Проектирование сборных железобетонных конструкций многоэтажного здания с неполным каркасом

Размещено на http://www.allbest.ru/

Содержание

1. Общие сведения о курсовом проекте

2. Содержание расчетно-пояснительной записки

2.1 Исходные данные

2.2 Компоновка перекрытия

2.3 Расчет панели перекрытия

2.3.1 Расчет нагрузок, действующих на панель

2.3.2 Определение рабочей схемы геометрии и размеров расчетных поперечных сечений панели перекрытия

2.3.3 Подбор необходимой арматуры при расчете панели на общий изгиб (расчет по нормальным сечениям)

2.3.4 Подбор поперечной арматуры при расчете панели на общий изгиб (расчет по наклонным сечениям)

2.3.5 Конструирование панелей перекрытий

2.4 Расчет неразрезного ригеля

2.4.1 Расчет нагрузок на ригель

2.4.2 Определение внутренних усилий в ригеле

2.4.3 Подбор сечений продольной и поперечной арматуры ригеля

2.4.4 Конструирование ригеля. Построение "эпюры материалов"

2.5 Расчет колонны

2.5.1 Определение нагрузок

2.5.2 Подбор сечения арматуры в колонне

2.5.3 Расчет консоли колонны

2.5.4 Конструирование колонны

3. Содержание чертежей

Список литературы

1. Общие сведения о курсовом проекте

панель арматура строительство здание

Курсовой проект предусматривает проектирование сборных железобетонных конструкций многоэтажного здания с неполным каркасом: т.е. панелей перекрытия, неразрезного ригеля, колонн первого этажа, фундамента.

Все проектируемые элементы рассчитываются на прочность по предельным состояниям первой группы в системе единиц СИ.

Курсовой проект состоит из пояснительной записки, содержащей расчетную часть проекта. В конце записки следует указать список использованных источников.

2. Содержание расчетно-пояснительной записки

2.1 Исходные данные

Исходные данные включают в себя следующие параметры: длину и ширину здания (L₁ и L₂) 34,021,6 м, сетку колонн (l₁ и l₂) 6,85,4 м, число этажей (n) 4, высоту этажа (Н) 3,2 м, нормативную временную (полезную) нагрузку на 1 м² междуэтажного перекрытия (V_n) 5,5 кН/м², класс бетона (В) В15, класс арматурной стали А-III, тип плиты перекрытия - ребристая. Район строительства - Ростовская область. Исходные данные для выполнения курсового проекта выдает руководитель.

2.2 Компоновка перекрытия

В курсовом проекте в качестве объекта проектирования рассматривается здание с неполным каркасом. Компоновка перекрытия заключается в наиболее рациональном выборе направления расположения ригелей, а также в выборе в выборе типа, габаритных размеров и способа раскладки панелей перекрытий.

Пространственная жесткость здания обеспечивается его наружными несущими стенами в сочетании с горизонтальными диафрагмами (перекрытиями). В связи с этим расположение ригелей следует принять в направлении большего из двух пролетов сетки колонн. Учитывая, что из общего расхода железобетона на перекрытие (ригели, колонны и панели перекрытий) около 65% приходится на панели перекрытий, такой выбор расположения ригелей будет наиболее рациональным.

Габаритные размеры панели назначают с учетом заданной нагрузки, по возможности, равными типовым или близким к ним по значению. Длина панели принимается равной шагу колонн за вычетом величины стандартного зазора между панелями (30 мм). Ширину панели назначают с учетом того, что ее рассчитывают как балочную, т. е. отношение пролета к ее ширине должно быть не менее двух (2). При конструировании перекрытий (учитывая нестандартность заданных размеров здания и величин пролетов) допускается увеличивать зазоры между панелями по сравнению со стандартными значениями.

При назначении расчетных пролетов ригелей и размеров панели можно принять толщину наружных несущих стен равной 51 см, глубину опирания панели на стену - 12 см, а ригеля - 25 см.

Высота пустотной панели принимается стандартной и равной 400 мм. Поперечное сечение колонн принимают квадратным в плане с размерами (h_c и b_c) 400400 мм.

Размеры поперечного сечения ригеля назначают в зависимости от величины перекрываемого им пролета. Форма поперечного сечения ригеля может быть прямоугольной или тавровой, с полкой в нижней части сечения (для уменьшения строительной высоты перекрытия). В последнем случае панели перекрытия опираются на полки ригеля, что к тому же уменьшает величину пролета панели, а следовательно, и действующие усилия.

Ширина ригеля (b) при прямоугольной форме его поперечного сечения или ширина ребра при тавровой форме поперечного сечения принимается равной (0,3 - 0,5) его высоты h, но не менее 200 мм. Размеры поперечного сечения ригеля назначаются кратными 50 мм.

Таблица 1. Размеры элементов перекрытия

элемент	размеры, мм
	номинальные	конструктивные
	ширина	высота	длина	b	h	a
ПР1	1660	400	5270	1630	400	5270-30=5240
ПР2	1660	400	5400	1630	400	5400-30=5370
Р1	400	700	6600	400	700	6550
Р2	400	700	6400	400	700	6300
К1	400	400	3200	400	400	3200

2.3 Расчет панели перекрытия

Расчет любой строительной конструкции, в общем случае, состоит из ряда последовательных этапов:

· определения расчетной схемы конструкции;

· определения ее габаритных размеров;

· подсчета нагрузок, действующих на конструкцию;

· определения внутренних силовых факторов, возникающих в конструкции от действия внешней нагрузки (построения эпюр M, N, Q) и выделения расчетных значений силовых факторов;

· уточнения геометрии расчетных сечений;

· подбора арматуры на действие каждого силового фактора в отдельности (расчет по первой группе предельных состояний);

· определения, при необходимости, ширины раскрытия трещин и величины прогиба конструкции (расчет по второй группе предельных состояний);

· конструирования расчетных сечений с учетом конструктивных требований СНиП и технологических факторов, связанных с изготовлением конструкции, ее транспортировкой и монтажом на строительной площадке.

