Расчет и проектирование усиления железобетонных конструкций многоэтажного каркасного здания

Федеральное агентство по образованию

Филиал  Белгородского государственного  технологического  университета имени  В. Г. Шухова в г. Новороссийске 
 
 

Специальность: 270105 «Городское строительство и хозяйство» 
 

Курсовая работа

по  дисциплине: Технические вопросы реконструкции зданий и сооружений

на  тему:

«Расчет и проектирование усиления железобетонных конструкций многоэтажного каркасного здания» 
 
 
 
 

Студент гр. С-07-15                                                                     Девлетшаева Э.С.

Рук. курсового проекта                                                               Пермякова А. В.

Нормоконтроль                                                                            Рыбникова И. А.

Оценка руководителя 
 
 

    2011 

Содержание

    Задание………………………………………………………………………..3

    Введение……………………………………………………………………...4

    1 Расчет и проектирование усиления многопустотной

    плиты перекрытия……………………………………………………..……..5

    2 Расчет и проектирование усиления  ригеля перекрытия……………….11

    3 Расчет и проектирование усиления  колонны 

    железобетонной  обоймой………………………………………………..…16

    4 Расчет и проектирование усиления  сборного 

    железобетонного фундамента……………………………………………...22

    Список  литературы…………………………………………………………26 

 

    

ЗАДАНИЕ

    Рассчитать  и запроектировать усиление несущих  железобетонных конструкций четырехэтажного  каркасного здания с сеткой колонн 5.8х5.6м, после реконструкции. Размеры здания в плане 11.6х67.20м. Усилению подвергаются сборная многопустотная плита, ригель перекрытия прямоугольного поперечного сечения, колонна квадратного сечения и фундамент под колонны стаканного типа. Дополнительная расчетная нагрузка после реконструкции g_ad = 2.7 кН/м² (существующая расчетная полная нагрузка равна g = 10.05 кН/м²).

 

    

ВВЕДЕНИЕ

    Реконструкция зданий и сооружений стала одним  из важнейших направлений в области  капитального строительства. Ее объемы растут год за годом.

    Цель  реконструкции жилых и общественных зданий заключается в их переустройстве для улучшения планировочного решения  и выполнения социальных и государственных  задач. Реконструкция промышленных зданий может быть связана с расширением  производства, модернизацией технологического процесса и др.

    Одной из задач реконструкции является усиление элементов конструкций  с целью увеличения их несущей  способности и жесткости. Усиление также производят в связи с  повреждениями конструкций при  возведении, эксплуатации и т. п.

    Во  время выполнения курсовой работы я  выполнила:

    1 расчет и проектирование усиления  изгибаемых элементов перекрытия (покрытия) железобетонных конструкций  (плиты перекрытия или покрытия, ригель);

    2 расчет и проектирование усиления  сжатых (внецентренно сжатых) железобетонных  элементов (колонны);

    3 расчет и проектирование усиления  отдельностоящего фундамента.

 

    

1 РАСЧЕТ И ПРОЕКТИРОВАНИЕ УСИЛЕНИЯ МНОГОПУСТОТНОЙ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ 

    Усиление  сборной плиты перекрытия выполняем  путем подращивания площади сечения  продольной рабочей арматуры. Размеры  плиты в плане 1,3х5,6м (рис. 1). 

    

    Рис. 1 Многопустотная плита 

    Бетон усиливаемой панели тяжелый класса В25, толщина защитного слоя бетона а = 20мм, плита армирована шестью плоскими каркасами с рабочей арматурой диаметром 5мм класса А800 с А_s = 4,71см², хомуты 6Ø4 класса В500 с шагом 200мм, R_sw = 300МПа, А_sw = 1,26 см². Арматура усиления класса А400 (R_s,ad = 355МПа), бетон усиления класса В25 (R_b,ad = 11.5МПа) и g_tot = 12.75 кН/м².

    Приводим  плиту к двутавровому виду (рис. 2). Находим R_b = 14,5МПа и R_s = 680МПа.

    Определяем  изгибающий момент и поперечную силу в элементе до и после реконструкции. Изгибающий момент и поперечная сила в плите до и после реконструкции: 

          М = g*l_o²/8; (1.1) 

    где g = 10.05кН/м² * 1.3м = 13.065 кН/м, g_tot = 12.75кН/м² * 1.3м = 16.575 кН/м – погонная равномерно распределенная нагрузка на плиту до и после реконструкции;

    l_o =5.5м –расчетная длина плиты с учетом опирания. 

