Проектирование сборного перекрытия

(«рыбки») выполняем из условия, что она должна обеспечить восприятие изгибающего момента на опоре ригеля

М = 55 кН*м. При плече внутренней пары сил h1 = 0.30 м (рис. 7) усилие, воспринимаемое закладной деталью

Требуемая площадь поперечного сечения закладной детали из стали ВСтЗпс (Rs = 225 МПа)

Толщину калиброванной закладной детали принимаем равной d = 10 мм, ширину средней части - исходя из требуемой площади поперечного сечения As, , принимаем b = 82 мм.

Калиброванная закладная деталь М1 (рис. 7) крепится сваркой к закладной детали ригеля М2, которая в свою очередь должна быть приварена к верхним продольным стержням арматурного каркаса ригеля. Требуемая площадь этих стержней из арматуры класса А400 (Rs = 355 МПа)

По сортаменту принимаем 2 стержня Ж18А400 (As = 5,09 см2).

Рис.8.Основные размеры и армирование ригеля

Кроме рабочей арматуры предусматривается монтажная: продольная - Ж10 А240, поперечная класса А240, объединяющая плоские каркасы в пространственные диаметром, равным 0,3 диаметра продольной арматуры, 0,3*22 = 6,6 мм, принимаем Ж8 мм, шаг 500 мм. Толщину закладных деталей принимаем равной 10 мм.

4. Расчет и конструирование колонны подвала

При выполнении статического расчета вручную в курсовой работе усилия М и N в колонне подвала среднего ряда с некоторыми упрощениями можно определить следующим образом.

В начале находим величину грузовой площади покрытия и каждого из перекрытий, нагрузка с которой передается на колонну

где l - пролеты ригелей, l = 5,7 м;

B - шаг колонн, В = 5,4 м.

Затем определяем расчетные нагрузки.

Нагрузка на колонну от веса перекрытий

где q1 - полная расчетная нагрузка на 1 погонный метр ригеля, q1 =54,44кН/м;

р - временная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия (см. табл. 1), р = 2,28 кН/м; nпер - число перекрытий в здании, nпер = 3.

Нагрузка на колонну от веса покрытия

где g1 - расчетная нагрузка от веса пола (табл. 1), g1 = 1,54 кН/м;

gу, gс - объемные массы соответственно утеплителя и стяжки, gу = 300 кг/м3; gс = 1800 кг/м3;

dу, dс - толщина соответственно утеплителя и стяжки, dу = 15 см, dс = 2 см;

qк - нагрузка от веса рулонной кровли, qк = 20 кг/м2;

gfy,gfc,gfк - коэффициенты надежности по нагрузке соответственно утеплителя, стяжки и кровли, которые здесь равны 1,3.

Нагрузка от веса колонны

где bк - предварительный размер поперечного сечения колонны, bк = 0,3м; hпод, hэт - высота соответственно подвала и этажа, hпод = 2,8 м, hэт = 3,3 м; n - число этажей, n =3;

g - объемная масса железобетона, g = 2500 кг/м3 (25 кН/м3); gf - коэффициент надежности по нагрузке gf = 1,1.

Постоянная расчетная нагрузка на колонну

Временная расчетная нагрузка на колонну

где S0 - нормативный вес снегового покрова на 1 м поверхности земли, принимаемый по табл. 1.7 [6] в зависимости от района строительства, для II района строительства S0 = 1,2кПа;

m- коэффициент зависящий от вида перекрытия, m = 1

Постоянная расчетная продольная сила в колонне подвала

Определение изгибающих моментов в колонне можно выполнить из условия, что при полужестких стыках с ригелями максимальный момент в колонне возникает при загружении временной нагрузкой одного из двух ригелей, опирающихся на колонну, причем момент воспринимается только колонной. В этом случае

,

где R - опорная реакция ригеля от временной нагрузки р (табл. 1),

R = 0,5*р*В* l = 0,5*2,28*5,4*5,7 =35,1кН

е1 - эксцентриситет опорной реакции при принятых размерах колонны е1 = 25 см.

Конструктивный расчет колонны выполняем как внецентренно сжатого элемента прямоугольного профиля с симметричной арматурой. Расчетную длину колонны принимаем равной высоте подвала, l0 = 2,8 м. Принимаем класс бетона колоны В35, продольной рабочей арматуры А400.

