• Сбор нагрузок и определение усилий в колонне

Усилие в колонне от веса перекрытия одного этажа, с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n = 0,95, равно

0,95·5,363·39,6 = 201,76 кН.

Усилие в колонне от веса ригеля, с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n = 0,95, равно

0,95·7,425·6,6 = 46,55 кН.

Усилие от собственного веса колонны, с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n = 0,95 и коэффициента надежности по нагрузке γ_f =1,1 и плотности железобетона ρ = 2500 кг/м³ (25кН/м³)

0,95·1,1·0,4·0,4 ·4,2·25 = 17,56 кН.

• Суммарное усилие в колонне от веса перекрытия одного этажа

G₁ = 201,76 + 46,55 + 17,56 = 265,87 кН.

Усилие в колонне:

от веса покрытия от веса плит и кровли с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n = 0,95 составляет 0,95·6·39,6 = 225,72 кН,

от веса ригеля 46,55 кН, от веса стоек 17,56 кН.

Суммарное усилие в колонне от веса покрытия G₂ = 225,72+ 46,55+17,56 = 289,83 кН.

С уммарное усилие в колонне от действия временной расчетной нагрузки с одного этажа, см. таб. 6. Q₁ = 0,95·7,2·39,6 = 270,86 кН, в том числе от длительно-действующей части, Q_1дл = 0,95·5,4·39,6 = 203,14 кН. От кратковременной части нагрузки Q_1кр = 0,95·1,8·39,6 = 67,72 кН.

Временная расчетная нагрузка на кровлю от снега должна быть определена с учетом коэффициента снижения снеговой нагрузки за счет ветра /3/. с_е = (1,2 – 0,1v√ k )(0,8 – 0,002b) = (1,2 – 0,1∙4 ∙√0,8) (0,8 – 0,002 ∙19,8)= 0,71. Q₂ = 0,95·1,8·39,6· 0,71 = 48,08 кН, в том числе

длительная Q_2дл = 0,95·1,8·0,5·39,6·0,71 = 24, 04 кН,

кратковременная Q_2кр = 0,95·1,8·0,5·39,6·0,64 = 24,04 кН.

Расчетная продольная сила колонны первого этажа от полной нагрузки

N = (265,87 + 270,86)3 + 289,83 + 48,08 = 1948,1 кН.

Таблица 2

Продольные силы и моменты в колоннах по этажам

№ этажа	l0, м	Расчетная продольная сила, кН		Момент М, кНм
		Полная	Длительная
4	4,2	337,9	313,9	27,5
3	4,2	874,6	782,9	27,5
2	4,2	1411,4	1251,9	27,5
1	4,2	1948,1	1720,9	27,5

Расчетная продольная сила колонны первого этажа от постоянной и длительной нагрузки

N_дл = (265,87 + 203,14)3 + 289,83 + 24,04 = 1720,9 кН.

Аналогично вычисляются продольные силы в колоннах других этажей. При определении расчетных моментов в колонне следует иметь в виду, что изгибающий момент в стыке ригеля с колонной, учитываемый при расчете колонны, возможен при расположении временной нагрузки в одном пролете, и не может превышать значений, определяемых сечением «рыбки» (в нашем случае 55 кНм). При этом момент распределяется между верхней и нижней колонной и составляет 55/2=27,5 кНм. Эпюры продольных усилий N и изгибающих моментов М по высоте здания представлены в таблице 2 и рис.18.

• Расчет прочности колонны 1 этажа

Исходные данные. Бетон тяжелый класса В20, R_b=11,5 МПа, сечение колонн h×b = 400×400 мм, а = а^/ = 40 мм, арматура А400, R_s = 355 МПа, Е_s = 20·10⁴ МПа, N =1948,1 кН, М = 55/2 =27,5 кНм, N_дл= 1720,9 кН, l₀ = 0,7Н = 0,7∙4,2= 2,94м.

---

Величина начального эксцентриситета е₀

= 1,4 см.

Вычисляем величины случайных эксцентриситетов

• е_а = l₀ /600 = 2,94/600 = 0,005 м = 0,5см;

• е_а = h_к/30 = 0,4/30 = 0,0133 м = 1,33 см;

• е_а = 1 см.

Поскольку эксцентриситет е₀ = 1,4 см незначительно отличается от случайного е_а = 1,33 см (5,3%) расчет прочности колонны проводим как для элемента, сжатого со случайными эксцентриситетами.

Вычисляем гибкость стойки

.

Необходим учет влияния прогиба колонны на начальный эксцентриситет.

