КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНЫХ СХЕМ ЗДАНИЯ

ЦЕЛИ И ЗАДАЧИ

Курсовое проектирование является наиболее эффективным способом закрепления знаний.

Цель курсового проектирования – освоение методики расчёта и конструирования элементов многоэтажного промышленного здания в сборном варианте.

В процессе выполнения курсового проекта необходимо решить следующие задачи:

- разработать конструктивно-компоновочные решения многоэтажного здания с использованием сборных несущих конструкций;

- назначить материалы конструкций;

- определить нагрузки, действующие на элементы здания; вычислить внутренние усилия;

- рассчитать и законструировать элементы здания;

- оформить рабочие чертежи основных несущих элементов со спецификацией и выборкой арматуры.

СОДЕРЖАНИЕ

Исходные данные курсового проекта принимаются по прил.1 в соответствии с индивидуальным шифром зачётной книжки студента. В прил.1 табл.1 и 2 указаны сведения по исходным данным.

В ходе выполнения курсового проекта оформляется расчётно-пояснительная записка объёмом 50…70 страниц на листах формата А4 в соответствии с требованиями стандарта организации [23], включающая:

- титульный лист;

- задание на проектирование;

- конструктивно-компоновочные решения многоэтажного здания;

- сбор нагрузок на основные несущие конструкции;

- расчёт и конструирование элементов здания;

- эскизы армирования ригеля, колонны, фундамента;

- оглавление;

- библиографический список.

Графическая часть выполняется на листе формата А1 в соответствии с требованиями стандарта организации [23]. В ней должны быть представлены:

- компоновочные схемы вариантов многоэтажного здания;

- опалубочные чертежи плиты, колонны, фундамента;

- рабочие чертежи несущих конструкций с арматурными изделиями;

- спецификация конструкций и арматурных изделий;

- выборка арматуры на несущие конструкции.

ПОРЯДОК И МЕТОДИКА ВЫПОЛНЕНИЯ

Перед выполнением курсового проекта студент должен:

- ознакомиться с нормативной литературой по данному направлению [1,2,6];

- изучить разделы учебной литературы по проектированию конструкций [9,10,13];

- изучить правила оформления рабочих чертежей по железобетонным конструкциям [22].

В курсовом проекте рассматривается здание с самонесущими наружными стенами с неполным каркасом. Внутренняя часть здания дополняется несущими элементами: в виде колонн, ригелей, сборных плит покрытия, перекрытия.

Здание многоэтажное, отапливаемое с самонесущими стенами: несущие стены кирпичные толщиной 770 мм. Внутренний каркас сборный из колонн и междуэтажных перекрытий.

Междуэтажные перекрытия: с использованием ригелей и сборных плит (ребристых или многопустотных в зависимости от величины нагрузки на перекрытие).

Состав пола помещений: по прил.1 табл. 1, 2.

Состав кровли:

- пароизоляции из одного слоя рубероида;

- минераловатные жёсткие плиты толщиной по 60 мм в два слоя ( );

- цементно-песчаная стяжка толщиной 20 мм( );

- гидроизоляционный ковёр ( ).

Длина, ширина здания, количество этажей, высота этажа, временная нагрузка, снеговая нагрузка – в прил.1 табл. 1.

ПЛИТА ПЕРЕКРЫТИЯ

5.1. Общие сведения

Панели перекрытия проектируют из тяжелого бетона класса В20-45, рабочая арматура предварительно напряженная классов A-IV, A-V, B-II, Bp-П. В продольных и поперечных ребрах устанавливают каркасы из арматуры клас­сов А-П, А-Ш, B-I, Bp-I. В полке укладывают сетку в пролете и на опоре из ар­матуры класса B-I, Bp-I, A-I, A-III. Ширина панели - 1,2-1,5 м, толщина полки - 50мм. Продольные ребра шириной внизу 70-85 мм, вверху 100-120 мм, высо­той 300мм. Поперечные промежуточные ребра шириной внизу 50 мм, вверху 100 мм, высота 150 мм. Торцевые ребра шириной внизу 70мм, вверху 120 мм, высота 300 мм. Сопряжение всех ребер с полкой по галтели радиусом 50 мм. На опорных участках продольных ребер устанавливают закладные детали с ан­керами, монтажные петли диаметром 12 мм из арматуры класса А-1 на расстоя­нии 700 мм от торцов.

