; Мsup, l=281,5 кНм; Мsup, r=281,5 кНм; М=326,01 кНм;

;

;

;

;.

Для обеспечения прочности наклонных сечений ригеля по изгибающим моментам обрываемые в пролете стержни продольной арматуры необходимо завести за точку теоретического обрыва на расстояние не менее lbd, определяемое по формуле:

.

Для пролетной арматуры крайнего ригеля обрываются стержни 218 класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры, принятая площадь сечения арматуры. По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки. Длина анкеровки обрываемых стержней:.

Минимальная длина анкеровки:

—;

—;

— h/2=700/2=350мм;

Окончательно принимаем lbd, 1=768мм.

Для арматуры опоры В крайнего ригеля обрываются стержни 220 класса S500:, принятая площадь сечения арматуры. По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки.

Длина анкеровки обрываемых стержней:.

Минимальная длина анкеровки:

—;

—;

— h/2=700/2=350мм;

Окончательно принимаем lbd, 5=672мм.

Для пролетной арматуры среднего ригеля обрываются стержни 220 класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры, принятая площадь сечения арматуры. По таблице Ж.2 базовая длина анкеровки.

Длина анкеровки обрываемых стержней:.

Минимальная длина анкеровки:

—;

—;

— h/2=700/2=350мм;

Окончательно принимаем lbd, 6=528мм.

3.5 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси ригеля

Значение предельно допустимой ширины раскрытия трещин при практически постоянном сочетании нагрузок (при постоянной и длительной нагрузках) (таблица 5. 1[]).

Расчет по раскрытию трещин сводится к проверке условия

,

где — расчетная ширина раскрытия трещин от практически постоянного сочетания нагрузок.

Определим ширину раскрытия трещин ригеля первого пролета при загружении № 2, которое вызывает наибольший изгибающий момент. Момент от нормативных длительных действующих нагрузок.

;

Геометрические характеристики.

Площадь сечения:

;

Центр тяжести бетонного прямоугольного сечения:

;

Момент инерции прямоугольного сечения относительно горизонтальной оси, проходящей через центр тяжести:

;

Момент инерции сечения на расстояние от центра тяжести сечения до центра тяжести растянутой арматуры:

;

Момент трещинообразования:

;

Коэффициент учитывающий неравномерность распределения относительных деформаций растянутой арматуры на участках между трещинами:

.

Процент армирования сечения:

,

больше 1%, следовательно, z=0,8d;

Напряжение:

;

Относительная деформация растянутой арматуры в сечении с трещиной:

;

Значение средней относительной деформации арматуры:

.

Эффективная площадь растянутой зоны сечения:

;

Эффективный коэффициент армирования равен:

;

Среднее расстояние между трещинами:

.

Расчетная ширина раскрытия трещин равна:

.

Ширина раскрытия трещин меньше допустимой:

.

3.6 Расчет прогиба ригеля

Проверку жесткости ригеля следует производить из условия:

,

где,

— прогиб ригеля от действия внешней нагрузки;

— предельно допустимы прогиб (приложение Е).

Для железобетонных элементов прямоугольного и таврового сечения с арматурой, сосредоточенной у верхней и нижней граней, и усилиями,

действующими в плоскости симметрии сечения, прогиб можно определять по формуле

,

где

— коэффициент, зависящий от схемы опирания плиты и характера нагрузки (таблица Ж. 1);

-максимальное значение расчетного момента при (от нормативной нагрузки);

— изгибная жесткость элемента, определяемая при длительном действии нагрузки.

Определим прогиб первого пролета при загружении № 2.

Из предыдущего расчета.

Геометрические характеристики сечения.

Эффективный модуль упругости бетона:

;

;

Высота сжатой зоны:

;

Момент инерции сечения без трещин в растянутой зоне:

Высота сжатой зоны:

Момент инерции сечения с трещинами:

Изгибаемая жесткость

Коэффициент определяем по 9-й строке таблицы Ж.1.

.

Величина прогиба

.

.

Жесткость ригеля обеспечена.

3.7 Расчет стыка ригеля с колонной

Узлы соединения ригелей между собой и с колонной должны обеспечивать восприятие опорных моментов и поперечных сил ригеля. Это достигается соединением опорной арматуры соседних ригелей и устройством в колоннах опорных консолей.

