Проект многоэтажного промышленного здания с неполным каркасом

gpr = (hpb – hpl) bpbγγf = (0,35 – 0,07) · 0,175 · 25 · 1,1 = 1,35 кН/м;

• суммарная постоянная нагрузка на балку

gpb= 6,06+ 1,35 = 7,41 кН/м;

• погонная временная нагрузка

vpb = vB = 7· 2,4= 16,8кН/м;

• полная погонная нагрузка на балку

qpb = (7,41 + 16,8) · 0,95 = 23 кН/м

(0,95 – коэффициент  надежности по уровню ответственности [4]).

 

 

а) конструктивная схема

б) расчетная схема

в) эпюра моментов

г) эпюра перерезывающих сил

д) армирование второстепенной балки

Рис. 3.Расчет второстепенной балки монолитного перекрытия

Определяем значения изгибающих моментов и перерезывающих сил

в расчетных сечениях второстепенной балки:

кНм;

кНм;

кНм;

QA = 23 · 4,71 · 0,4 = 43,3 кН;

QЛВ = 23· 4,71· 0,6 = 65 кН;

QПРВ = 23· 4,8 · 0,5 = 55,2кН.

Уточняем размеры поперечного сечения балки, принимая am = 0,289 (соответствует ξ = 0,35 – граничному значению относительной высоты сжатой зоны сечений элементов, рассчитываемых с учетом перераспределения усилий).

мм,

hpb = h0 + a = 307 + 35 = 342<350 мм,

т.е. предварительно принятое значение высоты и ширины сечения балки является достаточным и окончательным.

При этом h0 = h – a = 350 – 35 = 365 мм.

3.3 Определение размеров расчетных сечений

а) в пролетах	б) на опорах

Рис. 4. Расчетные сечения второстепенной балки

• уточняем ширину свесов, вводимых в расчет для пролетных сечений (см. п. 6.2.12 [2]), имея в виду наличие поперечных ребер (главные балки), установленных с шагом, равным расчетному пролету второстепенных балок l0 = 4800 мм.

> 0,1; мм,

< 2500 мм

(2500 мм – расстояние между осями второстепенных балок).

Принимаем

• для пролетных сечений – b'f= 1800 мм; h0 = 365 мм; h'f = 70 мм;
• для опорных сечений – b´h0 = 200 ´ 365 мм.

Расчет площади сечений рабочей арматуры (если класс арматуры не указан в задании, то расчет ведется для арматуры класса А400 (А-III), Rs = 355 МПа, характеристики прочности бетона и граничной высоты сжатой зоны аналогичны принятым для плиты.

Определяем рабочую арматуру для пролетных (тавровых) сечений при расчетных значенияхМ1 = 46,4кНм и М2 = 33,2кНм.

Проверяем условие, определяющее принципиальное (в полке или ребре) положение нейтральной оси в расчетном сечении при действии вышеупомянутых усилий.

Максимальный момент, воспринимаемый при полностью сжатой полке расчетного сечения (х = h'f), равен

Нмм = 371,1 кНм.

Так как, Мf>М1 (и тем более М2), то фактически нейтральная ось во всех пролетных сечениях находится в пределах полки и расчет производится как для прямоугольных сечений с размерами b´h0 = b'f´h0 = 1800 ´ 365 мм.

При этом:

• в первом пролете

,

am<aR = 0,390 (см. Прил. 2);

мм2;

• во всех средних пролетах

<aR = 0,390,

мм2;

• для промежуточных опор (с обеих сторон) МС = МВ = 36,5кНм, а расчетное сечение – прямоугольное b´h0 = b'pb´h0 = 200 ´ 365 мм.

<aR = 0,390.

Для am = 0,18

мм2.

Усилие, воспринимаемое сеткой над опорами В(С) RsAsВ= 355 ×314,6 = 111,7кН.

3.4Назначение количества и диаметра стержней рабочей арматуры

Исходными данными для принятия решений по расчету второстепенной балки являются:

1. расчетные значения требуемой площади для каждого расчетного сечения;
2. требования СП [2] по предельному армированию железобетонных элементов (п.8.3.4), относящиеся к минимально допустимому армированию сечения, минимальному (предпочтительному) диаметру стержней, расстоянию между стержнями, их числу в сечении и др.;
3. армирование надопорных зон осуществляется 2-мя сетками, площадь сечения поперечной арматуры которых составляет 50 % требуемой, например, (АsB), смещаемые друг относительно друга на расстояние в каждуюсторону, т.е. требуемая ширина сетки составит м;
4. если это целесообразно, обеспечение возможности обрыва части продольной рабочей арматуры в пролете при условии обязательного сохранения симметричности армирования до и после обрыва;
5. возможность размещения продольной арматуры в один (максимум два) ряда по высоте сечения балки.