В настоящем проекте все конструкции рассчитываются только по прочности, т. е. по первой группе предельных состояний.

2.3.1 Расчет нагрузок, действующих на панель

Нагрузки подсчитываются на 1 м² площади панели перекрытия. Постоянные нагрузки определяются в соответствии с конструкцией пола и типа панели перекрытия по приложению 1. Временные нормативные нагрузки, указанные в задании на проектирование разделяются на длительно и кратковременно действующие части, которые принимаются соответственно равными 0,6 и 0,4 части от всей временной нормативной нагрузки. Коэффициенты надежности по нагрузке г_f для определения расчетных нагрузок определяются в соответствии с требованиями СНиП 2.01.07-85[1].

Расчет нагрузок рекомендуется выполнять в табличной форме (табл. 2).

Таблица 2 Расчет нагрузок на 1 м² панели перекрытия

Вид нагрузки	Нормативное значение нагрузки, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке гf	Расчетное значение нагрузки, кН/м2
	Постоянная
1. Собственный вес конструкции пола (бетонный при наличии бетонной стяжки)	0,48	1,3	q1 = 0,48•1,3 = 0,624
2. Собственный вес панели перекрытия	3,0	1,1	q2 = 3,0*1,1 = 3,3
Итого:	qn = q1n+q2n = 0,48+3,0 = 3,48	-	q = q1 + q2 = 0,624+3,3 = 3,924
	Временная
3. Длительно действующая	Vl,n = 0,6•Vn = 0,6•5,5 = 3,3	1,2	Vl = 3,3•1,2 = 3,96
Кратковременно действующая	Vsh,n = 0,4•Vn = 0,4•5,5 = 2,2	1,2	Vsh = 2,2•1,2 = 2,64
Итого:	Vn = Vl,n+Vsh,n = 3,3+2,2 = 5,5	-	V = 3,96+2,64 = 6,6
Всего:	qn' = qn+Vn = 3,48+5,5 = 8,98	-	q' = q+V = 3,924+6,6 = 10,524

Примечания: 1. Значения q_1n и q_2n даны в приложении 1а и 1б

2. Значение г_f3 и г_f4 принимают равным:

1,3 - при V_n< 2,0 кН/м²;

1,2 - при V_n> 2,0 кН/м².

2.3.2 Определение рабочей схемы геометрии и размеров расчетных поперечных сечений панели перекрытия

Панель перекрытия рассчитывают как балку, лежащую на двух опорах, загруженную равномерно распределенной нагрузкой (рис. 1).



Рис. 1. Расчетная схема и эпюры внутренних силовых факторов М и Q панели перекрытия

Поперечное сечение ребристой панели приводится к эквивалентному тавровому (рис. 2).

Рис. 2. Приведение поперечного сечения панели перекрытия к эквивалентному.

h = 400 мм

h_f^' = 50 мм

b = 180 мм

b_f^' = 1630 мм

2.3.3 Подбор необходимой арматуры при расчете панели на общий изгиб (расчет по нормальным сечениям)

Расчетным изгибающим моментом является максимальный изгибающий момент с середине пролета панели:

M_max = ,

где l₀ - расчетный пролет панели, принимаемый равным расстоянию между центрами зон опирания панели на ригель;

q - погонная расчетная нагрузка, кН/м,

q = q^' B_p ·г_n ,

здесь q^' - полная расчетная нагрузка на 1 м² панели, кН/м²;

гn - коэффициент надежности по значению здания, равный 0,95.

q = 10,524 кН/м²·1,63 м·0,95 = 16,3 кН/м

Mmax = = 54,5 кНм

При расчете тавровых сечений нейтральная ось может проходить как в пределах высоты полки, так и за ее пределами.

Для определения случая расчета определяют величину момента, воспринимаемого сечением в случае, когда нейтральная ось проходит по нижней грани полки:

M_f = R_b·b_f^'·h_f^'·(h₀-0.5·h_f^'),

где R_b - расчетное значение призменной прочности бетона, Н/см² и умножается на коэффициент условий работы бетона г_b2, (г_b2 = 1);

h₀ - рабочая высота сечения панели, равная расстоянию от центра тяжести растянутой арматуры до крайней сжатой грани сечения, см,

h₀ = h - а,

здесь а = m + d/2 при однорядном расположении арматуры;

m - толщина защитного слоя бетона, принимается в соответствии с требованиями.

d - диаметр арматуры, задается самостоятельно.

h₀ = 400 - 25 = 375 мм

M_f = 8,5МПа·1,63 м·0,05 м·(0,375м-0,5·0,05) = 242,46 кНм

Расчет панели производится из условия о о_R,

где о - относительная высота сжатой зоны сечения, о = ;

о_R - граничная относительная высота сжатой зоны сечения, определяемая по формуле:

о_R = ,

здесь = 0,85 - 0,008·8,5мПа=0,782;

у_SR - напряжение в арматуре, принимаемое для сжатия стали классов А-I, А-II, А-III, В_р-I равным R_s (расчетному сопротивлению стали растяжению), 365МПа;

у_sc,u - предельное напряжение в арматуре сжатой зоны, принимаемое при г_b1 1,0 равным 400 МПа, а при г_b1< 1,0 равным 500 МПа. Принимаем 400мПа

По блок-схеме определения требуемой площади поперечного сечения продольной арматуры элементов таврового сечения, должно выполняться условие М M_f.