По таблице 3.4 [6] определяем расчетное сопротивление бетона осевому сжатию, Rb = 14,5 МПа, по таблице 3.5[6] модуль деформации бетона Eb = 27000 МПа.

По таблице 5.8[5] находим расчетное сопротивление продольной арматуры осевому растяжению, Rs = 355 МПа и осевому сжатию Rsc = 355 МПа, по таблице 3.10[6] модуль деформации стали Es = 200000 МПа.

Принимаем размеры поперечного сечения колонны b = h = 30 см.

Рабочая высота сечения h0 = h – a = 30 – 3 = 27 см.

Критическая продольная сила

Случайный эксцентриситет еа принимаем равным наибольшему из трех значений: еа = l0/600 = 280/600 = 0,47 см, еа = h/30 = 30/30 = 1 см и еа = 1 см.

Расстояние от точки приложения силы N до центра тяжести растянутой арматуры

,

начальный эксцентриситет

Определяем значение следующих величин:

ω0 = 0,85-0,008*Rb = 0,85-0,008*14,5 = 0,734

,

, a’ = 3 см, ,

,

При an < xr (1.458 < 1.5) площадь поперечного сечения арматуры определяем по формуле

,

Требуемую площадь поперечного сечения арматуры определяем, исходя из минимального процента армирования,

По сортаменту(таблица 3.13[6]) подбираем 3 стержня диаметром 22 мм с площадью сечения As = As’ = 11,4 см2.

Определяем процент армирования

Поперечную арматуру (хомуты) устанавливаем без расчета. В сварных каркасах диаметр хомутов принимают равным 0,3 диаметра продольной арматуры(0,3*22 = 6,6 мм), шаг хомутов - не более 20 диаметров продольных стержней (20*22 = 440 мм), но не более удвоенной ширины колонны (2*300 = 600 мм) и не более 500 мм. Поперечную арматуру выполняем из стали класса А 240 Ж8 мм с шагом 400 мм.

Рис. 9. Армирование колонны

Рис. 10. Стык колонн с ванной сваркой выпусков арматуры

Расчет стыка выполняют для двух стадий его работы:

для стадии монтажа проверяют прочность бетона центрирующего выступа на местное смятие при незамоноличенном стыке;

для стадии эксплуатации при замоноличенном стыке подбирают параметры косвенного армирования в зоне анкеровки продольной арматуры, где она частично или полностью не включена в работу.

В курсовой работе выполним расчет стыка для стадии эксплуатации с некоторыми упрощениями, основанными на следующих исходных предпосылках:

Работа продольной рабочей арматуры в зоне ее анкеровки при расчете прочности не учитывается.

На основании предыдущих расчетов устойчивость колонн в полной мере обеспечивается бетоном и продольной арматурой.

Изгибающие моменты в колонне не велики, в месте стыка они близки к нулю; их влиянием на неравномерность распределения напряжений по сечению можно пренебречь.

Так как l0/h < 20 случайные эксцентриситеты можно не учитывать.

С этих позиций расчет стыка выполняем следующим образом.

Вначале назначаем шаг сеток косвенного армирования S в пределах 60-150 мм, но не более h/3 = 30/3 = 10 см (рис. 10). Сетки устанавливаем у торца колонны на длине l которая должна быть не менее десяти диаметров продольной арматуры (10*22 = 220 мм) и не менее размера поперечного сечения h = 30 см. Размер ячеек а1 назначаем в пределах 45-100 мм, но не более h/4 = 300/4 = 75 мм. Принимаем S = 100 мм, l = 300 мм, а1 = 60 мм. Сетки выполняем из арматуры класса А400, диаметр определяем расчетом.

Расчетная нагрузка на колонну первого этажа

Требуемое расчетное сопротивление бетона сжатию, усиленного косвенным армированием

где Aef - площадь поперечного сечения колонны, ограниченная

контуром сетки, без учета площади подрезок, Aef = 5*a2 = 5*52 = 125 см2

Необходимый коэффициент косвенного армирования

Требуемая площадь одного стержня сетки

где n и l1- соответственно число стержней одного направления в

сетке и длина стержня.

По сортаменту подбираем диаметр стержней сетки 14 мм, As = 1,539 см2.