Для полученных значений Аsi по сортаменту (Прил. 5) подбираем требуемое количество стержней

Аs1 = 358,5 мм2 – принимаем 2 Æ16 А400 (Аs1 = 402 мм2),

Аs2 = 257,2 мм2 – принимаем 2 Æ14 А400 (Аs2 = 308 мм2),

АsВ=314,6 мм2 – принимаем 1 сетку № 54 (Прил.4),

(As = 335,3 мм2); В = 3,56 м.

Таким образом, в сечениях балки будет размещено по два каркаса (это следует учитывать при расчете наклонных сечений), что удовлетворяет требованиям норм и упомянутым выше рекомендациям, а над опорами – по одной сетке.

3.5 Расчет поперечной арматуры

Исходные данные

• Расчет ведется для наиболее опасного наклонного сечения на действие максимальной поперечной силы ;
• в качестве поперечной арматуры принимаются стержни из проволокиB500 (Вр-I) (Rsw = 300 МПа) или класса A240 (А-I) (Rsw = 170 МПа);
• диаметр поперечной арматуры dsw принимается по условиям свариваемости (Прил. 3) для максимального диаметра продольной рабочей арматуры; (принимаем dsw = 5 мм, число каркасов – 2; площадь сечения поперечной арматуры Аsw = 2 · 19,6 = 39,2 мм2); Еs = 2,0 · 105 МПа;
• шаг поперечных стержней в первом приближении должен соответствовать требованиям пп. 8.3.11 [2]. sw = 150 мм ≤ 0,5 h0и не более 300 мм;
• поперечная арматура может ставиться по конструктивным требованиям и для обеспечения прочности по наклонным сечениям.

Выполняем предварительные проверочные расчеты

• Условие обеспечения прочности по наклонной полосе между двумя наклонными трещинами (п. 6.2.33 [2])

 кН,

где .

Q> = 65 кН (и следовательно, это условие выполняется для всех приопорных участков).

• Проверяем необходимость постановки поперечной арматуры из условия обеспечения прочности по наклонному сечению

,

 кН <65 кН.

Так как Qb,min< , то требуется расчет поперечной арматуры по условию обеспечения прочности сечения на действие поперечных сил.

• Принимаем по требованиям конструирования диаметр шаг и поперечной арматуры слева от опорыВ (2 Ø 5, sw = 150 мм, Аsw = 39,2 мм2).

Усилие в поперечной арматуре на единицу длины элемента

 кН/м (или Н/мм).

Проверяем условие учета поперечной арматуры

 кН/м

и, следовательно, коррекции значения qsw не требуется.

Значение Mb определяем по формуле

H мм

Определяем длину проекции опасного наклонного сечения с.

 кН/м (Н/мм).

Поскольку, мм,

значение с принимаем равным 1305 мм > 2 h0 = 730 мм. Тогда, с0 =2 h0 = 730 мм и Qsw = 0,75 ∙ 78,4 ∙ 730 = 42924 H = 42,9 кН;

 Н = 20,69кН.

кН.

Проверяем условие (6.66) [2]

 кН >Q= 44.3 кН,

т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.

В заключении необходимо проверить условие, исключающее появление наклонной трещины между хомутами

мм>sw = 150 мм.

Условие выполняется.

Рис. 5.Конструирование второстепенной балки

 

4. Расчет и конструирование сборной железобетонной колонны

4.1 Исходные данные для проектирования

Рис. 6.Разрез 1-1

Требуется запроектировать среднюю колонну 1 этажа многоэтажного промышленного здания при ниже приведенных данных:

• конструктивная схема     рисунок 6
• число этажей       n = 3
• высота этажа       Н = 3,7 м
• расчетная нагрузка на перекрытие   10,9 кН/м2 (табл. 4.2)
• расчетная нагрузка от веса ригеля   4,13 кН/м (табл. 5.1)
• район строительства     г. Иркутск (III снеговой район)
• снеговая расчетная нагрузка    1,2 кН/м2 [2]
• расчетная грузовая площадь

при сетке колонн 5 × 7,3 м     36,5 м2

• коэффициент надежности по назначению  0,95

• минимальный размер сечений300 мм.

