Проектирование строительных конструкций многоэтажного здания

Прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.

2.3. 8 Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению

Определяем усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента: = 285*150,9/200 = 215,03 Н/мм.Проверяем соблюдение условия:; = 215,03 Н/мм > 0,25*0,9*1,05*250 = 59,06 Н/мм -условие выполняется, поперечные стержни могут полностью учитываться в расчете. Определяем момент, воспринимаемый бетоном: = 1,5*0,9*1,05*10³*0,25*0,44² = 68,61 кН*м. Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения: = (68,61/49,56)^0,5 = 1,71; = 2*0,44/(1−0,5*215,03/(0,9*1,05*10³*0,25)) = 1,61;1,71> 1,61; = 1,71 м; = 3*0,44 = 1,32 м < = 1,71 м. Окончательно, принимаем = 1,32 м. В случаях, когда >, значение принимают равным, но не более. Длину проекции наклонной трещины принимают равной, но не более = 0,44*2 = 0,88 м. Принимаем = 1,28 м. Тогда: = 0,75*215,03*1,28 = 206,43кН.Определим поперечную силу, воспринимаемую бетоном: = 2,5*0,9*1,05*10³*0,25*0,44 = 259,88 кН; = 68,61/1,28 = 53,60 кН; = 0,5*0,9*1,05*10³*0,25*0,44 = 51,98кН.Принимаем = 53,60кН.Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия где — поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции. При вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение принимается в нормальном сечении, проходящем на расстоянии от опоры, при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длиной: = 125,94−33,16*1,28 = 83,5кН.Имеем: = 53,60+206,43 = 260,03> = 83,5 кН, т. е. прочность наклонных сечений у опоры

В и С на расстоянии = 5350/4 = 1337,5 мм от опор обеспечена при поперечных стержнях 8 мм из арматуры класса А400 с шагом = 200 мм. В средней части пролета: = 125,94−49,56*5,35/4 = 59,65кН.Длина проекции невыгоднейшего наклонного сечения: = 1,71 м > = 1,32 м, принимаем = 1,32 м. Определяем поперечную силу, воспринимаемую бетоном (= 68,61): = 259,88 кН; = 68,61/1,32 = 51,98 кН; = 51,98кН.Принимаем = 51,98кН.Полученное значение = 51,98 кН< = 59,65 кН, т. е. поперечная сила не может быть воспринята только бетоном. Поэтому предусматриваем установку поперечной арматуры с шагом не более: = 0,5*440 = 220 мм; 300 мм. Кроме того, в соответствии с п. 3.35 [3], шаг хомутов, учитываемых в расчете: = 1,05*10³*0,9*0,25*0,44²/59,65 = 0,767 м = 767 мм. Шаг поперечных стержней принимаем равным = 200 мм: = 285*150,9/200 = 215,03 кН/м.Проверяем соблюдение условия:; = 215,03 кН/м > 59,06 Н/мм -условие выполняется, хомуты могут полностью учитываться в расчете. Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения: = 1,71 м; = 1,32 м; = 2*0,44/(1−0,5*215,03/(0,9*1,05*10³*0,25)) = 1,61;1,71 > 1,61; = 1,32 м < = 1,71 м. Окончательно, принимаем = 1,32 м. Длину проекции наклонной трещины принимают равной, но не более = 1,28 м. Принимаем = 1,28 м. Тогда: = 0,75*215,03*1,28 = 206,43кН.Определяем поперечную силу, воспринимаемую бетоном (= 68,61): = 259,88 кН; = 68,61/1,28 = 53,60 кН; = 51,98кН.Принимаем = 51,98 кН. Имеем: = 200,86+51,98 = 252,84> = 59,65 кН, т. е. прочность наклонных сечений в средней части пролетов между опорами обеспечена при поперечных стержнях 8 мм из арматуры класса А400 с шагом = 200 мм.

2.3. 9 Расчет прочности на действие момента по наклонному сечению

На средних опорах

В и С концы стержней неразрезного ригеля приварены к надежно заанкерованным деталям, поэтому расчет прочности наклонных сечений на действие момента не производим.

2.4 Расчет кирпичного столба2.

4.1 Задание на проектирование

Требуется рассчитать промежуточную колонну двухэтажного производственного здания с жесткой конструктивной схемой и сеткой колонн = 5,6×6,1 м. Ригели перекрытия размещены поперек здания и вместе с колоннами образуют рамные узлы. Здание имеет неполный железобетонный каркас, и концы ригелей крайних пролетов свободно опираются на наружные продольные кирпичные стены, на которые также передается нагрузка от покрытия. Высота первого и последующих этажей — 3,2 м. Нагрузки на 1 м2от междуэтажного перекрытия и на 1 м ригеля приняты по данным таблицы (Таблица 1).Для изготовления колонны назначаем бетон класса В20(Rb=13,0МПа;Rbt=1,1МПа;γb1=0,9; Eb=27 500 МПа) и продольную рабочую арматуру из стали класса А400(Rs=Rsс=355 МПа, ES=200 000 МПа).

