Железобитонные и каменные конструкции многоэтажного произв. здания №1

Проектируем фундамент двухступенчатым, имеющим лишь плитную часть, и назначаем высоту верхней и нижней ступеней одинаковой: = 800/2 = 400 мм (Рис. 13).Рис. 14. Схема расчета железобетонного фундамента без поперечной арматуры на продавливание:1, 2 – расчетные поперечные сечения; 3, 4 – контуры расчетных поперечных сечений; 5 – контур площадки приложения нагрузкиРазмеры верхней ступени фундамента в плане получаем геометрическим построением, соблюдая условие, чтобы она не пересекала пирамиду продавливания. В то же время для обеспечения равномерного распределения давления грунта по подошве фундамента необходимо выполнять условие: , 650 мм < 2*400 = 800 мм.Условие нарушено. Окончательно принимаем размеры плитной части фундамента 3,0х3,0 м.1.6.4 Проверка нижней ступени фундамента на продавливание и срез.1. Требуемая рабочая высота нижней ступени фундамента определяется из условия продавливания ее верхней ступенью (Рис. 14) по формуле (45) [6] с заменой в ней размера сечения колонны на размер верхней ступени в плане:= -(0,32+2*0,9*1,1)*1400/(0,32+4*0,9*1,1)++(((0,32+2*0,9*1,1)*1400/(0,32+4*0,9*1,1))^2+(2304690-0,32*1400^2)/(0,32+4*0,9*1,1))^0,5; = 226 мм.Фактически рабочая высота нижней ступени фундамента составляет = 400-(40+1,5*20) = 330 мм,где = 40 мм– толщина защитного слоя бетона по подошве фундамента; = 20 мм– диаметр арматурных стержней сетки, которым мы предварительно задались.Значит, принятая высота нижней ступени = 400 мм достаточна.2. Выполняем расчет на срез (поперечную силу).Вычисляем поперечную силу, действующую в нормальном сечении III-III (Рис. 13) по формуле = 320*0,47*3 = 451,2 кН,где = 0,5*(3,0-1,4-2*0,33) = 0,47 м.Проверяем выполнение условия, учитывая, что в нашем случае :451200 Н < 0,5*0,9*1,1*3000*330 = 490050 Н.Условие выполняется, следовательно высота нижней ступени фундамента отвечает условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования.1.6.5 Расчет армирования подошвы фундаментаВычисляем величины изгибающих моментов в сечениях I-I и II-II (Рис. 13). = 0,125*320*(3,0-0,4)^2*3,0 = 811,2 кН*м; = 0,125*320*(3,0-1,4)^2*3,0 = 307,2 кН*м.Определяем требуемую площадь сечения арматуры на всю ширину подошвы фундамента в том направлении, в котором рабочая высота ступени и полная рабочая высота фундамента наименьшие: = 811,2*10^6/(0,9*730*355) = 3478 мм2; = 307,2*10^6/(0,9*330*355) = 2914 мм2,где = 800-70 = 730; = 400-70 = 330 мм.Окончательно принимаем по большему результату совокупной площадью = 4020 мм2.Армируем подошву фундамента нестандартной сварной сеткой, одинаковой в двух направлениях, с шагом стержней 150 мм (Рис. 13).Определяем процент армирования расчетных сечений:;.Часть 2 . Расчет монолитных железобетонных конструкций2.1 Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами.2.1.1 Исходные данные.Требуется запроектировать ребристое перекрытие для здания размерами в плане 49,0 х 22,2 м (в осях), поддерживаемое наружными кирпичными стенами толщиной 640 мм и внутренними железобетонными колоннами, и состоящее из плиты, второстепенных и главных балок. Привязка внутренних поверхностей продольных и поперечных стен к разбивочным осям – 200 мм.Временная длительно действующая нормативная нагрузка на междуэтажное перекрытие = 7,5 кН/м2, кратковременная – = 2,1 кН/м2, вес пола – = 0,6 кН/м2. Коэффициент надежности по ответственности = 0,95.Проектируем перекрытие из тяжёлого бетона класса В15 (Rb= 8,5 МПа, Rbt= 0,75 МПа, = 0,9, Еb = 24000 МПа);принимаем арматурусеток для армирования плитиз обыкновенной холоднотянутой проволоки класса В500(Вр-1) диаметром 3...5 мм, расчетное сопротивление растяжению которой принимается равным 415 Мпа;или из стержней периодического профиля(Rs= 355 МПа);продольную рабочую арматуру второстепенных балок принимаем из стали класса А400 (Rs= 355 МПа), поперечные стержни - из арматуры класса А240 (Rs= 170 МПа, Es=200000 МПа).2.1.2 Компоновка перекрытия.