    М = 13.065*5.4²/8 = 47.18кН*м 

    

    Рис. 2 Эквивалентное сечение плиты

    

    

          М_tot = g_tot*l_o²/8; (1.2) 

    М_tot = 16.575*5.4²/8 = 61.08кН*м;                            

          Q = g*l_o²/2; (1.3) 

    Q = 13.065*5.4/2 = 35.3кН; 

          Q_tot = g_tot*l_o²/2; (1.4) 

    Q_tot = 16.575*5.4/2 = 45.24кН. 

    Определяем  положение нейтральной оси. Так  как 

          М = 45.18кН*м ≤  R_b*b’_f*h’_f*(h_o–0.5*h’_f) =  (1.5)

    = 14.5*10³*0.9*0.819*0.038*(0.20–0.5*0.038) = 81.7кН*м; 

    где b’_f  = 0.819м – расчетная ширина полки, вводимая в расчет;

    h_o = h – а = 22 – 2 = 20 см = 200 мм – рабочая высота сечения.

    Нейтральная ось проходит в полке, сечение  рассматриваем как прямоугольник  с шириной, равной b’_f.

    Определяем  несущую способность элемента до усиления по формуле: 

          М_n = R_b*b’_f*х*(h_o–0.5*х); (1.6) 

    где х – высота сжатой зоны бетона, 

          х = (R_s*А_s)/(R_b*b’_f) = (1.7)

    

    = (680*10³*4.71*10^-4)/(14.5*10³*0.9*0.819) = 0.03м. 

    М_n = 14.5*10³*0.9*0.819*0.03*(0.2-0.5*0.03) = 59.32кН*м. 

    Проверяем условие: 

    М_tot = 61.08кН*м ≤ М_n = 59.32кН*м. 

    Так как оно не удовлетворяется, необходимо усилить плиту. Усиление производим увеличением площади сечения  продольной рабочей арматуры (метод  подращивания).

    Рабочая высота сечения с учетом высоты подращивания d = 50мм, 

          h_o,ad = h+d-a = 220+50-20 = 250мм, (1.8) 

          h_o,red = h_o+(h_o,ad -h_o)*(1- М_n/М_tot) = (1.9) 

    = 200+(250-200)*(1-59.32/61.08) = 201.5мм. 

    Определяем  положение нейтральной оси после  реконструкции. Так как 

          М_tot = 61.08кН*м ≤ R_b*b’_f*h’_f*(h_o,red–0.5*h’_f) =  (1.10)

    = 14.5*10³*0.9*0.819*0.038*(0.201.5–0.5*0.038) = 81.83кН*м, 

    нейтральная ось проходит в полке. Находим  коэффициент: 

          А₀ =  М_tot/ (R_b*b’_f (h_o,red)²) =  (1.11)

    = 61.08/(14.5*10³*0.9*0.819*0.2015²) = 0.028, 

    при  А₀ = 0.028 находим ŋ = 0.985 и ξ = 0.03.

    

    

    Граничное значение относительной высоты сжатой зоны 

          ξ_R = 0.8/(1+(R_s,ad /0.0035Е _s,ad)) =  (1.12)

    = 0.8/(1+(355/0.0035*1.9*10⁵)) = 0.5. 

    Проверяем условие. Оно удовлетворяется, т. к. ξ ≤  ξ_R.

    Требуемая площадь сечения арматуры после  реконструкции будет равна 

          А_s,red = М_tot/(ŋ*R_s*h_o,red) =  (1.13)

    = 61.08/(0.95*355*10³*0.2015) = 8.69*10^-4м2 = 8.69см² , 

    а площадь сечения дополнительной арматуры 

          А_s,аd = (А _s,red -А _s)* R_s/R _s,аd =  (1.14)

    = (8.69-3.64)*680/355 = 9.67см² . 

    По  сортаменту подбираем 4Ø18 А400 с А_s,аd = 10.18см² . 

    Проверяем прочности наклонного сечения на поперечное усилие при шаге поперечных стержней 200мм: 

          Q_tot = 45.24кН ≤ Q_bw = 1.25*R_bt*b*h_o+g_w*h_o= (1.15)

    = 1.25*1.05*10³*0.396*0.20+189*0.20 = 135.6кН, 

    где 

          g_w = R_sw*A_sw/s =  (1.16)

    = 300*10³*1.26*10^-4/0.20 = 189кН/м. 

