Розрахунки та конструювання збірних залізобетонних конструкції багатоповерхової промислової будівлі

 

     Граничне  розрахункове значення снігового навантаження на горизонтальну проекцію покриття підраховують за формулою:

     S_m=γ_fm×S₀×C=1.04×1500=1.56

де γ_fm – коефіцієнт надійності за граничним значенням снігового навантаження, γ_fm=1,04;

S₀ -  характеристичне значення снігового навантаження, S₀=1500 МПа;

С – коефіцієнт, який дорівнює С=1.

     Бетон для колон: приймаємо важкий клас В15.Розрахунковий опір бетону з урахуванням коефіцієнту умов роботи γ_b2=0.9, буде таким:

     R_b=0.9×8.5=7.65 МПа

     Подовжня  арматура – класу А400С (А-III) з R_sc=375 МПа;

     Поздовжні зусилля будуть такими:

• від постійних та тривалих змінних навантажень:

N=N_l1+N_l2=1243.5+45.5=1289 kH

• від короткочасного змінного навантаження (снігового):

     N_sh=45.5 kH

     Колони  середніх рядіів розраховуються як центрові стиснуті з випадковими ексцентриситетами.

     Розрахункова  довжина колони дорівнює висоті поверху:

     l₀=H=3.2 м.

     Так як випадковий ексцентриситет:

     е_а=h/30=400/30=13.3 мм>l₀/600=3200/600=5.3 мм, то приймаємо більше значення е_а=13,3 мм. Тоді розрахунок можна виконувати надалі, приймаючи:

     N=Nsh=1289+45.5=1334.5 kH,

     N_l/N=1289/1334.5=0.96 та l₀/h=3200/400=8

     Приймаючи в першому наближенні φ=φ_в=0,91, знаходимо:

R_sc∙A_s,tot=N/φ-R_b∙A_b=1334.5∙10³/0.91-7.65∙10³∙0.4∙0.4=1466∙10³-1244∙10³=2.42∙10³

     Тоді:

     a_s= R_sc∙A_s,tot/ R_b∙A_b=2.42∙10³/1224∙10³=0.19

     Так, як а_s<0.5 уточнюємо значення  φ в другому наближенні:

     φ=φ_в+2(φ_sb-φ_b)∙a_s=0.91+2(0.92-0.91)0.19=0.91

     Зусилля, яке припадає на стиснуту арматуру:

     R_sc∙A_s,tot=1289∙10³/0.91-1224∙10³=192.5∙10³ H

     Одержане  в другому наближенні значення 192.5∙10³ H відрізняється від одержаного в першому наближенні (2,42∙10³ H), тому сумарна площа арматури може бути прийнята такою:

     A_s,tot=192.5∙10³/2.42∙10⁶=0.000796 мм²=796 мм²

     За  сортиментом приймаэмо 4 ∅16 А-III (d_s=16 мм) з фактичною площею перерізу A_s=804 мм²>796 мм² .

     Поперечна арматура 4 ∅ А-I (d_sw=0.25∙d_s=0.25∙16=4 мм) встановлюється з кроком:

     S=20d_s=20∙16=320 мм>300 мм, S=300 мм. 
 
 
 
 
 
 

     3. Розрахунок фундаменту  під колону середнього  ряду 

     Переріз колони має розміри 400×400. Сумарне  нормативне зусилля в колоні на рівні  верху фундаменту N_n=2000.9 kH (табл.2)

     Ґрунти  основи - піски пилуваті середньої щільності, мало вологі, умовний розрахунковий опір ґрунту R₀=0.34 МПа =0,34∙10⁶ H/м² . Бетон фундаменту приймаємо важкий, класу В20 з R_bt=0.9 МПа=0,9∙10⁶ H/м², коефіцієнт умов роботи бетону γ_b2=1. Арматура класу А300С (А-II) з R_s=280 МПа=280∙10⁶ H/м².  Вага одиниці одиниці об’му бетону  фундаменту на грунт на його уступах γ=20 кH/м³.

     Висота  фундаменту попередньо приймається рівною H=900 мм(кратною 300 мм), глибина закладки фундаменту буде:

     H₁=900+150=1050 мм=1,05 м.

     Площа підлоги фундаменту визначаємо попередньо за формулою:

     А= N_n/ R₀-γ H₁₌2000.9∙10³/0,34∙10⁶-20∙10³∙1,05=6,27 м²

     Розмір  сторони квадратної підошви фундаменту а==2,5 м. Приймаємо розмір 2,7 м (кратний 0,3 м).

     Тиск  грунту від розрахункового навантаження:

     p=N/A=1289/2.7∙2.7=176.1 кH/м².

     Робоча  висота фундаменту з умови продавлювання:

h₀= -0.25(h_col+h_col)+0.5=

= -0.25(0.4+0.4)+0.5=0.4м=40 см

     Повна висота фундаменту встановлюється з  умов:

1. Продавлювання: H=h₀+α=40+4=44 см
2. Жорсткого защемлення колони в фундаменті: H=1.5 h_col+25=1.5∙40+25=85 см
3. Анкерування стиснутої арматури: H=30d+250=30∙25+250=1000 мм=100 см.