5.2. Конструктивная схема здания

Пространственная жесткость здания создается по рамной или связевой схемам с полным или неполным каркасом. Узлы сопряжения ригеля и колонны жесткие или устанавливают вертикальные связи. Плиты перекрытия после замоноличивания швов и крепления к ригелям образуют жесткий горизонтальный диск. Плиты вдоль осей средних колонн выполняют роль распорок и обеспечи­вают продольную устойчивость поперечных рам. Плиты перекрытия опираются на нижние консольные полки таврового ригеля или по верху прямоугольного ригеля. Колонны: выполняют на один - три этажа сечением 300x300, 350х350, 400x400 и 400x500 мм. Сечение колонн по этажам остается постоянным, на верхних этажах меняется класс бетона и армирование.

Привязки колонн и стен выполняют согласно нормам. При полном каркасе разбивочные оси совмещают с геометрическими осями средних колонн и с на­ружными гранями крайних рядов колонн. При неполном каркасе наружные разбивочные оси располагают по осям наружных стен, а внутренние по осям колонн.

5.3. Пример проектирования ребристой панели

5.3.1. Исходные данные

Проектируемая панель междуэтажного перекрытия эксплуатируется при нормальной температуре (отапливаемое помещение) в неагрессивной среде с влажностью не выше 75 %.

Рабочая арматура предварительно напряженная класса A-IV.

Вид бетона — тяжелый, со средней плотностью 24000 Н/м³. Проектный класс по прочности на сжатие — В25, остальные исходные данные см. в прил. 1.

5.3.2. Расчетный пролет и нагрузка

Плиту рассчитывают по схеме однопролетной балки с шарнирным опиранием на действие равномерно распределенной нагрузки (рис. 1).

Назначим предварительные размеры сечения ригеля:

Расчетную ширину ригеля примем 350 мм с полками по 100 мм.

Расчетный пролет панели при опирании на ригель поверху определяется:

.

где - ширина ригеля.

Произведем расчёт пролёта панели при опирании на тавровый ригель полками вниз:

Предполагается, что равнодействующие опорных давлений располагаются в середине площадок опирания, имеющих длину . Номинальная ширина панели - .

Подсчет нагрузок на 1 м² перекрытия выполнить согласно таблице 1.

Таблица 1

Расчетная нагрузка на 1 пог. м панели для расчета по предель­ным состояниям первой группы (см. таблицу):

.

Расчетная нагрузка на 1 пог. м панели для расчета по предельным состоя­ниям второй группы:

- длительно действующая (постоянная + временная длительная):

.

- кратковременная

.

- полная

.

Рис.2. Расчётная схема плиты:

а - номинальный и расчётный пролёты; б - компоновка поперечного сечения плиты

5.3.3. Статический расчет панели перекрытия

Панель перекрытия (расчетная схема, см. рис.1) работает как однопролетная свободно опертая балка.

Изгибающие моменты и поперечные силы:

- от нагрузки :

;

.

- от нагрузки :

.

- от длительно действующей нагрузки :

.

- от кратковременной нагрузки :

.

5.3.4. Компоновка поперечного сечения панели

Высоту сечения панели назначают из условия одновременного удовлетворения прочности и жесткости (предельных прогибов), п.11.2.2[13]:

.

Рабочая высота сечения:

.

Ширину продольных ребер по низу примем 7 см, по верху 10 см, высота полки 5 см. Суммарная ширина ребер сечения с учетом замоноличивания швов между панелями (по низу):

.

Ширина верхней полки:

.

где - номинальная ширина панелей; 0,5 см - допуск (минусовый) по шири­не панели внизу; 2,0 см - ширина уступа для заполнения швов между панелями.

Определим размеры приведенного сечения тавровой формы (см. рисунок 1):

, плита предварительно напряженная.