Уравнение прочности сжатого со случайными эксцентриситетами элемента

N ≤ φ(R_b∙bh₀ + R_sc·A´_s),

где φ = φ_b + 2(φ_sb – φ_b) α_s, причем φ ≤ φ_sb,

α_s = μR_s /R_b.

Отношение N_дл /N = 1720,9/1948,1 = 0,883

По таблице 13 находим коэффициенты φ_sb и φ_b, в предположении, что промежуточные стержни в сечении отсутствуют; φ_b = 0,915 и φ_sb = 0,915.

Принимаем коэффициент φ = φ_b= 0,915.

Вычисляем необходимое количество площади арматуры

Количество арматуры, исходя из минимального коэффициента армирования μ_min = 0,15%. A_s =A'_s = μ_minbh₀= 0,0015∙40∙36 = 2,16 см².

Предварительно принимаем арматуру 4Ø22 А400 с А_s = 15,2см².

5.2. Расчет прочности колонны этажа в стадии монтажа

Исходные данные. При подъеме для установки в проектное положение колонна стропуется за специальное монтажное отверстие в уровне консоли на расстоянии 1,12 м от оголовка и работает, как шарнирно опертая балка с консолью длиной 1 м, загруженная собственным весом (рис. 18 приложения). Длина отправочного элемента l_к состоит из длины, равной удвоенной высоте этажа 2Н =2∙4,2 = 8,4 м, расстояния от отметки пола до обреза фундамента 0,15 м, глубины заделки колонны в фундамент 0,6 м и расстояния от уровня консоли третьего этажа до стыка колонн, принятого 1,05 м. Бетон классов В20, R_b= 11,5МПа, сечение колонн 400х400 мм, а = а^/ = 40 мм. Арматура А400, R_s = 355 МПа, γ_n = 1,4.

Вычисляем длину отправочного элемента

l_к = 2·4,2 + 0,15 + 1,05 + 0,6 = 10,2 м.

Погонная нагрузка от собственного веса колонны с учетом коэффициента динамичности 1,4 и плотности бетона 2500кг/м³, ( 25кН/м³)

q = 0,4·0,4·25·1·1,4 = 5,6 кН/м.

Момент на опоре при длине консоли с = 1,12 м.

М_оп = qс²/2 = 5,6·1,12²/2 = 3,5 кНм.

Пролетный момент равен

кНм.

Несущую способность колонны можно определить как для балки с двойной симметричной арматурой А 400 при R_s = R_sс, А_s = А^/_s ,

см².

Принятое из расчета прочности в стадии эксплуатации армирование колонны первого этажа 2Ø22 А400 с А_s= 7,6см² больше 4,79 см². Окончательно принимаем армирование колонны первого этажа А_s=А^/_s =2Ø22 А400 с А_s= 7,6см²

5.3. Конструирование колонны

Колонна первого этажа армируется пространственным сварным каркасом. Продольная арматура каркаса 4Ø18 А400 длиной 10180 мм. Поперечная арматура Ø8 А240 располагается с шагом 400 мм равномерно по длине колонны. В нижней части колонны устанавливается дополнительный хомут, для исключения повреждения торца колонны при транспортировании и монтаже. В голове колонны располагаются четыре сетки косвенного армирования три крестообразные сетки С-1 и одна сетка С-2 с шагом 60 мм на длине 210 мм, что больше 10d = 10·18 = 180 мм. Размер ячейки сеток 90×90 мм.

---

6. Проектирование фундаментов

Фундаменты служат для передачи нагрузок от вышележащих частей здания на основание. Конструктивно фундаменты могут выполняться ленточными, отдельно стоящими или в виде сплошной плиты. Стоимость фундамента может составлять 10-15% от общей стоимости здания или сооружения. Отдельные фундаменты устраиваются под опоры при сравнительно небольших нагрузках и пролетах колонн более 6 метров. Ленточные фундаменты устраивают под кирпичные стены при слабых или неоднородных грунтах.

Сплошные фундаменты выполняют при неоднородных грунтах и зачастую они оказываются более экономичными по сравнению с другими видами фундаментов вследствие простоты изготовления.

