Проектирование и расчет железобетонных конструкций многоэтажного здания

 

А0 = = = 4,03 см2

 

где  = 1- 05*ξ = 1- 0,5*0,127 = 0,937

 

Сечение  армируем сварными  сетками с  поперечной  рабочей  арматурой

 

= = 2,015 см2/м

 

Принимаем  510А500 с А0 =3,93 см2 , т.е. 10А500  с  шагом  200 мм.

 

Сечение  над  средними  опорами:

 

Рабочая  высота  сечения  при  расположении  растянутой  арматуры  в  два  ряда

 

h0 = hsb – а = 40 – 4 = 36 см.

 

m= =  = 0,0958

Относительная  высота  сжатой  зоны  бетона

 

ξ = 1- = 1- = 0,101

 

ξ = 0,101 ξR = 0,547

 

Сжатая  арматура  по  расчету  не  требуется. При  отсутствии сжатой  арматуры  требуемая  площадь  арматуры  в  растянутой  зоне  равняется:

 

A0 = = = 3,80 см2

 

где  = 1- 05*ξ = 1- 0,5*0,101 = 0,798

 

Сечение  армируем сварными  сетками с  поперечной  рабочей  арматурой

 

= = 1,90 см2/м

 

Принимаем  510А500 с А0 =3,93 см2 , т.е. 10А500  с  шагом  200 мм.

 

 

 

 

Расчет  прочности  второстепенной  балки  по  сечениям  наклонным  к  продольной  оси.

 

Диаметр  хомутов  из  условий  сварки  не  должен  быть  меньше  диаметра  рабочей  арматуры  и  не  менее  6 мм.

Назначаем  арматуру  класса А500, Rsw = 435 МПа  (определено  по  заданию  к  курсовому  проекту), dsw = 10 мм  с  Asw = 0,785 см2 (минимальный  диаметр  по  сортаменту  арматуры  класса А500 = 10 мм).

Шаг  хомутов  на  приопорных  участках  в  соответствии  с  конструктивными  требованиями  не  должен  превышать  0,5*h0 = 0,5*36 = 18 см  и  быть  более  30 см.

 

Sw.max = = 39,68 см

 

Принимаем  шаг  хомутов  Sw = 150 мм.

 

Проверяем  прочность бетона  между  наклонными  трещинами  от  главных  сжимающих  напряжений:

 

Qmax 0,3*Rb*b*h0

 

Qmax = 84,50 kH 0,3*17*10-1*25*36 = 459 kH, прочность  обеспечена.

 

Проверим  требуется  ли поперечная  арматура  по расчету.

 

Qmin Qb,min = 0,5* Rbl*b*h0

 

Qmin = 56,33 kH Qb,min = 0,5*0,9*1,15*10-1*25*36 = 46,275 kH. Требуется постановка  поперечной  рабочей арматуры.

Погонное  усилие, воспринимаемое  хомутами  при 2х  плоских  каркасах (число  срезов  n = 2), равно:

 

= = = 4,553 kH/см

Поперечную  арматуру  учитывают  в расчете  полностью, если  выполняется  условие:

 

0,25* Rbl*b

 

0,25* 0,9*1,15*10-1*25 = 0,647

 

Условие  выполняется, поперечную  арматуру  учитываем  в  расчете  полностью.

Mb = 1,5* Rbl*b*= 1,5*0,9*1,15*10-1*25*362 = 5030,1 кН*см

 

 

Длина  проекции  наклонного  сечения  определяется  при  нагрузке:

 

ql= g + = 8.88 + 14.88/2 = 16.43 кН/м

Из  условия  минимума  несущей  способности  балки  по  наклонному  сечению, наиболее  опасная  длина  проекции  наклонного  сечения  будет  равна:

 

C = = = 175 см

 

Поскольку  C = = 175 см = = 82 см,

То  принимаем длину  проекции  невыгоднейшего  наклонного  сечения  равной:

 

C = = = 88 см

 

Тогда  поперечная  сила, воспринимаемая  бетоном:

 

Qb = = = 57,16 кН

При  этом  должны  выполняться  условия:

 

0,5* Rbl*b*h0 Qb 2,5* Rbl*b*h0

 

0,5* Rbl*b*h0 = 0,5*1,15*10-1*25*36 = 51,75 кН

2,5* Rbl*b*h0 = 2,5*1,15*10-1*25*36 = 258,75 кН

 

51,75 кН 57,16 кН 258,75 кН

 

Поперечная  сила, воспринимаемая хомутами,

 

Qsw 0,75*qsw*C0,  С0 = С, если С 2*h0, в  противном  случае С0 = 2*h0

 

С = 88 см 2*36 = 72 см

Принимаем   С0 = 72 см

Qsw = 0,75*0,647*72 = 34,94 кН

 Q = Qmax – ql*C = 84,50 – 16,43*10-2*72 = 72,67 кН

Проверяем  условие:

 

Q Qb + Qsw

Q = 72,67 кН Qb + Qsw = 57,16 + 34,94 = 92,1 кН

Прочность  по  наклонному  сечению  обеспечена.