, арматура класса A-IV;

, для этой арматуры класса ;

, для поперечной арматуры класса Bp-I Ø4.

Расстояние между поперечными ребрами в панели перекрытия следует принимать в пределах 1,2-2,0 м. Высоту сечения поперечных ребер принимать в пределах ; ширину ребер - 5÷6 см.

Назначим расстояние между поперечными ребрами и размеры их попереч­ного сечения:

.

ПРОЕКТИРОВАНИЕ РИГЕЛЕЙ

Для уменьшения конструктивной высоты перекрытия и расхода материала, а также для повышения жесткости каркаса здания ригели рекомендуется проектировать неразрезными прямоугольного сечения или таврового полками вверху или внизу.

Чтобы сборные ригели были неразрезными , надо закладные и накладные детали сопрягаемых элементов сварить и затем омонолитить стыки. Для ригелей следует применять:

- бетон класса В15…В25 (в некоторых случаях В30…В40);

- сталь классов А- II, А- III для продольной рабочей арматуры;

- сталь классов А- I, А- II, А- III, Вр- 1, В- 1 для поперечной и монтажной арматуры.

Статический расчет

При расчете неразрезные сборные ригели рассматривают (с определенной степенью допущения) как многопролетные неразрезные балки с шарнирным опиранием на наружные стены.

Расчетный размер средних пролетов l_о ригелей принимают равным расстоянию между осями колонн l , а расчетный пролет l_о крайних ригелей – расстоянию от оси опоры его на стене до оси колонны по формуле

l_о = l -0,2+0,3/2, где l – расстояние между разбивочными осями ; 0,3м – величина заделки ригеля в стену; 0,2м – привязка внутренней грани наружной стены к разбивочной оси.

Статически неопределимые железобетонные балки с целью экономии арматурной стали рассматривают с учетом перераспределения усилий.

Ординаты эпюр изгибающих моментов и поперечных сил в неразрезных балках при упругой работе материала определяют по формулам:

- для равномерно распределенной нагрузки М=(α·q+β·v) ·l ² ,

Q=(g·q+d·v) ·l ;

- для сосредоточенных нагрузок М=(a·G+b·V) · l , Q =g·G+d·V,

где a,b,g,d-табличные коэффициенты, определяемые по [10] или [13].

Нагрузку на ригель от пустотных панелей следует принимать равномерно распределенной, а от ребристых сосредоточенной. В этом случае собственный вес ригеля приводиться также к сосредоточенным силам.

Если число сосредоточенных сил в пролете более четырех, то их можно приводить к эквивалентной равномерно распределенной нагрузке.

В промышленных зданиях на ригели таврового сечения с полками внизу укладываются ребристые панели с торцевыми ребрами высотой равной высоте продольного ребра. Поэтому нагрузка от плит принимается равномерно распределенной.

При четырех и более пролетах ригель рассматривают как трехпролетный (все средние пролеты , начиная со второго ,проектируются по среднему пролету трехпролетного ригеля).

Изгибающие моменты и поперечные силы в сечениях ригеля определяют отдельно от действия постоянной и различных комбинаций временной нагрузки. Вычисление ординат эпюр изгибающих моментов и поперечных сил производят в табличной форме (см.п.6.4.3).

По вычисленным ординатам в сечениях на опорах и в середине пролетов необходимо построить эпюры изгибающих моментов и поперечных сил для различных сочетаний постоянной и временной нагрузок (см.п.6.4.3).

Эпюры изгибающих моментов строят по пяти точкам (рис.4). М_о –максимальный изгибающий момент в пролете балки с шарнирным опиранием по концам.

В крайних пролетах максимальный изгибающий момент в пролете будет в сечении, расположенном на расстоянии а=0,425l от свободной опоры.

С учетом пластических деформаций необходимо произвести перераспределение изгибающих моментов ,полученных из расчета упругой схемы ,отдельно для каждого случая суммарного воздействия на балку расчетных временной и постоянной нагрузки. Для перераспределения изгибающих моментов прибавляют треугольные эпюры с произвольными по величине к знаку надопорными ординатами. Ординаты выровненной эпюры моментов в расчетных сечениях во избежание чрезмерного раскрытия трещин в первых пластических шарнирах не должны отличаться более чем на 30% по сравнению с расчетом на упругость.

