Сборные железобетонные конструкции многоэтажного каркасного здания

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

НОВОСИБИРСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ АРХИТЕКТУРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ (СИБСТРИН)

Кафедра

железобетонных

конструкций

КУРСОВАЯ РАБОТА

Сборные железобетонные конструкции многоэтажного каркасного здания

Выполнила: студентка 351з

Агеева О.

Новосибирск 2011

ВВЕДЕНИЕ

Многоэтажными бывают не только жилые дома, но также здания производственного, административно-бытового и общественного назначения. Подобные здания чаще всего выполняют каркасными из сборного железобетона. Каркас - это пространственный остов, несущий вертикальные и горизонтальные нагрузки и собираемый из отдельных элементов: колонн, ригелей, панелей перекрытий и связей жёсткости.

Панели (плиты) перекрытий непосредственно воспринимают нагрузки на каждом этаже от веса пола, оборудования и людей. Эти нагрузки, вместе с собственным весом панелей, передаются на ригели; последние опираются своими концами на выступы (консоли) колонн. Причём колонна каждого этажа воспринимает нагрузку от колонн вышележащих этажей. Следовательно, самые нагруженные - колонны первого этажа; их устанавливают на фундаменты, через которые передаётся на основание (грунт) вся нагрузка здания.

Кроме вертикальных нагрузок на здание действуют и горизонтальные нагрузки: ветровое давление, от торможения внутрицехового транспорта, а также случайные воздействия, не всегда поддающиеся учёту. Совместное действие вертикальных и горизонтальных нагрузок может привести к потере общей устойчивости здания, если не обеспечить пространственную жёсткость, т. е. жёсткость в трёх плоскостях: двух вертикальных и горизонтальной. Сделать это можно, соединив часть колонн, специальными связями жёсткости, сохранив шарнирное опирание ригелей на консоли колонн. Роль таких связей могут выполнять - их называют диафрагмами жёсткости. Подобный тип каркасов получил название связевого. В обоих случаях горизонтальными связями являются панели перекрытий, которые образуют жёсткие диски либо за счёт приварки их ригелям, либо за счёт плотно замоноличенных продольных и поперечных швов между конструкциями.

Основная задача, решаемая при разработке строительной конструкции, заключается в получении проекта, обеспечивающего требованиям норм к прочности, жесткости и трещиностойкости, с техническими и экономическими показателями, уровень которых, не ниже показателей других конструкций.

1. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ

ребристая плита

Ширина и длинна здания м: 15,6 х 62

Сетка колонн м: 5,2 х 6,2

Нагрузки:

a) Постоянная (пол) 0,8 кПа

b) Полная временная нагрузка 10,88 кПа

c) Длительная 6,8 кПа

Число этажей 5

Высота этажей 3,3 м

Место строительства г. Новокузнецк

Класс бетона В25, класс арматуры А ІІ

конструкция каркас здание

2. КОМПАНОВКА ЗДАНИЯ

2.1 Компоновка каркаса. Назначение оптимальных размеров несущих конструкций

Под компоновкой конструктивной схемы перекрытия понимают: разделение плана перекрытия температурно-усадочными и осадочными швами на деформационные блоки; определение направления ригелей: вдоль продольного или поперечного направления здания; выбор размеров пролета и шага ригелей, способа опирания плиты на ригель, типа и размеров плиты перекрытия.

Принимаем следующий вариант конструктивного решения перекрытия здания:

- ригели располагаются в поперечном направлении, а плиты перекрытия - в продольном;

Так как полезная нагрузка = 10,6кПа>10кПа принимаем ребристую панель перекрытия.

Назначение размеров панелей перекрытия.