    Следовательно, дополнительная поперечная арматура не требуется.

    

    Определяем  длину угловых швов, принимая катет  шва k_f = 4мм: 

      l_f = (R _s,аd*А_s,аd/(k_f*(R_w*β)_min))+1см, (1.17) 

    где β_z*R_wz = 0.7*150 = 105МПа < β_f*R_wf = 1.05*180 = 189МПа. 

    l_f = (355*10³*1.57*10^-4/(0.004*105*10³))+1см = 0.133. 

    Принимаем l_f = 135мм.

    Определяем  место обрыва элементов усилия: 

          (g_tot*l_o²*l/2) - (g_tot*l²/8) = М_n (1.18) 

    Решая уравнение, получим 

    l_(1,2) = 2*l_o±(4*l_o²-8*М_n/g_tot)^1/2 = 2*5.4±(4*5.4²-8*59.32/16.575)^1/2 =

    

    

    = 10.8±9.35м. 

    l = 1.45м (рис. 3).

    

    Рис. 3 Стык существующего стержня с  арматурой усиления

 

    

2 РАСЧЕТ И  ПРОЕКТИРОВАНИЕ УСИЛЕНИЯ РИГЕЛЯ  ПЕРЕКРЫТИЯ 

    Усиление  ригеля перекрытия прямоугольного сечения  выполняем с устройством затяжек. Размеры поперечного сечения ригеля 250х580мм.

    

 

    Рис. 4 сечение ригеля 

    Бетон усиливаемой ригели В25 (R_b = 14.5МПа, R_bt =1.05МПа), толщина защитного слоя бетона а = 40мм, ригель армирован двумя плоскими каркасами с рабочей арматурой диаметром 20мм и класса А400 (R_s = 355МПа), площадь поперечного сечения рабочих стержней А_s = 6.28см². Поперечная арматура каркасов – два стержня диаметром 6мм класса А400 (R_sw = 285МПа) с площадью поперечного сечения А_sw = 0.57см². Расчетная длина ригеля l_o = 5.30м. Для усиления ригеля применяем бетон класса В25 и затяжки выполнены из арматуры класса А400.

    Расчетная дополнительная погонная нагрузка на ригель после реконструкции равна 

    g_ad = 2.7*5.8 = 15.66кН/м. 

    Рабочая высота сечения 

          h_o = h-а = 580-40 = 540мм. (2.1) 

    Вычисляем изгибающий момент в пролете и  поперечную силу на опоре от дополнительной нагрузки: 

          М_{ad, пр} = g_ad*l_o²/8-М_{ad, оп} = (g_ad*l_o²/8)- α*g_ad*l_o² =  (2.2)

    = 15.66*5.4²/8-0.072*15.66*5.4² = 21.46кН*м, 

          Q_{ad, B} = g_ad*l_o/2-(М_{ad, лев}-М_{ad, прав})/l_o =  (2.3)

    

    

    = 15.66*5.4/2-(35.62-5.94)/5.4 = 36.78кН, 

    где α – табличный коэффициент, который определяется в зависимости от отношений погонных жесткостей ригеля и колонны (k) и схемы погружения ригеля рамы.

    М_{ad, лев} и М_{ad, прав} - изгибающие моменты на первом промежуточном опоре (на опоре В) от дополнительной нагрузки,   

          М_{ad, лев} = α*g_ad*l_o² = (2.4)

    = 0.078*15.66*5.4² = 35.62кН*м, 

          М_{ad, прав} = α*g_ad*l_o² = 0.013*15.66*5.4² = 5.94кН/м. (2.5) 

    Изгибающий  момент и поперечная сила после реконструкции  будут: 

          М_{tot, пр} = М_пр+М_{ad, прав} = (2.6)

    = 171.16+21.46 = 192.62кН*м, 

          Q_{tot, B} = Q_B+Q_{ad, B} =  (2.7) 

    = 170.69+36.78 = 207.47 кН, 

    где М_пр = 171.16кН*м и Q_B = 170.69кН – пролетный момент в первом пролете и поперечная сила на первой промежуточной опоре слева до реконструкции.

    Находим высоту сжатой зоны бетона: 
 

          х = (R_s*А_s)/(R_b*b) =  (2.8)

    = (355*10³*6.28*10^-4)/(14.5*10³*0.9*0.25) = 0.0683м.