Стык ригеля с колонной должен обеспечить работу ригеля как неразрезной балки, а соединения стыка должны быть равнопрочны с основной конструкцией. Поэтому площадь стыковых стержней и закладных деталей ригеля принимается по опорной арматуре ригеля. Если стыковые стержни отличаются по классу стали от опорной арматуры, то перерасчет их сечения производится из условий равенства усилий, воспринимаемых опорной арматурой и стыковыми стержнями,

.

где,

и — сечение опорных и стыковых стержней;

fyd и fyd, j — класс стали опорных и стыковых стержней.

Сечение и размеры закладной детали (пластинки или уголка) принимаются конструктивно. Для проверки можно использовать формулу, определяющую минимальное поперечно сечение закладной детали:

,

где,

N — усилие, которое способно воспринимать опорные стержни,

(N= =fydAS);

AS — общее сечение опорных стержней;

Ry — расчетное сопротивление стали закладной детали.

Сварные швы, соединяющие закладные детали с опорной арматурой, и стыковые стержни с закладными деталями рассчитываются на усилие N. Длина сварных швов определяется по формуле:

.

Сжимающие усилия в обетонированном стыке воспринимаются бетоном, заполняющим полость между торцом ригеля и гранью колонны. В необетонированных стыках усилие N передается через сварные швы, прикрепляющие нижнюю закладную деталь ригеля к стально пластине консоли. Суммарная длина сварных швов

,

где T=Vf — сила трения от вертикального давления на опоре (f=0,15).

Расчет стыка ригеля с колонной.

Принимаем стыковые стержни равными опорной арматуре,, класс стали стыковых стержней S500, fyd=450 МПа.

;

Ry = 220 МПа.

Тогда минимальное поперчное сечение закладной детали

.

Принимаем: тип электрода (по ГОСТ 9467–75) — Э46, Э46А;

марка проволоки — Св-08ГА;

Rwf = 200 МПа.

kf = 7 мм. — катет сварного шва.

с = 1,1. — коэффициент условия работы.

wf = 1. — коэффициент условия работы шва.

Длина сварных швов

.

Сжимающие усилия в обетонированном стыке воспринимаются бетоном, заполняющим полость между торцом ригеля и гранью колонны. В необетонированных стыках усилие N передаётся через сварные швы, прикрепляющие нижнюю закладную деталь ригеля к стальной пластине консоли. Суммарная длина сварных швов:

Рисунок 3. -Соединение опорной арматуры с помощью ванной сварки:

1-выпуски арматуры ригеля;

2- вставка арматуры;

3- ванная сварка;

4-бетон омоноличивания.

4. Расчёт колонны

4.1 Расчётно — конструктивная схема

Колонны первого этажа рассматриваются как стойки с жестким защемлением в фундаменте и шарнирно-неподвижным закреплением в уровне междуэтажного перекрытия. Расчётная длина для такой схемы закрепления принимается от обреза фундамента до оси ригеля с коэффициентом 0,7. Колонны остальных этажей рассчитываются как стойки с шарнирно-неподвижным опиранием в уровнях перекрытий с расчётной длиной lо =Н, где Н- высота этажа.

Стыки колонн устраиваются в каждом этаже или через этаж. Ригели опираются на консоли колонн. Стык ригеля с колонной предусматривается жестким. Ввиду того, что жесткость ригеля выше жесткости колонн, влияние изгибающих элементов на несущую способность колонн незначительно. Однако при расчёте сжатых элементов всегда должен приниматься во внимание случайный эксцентриситет еа, эксцентриситет от неучтённых факторов, который суммируется с эксцентриситетом приложения продольной силы. Величину случайного эксцентриситета еа принимают как большую из следующих значений: 1/30 высота сечения элемента, 1/600 расчётной длинны, 20 мм для сборных колонн.

Для сокращения типоразмеров сборных элементов целесообразно назначать сечение колонн постоянным на всех этажах, за исключением подвального. Класс бетона назначается не ниже С12/15, а для сильно нагруженных — не ниже С20/25.

4.2 Конструирование колонны

Продольные стержни в поперечном сечении колонны размещают как можно ближе к поверхности элемента с соблюдением минимальной толщины защитного слоя, которая по требованиям норм должна быть не менее диаметра стержней арматуры и не менее 20 мм.

