Проектирование железобетонных и каменных конструкций 10 этажного здания. Васильев. Пояснительная записка к курсовому проекту "Проектирование железобетонных и каменных конструкций 10 этажного здания"

• Название: Пояснительная записка к курсовому проекту "Проектирование железобетонных и каменных конструкций 10 этажного здания"
• Анкор: Проектирование железобетонных и каменных конструкций 10 этажного здания
• Дата: 08.02.2023
• Размер: 0.71 Mb.
• Имя файла: Васильев.docx
• Тип: Пояснительная записка; #925627
• страница: 5 из 6

4.5. Построение эпюры материалов.
Продольная рабочая арматура в пролете 4Ø20 А500С. Площадь этой арматуры А_s определена из расчета на действие максимального изгибающего момента в середине пролета. В целях экономии арматуры по мере уменьшения изгибающего момента к опорам два стержня обрываются в пролете, а два других доводятся до опор.

Площадь рабочей арматуры А_s,eƒ = 12,57 см². Определяем изгибающий момент, восприимаемый сечением ригеля с полной запроектированной арматурой 4Ø20 А500С

Из условия равновесия:

R_s·A_s = γ_b1·R_b·b·x, где x = ξ·h₀;

ξ = R_s·A_s/(γ_b1·R_b·b·h₀) = 4430·12,57/(0,9·148·20·45)=0,465

x = 0,465·45 = 20,9 см.

Изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля, определяется из условия равновесия:

М_(4ø20)= R_s·A_s·(h₀ – 0,5x);
M_(4ø20) = 4430·12,57·(45 – 0,5·20,9) = 1923842 кг·см = 19239 кг·м;

М = 19033 кг·м < M_(4ø20) = 19239 кг·м, следовательно прочность сечения обеспечена.

До опоры доводятся 2Ø20 А500С, h₀ = 50 – 3 = 47 см, A_s = 6,285 см².

ξ = R_s·A_s/(γ_b1·R_b·b·h₀) = 4430·6,285/(0,9·148·20·47) = 0,222;

x₁ = ξ·h₀ = 0,222·47 = 10,45 см.

Определяем изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней, доводимых до опоры:

М_(2ø20) = R_s·A_s(2ø20)·(h₀ – 0,5·x₁) =

= 4430·6,285·(47 – 0,5·10,45) = 1163103 кг·см = 11631 кг·м.
M_x = R_A·x – (g + V) ·x²/2, где R_A – опорная реакция, x – текущая координата;

R_A = (g + V) ·l₀/2 = Q = 12220 кг
При x= 1/8·l₀ = 0,779 м; M_1/8= 12220·0,779 – 3923·0,779²/2 = 8329 кг·м;

При x = 2/8·l₀ = 1,558 м; M_2/8= 12220·1,558 – 3923·1,558²/2 = 14290 кг·м;

При x= 3/8·l₀ = 2,336 м; M_3/8= 12220·2,336 – 3923·2,336²/2 = 17852 кг·м.



Длина анкеровки обрываемых стержней определяется по следующей зависимости:

w = Q/2q_sw + 5d ≥ 15d, где d–диаметр обрываемой арматуры.

Поперечнаясила Q определяется графически в месте теоретического обрыва:

Q = 7640 кг.

Поперечные стержни Ø8 А400, R_sw = 2900 кг/см²_, А_sw = 1,01 см² в месте теоретического обрыва имеют шаг 10 см;

q_sw = R_sw·A_sw/S_w = 2900·1,01/10 = 292,9 кг/см;

W = 7640/2·292,9 + 5·2 = 23,04 см, что меньше 15d = 15·2 = 30 см.

Принимаем W = 30 см.

Место теоретического обрыва арматуры можно определить аналитически. Для этого общее выражение для изгибающего момента нужно приравнять моменту, воспринимаемому сечением ригеля с арматурой 2Ø20 А500

М_(2ø20) = 11631 кг·м

М = (g + V)·l₀/2 ·x – (g + V)·x²/2 = 3923·6,23/2 ·x – 3923·x²/2;

1961,5 x² – 12220 x + 11631 = 0;

x₁ = 5,0599 м; x₂= 1,1700 м.

Это точки теоретического обрыва арматуры.

Длина обрываемого стержня будет равна 5,06 – 1,17 + 2·0,3 = 4,49 м. Принимаем длину обрываемого стержня 4,5 м.

Определяем аналитически величину поперечной силы в месте теоретического обрыва арматуры х = 1,17 м.

Q = (g + V) ·l₀/2 – (g + V) ·x;

Q = 3923·6,23/2 – 3923·1,17 = 7630 кг.

5. Расчет и конструирование колонны.
Для проектируемого 10-этажного здания принята сборная ж/б колонная сечением 40х40 см.

5.1. Исходные данные.
Нагрузка на 1 м² перекрытия принимается такой же, как и в предыдущих расчетах.

Таблица 3.