    

    

    Несущая способность нормального сечения  элемента до реконструкции 

          М_n = R_s* A_s*(h_o–0.5*х) =  (2.9)

    = 355*10³*6.28*10^-4*(0.54-0.5*0.0683) = 113.7кН*м. 

    Изгибающий  момент, приходящийся на элементы усиления (затяжки), 

          М_{ad, пр} = М_{tot, пр}-М_n =  (2.10)

    = 192.62-113.7 = 78.92кН*м. 

    Рабочая высота сечения с учетом затяжек (принимается на 100мм больше, чем  h_o) 

          h_{o, red} = h_o+100 =  (2.11)

    = 540+100 = 640мм. 

    Определяем  коэффициент А₀: 

          А₀ =  М_{tot, пр}/ (R_b*b*(h_o,red)²) = (2.12) 

    = 192.62*(14.5*10³*0.9*0.25*0.64²) = 0.144, 

    ξ = 0.16 и ŋ = 0.920.

    Проверяем условие ξ ≤ ξ_R. Условие удовлетворяется, так как 

          ξ_R = 0.8/(1+(R_s,ad /0.0035Е _s,ad)) =  (2.13)

    = 0.8/(1+(355/0.0035*1.9*10⁵)) = 0.53. 

    Площадь поперечного сечения затяжек  находим по формуле: 

          А_s,аd = М_ad/(ŋ*R_s,ad*h_o,red) =  (2.14)

    = 78.92*(0.920*355*10³*0.64) = 0.00037м² = 3.7см². 

    Определяем  несущую способность наклонного сечения элемента: 

          Q_bw = 1.25*R_bt*b*h_o+g_w*h_o=  (2.15)

    = 1.25*1.05*10³*0.9*0.25*0.54+124.96*0.54 = 226.98кН, 

    где g_w – интенсивность поперечного армирования, 

          g_w = (R_sw*A_sw)/s = (2.16)

    = (285*10³*0.57*10^-4)0.13 = 124.96кН/м. 

    Находим площадь отгибов: 

          A_{s, ins, ad} = (Q_{tot, B}-Q_bw)/(R_s,ad*sinθ) =  (2.17)

    = (207.47-226.98)/(285*10³*0.707) = -0.096< 0.

    

    

    По  сортаменту в качестве затяжек принимаем  два стержня Ø16мм класса А400 с A_s = 4.02см².

    Определяем  максимальное расстояние от оси опоры  до места, где требуется усиление затяжками (рис. 5): 

          (g_tot*l_o²/2) - (g_tot*l/8) = М_n (2.18) 

    

    Рис. 5 Схема к определению места  сгиба затяжки 

    Решая уравнение, получим 

    l_(1,2) = 2*l_o±(4*l_o²-8*М_{tot, пр}/g_tot)^1/2 = 2*5.4±(4*5.4²-8*192.62/15.66)^1/2 =

    = 10.8±4.27м. 

    l₁ = 10.8+4.27 = 15.07м; l₂ = 10.8-4.27 = 6.53м. 

    Окончательно  принимаем l = 0.5м.

 

    

3 РАСЧЕТ И  ПРОЕКТИРОВАНИЕ УСИЛЕНИЯ КОЛОННЫ  ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ ОБОЙМОЙ 
 

    Выполняем усиление колонны подвала сечением 300х300, работающая на центральное сжатие (рис.6). Расчетной длиной l_o = 2,7м. Колонна изготовлена из бетона класса В25 (R_b = 14.5МПа), армированный продольной арматурой - 6Ǿ20 А400 с A_s+A_s’ = 19.36см², R_сs = 355МПа. Усиление производим с помощью железобетонных обойм.

    

 

    Рис. 6 Сечение колонны до усиления 

    Определяем  нагрузку на колонну до и после реконструкции и получим N₁ = 1179.53кН, N = 1869.08кН, N_tot = 2332.98кН, N_1,tot = 1643.43кН.