0,25 l 0,25 l 0,25 l 0,25 l

Рис.4. Эпюра изгибающих моментов ригеля

Построенные для различных загружений участка эпюры моментов с наибольшими ординатами образуют огибающую эпюру моментов.

Принятые при компоновке перекрытия размеры поперечного сечения ригеля уточняют из условия: x= 0,35 (ограничивается армирование сечений ригеля, в которых намечено образование пластических шарниров) по формуле: h₀ = .

Изгибающий момент на грани колонн вычисляют по формуле:

М_гр =М-Q(h/2),

где h-высота сечения колонны в направлении пролета ригеля; Q - поперечная сила на опоре (слева или справа от нее), принимается большее ее значение.

Сечение продольной рабочей арматуры ригеля подбирают по изгибающим моментам в четырех нормальных сечениях: в первом и среднем пролетах, у первой промежуточной опоры и на средней опоре.

Рассчитывают поперечную арматуру в трех наклонных сечениях: у первой промежуточной опоры слева и справа и у крайней опоры.

Пример расчета неразрезного ригеля

Расчет неразрезного ригеля выполняем по программе «SCAD» (п. 6.4.3.) и в табличной форме (п. 6.4.4). Пример расчета выполнен по табличной форме, а расчет по программе «SCAD» выполняем с использованием жестких узлов.

Исходные данные

Проектируемый ригель перекрытия будет эксплуатироваться при нор­мальной температуре в неагрессивной среде с влажностью не выше 75 %.

Вид бетона - тяжелый, с объемным весом 2400 кг/м³. Класс бетона - В20; R_В = 11,5 МПа; R_Вt = 0,9 МПа [1].

Арматура: продольная рабочая - класс А- III ; поперечная - класс A-I,

R_s = 365MПa; Ø10-40; R_s= 225 МПа; R_sw = 175МПа (прил. 1).

Расчетные пролеты и нагрузки

Величину нагрузок на 1 пог. м ригеля определяем умножением нагрузки от пола, панелей и временной нагрузки Н/м² на расстояние между ригелями (в данном примере В=6 м), т.е. на ширину грузовой площади перекрытия, прихо­дящейся на ригель (табл. 2).

Расчетные средние пролеты ригеля принимаем равными расстоянию меж­ду осями колонн, в нашем примере l_{0 ср} = 6,0 м.

Расчетный пролет крайних ригелей l_окр = l-0,2+0,35/2=6,0-0,2+0,3/2 = 5,95 м.

В данном примере ригель таврового сечения полками вниз. Передача на­грузки от перекрытия происходит через торцовые ребра ребристых панелей или нижнюю поверхность пустотных, поэтому нагрузка считается равномерно распределенной.

Построение эпюры арматуры

Первый пролет. Рабочая арматура принята 4 Ø28 А-III (∑A_s = 24,63 см²). По конструктивным требованиям не менее 50 % от сечения про­дольной рабочей арматуры в пролете должно быть доведено до опор. Обрыва­ем 2 Ø 28 А-III.

Определим изгибающий момент, воспринимаемый всем сечением армату­ры в пролете: М_сеч = R_s ·A_s·h₀·ζ= 365 ·10³·24,63·10^-4· 0,54· 0,771 = 367,01 кН·м;

h₀ = h - 6см = 60 - 6 = 54 см; μ = A_s/в ·h₀ = 24,63/35·54 = 0,0130;

ξ=μ·R_s/R_B·γ_B2 =0,0130·365/(11,5·0,9)=0,459;

ζ=1-0,5·ξ=1-0,5·0,459=0,771; М_сеч > М₁ (367,01 > 365);

принимаем арматуру 4 Ø 28 А-III.

Изгибающий момент, воспринимаемый арматурой 2 Ø28 А - III;

А_s=12,32 см²; h₀=60-3=57 см; μ= 12,32/35· 57 = 0,0062;

ξ = 0,0062·365/11,5·0,9 = 0,219; ζ= 1-0,5·ξ = 0,891;

M_сеч=R_s·A_s ·ζ ·h₀= 365·1000·12,32·0,0001·0,57·0,891 = 228,38 кН·м.