 

4.2  Определение расчетных усилий

Таблица 4

К определению нагрузок на среднюю колонну первого этажа

Характер нагружения	Вид нагрузки	Обозначение	Размерность	Исходное расчетное значение	Грузовая площадь, м2 (м)	Расчетное усилие, кН
	От собственной массы колонн	gc	–	–	–	40,0
	От массы плит перекрытия и пола	gf, pl	кН/ м2	2,525	2 × 36,5	184.3
Постоянная	От массы ригелей перекрытия	grib	кН/ м	4,13	2 × 36,5	301.5
	От массы покрытия	gt	кН/ м2	3,41	36,5	124,5
	От массы ригеля покрытия	grib	кН/ м	4,13	5	20,65
	Итого постоянная	Nconst				Nconst =631
	Полная снеговая,в том числе:	рs	кН/ м2	1,2	36,5	Ns =43,8
	– кратковременная	рs, sh	кН/ м2	0,84	36,5	Ns, sh = 30,7
Временная	– длительная (30%)	рs, l	кН/ м2	0,36	36,5	Ns, l = 13,14
	Полезная полная,втом числе:	v	кН/ м2	8,4	2 × 36,5	Nv = 613.2
	– кратковременная	vsh	кН/ м2	1,68	2 × 36,5	Nv, sh = 122.6
	– длительная	vl	кН/ м2	6,72	2 × 36,5	Nv, l = 490.6
	Полная, в том числе:	Nt = Nconst + Ns + Nv =				1288
Суммарная	– кратковременная	Nsh = Ns, sh + Nv, sh =				153.3
	– длительная	Nl = Nconst + Ns, l + Nv, l =				1134.7

Примечание:  *) расчетная нагрузка от покрытия принята от веса:

– 3 слоев рубероида – 120 · 1,2 = 144 Н / м2 = 0,144 кН / м2

– цементно-песчаного выравнивающего слоя толщиной

0,020 м – 400 · 1,3 = 0,52 кН / м2

– железобетонной ребристой плиты– 2,5 · 1,1 = 2,75 кН / м2

Предварительно задаемся сечением колонн bс × hс = 30 × 30 см;

Определяем полную конструктивную длину колонны Нс = 11.1+ 0,15 + 0,50 = 11.75м, где hзад = 0,5 – глубина заделки колонны в фундамент).

Расчетная нагрузка от массы колонны (без учета веса защемляемого участка колонны) 0,3∙0,3∙(11,1-0,5)∙25∙1,1=26,2кН

Расчетные усилия с учетом коэффициента надежности по ответственности γn = 0,95 будет иметь следующие значения:

полное    1288=1223,6кН,

длительное    1134,7=1078кН,

кратковременное   153,3=145,6кН.

4.3  Расчет площади рабочей арматуры

Нормируемые характеристики бетона и арматуры

Принимаем: бетон класса В20, γb1 = 0,9 (γb1Rb = 0,9 · 11,5 = 10,35 МПа)

арматура класса А400 (Rsc = 355 МПа).

Проводим необходимые поверочные расчеты:

• расчетная длина колонны 1го этажа с учетом защемления в фундаменте

м;

• гибкость колонны

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

1205,8мм2,

где φ = 0,9 – предварительно принятое значение для ориентировочной оценки площади арматуры Аs, tot .

Принимаем для проверочных расчетов 4 Ø 20 А400 с площадью 1256мм2.

Уточняем расчет колонны с учетом принятого значения Аs, tot = 1256 мм2 и значение φ = 0,9 (табл. 6.2 [3])

Тогда фактическая несущая способность колонны

(10,35∙9∙104+355∙1256)=1377кН >1224кН,

то есть, прочность колонны обеспечена.

Проверяем достаточность величины принятого армирования

μmax> μmax  и >μmin = 0,03 и μmax<3%, т.е. условие удовлетворяется.

Назначение поперечной арматуры

Класс арматуры хомутов А240, диаметр dsw ≥ 0,25 d = 0,25 ∙20 = 5мм.

Принимаем dsw = 5,0 мм.

Каркас сварной, поэтому шаг хомутов sw ≤ 15ds= 300 мм, sw = smax =500мм. 

5. Расчет отдельностоящего фундаментапод колонну

5.1  Исходные данные

Расчетное усилие в заделке – Nfun = 1223,6 кН

Нормативное усилие– Nnfun = Nfun :γfm = 1223,6: 1,15 = 1064 кН;

Условная (без учета района строительства

и категории грунта) глубина заложения – Нf = 1,5 м

Расчетное сопротивление грунта (по заданию) – Rгр = 0,2 МПа

Средний вес единицы объема бетона фундамента

и грунта на его уступах – γm = 20 кН / м3

Фундамент проектируется монолитным, многоступенчатым