Железобетонные конструкции. жбк-1 климов. Расчет несущих конструкций многоэтажного гражданского здания

• Название: Расчет несущих конструкций многоэтажного гражданского здания
• Анкор: Железобетонные конструкции
• Дата: 09.02.2023
• Размер: 2.32 Mb.
• Имя файла: жбк-1 климов.docx
• Тип: Литература; #927821
• страница: 4 из 5

5.1.3 Определение расчетных усилий

Грузовая площадь при сжатии сетки колонн 6х8 = 48 м². Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_п = 0,95. Нагрузки передаваемые на колонну в виде сосредоточенных сил составляют

от покрытия:

длительная N_покр = q_покр∙А∙γ_п (5.1)

N_покр=2,83∙48∙0,95 = 129 кН

кратковременная N_2покр = V_покр∙А∙γ_п (5.2)

от перекрытия:

длительная N_nepeк= (q_перек + V_nep)∙A∙γ_п

N_перек = (4,62 + 14,4)∙48∙0,95 = 95,8 кН

Расчетные продольные сжимающие силы в колоннах N вычисляются на уровнях перекрытия этажей и на уровне перекрытия над подвалом для колонны первого этажа. Продольная сила от действия постоянных, длительных и кратковременных нагрузок:

N = N_lпокр + N_2покр +(n - l)∙(N_lnep+ N_2nep + q¹) (5.5)

N = 129 + 44,7 + (7 - 1)∙(867 + 95,8 + 184) = 7054,5 кН

q^l = γ¹∙A¹∙l∙γ_f∙γ_n (5.6)

q¹ - расчетный собственный вес колонны;

А¹ - площадь поперечного сечения колонны;

А¹= 0,4∙0,4 = 0,16 м²

l - длинна колонны l = 4,4 м;

γ_f- коэффициент надежности по нагрузке, равный 1,1;

γ¹ - объемный вес железобетона, равный 250 кН/м³;

q = 250∙0,16∙4,4∙1,1∙0,95 = 184 кН

Продольная сила от действия постоянных и длительных нагрузок:

N¹ = N_1покр + (N_lперек + q¹)∙(n - l) (5.7)

N¹ = 120 + (867 +184)(7 - 1) = 6435 кН

5.1.4 Подбор арматуры.

Рабочая высота сечения h₀ = h - a (5.8)

h₀= 40 - 4 = 36 см, ширина b = 40 см. Колонну рассчитываем как сжатый элемент со случайным эксцентриситетом приложения продольной силы



1,33 см.

Принимаем е_а = 1,33 см.



Принимаем φ= η= 1.

A_S+A'_S = μ∙А' =0,01∙А

N ≤ η∙φ∙[R_b∙A + R_sc∙(A_s + A'_s)] (5.11)

Откуда: (5.12)

см².

40x40 = 160 см² -достаточно.



При этом значения γ_b= 0,76

φ_n = 0,82

(5.13)



Из формулы (5.11) (5.14)

см².

Принимаем 4Ø25 А-III, А_s = 19,2 см²



Поперечные стержни устанавливаем конструктивно с шагом по длине 20∙d < 50 см;

20∙2,5 = 50 см, принимаем шаг 50см, диаметр стержней из условия сварки по табл. Приложения IX [5] Ø8 А-Ш.

5.2 Расчет консоли колонны

Принимаем длину опорной площади l = 30 см при ширине ригеля l_вш = 30 см и проверим условие согласно формуле:

(5.15)

МПа < 14,5 МПа.

Вылет консоли с учетом зазора с = 50 мм составит l₁ = 35 см,

При этом согласно формуле расстояние:

см (5.16).

Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем h = (0,7 – 0,8)∙h_вш;

h= 0,75∙70 = 52,5 см

при угле наклона сжатой грани γ ≤ 45°, высота консоли у свободного края

h₁ = 52,5 - 35 = 17,5 см при этом см.

