Проектирование элементов многоэтажного здания с неполным каркасом

Сечение Г-Г.В сечении обрываются стержни Ш16мм. Требуемая площадь сечения арматуры 2.26см² (2Ш12), принятая площадь сечения арматуры 4.02см² (2Ш16). 34•16=544 мм.

Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:

0.7•544•2.26/4.02=214 мм

Величины остальных параметров составляют:

0.6•544=326 мм

20•16=320 мм

300/2=150 мм

Окончательно принимаем l_bd4=330 мм

Расчет каменного простенка 1-го этажа

Производим расчет по двум группам предельного состояния каменного простенка наружной несущей стены 5-и этажного промышленного здания с неполным каркасом, имеющим размеры в плане 19.2х60.8 м, с внутренней сеткой колонн в осях4.8х7.6 м и высотой этажа 5.4 м. Кладка выполнена из кирпича глиняного обыкновенного марки М100 на растворе марки М50. Толщина стены 510 мм. Нормативная переменная нагрузка на междуэтажное перекрытие 5 кН/м². Нормативное значение снеговой нагрузки 1.2 кН/м².В поперечных несущих стенах (на которые опираются главные балки монолитного перекрытия) имеются оконные проемы По степени ответственности здания относится к классу ответственности I ().

4.2 Подсчет нагрузок

Фрагмент плана здания с указанием площадей для подсчета нагрузок с перекрытий и покрытий на простенок здания приведен на рисунке 15, подсчет нагрузок сводим в таблицу 9.

По приведенным в задании исходным данным компонуем фрагмент фасада здания. На фрагменте фасада указываем грузовую площадь, с которой собирается нагрузка от веса стены на кирпичный простенок первого этажа.

Проверяем соблюдение конструктивных требований п.6.16.[7] для принятой по заданию толщины стены.

Отношение высоты стены к ее толщине для стен без проемов, несущих нагрузки от перекрытий или покрытий, независимо от результатов расчета, не должно превышать величину в, указанную в таблице 5-10[8].

При наличии в стенах проемов, необходимо умножать в на поправочный коэффициент kиз таблиц 5-11[8].

Указанная в исходных данных кладка относится к группе I.

По таблице 5-10[8]

По таблице 5-11 [8]k=0.854

где:

4.8-1.3=3.5 м - ширина простенка.

В числителе площадь нетто, а в знаменателе площадь брутто, определяемая по горизонтальному сечению стены.

Где k₁=0.8 - поправочный коэффициент из таблицы 5-11[8].

Условие п. 6.16[7] соблюдается. Стена принята достаточной толщины.

Рисунок 14. Фрагмент совмещенного плана перекрытий и покрытия здания

Рисунок 15. Фрагмент фасада здания

Таблица 9.Подсчёт нагрузок на несущий каменный простенок

Принимая в качестве доминирующей переменную нагрузку на перекрытие (Q_sd,1), определяем:

1. Расчетную продольную силу от действия постоянных и переменных нагрузок на перекрытие.

по первому основному сочетанию:

89.74+0.7•136.8=185.5 кН.

по второму основному сочетанию:

0.85•89.74+136.8=213.1 кН

2. Расчетные продольные силы, действующие в сечении 1-1 простенка.

по первому основному сочетанию:

(1239.73+37.24+192.4+111.57+358.96)+ +0.7•547.2+0.6•32.83=2342.6 кН

по второму основному сочетанию:

0.85•(1239.73+37.24+192.4+ +111.57 + 358.96) +547.2+0.6•32.83=2215.8 кН.

Из двух сочетаний выбираем большее, т.е.1-е основное сочетание для которого постоянная нагрузка

4.3 Определение расчетных усилий, действующих на простенок

В соответствии с требованиями п. 6.7б[7] необходимо, чтобы расстояние между поперечными жесткими конструкциями (поперечными стенами) не превышали указанные в таблице 5-12 [8] величин. В здании 22-32, при группе кладки I и монолитномперекрытии, расстояние между поперечными жесткими конструкциями не должно быть больше42•0.9=37.8 м. Считаем, что это условие выполняется.

Стену рассматриваем расчлененной по высоте на однопролетные вертикальные балки с расположением шарниров в плоскостях перекрытий и покрытия.