Второй пролет. Изгибающий момент, воспринимаемый сечением с факти­чески принятой арматурой 4 Ø 22 А-III; А_s = 15,20 см², опреде­ляем аналогично предыдущему h₀ = 60 - 6= 54 см;

μ= 15,20/35· 54 = 0,0080;

ξ = 0,0080·365/11,5·0,9 = 0,282; ζ= 1-0,5·0,282 = 0,859;

M_сеч=R_s·A_s ·ζ ·h₀= 365· 1000· 15,20· 0,0001· 0,54· 0,859 = 257,35 кН·м.

Изгибающий момент, воспринимаемый арматурой 2 Ø 22 А-III; А_s=7,60 см², определяем аналогично предыдущему h_o = 60 - 3= 57 см;

μ= 7,60/35· 57 = 0,0038;

ξ = 0,0038·365/11,5·0,9 = 0,134; ζ= 1-0,5·0,134 = 0,933;

M_сеч=R_s·A_s ·ζ ·h₀= 365·1000·7,60·0,0001·0,57·0,933 = 147,52 кН·м.

Первая промежуточная опора слева. Арматура 2 Ø 22 А-III + 2 Ø 25 А-III; А_s = 17,42 см², h₀ = 60 - 6= 54 см;

μ= 17,42/35· 54 = 0,0087;

ξ = 0,0087·365/11,5·0,9 = 0,307; ζ= 1-0,5·0,307 = 0,847;

M_сеч=R_s·A_s ·ζ ·h₀= 365· 1000· 17,42· 0,0001· 0,54· 0,847 = 290,82 кН·м.

Арматуру 2 Ø 22 А-III; А_s = 7,60 см² доводят до крайней опоры.

h₀ = 60 - 3= 57 см;

μ= 7,60/35· 57 = 0,0038;

ξ = 0,0038·365/11,5·0,9 = 0,134; ζ= 1-0,5·0,134 = 0,933;

M_сеч=R_s·A_s ·ζ ·h₀= 365· 1000· 7,60· 0,0001· 0,57· 0,933 = 147,52 кН·м.

Первая промежуточная опора справа. Арматура 4 Ø 25 А-III А_s =19,63 см², h₀ = 60 - 6= 54 см;

μ= 19,63/35· 54 = 0,0104;

ξ = 0,0104·365/11,5·0,9 = 0,367; ζ= 1-0,5·0,367 = 0,817;

M_сеч=R_s·A_s ·ζ ·h₀= 365· 1000· 19,63· 0,0001· 0,54· 0,817 = 316,10 кН·м.

Арматуру 2 Ø 25 А-III, А_s = 9,82 см² доводят до опоры.

h₀ = 60 - 3= 57 см;

μ= 9,82/35· 57 = 0,0049;

ξ = 0,0049·365/11,5·0,9 = 0,173; ζ= 1-0,5·0,173 = 0,914;

M_сеч=R_s·A_s ·ζ ·h₀= 365· 1000· 9,82· 0,0001· 0,57· 0,914 = 186,73 кН·м.

Рис.7. Эпюра материалов и схема армирования ригеля

Проектирование опорного стыка

Стыки ригелей размещают вблизи опор, непосредственно у боковой грани колонны или над колонной. Действующий в стыках ригелей момент вызывает растяжение верхней части и сжатие нижней (рис. 8, а). В стыковых сопряжени­ях ригель может опираться на выпущенную из колонны железобетонную кон­соль, на оголовок колонны или съемный стальной столик, устанавливаемый на время монтажа (рис. 8, в).

Растягивающее усилие в верхней части ригеля во всех стыках восприни­мается соединительными стержнями, приваренными на монтаже к стальным закладным деталям или к выпускам арматуры ригеля (рис. 8, а, в), и стальными закладными деталями колонны и ригеля (рис. 8, б).