Исходные данные. Фундамент центрально-загруженный из тяжелого бетона класса В15, R_b= 8,5 МПа, R_bt= 0,75 МПа. Арматура А400, R_s=355 МПа. Грунты песчаные, маловлажностные, средней плотности. Условное расчетное сопротивление R₀ = 0,3 МПа, глубина промерзания 1,4 м, обрез фундамента располагается на отметке 0,15 м. Под фундаментом бетонная подготовка из тощего бетона толщиной 100 мм. Толщина защитного слоя 35 мм. Расчетное продольное усилие, передаваемое с колонны на фундамент, N =1948,1 кН, среднее значение коэффициента надежности по нагрузке γ_f = 1,15. Момент, передаваемый на фундамент равен 55/2 = 27,5 кНм. Расчетный эксцентриситет 27,5/1948,1 = 1,41 см, случайный 1,33 см. Вследствие незначительности превышения величины расчетного эксцентриситета над случайным, расчет проведем как для центрально-загруженного фундамента. Величину нормативного усилия на фундамент определим приближенно при среднем значении коэффициента надежности по нагрузке γ_f = 1,15.

N_n= 1948,1/1,15 = 1694,0 кН.

6.1. Определение размеров фундамента

Высота, исходя из надежности заделки колонны в фундаменте

H = 1,5h_k + 250 = 1,5∙400+250 = 850 мм.

Высота фундамента, в зависимости от необходимой длины зоны анкеровки продольной арматуры колонны в фундаменте

H = l_an + 250 = 24Ø + 250 = 24∙22 + 250 = 778 мм.

Предварительно принимаем высоту фундамента Н = 900 мм с двумя ступенями по 450 мм. Глубина заложения фундамента Н₁= 900+150 = 1050 мм.

Площадь фундамента определим без уточнения влияния размеров фундамента и глубины заложения на сопротивление грунта

Сторона «а» квадратного в плане фундамента А = √6,07 = 2,46 м.

Принимаем сторону фундамента 2,7 м, что кратно 0,3м.

Расчетное давление на грунт под подошвой фундамента

p = N/A = 1948,1 / 2,7∙2,7 = 0,267 МПа < R₀= 0,3 МПа.

Высота фундамента из условия непродавливания по поверхности пирамиды

.

Принятой высоты фундамента достаточно для обеспечения прочности фундамента на продавливание. Для обеспечения прочности фундамента от скалывания размер верхней ступени принимаем таким, чтобы линия пересечения граней уступов не выходила за условную линию, проведенную под углом 45⁰. Принимаем а₁= 1500 мм.

---

6.2. Расчет прочности фундамента

Расчетные изгибающие моменты, действующие по грани колонны, (сечение І-І) и по грани первой ступени (сечение ІІ­ІІ).

M_І-І = p(a – h_k)²b/8 = 267(2,7 – 0,4)² ∙2,7/8 = 476,7 кНм,

M_ІІ-ІІ = p(a – а₁)²b/8 = 267(2,7 – 1,5)² ∙2,7/8 = 129,8 кНм.

Площадь сечения арматуры в расчетных сечениях.

A_{s І-І} = M_І-І /0,9R_sh_o= 476,7/0,9∙355∙10³∙0,865 = 0,00168 м²=17,3см².

A_{s ІІ-ІІ} = M _ІІ-ІІ /0,9R_sh_o= 129,8/0,9∙355∙10³∙0,415 = 9,52 ∙10^-4м²= 9,79см².

Окончательно принимаем армирование фундамента в виде квадратной сварной сетки с рабочими стержнями в обеих направлениях 14Ø14 А400 с площадью арматуры А_s=21,6 см², с шагом стержней 200 мм. Конструкция и армирование фундамента представлены на рис. 6.1.

Б. Пример расчета монолитного балочного перекрытия.

1. Основы компоновки монолитного балочного перекрытия

Рассматривается здание с конструктивной каркасно-стеновой системой. Основные вертикальные несущие элементы здания, наружные стены и колонны (столбы), выполнены из железобетона или кирпича. Фундаменты – железобетонные или бутобетонные. Перекрытия здания-монолитные балочные с плитами, работающими в одном или двух направлениях.

При соотношении сторон плиты ℓ₁/ ℓ₂ > 2, где ℓ₁-большая сторона плиты, несущая способность при равномерно распределенной нагрузке, обеспеченная опиранием коротких сторон, составляет не более 20% общей. Условно считают, что такая плита опирается на две противоположные длинные стороны и работает на изгиб только по короткому направлению, как неразрезная балка прямоугольного сечения.