55 242,46 - условие выполняется, значит расчет ведем по 1 случаю х h_f^' :

А₀ = = = м²

По приложению 3: А₀ = 0,03 о = 0,03>н=0,985

о_R = = =

о = 0,03 о_R = 0,62

По приложению 3: о = 0,03 х = 0,985

А_s = = = = 4,04 см²

По приложению 4: принимаем 218 А-II А_s = 5,09 см².

2.3.4 Подбор поперечной арматуры при расчете панели на общий изгиб (расчет по наклонным сечениям)

Наклонные сечения - это сечения, в которых действуют главные растягивающие напряжения, причиной появления которых являются поперечные силы. Расчет по наклонным сечениям на действие поперечных сил необходим в тех случаях, когда выполняется неравенство:

Q > Q_b = ц_b3(1+ц_f)·R_bt·b·h₀,

где Q - максимальная поперечная сила, кН, равная в данном случае Q_max = ;

Q_b - максимальная поперечная сила, воспринимаемая бетоном в наклонном сечении, кН;

ц_b3 - коэффициент, для тяжелого бетона равный 0,6;

ц_f - коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок на несущую способность тавровых и двутавровых элементов, ц_f = 0,750,5, при этом, b_f^' принимается не более b + 3· h_f^'=0,18+3•0,05=0,33

R_bt - расчетное сопротивление бетона растяжению, кН/см², принимаемое по, умноженное на коэффициент работы бетона г_b2, (г_b2 = 1).

Q = Q_max = = 27,2 кН

ц_f = 0,75· = 0,083

ц_f = 0,083 0,5

R_bt = 0,75 МПа

Q_b = 0,6 (1+0,083)·0,75·10³ кН/м²·0,18м·0,375 м = 32,9 кН

Q = 27,2 < Q_b = 32,9 > в случае не соблюдения неравенства, как мы и получили поперечная арматура устанавливается исходя из конструктивных соображений. При высоте элемента h>300мм арматура в этой части балки устанавливается с шагом S=h=300мм

Рассчитываем шаг поперечных стержней S на приопорных участках:

при h?450мм

S S_max = ,

где ц_b1 - коэффициент для тяжелого бетона равный 1,5.

S_max = = = 1,05м = 1050 мм

S = 150 < S_max = 1050, следовательно принимаем шаг S = 150 мм

Окончательно, шаг S = 150 мм.

Усилие q_sw, кН/см, которое воспринимают поперечные стержни на единицу длины элемента, определяются по формуле:

q_sw =

где ц_b2 - коэффициент для тяжелого бетона равный 2,0.

q_sw = = 4,5 кН/м

= 43,9 кН/м

4,5 < 43,9

Площадь поперечного сечения одного поперечного стержня a_sw, см², равна

a_sw = ,

где n - число поперечных стержней в одном сечении элемента, n = 1 (1 несущий каркас);

R_sw - расчетное сопротивление поперечной арматуры растяжению, кН/см², принимаемое по.

a_sw = = = 0,0023684 м² = 0,684 см²

Суммарная площадь всех поперечных стержней равна А_sw = a_sw·n

А_sw = 0,684 см²·1 = 0,684 см².

По приложению 4: принимаем 110А-I А_sw = 0,785 см².

При расчете на действие поперечной силы должно соблюдаться условие, обеспечивающее достаточную прочность сжатого бетона между двумя наклонными трещинами:

Q 0,3·ц_w1·ц_b1·R_b·b·h₀

где ц_w1 = (1+5·б·м_w) 1,3 - коэффициент, учитывающий влияние поперечных стержней;

б = ;

E_s - модуль упругости поперечной арматуры (равен 210000 МПа);

E_b - начальный модуль упругости бетона ( равен 23000 МПа);

ц_b1 = (1-в·R_b) - коэффициент, вычисляемый для тяжелого бетона при в = 0,01 и R_b в МПа.

б = = 9,1

м_w = = 0,0029

ц_b1 = (1-0,01·8,5МПа) = 0,915

ц_w1 = (1+5·9,1·0,0029) = 1,13 1,3

Q 0,3·1,13·0,915·8,5МПа·0,18м·0,375м = 177,9 кН

27,2 < 177,9 - условие на прочность сжатого бетона между двумя наклонными трещинами выполняется.

2.3.5 Конструирование панелей перекрытий

Полки ребристых панелей армируются сварными сетками, которые выполняются из стали классов В-I и В_р-I проволочной арматуры. Верхние и нижние полки панели армируются конструктивной сеткой.

Ребра панелей армируются сварными каркасами, в которых продольная рабочая арматура принимается, как правило, классов А-II и А-III, а продольная монтажная и поперечная - из стали классов А-I, В-I и В_р-I.

Продольную арматуру располагают по всей ширине нижней полки панели. Продольная арматура должна быть симметрична относительно вертикальной оси симметрии сечения. К концам продольной арматуры ребристых панелей приваривают анкеры из уголков или пластин для закрепления стержней на опоре.

Монтажные петли проектируют из стали класса А-I по четырем углам панели и приваривают к основной арматуре.

