Расчет сборных железобетонных конструкций четырёхэтажного здания

Курсовой проект

Расчет сборных железобетонных конструкций четырёхэтажного здания

Мытищи 2014 г.

Оглавление

Исходные данные для проектирования

Раздел I. Конструирование сборных железобетонных конструкций здания

1.1 Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

1.2 Расчет ребристой плиты

1.2.1 Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям первой группы

1.2.2 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы

1.2.3 Конструирование плиты

1.3 Проектирование ригеля

1.3.1 Расчет ригеля в стадии эксплуатации

1.3.2 Конструирование ригеля

1.4 Проектирование сборной колонны

1.4.1 Расчёт прочности колонны среднего ряда в стадии эксплуатации

1.4.2 Расчет прочности колонны первого этажа в стадии монтажа

1.4.3 Конструирование колонны

1.5 Проектирование фундаментов

1.5.1 Проектирование отдельного фундамента под колонну

1.5.2 Конструирование фундамента

Раздел II. Монолитное балочное перекрытие с плитами, работающими в одном направлении

2.1 Проектирование монолитной плиты перекрытия

2.2 Расчет плиты перекрытия в стадии эксплуатации

2.2.1 Размеры и расчетные пролеты элементов перекрытия

2.2.2 Сбор нагрузок и определение усилий в плите

2.2.3 Прочность нормальных сечений плиты (подбор арматуры)

2.2.4 Конструирование плиты

2.3 Проектирование кирпичных столбов

2.4 Расчёт отдельного ступенчатого фундамента

Список использованной литературы

Исходные данные для проектирования

При выполнении курсового проекта рассматриваются два варианта компоновки конструктивной схемы перекрытия:

А. сборном;

Б. монолитном.

Компоновка перекрытия и поперечной рамы здания выполняется в соответствии с описанием варианта конструктивного решения здания и исходя из данных задания к выполнению курсового проекта:

· габаритных размеров (в осях) здания, LB -- 18,0х 24,0 м;

· высоты этажа, Нэт -- 3,2 м;

Принимается сетка колонн с шагом осей в продольном направлении 6,0 м и в поперечном 6,0 м.

Ригели сборного и главные балки монолитного балочного перекрытия расположены в поперечном направлении и вместе с колоннами образуют поперечные рамы здания.

Число этажей - 4.

Раздел I. Конструирование сборных железобетонных конструкций здания

1.1 Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

Плиты перекрытий ребристые, принимаются шириной, равной 1200 мм; доборные (пристенные) плиты шириной 600 мм размещаются по рядам колонн и опираются на ригели и опорные столики на крайних колоннах; связевые плиты приняты такой же ширины как и рядовые-1200 мм, располагаются по осям колонн.

В продольном направлении жёсткость здания обеспечивается вертикальными связями, устанавливаемыми в одном среднем пролёте по каждому ряду колонн. В поперечном направлении жёсткость здания обеспечивается также по связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытия, работающие как горизонтальные жёсткие диски, передаётся на торцовые стены, выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм.

1.2 Расчет ребристой плиты

1.2.1 Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям первой группы

Расчётный пролёт и нагрузки.

Расчётный пролёт равен:

;

Конструктивный пролёт равен:

.

Высота плиты:

.

Принимаю 30 см, ширину продольных рёбер понизу 7 см, поверху 9 см, ширину верхней полки ; толщину сжатой полки . Толщина ребра расчетного таврового сечения без учета заделки швов между плитами принята 14 см.

* Сбор нагрузок и определение усилий в плите.

Сбор вертикальных нагрузок на один квадратный метр перекрытия приводится в таблице 1. Расчетная нагрузка вычисляется на 1м длины плиты с учетом коэффициента надежности по ответственности здания = 0,95 при номинальной ширине плиты 1,2 м.

Таблица 1. Сбор вертикальных нагрузок на перекрытие

Расчетная нагрузка на 1 погонный метр плиты:

* Постоянная нагрузка

g = 5363•0,95•1,2=6,1 кН/м.

* Временная нагрузка

v=9600•0,95•1,2=10,9 кН/м.

* Полная

q=14963•0,95•1,2=17,1 кН/м.

Нормативная нагрузка на 1 погонный метр плиты:

* постоянная

gn = 4510•0,95•1,2=5,1 кН/м;

* полная

gn +vn = 12510•0,95•1,2=14,3 кН/м;

* постоянная и длительная

9510•0,95•1,2 =10,8 кН/м.

Усилия для расчетов по предельным состояниям первой группы.

От расчетных нагрузок:

.

Усилия для расчетов по предельным состояниям второй группы.

От полной нормативной нагрузки:

От постоянной и длительно-действующей части нормативной нагрузки:

.

* Расчет плиты по предельным состояниям первой группы.

Расчет плиты по предельным состояниям первой группы заключается в вычислении необходимого количества арматуры и определении её расположения в сечениях и по длине для продольных ребер и полки плиты для различных стадий работы конструкции.

* Расчет прочности нормальных сечений продольных ребер плиты.

Исходные данные:

Изгибающий момент от полных нагрузок М = 65,6 кН•м. Размеры сечения h=30 см, , b =14 см, . Расстояние от центра тяжести арматуры до растянутой грани а =3 см, рабочая высота сечения h0=27 см.

Продольные ребра рассчитываются для отдельной плиты без учета бетона замоноличивания межплитных швов. Расчетной схемой продольных ребер в стадии эксплуатации является шарнирно опертая балка. Расчетное сечение таврового профиля с полкой в сжатой зоне. Минимальный защитный слой для конструкций в закрытых помещениях при нормальной влажности принимается не менее 20 мм.

Расчет прочности выполняется в предположении, что расчетной сжатой ненапрягаемой арматуры не требуется (Asc= 0); уровень преднапряжения

sp/ Rs? 0,587

с учетом всех потерь и коэффициента точности натяжения

sp= 0,9.

Величина напряжений обжатия

уsp= 0,587•RS=0,587•695= 408 МПа.

Проверяется положение нейтральной оси

Граница сжатой зоны проходит в полке, сечение рассчитывается как прямоугольное с размерами , , h0=0,27 м.

Вычисляется табличный коэффициент бm:

бm = M / Rb •b|f •h02 =65,6/17 •103 •1,16 •0,272=0,046.

Граничная высота сжатой зоны бетона при уsp/Rs? 0,6 и арматуре А800 по таблице 3.1 приложения:

оR = 0,41.

бR= оR (1- оR /2)=0,326

Проверяется выполнение условия

бm =0,046 ? бR = 0,326,

следовательно сжатой арматуры не требуется и сечение рассчитывается с одиночной арматурой.

Вычисляется относительная высота сжатой зоны в сечении

о/ оR=0,047/0,41=0,115.

Так как условие о? оR соблюдается, расчетное сопротивление напрягаемой арматуры Rs необходимо увеличить путем умножения на коэффициент условий работы S3, учитывающий увеличение сопротивления напрягаемой арматуры выше условного предела текучести и определяемый по формуле

s3 = 1,25 - 0,25 о/ оR = 1,25-0,25 • 0,115= 1,22> 1,1.

Принимаем s3=1,1

При о/ оR < 0,6 коэффициент s3=1,1.

Требуемая площадь растянутой напрягаемой арматуры:

По сортаменту, выпускаемой стали (таблица 6 приложения) подбираем диаметр и необходимое количество стержней. Принимаем 2Ш16 А800, Asp = 4,02 см. Располагаем арматуру по одному стержню в каждом продольном ребре.

* Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер

Исходные данные. Расчетная поперечная сила на опоре Q =47,4 кН, расчетная полная нагрузка 17,1 кН/м, временная часть нагрузки 10,9 кН/м, Rb = 22МПа(22•103 кН/м²), Rbt = 1,4 МПа (1,4 • 103 кН/м²), поперечная арматура-проволока класса В500, диаметром 5мм, площадь одного поперечного стержня 0,196 см², (Fsw=nfsw = 2•0,196 = 0,392•10-4 м²), Rsw= 300 МПа (300•103 кН/м²); продольная каркасов В500 диаметром 8мм, ho= 0,27м, b =2•0,07=0,14м без учета заделки швов между плитами, предварительные напряжения в арматуре уsp =408 Мпа. Условие обеспечения прочности наклонного сечения ребра плиты:

Q?Qb+Qsw,

где Q -- поперечная расчетная сила в рассматриваемом сечении;

Qb - поперечная сила, воспринимаемая бетоном,

Qsw -- поперечная сила, воспринимаемая хомутами.

Вычисляем поперечную силу, воспринимаемую бетоном Qb.

Qb=Mb/c.

Предварительно вычисляется усилие преднапряжения с учетом всех потерь

Р= уsp•Asp =408•103•4,02•10-4 = 164,02 кН.

Вычисляется коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения на прочность наклонного сечения:

цn=1+ l,6(P/RbA1)- 1,16(P/RbA1)2= 1+1,6(164,02/17 • 103 • 0,42) - 1,16 •0,0232= 1,0362;

Здесь А1- площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки:

А1= b•h=0,14•0,3=0,042м²;

P/RbA1=164,02/22 •103 •0,042=0,1775 ?0,18м²;

Mb= 1,5цnRbt•b•h02 = 1,5•1,0362•1,15•103•0,14•0,272 = 18,24 кНм.

;

q1=q-0,5qv = 17,1 - 0,5 • 10,9 = 11,65 кН/м.

Невыгоднейшее расположение проекции наклонного сечения "с" при действии эквивалентной равномерно распределенной нагрузки определяется по формуле

.

При определении "с" должны выполняться условия:

ho=27см < с =125см < 3ho = 81 см.

Верхнее условие не выполняется.

Принимаем с = 81 см и вычисляем Qb.

Qb= Мb/с = 18,24/0,81= 22,52 кН.

При вычислении Qb должны выполняться условия:

Qb= 22,52 кН? Qb,min=0,5Rbt•b•ho= 0,5•1,4•103•0,14•0,27= 21,74 кН,

Qb= 22,52 кН? Qb,max=2,5Rbt•b•ho= 2,5•1,4•103•0,14•0,27= 108,7 кН.

Таким образом, для дальнейших расчетов принимаем Qb= 22,5 кН.

Вычисляем поперечную силу, воспринимаемую хомутами Qsw.

Усилие Qsw определяется по формуле Qsw= 0,75qswc0, в зависимости от величины

Проверяем условие

Qbl=29,15 кН <цnRbt•b•h0 = 1,37 • 1,4• 103• 0,14• 0,27= 45,04 кН.

Требуемая интенсивность хомутов qsw определяется по формуле:

qsw=(Qmax - Qb,min-3h0q1)/l,5ho=(47,4 - 21,74 -3 • 0,27 • 11,65)/1,5 • 0,27= 40,05 кН/м.

Хомуты не учитываются в расчете если соблюдается условие

qsw=40,05 кH?0,25 •цnRbt•b=0,25 • l,37 • l,4 • 103 • 0,14=41,71 кH/м.

* Расчет полки плиты на местный изгиб

Исходные данные. При расчете на местный изгиб из полки поперек плиты вырезается условная расчетная полоса шириной 1м, которая в дальнейшем рассматривается как балка, частично защемленная в продольных ребрах (опорах). Ширина расчетного сечения такой балки равна L=100 см, высота равна толщине полки h'f= 5 см, с учетом защиты плиты сверху цементно-песчаной стяжкой, принимаем защитный слой 7,5 мм, тогда при арматуре В500 диаметром 5 мм можно принять а =7,5+5/2=1,0см. Рабочая высота сечения ho = 4,0см, Rs=415 МПа.

Вычисляется изгибающий момент с учетом развития пластических деформаций и частичного защемления полки в ребрах:

По таблицам определяются расчетные коэффициенты:

бm = M / Rb •L •h02 =1,318/17 •103 •1 •0,042=0,048.

По таблице для арматуры B500 определяем бR=0,376; оR=0,502.

бm= 0,048 < бr=0,376

- сжатая арматура по расчету не требуется.

Вычисляется необходимое количество растянутой арматуры:

,

где

Принимаем арматурную сетку с поперечной рабочей арматурой и конструктивной продольной диаметром 4 мм. Шаг стержней в поперечном направлении 10 см, As = 1,26 см², в продольном направлении принимаем шаг 20 см.

* Расчет прочности плиты в стадии транспортирования

Исходные данные. При расчёте в стадии транспортирования необходимо учитывать пониженную прочность бетона, равную отпускной и составляющей по заданию на проектирование 80% от класса бетона В30. Rb = 0,8 • 17,0 = 13,6 МПа, коэффициент динамичности , расстояние от прокладки до торца плиты 0,6 м. Конструктивная длина плиты 568 см, расчётная нагрузка от веса 1 м² - 2,75 кН/м2, ширина плиты - 1,2 м. Расчётное сечение на опоре - тавровое с полкой в растянутой зоне, а=30 мм, h0=270 мм, b=140 мм, арматура В500, Rs=415 МПа.

Изгибающие моменты на опоре и в пролете определяются:

Для арматуры В500 бR=0,376; оR=0,502.

бm= 0,006 < бr=0,376

Вычисляется необходимое количество растянутой арматуры:

,

где

Принимаем 2ш8 В500 Аs=1,01 см²

* Расчет монтажной петли

Вес плиты при её подъеме может быть передан на три петли. Нагрузка на одну петлю с учётом максимально допустимого по нормам угла развода строп 90^о (1/sin45o=1/0,707=1,4) и веса 1 м² плиты 2,5 кН равна

N=G1,4/3=2,51,995,681,4/3=13,187 кН

Учитывая, что коэффициент динамичности при подъеме равен 1,4, находим усилие, воспринимаемое одной ветвью петли:

N= 1,413,187=18,46 кН

As.cal=18,46/215103=0,86 см²

Принимаем монтажные петли диаметром 12 А240 с As,ef = 1,131 см² из стержневой арматурной стали марки Ст3сп.

Основная (базовая) длина заделки арматуры петли из условия её надежного заанкерирования при прочности бетона в момент первого подъема (Rb=8,5 МПа) определяется по формуле

l0,an=RsAs/Rbondus=Rsd/4Rbond=2150,012/4 1,35=48 см

где Rbond=1,35 МПа

з1=1,5 для гладкой арматуры

з2=1,0 при диаметре арматуры менее 32 мм.

Фактическая длина анкеровки равна

lan=б l0,an As,cal/As,ef= 1,048 0,86/1,131=36,5 см

Принимаем 37 см.

б=1,0 для гладкой арматуры с крюками.

В любом случае фактическая длина анкеровки не должна быть менее

0,3 l0,an=0,3 48=14,4 см; 15d=151,2=18 см

Условия выполняются, окончательно принимаем длину анкеровки 37 см с крюками на концах стержней и глубиной заделки hb=26 см.