Рабочая высота сечения консоли h_o= 52,5 - 3 = 49,5 см. Поскольку l₁ = 35 см < 0,9 см h₀ = 0,9∙49,5 = 44,6 см консоль короткая.

Проверим высоту сечения короткой консоли в опорном сечении по условию

но ≤ 2,5∙R_bt∙b∙h_o (5.11)

b - ширина консоли, равна ширине колонны, b = 40см

Н.

Q = 1,5∙1,05∙40∙50∙10 = 5250000 Н - условие удовлетворяется.

Изгибающий момент консоли у грани колонны : М = Q∙а (5.12)

М = 786700∙20 = 15734000 Н∙см = 157340 Н∙м,

Площадь сечения продольной арматуры консоли подбираем по изгибающему моменту у грани консоли, увеличенному на 25%, η = 0,9

(5. 13)

см².

Подбираем 2Ø28 А-Ш, A_S= 12,32 см² Короткие консоли высотой сечения h = 53 см > 2,5∙а = 2,5∙20 = 50 cм армируется горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями. Суммарное сечение отгибов, пересекающих верхнюю половину отрезка l_м.

A_i = 0,002∙b∙h₀ (5.14)

А_s=0,002∙40∙50 = 4 см²

Принимаем 2Ø16 А-Ш, A_s = 4,02 см² условие d_i =16 мм < 25 мм - соблюдается.

Длинна отгибов l_i = 1,41∙22 = 31,1 см Условие d_i = 16мм < (1/15)∙l_i = 2,07 мм - соблюдается.

Горизонтальные хомуты принимаем Ø6 А-Ш с шагом s= l/4 = 53/4 = 13,3 см, принимаем 14 см.

5.5 Расчет стыка колонн.

Стыковые соединения колонн, работающих на центральное сжатие выполняем сваркой торцевых стальных листов, между которыми при монтаже вставляют центральную прокладку. Рассчитываем стык колонн между первым и вторым этажом. Расчетное усилие в стыке принимается по нагрузке 2^го этажа, т.к. продольная арматура обрывается в зоне стыка, усиление концов колонны сварными поперечными стыками. N₂ = 6435 кН. Назначаем размеры торцевых листов b₁ = h₁ = 40 см толщина δ = 8 мм, размеры центральной прокладки

см. Принимаем 15 см.

А_cf= 46∙46 = 7,116 см²

А_ш= 2∙2,58∙δ∙(h₁ + b₁+ 5∙δ) - площадь контакта по (5.15) периметру.

А_ш = 2∙2,58∙0,8∙(40 + 40 + 5∙0,8) = 336 см² сварных торцевых листов.

А_к= (с₂+3∙δ)∙(с1 + 3∙δ) площадь контакта (5.16) под центрирование прокладками.



А_к = (15 + 3∙0,8)(15 + 3∙0,8) = 302,76 см²

А_к⁼ А_ш + А_К= 336 + 302,76 = 638,76 см² общая площадь контакта.

A_col1=15∙15 = 225 см²

А_col2=40∙40 = 1600 см²



R_bred= R_b∙φ_b + φ∙μ_xy∙R_sxy∙φ_l; (5.17)

(5.18)



коэффициент эффективности косвенного армирования (5.19)

- коэффициент косвенного армирования (5.20)

(5.21)

n_x, A_sx, l_x- соответственно число стержней, площадь поперечного сечения и длинна стержней стыка в одном направлении,

n_y,A_sy,l_y - тоже в другом направлении;

S- расстояние между стыками

A_sx= A_sv= 1,131 см² 1Ø12 А-Ш;





R_bred = (14.5∙1.9 + 0.69∙0.046∙365∙1.85)∙100 = 4898,2 Н/см²;

прочность стыка должна удовлетворяться условию N₂ = R_bred∙A_cd = 6435000 ≤ 4898,2∙225 = 11020950 Н условие выполняется.