2.4 Расчет неразрезного ригеля

Неразрезной ригель является статически неопределимой конструкцией и ему присущи те же достоинства и недостатки, что и другим статически неопределимым конструкциям. К числу основных преимуществ неразрезного ригеля перед разрезным относятся: возможность регулирования внутренних усилий, более плавное распределение изгибающих моментов, меньшее их значение по абсолютной величине, а также более высокая эксплуатационная надежность. Основным недостатком неразрезного ригеля является его чувствительность к неравномерным осадкам опор. Неразрезность ригеля достигается за счет жесткого соединения ригеля с промежуточными опорами, что делает возможным появление и восприятие опорного изгибающего момента.

2.4.1 Расчет нагрузок на ригель

Нагрузка на ригель считается равномерно распределенной от панелей перекрытий. Величина равномерно распределенной нагрузки на ригель подсчитывается с грузовой площади шириной, равной полусумме расстояний от рассматриваемого ригеля до соседних с ним ригелей (несущих стен) и длиной 1 м.

Порядок расчета нагрузок на ригель сведен в таблице 3.

Таблица 3. Подсчет нагрузок на 1 м погонной длины ригеля

Нагрузка	Расчетная нагрузка на 1 м2, кН/м2	Шаг ригелей, м	Расчетная нагрузка на 1 м погонной длины ригеля, кН/м
Постоянная
1. Собственный вес пола (бетонный при наличии бетонной стяжки)	0,624	5,4	q1r = 0,624•5,4 = 3,37
2. Собственный вес панели	3,3	5,4	q2r = 3,3•5,4 = 17,83
3. Собственный вес 1 м погонной длины ригеля	-	-	9,625
Итого:	q = 1,3+3,0 = 4,3	-	q = 3,37+17,83+9,625 = 30,815
Временная
4. Длительно действующая	3,96	5,4	Vl,r = 3,96•5,4= 21,384
5.Кратковременно действующая	2,64	5,4	Vsh,r = 2,64•5.4 = 14,256
Итого:	V = 3,96+2,64 = 6,6	-	Vr = 21,384+14,256 = 35,64
Полная	qr = 4,3+6,6 = 10,9	-	qr = q+Vr = 30,815+35,64 = 66,455

Примечания: 1. А_r - площадь поперечного сечения ригеля=0,35 м².

2.4.2 Определение внутренних усилий в ригеле

Усилия в ригеле определяют как в неразрезной балке с числом пролетов не более пяти, загруженной равномерно распределенной поперечной нагрузкой.

При действии поперечной нагрузки в сечениях ригеля возникает изгибающий момент М и поперечная сила Q. Учитывая возможность различного загружения пролетов ригеля временной нагрузкой, изгибающие моменты в сечениях ригеля могут иметь различные значения. Для правильной оценки наихудшего случая загружения ригеля в каждом сечении строится огибающая эпюра моментов, которая является, по сути, графиком требуемой несущей способности ригеля и может быть построена по формуле:

М = в·q_r·г_n·l_0r² ,

где в - коэффициент, принимаем по данным рисунка и таблицы прил. 5;

г_n - см. п. 2.3.3;

l_0r - расчетный пролет ригеля, равный для рядовых пролетов расстоянию в свету между гранями колонн, а для крайних пролетов - расстоянию от грани колонны до оси опоры на стене.

Расчет моментов для крайнего ригеля:

М₁ = 0,065·66,455·0,95·6,475² = 172,05 кНм

М₂ = 0,090·66,455·0,95·6,475² = 238,22 кНм

М₃ = 0,075·66,455·0,95·6,475² = 198,51 кНм

М₄ = 0,020·66,455·0,95·6,475² = 52,94 кНм

М_max = 0,091·66,455·0,95·6,475² = 240,86 кНм

М₅ = -0,0715·66,455·0,95·6,475² = -189,25 кНм

Расстояние от края колонны до конца эпюры:

0,15·l_0r = 0,15·6,475м = 0,97 м.

Расстояние от стены до М_max:

0,425·l_0r = 0,425·6,475м = 2,75 м.

Расчет моментов для среднего ригеля:

М₆ = 0,018·66,455·0,95·6,4² = 46,55 кНм

М₇ = 0,058·66,455·0,95·6,4² = 149 кНм

М₈ = 0,058·66,455·0,95·6,4² = 149 кНм

М₉ = 0,018·66,455·0,95·6,4² = 46,55 кНм

М_max = 0,0625·66,455·0,95·6,4² = 161,62 кНм

М₅ = -0,0715·66,455·0,95·6,4² = -184,89 кНм

М₆ = -0,012·66,455·0,95·6,4² = -31,03 кНм

М₇ = 0,022·66,455·0,95·6,4² = 56,89 кНм

М₈ = 0,023·66,455·0,95·6,4² = 59,48кНм

М₉ = -0,005·66,455·0,95·6,4² = -12,93 кНм

М₁₀ = -0,0625·66,455·0,95·6,4² = -161,62 кНм

М₁₁ = -0,004·66,455·0,95·6,4² = -10,34 кНм

М₁₂ = 0,027·66,455·0,95·6,4² = 69,82 кНм

Расстояние от края колонны до конца эпюры:

0,15·l_0r = 0,15·6,4м = 0,96 м.

X₀=l₀•0,17=6,475•0,17=1,1м.

Максимальное значение поперечных сил на опорах определяется по формуле:

Q = б·q_r·г_n·l_0r ,

где б = 0,4 на крайней опоре;

б = 0,6 на первой промежуточной опоре слева;

б = 0,5 на первой промежуточной опоре справа и на остальных промежуточных опорах слева и справа.