Компонуем перекрытие в соответствии с рекомендациями [5, с. 305], принимая (Рис. 15):сетку колонн = 7,4х7,0 м;расположение главных балок поперечное;расположение поперечных балок по осям колонн и в третях пролета с шагом = 7,4/4 = 1,85 мм;глубину заделки плиты в стену в рабочем направлении – 120 мм, в нерабочем – 60 мм; второстепенных балок – 250 мм, главных – 380 мм.Рис. 15. Конструктивная схема монолитного ребристого перекрытия.Для сбора нагрузок задаемся предварительно размерами поперечных сечений элементов перекрытия:– второстепенной балки: = 7000/15 = 466,67 500 мм; = 500/2 = 250 мм;–главной балки: = 7400/10 = 740 мм 750 мм; = 750/3 = 250 мм.Толщину плиты для междуэтажного перекрытия производственного здания в соответствии с [4, п.5.4] назначаем минимальной и равной = 60 мм.2.1.3 Расчет плиты.Расчетные пролеты в коротком направлении в «свету» определяем в соответствии сРис. 16.Пролет плиты при опирании ее с одной стороны на несущую стену равен: = 1850-200-250/2+120/2 = 1585 мм.Расчетный пролет плиты, находящейся между второстепенными балками равен: = 1850-250 = 1600 мм.Пролет второстепенной балки в свету (или пролет плиты в длинном направлении) равен (Рис. 16) = 7000-250 = 6750 мм.Поскольку = 6750/1850 = 3,65 > 2, плиту рассчитываем как балочную, работающую на изгиб только в направлении короткого пролета.Так как плита в направлении второстепенных балок имеет постоянное сечение и равномерное загружение, расчет производится для условной ее ширины, равной 1 м, как многопролетной неразрезной плиты сечением , промежуточными опорами которой служат второстепенные балки.Расчетная схема плиты принимается в виде неразрезной пятипролетной плиты(Рис. 16, б), так как усилия во всех средних пролетах незначительно отличаются от усилий в третьем от краю пролете.В связи с тем, что условия работы участков плиты, защемленных по четырем сторонам (во второстепенных и главных балках), отличаются от условий работы участков плиты у торцевых стен здания, защемленных по трем сторонам и свободно опертых одной стороной на стену, расчет следует выполнять для полос «А», мысленно вырезанных в средней части перекрытия (между соседними главными балками) и для полос «Б», расположенных между торцевыми стенами и главными балками (Рис. 15).Ограничимся выполнением расчета только для полосы «А».Расчетная нагрузка на 1 м2 плиты:постоянная: = 0,06*2,5*1,1*10+0,6*1,3 = 2,43 кН/м2,где = 2,5 т/м3 - средняя плотность железобетона;10 – округленное значение ускорения свободного падения, м/с2;временная полезная: = 7,5*1,2+2,1*1,3 = 11,7 кН/м2;полная: = 2,43+11,7 = 14,13 кН/м2.При ширине грузовой полосы плиты 1 м погонные нагрузки численно равны нагрузкам на 1 м2. С учетом коэффициента надежности по назначению здания = 0,95 нагрузка на 1 м будет равна: = 14,13*1*0,95 = 13,42 кН,где = 1,0 м – условная ширина плиты.Расчетные изгибающие моменты в сечениях плит с равными пролетами или при пролетах, отличающихся друг от друга не более чем на 10 %, определяем с учетом пластических деформаций от полной равномерно распределенной нагрузки во всех пролетах расчетной полосы «А» по формулам:– в средних пролетах и на средних опорах: = 0,8*13,42*1,60^2/16 = 1,718кН*м,где 0,8 – коэффициент, учитывающий благоприятное влияние распора, который можно вводить в расчет при отношении = 60/2220 = 1/37; здесь – меньшая сторона плиты в свету [5, с.308 и 692];– в крайнем пролете и на первой промежуточной опоре: = 13,42*1,59^2/11 = 3,084 кН*м.Расчет плиты производится только на действие изгибающих моментов, так как соблюдается условие:.