1.2.2 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы

* Геометрические характеристики расчетного сечения.

Расчетное сечение таврового профиля с полкой в сжатой зоне. Бетон тяжелый класса В30, Rb = 22 МПа (22• 103 кН/м2), нормативное сопротивление Rbn= 29 МПа (29• 103 кН/м²) Rbt,ser = 2,1МПа (2,1 • 103 кН/м²), напрягаемая арматура А800, расчетное сопротивление Rs= 695МПа (695•103 кН/м²), нормативное сопротивление Rsn=800 МПа (800•103 кН/м²). Модуль упругости стали Es= 20• 104 МПа (20•107 кН/м²), бетона Еb =3,25• 104 МПа (3,25•107 кН/м²), размеры сечения h=30см, , ширина ребра b =14 см, , рабочая высота сечения ho = 27 см, (а = Зсм).

Площадь бетона

Коэффициент приведения

Площадь приведенного сечения:

?0,0955м².

Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани:

Расстояние от оси, проходящей через нижнюю грань продольного ребра до центра тяжести приведенного сечения:

у0 = 20400/955 = 21,4 см.

Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести сечения:

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:

Wred = Jred / уо = 77181,07/21,4=3606,6 см³,

то же по верхней зоне:

W|red = Jred / (h-уо)= 77181,07/(30-21,4) =8974,5 см³,

Упругопластический момент для таврового сечения с полкой в сжатой зоне для расчетов в стадии эксплуатации при г = 1,3

Wp1 = г Wred =1,3•3606,6=4688,6 см³.

То же для таврового сечения с полкой в растянутой зоне для расчетов в стадии изготовления при:

,

коэффициент г=1,15

W/p1 = г W/red =1,15•8974,5=10320,7 см³

Коэффициент г определяется по таблице 10 приложения.

* Установление уровня предварительного натяжения арматуры.

Уровень предварительного напряжения для горячекатаной и термомеханически упрочненной арматуры назначается так, чтобы соблюдались условия:

уsp ? 0,9Rs,ser; уsp ? 0,3Rs,ser

Коэффициент точности натяжения арматуры (учет возможных отклонений) при определении потерь предварительного натяжения и расчетах по второй группе предельных состояний принимается равным гsp=l,0.

Предварительно назначим уровень преднапряжения 80% от Rsn

уsp =0,8Rsp=0,8•800=640 МПа.

* Расчет потерь предварительного напряжения арматуры.

Расчет потерь производится в соответствии со СНиП при коэффициенте точности натяжения арматуры уsp = 1,0,

?уsp1 - потери от релаксации напряжений в стержневой арматуре А800 при электротермическом способе натяжения

?уsp1 = 0,03уsp = 0,03• 640 = 19,2 МПа,

?уsp2 - потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами не учитываются, так как форма пропаривается в пропарочной камере вместе с изделием, ?уsp2=0,

?уsp3 - потери от деформации формы при неодновременном натяжении арматуры в расчетах не учитываются, так как уже учтены в расчете удлинений арматуры, ?уsp3=0

?уsp4 - потери от деформации анкеров при электротермическом способе натяжения учтены в расчете полных удлинений арматурных стержней и поэтому равны нулю, ?уsp4=0.

Первые потери преднапряжения равны

?уsp(1) = ?уsp1 +?уsp2+?уsp3+?уsp4 = 19,2 МПа.

Начальное усилие обжатия с учетом первых потерь

P1 = Аsp(уsp -?уsp(1)) =4,02• 10-4(640 - 19,2)103 = 249,6 кН.

Вторые потери

?уsp5 -потери от усадки бетона.

Для бетонов В35 н ниже относительная деформация усадки бетона еb,sh= 0,0002

?уsp5 = еb,sh • Еs = 0,0002 • 20 • 104= 40 МПа.

Максимальное сжимающее напряжение в бетоне при обжатии силой P1 на уровне крайнего нижнего волокна,

у = 0,285+0,03=0,315м,

без учета влияния собственного веса плиты:

Для определения потерь от ползучести бетона необходимо предварительно вычислить напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры с учётом разгужающего момента от собственного веса плиты в стадии обжатия.

Согласно /6/, передаточная прочность бетона Rbp назначается не менее 15 МПа и не менее 50% прочности от класса бетона. Принимаем Rbp= 20 МПа. Сжимающие напряжения в бетоне от силы P1 в стадии предварительного обжатия не должны превышать 90% от передаточной прочности RbP

уbp=15,35 МПа < 0,9Rbp = 0,9•20 = 18 МПа.

Требование выполняется. Определим напряжения в бетоне с учетом разгружающих напряжений от веса плиты на уровне центра тяжести продольной арматуры, то есть, при уо = еор = 0,184 м. Из таблицы 1 нагрузка от веса 1 м² плиты принята 2500 Н. Изгибающий момент от собственного веса плиты вычислен при расчетном пролете 10= 5,54 м.

кН•м,

?уsp6 -потери от ползучести арматуры определяются по формуле:

Где

* коэффициент приведения

а = Es /Еb = 6,2;

* эксцентриситет силы обжатия P1 относительно центра тяжести приведенного сечения

еsp= уо -а =21,4 - 3 = 18,4 см =0,184 м;

* коэффициент армирования сечения (без учета ненапрягаемых стержней)

мsp=Asp/A=4,02/930=0,0043;

* коэффициент ползучести бетона цsp=2,3; находится по таблице 10 приложения для бетона ВЗО и влажности 40-75%;

Вторые потери

?уsp(2)= ?уsp5+?уsp6=40+67,2=107,2МПа

Полные потери

?уsp= ?уsp(1)+?уsp(2)=19,2+107,2=126,4МПа>100МПа.

Принимаем полные потери

?уsp= 126 МПа

Напряжения в напрягаемой арматуре после проявления всех потерь

уsp2= 640-126=514МПа

Усилие обжатия с учетом полных потерь

Р2 = 4,02•10-4(640 - 126)103 ?206,6 кН.

* Расчет трещиностойкости плиты

Исходные данные. Коэффициент надежности по нагрузке гf =1 и, соответственно, расчетный момент равен нормативному Мн =63,19 кНм, момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне Wred =3606,6 см³, Wpl=4688,6 см³, усилие обжатия с учетом полных потерь Р2 = 206,6 кН, эксцентриситет силы обжатия еор= 0,184 м,

r=Wred/Ared= 3606,6/954,9 = 3,8 см,

напряжения в напрягаемой арматуре после проявления всех потерь уsp2= 514МПа.

Условием необразования трещин является соблюдение условия:

Mn?Mcrc

Момент, соответствующий образованию трещин Mcrc определяем по приближенному способу ядровых моментов:

Mn?Mcrc=Rbt,serWpl+Mrp

где: Mrp=P2(еор +r)=206,6(0,184+0,038)=45,87 кНм.

Rbt,ser •Wpl = 1,75 •103•4688,6•10-6= 8,21 кНм.

Mcrc = 8,21+ 45,87= 54,08 кНм < Мн = 63,19 кНм.

Условие не выполняется, трещины в растянутой зоне образуются. Необходим расчет по раскрытию нормальных трещин.