Нагрузки с верхних этажей передается на уровне центра тяжести сечения стены второго этажа, а нагрузки с перекрытия 1-го этажа передается с фактическим эксцентриситетом.

Расчетная схема стены 1-го этажа приведена на рисунке 16.

Рисунок 16.Расчет простенка 1 этажа

Нагрузка от перекрытия 1-го этажа приложена на расстоянии внутренней поверхности стены, равном одной трети длины опирания балки перекрытия на стену =127 мм. Согласно п.6.10 [7]принимаемэтот размер равным 70мм.

Расчетный изгибающий момент от внецентренного приложения нагрузки с первого этажа:

= 213.1•(0.51/2-0.07)=39.42 кН•м

Расчетные изгибающие моменты, действующие в сечении 1-1 простенка первого этажа:

39.42•(5.4-2.6)/ 5.4=20.44 кН•м

4.4 Расчет простенка по прочности

Произведем расчет простенка как внецентренно сжатого неармированного элемента на расчетные усилия, действующие в его верхнем сечении, по формуле: N_В?m_g?ц₁•f_k,d•A_c?щ

Так как высота сечения стены h_ст=51 см>30 см, то согласно п.4.7[7] принимаем коэффициентm_g=1.0

При определении несущей способности элемента, штукатурка не включается в его расчетное сечение.

Расчетная высота стены определяется согласно п.4.3[7] в зависимости от условий опирания на горизонтальные опоры. При неподвижных шарнирных опорах 5.4 м.

По таблице 5-4[8]для кладки из кирпича глиняного полнотелого на растворе марки М50.

Эксцентриситет приложения продольной силы в расчетном сечении:

39.42/2342.6=1.68 см

Высота сжатой части поперечного сечения:

51-2•1.68=47.64 см.

l₀/h_ст =5.4/0.51=10.59

По таблице 5-13 [8]определяем коэффициент продольного изгиба для всего сечения в плоскости действующего изгибающего момента 0.8687

Так как эпюра изгибающих моментов не является знакопеременной по высоте элемента, то согласно п. 4.7 [7]5.4 м

H/h_ст=5.4•100/47.64=11.34

По таблице 5-13 [8]определяем коэффициент продольного изгиба для всего сечения в плоскости действующего изгибающего момента 0.854

По формуле: (0.8687+0.854)/2=0.8614

Расчетное сопротивление сжатию кладки высшего качества из кирпича марки М100 на тяжелом растворе марки М50определяется по таблице 5-1[8]1.5 МПа

Определяем площадь сжатой зоны сечения:

51•350•(1-2•1.68/51)=16674 см²

По таблице 5-6[8]: e₀/h_ст=1+1.68/51=1.033

=2342.6 кН>m_g?ц₁•f_k,d•A_c?щ=1.0•0.8614•1.5•16674•1.033/10=2225.4 кН

Несущая способность простенка недостаточна.

Эксцентриситет не выходит за пределы ядра сечения, т.к. e₀=1.68 см< 0.17•h=0.17•51=8.67 см. Применяем для повышения несущей способности простенка сетчатое армирование.

Необходимое минимальное значение расчетного сопротивления армированной кладки:

f_skb,d= N_В/(m_g?ц₁•A_c?щ)=2342.6/(1.0•0.8614•16674•1.033)=1.579 МПа.

Требуемый процент армирования по объему, при использовании арматурной проволоки класса S400, определяем по формуле:

м=(f_skb,d- f_d)•100/(2•f_yd?г_cs•(1-2•e₀/y))=(1.579-1.5)•100/(2•367•0.65•(1-2•1.68/25.5)) =0.02%<м_max;

где м_max=50•f_d/((1-2•e₀/y)•f_yd?г_cs)=50•1.5/((1-2•1.68/25.5)•367•0.65)=0.36 %

где г_cs=0.65 - коэффициент условий работы для арматуры класса S400 по таблице 5-3[8];

y- расстояние от центра тяжести сечения до его сжатого края (для прямоугольного сечения y=h/2=51/2=25.5 см).