Колонны сечением 40*40см можно армировать четырьмя продольными стержнями, что соответствует наибольшему допустимому расстоянию между стержнями рабочей арматуры. При расстоянии между рабочими стержнями более 400 мм следует предусматривать промежуточные стержни по периметру сечения колонны.

Поперечные стержни в колонне ставят без расчёта, но с соблюдением требований норм. Расстояние между ними должно быть при сварных каркасах не более 20Шs, при вязаных -15Шs, но не более 500 мм. Расстояние между хомутами округляют до размеров, кратных 50 мм. Диаметр хомутов Шsw сварных каркасов должен назначаться из условий сварки. Диаметр хомутов Шsw вязаных каркасов должен быть не менее 5 мм и не менее 0,25 Шs.

Плоские сварные каркасы объединяют в пространственные с помощью поперечных стержней, привариваемых к угловым продольным стержням плоских каркасов.

сборный перекрытие изгибающий колонны

4.3 Расчёт колонны

Расчет нагрузок, действующих на колонну от покрытия и перекрытия сведём в таблицы 4.1 и 4.2.

Здание пятиэтажное без подвала, грузовая площадь 36 м²; высота этажей 4,6 м; нормативная полезная нагрузка 12 кН/м2; в том числе длительно действующая 10 кН/ м2.

Таблица 4. 1- Нагрузки на колонну, передаваемые с покрытия

Вид нагрузки

Величина нагрузки, кН

нормативная

f

расчетная

Постоянные

Слой гравия на битумной мастике

Гидроизоляционный ковер

Цементно-песчаная стяжка =20кН/м3; =20мм

Утеплитель =4кН/м3; =150мм

Пароизоляция

Плита покрытия

Ригель (b=30см, h=70см)

0,1636 = 5,76

0,136 = 3,6

0,23 620 = 14,4

0,15 436 = 21,6

0,0336 = 1,08

336 = 108

5,256= 31,5

1,35

1,35

1,35

1,35

1,35

1,35

1,35

7,78

4,86

19,44

29,16

1,46

145,8

42,53

Итого

Gк, 1=185,94

Gd, 1=251,03

Временные

Полная снеговая

В том числе длительная

Qк, 1=2,0*36=72

Qк, lt, 1=2,0*0,6*36=43,2

1,5

1,5

Qd, 1=108

Qd, lt, 1=64,8

Таблица 4. 2-Нагрузки на колонну, передаваемые с перекрытия

Вид нагрузки

Величина нагрузки, кН

нормативная

f

расчетная

Постоянные

1. Пол

2. Плита

3. Ригель

0,5*36=18

0,5* 36=18

5,25*6=31,5

1,35

1,35

1,35

24,3

24,3

42,525

Итого

Gк, 2=67,5

Gd, 2=91,125

Временные

4. Стационарное оборудование

5. Вес людей и материалов

Qк, lt, 2=10*36=360

2*36=72

1,5

1,5

Qdlt, 2=540

108

Итого

Qк, 2=432

Qd, 2=648

Нагрузка от собственного веса колонны в пределах этажа при предварительно принятых размерах её сечения 0,4*0,4 м и объёмном весе железобетона 25 кН/м3составит:

нормативная 0,4*0,4*4,6*25=18,4 кН;

расчётная 18,4*1,35=24,84 кН.

По полученным данным вычисляем нагрузки на колонны каждого этажа. В качестве доминирующей временной нагрузки принимаем нагрузку на перекрытие.

Полная расчётная нагрузка.

Расчётные нагрузки при f> 1:

5-й этаж

Nsd. 5=251,03+24,84+0,7*108=352 кН;

4-й этаж

Nsd. 4=251,03+2*24,84+91,125+648+0,7*108=1115 кН;

3-й этаж

Nsd. 3=251,03+3*24,84+2*91,125+2*648+0,7*108=1879 кН;

2-й этаж

Nsd. 2=251,03+4*24,84+3*91,125+3*648+0,7*108=2643 кН;

1-й этаж

Nsd. 1=251,03+5*24,84+4*91,125+4*648+0,7*108=3407 кН.