* Ширина раскрытия нормальных трещин продольных ребер

Исходные данные. Предельная ширина раскрытия трещин аcrc,ult, для конструкций к которым не предъявляются требования непроницаемости, при арматуре А800, не должна превышать 0,2 мм при продолжительном раскрытии и 0,3 мм при непродолжительном раскрытии. Так как конструктивная ненапрягаемая арматура 2Ш8 В500, As =1,01 см² в определении геометрических характеристик не учитывалась, то усилие Р2 приложено в центре тяжести нижней арматуры, еsp = 0,0; напрягаемая арматура 2Ш16 А800; Asp= 4,02 см², Р2=206,6 кН, изгибающие моменты от нормативных нагрузок: от полной нормативной нагрузки Мn = кНм, от постоянной и длительной Мдл =54,17 кНм.

Расчет по раскрытию трещин производят из условия:

acrc? acrc,uit

где acrc е - ширина раскрытия трещин от внешней нагрузки, acrc,uit - предельно допускаемая ширина раскрытия трещин.

Ширина раскрытия трещин от внешней нагрузки вычисляется по формуле:

acrc =ц1 ц2шsуsls/Es

Приращение напряжений в растянутой арматуре для прямоугольных, тавровых и двутавровых сечений разрешается принимать при z ? 0,7ho, если выполняется условие acrc? acrc,uit или определять по по формуле z = жho, где коэффициент ж принимется по таблице 12 приложения.

Ширина раскрытия трещин от кратковременного действия всей нагрузки Мкр = 63,19 кНм.

Для определения коэффициента ж по таблице, находим дополнительные параметры:

Коэффициент бs1 для всех видов арматуры кроме канатной равен:

бs1 =300/Rb,ser

Находим по таблице, что коэффициент ж?0,86

Z=жho = 0,86•0,27= 0,23м.

Вычисляется эквивалентный момент от внешней нагрузки и усилия преднапряжения, причем знак плюс в формуле берется, если направления моментов совпадают и минус, если направления противоположны

Ms= М± Реор =63,19±0,0=63,19 кНм.

Приращение напряжений от полной нормативной нагрузки Мп = 63,19 кНм.

В расчетах учитываем продольную ненапрягаемую арматуру каркасов 2Ш8 В500

As=1,01см²

Проверяем условие

уsp2+ уs=514+135,5=649,5<Rs,ser=800МПа. Условие соблюдается.

* ц1 - коэффициент, учитывающий продолжительность действия нагрузки:

ц1= 1,0 при непродолжительном действии нагрузки,

ц1 = 1,4 при продолжительном действии нагрузки

* ц2- коэффициент, учитывающий профиль арматуры:

ц2 = 0,5 для стержневой арматуры периодического профиля и канатов,

ц2 =0,8 для гладкой арматуры,

* шs- коэффициент, учитывающий неравномерность распределения деформаций растянутой арматуры между трещинами. Допускается принимать шs =1, если выполняется условие

acrc? acrc,uit,

* ls - базовое расстояние между трещинами,

ls=0,5Abtds/(Asp+As),

причем должны выполняться условия

10ds?ls?40ds и 100мм?ls?400 мм

Abt=kytb= 0,9•0,095•0,14 = 0,012 м³,

Где yt=Sred/(Ared+P2/Rbt,ser)=0,0204/(0,0955+206,6/1,75•103) = 0,095 м.

ds= (2•162+2•82)/(2•16+2•8) =13,33 мм,

ls = 0,5•0,012•0,0133/(4,02+1,01) •10-4 =160 мм.

Базовая ширина раскрытия трещин должна удовлетворять условиям

10 ds =10•13,33=1333 мм ? ls =160мм ? 40 ds =40•13,33=533 мм

Окончательно принимаем ls = 160 мм.

Раскрытие трещин от кратковременного действия полной нормативной нагрузки

acrc2=ц1ц2шsуs ls/Es= 1,0 •0,5 •1,0 •135,5 •103 •0,16/20 •107= 0,054 мм.

Ширина раскрытия трещин от кратковременного

действия длительной нагрузки.

Исходные данные. Мп,дл=54,17 кНм; цf=1,349; ц1=1,0; ц2=0,5; шs=1;

es= Мп,дл/P2=0,306; es/h0=1,13;

µбs1=0,148. По таблице 20 приложения

ж=0,86;z=0,86 •0,27=0,23;

Приращение напряжений от постоянной и длительной нормативной нагрузки

Ms= М± Реор =54,17 - 0,0 =54,17 кНм.

Ширина раскрытия трещин равна

acrc3=ц1ц2шsуs ls/Es=1,0 •0,5 •1,0 •57,5 •103 •0,16/20 •107= 0,023 мм.

Ширина раскрытия трещин при

продолжительном действии длительной

Исходные данные. Мп,дл=54,17 кНм; цf=1,349; ц1=1,4; ц2=0,5;

es= Мп,дл/P2=0,306;

es/h0=1,13;

перекрытие фундамент ригель плита

µбs1=0,148; ж=0,86; z=0,86 •0,27=0,23;

Ширина раскрытия трещин при ц1=1,4:

acrc1=1,4 •0,5 •1,0 •57,5 •103 •0,16/20 •107= 0,032 мм.

Итоговая ширина раскрытия трещин

* при непродолжительном действии нагрузки

acrc= acrc1+ acrc2- acrc3= 0,032+0,054-0,023 = 0,063мм < acrc,uit= 0,3 мм,

* при продолжительном действии нагрузки

acrc= acrc1=0,032мм< acrc,uit=0,2 мм.

Условия выполняются.

* Расчет прогибов плиты

Расчет по прогибам производят из условия

f ? fult

Здесь f - прогиб от внешней нагрузки, fult- предельно допустимый прогиб.

Для элементов постоянного сечения, работающих как свободно опертые или консольные балки, прогиб допускается определять по формуле

,

где - полная кривизна в сечении с наибольшим моментом.

Для участков с трещинами в растянутой зоне полная кривизна определяется:

,

где - кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки,

- кривизна от непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок,

-кривизна от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок,

S - табличный коэффициент, принимаемый по табл. 12 приложения.

Кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки

Исходные данные. Действующий момент от полной нормативной нагрузки Mn=63,19 кНм; рабочая высота сечения h0=27см; ;b=14 см; Р2=206,6 кН;

Для элементов прямоугольного таврового и двутаврового профилей допускается вычислять кривизну по упрощенной формуле при выполнении условий:

* <0,3ho =0,3•27=8,1 см, условие выполняются,

* а's = 3см < 0,2ho =0,2•27=5,4 см, условие выполняются.

Вычисляем кривизну по упрощенной формуле

где:

цc - определяется по таблице 13 приложения по параметрам:

цf = 1,12 из предыдущего раздела;

es/h0=63,19/206,6 •0,27 = 1,13;

при f ? fult допускается принимать шs =1 и соответственно, вычисляем

Eb,red= Rb,ser /еb,red=22•103/15•10-4=1,47•107кН/м²;

бs2= бs1= Es/ Eb,red= 20•107/1,47•107=13,6,

µбs2= (Аsp+ Аs) бs1/bh0=13,6(,02+1,01) •10-4/0,14 •0,27=0,181,

Находим цc = 0,41 и вычисляем кривизну.

Кривизна от непродолжительного действия

постоянных и длительных нагрузок

Исходные данные. Действующий момент от постоянной и длительной нормативной нагрузки Mn,дл=54,17 кНм; h0=27см; b=14см;

Eb,red= Rb,ser /еb,red=1,47•107кН/м²

µбs2=0,181; По таблице 13 приложения цc=0,5.