В самом деле: = 0,6*13,42*1,59 = 12,80 кН< 0,5*0,9*0,75*1,0*45 = 15,19 кН,где – рабочая высота плиты; = 60-15 = 45 мм (а = 15 мм при толщине защитного слоя бетона 10 мм и предполагаемом диаметре рабочих стержней сетки не более 10 мм).Уточняем предварительно принятую толщину плиты, задаваясь = 0,006 по рекомендациям [5, с. 139] по формуле: = (3084000/0,239/0,9/8,5/1000)^0,5 = 41,07 мм,где М - наибольший изгибающий момент, возникающий в нормальных сечениях плиты, = 3,084 кН*м; = 0,278*(1-0,5*0,278) = 0,239,здесь = 0,006*355/0,9/8,5 = 0,278< 0,35 [5, с. 296].Полная высота сечения: = 41,07+15 = 56,07 мм.Оставляем принятую толщину плиты = 60 мм.Рис. 16. Монолитная плита:а – к определению расчетных пролетов;б – расчетная схема и эпюра моментов;в – армирование расчетной полосы «А» сварными рулонными сетками с поперечной рабочей арматурой.Ориентируясь на раздельное армирование рулонными сварными сетками с поперечной рабочей арматурой из обыкновенной холоднотянутой проволоки класса В500, определяем требуемую площадь арматуры для обеспечения прочности нормальных сечений в средних пролетах и на средних опорах при = 60-15 = 45мм по формулам [5, с. 140,14.]: = 1718000/0,9/8,5/1000/45^2 = 0,111; = 0,941; = 1718000/0,941/45/415 = 98 мм2.Принимаем для такого армирования стандартные рулонные сварные сетки С-1 шириной 2,20 м с поперечной рабочей арматурой из обыкновенной холоднотянутой проволоки классаВ500 марки 250/200/4/5 с = 98,2 мм2 (+0,2%), которые располагаются внизу вдоль второстепенных балок на участке между соседними главными балками на длине: = 7,0-0,25-0,02 = 6,73 м,а сетки шириной 1м, работающие на опорные отрицательные изгибающие моменты, размещаются вверху над второстепенными балками (Рис. 16).Для первого пролета и первой промежуточной опоры расчетных полос «А» и «Б»: = 3084000/0,9/8,5/1000/45^2 = 0,199; = 0,887; = 3084000/0,887/45/415 = 186 мм2.В первом пролете и на первой промежуточной опоре расчетной полосы «А» необходимо уложить понизу стандартные сварные сетки С-2 шириной 2,2 м, а по верху над второстепенными балками размешаем такие же сетки, но шириной 1м марки 250/150/4/6с площадью поперечной рабочей арматуры класса А400 на 1 пог. м = 189 мм2 (+1,61%).2.2 Расчет второстепенной балки.2.2.1 Сбор нагрузок.При фактическом числе пролетов более пяти расчет второстепенной балки производим как пятипролётной балки (Рис. 17,б), промежуточными опорами которой служат главные балки.Расчетные пролеты определяем в соответствии сРис. 17, а:– крайние пролеты балки: = 7,0-0,25/2+0,25/2-0,2 = 6,8 м;– средние пролеты принимаются равными расстоянию в свету между главными балками: = 7,0-0,25 = 6,75 м.В связи с тем, что фактически второстепенная балка имеет семь пролетов, первый и седьмой пролеты рассчитываются и конструируются по первому пролету, второй и шестой– по второму пролету, третий, четвертый и пятый – по третьему пролету пятипролетной неразрезной балки. Расчетные нагрузки на 1 п.м. балки с учетом коэффициента = 0,95:– постоянная (от собственной массы перекрытия и конструкций пола):; = (1,85*0,06+(0,5-0,06)*0,25)*2,5*1,1*0,95*10+1,85*0,6*1,2*0,95; = 7,04 кН/м;– временная полезная: = 1,85*(7,5*1,2+2,1*1,3)*0,95 = 20,62 кН/м;– полная нагрузка: = 7,04+20,62 = 27,66 кН/м.2.2.2 Статический расчет.Расчетные изгибающие моменты в неразрезных балках с равными или отличающимися не более чем на 10% пролетами ( = 6,8/6,75 = 1,007) с учетом их перераспределения за счет пластических деформаций определяются по формулам:– в первом пролете: = 27,66*6,8^2/11 = 116,27 кН*м;– на первой промежуточной опоре: = -27,66*(6,8+6,75)^2/56 = -90,69 кН*м;– в средних пролетах и на средних опорах: = 27,66*6,75^2/16 = 78,77 кН*м.