Расчет здания

Площадь подошвы фундамента определяют по условному давлению на грунт R₀ без учета поправок в зависимости от размеров подошвы фундамента и глубины его заложения:

A=N/(R₀-?_mH₁)=1482735/(0.3·10⁶-20·1.05)=5.314 м².

Размер стороны квадратной подошвы а=vА=v5,314=2,305 м. принимаем размер а=2,4 м.

Давление на грунт от расчетной нагрузки P=N/A=1705,145/5,76=296.032 кН/м².

4.1.2 Определение высоты фундамента

Рабочая высота фундамента из условия продавливания по формуле: h₀=-0.25(h_кол+b_кол)+0.5v(N/R_bt+P)= 0,25(0,4·0,4)+0,5·v1705,145/(0,9·0,66·10³+296,032)=0,5 м.

Полная высота фундамента устанавливается из условий:

А) продавливания Н=50+4=54 см.

Б) заделки колонны в фундаменте Н=1,5h_кол+25=1,5·40+25=85 см.

В) анкеровки сжатой арматуры колонны O20 А-lll. Н=24d+25=24·2.0+25=73 см.

Принимают трехступенчатый фундамент высотой Н=90 см; h₀=h-a=90-4=86 см., высота ступени -30 см. Толщина дна стакана 20+5=250 мм.

Проверяют, отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента h₀₂=30-4=26 см. по условию прочности при действии поперечной силы без поперечного армирования в наклонном сечении нижней ступени в сечении lll-lll

Для единицы ширины этого сечения (b=100 см.) Pl=Q, где l=0.5(a-h_c-2h₀).

Поперечная сила от давления грунта

Q=Pl=0.5(a-h_кол-2h₀)P=0,5(2,4-0,4-2·0,86)·296,032=41,44 кН.

Рис 4.1 фундамент колонны

4.1.3 Определение площади сечения рабочей арматуры

фундамента

Расчетные изгибающие моменты в сечениях l-l и ll-ll

М₁=0,125P(a-h_кол)²b=0,125·296,032(2,4-0,4)²·2,4=355,238 кН

М₂=0,125P(a-а₁)²b=0,125·269,032(2,4-1)²·2,4=174,067 кН

Площадь сечения арматуры :

А_s1=M₁/0.9h₀R_s=355,238·10⁵/0.9·86·280·100=16,392 см².

А_s2=M₂/0.9h₀R_s=174,067·10⁵/0,9·56·280·100=8,032 см².

Принимают нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней с шагом 190 мм. (13O12 А-ll) с А_s=17,069 см².

Проценты армирования расчетных сечений

?₁=(A_s100)/(b₁h₀)=17,069·100/100·86=0.198 %;

?₂=(A_sn100)/(b_nh₀)=17,069·100/160·56=0.191 %;

что больше ?_min=0.05%.

5 Расчет монолитного железобетонного перекрытия

многоэтажного здания с неполным железобетонным каркасом

5.1 Разбивка балочной клетки

С учетом рекомендаций о целесообразности уменьшения крайних пролетов балок в процентах до 10% по сравнению со средними получим L=38,4 м.=0,9l₁+4l₁+0.9l₁=5.8l₁, откуда l₁=L/5.8=38,4/5.8=6.62 м.

Принимая с округлением средние пролеты второстепенных балок l_ср'=6,6 м, получим величину крайних пролетов l_кр'=(36-6.6·4)/2=6 м.

С учетом рекомендаций о целесообразности уменьшения крайних пролетов плиты в процентах до 20% по сравнению со средними получим В=26,4 м=0,8l₂+10l₂+0.8l₂=11.6l₂ , откуда l₂=26,4/11,6=2.27м

Принимая с округлением средние пролеты плиты l_ср'=2,3 м, получим величину крайних пролетов l_кр'=(26-2,3·10)/2=1,7 м.

5.2 Расчет плиты

Толщина монолитной железобетонной плиты в соответствии с нормами для междуэтажных перекрытий промышленных зданий h_f=50 мм.