Кривизна от продолжительного действия

постоянных н длительных нагрузок

Исходные данные. Mn,дл=54,17 кНм;

Eb,red= Rb,ser /еb,red=29•103/28•10-4=0,78•107кН/м²;

µбs2=0,181 По таблице цc=0,5.

Вычисляем кривизну по упрощенной формуле

Полная кривизна

=0,0038-0,0027+0,005=0,0061м-1

Прогиб плиты

fult=l/200=5,54/200=0,0277м=2,8 см

f =1,2 см< fult= 2,8см

Условие удовлетворяется, пересчет по уточненной формуле не производим.

1.2.3 Конструирование плиты

В продольных ребрах плиты располагаются напряженные стержни Ш16 А800 и плоские каркасы К-1. Длина напрягаемого стержня равна длине плиты, то есть 9080 мм. Каркас К-1 состоит из двух продольных стержней Ш8 В500 длиной

l=ln-20=5680-20=5660 мм

и вертикальных стержней Ш 5 В500 длиной

l=hn-20=300-20=280 мм.

Число вертикальных стержней устанавливается из расчета плиты на поперечную силу, n = 40.

В торцевых поперечных ребрах устанавливается каркас К-2, состоящий из двух продольных стержней Ш5 В500, которые заводятся в опорное ребро на 80 мм, длина l= 1260 мм. Поперечные стержни Ш5 В500 длиной l = 200 - 20 =180 мм располагаются между продольными ребрами с шагом 100 мм. Количество поперечных стержней в торцевом ребре n= 12.

Сетка С-1 располагается в нижней части полки и имеет размеры 5530x1030 мм. Длина сетки равна длине плиты, уменьшенной на 150 мм, ширина сетки меньше ширины полки в чистоте между продольными ребрами на 30 мм. Шаг продольных стержней Ш5 В500 - 200 мм, поперечных Ш5 В500- 100 мм. Количество продольных стержней - 6, поперечных - 56. Маркировка сетки:

Сетка С- 2 укладывается в верхней части полки плиты. Длина сетки 5530 мм. Ширина сетки

b = b1 + b2

где b1 - длина сетки, заводимая в ребро для обеспечения надежности анкеровки поперечных стержней, принимается не менее шага продольных стержней, в данном случае принимаем b1 = 200 мм; b2 - ширина сетки в полке, принимается не менее 1/4 пролета полки. Принимаем b2 =430 мм.

Таким образом, ширина сетки

b = 200 + 430 = 630.

Окончательно сетка С - 2 из проволоки Ш6 В500 имеет размеры 5530x630 мм. Шаг продольных стержней 200 мм, количество продольных стержней - 4. Шаг поперечных стержней 100 мм, количество поперечных стержней - 56. Маркировка сетки:

Сетка С - 3 предназначена для усиления торцов продольных ребер при передаче усилия предварительного напряжения и принимается конструктивно. Продольные стержни длиной 530 мм, количество стержней - 6, поперечные стержни длиной 280 мм, количество стержней - 6.

Общая масса расхода стали на одну плиту 66,96 кг.

Площадь поперечного сечения плиты

А=116•5+25•14=930см2 =0,093 м²

Объем бетона без учета торцевых ребер

V = A•Ln„ =0,093•5,68=0,528 м³.

Площадь поперечного сечения торцевых ребер при высоте торцевого ребра 20 см и толщине 7 см

Ар = 2•20•7=280 см² = 0,028 м².

Длина поперечного ребра равна ширине плиты за вычетом ширины продольных ребер поверху

199 -18 = 181 см.

Объем поперечных ребер

Vp = 280•181 = 50680 см3 =0,05068 м³.

Полный объем бетона плиты

Vп =0,528 + 0,05068 = 0,579 м³.

Вес плиты при удельной плотности г= 2500 кг/м³

G = 0,579•2500=1447,5 кг.

Основными показателями технико-экономической эффективности проектируемой конструкции служат расход бетона, расход арматуры, трудоемкость изготовления и монтажа, стоимость, а также приведенные параметры: расход бетона и расход арматуры на 1 м² перекрываемой площади.

* Расход бетона на 1 м² перекрываемой площади (приведенная толщина плиты)

* Расход стали на 1 м² перекрываемой площади

* Расход стали на 1 м³ бетона

48,0/0,579 =82,9 кг/м³.

Таблица 2. Спецификация арматуры на плиту перекрытия

Назначение арматуры

Позиция 1. Продольная напрягаемая арматура ш16 А800, предназначена для восприятия растягивающих напряжений от положительного изгибающего момента, вызванного действием внешней нагрузки в стадии эксплуатации.

Позиция 2. Продольная арматура каркаса К-1

* верхняя продольная арматура ш8 В500 служит для восприятия растягивающих напряжений от отрицательного изгибающего момента, вызванного действием собственной массы плиты в стадиях изготовления, транспортирования и монтажа. В стадии эксплуатации зга арматура частично усиливает сжатую зону бетона, но обычно в расчете не учитывается, что идет в запас прочности.

* нижняя продольная арматура ш5 В500 - конструктивная, служит для образования плоского каркаса. В стадии эксплуатации работает совместно с напрягаемой арматурой, но обычно в расчете прочности в стадии эксплуатации не учитывается, что идет в запас прочности и трещиностойкости. В стадии транспортирования и монтажа воспринимает растягивающие усилия от отрицательных опорных моментов.

Позиция 3. Поперечная арматура ш5 В500 воспринимает растягивающие напряжения от поперечной силы, вызванной действием внешней нагрузки в стадиях изготовления, транспортирования, монтажа и эксплуатации.

Позиция 4. Продольная арматура каркаса К-2

* верхняя продольная арматура ш5 В500 служит для восприятия растягивающих напряжений от отрицательного изгибающего момента, возникающего в поперечном ребре плиты от собственного веса и внешней нагрузки,

* нижняя продольная арматура ш5 В5 00 служит для восприятия растягивающих напряжений от положительного изгибающего момента, возникающего в поперечном ребре плиты от собственного веса плиты и внешней нагрузки,

Позиции 5. Поперечная арматура ш 5 В500 каркаса К-2 воспринимает растягивающие напряжения от поперечной силы "Q", вызванной действием внешней нагрузки и собственной массы плиты в стадиях изготовления, транспортирования, монтажа и эксплуатации.

Позиция 6. Продольные стержни ш 5 B500 сетки С-1 воспринимают растягивающие напряжения от положительного изгибающего момента, действующего в полке вдоль пролета плиты. Частично участвуют в работе элемента в стадиях изготовления и монтажа, воспринимая растягивающие усилия в верхней зоне элемента от действия отрицательного изгибающего момента. Устанавливаются без расчета в количестве не менее 50% от количества расчетной поперечной арматуры полки.

Позиция 7. Поперечные стержни ш 5 В500 сетки С-1 воспринимают растягивающие напряжения от положительного изгибающего момента, возникающего в результате местного изгиба полки.

Позиция 8. Продольные стержни ш 5 В500 сетки С-2 участвуют в работе элемента в стадиях изготовления и монтажа, воспринимая растягивающие усилия в верхней зоне элемента от действия отрицательного изгибающего момента. Устанавливаются без расчета в количестве не менее 50% от количества расчетной поперечной арматуры полки.

Позиция 9. Поперечные стержни ш 5 В50 сетки С-2 воспринимают растягивающие напряжения от отрицательного изгибающего момента, возникающего в результате местного изгиба полки.