В том числе длительно действующая

5-й этаж

Nsd, lt, 5=251,03+24,84+0,7*64,8=321 кН;

4-й этаж

Nsd, lt, 4=251,03+2*24,84+91,125+540+0,7*64,8=977 кН;

3-й этаж

Nsd, lt, 3=251,03+3*24,84+2*91,125+2*540+0,7*64,8=1633 кН;

2-й этаж

Nsd, lt, 2=251,03+4*24,84+3*91,125+3*540+0,7*64,8=2289 кН;

1-й этаж

Nsd, lt, 1=251,03+5*24,84+4*91,125+4*540+0,7*64,8=2945 кН;

Определение площади поперечного сечения и продольного армирования центрально сжатых колонн

Расчёт колонны 1-го этажа:

Nsd. 1=3407кН, lо =Н=4,6 м.

Принимаем бетон класса С30/34, сd=20 МПа, арматура класса S=500, yd=450 МПа, =0,01, тогда:

.

Принимаем квадратное сечение колонны размером b*h=40*40 см, тогда Ас=40*40=1600 см2.

Величина случайного эксцентриситета: еа=4600/600=8мм,

еа=400/30=13 мм, еа =20 мм.

Принимаем еа =20 мм.

Определяем.

Условная расчётная длина колонны

Гибкость колонны

Относительная величина случайного эксцентриситета:

По и, интерполируя данные таблицы Ж3, определяем

Принимаем 425 мм, As, tot =19,64 см²

Процент армирования

Так как, что удовлетворяем требованию =1…2%, следовательно, сечение арматуры подобрано удовлетворительно.

Расчёт колонны 2-го этажа:

Nsd. 2=2643кН, lо =Н=4,6 м.

Принимаем бетон класса С20/25, сd=13,3 МПа, арматура класса S=500, yd=450 МПа, =0,01, тогда:

.

Принимаем квадратное сечение колонны размером b*h=40*40 см, тогда Ас=40*40=1600 см2.

Величина случайного эксцентриситета: еа=4600/600=8мм, еа=400/30=13 мм, еа =20 мм.

Принимаем еа =20 мм.

Определяем.

Условная расчётная длина колонны

Гибкость колонны

Относительная величина случайного эксцентриситета:

По и, интерполируя данные таблицы Ж3, определяем

Принимаем 428 мм, As, tot =24,63 см²

Процент армирования

Так как, что удовлетворяем требованию =1…2%, следовательно, сечение арматуры подобрано удовлетворительно.

Расчёт колонны 3-го этажа:

Nsd. 3=1879кН, lо =Н=4,6 м.

Принимаем бетон класса С16/20, сd=10,6 МПа, арматура класса S=400, yd=365 МПа, =0,01, тогда:

.

Принимаем квадратное сечение колонны размером b*h=40*40 см, тогда Ас=40*40=1600 см2.

Величина случайного эксцентриситета: еа=4600/600=8мм, еа=400/30=13 мм, еа =20 мм.

Принимаем еа =20 мм.

Определяем.

Условная расчётная длина колонны

Гибкость колонны

Относительная величина случайного эксцентриситета:

По и, интерполируя данные таблицы Ж3, определяем

Принимаем 422 мм, As, tot =15,20 см²

Процент армирования

Так как, что удовлетворяем требованию =1…2%, следовательно, сечение арматуры подобрано удовлетворительно.

Расчёт колонны 4-го этажа:

Nsd. 4=1115кН, lо =Н=4,6 м.

Принимаем бетон класса С12/15, сd=8 МПа, арматура класса S=240, yd=218 МПа, =0,01, тогда:

.

Принимаем квадратное сечение колонны размером b*h=40*40 см, тогда Ас=40*40=1600 см2.

Величина случайного эксцентриситета: еа=4600/600=8мм,

еа=400/30=13 мм, еа =20 мм.

Принимаем еа =20 мм.

Определяем.

Условная расчётная длина колонны

Гибкость колонны

Относительная величина случайного эксцентриситета:

По и, интерполируя данные таблицы Ж3, определяем

Принимаем 410 мм, As, tot =3,14 см²

Процент армирования

По конструктивным требованиям, поэтому оставляем принятое армирование.

Расчёт колонны 5-го этажа:

Nsd. 5=352кН, lо =Н=4,6 м.

Принимаем бетон класса С12/15, сd=8 МПа, арматура класса S=240, yd=218 МПа, =0,01, тогда:

.

