Проектирование несущих конструкций многоэтажного каркасного здания

-
...

-

ВВЕДЕНИЕ

Методические указания составлены на основании программы дисциплины «Железобетонные и каменные конструкции» для студентов специальности 270102 (290300) «Промышленное и гражданское строительство» для выполнения всех разделов курсового проекта на тему «Проектирование несущих конструкций многоэтажного гражданского здания», а также для дипломного проектирования, подготовки магистров и экстерната.
При проектировании необходимо пользоваться действующими сводами правил по расчету и конструированию бетонных и железобетонных конструкций без предварительного напряжения арматуры (СП 52-101-2003) и предварительно напряженных железобетонных конструкций (СП 52-102-2004).
При проектировании реального сооружения производят повторные расчеты и конструирование с учетом требований, содержащихся в «П равилах по обеспечению огнестойкости и огнесохранности железобетонных конструкций» СТО 36554501-006-2006 и Пособии к ним.
Степень огнестойкости здания определяется по:
- СНиП 31-01-2003 для жилых многоквартирных зданий;
- СНиП 2.08.02-89* для общественных зданий и сооружений; предприятий бытового обслуживания; магазинов; зданий и аудиторий, актовых и конференц-залов, залов собраний и зальных помещений, спортивных сооружений; зданий детских дошкольных учреждений общего типа; школ и школ-интернатов; зданий и сооружений зрительных залов культурно-зрелищных учреждений;
- СНиП 2.09.04-87*для административных и бытовых зданий, отдельно стоящих зданий пристроек и вставок: залов столовых, собраний и совещаний;
- МГСН 4.19-2005для многофункциональных высотных зданий и зданий-комплексов в городе Москве;
- СНиП 31-03-2001для производственных зданий;
- МГСН 5.01-941.15 для стоянок легковых автомобилей.
Предел огнестойкости строительных конструкций устанавливается по времени в минутах наступления одного или последовательно нескольких, нормируемых для данной конструкции, признаков предельных состояний (см. Таблицу):
- потери несущей способности R;
- потери теплоизолирующей способности I;
- потери целостности Е.
Здания и сооружения с несущими конструкциями из железобетона подразделяют по степени огнестойкости:
- особая - многофункциональные, высотные здания и здания-комплексы;
- I степень - ограждающие конструкции выполнены из железобетона и применяются листовые и плитные негорючие материалы;
- II степень - покрытия выполнены из стальных конструкций;
- III степень - применены перекрытия деревянные, защищенные штукатуркой или негорючим листовым, плитным материалом, а также для зданий каркасного типа с элементами каркаса из стальных конструкций и с ограждающими конструкциями из профилированных листов или других негорючих материалов со слабогорючим утеплителем.


Степень огнестойкости здания Предел огнестойкости железобетонных строительных конструкций, мин, не менее
Несущие элементы здания Наружные ненесущие стены Перекрытия междуэтажные (в том числе чердачные и над подвалами) Элементы бесчердачных покрытий Лестничные клетки
настилы, плиты (в том числе с утеплителем) фермы, балки, прогоны внутренние стены марши и площадки
лестниц
Особая R180*
Е60*** Е60 R180*
EI120** REI 120** R180* R180*
EI180 R60
I R120 Е30 REI60 RE30 R30 REI120 R60
II R90 Е15 REI45 RE15 R15 REI90 R60
III R45 Е15 REI45 RE15 R15 REI60 R45
* Для зданий высотой более 100 м предел огнестойкости, как правило, устанавливается R240.
** Для зданий высотой менее 100 м предел огнестойкости устанавливается REI180, EI180.
*** Предел огнестойкости Е60 устанавливается только для наружных стен.

Цель указаний – содействие в проектировании несущих элементов здания.
В курсовом проекте требуется запроектировать основные несущие железобетонные конструкции 8-16-ти этажного здания каркасной конструктивной схемы со связевым каркасом и навесными стеновыми панелями.
Пространственная жесткость (геометрическая неизменяемость) здания в продольном и поперечном направлениях обеспечивается диафрагмами жесткости (связевая система).
Методические указания включают рассмотрение следующих вопросов:
проектирование сборного балочного междуэтажного перекрытия, включающее компоновку конструктивной схемы перекрытия, расчет многопустотной предварительно-напряженной плиты и ригеля;
проектирование колонны и отдельно стоящего фундамента.
В приложениях даны справочные материалы и рабочие чертежи проектируемых элементов.