Для определения расчетных пролетов плиты задамся приближенно размерами поперечного сечения балок: главная балка h=l/12=690/12=60 см.,b=25 см, второстепенная балка h=l/15=660/15=45 cм, b=20 см.

5.2.1 Расчетный пролет и нагрузки

За расчетные пролеты плиты принимаем: в средних пролетах- расстояния от граней второстепенных балок, а в крайних- расстояния от граней второстепенных балок до середины площади опирания плиты на стену. При ширине ребра второстепенных балок b=200 мм и глубине заделки плиты в стену в рабочем направлении а_з=120 мм :

l_кр=l_кр'-0.5b+0.5a_з=1700-0.5·200+0.5·120=1660 мм

l_ср=l_ср'-2·0.5b=2300-2·0.5·200=2100 мм.

Расчетные пролеты плиты в длинном направлении при ширине главных балок 30 см. и глубине заделки плиты в стену в нерабочем направлении а_з=60 мм.:

l_кр=6000-0,5·250+0,5·60=5905 мм.

l_ср=6600-2·0,5·250=6350 мм.

При соотношении сторон l_дл/l_кор=6350/2100=3-плиту рассчитываем как неразрезную многопролетную.

Таблица 7.

Подсчет нагрузок на полосу плиты шириной 1 м.

Нагрузки:				Норма- тивная Н/м	коэф. перегрузки	Расчетная Н/м
Постоянная от веса
пола из цементного раствора с затиркой
при толщине слоя 2 см. и ?=1700 кгс/м3	340	1,3		442
собственный вес плиты при h=5см.
и ?=2500 кгс/м3			1250	1,1		1375
Итого				gser=1590	1,2		1908
Временная			Vser=5000			6000
Всего				qser=6590			7817

5.2.2 Определение изгибающих моментов

Расчетные изгибающие моменты в плите с равными пролетами или при пролетах, отличающихся не более чем на 20%определяются с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций в средних пролетах и на средних опорах

М_ср=±(g+V)l_ср²/16=±7817·2.1²/16=±2134.561 Нм

в крайних пролетах и на первой промежуточной опоре

М_кр=±(g+V)l_кр²/11=±7817·1.66²/11 =1958.229 Нм

Средние пролеты плиты окаймлены по всему контуру монолитно связанными с ними балками, и под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты уменьшаются на 20%. При 210/5=42>30 - условие соблюдается.

рис 5.2 расчетная схема

5.2.3 Подбор арматуры

Характеристика прочности бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В20; R_b=11.5 МПа, R_bt=0.9 МПа, коэффициент условий работы бетона ?_b1=0.9

Армирование раздельное проволокой Вр-1 O4, R_s=365 МПа.

Подбор сечений продольной арматуры. Для расчета условно выделяют полосу шириной b=100 см. В средних пролетах и на средних опорах h₀=h-a=5-1.5=3.5 см.

А₀=М/ ?_b1 R_bbh₀²=215456,1/0.9·11,5·100·3.5²=0.1699

По таблице 3,1 [1] находим ?=0,9063,

Площадь сечения арматуры:

А_s=215456,1/0,9063*3,6*365*100=1,861 см² принимаем 7O6 A_s=1.98 см²

Коэффициент армирования:

?₁=A_s/bh₀=1,98/100*3,5=0,0056>0.0005 т.е. больше минимального.

Для крайнего пролета плиты М=1958,229 Нм

А₀=195822,9/0,9*11,5*100*100*3,5²=0,1544; ?=0,9154;

Для крайних пролетов плит, опора которых на стену является свободной, влияние распора не учитывается:

A_s=195822.9/0.9154*3.5*365*100=1.67<1.98

Для крайнего пролета дополнительная сетка не требуется.

5.3 Расчет второстепенной балки

Второстепенная балка рассчитывается как неразрезная многопролетная конструкция, крайними опорами которой служат стены, а промежуточными -главные балки. За расчетные пролеты принимается расстояние между гранями главных балок и средних пролетах и расстояние между гранями главных балок и серединами площадок опирания второстепенных балок на стены -в крайних пролетах.