Принимаем квадратное сечение колонны размером b*h=40*40 см, тогда Ас=40*40=1600 см2.

Величина случайного эксцентриситета: еа=4600/600=8мм, еа=400/30=13 мм, еа =20 мм.

Принимаем еа =20 мм.

Определяем.

Условная расчётная длина колонны

Гибкость колонны

Относительная величина случайного эксцентриситета:

По и, интерполируя данные таблицы Ж3, определяем

Следовательно принимаем конструктивно 412 мм, As, tot =4,52 см²

Процент армирования

По конструктивным требованиям оставляем принятое армирование.

4.4 Расчёт консоли колонны

Для опирания ригелей балочных перекрытий в колоннах предусматривают короткие консоли, скошенные под углом =45. Ширина консоли назначается равной ширине колонны, а вылет — исходя из удобства размещения закладных деталей для крепления ригеля и необходимой длины сварных швов.

Вылет консоли должен быть не менее 1/3 высоты опорного сечения и не более 0,9 рабочей высоты консоли d.

Минимально допустимая длина площади опирания ригеля из условия прочности бетона на смятие:

Если расстояние от торца сборного ригеля до грани колонны, тогда требуемый вылет консоли:

Если принять, то требуемая рабочая высота консоли у грани колонны из условия прочности наклонного сечения по сжатой полосе может быть определена по формуле:

Тогда полная высота консоли у её основания:

Нижняя грань консоли у её основания наклонена под углом 45, поэтому высоту свободного конца консоли определяем по формуле:

Сечение продольной арматуры As консоли подбирают по увеличенному на 25% изгибающему моменту в опорном сечении:

Определяем:

затем

Стержни располагают у двух боковых граней консоли и приваривают к закладным деталям консоли.

Концы продольной арматуры растянутой зоны односторонней консоли заводят за грань колонны и доводят до противоположной грани колонны.

Поперечные стержни устанавливают у двух боковых граней консоли с

шагом не более hc /4 и не более 150 мм.

Площадь сечения отогнутой арматуры определяют по эффективному коэффициенту поперечного армирования:

Отогнутую арматуру устанавливают у двух боковых граней консоли.

Если hc < 2,5*а, то консоли рекомендуется армировать наклонными хомутами, которые так же, как и горизонтальные, ставят с шагом не более hc /4 и не более 150 мм.

Рисунок 4.1 — Армирование консоли колонны

4.5 Расчёт стыка колонн

При выполнении стыка с ванной сваркой в торцах стыкуемых колонн в местах расположения продольных стержней устраивают подрезки. Продольные стержни выступают в виде выпусков, свариваемых в специальных съёмных формах. Расчёт стыка производится для двух стадий готовности здания: возведения и эксплуатации.

В стадии возведения незамоноличенный стык считается шарнирным и рассчитывается на монтажные нагрузки. В стадии эксплуатации он считается как жестким с косвенным армированием и рассчитывается на полные нагрузки.

Рисунок 4. 2- Стык колонн с ванной сваркой выпусков арматуры

При расчёте стыка до замоноличивания усилие от нагрузки воспринимается бетоном выпуска колонны, усиленным сетчатым армированием (NRd. 1) и арматурными выпусками, соединёнными ванной сваркой (NRd. 2):

,

Размеры сечения подрезки можно принять равным ј размера стороны поперечного сечения колонны:

Расстояние от грани сечения колонны до оси сеток косвенного армирования с1=20 мм, а в пределах подрезки с2=10 мм.

Тогда площадь части сечения колонны, ограниченная осями крайних стержней сетки косвенного армирования:

Обычно размеры центрирующей прокладки и толщину распределительных листов назначают такими, чтобы толщина листа была больше 1/3 расстояния от края листа до центрирующей прокладки.

Тогда за площадь Aco принимается площадь распределительного листа:

Расчётное сопротивление бетона смятию:

где,

где,

;

;

.

Приведённое расчётное сопротивление смятию:

где,

;

где,

;

;

где,

число стержней, площадь поперечного сечения, длина стержня сетки в одном направлении;

то же в другом направлении;

расстояние между сетками,;

расчётное сопротивление арматуры сеток,;

Тогда:

;

коэффициент, учитывающий влияние косвенного армирования в зоне местного сжатия.