2.4. 2 Сбор нагрузок на столб

Поперечный и продольный шаги столбов соответственно равныl1 = 5,6 м, l2 = 6,1 м. Высота столба в пределах этажа Н=Hэт = 3,2 м. Количество этажей-2.Столб выкладывается из обыкновенного глиняного кирпича пластического прессования с объемным весом=1800 кг/м3. Расчетное сопротивление сжатию кладки из кирпича М150 и раствора М75 составляет R = 2,0 МПа (20 кгс/см2) (согласно табл. 2 СНиП II-22−81 Каменные и армокаменные конструкции).Принимаем наименьшее сечение столба (в верхних этажах) 51×51см. Поскольку наименьший размер столба 51 см > 30 см, принимаем mg = 1 и расчетные нагрузки на столб определяем без учета влияния длительного действия нагрузки на несущую способность элемента. Грузовая площадь составит: = 5,6*6,1 = 34,2 м². Постоянная нагрузка на колонну: — от перекрытия одного этажа с учетомγn=0,95: = 4,82*34,2*0,95 = 156,6 кН, где = 4,82 кН (Таблица 1);- от собственной массы ригеля: = 5,23*5,6 = 29,29 кН, где: =5,23(см. П.

4.2.) — временная длительная: = 1,932*34,2*0,95 = 62,77кН.Итого: = 156,6+29,29+62,77 = 248,66кН.Постоянная нагрузка с одного перекрытия:

248,66*1 = 248,66кН.Временная кратковременная нагрузка на колонну от перекрытия одного этажа с коэффициентом γn=0,95: = 0,897*34,2*0,95 = 29,14кН.Временная кратковременная нагрузка с трех перекрытий:

29,14*1 = 29,14кН.В расчетах использованы значения нагрузки: = 1,932 кН и = 0,897 кН (Таблица 1).Итоговая нагрузка: = 248,66+29,14 = 277,8кН.

2.4. 3 Расчет столба первого этажа с сетчатым армированием

Расчет столба производим по сечению на уровне пола 1-го этажа (ниже расположен подвал и поэтому при расчете учитываю только 2 междуэтажных перекрытия). Расчетная продольная сила в расчетном сечении с учетом собственного веса столба в размере 5% от полной нагрузки равна: = 277,8*1,05 = 291,69 кН = 29 169 кг. Ориентировочные размеры сетчато-армированного столба определим по формуле:

Принимая, и кг/см2, получим: = 29 169/(0,9*36*1) = 900,28 см².Принимаем размеры сечения сетчато-армированного столба 51×51 см. Площадь сечения кладки, А = 2601 см². Упругую характеристику армированной кладки определим по формуле, гдеRu- временное сопротивление сжатию кладки, Ru = kR;Rsku- временное сопротивление сжатию армированной кладки, где — процент армирования кладки;Rsn- нормативное сопротивление арматуры в армированной кладке, принимаемое для арматуры класса А-1 в соответствии с главой СНиП «Бетонные и железобетонные конструкции» согласно п.

3.20 СНиПП-22−81.Для кладки из всех видов кирпича коэффициент k = 2, поэтому: Ru = = 2*20 = 40 кг/см2.Вычисление процента армирования, гдеVs- объем арматуры; Vk- объем кладки. Согласно СНиП П-22−81 «Каменные и армокаменные конструкции» процент армирования кладки сетчатой арматурой при центральном сжатии не должен превышать определенного по формуле, т.о., гдеRs- расчетное сопротивление растяжению арматурной стали (таб. 22* СНиП 2.

03.01−84*), взятое с учетом коэффициента условий работы согласно п.

3.19 СНиП П-22−81.Для квадратной сетки, где Аst- сечение проволоки (арматуры);с — размер ячейки сетки;s -шаг установки сеток по высоте. Задаемся процентом армирования = 0,45%. При таких условиях:

кг/см2;Расчетная высота элемента (столба):l0 = Hэт-hпер = 3,2−0,22−0,5 = 2,48 м. Наименьший размер сечения армированного столбаh = 51 см. При таких условиях гибкость столба прямоугольного сплошного сечения равна: = 248/51 = 4,86.Коэффициент продольного изгиба при = 649,4 и = 4,86 равен = 0,963. Определяем необходимое расчетное сопротивление сжатию сетчато-армированного столба:; = 29 169/(0,963*2601*1) = 11,65кг/см2.Примем Rsk=25 кг/см2 2R=36 кг/см2.Необходимый процент армирования найдем из формулы, откуда%Применим квадратную сетку. Задаемся диаметром стержней сеток 5 мм с площадью сечения Аst = 0,196 см² и размером ячеек сеток 6×6 см. Определим шаг сеток по высоте:

см

Принимаем шаг сетки по высотеS = рядов кладки, что больше 5 рядов, следовательно, изменяем шаг сетки и принимаем его 9×9 смсм

Принимаем шаг сетки по высотеS = ряда кладки, что меньше 5 рядов.

2.5 Расчет фундмента2.

