Разработать проект по железобетонным конструкциям здания

Сопоставляя значения величин и, принимают большее. Это и будет расстоянием от точки теоретического обрыва до торца обрываемого стержня. Ординаты точек теоретического обрыва стержней и расстояния от точки теоретического обрыва до торца обрываемого стержня используются при конструировании арматурных каркасов. Каждая абсцисса точки теоретического обрыва (табл. 3), т. е. расстояние от конца расчётного пролёта до теоретического обрыва стержня определена непосредственно из чертежа — для упрощения расчетов. Значения величин, ,; , а так же окончательно принятое расстояние от точки теоретического обрыва до торца обрываемого стержня сведены в табл.

3.Номер

Асц.точкитеор.

обрыва, м, кН, смсмсм

Принято, смпро-летапози-цииI40,878=*5,18/10=90,2*5,18/10=46,72= 46,72/(2*5,85)++5*1,6=11,9924,7 24,025,0I41,627=*6,06/10==90,2*6,06/10==54,66=54,66/(2*5,85)++5*1,6=12,6724,724,025,0I60,455*12,5/10=90,2*12,5/10==112,75=112,75/(2*5,85)+5*1,4=16,6424,721,025,0I70,434=*12,62/10=90,2*12,62/10==113,83=113,83/(2*5,85)++5*1,4=16,7324,721,025,0II170,293*11,03/10==90,2*11,03/10 = = 99,49=99,49/(2*5,85)++5*1,4 = 15,5024,721,025,0II160,307*10,93/10==90,2*10,93/10== 98,59=98,59/(2*5,85)++5*1,4 = 15,4324,721,025,0II150,931*7,61/10==90,2*7,61/10== 68,64=68,64/(2*5,85)++5*1,4 = 12,8724,721,025,0II131,312==90,2*5,57/10== 50,24=50,24/(2*5,85)++5*1,2 = 10,2924,718,025,0II131,512==90,2*4,49/10== 40,50=40,50/(2*5,85)++5*1,2 = 9,4624,718,025,05.7 Определение длины стыка арматуры внахлёстку (без сварки) Стержни поз. 5 стыкуются со стержнями поз. 6, а стержни поз. 14 — со стержнями поз. 15 и 16 (лист 2). Чтобы обеспечить прочность нормальных сечений по длине любого стыка, необходимо длину стыка принять не менее длины зоны анкеровки. Её определяют как наибольшее из трёх значений:

Растянутой арматуре периодического профиля, стыкуемой в растянутом бетоне, соответствует: =0,9; =11; =20 (табл. 37 [15], табл. 44 [7]). Расчётное сопротивление бетона в этом случае принимают при =1,0 (п. 5. 14. [ 15], п.

5. 44. [ 7]). В нашем случае =14,5 МПа = 1450 Н/см2. Тогда длина зоны анкеровки составляет: — для первого условия: ==(0,9*35 500/1450+11)=33,0;- для второго условия: ==20.Принимаем =33.6 Расчет колонны6.

1 Определение эксцентриситета

Поскольку здание имеет жесткую конструктивную схему, усилия в колонне возникают только от вертикальных нагрузок. Незначительным изгибающим моментом, возникающим от поворота опорного сечения ригеля, пренебрегают, и колонну рассчитывают согласно 4.

2.6 [2] как сжатый элемент статически неопределимой конструкции с эксцентриситетом продольной силы, принимаемым не менее случайного. Значение последнего принимается не менее: = 4200/600 = 7 мм; = 300/30 = 10 мм и 10 мм. Следовательно, в расчет вводится = 10 мм.

6.2 Вычисление нагрузок

Нагрузки на колонну включают продолжительно действующие (постоянные от собственного веса, веса междуэтажных перекрытий, покрытия и длительной составляющей полезной) и кратковременные (соответствующая часть полезной и снеговая) нагрузки (табл. 4).Усилие в колонне от веса перекрытий, включая вес ригелей, подсчитывают с использованием нагрузки на 1 п.м. ригеля. Последнюю нужно умножить на = 5,7 м, так как грузовая площадь колонны в раз больше площади полосы, нагрузка с которой передается на 1 п.м. ригеля (рис. 1). При этом в условиях курсового проекта принимается допущение, что все перекрытия, в т. ч. и покрытие, имеют одинаковый вес. Собственный вес монолитной колонны высотой в = 4 этажа (при ширине квадратного сечения = 0,3 м; высоте этажа = 4,2 м; средней плотности железобетона = 25 кН/м3 и соответствующих коэффициентах надежности = =1,1 и = 0,95): = 0,3²*4,2*4*25*1,1*0,95 = 39,50 кН. Снеговая нагрузка на покрытие определяется по 5.1* - 5.7* [4] и ее подсчет начинается с определения снегового района места строительства. Согласно карте районирования Российской Федерации по расчетному значению веса снегового покрова земли (карта 1* обязательного приложения 5 к [4]), г. Ярославль находится в IV районе. Расчетное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности земли для этого района составляет = 2,4 кПа = 240 кг/м2 = 2,4 кНм2 (табл. 4*[4]). Коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на плоское (горизонтальное) покрытие = 1, т.к., согласно поз.