При вычислении усилия определяем гибкость выпусков арматуры:

где,

расчётная длина выпусков арматуры, равная длине выпусков;

радиус инерции арматурного стержня =d/4=14/4=3,5.

По гибкости и классу арматуры определяем коэффициент продольного изгиба арматуры.

Проверка выполняется, следовательно, расчёты выполнены верно.

5. Проектирование фундаментов

5.1 Определение размеров подошвы

Рассмотрим расчет фундамента при следующих исходных данных: нагрузка, действующая на обрез фундамента, NSd=3953 кН, NSк=2326,34 кН, R0=0,3 МПа; глубина заложения фундамента H=3м; бетон класса С25/30, fcd=16,7МПа, fctd=1,2МПа; a=b (фундамент квадратный в плане); арматура класса S400, fyd=365МПа, fск=25МПа.

Требуемую площадь фундамента найдем по формуле:

где,

гm — среднее значение удельного веса материала фундамента и грунта на его уступах, принимается равным 20 кН/м3

,

тогда сторона подошвы квадратного в плане фундамента:

Принимаем размеры подошвы фундамента 3,1×3,1 м, Aф=9,61 м².

5.2 Расчет тела фундамента

Расчет тела фундамента заключается в определении его высоты, количества и размеров ступеней, подбора рабочей арматуры подошвы фундамента.

5. 2.1 Определение общей высоты

Для назначения высоты фундамента определим толщину дна стакана из условия прочности на продавливание

где,

;

;

;

тогда:

Здесь в первом приближении принято сl=0,005 и k=1,5.

Полная высота фундамента определяется суммой толщины дна стакана, защитного слоя бетона, глубины заделки колонны в фундамент и подливки:

.

Принимаем высоту фундамента h=1,20 м (кратно 150мм).

Рисунок 5. 1-Принятое поперечное сечение фундамента

5.2.2 Расчет на раскалывание

Так как фундамент — стаканного типа, проверим его прочность на раскалывание из условия:

где,

м — коэффициент трения бетона по бетону, м=0,75;

г1-коэффициент условий работы фундамента в грунте, г1=1,3;

A1 — площадь вертикального сечения фундамента по оси колонны за вычетом площади стакана.

;

Прочность на раскалывание обеспечена.

5.2.3 Проверка прочности нижней ступени

Прочность нижней ступени будет обеспечена, если выполняется условие:

где,

VSd — поперечная сила от опора грунта, определяется как:

где,

l — величина выноса нижней ступени:

;

p — величина переменной равномерно распределённой нагрузки:

linc, cr — длина проекции наклонной трещины:

;

b — ширина подошвы фундамента: b=3,1 м;

VRd — наибольшая поперечная сила, которую может воспринять бетон нижней ступени:

где,

d1 — рабочая высота нижней ступени; зc3=0,6.

Проверим прочность нижней ступени на поперечную силу:

VRd=803,5 кН > VSd=306 кН,

Прочность обеспечена.

Определим периметр вышележащей (второй) ступени: 4a1=4. 1,9=7,6 м. Так как 7,6 м > 11. d1=11. 0,36=3,96 м, то расчет нижней ступени на продавливание не производится, выполняется только расчет на действие поперечной силы.

Принятые размеры фундамента удовлетворяют условиям прочности.

5.2.4 Расчет арматуры

Рабочая арматура подошвы фундамента определяется по изгибающим моментам, вычисленным как для консольной балки, заделанной в плоскости грани колонны или боковых граней ступени.

Рисунок 5. 2- Схема к расчёту арматуры фундамента

Для расчёта площади арматуры подошвы фундамента определим изгибающие моменты в сечениях I-I…III-III:

Из трех значений требуемой площади к конструированию фундамента принимается наибольшая площадь арматуры.

Требуемая площадь арматуры определяется:

Фундамент — квадратный в плане, поэтому в каждом из двух направлений принимаем 18Ш16мм, класс арматуры S400, As=36,2см2> As2, max=34,5 см².

5.2.5 Проверка прочности дна стакана на продавливание

Рабочая высота дна стакана:

.

Длина критического периметра:

Площадь внутри расчетного критического периметра:

.

Поперечная сила:

.

Погонная поперечная сила:

Расчетный коэффициент армирования сl и коэффициент k равны:

.

Допускаемая расчетная поперечная сила:

Таким образом, нSd=252кН/м< нRd, c=306,9кН/м, следовательно, прочность обеспечена.