Межколонная плита 1,4 м

Рядовая плита 1,2 м

Доборная плита 0,7м

2.2 Сбор нагрузок

Нагрузка на перекрытия

Таблица 1

Наименование нагрузки	Нормативная нагрузка, кПа	Коэффициент надёжности по нагрузке, гf	Расчётная нагрузка, кПа
Постоянная: пол собственный вес плиты Итого:	0,8 3 = 3,8	1,2 1,1	0,96 3,3 = 4,5
Временная: длительная кратковременная Итого:	6,8 4,08 = 10,88	1.2 1.2	8,6 4,896 = 13,496
Полная:	= 14,68		= 17,656
Постоянная и длительная:	10,6		12,76

Нагрузка на покрытие

Таблица 2

Наименование нагрузки	Нормативная нагрузка, кПа	Коэффициент надёжности по нагрузке, гf	Расчётная нагрузка, кПа
Постоянная: кровля собственный вес плиты Итого:	1 3,0 = 4	1,2 1,1	1,2 3,3 = 4,5
Временная от снега: длительная кратковременная Итого:	0,84 0,84 = 1,68	0,7 0,7	1,2 1,2 = 2,4
Полная:	= 5,68		= 6,9
Постоянная и длительная:	4,84		5,7

2.3 Размеры колонн

Габариты колонны назначаются в зависимости от усилия.

При N<=2000кН сечение колонн принимают 300300 мм.

При N>=2500кН - 400мм.

При 2000<N<2500кН - 350мм.

принимаем сечение колонны равное 400х400 мм.

2.4 Определение размеров ригеля

Размеры сечения ригелей:

=200*500 мм

Рис. 1

Свесы полки ригеля принимаются по 100 мм.

Т.к. привязка крайних колонн осевая, проектная длина ригелей:

2.1.4 Определение размеров панелей

Конструктивная длина панелей с учетом зазоров

Расчетный пролет панели: .

.

Рис. 3

Предварительно высоту сечения панели, удовлетворяющую одновременно условиям прочности и условиям жесткости, можно определить по формуле:

,

где с=34,

- расчетный пролет панели;

- расчетное сопротивление арматуры растяжению для предельных состояний первой группы (=280МПа, для арматуры АII);

- модуль упругости арматуры ();

- коэффициент увеличения прогибов при длительном действии нагрузки (для ребристых панелей );

- длительно действующая нормативная нагрузка на перекрытие (= 6,8кН/);

- кратковременно действующая нормативная нагрузка на перекрытие (= 4,08кН/).

Итого, высота плит:

принято ;

3. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ

3.1 Подбор сечений, определение нагрузок и усилий

Применительно к типовым заводским формам предварительно назначаем размеры сечения: толщина продольных ребер 80 мм, толщина полки плиты h_f=60мм, полка плиты принимается без поперечных ребер.

В расчете поперечное сечение ребристой плиты приводим к эквивалентному тавром с полкой в сжатой зоне:

расчетная ширина сжатой полки

b_f=1200-2*20=1160мм

приведенная ширина ребра

b=2b_p=80*2=160мм

рабочая высота сечения предварительно

h₀=h_п-a=350-40=310мм

b'_f = 1160мм;

h'_f =60мм;

a =40мм;

H = 350мм;

h₀ = 310мм;

b = 160мм

Полная расчетная нагрузка на плиту шириной 1,2м с учетом коэффициента надежности по назначению:

q =17,656*1,2*0,95= 20,13 кН/м.

Изгибающий момент от полной расчетной нагрузки:

М=17,656*/8=60,17 кН*м

Поперечная сила на опоре от полной расчетной нагрузки:

Q=20,13*4,89/2=49,22 кН

3.2 Расчет по прочности сечений нормальных к продольной оси, подбор продольной арматуры

Прежде чем приступить к расчету таврового сечения, необходимо определить местонахождение нейтральной оси сжатой зоны. Для этого проверим условие:

M_f=R_b'*b_f'*h_f'^*(h₀-0.5h_f')=13,05*10³*1,16*0,06*(0,31-0,06/2)=254,32кНм

M_f>М_мах=60,17кНм

где R'_b = 14,5*0,9=13,05МПа

Условие выполняется => нейтральная ось сжатой зоны находится в полке.