Позиция 10. Продольные стержни ш 5 В800 сетки С-3 конструктивные, служат для образования сетки, частично увеличивают прочность плиты в зоне передачи напряжений напрягаемой арматуры.

Позиция 11. Поперечные стержни ш 5 В500 сетки С-3 препятствуют поперечным деформациям бетона в зоне передачи напряжений напрягаемой арматуры, тем самым частично увеличивают прочность плиты в торцовых зонах.

1.3 Проектирование ригеля

Исходные данные. Ригели производятся по агрегатно-поточной технологии из тяжелого бетона с термовлажностной обработкой в автоматических камерах ускоренного твердения. Бетон класса В20, Rb= 11,5 МПа (11,5•103 кН/м²), Rbt= 0,9 МПа (0,9•103 кН/м²). Продольная рабочая арматура класса А 400, Rs= 355 МПа). Поперечная арматура класса А 240 Rs= 215 МПа (215•103 кН/м²); Rsw= 170 МПа (170•103 кН/м²). Соединение ригелей с колонной с помощью закладных деталей - "рыбок". Максимальный момент на опоре Моп = 55 кНм. Основные размеры поперечного сечения ригеля показаны на чертежах.

1.3.1 Расчет ригеля в стадии эксплуатации

При расчете ригеля в стадии эксплуатации следует определить действующие усилия от расчетных нагрузок, вычислить расчетные пролеты, построить эпюры усилий и найти необходимое количество арматуры для обеспечения прочности нормальных и наклонных сечений ригеля при действии эксплуатационных нагрузок.

Определение усилий в ригеле

Нормативные и расчетные постоянные и временные нагрузки на 1 м² перекрытия принимаются из расчета ребристой плиты перекрытия по таблице 1. Расчетная нагрузка на 1 м длины ригеля собирается с грузовой полосы шириной Ln = 6,0 м.

Конструктивная длина ригеля

lp = Lp - bk - 2a =600 - 40 - 2•2 = 556см = 5,56 м

где Lp - пролет ригеля в осях,

bк - размер сечения колонны, bк= 40,0 см.

а - зазор между колонной и торцом ригеля, а = 2 см.

Длина расчетного пролета ригеля

lо = Lp - bk - 2a - с = 600 - 40 - 2•2 - 14 = 542 см = 5,42 м

где:

с - длина площадки опирания, принимаем с =14 см.

Расчетная нагрузка на 1 погонный метр от веса ригеля

= (0,6•0,6 - 2•0,15•0,3)•25,0•1,1 = 7,425 кН/м,

где

с - плотность железобетона,

с = 25 кН/м³ = 2500 кг/м³;

1,1 - коэффициент надежности по нагрузке.

Полная расчетная нагрузка с учетом коэффициентом надежности по ответственности здания yn = 0,95.

q = (14,963•6,0 + 7,425)•0,95 = 92,3 кН/м.

Максимальный расчетный пролетный момент определяется по формуле:

Максимальная поперечная сила

Прочность нормальных сечений ригеля

В пролете. Исходные данные. Расчетный пролетный момент Мпр = 283,9 кНм, Rb= 11,5МПа, арматура А 400, Rs= 355 МПа. Расчетное сечение в середине пролета рассматривается как прямоугольное с размерами b = 30 см, h = 60 см. Предварительно примем рабочую высоту сечения ho = 55 см (а=5 см).

Определяется относительная высота сжатой зоны сечения

По таблице 3 приложения определяем при арматуре А400, оr= 0,531;бR= 0,39.

бR= 0,39 > бm= 0,272, следовательно по расчету сжатой арматуры не требуется и сечение можно рассчитывать как прямоугольное с одиночной арматурой.

Площадь сечения растянутой арматуры определяется по формуле:

,

где:

Принимаем 4Ш25 А400 с As = 19,63 см².

На опоре. Исходные данные. Расчетный опорный момент в подрезке МОП=55кНм, Rb= 11,5 МПа, арматура А400, Rs = 355 МПа. Расчетное сечение - прямоугольное с размерами b = 30 см, h = 45 см. Предварительно назначенная рабочая высота сечения ho = 40 см.

Площадь сечения растянутой арматуры:

,

где:

Принимаем 2Ш16 А400 с As = 4,02 см².

* Расчет прочности наклонных сечений ригеля.

Прочность наклонных сечений ригеля должна проверяться на действие: поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами, поперечной силы по наклонной полосе, изгибающего момента по наклонной трещине. Расчет должен проводится для наиболее опасных расчетных сечений: в зоне действия максимальной поперечной силы в подрезке и в месте изменения сечения.

Прочность наклонного сечения подрезки ригеля по поперечной силе.

Исходим данные. Расчетная поперечная сила на опоре Qmax =250,1 кН, Rb= 11,5 МПа, Rbt= 0,9 МПа, поперечная арматура А240, диаметром 10 мм, Rsw= 170 МПа, площадь одного стержня 0,785см², в поперечном сечении располагаются два плоских каркаса n = 2, h = 45 см, h0 = 40 см, b = 30 см.

Расчет производится из условия прочности наклонного сечения

Q?Qb+Qsw,

где Q - поперечная расчетная сила в рассматриваемом сечении;

Qb - поперечная сила, воспринимаемая бетоном,

Qsw - поперечная сила, воспринимаемая хомутами.

Вычисляем поперечную силу, воспринимаемую бетоном Qb, в предположении, что проекция наклонного сечения принимает максимальное значение с=3 h0=120 см.

Mb= 1,5Rbt•b•h02 = 1,5•0,9•103•0,3•0,42 = 64,8 кНм,

Qb=Mb/c=64,8/1,0=64,8 кН,

,

q1=q-0,5qv = 92,3 - 0,5 • 54,72 =64,94кН/м.

При определении "с" должны выполняться условия

ho = 40см < с =100 см < 3 ho = 120 см.

Принимаем с = 100см.

Расчетный минимальный шаг хомутов в подрезке:

Q = Qmax- q1c = 250,1 - 64,94•1,0 = 185,16 кН.

По конструктивным требованиям в подрезке, рабочая высота сечения которой 400 мм, шаг должен быть не более 400/2 = 200 мм и не более 300 мм.

Принимаем в подрезке шаг поперечных стержней sw1=120 мм и проверяем условие прочности наклонного сечения по поперечной силе.

Фактическая погонная нагрузка на хомуты:

qsw = RswAsw/ sw1 = 170•103•1,57•10-4/0,12 = 222,4 кН/м.

* Вычисляем поперечную силу, воспринимаемую хомутами Qsw.

Qsw = 0,75•qsw•со = 0,75•222,4•0,8 = 133,4 кН.

сo-длина проекции наклонной трещины, равная "с", но не более 2hо=2•0,4=0,8м.

Q = 185,16 кН < Qb+QSw = 64,8+133,4 = 198,2 кН.

Условие выполняется, прочность наклонного сечения в подрезке обеспечена.

Прочность наклонного сечения в месте изменения сечения подрезки

Исходные данные. Расчетная поперечная сила приложена на расстоянии 9 см от центра площадки опирания, поперечная арматура А240, диаметром 10 мм, Rsw= 170 МПа, n = 2, h = 60 см, h0 = 55 см, b = 30 см.

Расчетная поперечная сила в месте изменения сечения:

*Вычисляем поперечную- силу, воспринимаемую бетоном Оb.

Qb= Mb/c = 122,5/1,37 =89,4 кН.