6. Расчет и конструирование элементов монолитного перекрытия

6. 1 Конструктивная схема

Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами состоит из плиты, работающей по короткому направлению как неразрезная балка, и системы перекрестных балок: главных, опирающихся на колонны, и второстепенных балок-ребер, опирающихся на главные балки. Сетка колонн остается той же, что и в варианте из сборного железобетона. Расчетная схема перекрытия приведена на рисунке 6. 1:

Рисунок 6.1 — Расчётная схема ребристого перекрытия с балочными плитами: 1-первые расчётные пролёты плиты или второстепенной балки; 2- то же вторые; 3-расчётная полоса плиты перекрытия; 4-грузовая площадь второстепенной балки; 5- то же главной балки; 6- то же колонны.

При проектировании необходимо решить задачу: назначить экономически целесообразную толщину плиты и её пролёт, т. е. шаг второстепенных балок. Связь между толщиной плиты и пролетом модно установить из уравнения М = б·бm·fcd·b·d2, положив в нем М = q·ls2/11 и бm = 0,125. При единичном значении ширины плиты получим:

;

Определим расчетный пролет и толщину плиты перекрытия производственного здания с пролетом главных балок шагом главных балок В=6м и нагрузкой, действующей на перекрытие Плиту проектируем из монолитного бетона класса

Первое значение пролета плиты:

Число пролетов плиты на длине главной балки

Окончательное значение пролета плиты:

Определяем рабочую высоту плиты:

Тогда толщина плиты

/2=50+20+10/2=75мм.

Принимаем:

6. 2 Расчет плиты

Таблица 6. 1- Нагрузки на плиту перекрытия.

Вид нагрузки

Нагрузки кН/м

Нормативные

Коэффициент безопасности по нагрузке

Расчетные

ПОСТОЯННЫЕ

1. Пол

0,5

1,35

0,675

2. Плита перекрытия

(qs =25*0,075=1,875)

1,875

1,35

2,531

Итог

g ns=2,375

gs =3,206

ПЕРЕМЕННЫЕ

3. Стационарное оборудование

10

1,5

15

4. Вес людей и материалов

2

1,5

3

Итог

p ns=12

ps =18

СУММАРНЫЕ

5. Полные

q ns=14,375

q s=21,206

Изгибающие моменты определяются с учетом перераспределения усилий вследствие развития пластических деформаций по формулам:

— в крайних пролетах и на первых промежуточных опорах:

;

— в средних пролетах и на средних опорах:

;

В средних пролетах и на средних опорах моменты могут быть понижены на 20% за счет возникающего в предельном состоянии эффекта распора. Сечение арматуры подбирается как для прямоугольного сечения шириной 1 м.

Изгибающий момент в крайнем пролете и на первой промежуточной опоре:

,

Определяем требуемую площадь арматуры класса S240,

fyd = 218 МПа.

.

Принимаем 6 Ш 12 мм, Аs, 1 = 6,78 см², шаг стержней не более 165 мм.

Изгибающий момент в средних пролетах и на средних опорах плиты:

.

Определяем требуемую площадь арматуры класса S240,

fyd = 218 МПа.

Принимаем 6 Ш 9 мм, Аs, 2 = 3,82 см², шаг стержней не более 165 мм.

Для армирования плиты принимаем следующие марки плоских сеток по ГОСТ 23 279–85:

— нижняя сетка в крайнем пролете и верхняя над первой промежуточной опорой

— нижние сетки в средних пролетах и верхние над промежуточными опорами

6.3 Расчет второстепенной балки

6.3.1 Определение размеров поперечного сечения

Второстепенную балку рассчитывают как неразрезную, опирающуюся на главные балки и наружные стены. На балку передается равномерно распределенная нагрузка от плиты (постоянная и переменная) и нагрузка от собственного веса второстепенной балки. Нагрузка от плиты равна нагрузке на 1 м² плиты, умноженной на расстояние между осями второстепенных балок. Собственный вес балки равен площади поперечного сечения х, умноженной на удельный вес железобетона. Таким образом:

Размеры поперечного сечения балки будут оптимальными, если относительная высота сжатой зоны по опорному сечению не превысит 0,3 (< 0,25). Отсюда имеем:

, ,

где — изгибающий момент, определяемый по формуле

, без учета собственного веса балки;

— расчетные пролеты второстепенной балки, равные расстоянию в свету между главными балками:

Ширина сечения главных балок принимается равной 0,3 м.