Для построения огибающей эпюры моментов (Рис. 17, г) определяем возможные отрицательные изгибающие моменты в пролетах при двух следующих схемах загружения второстепенной балки:1)полная нагрузка в нечетных пролетах и условная постоянная в четных пролетах;2)полная нагрузка в четных пролетах иусловная постоянная в нечетных пролетах (Рис. 17, в).Минимальные значения пролетных моментов строят по параболам, определяющим моменты от нагрузки и проходящим через вершины ординат опорных моментов от полной нагрузки во всех пролётах.В нашем случае: = 7,04+0,25*20,62 = 12,20 кН;=12,20*6,8^2/11=51,28 кН*м;=12,20*6,75^2/16=34,74 кН*м.Значения расчетных минимальных моментов будут равны: = 0,425*(-90,69)+51,28 = 12,74 кН*м; = (-90,69-78,77)/2+34,74 = -49,99 кН*м; = -78,77+34,74 = -44,03 кН*м.Рис. 17. Второстепенная балка.Поперечные силы определяем из упругого расчета при загружении всех пролетов полной нагрузкой по схеме на Рис. 17, б:– на опоре A: = 0,4*27,66*6,8 = 75,24 кН;– на опоре В слева: = 0,6*27,66*6,8 = 112,85 кН;– на опоре В справа и на остальных опорах: = 0,5*27,66*6,75 = 93,35кН.2.2.3 Подбор сечений.Определяем высоту второстепенной балки, принимая = 0,35 (для обеспечения перераспределения внутренних усилий задаются 0,35); = 0,289.Расчет ведем по опорному моменту = 90,69 кН*м. = (90690000/0,289/0,9/8,5/250)^0,5 = 405 мм.Принимаем =500 мм.Переходим к расчету прочности по нормальным сечениям.При определении площади сечения пролетной арматуры по положительным изгибающим моментам сечения второстепенной балки рассматриваются как тавровые с полкой в сжатой зоне: = 60 мм.В соответствии с [3, п. 6.2.12] при = 60/500 = 0,12 > 0,1 в расчет вводим: = 250+2*800 = 1850 мм.где = 0,5*(1850-250) = 800 мм, что менее= (7000-250)/6 = 1125 мм.Расчетное сечение второстепенной балки в первом пролете имеет рабочую высоту: = 500-50 = 450 мм,при условии предполагаемого расположения арматуры в два ряда повысоте сечения); = 116270000/0,9/8,5/1850/450^2 = 0,041.По [6, прил. 4] = 0,979; = 0,041; =0,041*450=18,45< = 60 мм, т.е. сечение рассчитывается, как прямоугольное шириной = 1850 мм; = 116270000/0,979/450/355 = 743 мм2.Принимаем по сортаменту арматуры с = 806 мм2.Для расчетного сечения в среднем пролете рабочая высота сечения при однорядном расположении арматуры составляет: = 500-50 = 450 мм; = 78770000/0,9/8,5/1850/450^2 = 0,027; = 0,987; = 0,027; = 0,027*450 = 12,15мм < = 60 мм; = 78770000/0,987/450/355 = 500мм2.Принимаем с = 509 мм2.На отрицательные опорные и пролетные изгибающие моменты сечения балки работают с полкой, находящейся в растянутой зоне. Эти сечения рассчитываем как прямоугольные: = 250 мм.В качестве рабочей растянутой арматуры над опорами второстепенных балок используем поперечные стержни надопорных сеток, расположенных между осями соседних второстепенных балок (Рис. 17, д).Рабочая высота сечения у первой промежуточной опоры: = 500-30 = 470 мм; = 90690000/0,9/8,5/250/470^2 = 0,215; = 0,878; = 90690000/0,878/470/415 = 530мм2.Принимаем в качестве надопорной арматуры у первой промежуточной опоры две сварные рулонные сетки с поперечной рабочей арматурой, которые в целях экономии арматуры частично перекрывают друг друга.При двух надопорных сетках, раскатываемых вдоль главной балки, требуемая площадь рабочей арматуры одной сетки из обыкновенной холоднотянутой проволоки должна составлять = 530/2 = 265 мм2, а на 1пог. м требуется арматура площадью –= 265/1,85= 143 мм2.По сортаменту сварных сеток принимаем сетки марки 250/125/4/5 c= 157,1 мм2.Для сечений на средних опорах также = 470 мм; = 78770000/0,9/8,5/250/470^2 = 0,186; = 0,898; = 78770000/0,898/470/415 = 450мм2. = 450/2 = 225 мм2, = 225/1,85= 122 мм2.Принимаем рулонные сетки марки 250/150/4/5 с = 131 мм2.Отрицательные моменты в средних пролетах (за пределами надопорных сеток) воспринимаются верхней арматурой каркасов второстепенных балок, которая в этих случаях является расчетной. Определим требуемое сечение продольной арматуры на отрицательный момент = 49,99 кН*м в пролете ВС при = 500-45 = 455 мм: = 49990000/0,9/8,5/250/455^2 = 0,126; = 0,933; = 49990000/0,933/470/355 = 321мм2.