Расчет поперечных сил для крайнего ригеля:

Q₁ = 0,4·66,455·0,95·6,475 = 163,51 кН

Q₂ = 0,6·66,455·0,95·6,475 = 245,27 кН

Расчет поперечных сил для среднего ригеля:

Q₃ = 0,5·66,455·0,95·6,4 = 202,02 кН

Q₄ = 0,5·66,455·0,95·6,4 = 202,02 кН

2.4.3 Подбор сечений продольной и поперечной арматуры ригеля

Сечение продольной арматуры подбирают по максимальным значениям пролетных и опорных моментов в следующих нормальных сечениях: в первом и среднем пролетах, на первой промежуточной опоре и на средней опоре. При этом, на опоре, независимо от формы сечения ригеля, арматура подбирается как для прямоугольного сечения. В пролетах тавровое сечение с полкой внизу рассматривается как прямоугольное, а расчет таврового сечения с полкой вверху, подбор сечения продольной арматуры зависит от положения нейтральной оси и выполняется аналогично расчету панелей перекрытий (см. раздел 2.3.3.).

При расчете следует учесть, что ригель армируется сварными каркасами, причем при его ширине b ? 250 мм желательно применять два каркаса, а при ширине b ? 250 мм предпочтительнее применение трех каркасов.

Подбор площади сечения продольной нижней арматуры для крайнего ригеля:

А₀ = =

По приложению 3: А₀ = 0,168 о = 0,19

о_R = = 0,62

о = 0,19 о_R = 0,62

По приложению 3: о = 0,19 х = 0,905

А_s = = 11 см²

По приложению 4: принимаем 616 А-II А_s = 12,06 см².

Подбор площади сечения продольной верхней арматуры для крайнего ригеля:

А₀ = = 0,132

По приложению 3: А₀ = 0,132 о = 0,15

о = 0,15 о_R = 0,62

По приложению 3: о = 0,15 х = 0,925

А_s = = = 8,6 см²

По приложению 4: принимаем 316 А_s = 6,03 см²

312 А_s = 3,39 см².

Подбор площади сечения продольной нижней арматуры для среднего ригеля:

А₀ = =0,113

По приложению 3: А₀ = 0,113 о = 0,12

о = 0,113 о_R = 0,62

По приложению 3: о = 0,12 х = 0,94

А_s = = 7,25 см²

По приложению 4: принимаем 614 А_s = 9,23 см².

Подбор площади сечения продольной верхней арматуры для среднего ригеля:

А₀ = = 0,129

По приложению 3: А₀ = 0,129 о = 0,14

о = 0,129 о_R = 0,62

По приложению 3: о = 0,14 х = 0,93

А_s = = = 8,4 см²

Принимаем 310 А_s = 2,36 см²

316 А_s = 6,03 см².

Подбор площади сечения поперечной арматуры крайнего и среднего ригеля:

Расчет по наклонным сечениям на действие поперечных сил необходим в тех случаях, когда выполняется неравенство Q > Q_b = ц_b3(1+ц_f)·R_bt·b·h₀.

Q = Q_max = 245,27 кН

R_bt = 1,05 МПа

Q_b = 0,6·1•0,75 10³кН/м²·0,4м·0,65м = 117 кН

Q = 245,27 > Q_b = 117 - равенство выполняется, значит необходим расчет по наклонным сечениям.

Рассчитываем шаг поперечных стержней S на приопорных участках:

S ? •h= •700=525 мм

S ? = = 233мм

S S_max = ,

где ц_b1 - коэффициент для тяжелого бетона равный 1,5.

S_max = = 0,8 м = 800 мм

S = 233 < S_max = 800, следовательно принимаем шаг S = 233 мм и округляем в меньшую сторону с кратностью в 50 мм.

Окончательно, шаг S = 200 мм.

Рассчитываем шаг поперечных стержней S на среднем участке:

S = h = = 525 мм

S = 500 мм

Окончательно, шаг S = 500 мм.

Усилие q_sw, кН/см, которое воспринимают поперечные стержни на единицу длины элемента, определяются по формуле:

q_sw =

где ц_b2 - коэффициент для тяжелого бетона равный 2,0.

q_sw = = 59,326 кН/м

= 90 кН/м

59,326 < 90> условие не выполняется

Площадь поперечного сечения одного поперечного стержня a_sw, см², равна

a_sw = ,

где n - число поперечных стержней в одном сечении элемента,

n = 3 (3 несущих каркаса);

R_sw - расчетное сопротивление поперечной арматуры растяжению, кН/см²,.

a_sw = = = 0,0000195 м² = 0,195 см²

Суммарная площадь всех поперечных стержней равна

А_sw = a_sw·n

А_sw = 0,195см²·3 = 0,6 см².

Принимаем 36 А-I А_sw = 0,86 см².

При расчете на действие поперечной силы должно соблюдаться условие, обеспечивающее достаточную прочность сжатого бетона между двумя наклонными трещинами:

Q 0,3·ц_w1·ц_b1·R_b·b·h₀

где ц_w1 = (1+5·б·м_w) 1,3 - коэффициент, учитывающий влияние поперечных стержней;

б =

E_s - модуль упругости поперечной арматуры, равен 200000 МПа);

E_b - начальный модуль упругости бетона (равен 23000 МПа);

ц_b1 = (1-в·R_b)

- коэффициент, вычисляемый для тяжелого бетона при в = 0,01 и R_b в МПа.