Рабочая высота второстепенной балки:

Высота балки

Ширина балки

Окончательно принимаем размеры поперечного сечения балки:

6.3. 2 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил

После определения размеров сечения балки собираем нагрузки, действующие на балку с учетом ее собственного веса, и определяем возникающие от них усилия в расчетных сечениях.

Изгибающие моменты:

— в первом пролете

— на первой промежуточной опоре:

— в средних пролетах и на средних опорах:

Поперечные силы:

— на крайней опоре

— на первой промежуточной опоре слева

— на первой промежуточной опоре справа и на остальных опорах

Расчетная схема второстепенной балки, эпюры моментов и поперечных сил приведены на рисунке 6. 2:

Рисунок 6.2 — Расчётная схема и эпюры изгибающих моментов и поперечных сил второстепенной балки.

Определим нагрузки, действующие на второстепенную балку. Грузовая ширина равна шагу второстепенных балок: lb =2м.

Таблица 6.2 — Нагрузки на второстепенную балку

Вид нагрузки

Нагрузки кН/м

Нормативные

Коэффициент безопасности по нагрузке

Расчетные

ПОСТОЯННЫЕ (g)

1. Пол

1

1,35

1,35

2. Плита перекрытия

3,75

1,35

5,06

3. Второстепенная балка 0,14*0,40 м

1,5

1,35

2,03

Итог

gn=6,25

g=8,44

ПЕРЕМЕННЫЕ (p)

4. Стационарное оборудование

20

1,5

30

5. Вес людей и материалов

4

1,5

6

Итог

pn=24

p=36

СУММАРНЫЕ (q)

6. Полные (q+p)

qn=30,25

q=44,44

7. В т. ч. длительные

qn, 1=26,25

q1=38,44

8. Условные постоянные (g+p/4)

16,34

6.3.3 Подбор продольной арматуры балки

Поперечное сечение балки при подборе арматуры на опорах принимается прямоугольным, при расчете пролетной арматуры — тавровым с полкой в сжатой зоне. Расчетная ширина сжатой полки ограничивается и принимается:

,

где,

— размер свеса полки в каждую сторону от ребра, который должен быть не более 1/6 пролета второстепенной балки и не более:

— при > 0,1 — половины расстояния в свету между балками;

— при < 0,1 — 6.

Для расчета продольной арматуры определяем изгибающие моменты в расчетных сечениях:

Для первого (крайнего) пролета и всех средних пролетов сечение второстепенной балки будет тавровое с полкой в сжатой зоне. Определим ширину сжатой полки:

; так как при = 75 мм > 0,1 мм, то:

.

Принимаем меньшее значение и вычисляем:

.

Расчет арматуры для крайнего пролета второстепенной балки ведем по альтернативной модели на действующий момент Принимаем арматуру класса S400, =365 МПа.

1. Определяем момент, который может воспринять сжатая полка:

что много больше действующего изгибающего момента, поэтому предварительно принимаем с = 0,05 м:.

Следовательно, нейтральная линия проходит по полке и подбор арматуры осуществляем как для прямоугольного сечения с шириной.

2.;

3.;

4.;

5. Принимаем 4Ш20, Аs = 12,56 см² с расположением арматуры в два ряда.

Проверим несущую способность балки при расположении арматурных стержней в два ряда по высоте.

Величина с=сcov+ Ш+25/2=20+20+12,5=52,5 мм.

Тогда d=400−52,5=347,5 мм, принимаем d=347мм.

6.;

7.;

8.;

= 154,83 кН·м > = 131,26 кН·м. Прочность сечения обеспечена.

Рисунок 6.3 — Крайний пролёт второстепенной балки

Расчет арматуры для средних пролетов балки, Принимаем арматуру класса S400, =365 МПа.

1.;

2.;

3.;

4. Принимаем 4Ш16, Аs = 8,04 см² с расположением арматуры в два ряда

5. с=сcov+Ш+25/2=20+16+12,5=48,5 мм. Тогда d=400−48,5=351,5 мм, принимаем d=351мм.

ПоказатьСвернуть
Заполнить форму текущей работой