В верхней части стыка (рис. 8, а, в) выпуски арматуры из колонны могут со­единяться также с выпусками арматуры ригеля на ванной сварке.

Сжимающее усилие в нижней части ригеля может передаваться через мон­тажные сварные швы между стальными закладными деталями ригеля и консо­ли (рис. 8, а, б) или через обетонировку полости стыка (рис. 8, в).

Стыки с консолями или бесконсольные путем опирания ригелей на оголовок колонны воспринимают значительные моменты и поперечные силы при больших временных нагрузках (≥10000 Н/м²) на перекрытиях (рис. 8, а, в).

Скрытые стыки на консолях (с подрезкой торца ригеля) усложняют конструирование, т.к. требуют усиления арматуры входящего угла дополнительными каркасами и закладными деталями. Применение таких стыков возможно при небольших временных нагрузках на перекрытие (рис. 8, б).

В бесконсольных стыках поперечная сила воспринимается бетоном замоноличивания полости и бетонными шпонками, образующимися в призматиче­ских углублениях на боковой поверхности колонны и в торце сборного ригеля (рис. 8, в). В таком решении стыка целесообразно сваривать выпуски нижней арматуры ригеля и уголков опорного столика колонны.

Площадь сечения соединительных растянутых стержней A_s или стальной пластины F_плопределяем по формулам A_s = M/R_s·z = N/R_s и F_пл = N/R_u , где R_s и R_u -расчетные сопротивления арматуры и проката; z - плечо пары сил в стыке, равное расстоянию между центрами тяжести сечений верхних и ниж­них закладных деталей или сварных швов.

При сварке стыкового стержня с закладной пластиной ригеля усилие, вос­принимаемое одним фланговым швом, определяем по формуле п.2.8 [3]

N_ш=0.85·β _f ·k _f ·R_ώf ,

где β _f, k _f, R_ώf по табл. 34,38,56 [3].

Суммарная длина сварных швов соединительных стержней

∑ l _m =1,3·N/0,85· β _f ·k _f ·R_{ώf .}

Коэффициент 1,3 к усилию N вводят для обеспечения надежной работы сварных швов при расчете ригеля по выровненным моментам.

В необетонированных стыках сжимающая сила N передается через свар­ные швы, длина шва прикрепления нижних закладных деталей ригеля к сталь­ной пластине консоли принимается по большему из двух расчетных значений п. 11.2^* [3]:

по металлу шва l_ш= ≥4·k_f ;

по металлу границы оплавления l_ш= ≥4·k_f ,

где γ_ώf =1; γ_ώz =1 п.11,2^*[3]; β_f =0,7; β_z =1табл.34 [3]; γ_с =0,95 табл.6^*[3];

R_ώf=180 МПа табл.56 [3]; R_ώz=0,45·R_un=184,5 МПа табл.51^* [3].

Должно выполняться условие

R_ώf< R_ώz< R_ώz · β_z/ β_f; 180<184,5<257,7 МПа.

Т=Q·f – сила трения; f= 0,15 – коэффициент трения стали о сталь.

В стыках с обетонировкой размеры бетонных шпонок определяют по главе 10.2.6[10]; δ_k ≥Q/R_B· l_k·n_k, h_k ≥ Q/2R_B· l_k·n_k,

где Q - поперечная сила; δ_k , l_k, h_k - глубина, длина и высота шпонок; n_k -число шпонок, вводимое в расчет, не более трех.

Расчет опорного стыка проводим на действие усилий от опорного изги­бающего момента М_в = 369,63 кН· м и поперечной силы Q = 393,93 кН.

Растягивающее усилие N воспринимается стальными стыковыми стерж­нями, сжимающее - бетоном между торцом ригеля и колонной и сварными швами между закладными деталями консоли колонны и ригеля.

Бетон класса В20, R_В =11,5 МПа; стыковые стержни из арматуры класса А-III, R_s= 365 МПа; сварной шов выполняется электродами Э-42 R_ώf=180 МПа, толщина закладных пластин δ = 20 мм. Определим площадь сечения надопорных стыковых стержней при величине а = 2 см; h_o = 60 - 2 = 58 см;

α_m = M/(R_В · В ·h₀²· γ_В2) = 369,63·10⁵/(0,9 · 11,5·100·35·58²) = 0,303.