Консоли колонны ввиду небольшой высоты устраиваем с жесткой арматурой, состоящей из двух сжатых и двух растянутых стержней класса А400 и вертикальных ребер-пластин, соединяющих эти стержни.

Рис. 11. Конструкция консолей колонны

Их расчет выполняем как изгибаемого элемента с двойной арматурой.

Изгибающий момент в консоли

где Q- опорное давление ригеля, равное максимальной

поперечной силе (см. статический расчет ригеля), Q = 168,6 кН;

С - расстояние от грани колонны до точки приложения силы Q (С =10 см).

Требуемая площадь продольной арматуры

где zs - плечо внутренней пары сил: zs = 10 см.

По сортаменту подбираем 2 стержня Ж18 мм. На срез от действия поперечной силы консоль рассчитывают без учета работы бетона, как стальную конструкцию. В курсовой работе этот расчет не выполняем и конструктивно принимаем толщину вертикальных ребер d = 10мм.

5. Расчет и конструирование фундамента под колонну

Принимаем класс бетона фундамента В15, продольной рабочей арматуры А300.

По таблице 3.4 [6] определяем расчетное сопротивление бетона осевому растяжению, Rbt = 0.75 МПа.

По таблице 5.8 [5] находим расчетное сопротивление продольной арматуры осевому растяжению, Rs = 270 МПа.

Определение размеров подошвы фундамента

Изгибающий момент, передаваемый колонной на фундамент, относительно мал, его можно не учитывать, фундамент условно считать центрально нагруженным, принять квадратным в плане с требуемым размером подошвы

где N - полная расчетная продольная сила, передаваемая колонной

на фундамент, N = 1216,72 ;

R0 - условное расчетное давление на грунт , R0 = 220 кН;

gm - средняя объемная масса фундамента и грунта на его

уступах, gm = 2 т/м3 = 20 кН/м3;

H1- глубина заложения фундамента от пола подвала, которая

предварительно может быть принята равной 1,0-1,5 м, H1 = 1,5 м.

Размер стороны квадратной подошвы фундамента а принимаем кратной 5 см, а = 3,0 м Фактическая площадь подошвы А = а2 = (3,0)2 = 9,0 м2.

Общую высоту фундамента определяем из условий:

- надежного защемления колонны в фундаменте:

- достаточной анкеровки продольных стержней колонны:

где d - диаметр продольных стержней колонны, d = 22 мм;

- предотвращения продавливания: ,

где аs — величина защитного слоя бетона для фундаментов без

подготовки (аs = 7 см);

Н0- требуемая высота фундамента из условия сопротивления продавливанию

,

где р – фактическое давление на грунт под фундаментом,

р = N/A = 1216,72/9,0 = 171,25 кПа.

Высоту фундамента принимаем по большему из полученных значений, кратной 15 см, H = 1050 см.

Рис. 12. Стакан фундамента

Затем задаем размеры стакана. Его дно (толщина бетона от низа стакана до подошвы фундамента) должно быть не менее 20 см, толщина неармированной стенки - 20 см, глубина стакана Hст - не менее bk = 30 см и 20d плюс 5 см

Hст= 20*2,2+ 5 = 49 см, принимаем Hст= 50 см. Ширину стакана назначаем из условия, чтобы зазор между его внутренней стенкой и поверхностью колонны был равен 75 мм вверху и 50 мм внизу. Между дном стакана и нижним торцом колонны должна быть подливка из цементного раствора толщиной 50 мм (рис. 12).

При известных ширине подошвы фундамента, его высоте и ширине стакана число ступеней фундамента и их размеры устанавливаем из условия, чтобы высота каждой из них была равной 30 или 45 см, а соотношение ширины ступени к ее высоте в пределах 1 - 1,5. Можно приближать сопряжение ступеней к граням пирамиды продавливания, которая начинается у основания колонны и проходит до уровня арматурной сетки под углом 45° (рис. 13) N = 1216,72 кН

Рис. 13. К расчету фундамента под колонну

Проверяем прочность на продавливание нижней ступени

,

где Р – расчетная продавливающая сила,

;

А1 – площадь основания пирамиды продавливания,

b’ – средний периметр пирамиды продавливания,

Т. к. условие выполняется, прочность на продавливание нижней ступени обеспечена.