Приймаємо остаточно фундамент висотою  H=100 см, h₀= H-α=100-4=96 см, з трьома уступами. Товщина для стакана 20+5=25 см (рис.6)

 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

Рис.6 – Фундамент під колону

Розрахункові  згинальні моменти в характеристичних перерізах 1-1 та 2-2:

M₁=pl₁²/2∙α=17.61∙1.075²/2∙2.7=274.7 kHм

де  l₁= α- α₁/2=2700-550=1.075 мм =1.075 м

M₂=pl₂²/2∙α=176.1∙0.85²/2∙2.7=171.8 kHм

 де   l₂= α- α₁/2=2700-100/2=850 мм =0,85 м

Потрібна  площа перерізу арматури розраховується так:

А_s1= M₁/0.9h₀R_s=271.7∙10³/0.9∙0.96∙280∙10⁶=0.001135=1135 мм²

А_s1= M₂/0.9h₀₁R_s=171.8∙10³/0.9∙0.56∙280∙10⁶=0.001217=1217 мм²

 де h₀₁=60-4=56 см (в перерізі 2-2)

Приймаючи крок стержнів – 150 мм, тоді кількість  стержнів буде такою:

2700/150+1=19 шт.

Площа одного стержня – 1217/19=64 мм², а діаметр 12 мм.

Захисний  шар бетону – 35 мм (з підготовкою), 75 мм – без підготовки. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

4. Розрахунок перекриття  з металевими балками  та залізобетонним  настилом

4.1. Компонування конструктивної  схеми

Вихідні дані:

1. Прольот балки                                                     5,1 м;
2. Крок балок                                                            S = 1,8 м;
3. Товщина залізобетонного настилу (плити)      δ_пл =50 мм;
4. Тимчасове технологічне навантаження            V₀  =2,5 kH/ м²;
5. Підлога – полімер бетонна      
6. Довжина перекриття                                           S×5=1.8×5= 9 м;

Відповідно до вихідних даних приймаємо  схему балкової клітки за рис.7.

Рис.7 - Схема балкової клітки 

Металеві  балки можуть опиратися на цегляні  стіни з товщиною 510 мм і глибиною обпирання 250 мм.

4.2. Розрахунок металевої  балки

     Матеріал  металевих балок – прокатні профілі  зі сталі С235 марки ВСт3кп2-1 ГОСТ 380-71, розрахунковий опір сталі – R_y=230 МПа, коефіцієнт умов роботи конструкції – γ_с=1,1, коефіцієнт, що враховує вплив пластичних деформацій – С₁=1,1.

     Розрахункова  довжина балки (відстань між серединами глибини обпирання) складає:

     l₀=5.1+2∙0.25/2=5.35 м;

     Максимальний  згинальний момент складає:

     M_max=(g+v) l₀²/8=9.05∙5.35²/8=32.4 kHм.

     Максимальна поперечна сила:

     Q_max=(g+v) l₀/2=9.05∙5.35/2=24.2 kHм.

     Підрахунки  навантаження на балку вказані в  табл..3.

     Таблиця.3 - Навантаження на  металеву балку  перекриття

Вид навантаження δ,та щільність шару ρ.	Характеристичне значення навантаження		Коефіцієнт  надійності		Граничне  розрахункове значення навантаження,, kH/м.
	На  одиницю площі, kH/м2.	На одиницю  довжини, kH/м.	γf	γn
Постійне 1). Полімер бетонна плита, δ=30мм, ρ=2,2 т/м3 1×1×0,03×2,2×9,81 2). Залізобетонний  настил (плита) δ=50 мм, ρ=2,5 т/м3 1×1×0,050×2,5×9,81 3). Металева  балка (орієнтовно) 0,0273×9,81	0,65      1,23    --	0,65×1,8=1,17      1,23×18=2,21    0,27	1,2      1,1    1,1	0,95      0,95    0,95	1,33      2,31    0,28
Усього		gn=3,65			g=3,92
Тимчасове
1). Змінне навантаження	2,5	vn=2.5×18=4.5	1,2	0,95	v=5,13
Разом:		gn +vn8,15			g+v=9,05

 

     Потрібний момент перерізу балки:

     W_x≥ M_max/ c₁ R_y γ_с=32.4∙10³/1.1∙230∙10⁶∙1.1=0.00012 м³≈120 см³

     Приймаємо двотавр I18 ГОСТ 8239-89, з такими характеристиками:

     W_x=143 см³;  I_x=1290 см⁴;    S_x=81.4 см³;   d=5.1мм;     g=18.4 кг/м;

     Тоді  нормативні  та дотичні напруження будуть складати:

     σ_max= M_max /W_x c₁=32.4∙10⁶/1.1∙143∙10³=205.9 МПа< R_y γ_с=230∙1,1=254 МПа

     τ= Q_max S_x/ I_x d=24,2∙103∙81,4∙10³/1290∙10⁴∙5,1=25,6 МПа

     R_s=0.58∙ R_y∙ γ_с=0.58∙230∙1.1=146.7 МПа ,   R_s > τ  тобто умови міцності виконуються.

     Визначаэмо   прогин  балки при дії нормативного навантаження:

f_max=5/384∙ g_n +v_nl₀⁴/EI_x=5/384∙5350⁴/20.6∙10⁴∙1290∙10⁴=25.7=0.0257 м <l₀/200=5,35/200=0,027

де l₀/200 – граничний прогин балки.

     Отже, вибраний двотавр I18 відповідає вимогам міцності та жорсткості. 
 
 
 
 
 
 

     Литература.

1. Методичні вказівки до виконання курсового проекту « Розрахунки та конструювання збірних залізобетонних конструкції багатоповерхової промислової будівлі» з дисципліни «Будівельні конструкції» для студентів спеціальності 6.060.101 – «Технологія будівельних конструкцій виробів матеріалів»/ Укладачі: О.Ф.Пугачьов, Л.О. Черкаліна, М.Ю. Ізбаш, В.Л. Земляков. — Харків: ХДТУБА,2010.-46 с.