Площадь сечения арматуры определяем по формуле:

A_S^mp = M_max/( ж* R_S* h₀)

где ж- определяется в зависимости от a_m

a_m=М^max/(R'_b*b'_f*h₀²)

a_m=60,17/13,05*10³*1,16*0,31²=0,0414

Определяем значение ж и о

ж=0,05, о=0,975,

о_R=0,632

Проверяем условие

о=0,05< о_R=0,632

Требуемая площадь сечения арматуры

A_S^mp =60,17*10⁴/0,975*0,16*280*10³=13,78см²

По сортаменту принимаем

2Ш28, A_S=13,78см²

µ=A_S /А _B

µ=13,78/(5*116+25*16)=0,014> µ_min =0.0005 => условие соблюдено.

Проверка прочности при принятой арматуре:

x= R_S*A_S / R'_B * b'_f

x=280*13,78/13,05*116*10^-2=0,025м

M_u = R'_B*b'_f *x(h₀ -0,5*x)=13,05*10³*1,16*0,025*(0,31-0,6*0,025)=111,64кНм

M_u =111,64 кНм > M_max = 60,17кНм

Условие выполнено. Окончательно принимаем: 2Ш28

3.3 Расчет полки плиты на местный изгиб.

Расчет полки плиты проводим в поперечном направлении, вырезая полосу шириной 1м. Расчетный пролет плиты при ширине продольных ребер вверху 120мм b_f = b_n - 2*120 = 1190 - 2*120 = 950 мм. Нагрузка на 1м² полки может быть принята такой же, как и для плиты: q_n=qг_n1м=17,656*0,95*1=16,77кН/м. Рабочая высота сечения полки h_f=60-15=45мм. Изгибающий момент для полосы шириной 1м M_n=q_nl₀²/11=16,77*0,95²/11=1,38 кНм. Полка плиты армируется сеткой из Вр-I. Подбор арматуры проводится как для прямоугольного сечения шириной 1м и высотой h_f

a_m=M_n/R_bh₀²1=1,38/13,05*10³*0,045²*1=0,052

Относительная высота сжатой зоны о=0,06 и ж=0,970. Относительная граничная высота сжатой зоны о_R=0,632

Проверяем условие о=0,06< о_R=0,632

Требуемая площадь сечения растянутой арматуры

A_m=M_n/ ж R_sh₀=1,38*10⁴/0,970*410*10³*0,045=7,71см²,

Принимаем 10d10 тВр-I (A_s=7,85см²) с шагом 100

Проверка прочности:

x=R_sA_s/R_b1=410*7,85*10^-2/13,05*100=0,025м

M_u=R_b1x(h₀-0,5x)=13,05*10³*1*0,025*(0,045-0,6*0,025)=9,7>1,38

Прочность достаточна, арматура подобрана правильно.

3.4 Расчет по прочности сечений наклонных к продольной оси, подбор хомутов

Проверяем условие необходимости постановки поперечной арматуры:

Принято

с = с_мах = 2,5*h₀ = 2,5*0,31 = 0,775м

Q = 49,22 - 20,13*0,775 = 47,71кН

т.к. 0,16*ц_b4*(1+ц_n)*R_bt*b =0,16*1,5*(1+0)*0,945*10³*0,160=36,29кН/м > 20,13 кН/м

Условия:

Q_max = 49,22 кН ? 2,5*0,945*10³*0,160*0,31 = 117,18 кН - выполняется.

Q = 47,71кН >ц_b4*(1+ц_n)*R_bt*b*h₀/с = 1,5*(1+0)*0,945*10³*0,160*0,31²/0,775= 28,12 значит принимаем арматуру по расчету.