Расчет фундамента на изгиб производим как консольной системы, опирающейся на колонну и загруженной реактивным давлением грунта. Растягивающие напряжения в этой системе воспринимает нижняя арматурная сетка, площадь сечения которой определяем расчетом на прочность нормальных сечений 1-1, 2-2 и 3-3 (рис. 13).

Рис. 14. К расчету фундамента под колонну

Изгибающие моменты в этих сечениях

Требуемое сечение рабочей арматуры

Необходимое армирование подбираем по большему значению Аs. Принимаем шаг стержней сетки S = 150 мм, по сортаменту (таблица 3.13 [6]) подбираем диаметр стержней 14 мм.

6. Расчет армокирпичного столба

В курсовой работе армокирпичный столб проектируем, как вариант колонны и рассчитываем в условном предположении его центрального сжатия, когда нагрузка с перекрытия передается через железобетонную подушку с центрирующей прокладкой. Сопряжения столба с перекрытием и фундаментом считаются шарнирными.

Для столба используем следующие материалы: силикатный кирпич марки M150, цементный раствор марки М100 и арматурную проволоку класса В500.

Вначале определяем размеры поперечного (квадратного) сечения столба

где N - расчетная продольная сила (из расчета колонны), N = 1216,72 кН; Rsk - предварительное расчетное сопротивление сжатию армированной кладки, Rsk = 1.5*R;

R — расчетное сопротивление сжатию неармированной кладки, которое в зависимости от марки кирпича и раствора принимаем по табл. 2[7], R = 2,2 МПа.

Rsk = 1,5*2,2 = 3,3 МПа.

Размер поперечного сечения столба h принимаем кратным размерам кирпича: h = 77 см и определяем площадь

Определяем гибкость

где l0 - расчетная длина столба, равная высоте подвала за вычетом толщины перекрытия, l0 = 2,8 - 0.22 = 2,58 м

Коэффициент продольного изгиба j в зависимости от гибкости столба из силикатного кирпича определяем по табл. 3 [7], j = 1.

Требуемое расчетное сопротивление армированной кладки

Необходимый процент армирования кладки

где Rs - расчетное сопротивление растяжению арматуры класса

В500 (Rs = 415 МПа).

Принимаем m, исходя из минимального процента армирования m = 0,1% Назначаем диаметр стержней сетки 3 мм и шаг сеток по высоте S через 2 ряда ( 20 см). По сортаменту (таблица 3.13 [6] ) определяем площадь одного стержня Asl = 0,071 см2. Требуемый размер квадратных ячеек сетки

Значение С принимаем 8 см.

Библиографический список

Боровских А. В. Расчеты железобетонных конструкций по предельным состояниям и предельному равновесию: Учеб. Пособие – М.: ИАСВ, 2002. – 320 с.

Железобетонные и каменные конструкции: Учеб. для строит. спец. ВУЗов/В. М. Бондаренко, Р.О. Бакиров, В.Г. Назаренко, В.И. Римшин; Под редакцией В.М. Бондаренко. – 2-е изд., перераб. и доп. – М.: Высш. шк., 2002. – 876 с.: ил.

Проектирование каменных и армокаменных конструкций. Учебное пособие / А.И. Бедов, Т.А. Щепетьева – М.:АСВ, 2002. – 240с.

Свод правил по проектированию и строительству. СП 52 – 101 – 2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры.

Свод правил по проектированию и строительству. СП 52 – 102 – 2003. Предварительно напряженные железобетонные конструкции.

Фролов А.К., Бедов А.И., Шпанова В.Н., Родина А.Ю., Фролова Т.В. Проектирование железобетонных, каменных и армокаменных конструкций. Учебное пособие: - М.: Издательство АСВ, 2002. – 170 стр.

7. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания: Методические указания к выполнению курсового проекта по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции» для студентов специальности 290500 – Городское строительство и хозяйство. – Белгород: Изд-во БелГТАСМ, 2002. – 46 с.

8. СНиП 2.03.01-84 – «Бетонные и железобетонные конструкции». – М.:ГЦ

ЦПП, 1985. – 79 с.

9. СНиП 2.01.07-85. - «Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования».. –

М.: ГП ЦПП, 1986. – 36 с.