Принимаем сетки из арматуры Ш3 S400с ячейкой с=60 мм. Требуемое максимальное расстояние между сетками по высоте:

S_тр=2•A_st•100/(c?м)=2•0.071•100/(0.02•6)=118.333 см

где A_st - площадь поперечного сечения арматурного стержня.

Принимаем s= 3•77=231 мм<S_тр=1183.33 мм (сетки укладываются через3 ряда кладки)

Процент армирования

м=2?A_st•100/(c•s)=2•0.071•100/(6•231/10)=0.1025 %>м_mim=0.1%

Определим расчетное сопротивление армированной кладки:

f_skb,d=f_d+2?м?f_yd?г_cs•(1-2•e₀/y)/100= 1.5+2•0.1025•367•0.65•(1-2•1.68/25.5)/100=1.92 МПа.

Определяем упругую жесткую характеристику кладки с сетчатым армированием б_sk=б?f_k,u/ f_sk,u, где временное сопротивление кладки определяется по формуле f_k,u=k•f_d=2.0•1.5=3.0МПа

k=2.0 - коэффициент, принимаемый по таблице 5-13[8].

Временное сопротивление сжатию кладки с сетчатым армированием:

f_sk,u=k•f_d+2•f_yk?г_cs?м/100=2.0•1.5+2•400•0.65•0.1025/100=3.533 МПа

б_sk=б?f_k,u/ f_sk,u=1000•3.0/3.533 =849

Уточняем величину ц₁ при упругой характеристике б_sk=849

ц=0.8423; ц_с=0.8264; ц₁=(0.8423+0.8264)/2=0.8344

Производим расчет внецентренно сжатого элемента с сетчатым армированием:

N_В= 2342.6 кН?m_g?ц₁•f_skb,d •A_c?щ=1.0•0.8344•1.92•16674•1.033/10 =2759.2кН.

Прочность простенка при принятом армировании кладки обеспечена

Так как максимальный эксцентриситет продольной силы:

e_0max=M/N=39.42/2306.7= 1.71 см< 0.7•y=0.7•25.5=17.85 см

где:

N=N_В-0.58•B?г_n?г_f •(с•h+ с_шт•b_шт)=2342.6-0.58•4.8•1.0•1.35•(18•0.51+ +18•0.02)=2306.7кН,

то согласно п.4.8[7] не требуется производить расчет по второму предельному состоянию (по раскрытию трещинв швах кладки)

Литература

1.Шалобыта Н.Н., Малиновский В.Н. Расчет и конструирование монолитного железобетонного ребристого перекрытия с балочными плитами: Методические указания к выполнению курсового проекта по курсу “Железобетонные конструкции” специальности 70 02 01 дневной и заочной форм обучения, - Брест: БрГТУ, 2011 г, 66 стр.

2.ТКП EN 1992-1-1-2009 (02250). Еврокод 2. Проектирование железобетонных конструкций. Часть 1-1. Общие правила и правила для зданий. - Министерство архитектуры и строительства Республики Беларусь. Минск 2010.

3.СНБ 5.03.01-02. «Бетонные и железобетонные конструкции». - Мн.: Стройтехнорм, 2002. - 274 с.

4.Нагрузки и воздействия: СНиП 2.01.07-85.-М.:1987.-36 c.

5.Железобетонные конструкции. Основы теории расчета и конструирования/ Учебное пособие для студентов строительной специальности. Под редакцией профессора Т.М. Петцольда и профессора В.В. Тура. - Брест, БГТУ, 2003.- 380 с. с илл.

6.Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие. / Под редакцией А.Б. Голышева. - 2-е изд., перераб. и доп. - К.:Будивельник, 1990. - 544 с.

7.СНиП II-22-81.Каменныеиармокаменныеконструкции./ГосстройСССР.-М.;Стройиздат,1983.- 40с.

8.Шевчук В.Л., Левчук А.С. Каменные конструкции: Методические указания по курсовому проектированию по дисциплине “Каменные конструкции” для студентов специальности Т.19.01 дневной и заочной форм обучения, - Брест: БрГТУ, 2000 г, 27 стр.

9.СТ БГТУ 01-2002. Стандарт Университета / УО «БГТУ».-Брест: 2002. - 48

Размещено на Allbest.ru