Шаг поперечной арматуры:

- на приопорных участках s1, равных при равномерно распределенной нагрузке ј пролета, а при сосредоточенных нагрузках - расстоянию от опоры до ближайшего груза, но не менее ј пролета: s₁=min(h/2)=350/2=175 Принимаем s₁=150мм

s₁ = ц_b4*R_bt*b_p*h²₀/Q = 1,5*0,945*10³*0,160*0,31² / 49,22 = 0,44> s₁=0,15м

s₂ = min(3h_p/4 = 350*3/4=262,5мм). Принято s₂=250мм.

Диаметр по условиям сварки: 10мм. Принимаем d=10мм класса A-I

При 2 каркасах А_s,w = 7,85см²

Момент, воспринимаемый бетоном сжатой зоны

M_b = ц_b2(1+ц_f+ц_n)R_btb_ph²₀ = 2*(1+0,163+0)*0,945*10³*0,160*0,31²=33,79 кНм

ц_f = 0,75*(b_f - b_p)*h_f / b_p*h₀ = 0,75*(0,34-0,16)*0,06/0,16*0,31 = 0,163< 0,5

b_f = b_p+3h_f = 0,160+3*0,06=0,34м.

Интенсивность поперечного армирования:

q_s,w = R_sw*Asw/s₁=175*10³*7,85*10^-4/0,15=915,83кН/м>ц_b3(1+ц_f+ц_n)R_btb_p/2=

=0,6*(1+0,163+0)*0,945*10³*0,16/2=52,75кН/м

Проекция наклонной трещины по первому случаю:

h₀=0,31м<=c=c₀==0,384м<2h₀=0,620м - условие выполняется,

принимаем с=с₀=0,384м;

Поперечная сила воспринимаемая бетоном

Q_b=M_b/c=33,79/0,384=87,99>Q_bmin =ц_b3(1+ц_f+ц_n)R_btb_ph₀=

=0,6*(1+0,163+0)*0,945 *10³* 0,16*0,31=32,7 условие выполняется.

Поперечное усилие воспринимаемое хомутами

Q_sw=q_swc₀=228,67*0,384=87,81кН

Суммарное усилие воспринимаемое сечением

Q_i=Q_b+Q_sw=87,99+87,81=175,8кН>Q_max-q*c = 49,22-(20,13*0,384)=41,5кН

Прочность по наклонному сечению обеспечена.

Проверка на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами из условия:

0,3*2,155*0,8695*13,05*10³*0,160*0,31=363,86> Q_max = 49,22кН

где

1+5*7*0,033=2,155;

коэффициент, учитывающий влияние хомутов, нормальных к продольной оси элемента

здесь

;

7,85 /(16*15)=0,033;

1-0,01*13,05=0,8695 - коэффициент, зависящий от вида бетона.

Прочность плиты по наклонной полосе обеспечена.

3.5 Конструирование плиты

Монтажные петли закладывают по четырем углам плиты и приваривают к основной арматуре, диаметр каждой из них принимаем 10мм.

Рабочую продольную арматуры d28 включаем в каркасы и устанавливаем в ребрах. Полка плиты армируем сеткой С1 по расчету 5Вр-I

По верху плиты конструктивно устанавливаем две сетки С2 из арматурной проволоки 4Вр-I.

4. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ РИГЕЛЯ

4.1 Определение нагрузок и воздействий

В связевых каркасах ригели работают как свободно опертые однопролетные балки. Расчетный пролет равен:

l₀=l-2*130/2=5760-130=5630мм;

Размеры сечения ригеля:

b=200мм;

b_f=400мм;

h=500мм;

h_f=500-400=100мм;

Бетон класса В25 (R_b=14,5*0,9=13,05, R_bt=1,05*0,9=0,945)

Класс арматуры AII (R_s=280, R_sw=225)

Погонная нагрузка от собственного веса ригеля:

q_с,п=V*25=(0,2*0,5+0,2*0,1)*25=3кН/м

q_с=3*1,1=3,3кН/м

Полная расчетная нагрузка:

Временная: 13,496*6,2=83,67 кН/м;

От веса пола: 0,96*6,2=5,95кН/м;

От веса панелей с заливкой швов: 3,3*5,2=17.16кН/м;

От веса ригеля: 3,3кН/м;

Итого: 110,08 кН/м.*0,95=104,58кН/м

Изгибающий момент в середине пролета:

М=104,58*5,63²/8=414,35 кН*м

Поперечная сила на опоре от полной расчетной нагрузки

Q=104,58*5,63/2=294,39 кН

4.2 Расчет прочности нормальных сечений

Задаемся a=45мм, a^/=30мм.

Тогда h₀=500-45=455мм,

Условие прочности имеет вид: M?M_u=M_b+M_s^/

Вычисляем M_b:

0,512*455=232,96мм, где =0,512;

M_b=R_bbx(h₀-0,5x)=13,05*200*232,96*(455-0,5*232,96)=233,58<414,35кН*м

Прочность недостаточна, вводим арматуру А_s^/

Определяем какую часть изгибающего момента должна воспринять арматура As^/

M_s^/=481,65-233,58=180,77, Поскольку M_s^/=R_csA_s^/(h₀-a^/), требуемая площадь сжатой арматуры As/= Ms//Rcs(h0-a^/),

A_s^/=180,77/280*(455-30)=1,52см²

Из суммы проекций сил на горизонтальную ось N_s-N_b-N_s^/=0, находим площадь растянутой арматуры:

A_s=(N_b+N_s^/)/R_s=(R_bbx+R_scA_s^/)/R_s=(13,05*200*232,96+280*152)280=23,23 см²

Принимаем по сортаменту A_s=23,69 (2d22+2d32), A_s^/=2,26 (2d12)

Проверяем прочность сечения:

Следуя рекомендациям, увеличиваем высоту сечения ригеля. Принимаем h=600

h_f=600-300=300мм;

Погонная нагрузка от собственного веса ригеля:

q_с,п=V*25=(0,2*0,6+0,2*0,3)*25=4,5кН/м

q_с=4,5*1,1=4,95кН/м

Полная расчетная нагрузка:

Временная: 13,496*6=80,98кН/м;

От веса пола: 0,96*6=5,76кН/м;

От веса панелей с заливкой швов: 3,3*6,2=20,46кН/м;

От веса ригеля: 4,95кН/м;

Итого: 132,61кН/м.*0,95=125,98кН/м

Изгибающий момент в середине пролета:

М=125,98*6,03²/8=572,59 кН*м

Поперечная сила на опоре от полной расчетной нагрузки

Q=125,98*6,03/2=379,83 кН

Задаемся a=50мм, a^/=30мм.

Тогда h₀=600-50=550мм,

Условие прочности имеет вид: M?M_u=M_b+M_s^/

Вычисляем M_b:

0,0,515*455=232,96,6мм, где =0,515;

M_b=R_bbx(h₀-0,5x)=13,05*10³*200*232,96*(455-0,5*232,96)=205,83<495,51 кН*м

Верхняя арматура не требуется по расчету. Принимаем конструктивно. (2d10) A_s^/=1,96см².

M_s^/=R_csA_s^/(h₀-a^/)=280*84*(550-30)=28,53кН*м

M_b=M-M_s=572,59-12,23=560,36кН*м

Из условия M_b=R_bbx(h₀-0,5x), определяем высоту сжатой зоны

x=0,555-=0,269м

Из суммы проекций сил на горизонтальную ось N_s-N_b-N_s^/=0, находим площадь растянутой арматуры:

A_s=(N_b+N_s^/)/R_s=(R_bbx+R_scA_s^/)/R_s=(13,05*200*269+280*157)/280=23,23 см²

Принимаем по сортаменту A_s=7,6+16,09=23,69= (2d22+2d32), A_s^/=2,26 (2d12)

Проверяем прочность сечения:

x=(R_sA_s-R_scA_s^/ )/R_bb>x_R=(280*2369+280*226)/(13,05*200)=279,39>347,6,

В расчет вводим x=302,2, тогда:

M_u=13,05*200*232,96*(455-0,5*232,96)+280*226*(455-30)=

=232,72кН*м,>481,3кН*м

Прочность достаточна.