При соотношении сторон ℓ₁/ ℓ₂ ≤ 2 влияние опирания коротких сторон возрастает и несущая способность плиты увеличивается. Такая плита рассматривается как опертая по контуру и работает на изгиб по двум направлениям. При компоновке ребристого монолитного перекрытия главные балки рекомендуется располагать по осям колонн (столбов) в поперечном направлении. Второстепенные балки располагают таким образом, чтобы оси балок совпадали с осями столбов. Шаг второстепенных балок рекомендуется назначать в пределах 1500÷2700 мм, так чтобы отношение длины второстепенных балок к расстоянию между ними было не менее двух. Толщина монолитной плиты назначается предварительно 50÷60 мм, высота второстепенных балок равной 1/12-1/15 от расчетного пролета, ширина 0,4 – 0,5 высоты сечения. Поперечное сечение главных балок можно принимать больше аналогичных размеров второстепенных балок по ширине на 5-10 см по высоте на 10-20 см. Внутренние грани наружных кирпичных стен смещаются с разбивочных осей на 200 мм внутрь здания. Толщина наружных стен выбирается, исходя из условий обеспечения прочности и теплотехнических требований.

Пространственная жесткость здания создается несущими поперечными и продольными стенами, объединенными монолитным перекрытием.

В зданиях этажностью до 5 этажей ветровая нагрузка воспринимается в основном поперечными и продольными стенами, поэтому в курсовом проекте несущие конструкции рассчитываются только на вертикальную нагрузку.

---

2. Исходные данные для проектирования.

Разработать конструкции четырехэтажного общественного здания, предназначенного для торговых и экспозиционных целей. Здание с монолитными балочными перекрытиями, несущими кирпичными стенами и внутренними кирпичными столбами. Размеры здания 19,8×30 м, высота этажей 4,2 м. Нормативная временная нагрузка на междуэтажное перекрытие v_n= 6,0 кН/м², в том числе длительная 4,5 кН/м², кратковременная 1,5 кН/м². Коэффициент надежности по назначению здания γ_f = 0,95. Район строительства – Москва. Расчетная снеговая нагрузка 1,8 кН/м² , в том числе длительная 50% от полной. Местность типа «В». Скорость ветра 4 м/сек /3/. Температурные условия обычные, влажность воздуха более 40%, условное расчетное сопротивление грунта R₀ = 0,3 МПа. Главные балки по осям колонн расположены поперек здания. Толщина кирпичных наружных стен не менее 65 см.

Фундаменты под колонны – отдельные, бутобетонные, ступенчатого типа; под кирпичные стены - ленточные из фундаментных стеновых блоков по распределительным фундаментным подушкам. Монолитная плита и балки перекрытия изготавливаются на строительной площадке из тяжелого бетона класса В20. Распалубочная прочность принимается не менее 75% прочности, соответствующей классу бетона В20. Армирование плиты сварными (вязаными) сетками и каркасами. Проектное положение арматуры обеспечивается пластмассовыми фиксаторами, установленными равномерно по площади изделия. Закладные детали фиксируются монтажной сваркой к каркасам или сеткам. Арматура каркасов и сеток А400 или В500. Расчетное сопротивление арматуры А400, R_s= 355 МПа; арматуры В500, R_s = 415МПа. Бетон тяжелый класса В20, R_b =1,5 МПа, R_bt=0,90 МПа. Проектируемое перекрытие рассчитывается по предельным состояниям первой группы для работы конструкции в стадии эксплуатации. Схема монолитного перекрытия представлена на рис. 2.1.

2.1. Размеры и расчетные пролеты элементов перекрытия

Главные балки располагаются поперек здания, номинальная длина 6,6 м, номинальная длина второстепенных балок 6,0 м. Расстояние между осями второстепенных балок 2200 мм. В продольном направлении жесткость здания обеспечивается продольными кирпичными стенами, толщиной 65 см. В поперечном направлении здания работает по связевой системе, где роль вертикальных связевых диафрагм выполняют торцевые стены и лестничные клетки, что позволяет производить расчет перекрытия только на вертикальные нагрузки.

Высота сечения плиты при пролете l ≈ 2÷2,5м и полезной нормативной нагрузке v_н = 6 кНм², принята 60 мм. Нормативная погонная постоянная нагрузка от собственной массы плиты при ширине грузовой полосы 2,2 м равна

0,06×1,0×1,0 × 2500 ×2,2 = 330 кг/м, (3,3 кН/м).

Вес второстепенных балок примем как 10% от веса плиты. Тогда нормативная погонная нагрузка от собственной массы перекрытия равна 3,30×1,1=3,63кН/м.

---

Смотрите также файлы

• План-конспект 1 макет.doc

• Дискретная математика- задания.pdf

• Английский язык вопросы с ответами.pdf

• Курсовая Прочность конструкций.docx

• Экономика 11-21 Алиса.doc