 

Проверяем  требования, предъявляемые  к  шагу  хомутов:

 

Sw Sw,max =

 

Sw = 15 см Sw,max = = 40 см, требование  выполнено

 

Sw = 15 см = = 18 см, требование  выполнено.

 

Sw = 15 см   30 см, требование  выполнено.

 

Окончательно  принимаем  в  приопорной  зоне, равной  четверти  пролета  балки, двухсрезные  хомуты  из  арматуры  класса А500  диаметром  10 мм  с  шагом  150 мм. На  остальной  части  балки  принимаем  хомуты  с  шагом  0,75*h0 = 0,75*360 = 270 250 мм 500 мм.

 

Армирование  второстепенной  балки

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

2.Расчет  и  конструирование  железобетонной  колонны.

 

Требуется запроектировать  среднюю  колонну  1 этажа  многоэтажного  здания.

 

                                             

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Сбор  нагрузок  на среднюю  колонну  1-го  этажа

 

№ п.п.	Вид  нагрузки	Раз-мер-ность	Исходное  расчетное  значение	Грузовая  площадь, м2	Расчетное усилие, кН
1	Постоянная - gc – собственный  вес  колонны - gf,pl – от  массы  -плит перекрытия    и покрытия - пола - grib – от  массы  - второстепенных     балок - главных  балок - gt – от  массы          кровли:   -керамзит 150мм    объемная     масса=8кН/м3   -цементная     стяжка  40мм    объемная     масса=24кН/м3   -линокром     2 слоя 8 мм    объемная     масса=12кН/м3   ИТОГО  постоянная	кН       кН/м2   кН/м2   кН/м   кН/м кН/м2	=bc*hc*Hc*p*γf= =0,3*0,3*16,35*25*1,1= = 40,47     =0,07*1*1*25*1,1=1,925   =(0,36+0,7)1,2=1,272   0,25*0,4*25*1,1=2,75   0,25*0,6*25*1,1=4,125 0,15*8*1,2+0,04*24*1,2+0,008*12*1,2=2,707	5,9*6*5=177   5,9*6*4=120   5,65*3*5=84,75   6*5=30 5,9*6=35,4	40,47       340,725   152,64   233,063   123,75 95,828                         986,48
2	Временная Полная  снеговая  нагрузка ps в том числе: -кратковременная ps,sh -длительная  ps,l Полезная  полная  нагрузка ν в том числе: -кратковременная νsh -длительная  νl	кН/м2     кН/м2 кН/м2   кН/м2   кН/м2 кН/м2	1,4*1*1=1,4     1,4*0,7=0,98 1,4*0,3=0,42   6,2*1,2=7,44   7,44*0,2=1,488 7,44*0,8=5,952	5,9*6=33,04     5,9*6=33,04 5,9*6=33,04   5,9*6*4=141,6   5,9*6*4=141,6 5,9*6*4=141,6	46,256     32,38 13,88   1053,50   210,70 842,80
3	Полная Nt в том числе: -кратковременная Nsh -длительная  Nl	кН   кН кН	=1017,95+46,256+1053,50=   =1017,95+32,38+210,70= =1017,95+13,88+842,80=		2086,24   1229,56 1843,16

 

 

 

Предварительно  задаемся  сечением  колонн  bc*hc=30*30 см

Определяем  полную  конструктивную  высоту  колонны

Hc = 3,5+3,2*4+0,05 = 16,35 м

 

Расчетные  усилия  с  учетом  коэффициента  надежности  по  ответственности 

γn = 0,95  будут  иметь  следующие  значения:

 

полное                                     Nt =  0,95*2086,24 = 1981,93 кН

длительное                               Nl =  0,95*1229,56 = 1168,08 кН

кратковременное                     Nsh = 0,95*1843,16 = 1751,00 кН

 

Расчет  площади  рабочей  арматуры

 

Расчетная  длина  колонны  1го  этажа  с  учетом  защемления  в  фундаменте

l0 = 0,7Н1=0,7(hэт + 0,05) = 0,7(3,5+0,05) = 2,485 м

 

(при  этом  считаем, что  стержень  – колонна  с  податливой  заделкой  на  одном  конце  и  жесткой  на  другом)

Гибкость  колонны

При  = = 8,28 4, необходимо  учитывать  прогиб  колонны, введением  коэффициента  (который  всегда  больше 1)  и умножая  его  на  значение  эксцентриситета   для  получения  расчетного  эксцентриситета.

  = = 8,28 20  и, следовательно, расчет  ведется  в  предположении  наличия  только  случайных  эксцентриситетов  методом  последовательных  приближений.

 

As,tot = - A = – 300*300* = 2177,96 мм2

 

где = 0,8 – предварительно  принятое  значение  для  ориентировочной  оценки  площади  сечения  всей  арматуры As,tot в  сечении  элемента.

Принимаем  для  поверочных  расчетов  428 А500 с  площадью 2463 мм2.

 

0,15 h = 0,15*300 = 45 мм а = 35 мм

 

= = 0.596

 

Из таблиц определяем  = 0,9

 

Уточняем  расчет колонны  с учетом  As,tot = 2463 мм2  и  значения = 0,9.