Расчетные пролеты второстепенной балки при глубине заделки ее в стены на 25 см и при ширине ребра главной балки b_гб=25 см.

l_кр =6000-125+125=6000 мм.

l_кр=6600-250=6350 мм.

Расчетные нагрузки на 1м. балки при ширине грузовой площади b_f=2.3 м. постоянная: от веса пола и плиты (442+1375)·2,3=4179,1 Н/м.

от собственного веса балки (0,45-0,05)· 0,2·2500·1,1=2200 Н/м.

Итого: g=4179.1+2200=6379.1 Н/м.

Временная V=6000·2.3=13800 Н/м.

Полная расчетная нагрузка q=V+g=13800+6379.1=20179.1 Н/м.

Расчетные изгибающие моменты в балках с равными или отличающимися не более чем на 10% пролетами определяются с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций: в крайних пролетах

М_кр=q*l_кр²/11=20179.1·6²/11=66040.69 Н/м.

в средних пролетах и на средних опорах:

М_ср=-М_с=±q·l_ср²/16=±20179.1·6.357²/16=50854.48 Н/м.

над вторыми от конца промежуточными опорами:

M_B=-q·l²/14=-20179.1·6.35²/14=-58119.41 Н/м.

где l больший из примыкающих к опоре В расчетный пролет

Для средних пролетов балки определяют минимальные изгибающие моменты от невыгодного расположения временной нагрузки V=13800 Н/м. на смежных пролетах в зависимости от отношения V/g . M=?(g+V)l_ср², где ?- коэффициент , принимаемый по табл.1 [2] .

При V/g=13800/6379.1=2.163 для сечения на расстоянии 0,2·l от опоры В во втором пролете ?_II=-0,046, min M₁₁=-0.046·20179.1·6.35²=-37.429 Нм.

Для сечения на расстоянии 0,2·l от опоры С в третьем пролете ?₁₁₁=-0,0237,

min M₁₁₁=-0.0237·20179.1·6.35²=-19284.02 Нм.

Расчетные поперечные силы: у опоры B слева:

Q_B^л=-0.6(g+V)l_кр=-0,6·20179,1·6=-72,64 кН

у опоры В справа и у опоры С слева и справа

Q_B^п=-Q_C^л=Q_C^п=0.5(g+V)l_ср=0,5·20179,1·6,35=64,069 кН

5.4 Определение высоты сечения второстепенной балки

Бетон класса В20, R_b=11.5МПа, ?_b1=0.9, R_bt=0.9 МПа. Арматура продольная класса А-lll с R_s=365 МПа, поперечная - класса Вр-1 диаметром 5 мм. с R_sw=260 МПа.

Необходимую высоту балки определим по максимальному опорному моменту при ?=0,3, поскольку на опоре расчетные усилия подсчитаны с учетом возможных образовавшихся пластических шарниров. На опоре момент отрицательный - полка ребра в растянутой зоне. Сечение работает как прямоугольное шириной ребра b=20 см.

При ?=0,3, А₀=?(1-0,5?)=0,3(1-0,5·0,3)=0,255 и полезная высота сечения

h₀=vM_B/?_b1R_bbA₀=v581194,1/0.9·11,5·100*20·0.255=33.18 см.

h=h₀+a=33.18+3.5=36.68 ,

принимаем h=40 см, b=20 см, тогда h₀=40-3.5=36.5 см.

Соотношение b/h=20/40=0,5 соответствует рекомендуемым b=(0.4 0.5)h.

Проверка принятых размеров:

0.35 ?_b1R_bbh₀=0.35·0.9·115·20·36.5=264442,5 кгс (264,4 кН)> Q_B^л=72,64 кН прочность бетона на действие наклонных сжимающих усилий обеспечена. Размеры сечения второстепенной балки 20?40 см. достаточны.

В пролетах сечение тавровое - полка в сжатой зоне. Расчетная ширина полки при h_f'/h=5/40=0.125>0.1 принимается меньшей из двух величин:

b_f'?l_пл=230 см.; b_f'?l/3+b=(660/3)+20=240 см.