Требуемая площадь сварного шва по контуру торцевых листов:

(5.23)

R_s^w- расчетное сопротивление сварных швов

l_w = 4∙(b₁ – 1) длинна шва (5.24)

l_w =4∙(40 - 1) = 156 см

N_w- усилие воспринимаемое сварными швами:

Н.

; принимаем h_w = 8 мм.

6. Расчет центрально - загруженного сборного железобетонного фундамента под колонну

Усилие колонны у заделки в фундамент N = 7054,5 кН Усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке γ_n = 1,2 нормативное усилие:

кН.

Высота фундамента предварительно принимается равной Н = 90 см, глубина заложения фундаментов H₁=105 см, Площадь подошвы предварительно определяем по формуле:

(6.1)

R_o - условное расчетное давление на грунт;

γ_m - средний вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах.

м².

a_f = b_f = = = 4,5 м. Принимаем сторону квадратной подошвы а = 4,5 м.

Давление на грунт от расчетной нагрузки кН/м² (6.2)

Рабочая высота фундамента из условия продавливания:



м.

Полная высота фундамента устанавливается из условий:

1. 
   продавливание Н = 2,05 + 0,04 = 2,8 м
   
2. 
   заделка колонны в фундаменте Н = l,5∙h_col +25 = 1,5∙40 + 25 = 85 см (6.4)
   
3. 
   анкеровки сжатой арматуры колонны Н = 24∙d + 25 = 24∙2,5 + 25 = 85 см (6.5)
   

Окончательно принимаем фундамент высотой Н = 2400 мм, h₀ = 2360 мм.

Толщина дна стакана 300 + 50 =3 50 мм.

Количество ступеней - 3.

N

Проверим, отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента h₀₂= 125 - 4 = 121 см условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающимся в сечении III - III. Для единицы ширины этого сечения (b = 100см)

Q = 0,5∙(a - h_c, - 2∙h₀)∙P (6.6)

Q= 0,5∙(4,5 - 0,4 – 2∙2,36)∙348,4 = 108 кН

Q= 108 кН = 108000 < 0,6∙γ_b2∙R_bt∙h_o2 = 0,6∙0,9∙1,05∙121∙100∙100 = 686070 Н (6.7)

Условие прочности на продавливание удовлетворяется. Расчетные изгибающие моменты в сечениях I-I и II-II:

M₁= 0,l25∙P∙(a - h_c)²∙b (6.8)

М₁= 0,125∙34864∙(4,5 - 0,4)²∙4,5 = 3294 кН∙м

М₂ = 0,125∙P∙(a – a₁)²∙b (6.9)

М₂ = 0,125∙348,4∙(4,5 - 1,6)²∙4,5 = 909,3 кН∙м

Площадь сечения арматуры

(6.10)

см².

(6.11)

см².

Принимаем нестандартную сварочную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 31Ø14 А-Ш с шагом 145 мм, A_s = 47,7 см².

7. Расчет монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами

7.1 Конструктивная схема

Монтажное ребристое перекрытие компонуется с поперечными главными балками. Второстепенные балки размещаются по осям колонн и в пролетах главной балки, при этом пролеты плиты между осями ребер равны 8 см. Предварительно задаемся размером сечения балок.

Главная балка см, принимаем 70 см, b = 30 см.

Второстепенная балка см ; b = 20 см.

7.2 Многопролетная плита монолитного перекрытия

7.2.1 Расчетный пролет и нагрузки

Расчетный пролет плиты равен расстоянию в свету между гранями ребер. l₀ = 2,0 - 0,2 = 1,8 м, в продольном направлении l_o = 6,0 - 0,3 = 5,7 м.

Отношение пролетов 5.7/1.8 = 3,2 > 2 плиту рассчитываем как балочную, работающую по короткому направлению. Принимаем толщину плиты 6 см.

Таблица 7.1.