б = = 8,7

м_w = = 0,0011

ц_b1 = (1-0,01·8,5МПа) = 0,915

ц_w1 = (1+5·8,7·0,0011) = 1,04 1,3

Q 0,4·1,04·0,915·8,5МПа·0,4м·0,65м = 841,2 кН

245,27 < 841,2 - условие на прочность сжатого бетона между двумя наклонными трещинами выполняется.

2.4.4 Конструирование ригеля. Построение "эпюры материалов"

Ригель армируется плоскими сварными каркасами. При этом, для удобства и из методических соображений, необходимо учитывать следующее:

- в пролетных сечениях первого и второго пролетов следует принять не менее 4-х стержней арматуры (в случае, если стержни первого и второго рядов арматуры неодинаковы) следует расположить ближе к растянутой грани сечения;

- в опорном сечении на первой промежуточной опоре рекомендуется принять 2 арматурных стержня при двух сварных каркасах и 3 арматурных стержня при трех сварных каркасах;

- опорную рабочую арматуру в пролете состыковать с соответствующим количеством стержней диаметром 14 мм стали того же класса.

Места обрыва стержней определяют графически по "эпюре материалов", которую совмещают с огибающей эпюрой моментов. Огибающую эпюру моментов и эпюру материалов строят с соблюдением горизонтального и вертикального масштабов. По сути, "эпюра материалов" является графиком фактической несущей способности ригеля с учетом обрыва части арматуры.

Для построения "эпюры материалов" необходимо определить фактическую несущую способность "М" расчетных сечений, армированных всей арматурой, и оставшейся ее части.

Значение ординат "эпюры материалов" для любого нормального сечения М_i вычисляют по следующей схеме:

о_i = , M_i = R_s·A_si·h_0i·х ,

где A_si - площадь рабочей арматуры в рассматриваемом сечении;

h_0i - рабочая высота ригеля в том же сечении.

Расчет "эпюры материалов" нижней арматуры крайнего ригеля:

о ₁₆ = = 0,2

По приложению 3: о = 0,2 х = 0,9

M₆₁₆ = 365 МПа·12,06·10^-4м²·0,65м·0,9 = 257,5 кНм

M₃₁₆ = = 128,75 кНм.

Расчет "эпюры материалов" верхней арматуры крайнего ригеля:

о₁₆ = = 0,1

По приложению 3: о = 0,1 х = 0,95

M₁₆ = 365МПа·6,03·10^-4м²·0,65м·0,95 =135,91 кНм

о ₁₂ = = 0,06

По приложению 3: о = 0,06 х = 0,97

M₁₂ = 365МПа·3,39·10^-4 м²·0,65м·0,97 = 780,15 кНм

Расчет "эпюры материалов" нижней арматуры среднего ригеля:

о₁₄ = = 0,15

По приложению 3: о = 0,15 х = 0,925

M₆₁₄ =365·9,23·10^-4м²·0,65м·0,925 = 202,56 кНм

M₆₁₄ = = 101,3 кНм.

Расчет "эпюры материалов" верхней арматуры среднего ригеля:

о₁₆ = = 0,1

По приложению 3: о = 0,1 х = 0,95

M₁₆ = 365МПа·6,03·10^-4м²·0,65м·0,95 = 135,98кНм

о₁₀ = = 0,04

По приложению 3: о = 0,04 х = 0,98

M₁₀ = 365МПа·2,36·10^-4 м²·0,65м·0,98 = 54,87 кНм

Величину запуска обрываемого стержня (или группы стержней) за точку теоретического обрыва W_i определяют по формуле

W_i = + 5·d ? 20·d ,

где Q_i - поперечная сила в месте теоретического обрыва;

q_swi - погонное усилие в поперечных стержнях в месте теоретического обрыва;

d - диаметр обрываемых стержней.

Запуск обрываемого стержня нижней арматуры левого края крайнего ригеля:

q_sw = = = 167,62 кН/м

Определяем графически по "эпюре материалов" Q =120,94 кН.

W₁₆ = + 5·0,016м = 0,38 м = 38 см

20·0,016м = 0,32 м = 32 см

38 > 32, значит принимаем W = 38 см.

Запуск обрываемого стержня нижней арматуры правого края крайнего ригеля:

q_sw = = = 167,62 кН/м

Определяем графически по "эпюре материалов" Q = 121,5 кН.

W₁₆ = + 5·0,016м = 0,44 м = 44 см

20·0,016м = 0,32 м = 32 см

44 > 32, значит принимаем W = 44 см.

Запуск обрываемого стержня верхней арматуры крайнего ригеля:

q_sw = = = 167,62 кН/м

Определяем графически по "эпюре материалов" Q = 203,65 кН.

W₁₂ = + 5·0,012м = 0,67 м = 67 см

20·0,012м = 0,24 м = 24 см

67 > 24, значит принимаем W = 67 см.

Запуск обрываемого стержня нижней арматуры левого края среднего ригеля:

q_sw = = = 167,62 кН/м

Определяем графически по "эпюре материалов" Q = 80,9 кН.

W₁₄ = + 5·0,014м = 0,31 м = 31 см

20·0,014м = 0,28 м = 28 см

31 > 28, значит принимаем W = 31 см.

Запуск обрываемого стержня нижней арматуры правого края среднего ригеля:

q_sw = = = 167,62 кН/м

Определяем графически по "эпюре материалов" Q = 78,1 кН.

W₁₄ = + 5·0,014м = 0,3 м = 30 см

20·0,014м = 0,28 м = 28 см

30 > 28, значит принимаем W = 30 см.

Запуск обрываемого стержня верхней арматуры левого края среднего ригеля:

q_sw = = = 167,62 кН/м

Определяем графически по "эпюре материалов" Q = 133,73 кН.