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка (γƒ = 1), кг/м2	Коэффициент надежности по нагрузке γƒ	Расчетная нагрузка (γƒ> 1), кг/м2
1	2	3	4
Гидроизоляционный ковер (3 слоя)	15	1,3	19,5
Армированная цементно-песчаная стяжка, δ = 40 мм, ρ = 2200 кг/м3	88	1,3	114,4
Керамзит по уклону, δ = 100 мм, ρ = 600 кг/м3	60	1,3	78
Утеплитель – минераловатные плиты, δ = 150 мм, ρ = 150 кг/м3	22,5	1,2	27
Пароизоляция 1 слой	5	1,3	6,5
Многопустотная плита перекрытия с омоноличиванием швов, δ = 220 мм	341	1,1	375,1
Постоянная нагрузка (groof)	531,5		620,5
Временная нагрузка:
снеговая*: S = S0µ	180·0,7 = 126	-	180
в том числе длительная часть снеговой нагрузки Ssh	63	-	90
Полная нагрузка (groof + S)	657,5		800,5

Материалы для колонны:

Бетон – тяжелый класса по прочности на сжатие В25, расчетное сопротивление при сжатии R_b = 148 кгс.

Арматура:

-продольная рабочая класса А500С, расчетное сопротивление R_s = R_sc= 4430 кг/см²,

-поперечная – класса А240.
5.2. Определение усилий в колонне.
Рассчитывается средняя колонна подвального этажа высотой h_ƒl = 2,8 м. Высота типового этажа h_ƒlтакже равна 2,8 м.

Грузовая площадь колонны А = 5,2·6,8 = 35,36 м².

Продольная сила N, действующая на колонну, определяется по формуле:

N = γ_n(g + V_p + ψ_n1·V₀) ·n·A + g_b(n + 1) + g_col(n + 1) + γ_n(g_roof + S)A, где

n – кол-во этажей, n = 10

А – грузовая площадь;

g, V_p, V₀– соотвественно постоянная и временная нагрузки на 1 м² перекрытия по табл. 1. Согласно табл. 1, g= 470,2 кг/м², V_p = 64,8 кг/м², V₀= 195 кг/м².

g_roof – постоянная нагрузка на 1 м² покрытия, g_roof = 620,5 кг/м²;

g_b – собственный вес ригеля с учетом γ_ƒ и γ_n; g_b= 429·(6,8 – 0,4) = 2746 кг;

429 кг/м – погонная нагрузка от собственного веса ригеля;

g_col – собственный вес колонны; g_col = γ_n·γ_f ·ρ·A_col·h_fl= 1·1,1·2500·0,4²·2,8 = 1232 кг;

ψ_n1 – коэффициент сочетаний (коэффициент снижения временных нагрузок в зависимости от количества этажей), определяемый по формуле:

ψ_n1 = 0,4 + (ψ_A1 – 0,4)/ , где

ψ_А1 = 0,703 (из расчета ригеля);

ψ_n1 = 0,4 + (0,703 – 0,4)/ = 0,496;

N = 1(470,2 + 64,8 + 0,496·195)·10·35,36 + 2746·(10 + 1) + 1232 · (10+1)+

+1·(620,5 + 180)·35,36 = 295440 кг.
5.3. Расчет колонны по прочности.
Расчет по прочности колонны производится как внецентренно сжатого элемента со случайным эксцентриситетом е_а:

е_а = h_col/30 = 40/30 = 1,33 см; e_a = h_fl/600 = 280/600 = 0,47 см; e_a= 1,33 см.

l₀ = 0,7·(h_fl + 15) = 0,7·(280 + 15) = 206,5 см;

При классе бетона В25, е_а= 1,33 см, гибкости l₀/h_col= 206,5/40 = 5,16 < 20 допускается производить расчет сжатых элементов из условия:

N ≤ φ·(γ_b1·R_b·A_b + R_sc·A_s,tot), где

А_b – площадь сечения колонны, A_b = 40·40 = 1600 см²;

A_s,tot – площадь всей продольной арматуры в сечении колонны:

l₀ – расчетная длина колонны подвала с шарнирным опиранием в уровне 1-го этажа и с жесткой заделкой в уровне фундамента;

R_sc – расчетное сопротивление арматуры сжатию.

φ – коэффициент, принимаемый при длительном действии нагрузки в зависимости от гибкости колонны.

A_s,tot = = = 24,38 см².

Из условия ванной сварки выпусков продольной арматуры при стыке колонн, минимальный ее диаметр должен быть не менее 20 мм.

Принимаем 4Ø28 А500С с А_s = 24,6 см².

µ = 24,6/1600·100% = 1,54 % > 0,15 %, т.к. l₀/h_col = 5,16.

Диаметр поперечной арматуры принимаем Ø8 А240 (из условия сварки с продольной арматурой). Исходя из конструктивных требований s≤ 15d = 15·28 = 420 мм и s ≤ 500 мм (т.к. µ < 3%) принимаем шаг попереных стержней s = 300 мм.

Армирование колонны К1 показано ниже, армирование колонны К2 представлено к графической части курсового проекта.