5.1Исходные данные

Поперечное сечение колонны, заделанной в стакан фундамента, принято размерами 510×510 мм, колонна выполнена в виде кирпичного столба. Требуется запроектировать фундамент, глубина заложения подошвы которого составляет 1,4 м, из бетона класса В20(Rb=13,8МПа;Rbt=1,1МПа;Eb=27 500 МПа), арматура класса А400 (= 355 МПа). Расчетное сопротивление грунта основания = 0,19 МПа. Под подошвой фундамента предусматривается бетонная подготовка. Отношение длительной и кратковременной нагрузки: = 248,66/277,8 = 0,895<0,9, принимаем = 1,0.При расчете по второй группе предельных состояний: = 277,8/1,17 = 237,44 кН, где 1,17 — усредненный коэффициент надежности по нагрузке; = 277,8 кН — расчетная нагрузка по первой группе предельных состояний.

2.5. 2 Определение размеров фундамента

Необходимая площадь подошвы фундамента под колонну при расчетном сопротивлении грунта в основании (по заданию) = 0,4 МПа, отметке подошвы фундамента Н = 1,4 м и усредненной плотности массы фундамента и грунта на его обрезах =20кН/м3: = 237,44/(0,19*1000−20*1,4) = 0,64 м². Размеры сторон квадратного в плане фундамента: = 0,64⁰, 5 = 0,8 м. Принимаем кратно 0,3 м, т. е. 0,9 м. С учетом размеров подколонника принимаем размер подошвы фундамента 1,8 м. Реактивное давление грунта на подошву фундамента от расчетных нагрузок, если принять распределение его по подошве равномерным будет: = 237,44/1,8² = 73,3 кПа < = 190кПа. Расчетная высота сечения фундамента из условия обеспечения его прочности против продавливания колонной с размерами 51×51 см определяется из формулы (3.177) п. 3.84 [4]: где — периметр контура расчетного поперечного сечения на расстоянии 0,5h0 от границы площадки опирания сосредоточенной силы F (колоны).Тогда:= -0,5*0,51+0,5*(237,44/(1,1*1000+73,3))^0,5 =-0,03<0.Принимаем = 300 мм. Полная высота фундамента стаканного типа с толщиной защитного слоя бетона = 40 мм при наличии бетонной подготовки в основании (см. табл. 5.1 [4]) и предполагаемом диаметре стержней арматуры d = 20 мм: = 300+40+1,5*20 = 370 мм. Необходимая высота фундамента из условия обеспечения заделки колонны в стакане фундамента: = 510+250 = 760 мм. Принимаем двухступенчатый фундамент = 800 мм с высотой ступеней по 400 мм. Расчетная высота фундамента: = 800−40−1,5*20 = 730 мм. Расчетная высота нижней ступени: = 400−40−1,5*25 = 323 мм (Рис. 6).Рис.. 2.

5.3 Проверка прочности нижней ступени против продавливания

Продавливающая сила принимается за вычетом нагрузок, приложенных к противоположной грани плиты в пределах площади с размерами, превышающими размеры площадки опирання на во всех направлениях) и определяется по формуле: = 237,44−73,3*(1,2+2*0,323²) = 134,19кН.Периметр контура расчетного поперечного сечения на расстоянии от границы площадки опирания верхней ступени фундамента: = 4*(1,2+0,323) = 6,09 м. Имеем: = 1,1*1000*6,09*0,323 = 2163,78 кН, т. е. прочность нижней ступени против продавливания обеспечена с большим запасом.

2.5. 4 Расчет плиты фундамента на изгиб

Изгибающие моменты от реактивного давления грунта в сечениях по граням колонны и уступов фундамента: = 0,125*73,3*1,8*(1,8−0,51)^2 = 27,45 кН*м; = 0,125*73,3*1,8*(1,8−1,2)^2 = 5,94 кН*м.Необходимая площадь продольной арматуры класса А400 у подошвы фундамента в продольном и поперечном направлениях определяется по приближенной формуле по максимальному моменту: = 27,45*10⁶/355/0,9/730 = 118 мм²;Принимаем конструктивно сварную сетку из стержней 10 мм с шагом 250 мм в обоих направлениях:

810 А400 с = 8*78,5 = 628мм2> = 118 мм². Фундаменты с арматурой класса А400, расположенные выше или ниже уровня грунтовых вод, подлежат расчету на образование трещин (в данном проекте этот расчет не производится).

Список литературы

СНиП 52−01−2003

Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. М., «ГУП НИИЖБ» Госстрой России, 2004СНиП 2.

01.07−85*. Нагрузки и воздействия. Минстрой России. М.: ГУП ЦПП, 2009СП 52−101−2003

Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. М., «ГУП НИИЖБ» Госстроя России, 2004

Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52−101−2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ — М.:ОАО «ЦНИИПромзданий», 2005

Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.

03.01. -84).Ч.-2.М.: ЦИТП, 1986

Справочник проектировщика промышленных, жилых и общественных зданий и сооружений. Расчетно-теоретический. В 2х кн. Кн.

1. Под ред. А. А. Уманского. 2-е изд., перераб. и доп. — М.: Стройиздат, 1972

Байков В.Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции (общий курс). М.:СИ, 1991

Бондаренко В.М., Суворкин Д. Г. Железобетонные и каменные конструкции — М., 1987.