Принимаем b_f'=230 см.

5.4.1 Расчет прочности по сечениям, нормальным к продольной

оси

Сечение в первом пролете, М=66040,69 Нм.

А₀=М/ ?_b1R_b b_f'h₀²=6604069/0.9·115·230·36.5²=0.0208 по табл.3,1 [1] ?=0,0208,

x=?h₀=0.0208·36.5=0,7592<5 см; нейтральная ось проходит в сжатой полке , ?=0,9896,

A_s=M/R_sh₀?=6604069/3650·36.5·0.9896=5,01 см². принимаем 2O18 А=lll с А_s=5.09 см².

Сечение в среднем пролете М=50854,485 Нм

А₀=5085448,5/0,9·115·230·36,5²=0,016,?=0,992 A_s=5085448,5/3650·36,5·0,992=3,85 см², принимаем 2O16, А=lll с А_s=4,02 см²

На отрицательный момент сечение работает как прямоугольное min M₁₁=-37428,9Нм.

А₀=3742890/0,9·115·20·36,5²=0,1357;?=0,9268 A_s=3742890/3650·36,5·0,928=3,03см² принимаем 2O14, А=lll с А_s=3,03 см²

В третьем пролете на отрицательный момент min M₁₁₁=-19284,02 Нм сечение так же работает как прямоугольное,

А₀=1928402/0,9·115·20·36,5²=0,0699,?=0,9639, A_s=1928402/3650·36,5·0,9639=1,5см² , принимаем 2O10, А=lll с А_s=1,57 см².

5.4.2 Армирование опорных сечений плоскими каркасами

Сечение на первой промежуточной опоре М=-58119,411 Нм. Сечение работает как прямоугольное

А0=5811941,1/0,9·115·20·36,52=0,2107,?=0,8802 As=5811941,1/3650·36,5·0,8802=4,96 см2 принимаем 2O18, А=lll с Аs=5,09 см2, в одном плоском каркасе.

Сечение на средних опорах М=-50854,485 Нм.

А₀=5085448,5/0,9·115·20·36,5²=0,1844,?=0,897 A_s=5085448,5/3650·36,5·0,897=3 см² принимаем 2 O18, А=lll с А_s=5,09 см², в одном плоском каркасе.

5.4.3 Расчет прочности второстепенной балки по сечениям,

наклонным к продольной оси

У опоры А Q_A=48429.84H

При 0.6?_b1R_bt b'h₀=0.60.9*0.9*100*20*36.5=35478H<Q_A=48429.84H

При диаметре продольной арматуры 18ммв каркасах крайнего пролета принимаем поперечную арматуру 6мм из стали класса А-I_c R_sw=175 МПа. Расстояние между поперечными стержнями определяют по условию

S?=h/2=40/2=200 cм. S?150 S=150;

Несущая способность балки по поперечной силе при армировании ее двумя каркасами: q_sw= R_sw A_sw/S=1750·0.283*2/15=660,333 Н/см > 0.6?_b1R_bt b/2=486H/cm

Q_sb=2v26?_b1 R_btbh₀² q_sw=2v2·0.9·0.9·20·36.5²*660.333 =106776.79Н > Q_A=48429.84H

Следовательно, при поперечной арматуре O6мм и шаге поперечных сечений 15см прочность наклонного сечения достаточна.

У опоры В Q_В^л =-72644,76H

При 0.6?_b1R_bt b'h₀=0.6*0.9*0.9*100*20*36.5=35478H<Q_В=72644,76H

Поперечная арматура в двух пролетных каркасов принята 6мм класса А-1 с шагом 150мм. В опорном каркасе при двустороннем расположении продольным стержнем 18мм принимаем поперечные стержни 6мм с шагом 150 мм.