Принимаем с = 402 мм2.В средних пролетах, где = 44,03 кН*м: = 44030000/0,9/8,5/250/455^2 = 0,111; = 0,948; = 44030000/0,948/470/355 = 278мм2.Принимаем с = 308 мм2.Переходим к расчету прочности по наклонным сечениям.В зависимости от технологических условий точечной сварки при одностороннем расположении в каркасе продольных стержней 16 мм диаметр поперечных стержней должен быть не менее 4 мм [6, прил. 3].Принимаем = 8 мм ( = 50,3 мм2). Число каркасов = 2 и = 2*50,3 = 100,6мм2.Проверяем выполнение условия:Влияние свесов сжатой полки не учитываем.= 75240 > 0,5*0,9*0,75*250*455 = 38391Н – условие не выполняется. Так как , то на всех приопорных участках требуется постановка поперечной арматуры по расчету.Назначаем шаг поперечных стержней во всех пролётах на приопорных участках длиной = 7,0/4 = 1,75 м = 150 мм, что отвечает конструктивным требованиям [3, п. 8.3.11] и 300 мм, а также не превышает наибольшего допустимого расстояния между соседними поперечными стержнями: = 0,9*0,75*250*455^2/112850 = 310 мм.Определяем усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента = 170*101/150 = 114,47 н/мм.Проверяем соблюдение условия:;114,47 Н > 0,25*0,9*0,75*250 = 42,19Н – условие выполняется.Проверим теперь прочность нескольких наклонных сечений, начинающихся от внутренней грани опоры, по поперечной силе по условию:.Ограничимся рассмотрением расчёта двух наклонных сечений, находящихся вблизи опоры Вслева, для которых длина горизонтальных проекций равна и .Поперечная сила, воспринимаемая бетоном, при: = 1,5*0,9*0,75*250*455^2/(2*455) = 57586 Н;поперечная сила, воспринимаемая бетоном, при: = 1,5*0,9*0,75*250*455^2/(2,5*455) = 46069 НЗначения и получились больше = 0,5*0,9*0,75*250*455 = 38391 НПоперечная сила, воспринимаемая поперечными стержнями на длине : = 0,75*114,47*(2*455) = 78126 Н.Проверяем выполнение условия для двух рассматриваемых наклонных сечений:75240 < 57586+78126 = 135712Н;75240 < 46069+78126 = 124195 Н.Условия выполняются.Проверяем достаточность принятого сечения балки для обеспечения прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами по условию: = 112850 <;112850 < 0,3*0,9*8,5*250*455 = 261056 Н – условие удовлетворяется.Оставляем шаг поперечных стержней на приопорных участках во всех пролетах =150 мм. В средней части всех пролетов увеличиваем шаг поперечных стержней до = 200 мм, что не превышает = 3*500/4 = 375 мм и 500 мм.Расчеты элементов перекрытия с размерами, принятыми в соответствии с рекомендациями [5], по второй группе предельных состояний можно не производить,поскольку в этом случае требования, предъявляемые к элементам в отношении их обеспеченности от чрезмерного раскрытия трещин и чрезмерных прогибов, автоматически удовлетворяются.Список литературыСНиП 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, 2004Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ – М.:ОАО «ЦНИИПромзданий», 2005Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции (общий курс). М.:СИ, 1991Евстифеев В.Г., Евстифеева О.В. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания. Учебное пособие. СПб.: ПГУПС, 2008Евстифеев В.Г. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания. Часть2. Сборно-монолитный ригель. Метод. указания к вып. курс. проекта №1. СПб.: ПИИТ, 1992Евстифеев В.Г., Тетерин Ю.И. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания. Часть 3. Колонна. Метод. указания к вып. курс. проекта №1СПб.: ПГУПС, 1997Евстифеев В.Г. Железобетонные конструкции (расчет и конструирование): Учебное пособие. – СПб.: Иван Федоров, 2005Справочник 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.