W₁₆ = + 5·0,016м = 0,48 м = 48 см

20·0,016м = 0,32 м = 32 см

32 < 48, значит принимаем W = 48 см.

Запуск обрываемого стержня верхней арматуры правого края среднего ригеля:

q_sw = = = 167,62 кН/м

Определяем графически по "эпюре материалов" Q = 143,9 кН.

W₁₆ = + 5·0,016м = 0,51 м = 51 см

20·0,016м = 0,32 м = 32 см

32 < 51, значит принимаем W = 51 см.

Концы стержней, доводимых до опоры, должны быть заведены за ее грань на величину не менее 10d, а на средних опорах - приварены к закладным деталям ригеля (см.[2, п. 5.15]).

2.5 Расчет колонны

2.5.1 Определение нагрузок

Колонны многоэтажных зданий являются, по существу, стойками многоэтажных и многопролетных рам, которые рассчитываются как внецентренно сжатые элементы. Однако, в данном проекте (в целях упрощения расчета) они могут быть рассчитаны как сжатые со случайным эксцентриситетом. Расчету подлежит колонна первого этажа. При подсчете нагрузки считают, что перекрытия (в том числе и покрытие) имеют одинаковый собственный вес (табл. 4). Нагрузка на колонну подсчитывается по грузовой площади, равной произведению l₁ на l₂.

Таблица 4. Вычисление расчетной нагрузки на колонну на уровне пола первого этажа

Нагрузка	Нагрузка от одного перекрытия, кН	Количество перекрытий (включая покрытия), шт	Расчетная продольная сила, действующая на колонну, кН
Длительная
1. Вес перекрытия	qr·l1·гn = 10,9·6,8·0,95 = 70,41	4	qr·l1·гn·n = 70,41·4 = 281,64
2. Вес колонны	-	-	qcw·H·гn·n = 0,4·0,4·25·1,1·3,2·0,95·4 = 53,504
3. Временная длительно действующая	Vl,r·l1·гn = 21,384·6,8·0,95 = 138,14	4-1 = 3	Vl,r·l1·гn·(n-1) = 138,14·3= 441,42
Итого:			Nl = 281,64+53,504+441,42 = 776,6
Кратковременная
4. Временно кратковременно действующая	Vsh,r·l1·гn = 14,256·6,8·0,95 = 92,1	3	Vsh,r·l1·гn·(n-1) = 92,1·3 = 276,3
5. Снеговая	Vs·l1·гn = 1,2·6,8·0,95 = 7,752	1	7,752
Итого:			Nsh = 276,3+7,752 = 284,05
Полная:			N = Nl+ Nsh = 776,6+284,05 = 1060,7

Примечания: 1. q_sw = b_c·h_c·г_fc·1,1 кН/м - собственный вес 1 п.м. колонны.

Численное значение V_s необходимо подсчитать аналогично величине V_sh (см. табл. 3), руководствуясь при этом указаниями [1, п.п. 5.1, 5.2, 5.3, 5.7]

2.5.2 Подбор сечения арматуры в колонне

Расчетную длину колонны l₀ принимают по указаниям [2, п. 3.25] и равной Н.

l₀ = Н = 3200 мм.

Для сжатых железобетонных элементов со случайными эксцентриситетами при l₀ ? 20· h_c требуемая площадь рабочей арматуры определяется по формуле

A_s + A_s^' = ,

где A = b_c·h_c - площадь поперечного сечения колонны;

m - коэффициент условий работы конструкции, принимаемый равным 1 при

h_c > 20 см и 0,9 при h_c ? 20 см;

ц - коэффициент, учитывающий длительность загружения, гибкость и характер армирования элемента

ц = ц_b + 2·(ц_r - ц_b)·б ? ц_r

здесь ц_b, ц_r - коэффициенты, принимаемые по [3, табл. 1.1], [4, табл. 5.1], [5, табл. 5.2];

б = = ·м ,

м - процент армирования, %.

A = 400·400 = 0,16 м²

m = 1, h_c > 20 см

б = ·1% = 0,429

ц = 0,91 + 2·(0,91 - 0,91)·0,429 = 0,91= ц_r (0,91)

A_s + A_s^' = = = - 0,001 м²

Подбор сечения арматуры (A_s + A_s^') осуществляется методом последовательных приближений.

Если процент армирования м = 100% превышает 3%, то необходимо увеличить сечение колонны. В случае получения по формуле

ц = ц_b + 2·(ц_r - ц_b)·б ? ц_r отрицательного результата, необходимо уменьшить размеры сечения колонны. Если уменьшение недопустимо, то арматура устанавливается конструктивно, исходя из минимального процента армирования м_min = 0,1 - 0,4%.

м = ;

A_s = 0,16 м²·0,1% = 0,00016 м² = 1,6 см²

Принимаем 412 А-II А_s = 4,52 см² - рабочая арматура с шагом S = 500 мм, принимаем поперечную арматуру с шагом S = 200 мм 1610 А-I А_s = 12,56 см².

2.5.3 Расчет консоли колонны

Консоли, поддерживающие ригели, проектируются короткими с вылетом

l ? 0,9·h₀ ,

где h₀ - рабочая высота консоли в месте примыкания к колонне.

Наименьший вылет консоли с учетом зазора t = 50 мм между торцом ригеля и гранью колонны равен

l = l_sup + t = + t ? 200 мм и кратен 50 мм,

где l_sup - длина площадки передачи нагрузки вдоль вылета консоли;

Q - максимальное опорное давление ригеля на консоль, определяемое по формуле Q = б·q_r·г_n·l при б = 0,6;

b - ширина ригеля.