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

     А_гр = · В                                                                                          (3.1)

     где – пролеты ригелей (=5,8 м)

     B – шаг колонн (В=5,6 м)

     А_гр = · 5,6= 32,48 м² 

     

     

     Нагрузка  на колону от веса перекрытий

     Р₁ = ·А_гр·n_пер                                                                                   (3.2)                                                                                                 

     где q₁ – полная и дополнительная расчетная нагрузка на 1 погонный метр ригеля (q₁=64,41+15.66кН/м)

     В=5,6 м

     р – временная расчетная нагрузка на 1 м² перекрытия (р=5,07 кН/м²)

     n_пер – число перекрытий (n_пер=4)  

     Р₁ = ·32,48·4 = 1198кН

     Нагрузка  на колону от веса покрытия

     Р₂ = ·А_гр + (γ_у·d_у·γ_fу + γ_с·d_с·γ_fс + q_к·γ_fк)·А_гр·0,95                 (3.3)

     где g₁ – расчетная нагрузка от веса пола (g₁=0,176 кН/м²);

           γ_у, γ_с – объемные массы соответственно утеплителя и стяжки, принимаем γ_у=6 кН/м³, γ_с=18 кН/м³);

           d_у, d_с – толщина соответственно утеплителя и стяжки, принимаем d_у=0,4 м; d_с=0,02 м;

           q_к – нагрузка от веса рулонной кровли (q_к=0,2 кН/м²)

            γ_fу, γ_fс, γ_fк – коэффициенты надежности по нагрузке соответственно утеплителя, стяжки и кровли (γ_fу=γ_fс=γ_fк=1,3)

     Р₂ = ·32,48 + (6·0,4·1,3+18·0,02·1,3+0,2·1,3)·32,48· ·0,95 = 412.75кН

     Нагрузка  от веса колонны

     Р₃ = (h_под + n·h_эт)·γ·γ_f ·0,95,

     где b_к – предварительный размер поперечного сечения колонны (b_к=0,3 м)

     h_под, h_эт – высота соответственно подвала и этажа (h_под=2,7 м, h_эт=2,8 м)

          n – число этажей (n=4)

         γ – объемная масса железобетона (γ=25 кН/м³)

          γ_f =1,1

     Р₃ = 0,3² ·(2,7+4·2,8)·25·1,1·0,95 = 32,68 кН

     Постоянная  расчетная нагрузка на колонну

     N_l = Р₁ + Р₂ + Р₃                                                                                        (3.4)

     N_l = 1198 +412.75+32,68 = 1643.43 кН

     Временная расчетная нагрузка на колонну

     N_sh = (p·n_пер+ S₀ ·γ_fc)·А_гр

     где S₀ – расчетный вес снегового покрова на 1 м² поверхности земли, принимаем S₀=1 кПа

     γ_fc – коэффициент надежности по снеговой нагрузке (γ_fc=0,95)

     N_sh = (5,07·4+1·0,95) ·32,48 = 689,55кН

Постоянная расчетная  продольная сила в колонне подвала 

     N_tot = N_{l tot}+ N_sh = 1643/43 + 689,55= 2332.98 кН. 

Определяем  l_o/h = 2.7/0.3 = 9 ≤ 20, N₁/N = 1179.53/1869.08 = 0.63.

    По  таблице находим φ_b = 0.905, φ_r = 0.915.

    Вычисляем коэффициент: 

          α = (R_сs*(A_s+A_s’))/(R_b*b*h₀) = (3.5)

    = (355*10³*19.36*10^-4)/(14.5*10³*0.9*0.3*0.26) = 0.68; 

          φ₁ = φ_b+2*(φ_r+φ_b)*α =  (3.6)

    

    

    = 0.905+2*(0.915-0.905)*0.7 = 0.9186, 

    где h₀ = 300-40 = 260мм – расчетная высота сечения.

    Проверяем условие прочности колонны: 

          N_tot ≤ ŋ*φ*(R_b*А+ R_сs*A_s) =  (3.7)

    = 1.23*0.919*(14.5*10³*0.9*0.3*0.3+355*10³*19.36*10^-4) = 2104.5кН, 

    где 

          ŋ = 1/(1-N/N_cr) = (3.8)

    = 1/(1-1869.08/10051.6)  = 1.23; 

          l = bh³/12 =  (3.9)

    = 0.3*0.3³/12 = 6.75*10^-4м⁴; 

          N_cr = (6.9*Е_b/ l_o²)*[0.214*l/φ_е*(0.3+δ_е)+α*I_s] =  (3.10)

    = (6.9*30*10³/2.7²)*[0.214*6.75*10^-4/1.63*(0.3+0.15)+6.66*0.00236*10^-6] =

    = 10051.6кН; 

    е_а = maxÞ принимаем e_w = 1 см 

          j_с = 1 + β =  (3.11)

    = 1+1*1179.53/1869.08 = 1.63 

    β = 1 для тяжелого бетона; d_e = 0,15;