Mb = l,5•Rbt•b•ho2=l,5•0,9•103•0,3•0,552= 122.5 кНм.

q1= q-0,5qv = 64,94 кН/м.

При определении "с" должны выполняться условия:

ho = 55см < с < 3 ho = 165 см.

Принимаем с = 137 см.

При вычислении Qb должны выполняться условия:

Qb= 89,4 кН? Qb,min=0,5Rbt•b•ho= 0,5•0,9•103•0,3•0,55= 74,25 кН,

Qb= 89,4 кН? Qb,max=2,5Rbt•b•ho= 2,5•0,9•103•0,3•0,55= 371,25 кН.

Таким образом, принимаем Qb= 89,4 ДкН. Требуемая интенсивность хомутов qsw определяется в зависимости от величины:

В данном случае требуемая интенсивность хомутов qsw определяется по формуле

qsw=(Qmax - Qв1)/1,5 ho =(250,1-178,4)/1,5*0,55= 86,9 кН/м.

Расчетый минимальный шаг хомутов в подрезке:

Sw2= Rsw•Asw/ qsw=170•l03•1,57•10-4/86,9 = 0,31 см.

По конструктивным требованиям при рабочей высоте сечения 550 мм, шаг должен быть не более 550/2 = 275 мм и не более 300 мм.

Принимаем шаг поперечных стержней Sw2=250 мм.

Фактическая погонная нагрузка на хомуты:

qsw = RswAsw/ sw2 = 170•103•1,57•10-4/0,25 = 106,75 кН/м.

* Вычисляем поперечную силу, воспринимаемую хомутами Qsw.

Qsw = 0,75•qsw•со = 0,75•106,75 •1,1 = 88,1 кН.

сo-длина проекции наклонной трещины, равная "с", но не более 2hо=2•0,55=1,1м.

Q = Qmax- q1c = 250,1 - 64,94•1,1 = 178,7 кН.

Q = 178,7 кН < Qb+QSw = 102,1+88,1= 190,18 кН.

Условие выполняется, прочность наклонного сечения обеспечена.

Конструктивные требования обязывают, для балок высотой более 150 мм, на приопорных участках длиной l/4, принимать шаг поперечных стержней не более 0,5 рабочей высоты элемента и не более 300 мм. На остальной части пролета шаг стержней не должен превышать 3h0/4 или 500 мм. Следовательно, на приопорных участках за подрезкой шаг не должен быть более 550/2 = 275 мм, на остальной части пролета шаг должен быть не более 3•550/4 =412,5 мм.

Окончательно принимаем:

* в подрезке шаг поперечных стержней Sw1 = 120мм,

* на приопорных участках длиной 1200 мм Sw2 = 250мм,

* на остальной части пролета шаг стержней Sw3 = 400 мм.

1.3.2 Конструирование ригеля

Ригель армируется двумя плоскими сварными каркасами с продольной рабочей арматурой в пролете 4Ш25 А400 и верхней арматурой 2Ш16 А400. Монтажные петли располагаются на расстоянии 1 м от торца ригеля диаметром 16 мм, А240 с As = 2,01 см² из стали Ст3сп.

Таблица 3. Спецификация арматуры на ригель.

Примечание. В спецификации не учтен вес закладных деталей ригеля и расход металла на сварные швы.

* Расход арматуры на 1 м² перекрытия

142,17 /(6,0*6,0)=3,9 кг/м².

* Расход арматуры на 1м бетона

142,17 /1,62 = 87,8 кг/м³.

Назначение арматуры

Позиция 1. Продольная арматура 2Ш25 А400 каркаса К-1. Воспринимает растягивающие напряжения от положительного изгибающего момента. Обеспечивает прочность нормальных сечений по всей длине ригеля.

Позиция 2. Продольная верхняя арматура Ш16 А400 каркаса К-1 предназначена для восприятия растягивающих напряжений от опорного отрицательного изгибающего момента (55 кНм).

Позиция 3. Поперечная арматура Ш10 А240 каркаса К-1 воспринимает растягивающие напряжения от поперечной силы, обеспечивая прочность наклонных сечений по всей длине ригеля. Шаг и диаметр поперечных стержней являются функцией интенсивности поперечной силы.

Позиция 4. Поперечная арматура Ш10 А240 каркаса К-1 воспринимает растягивающие напряжения от поперечной силы, обеспечивая прочность наклонных сечений в подрезке ригеля.

Позиция 5. Вспомогательный продольный стержень Ш16 А400 служит для образования каркаса К-1 в подрезке ригеля.

Позиция 6. Продольные стержни Ш8 А240 пространственного каркаса К-2 служат для образования каркаса. Нижние стержни совместно с рабочими продольными стержнями ригеля участвуют в обеспечении прочности нормальных сечений, что идет в запас прочности.

Позиция 7. Поперечные стержни (хомуты) воспринимают растягивающие усилия от изгибающего момента в полке ригеля, вызванного давлением плит перекрытий.

1.4 Проектирование сборной колонны

1.4.1 Расчёт прочности колонны среднего ряда в стадии эксплуатации

Исходные данные. Бетон тяжелый класса В25, плотность железобетона с = 2500 кг/м³, сечение колонн 400x400 мм, защитный слой а = а/=40 мм, грузовая площадь для средней колонны равна 6,0•6,0=36 м², высота этажей Н = 3,2 м, расчетная длина колонны 10 = Н=3,2 м. Продольная арматура А400, поперечная арматура класса А240, сетки из проволоки В500, постоянная расчетная нагрузка от кровли с учетом веса железобетонных плит 6,0 кН/м, расчетная погонная нагрузка от собственного веса ригеля - 7,425 кН/м, расчетная нагрузка от веса 1 м перекрытия - 5,363 кН/м. Временная расчетная снеговая нагрузка на кровлю по III снеговому району равна 1,8 кН/м². Учет ответственности здания оценивается коэффициентом надежности гn = 0,95. Скорость ветра v = 4 м/сек.

Сбор нагрузок и определение усилий в колонне

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

0,95•5,363•36 = 183,41 кН.

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

0,95•7,425•36 = 42,32 кН.

Усилие в колонне от собственного веса, с учетом коэффициента надежности по назначению здания гn = 0,95 и коэффициента надежности по нагрузке гf = 1,1 и плотности железобетона р = 2500 кг/м (25кН/м ):

0,95•1,1•0,4•0,4•3,2•25 = 13,38 кН.

* Суммарное усилие в колонне от веса перекрытия одного этажа

G1 = 183,41 + 42,32 + 13,38 = 239,41 кН.

Усилие в колонне:

- от веса покрытия, от веса плит и кровли с учетом коэффициента надежности по назначению здания гn = 0,95 составляет:

0,95•6•36 = 205,2 кН,

- от веса ригеля 42,32 кН,

- от веса стоек 13,38 кН.

* Суммарное усилие в колонне от веса покрытия:

G2=205,2+42,32+13,38=261 кН.

* Суммарное усилие в колонне от действия временной расчетной нагрузки с одного этажа:

Q1 = 0,95•9,6•36= 328,32 кН,

в том числе от длительно-действующей части,

Q1дл= 0,95•6,0•36 = 205,2 кН.

От кратковременной части нагрузки

Q1кp= 0,95•3,6•36 = 123,12 кН.

Временная расчетная нагрузка на кровлю от снега должна быть определена с учетом коэффициента снижения снеговой нагрузки за счет ветра

се = (1,2 - 0,1vvk)(0,8 + 0,002b) = (1,2 - 0,1•4v0,8)(0,8-0,002•18) = 0,7.