По значению α_m определим ζ, = 0,768 (прил. 2).

А_s = 369,63·10⁵/(365·100·0,815·58)=24,64 см².

Принимаем арматуру 4 Ø28 А-III; А_s = 24,64 см² .

Суммарная длина сварных швов соединительных стержней при k_f= 0,8см. табл. 38^* [3]; R_ώf = 180 МПа;

N=M/ζ·h₀= 369,63/0,58·0,815 = 781,96 кН;

∑ l_ш= = 1,3·781,96·10²/0,85·0,7·0,8·180·10=118,7 см.

При четырех стыковых стержнях и двусторонних швах длина шва с учетом непровара l_ш = 118,7/8+1= 16 см; l_ш = (4≈5)d = 5·2,8=14 см - по конструктивным требованиям.

Длина шва крепления нижних закладных деталей ригеля к стальной пластине консоли:

по металлу шва l_ш= =25,2 см,

по металлу границы оплавления l_ш= =17,2 см,

где k_f=2,4см п. 12.8[3]; Т=Q·f=393,93·0,15=59,09 кН.

Принимаем большее значение l_ш=25,2 см. При этом l_ш>4·k_f=9,6 см,

l_ш>5·δ=5·2=10 см.

Длина шва с каждой стороны с учетом непровара l_ш =25,2/2+1=13,6 см.

Вылет консоли с учетом зазора между ригелем и колонной принимаем 20 см, размер закладной детали 20 см.

КОЛОНН

Общие указания

В данном курсовом проекте рассматриваются многоэтажные здания, имеющие жесткую конструктивную схему. В таких зданиях колонны каркаса работают только на восприятие вертикальных нагрузок от перекрытий.

Ввиду незначительного влияния и для сокращения объема вычислений не учитываются изгибающие моменты, возникающие в сечениях колонн при неравномерном загружении ригелей.

Расчет центрально-сжатых колонн производят с учетом случайного эксцентриситета п. 1.21 [1], обусловленного не учтенными в расчете факторами.

Расчет колонн прямоугольного сечения при производить по [13], где - расчетная высота колонны; h – размер стороны поперечного сечения колонны.

При членении колонн многоэтажных зданий применяются одноэтажная и двухэтажная разрезки колонн с устройством стыков на расстоянии 0,5 0,6 м от уровня верха перекрытий.

Сечения колонн назначают квадратными с размерами 30х30, 40х40 или 50х50 см (в зависимости от интенсивности нагрузки).

Проектную марку бетона колонн следует назначать в соответствии с действующими в них условиями; в колоннах нижних этажей – В15-В30, в отдельных случаях В40; в колоннах верхних этажей В12,5 – В20.

Продольную рабочую арматуру колонн выполняют из стали класса А-III, для консолей – А-II. Поперечную арматуру и монтажные петли – из стали класса А-I, сетки косвенного армирования – из стали классов В-I, А-I и А-III.

Для армирования колонн рекомендуются следующие диаметры арматуры: продольный – ø12÷40 мм; сеток косвенного армирования – ø6÷8 мм; поперечной арматуры – из условия свариваемости с продольной арматурой.

Конструирование колонны приведено в альбоме по курсовому проектированию.

Подсчет нагрузок на колонны

Нормативные нагрузки на 1 покрытия.

Постоянные нагрузки: вес кровли - 2500÷3000 Н/ ; вес железобетонных панелей покрытия - 3000 Н/ для пустотных и 1700 Н/ для ребристых панелей; вес ригеля .

Временные нагрузки (кратковременные); вес снегового покрова (по заданию).

Нормативные и расчетные нагрузки на 1 перекрытия принять из расчета панелей и ригеля перекрытия.

Собственный вес колонны в пределах одного этажа вычисляют по формуле ,

где - высота колонны в пределах этажа; - размеры поперечного сечения колонны (рис. 10,а).