Фактическая  несущая  способность  колонны

N = *A + * As,tot) =

= 0,9*(17*300*300 + 435*2463) = 2341265 Н =2341,265 кН 1981,93 кН

Проверяем  достаточность величины принятого  армирования

 

  = = = 0,027 = 0,001, т.е. условие  удовлетворяется.

 

Назначение  поперечной арматуры.

 

 Класс  арматуры  хомутов  А500 ( по заданию), 0,25 d = 0,25*28 = 7 мм

 

Принимаем = 10 мм ( минимальный  диаметр  по  сортаменту для А500).

 

Каркас  сварной, поэтому  шаг  хомутов 15d = 15*28 = 420 мм,

Принимаем  = = 400 мм.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Расчет  и  конструирование  центрально  нагруженного  фундамента   под  колонну.

 

Исходные  данные  для  проектирования.

 

Расчетное  усилие  в  заделке  = 1981,93 кН

Нормативное усилие = : = 1981,93: 1,15 = 1722,74 кН

Условная  глубина  заложения    = 0,9 м

Расчетное  сопротивление  грунта (по  заданию)       = 0,41 Мпа

Средний  вес  единицы  объема  бетона  фундамента   = 20 кН/м3

и  грунта на  его  уступах

Фундамент  проектируется монолитным  двухступенчатым

из  тяжелого  бетона  класса В30 (по  заданию)         = 1,15 Мпа

Армирование  фундамента  выполнить 

арматурой  класса А500 (по  заданию)                          = 435 Мпа

 

Определение  геометрических  размеров  фундамента

 

Требуемая  площадь  подошвы фундамента

= = = 4,395*106 мм2 = 4,395 м2

Размер  стороны  квадратной  подошвы

аф  =   = = 2,096 м

 

Назначаем  а = 2,1 м  тогда  давление  по  подошвой  фундамента  при действии  расчетной   нагрузки

= = = 0,449 Н/мм2 = 449 кН/м2

 

Высоту  первой  ступени  назначаем  400 мм, ширина второй  ступени  определена  геометрически  с  учетом  правил  построения  пирамиды  продавливания  и  составляет  1300 мм.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Проверяем соответствие  рабочей  высоты  нижней  ступени h01 по  условию  прочности  по  поперечной  силе, действующей  в  сечении 1 – 1, на  1 м  ширины  этого  сечения  поперечная сила  равна

 

Q1 = 0,5(аф – hс – 2hо)b* = 0,5(2,1-0,3-2*0,85)*1*449 = 22,45 кН

 

Минимальное значение  поперечной  силы  Qb,min , воспринимаемое  бетоном 

 

Qb,min = 0,5**b*h01 = 0,5*1,15*1000*350 =

= 201,25*103 Н = 201,25 кН Q1 = 22,45 кН

То  есть, прочность  нижней  ступени  по  наклонному  сечению  обеспечена.

 

Проверяем  прочность  фундамента  на  продавливание  по  поверхности  пирамиды  продавливания (обозначенной  линией  под  углом  45°.

 

F  *h0*и,

где   F = - * = 1981,93 – 4*449 = 185,93 кН – усилие  продавлвания;

= (hc + 2h0)2 = (0,3 + 2*0,85)2 = 4 м2 - площадь  основания  пирамиды

                 продавливания  при  квадратных  в  плане  колонне  и фундаменте;

         и = 4(hc + h0) = 4*(0,3 + 0,85) = 4,6 м – усредненный  периметр  сечения  пирамиды  продавливания  (среднее  арифметическое  между  параметрами  верхнего  и  нижнего   основаия  пирамиды  продавливания  в  пределах  полезной  высоты  фундамента  h0).

 В  результате  получаем:

F = 185,93   1*1,15*850*4600 = 4496,5*103 Н = 4496,5 кН

 

т.е.  условие  прочности  на  продавливание  удовлетворяется.

 

Определение  площади  рабочей  арматуры.

 

При  подсчете  арматуры  для  фундамента  за  расчетные   принимаем  изгибающие  моменты  по  сечениям   соответствующим  расположению  уступов  фундамента  как  для  консоли  с  защемленным  концом.

 

Изгибающие  моменты  в  расчетных  сечениях  фундамента

 

М1-1 = 0,125**(а – а1)2b  = 0,125*0,449*(2100 – 1300)2 *2100 = 82,616*106 Н*мм = 82,616 кН*м

М2-2 = 0,125**(а – hc)2b  = 0,125*0,449*(2100 – 300)2 *2100 = 381,875*106 Н*мм = 381,875 кН*м

  Необходимая  площадь  сечения  арматуры  для  каждого  направления  на  всю  ширину  фундамента  определяется  как  большее  из  двух  следующих  значений

 

= = = 602,92 мм2

 

= = = 1147,55 мм2

 

Принимаем  сетку  с  одинаковой  в  обоих  направлениях  рабочей  арматурой  14  стержней 12 А500 ( = 1584 мм2)  и  шагом  150 мм (13*150 = 1950 мм).

 

Проверяем  достаточность  принятого  армирования  фундамента

 

= 100 = = 0,089% = 0,001

 

 т.е. условие  удовлетворяется.