Q = 0,6·10,9кН/м·0,95·6,8м = 42,25 кН

b = 400 мм

l = + 0,05м = 0,0089м + 0,05м = 0,0624 м.

62,4мм < 200 мм, значит принимаем конструктивно l = 200 мм, тогда l_sup = 150 мм.

При этом расстояние от грани колонны до силы Q составит l₀ = l - 0,5· l_sup .

l₀ = 0,2м - 0,5·0,15м = 0,125 м

Рабочая высота консоли h₀ подбирается из условий [2, п. 3.32]:

h₀ ? ; h₀ ? ,

где b_c - ширина консоли, равная ширине колонны.

h₀ ? = 0,11 м = 110 мм

h₀ ? = 0,056 м = 56мм

Конструктивно принимаем h₀ = 200 мм.

l ? 0,9·200мм = 180 мм. (62,4 мм < 180 мм).

Конструктивно принимаем высоту консоли h = 400 мм, она должна удовлетворять условиям

h = h₁ + l, h₁ ? h ,

где h₁ - высота свободного конца консоли при уклоне сжатой грани ее под углом 45°.

h = 200мм + 200мм = 400 мм

h₁ ? 400мм = 133,3 мм

400 > 133,3, условие выполняется.

Поперечное армирование коротких консолей выполняется конструктивно горизонтальными или наклонными под углом 45° хомутами. Шаг хомутов должен быть не более h/4 и не более 150 мм. Диаметр хомутов - см. п. 2.5.4.

S = = 100 мм (условие выполняется).

Высота сечения короткой консоли проверяется также из условий:

Q ? 0,8·ц_w2·R_b·l_b·sin?,

Q ? 3,5·R_bt·b· h₀ ,

где l_b - расчетный размер бетонной полосы, l_b = l_sup·sin?;

? - угол наклона расчетной бетонной полосы к горизонтали;

ц_w2 - коэффициент, учитывающий влияние поперечной арматуры, определяемый по формуле

ц_w2 = 1 + 5·б·м_w1 ,

здесь б = ;

A_sw - площадь сечения хомутов в одной плоскости;

S_w - расстояние между хомутами, измеренное по нормали к ним.

l_b = 0,15м·sin65° = 0,15·0,906 = 0,14 м

б = = 8,7

q_sw = 108,42 кН/м

a_sw = = = 0,0000309 м² = 0,309 см²

А_sw = 0,309см²·2 = 0,618 см².

По приложению 4: принимаем 28 А-I А_sw = 1,01 см² поперечная арматура.

м_w1 = = 0,0025

ц_w2 = 1 + 5·8,7·0,0025 = 1,1

Q (42,25кН) ? 0,8·1,1·8,5·10³кН/м²·0,14м·0,906 = 948,8 кН

Q (42,25кН) ? 3,5·0,75·10³кН/м²·0,4м· 0,2м = 210 кН

Условия выполнены.

Сечение продольной рабочей арматуры консоли A_s определяется по моменту на грани консоли, увеличенному на 25%, и при х = 0,9:

A_s = ;

A_s = = 0,00013 м² = 1,3 см²

принимаем 212 А-II А_sw = 2,26 см².

2.5.4 Конструирование колонны

Колонна армируется продольной рабочей арматурой 212 А-II А_sw = 2,26 см².

Диаметр стержней поперечной арматуры принимается в зависимости от арматурного каркаса и равен 28 А-I А_sw = 1,01 см².

Расстояние между поперечной арматурой назначают не более 500 мм и не более 20d (240 мм) при сварных каркасах. Принимаем 200 мм.

3. Содержание чертежей

Графическая часть проекта должна содержать следующие чертежи и схемы:

1. План междуэтажного перекрытия и поперечный разрез здания в масштабе 1:200.

2. Арматурные чертежи всех рассчитанных элементов.

3. Огибающую эпюру изгибающих моментов и эпюру материалов для ригеля.

4. Спецификацию арматуры, выборку арматуры.

Список литературы

1. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и взаимодействия. - М.:ЦИТП Госстроя СССР,

1986. - 34 с.

2. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1985. - 89 с.

3. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. - М.: Стройиздат, 1985. - 727 с.

4. Попов Н.Н., Забегаев В.В. Проектирование и расчёт железобетонных конструкций. - М.: Высш. шк., 1985. - 318 с.

5. Зайцев Ю.В. Строительные конструкции заводского изготовления. - М.: Высш. шк., 1987. - 351 с.

6. Иванов-Дятлов И.Г., Деллос К.П., Иванов-Дятлов А.И. Строительные конструкции. - М.: Высш. шк., 1986. - 542 с.

7. Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлого бетона без предварительного напряжения. - М.: Стройиздат, 1987. - 174 с.

8. Доркин В.В., Добромыслов А.Н. Сборник задач по строительным конструкциям. - М.: Стройиздат, 1986.

9. Руководство по расчёту статически неопределимых конструкций. - М.: Стройиздат, 1975. - 44 с.

10. Голышев А.Б. и др. Проектирование железобетонных конструкций: Справоч. пособ. - Киев: Будивельник, 1985. - 495 с.

11. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлого и лёгкого бетона. СНиП 2.03.01-84.- М.; ЦИТП Госстроя СССР, 1987. - 97 с.

12. Попов Н.Н., Забегаев А.В. Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций: Учеб. для строит. спец. вузов. - М.: Высш. шк., 1989. - 120 с.

Размещено на Allbest.ru