Q ≤ 1,5·γb1·Rbt·b·h012/c + 0,75·qsw·c;Q< 1,5·0,9·0,115·30·272/39,6 + 0,75·2,88·39,6 = 89кН<215,06кН,условие прочности ригеля по наклонному сечению в подрезке при действии поперечной силы соблюдается.Необходимо также убедиться в том, что принятый шаг хомутов Sw1 = 10см не превышает макисмального шага хомутов Sw,max , при котором еще обеспечивается прочность ригеля по наклонному сечению между двумя соседними хомутами:Sw1 = 10 см<Sw,max = γb1Rbt·b·h02/Q = 0,9·0,115·30·552/89 = 113см.Выясним теперь, на каком расстоянии от опор в соответствии с характером эпюры поперечных сил в ригеле шаг поперечной арматуры может быть увеличен. Примем, солгласно п. 10.3.13 (СП 63), шаг хомутов в средней части пролета равным Sw2 = 0,75·h0 = 0,75·60 = 45см,что не превышает 50 см. Погонное усилие в хомутах для этого участка составляет:qsw,2 = Rsw·Asw/Sw2 = 28·1,01/45 = 0,628кH/см.Что меньше минимальной интенсивности этого усилия , при котором поперечная арматура учитывается в расчете:qsw,min = 0,25∙γb1·Rbt·b= 0,25·0,9·0,115·30 = 0,78кH/см.Условиеqsw,1= 2,88кг/см>qsw,min= 0,78кг/смвыполняется.При действии на ригель равномерно распределенной нагрузки q = g1 + V1длина участка с интенсивностью усилия в хомутах qsw,1принимается не менее значенияl1, определяемого по формуле: l1 = (Q–Qb,min)/q–c1и не менее l0/4,Qb,min = 0,5·γb1·Rbt·b·h0 = 0,5·0,9·0,115·30·55 = 88,5кНс1-наиболее опасная длина проекции наклонного сечения для участка , где изменяется шаг хомутов;h01меняем на рабочую высоту сечения ригеля в пролете 55смс1= φb2·γb1∙Rbt·b·h0120,75·qsw,2=1,5·0,9∙0,115·30·5520,75·0,628 = 173см,Так какс1> 2·h0 = 106см, то принимаем с1 = 80см; q = g + V = 41,65кг/см, тогда:l1= (133,9 – 88,5)/41,65 -80= 79см.В ригелях с подрезками у концов устанавливаются дополнительные хомуты и отгибы для предотвращения горизонтальных трещин отрыва у входящего угла подрезки .Эти хомуты и отгибы должны удовлетворять условию прочности.Для данного случая с небольшим значением поперечной силы принимаем дополнительные хомуты у конца подрезки в количестве 2Ø14 А500С с площадью сечению Аsw,1 = 3,08 см2, отгибы не используем. Проверка условия:Rsw·Asw,1 = 30·3,08 = 92,4кН>Q·(1 – h01/h0) = 133,9·(1 – 27/55) = 68кН,следовательно дополнительных хомутов достаточно для предотвращения горизонтальных трещин отрыва у входящего угла подрезки.Расчет по прочности наклонного сечения, проходящего через входящий угол подрезки, на действие изгибающего момента. При соблюдении требований конструирования прочность на действие изгибающего момента удовлетворяется автоматически.3.5. Построение эпюры материалов.Продольная рабочая арматура в пролете 4Ø25 А500С. Площадь этой арматуры Аs определена из расчета на действие максимального изгибающего момента в середине пролета. В целях экономии арматуры по мере уменьшения изгибающего момента к опорам два стержня обрываются в пролете, а два других доводятся до опор.Площадь рабочей арматуры Аs,eƒ = 19,64см2. Определяем изгибающий момент, восприимаемый сечением ригеля с полной запроектированной арматурой 4Ø25 А500СИз условия равновесия:Rs·As = γb1·Rb·b·x,гдеx = ξ·h0;ξ= Rs·As/(γb1·Rb·b·h0) = 43,5·19,64/(0,9·1,7·30·55)=0,18x = 0,18·55 = 10см.Изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля, определяется из условия равновесия:М(4ø25)= Rs·As·(h0 – 0,5x);M(4ø25) = 43,5·10,18·(55 – 0,5·10) = 22141кН·см = 221кН·м;М = 215кН·м<M(4ø25) = 221кН·м, следовательно прочность сечения обеспечена.До опоры доводятся 2Ø25 А500С, h0 = 60 – 3 = 57 см, As = 5,09см2.ξ = Rs·As/(γb1·Rb·b·h0) = 43,5·5,09/(0,9·1,7·30·57) = 0,085;x1 = ξ·h0 = 0,085·57 = 4,85 см.Определяем изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней, доводимых до опоры:М(2ø25) = Rs·As(2ø25)·(h0 – 0,5·x1) == 43,5·5,09·(57 – 0,5·4,85) = 12083кН·см = 121кН·м.Mx = RA·x – (g + V) ·x2/2, гдеRA – опорная реакция, x–текущая координата;RA = (g + V) ·l0/2 = Q = 133,9кНОткладываем в масштабе на эпюре моментов полученные значения изгибающих моментов М(4ø25)М(2ø25)и определяем место теоретического обрыва рабочей арматуры – это точки пересечения эпюры моментов с горизонтальной линией , соответствующей изгибающему моменту , воспринимаемому сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней Ø25. Строим эпюру моментов с определением значений изгибающих моментов в 1/8, 2/8, 3/8 пролета. Изгибающий момент в любом сечении ригеля определяется по формуле.Mx = RA·x – (g + V) ·x2/2, где RA – опорная реакция, x – текущая координата;RA = (g + V) ·l0/2 = Q = 133,9кНПри x= 1/8·l0 = 0,804м;M1/8=133,9·0,804 – 41,65·0,8042/2 = 94,2кН·м;При x = 2/8·l0 = 1,608м;M2/8= 133,9·1,608 – 41,65·1,6082/2 = 161кН·м;При x= 3/8·l0 = 2,411м;M3/8= 133,9·2,411 – 41,65·2,4112/2 = 202кН·м.Длина анкеровки обрываемых стержней определяется по следующей зависимости:w = Q/2qsw + 5d ≥ 15d,где d–диаметр обрываемой арматуры.Поперечнаясила Q определяется графически в месте теоретического обрыва:Q = 78,5кН.Поперечные стержни Ø8 А400, Rsw = 285МПа, Аsw = 1,01 см2 в месте теоретического обрыва имеют шаг 10см;qsw = Rsw·Asw/Sw = 28,5·1,01/10 = 2,88кН/см;W = 78,5/2·2,88 + 5·2 = 23,6см, что меньше 15d = 15·1,8 = 27см.Принимаем W = 30 см.Место теоретического обрыва арматуры можно определить аналитически. Для этого общее выражение для изгибающего момента нужно приравнять моменту, воспринимаемому сечением ригеля с арматурой 2Ø25 А500 М(2ø25) = 121кН·мМ = (g + V)·l0/2 ·x – (g + V)·x2/2 = 41,65·6,43/2 ·x – 41,65·x2/2=12120,9x2– 133,9x +121= 0;х2-6,44х+5,79=0x1= 5,36м; x2= 1,08м.Это точки теоретического обрыва арматуры.Длина обрываемого стержня будет равна 5,36 – 1,08 + 2·0,3 = 4,88м. Принимаем длину обрываемого стержня 5 м.Определяем аналитически величину поперечной силы в месте теоретического обрыва арматуры х = 1,08 м.Q = (g + V) ·l0/2 – (g + V) ·x;Q = 41,65·6,43/2 – 41,9·1,08 = 88,9кН.Графически поперечная сила была принята 88,5кН с достаточной точностью.4. Расчет и конструирование колонны.Для проектируемого 10-этажного здания принята сборная ж/б колонная сечением 40х40 см.Материалы для колонны:Бетон – тяжелый класса по прочности на сжатие В35, расчетное сопротивление при сжатии Rb = 19,5МПа.Арматура: -продольная рабочая класса А500С, расчетное сопротивление Rs = Rsc= 435МПакг/см2,-поперечная – класса А240.4.1. Исходные данные.Нагрузка на 1 м2 перекрытия принимается такой же, как и в предыдущих расчетах.Таблица 3.