1 прил. 3 [4], угол наклона покрытия 25о. Тогда полное расчетное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия с учетом = 0,95 составит: = 2,4*1,0*0,95 = 2,28 кН/м2,а на 1 п.м. ригеля, учитывая его шаг = 6,3 м, = 2,28*6,3 = 14,36 кН/м.Таблица 4. Вычисление продольной силы в колонне на уровне верха фундамента

НагрузкаРасчетная нагрузка на 1 п.м. ригеля, кН/мКоличество перекрытий, передающих нагрузку, шт. (включая покрытие) Расчетная продольная сила, кНДлительная:

29,524 673,06вес перекрытийвес колонны--39,50полезная0,6*21,173 222,64Итого --935,20Кратковременная0,4*21,173 144,80полезнаяснеговая181,85Итого --226,65Полная ()--1161,85Примечание. Расчетные значения нагрузок на 1 п.м. ригеля переписаны из столбца 5 табл.

36.3 Подбор сечений

Согласно 6.

2.17 [2], при эксцентриситете = 10 мм и гибкости = 420/30 = 14 20 (здесь = 30 см; = 420 см), колонну прямоугольного сечения с арматурой, расположенной у противоположных в плоскости изгиба сторон сечения, рассчитывают как сжатый элемент со случайным эксцентриситетом из условия, где — предельное значение продольной силы, которую может воспринять колонна, определяемое по формуле:.(14)Здесь — площадь сечения колонны; - площадь всей продольной арматуры в сечении колонны; - коэффициент продольного изгиба, принимаемый в зависимости от гибкости колонны и длительности действия нагрузки: при длительном действии нагрузки по табл. 6.2 [2]; при кратковременном действии нагрузки значения определяются по закону линейной интерполяции, принимая = 0,9 при = 10 и = 0,85 при = 20. В нашем случае при кратковременном действии полной расчетной нагрузки = 1161,85кН, значению гибкости = 14 соответствует значение = 0,87.Для уточнения размеров поперечного сечения колонны предварительно задаемся коэффициентом продольного армирования = 0,01. Тогда, подставив в формулу (14), получим после преобразований формулу для определения высоты квадратного сечения: = (1161,85/(0,87*(1,3+0,01*35,5)))^0,5 = 28,41 см. Принимаем с округлением в большую сторону и кратностью5 см = 30 см, тогда = 900 см².

6.4 Подбор продольной арматуры

Из формулы (14) следует, что = (1161,85/0,87−1,3*900)/35,5 = 4,66 см². При подборе диаметра и количества стержней, удовлетворяющих требуемой по расчету минимальной площади сечения (4,66 см2), следует избегать большого их количества, т.к. при прочих равных условиях стержни меньших диаметров менее устойчивы. Принимаем 4Ø14А400 при = 6,16 см². При этом также удовлетворяется конструктивное требование 8.

3.6 [2] по ограничению наибольшего расстояния между осями стержней, равному 400 мм.

6.5 Подбор поперечной арматуры

Так как горизонтальная нагрузка не воздействует на рассматриваемую колонну, то в ней не возникают поперечные силы. Поэтому диаметр и шаг поперечных стержней следует принять по конструктивным соображениям в соответствии с 8.

3.12 [2]. А именно, с целью предотвращения потери устойчивости (выпучивания) продольной арматуры, поперечные стержни устанавливают с шагом не более и не более 500 мм (- диаметр продольных стержней).Если площадь сечения продольной арматуры, устанавливаемой у одной из граней колонны, превышает 1,5%, то шаг поперечных стержней принимается не более и не более 300 мм. В нашем случае указанная площадь сечения продольной арматуры (это 4 Ø14 при = 6,16 см2) составляет:

6,16/1600*100 = 0,39%от площади сечения колонны. Следовательно, минимальный шаг поперечных стержней выбираем, исходя из 2 значений:

15*14 = 210 мм и 500 мм. Очевидно, что необходимо принять 200 мм. Диаметр поперечных стержней принимаем конструктивно, из условия сварки, 12 мм (табл. прил. 6 [16]). Класс арматуры принимаем А240 — как наиболее распространенный для поперечного армирования.

7 Расчет фундамента7.