Прочность наклонных сечений второстепенных балки при:

q_sw= R_sw A_sw/S=1750·0.283*2/15=660,333 Н/см > 0.6?_b1R_bt b/2=486H/cm

Q_sb=2v26?_b1 R_btbh₀² q_sw=2v2·0.9·0.9·20·36.5²*660.333 =106776.79Н > Q_В=72644,76H- прочность обеспечена

У опоры В справа Q_b^п=64,068,64 принимаем такую же арматуру, как и у опоры В слева поперечные стержни 6мм класса А-1 с шагом 150мм в пролетных каркасах и опорном каркасе. В этом случае Q_sb=106776.79Н > Q_b^п=64,068,64 - прочность обеспечена.

У опоры С слева, у опоры С справа при Q_с^п= Q_с^л=64068,64 - принимаем ту же самую арматуру Q_sb=106776.79H>Q_c-прочность достаточна.

6 Расчет кирпичного простенка и армокирпичного столба

6.1 Расчет кирпичного простенка

Количество этажей -4., высота этажа Н-3,8м.

Расчетное сопротивление кирпичной кладки при марке кирпича 150 на растворе 75, и R=2мПа.

Для арматуры сеток класса А-I, R_s=155мПа.

Упругая характеристика кладки ?=1000, плотность кладки - 18кН/м³

Подсчет нагрузок:

Все стены на один этаж, на длину 6.4м

N_ст=(0,38*6,4-1,8*3)*0,51*18=173,686кН.

Вес участка наружных стен над кровлей на длину 6,4 при h=1m:

N_ст=0,38*1*6,4*18=43,776кН.

Проверим несущую способность простенка 1-го этажа.

Рис 3.1 расчетная стена простенка

?N₂=N_p1+3N_p2+3N_ст+N_cт1+N_2-2 , где

N_p1-опорная реакция ригеля покрытия =279,202/2=139,601кН

N_p2- опорная реакция ригеля перекрытия=453,021/2=226,511кН

N_ст-вес стены на один этаж=173,686

N_cт1-вес участка стены под кровлей=43,776кН

N_2-2-вес участка стены под перекрытием вышележащего этажа

N_2-2=0,51*6,4*0,9*18=52,877кН

?N₂=139,601+3*226,511+3*173,686+43,776+52,877=1436,845кН

Изгибающий момент под опорой ригеля над 1-м этажом при глубине заделки С=25см.

l₁ =51/2-25/3=17.167cm

M₁=N_p2*l₁ =226.511*0.17167=38.885kHm

l₀=M₂/N₂

M₂=M₁*3.45/3.8=38.885*3.45/3.8=35.303kHm

l₀=35.303/1436.845=0.024<0.17*h=8.67cm

Площадь сечения простенка между оконными проемами:

A=0.51*3.4=1.734m²

Гибкость стены в пределах этажа, М=3,8см².

?_h=(l₀/h)=3.8/0.51=7.451

Несущая способность простенка как внецентрено сжатого элемента, для прямоугольных сечений:

N?m_g*?*R*A*(1-2*l₀/h)w где m_g=1 т.к. h_cт=51см>30см

W=1+l₀/h=110.024/51=1.0005<1.45

?₁=(?+?₀)/2

h_c=h-2l₀=51-2*0.024=50.952см

?_h.c=l₀/h_c=380/50.952=7.458 ?_с=0.9308

?₁=(0,931+0,9308)/2=0,9309

несущая способность простенка:

N_ф=1*,9309*200*17340(1-2*0,024/51)*1,0005=3226933,4Н что больше действительного усилия ?N₂=1436,845кН.

Прочность простенка достаточна.

6.2 Расчет кирпичного столба 1-го этажа

Расчет производим как для центрально сжатых элементов. Сечение столба предварительно принимаем 77Х77см. Грузовая площадь от перекрытия F=6.6*6.4=42.24m²

Расчетная нагрузка от покрытия - 279,202 кН

Расчетная нагрузка от перекрытия-453,021кН

Вес колонны на один этаж-16,72кН

Вес столба в 1-ом этаже-0,77*0,77(3,8-0,2)18=38,42кН

Суммарная нагрузка на столб на уровне отметки 0:

?N=279,202+3*453,021+3*16,72+38,42=1726,845кН

площадь сечения столба А=77х77=5929см², что больше 0,3м² следовательно, ?_с=1.