а б

Рис.10. Расчетные схемы колонн: а – при статическом расчете; б – при расчете на транспортные и монтажные нагрузки

Грузовая площадь, приходящаяся на одну колонну, ,

где L, B – расстояние между осями колонн в одном и другом направлении, м.

Пример расчета колонны

Исходные данные.

Здание с четырьмя надземными этажами, наружными несущими стенами и железобетонным перекрытием, поддерживаемым колоннами.

Здание с жесткой конструктивной схемой: сетка колонн L x B = 6х6; высота этажа – 5,4 м; расстояние от уровня пола первого этажа до обреза фундамента – 0,15 м.

Равномерно распределенные нагрузки на покрытие и перекрытия сведены в табл. 6.

Таблица 6

Наименование и вид нагрузки	Норма-тивная нагрузка, Н/	Коэффи-циент надеж-ности по нагрузке	Расчетная нагрузка, Н/
На покрытие Постоянные нагрузки: собственный вес кровли собственный вес ригеля (0,6 ) собственный вес панели Временная нагрузка: снеговая (кратковременная)		1,2   1,1 1,1   1,4
На перекрытие: Постоянные нагрузки: Пол из асфальтобетона Собственный вес панели Собственный вес ригеля Временные нагрузки: полезная эксплуатационная нагрузка в том числе: кратковременная длительная		1,2 1,1 1,1   1,2   1,2 1,2

Примечание. В данном примере не учитывается длительное действие снеговой нагрузки.

Назначим размеры поперечного сечения колонны одинаковыми на всех этажах и равными 35х35 см.

При этом расчетный собственный вес колонны первого этажа

Н, на остальных этажах

Н.

Определение расчетных усилий

Грузовая площадь, с которой собирается нагрузка от каждого перекрытия и покрытия на колонну, = 36,0 .

Нагрузки, передаваемые на колонну в виде сосредоточенных сил, составляют:

от покрытия –

длительная:

кН;

кратковременная:

кН;

от перекрытия –

длительная:

кН;

кратковременная:

кН.

Вычисляем расчетные продольные сжимающие силы в колоннах на уровнях перекрытий этажей и на уровне обреза фундамента:

4 этаж

кН.

кН.

357,20 кН.

3 этаж

кН.

кН.

956,0 кН.

2 этаж

кН.

кН.

1572,1 кН.

1 этаж

кН.

кН.

2257,9 кН.

Расчетные схемы и длины колонн

Колонну первого этажа рассчитываем как стойку, жестко защемленную в фундаменте и шарнирно-неподвижно опертую на уровне перекрытия. Расчетная длина этой колонны (рис.10,а) м.

Колонны остальных ярусов рассчитываем как стойки с шарнирно-неподвижным опиранием в уровнях перекрытий с расчетной длиной м.

Назначим для колонн первого этажа класс бетона В30 ( ). Арматура в колоннах всех этажей класса А-III; ; .

Расчет колонн на прочность

Колонна первого этажа:

По /h = 388,5/35 = 11,10 и / = 1991,0/2257,9 = 0,88. Интерполяцией находим: =0,877 и =0,893 (см. Приложение 4). Определим , предварительно задав μ = 0,015:

=0,877 + 2(0,893-0,877) (365/0,9 17) 0,015 = 0,888.

Требуемая площадь продольной арматуры:

( ) = (2257900/0,888 – 0,9 17 100 35 )/(365 100)=18,31 . Принимаем 4 Ø 25 А-III; = 19,63 Уточнять расчет не требуется.

Колонна второго этажа:

/h = 540/35 = 15,43 и / = 1366,8/1572,1 = 0,869;

=0,776, =0,836 (см. Приложение 4).

Определим , предварительно задав μ = 0,015:

φ= 0,836+2 (0,836-0,776) (365/0,9 17) 0,015=0,879;

= (1572100/0,879 – 0,9 17 100 35 )/(365 100)= (1788509,67-1874250)/36500=-85740,33/36500=-2,35 см².

Так как значение отрицательное, при восприятии сжимающих усилий арматура не требуется, а необходима для восприятия усилий при транспортировании и монтаже. Необходима проверка несущей способности колонны на усилия при транспортировании и монтаже.