6. Расчет и конструирование фундамента под колонну.
6.1. Исходные данные.
Грунты основания имеют условное расчетное сопротивление R₀ = 3,4 кг/см².

Бетон тяжелый класса В25. Расчетное сопротивление растяжению R_bt= 10,7 кг/см², γ_b1 = 0,9. Арматура класса А500С, R_s= 4350 кг/см².

Вес единицы объема бетона фундамента и грунта в его обрезах γ_m= 2000 кг/м³.

Высоту фундамента предварительно принимаем 90 см. С учетом пола подвала глубина заложения фундамента 105 см. Расчетное усилие, передающееся с колонны на фундамент, N = 295440 кг. Нормативное усилие:

N_n = N/γ_fm= 295440/1,15 = 256905 кг, где

γ_fm = 1,15 – усредненное значение коэффициента надежности по нагрузки.
6.2. Определение размера стороны подошвы фундамента.
Площадь подошвы центрально нагруженного фундамента определяется по условному давлению на грунт R₀ без учета поправок в зависимости от размеров подошвы фундамента и глубины его заложения:

A = N_n/(R₀ – γ_mH₁) = 256905/(3,4·10⁴ - 2000·1,05) = 8,0534 м².

Размер стороны квадратной подошвы фундамента: а = = = 2,838 м.

Принимаем а = 3 м (кратно 0,3 м).

Давление на грунт от расчетной нагрузки

p = N/a²= 295440/3² = 32827 кг/м².
6.3. Определение высоты фундамента.
Рабочая высота фундамента из условия продавливанния:

l₀ = –2h_col/4 + 0,5 ;

l₀ = – 0,2 + 0,5 = 0,556 м

Полная высота фундамента устанавливается из условий:

1. 
   продавливания: H_f = (l₀+ 0,05) = 0,556 + 0,05 = 0,606 м;
   
2. 
   заделки колонны в фундаменте: H_f = 1,5h_col + 0,25 = 1,5·0,4 + 0,25 = 0,85 м;
   
3. 
   анкеровки сжатой арматуры колонны: H_f = h_an + 0,25 = 1,11 м.
   

Базовая длина анкеровки, необходимая для передачи усилия в арматуре с полным расчетным сопротивлением R_s на бетон, определяется по формуле:

h_0,an = R_sA_s/(R_bondU_s), где

A_s и U_s– соотвественно площадь поперечного сечения анкеруемого стержня арматуры и периметр его сечения, для арматуры Ø28 A_s = 6,15 см²;

U_s = πd= π·2,8 = 8,792.

R_bond– расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном, принимаемое равномерно распределенным по длине анкеровки;

R_bond = γ_b1·η₁·η₂·R_bt, где

η₁ – коэффициент, учитывающий влияние вида поверхности арматуры. Для горячекатанной арматуры периодического профиля η₁ = 2,5;

η₂ – коэффициент, учитывающий влияние размера диаметра арматуры, η₂ = 1 – при диаметре продольной арматуры d_s ≤ 32 мм;

R_bond = 1·2,5·1·10,7 = 26,75 кг/см²;

h_0,an= 4430·6,15/(26,75·8,792) = 115,84 см.

Требуемая расчетная длина анкеровки арматуры с учетом конструктивного решения элемента в зоне анкеровки определяется по формуле:

h_an = α·h_0,an·A_s,cal/A_s,ef, где

A_s,cal , A_s,ef – площади поперечного сечения арматуры, соотвественно требуемая по расчету и фактически установленная; A_s,cal= 24,38 см²; A_s,ef= 24,6 см²;

α – коэффициент, учитывающий влияние на длину анкеровки напряженного состояния бетона и арматуры. Для сжатых стержней периодического профиля α = 0,75.

h_an = 0,75·115,84·24,38 /24,6 = 86,11 см.

Фактическую длину анкеровки, необходимо принимать:

h_an ≥ 0,3·h_0,an = 0,3·115,84 = 34,75 см.

h_an ≥ 15d_s = 15·2,8 = 42 см.

Из условия анкеровки арматуры:

H_f = 86,11 + 25 = 111,11 см.

Принимаем трехступенчатый фундамент общей высотой 120 см и с высотой ступеней 40 см. При этом ширина первой ступени а₁ = 110 см, а второй а₂ = 210 см.

Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени h₀₃= 40 – 5 = 35 см условию прочности при действии поперечной силы без поперечного армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого сечения должно выполняться условие:

Q = pl ≤ Q_b,min = 0,5·γ_b1·R_bt·h₀₃·b.

Поперечная сила от давления грунта:

Q = pl = 0,5·(a – a₂ – 2h₀₃)p, где

а – размер подошвы фундамента;

p – давление на грунт от расчетной нагрузки (на единицу длины).

Q = 0,5·(3 – 2,1 – 2·0,35) · 32827 = 3283 кг;

Q = 3283 кг < Q_b,min= 0,5·0,9·10,7·10⁴·0,35·1 = 16852 кг – прочность обеспечена.