Вид нагрузкиНормативная нагрузка (γƒ = 1), кН/м2Коэффициент надежности по нагрузке γƒРасчетная нагрузка (γƒ> 1), кН/м21234Гидроизоляционный ковер (3 слоя)0,151,30,195Армированная цементно-песчаная стяжка, δ = 40 мм, ρ = 2200 кг/м30,881,31,144Керамзит по уклону, δ = 100 мм, ρ = 600 кг/м30,61,30,78Утеплитель – минераловатные плиты, δ = 150 мм, ρ = 150 кг/м30,2251,20,27Пароизоляция 1 слой0,051,30,065Многопустотная плита перекрытия с омоноличиванием швов, δ = 220 мм3,41,13,74Постоянная нагрузка (groof)5,356,194Временная нагрузка:снеговая*: S = S0µ2,4·0,7 = 1,68-2,4в том числе длительная часть снеговой нагрузки Ssh1,68·0,5=0,84-2,4·0,5=1,2Полная нагрузка (groof + S)7,038,5944.2. Определение усилий в колонне.Рассчитывается средняя колонна подвального этажа высотой hƒl = 3,9м. Высота типового этажа hƒlтакже равна 3,9м.Грузовая площадь колонны А = 6,6·6,3 = 42,7м2.Продольная сила N, действующая на колонну, определяется по формуле:N = γn(g + Vp + φ3·V0) ·n·A + gb(n + 1) + gcol(n + 1) + γn(groof + S)A,гдеn – кол-во этажей-1, n = 9А=6,6х6,3=42,7м2– грузовая площадь;g, Vp, V0– соотвественно постоянная и временная нагрузки на 1 м2 перекрытия по табл. 1. Согласно табл. 1, g= 5,65кН/м2, Vp = 0,6кН/м2, V0= 6кН/м2.groof– постоянная нагрузка на 1 м2 покрытия, groof = 6,194кН/м2;gb – собственный вес ригеля с учетом γƒ и γn; gb= 7,15·(7 – 0,4) = 47,19кН;7,15 кН/м – погонная нагрузка от собственного веса ригеля;gcol – собственный вес колонны; gcol = γn·γf ·ρ·Acol·hfl= 1·1,1·25·0,42·3,9 = 17,16кН;φ3 – коэффициент сочетаний (коэффициент снижения временных нагрузок в зависимости от количества этажей), определяемый по формуле:φ3= 0,4 + (φ1 – 0,4)/n , гдеφ1 = 0,4+0,6АА1=0,4+0,66,1∙79=0,675 А1=9 п.1,2,12 СП20φ3 = 0,4 + (0,675 – 0,4)/9 = 0,486;N = 1(5,65 + 0,6 + 0,486·6)·9·42,7 + 47,19·(9 + 1) + 17,16· (9+1)++1·(6,194 + 2,4)·35,36 = 4467кН.4.3. Расчет колонны по прочности.Расчет по прочности колонны производится как внецентренно сжатого элемента со случайным эксцентриситетом еа:еа = hcol/30 = 40/30 = 1,33 см; колонна 40х40 , hcol=40смea = hfl/600 = 390/600 = 0,65см; ea= 1,33см.Допускается расчетную длину l0элементов постоянного поперечного сечения при действии продольной силы для элеменов с шарнирным несмещаемым опиранием на одном конце, а на другом конце с жесткой заделкой принимать равной :l0 = 0,7·(hfl + 15) = 0,7·(390 + 15) = 284см;При классе бетона В35 и гибкости l0/hcol= 284/40 = 7< 20 допускается производить расчет сжатых элементов по формуле 8.17 СП63:N ≤ φ·(γb1·Rb·Ab + Rsc·As,tot),гдеАb – площадь сечения колонны, Ab = 40·40 = 1600 см2;As,tot – площадь всей продольной арматуры в сечении колонны:l0 – расчетная длина колонны подвала с шарнирным опиранием в уровне 1-го этажа и с жесткой заделкой в уровне фундамента;Rsc – расчетное сопротивление арматуры сжатию.φ=0,92– коэффициент, принимаемый при длительном действии нагрузки в зависимости от гибкости колонны.As,tot =Nφ- γb1·Rb·AbRsc= 44670,92- 0,9·1,95·160043,5=47см2.Из условия ванной сварки выпусков продольной арматуры при стыке колонн, минимальный ее диаметр должен быть не менее 20 мм.Принимаем 4Ø40 А500 с Аs = 50,24см2.Проверяем µ = 50,24/1600·100% = 3,14 % > 0,2 %, т.к. l0/hcol = 7.Диаметр поперечной арматуры принимаем Ø10 А240 (из условия сварки с продольной арматурой).