1. Исходные данные. Условноерасчетное сопротивление грунтов основания кПа. Бетон тяжелый класса В25, = 0,95 МПа. Арматура класса A-III, МПа. Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах кН/м3. Высоту фундамента принимаем равной 120 см (кратной 30 см), глубина заложения фундамента определяется следующим образом:

Обрез фундамента — на отметке -0,700 м. Таким образом, глубина заложения фундамента будет на отметке -1,9 м. Расчетное усилие, передающееся с колонны на фундамент =1161,85 кН. Усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке. Нормативное значение нагрузки будет: = 1161,85/1,15 = кН.

7.2 Определение размера стороны подошвы фундамента

Площадь подошвы центрально нагруженного фундамента определяется по условному давлению на грунт без учета поправок в зависимости от размеров подошвы фундамента и глубины его заложения: где нормативное усилие, передающееся с колонны на фундамент; табличное значение расчетного сопротивления грунта основания под подошвой фундамента, кПа; осредненный удельный вес стеновых блоков, фундамента и грунта, на обрезах фундамента принимается условно 20 кН/м3; глубина заложения фундамента, м. = 1010,3/(260−1,9*20) = 4,55 см². Размер стороны квадратной подошвы: = м. Принимаем размер = 2,4 м и уточняем давление на грунт от расчетной нагрузки: = 1161,85/2,4² = кН/м2.Рабочая высота из условия продавливания по подколоннику, гдеразмеры подколонника. = м. Таким образом, нагрузка небольшая и условие продавливания в любом случае обеспечено. Принимаем минимальное значение 0,1 м. Полная высота фундамента устанавливается из условий:

1) продавливания: -высота части фундамента под подколонником;

2) заделки колонны в фундаменте: =см (меньше высоты подколонника);3)анкеровки сжатой арматуры: = см. Принимаем полную высоту фундамента 120 см, в том числе высота подколонника 90 см, монолитной части 30 см. Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней части (или нижней ступени) см условию прочности при действии поперечной силы без поперечного армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого сечения (b=1 м) должно выполняться условие:.Поперечная сила от давления грунта в сечении по грани подколонника, где — размер подошвы фундамента;

— размер подколонника;

— рабочая высота фундамента;

— давление на грунт от расчетной нагрузки.= кН. Поперечная сила, воспринимаемая нижней ступенью фундамента без поперечного армирования: = 126,36 кН. — условие удовлетворяется.

7.3 Расчет на продавливание

Проверяем монолитную часть на прочность против продавливания:, где — расчетное сопротивление бетона осевому растяжению;

— среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания в пределах полезной высоты:

м;

— рабочая высота нижней части фундамента. Продавливающая сила, где — расчетное усилие, передающееся с колонны;

— площадь нижнего основания пирамиды продавливания. м2;

— давление, оказываемое на грунт. Продавливающая сила = кН. кН. Следовательно, прочность монолитной части против продавливания обеспечена.

7.4 Определение площади арматуры фундамента

Расчетная схема нижней части фундамента принимается в виде консоли с равномерно распределенной нагрузкой, равной давлению на грунт. Расчетный изгибающий момент по грани подколонника определяется по формуле:= 87,14 кНм. Площадь сечения арматуры определяется по формуле: = см2. Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 16 A-III с шагом 250 мм. Имеем 1016 A-III с см2. .Арматура рассчитана верно. Список использованной литературы

СНиП 52−01−2003

Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. — М.: ФГУП ЦПП, 2004. СП 52−101−2003

Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. — М.: ФГУП ЦПП, 2004. СНиПII-22−81*. Каменные и армокаменные конструкции. — М.: ФГУП ЦПП, 2004. СНиП 2.

01.07−85*. Нагрузки и воздействия. — М.: ФГУП ЦПП, 2004

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

Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры. — М.: ЦИТП, 1989

Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. — М.: Стройиздат, 1991

Бондаренко В.М., Судницын А. И. Расчет строительных конструкций. Железобетонные и каменные конструкции. — М.: Высшая школа, 1984

Проектирование железобетонных конструкций: справочное пособие / А. Б. Голышев [и др.]. — 2-е изд., перераб. и доп. — Киев: Будивэльнык, 1990

Мандриков А. П. Примеры расчета железобетонных конструкций. — М.: Стройиздат, 1989

Попов Н. Н, Забегаев А. В. Проектирование и расчет железобетонных конструкций. — 2-е изд., перераб. и доп. — М.: Высшая школа, 1989

Бондаренко В.М., Суворкин Д. Г. Железобетонные и каменные конструкции. — М.: Высшая школа, 1989

Кудзис А. П. Железобетонные и каменные конструкции. Часть I. — М.: Высшая школа, 1988

Попов Н.Н., Чарыев М. Железобетонные и каменные конструкции. — М.: Высшая школа, 1996. СНиП 2.

03.01−84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования. — М.: Стройиздат, 1989.