4.3 Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу

Опасные наклонные сечения начинаются там, где резко меняется размеры сечения ригеля, т.е. в углу подрезки. Высота сечения здесь h₁=500мм ширина b=200мм. Продольная растянутая арматура, до опор не доходит, поэтому в опорных участках устанавливают дополнительную продольную арматуру A_s2 диаметр которой определяется расчетом наклонных сечений на изгиб. Для надежной анкеровки ее приваривают к опорной закладной пластине толщиной 10мм. С учетом этого принимаем a=20мм h₀=500-20=480мм

Шаг поперечной арматуры:

- на приопорных участках s1, равных при равномерно распределенной нагрузке ј пролета, а при сосредоточенных нагрузках - расстоянию от опоры до ближайшего груза, но не менее ј пролета: s₁=min(h/2)=500/2=250, но не менее 150мм Принимаем s₁=150мм

По условию сварки d хомутов = 32/4=10мм принимаем d=10 мм (A_sw=1,57

см² для 2стержней)

Проверим прочность наклонной полосы по формуле:

Q<

Коэффициент, учитывающий влияние поперечной арматуры,

; где

;

,

Прочность полосы:

0,3*1,183*0,8695*13,05*200*430=346,37кН>235,98кН.

Условие выполнено.

Проверяем прочность по наклонной трещине из условия:

Q<Q_u=Q_b+Q_sv,

При этом прочность сжатого бетона на срез Q_b=M_b/c, где:

M_b=(1++)Rbh₀²=2*(1+0+0)*0,945*200*430²=69,89*10⁶ Н*мм

Прочность поперечной арматур, пересекающей наклонную трещину,

Q_su=q_sv*c,

где q_sv=R_swA_sw/s=202,5*1,57/150=2,12кН/см (здесь R_sw снижена на 10% с учетом ослабления стержней сваркой при d_sw/d_s=10/32<1/3)

Поскольку наклонная трещина начинается в углу подрезки т.е почти у грани опоры, проекцию опасной наклонной трещины находим по формуле:

c₀==?2h₀=2*430=860,

Проекция расстояния от грани опоры до конца трещины:

с=с₀+20=574+20=594мм,

Тогда:

Q_b=69,89/0,594=117,61кН,

Q_sw=211,95*0,594=125,95кН

Q_u=117,61+125,95=243,56кН>235,98. Условие выполняется.

В средине пролета принимаем шаг хомутов не более любой из трех велечин:

500мм,

0,75h=0,75*600=450

20d=20*10=200

С учетом округления принимаем шаг хомутов 250мм (для обеспечения устойчивости продольной арматуры)

4.4 Расчет прочности наклонных сечений на изгибающий момент

Подрезка бетона в опорных участках не позволяет завести продольную арматуру за грани опор, поэтому устанавливаем по 2 дублирующих горизонтальных стержня, заанкеривая их на опорах приваркой к закладным пластинам. Сечение стержней подбирается расчетом наклонного сечения на изгибающий момент из условия: M<M_u=M_s1+M_sw где:

M_s1=R_sA_s1z_s1

M_sw=q_swc₀²/2

c₀=Q_max/q_sw=235984/212=1113,4>2h₀=860

Принимаем с₀=860

M=Q_max*l=235,98*10³*945=223*10⁶ Н*мм

l=c₀+85=860+85=945мм,

M_sw=212*860²/2=78,38*10⁶ Н*мм

M_s1=223*10⁶ -78,38*10⁶ =144,63 Н*мм,

Требуемая площадь арматуры:

A_s1=M_s1/(R_sz_s1)=144,63*10⁶/(365*350)=11,32см². Принимаем 2d28 (A=12,32)

Стержни должны быть заведены в бетон на длину не менее l_оп=(щ_опR_s/R_b+?л)d_s=(0,7*365/14,5+11)*28=801мм Принимаем l_оп=820мм.