Гибкость столба ?_h.=l₀/h=380/77=4.935 m_g=1, ?=0,9813.

Несущая способность столба:

N_ф=m_g*?*R*A=1*0,9813*200*5929=1163.625 кН,

Так как N=1726.845>N_ф=1163.625 кН то необходимо армирование.

Отношение 1726.845/1163.625=1.484<2 т.о. можно применить сетчатое армирование. Определяем необходимое значение расчетной арматурой кладки по формуле:

R_sk=1484*2=2968 Па<2R=4 МПа

- таким образом условие выполняется.

Необходимый процент сетчатого армирования:

?=R_sk-R /2R_s=(2,968-2)/(2*155)*100=0,312 %,, что меньше М_мах=50R/R_s=50*2/1.55=0.645% - условие выполняется.

Принимаем сетки с кваратными ячейками размером с=4*4 см из арматуры d5 с шагом s=30,8 см (через 4 ряда кладки, толщина шва 12мм).

?=(2*A_s/(c*s))*100=(2*0,196/(4*30,8))*100=0,318 %.

Фактические значения R_sku и R_sk равны:

R_sk=R¹+2?R_s/100=2+2*0,318*155/100=2,986 МПа;

R_sku=kR¹+2?R_sn/100=2*2+2*0,318*240/100=5,526 МПа;

?_sk=?*(R_u/R_sku)=1000*(4/5,526)=723,851

Гибкость столба ?_h.=l₀/h=380/77=4.935, ?=0,9813.

Несущая способность армированного сетками столба:

N_ф=m_g*?*R_sk*A=1*0,9813*2*100*5929=1737,293 кН>1726,845 кН.

Прочность столба, армированного сетками, обеспечена.

Исследовательская часть

1) влияние высоты поперечного сечения плиты на площадь поперечного сечения арматуры.

Вывод:

1) С увеличением высоты сечения плиты, площадь сечения арматуры уменьшается.

2) Площадь арматуры увеличивается с уменьшением класса арматуры.

2) влияние высоты поперечного сечения плиты, на объем бетона.

Вывод:

1) как видно по графику, с увеличением высоты сечения плиты, объем бетона увеличивается

3) график изменения стоимости бетона с изменением высоты сечения плиты.

1) С увеличением высоты сечения плиты,

увеличивается количество бетона, а следовательно и общая стоимость бетона.

2) при увеличении класса бетона, стоимость соответственно тоже повышается.

Общий вывод

Из всех предложенных вариантов наиболее выгодный вариант получился при высоте поперечного сечения 20 см с классом арматуры А-V и средней стоимости бетона 2,544 м³, 3816 руб.

СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ

1. Байков В.Н., Сигалов Э.Г. Железобетонные конструкции.-М.:Стройиздат,1991.

2. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные констукции.-М.:Стройиздат,1985.

3. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия.-М.:1988.

4. Степанова Д.С., Хардаев П.К. Методические указания к курсовому проекту 1 по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции». Разд. Расчет сборного неразрезного ригеля./ВСГТУ.-Улан-Удэ.2003.

5. Степанова Д.С. Методические указания к курсовому проекту 1 по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции». Разд. Расчет и конструирование колонны многоэтажного промышленного здания./ВСГТУ.- Улан-Удэ.1997.

6. Степанова Д.С., Хардаев П.К. Методические указания к курсовому проекту 1 по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции». Разд. Проектирование монолитного железобетонного перекрытия./ВСГТУ.-Улан-Удэ.1986.

7. Цыдендамбаев О.Ц. Методические указания к оформлению пояснительной записки и графической части курсовых и дипломных проектов./ВСТИ. -Улан-Удэ.1988.

8. Бондаренко В.М., Судницын А.И. Расчет строительных конструкций. Железобетонные и каменные конструкции.- М.: высшая школа, 1984.

9. Мандриков А.П. примеры расчета железобетонных конструкций.- М.: Стройиздат, 1989.

Размещено на Allbest.ru