4.5 Конструирование ригеля

Ригель армируется пространственным каркасом КП1, который состоит из 3 плоских каркасов. Два вертикальных включают продольные рабочие стержни d28 A-II, d32A-II и распределительные d5 Вр-I, а также поперечные d 10A-II

Опорные закладные детали М1 включают стальную пластину, анкера 4d12 A-II, и горизонтальные стержни 2d28 A-III

5. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОННЫ

5.1 Определение нагрузок и воздействий

Требуется рассчитать по прочности и сконструировать колонну при следующих данных:

- сетка колонн: l₁ x l₂ = 5,2*6,2

- сечение колонны: 400*400 мм;

- бетон тяжелый класса В25 (R_b=13,05 при г_b2=0,9);

- рабочая арматура класса A-II (R_s=280).

Грузовая площадь колонны А_гр = 5,2*6,2 = 32,24м²

Расчетная нагрузка от перекрытий одного этажа:

N₁ =(q+p)* A_гр = 17,656*32,24 = 569,23 кН, в том числе постоянная и длительная:

N_1,l =12,76*32,24 = 411,38 кН

Расчетная нагрузка от собственного веса ригеля:

N₂ =V_k*г_b*г_f = 0,835*25*1,1 = 22,96кН

где - объем ригеля, ;

= 25 кН/ - объемный вес железобетона;

=1,1 - коэффициент надежности по нагрузке.

Расчетная нагрузка от собственного веса колонны:

N₃ = A_b*l*г_b*г_f = (0,4*0,4*3,3+2*0,15*0,15*0,4)*25*1,1=15,015кН

Расчетная нагрузка от покрытия (Таблица 2) на колонну:

6,9*32,24=222,46 кН, в том числе постоянная и длительная:

N_4,l = 5,7*32,24=183,768кН

Суммарная продольная сила в колонне (с учетом коэффициента надежности по назначению ):

=

= (4*569,23+5*22,96+5*15,015+222,46)*0,95=2554,96 кН

От постоянных и длительных нагрузок:

N₁ = ((n-1)N_1,l+nN₂+nN₃+N_4,l)*г_n = (4*411,38+114,8+75,25+183,768)*0,95=1918,37кН

Расчетная длина колонн многоэтажных зданий при числе пролетов не менее двух при сборных конструкциях перекрытия . l₀= H=3,3

5.2 Расчет прочности нормального сечения

Условие прочности:

,

где - коэффициент, учитывающий гибкость колонны и длительность действия нагрузок, характер армирования;

-площадь бетона в поперечном сечении колонны;

 - площадь всей арматуры в сечении колонны,

,

где и - коэффициенты.

Коэффициент определяем последовательными приближениями. В первом приближении принимаем . В нашем случае, при

l₀/h= 3,45/0,4 = 8,6; N₁/N= 1918,37/2554,96=0,75=>

ц_b = 0,78; ц_sb = 0,83

ц = ц_sb = 0,83

Требуемая площадь сечения арматуры:

ц =0,771+2*(0,83-0,771)*280*39,02/13,05*900= 0,873 ? 0,83

Во втором приближении принимаем ц = (0,83+0,873)/2 = 0,852

ц =0,78+2*(0,83-0,78)*280*36,93/13,05*900 = 0,867 ? 0,852

В третьем приближении принимаем ц = (0,852+0,867)/2 = 0,86

ц =0,78+2*(0,83-0,78)*280*36,19/13,05*900 = 0,863 = 0,86

Принято 4 Ш 36 AII А ^тр _s,tot = 40,72 см²

5.3 Конструирование колонны

В верхней части колонны по углам предусматриваем выемки для выпусков арматуры с последующей их сваркой с выпусками стержней вышестоящей колонны. После монтажа выемки заделывают бетоном класса не ниже В30. Длину колонны определяем с учетом заделки ее ниже отметки пола на 0,8 м и расположения стыка на 0,65 м выше перекрытия: l = 4,8 + 0,8 + 0,65=6,25 м.

Продольные стержни, определенные расчетом, включаем в два плоских каркаса КР1, которые с помощью поперечных стержней (хомутов) объединяем в пространственный каркас КП1.

Шаг поперечных стержней при <400 МПа принимается не более 500 мм и не более 20. При > 1,5% расстояние между хомутами должно быть не более 10 и не более 300 мм. При этом конструкция поперечной арматуры должна обеспечивать закрепление сжатых стержней от их бокового выпучивания в любом направлении.

40,72/0,09*100%=4,5% < 1,5%, принимаем s=300 мм.

По условиям сварки диаметр поперечных стержней принимаем Ш10 А-II.

Защитный слой бетона до рабочей арматуры должен составлять не менее 20 мм и не менее d_s, в нашем случае - 36 мм. Окончательно расстояние от осей продольных стержней до наружных граней принято равным 54 мм - с учетом возможности надевания на КП1 сеток косвенного армирования С1.

Эти сетки, наряду с сетками С1, устанавливаем в верхней части колонн для предохранения бетона от разрушения при местном сжатии, т. е. смятии (в нижней части они не нужны, так как колонна заделана в стакане фундамента). Размеры ячеек сеток - от 45 до 100 мм, но не более 1/ 4 меньшей стороны сечения (300/4=75мм); шаг сеток - в пределах от 60 до 150 мм, но не более 1/3 меньшей стороны сечения (300/3=100 мм). От торца колонны на длине не менее 10d_s =10*36=360 мм устанавливают не менее четырех таких сеток. При этом коэффициент объемного армирования должен быть µ_ху?0,0125.

Назначаем шаг сеток s=100 мм, стержни Ш10 А-II с ячейкой 60x60 мм. Коэффициент армирования:

µ_xy = (n_x*A_sx*l_x+ n_y*A_sy*l_y)/A_b*s = 5*0,785*28*2/900*10=0,0244 > 0,0125

где , - число стержней в сетке в обоих направлениях, шт.(5);

, - площадь сечения стержней сетки, см² (0,785);

, - длина стержней сетки в обоих направлениях, см (28).

Концы продольных рабочих стержней должны отстоять от торца элемента на расстоянии не менее 15 мм (т.к. имеем монолитные колонны длиной до 6 м при диаметре стержней арматуры до 40 мм включительно).

Торцы поперечных стержней сварных каркасов колонн должны иметь защитный слой не менее 5 мм.

Расстояние между осями стержней продольной арматуры колонн должно приниматься не более 400 мм. При расстоянии между рабочими стержнями более 400 мм между ними необходимо устанавливать конструктивные стержни диаметром не менее 12 мм, с тем, чтобы расстояние между продольными стержнями были не более 400 мм.

В нашем случае расстояние между продольными стержнями < 400.

Расстояние в свету между продольными стержнями следует назначать не менее 50 мм и не менее диаметра стержня d_s.

Для монтажа колонны, предусматриваем две петли из стержней Ш12 A-I.

Объем бетона колонны:

V=2*0,15*0,1*0,3+6,25*0,3*0,3=0,009+0,5625=0,572м³

Петли располагаем на расстоянии a=1,35м от торцов колонны.

Для монтажа колонны предусматриваем в ней отверстие d=40мм в которое будет вставлен стальной штырь с кольцом, для строповки при монтаже.

Размещено на Allbest.ru