Q2 = 0,95•1,8•36•0,7 = 43,1 кН

в том числе:

длительная

Q2дл = 0,95•1,8•0,5•36•0,7 = 21,5 кН,

Кратковременная

Q2кр = 0,95•1,8•0,5•36•0,7 = 21,5 кН.

- Расчетная продольная сила колонны первого этажа от полной нагрузки

N = (239,41+ 328,32)3+261+43,1=2007,3 кН.

- Расчетная продольная сила колонны первого этажа от постоянной и длительной нагрузки

N дл = (239,41+205,2)3+261+21,5= 1616,33 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 4.

Таблица 4

Продольные силы и моменты в колоннах по этажам

Расчет прочности колонны 1 этажа.

Исходные данные. Бетон тяжелый класса В20, Rb= 11,5 МПа, сечение колонн hxb = 400x400 мм, а = а/ = 40 мм, арматура А400, Rs= 355 МПа, Es = 20•104 МПа, N =2007,3 кН, М = 55/2 =27,5 кН•м, N дл = 1616,33кН, l0= 0,7Н = 0,7•3,2= 2,24 м.

Величина начального эксцентриситета е0

е0 =M/N=27,5/2007,3=0,0137мм= 1,4 см.

Для определения дальнейшего порядка расчета, необходимо вычислить величины случайных эксцентриситетов

* еа = l0/600 = 2,24/600 = 0,0037 м = 0,4см;

* еа = bк/30 = 0,4/30 = 0,0133 м = 1,33 см;

* еа = 1 см.

Принимаю эксцентриситет е0= 1,33 см. Расчет прочности колонны провожу как для элемента, сжатого со случайными эксцентриситетами.

Вычисляю гибкость стойки:

Необходим учет влияния, прогиба колонны на начальный эксцентриситет.

Уравнение прочности сжатого со случайными эксцентриситетами элемента

N? ц(Rb•b•h0 + Rsc•A's),

где: ц = цb+2(цsb- цb)бs, причем ц ? цsb ,

бs = мRs/Rb.

Отношение

N дл /N = 1616,33/2007,3= 0,805

По таблице 11 приложения находим коэффициенты цsb и цb, в предположении, что промежуточные стержни в сечении отсутствуют; цb=0,92 и цsb=0,92.

Принимаем коэффициент ц = цb = 0,92.

Вычисляем необходимое количество площади арматуры:

см²

Количество арматуры, исходя из минимального коэффициента армирования

мmin= 0,15%. As =A'S = мmin b•h0=0,0015•40•36 = 2,16 см².

Предварительно принимаем арматуру 4Ш22 А400 с As = 15,2 см².

1.4.2 Расчет прочности колонны первого 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 I м, загруженная собственным весом Длина отправочного элемента lк состоит из длины, равной удвоенной высоте этажа

2Н =2*3,2 = 6,4 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 1,25 м. Бетон классов В20, Rb= 11,5МПа, сечение колонн 400x400 мм, а = аґ = 40 мм. Арматура А400, Rs = 355 МПа, гп =1,4. Вычисляем длину отправочного элемента

lК = 2·3,2 + 0,15 + 1,05 + 0,6 = 8,2 м.

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

q = 0,4·0,4·25·1·1,4 = 5,6 кН/м.

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

Моп = qc2/2 = 5,6*1,12І/2 = 3,5 кНм.

Пролетный момент равен

Мпр=Мо-Мпр/2= 5,6· 7,08І /8 - 3,5/2 =33,35 кНм.

Несущую способность колонны можно определить как для балки с двойной симметричной арматурой А 400 при Rs = Rsc, As = Asґ

смІ

Принятое из расчета прочности в стадии эксплуатации армирование колонны первого этажа. 2 Ш 22 А400 с As= 7,6 см² больше 4,79 см². Окончательно принимаем армирование колонны первого этажа AS=A/S=2Ш22 А400 с As = 7,6 см².

1.4.3 Конструирование колонны

Колонна первого этажа армируется пространственным сварным каркасом. Продольная арматура каркаса 4Ш22 А400 длиной 8180 мм. Поперечная арматура Ш 8 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 250мм, что больше 10d=220 мм. Размер ячейки сеток 90x90 мм.

Таблица 5. Спецификация арматуры на колонну первого этажа

Подобные документы

• Строительный проект здания

  Разработка конструктивной схемы здания. Расчет и конструирование сборной панели перекрытия. Определение усилий в элементах поперечной рамы здания. Конструирование сборного неразрезного ригеля, колонны первого этажа и фундамента под нее, перекрытия.
  
  курсовая работа [478,7 K], добавлен 28.07.2015
  

• Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

  Компоновка монолитного перекрытия промышленного здания. Расчет монолитной плиты перекрытия, второстепенной балки, кирпичного простенка и фундамента. Компоновка сборного здания. Нагрузка на стену и простенок первого этажа от междуэтажных перекрытий.
  
  курсовая работа [774,0 K], добавлен 14.09.2015
  

• Проектирование трехэтажного жилого здания

  Конструктивная схема здания и сборного перекрытия. Расчет и конструирование пустотной предварительно напряжённой плиты. Конструктивная и расчетная схемы сборного неразрезного ригеля. Расчет и конструирование колонны, фундамента под нее и перекрытия.
  
  курсовая работа [700,4 K], добавлен 21.03.2011
  

• Проектирование и расчет предварительно напряженной плиты перекрытия, разрезного ригеля и сборной железобетонной колонны

  Схема сборного перекрытия при использовании ригеля прямоугольного типа и многопустотных панелей. Подбор типовых конструкций и компоновка конструктивной схемы здания. Расчет сборного многопролетного ригеля, стыка ригеля с колонной и стыка колонн.
  
  курсовая работа [1,1 M], добавлен 06.12.2013
  

• Проектирование сборных железобетонных плит перекрытия, ригелей и колонн многоэтажного производственного здания

  Разработка конструктивной схемы сборного перекрытия, методика и основные этапы проектирования его панели. Составление расчетной схемы нагрузки. Порядок проектирования ригеля, построение эпюры материалов. Разработка и расчет колонн первого этажа.
  
  курсовая работа [3,2 M], добавлен 13.04.2010
  

• Расчет и конструирование сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

  Компоновка сборного балочного перекрытия. Расчет и конструирование колонны среднего ряда первого этажа многоэтажного производственного здания. Определение расчетных усилий и размеров фундамента. Расчет прочности продольных рёбер по нормальным сечениям.
  
  курсовая работа [446,7 K], добавлен 04.09.2013
  

• Расчет железобетонных конструкций перекрытия пятиэтажного промышленного здания

  Компоновка пятиэтажного здания из сборных железобетонных конструкций. Составление монтажного плана перекрытия. Назначение характеристик прочности бетона и арматуры, определение высоты панели. Расчет колонны, сбор нагрузок. Определение размеров фундамента.
  
  курсовая работа [2,8 M], добавлен 06.01.2017
  

• Проектирование конструкций многоэтажного производственного здания

  Проектирование и расчёт монолитной плиты перекрытия балочного типа и второстепенной балки, предварительно напряженной плиты, неразрезного ригеля. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия. Расчёт и конструирование колоны первого этажа.
  
  курсовая работа [1,5 M], добавлен 03.04.2014
  

• Разработка проекта производства работ на строительство здания: "Многоэтажного каркасного здания с каменными несущими стенами 18х12 м"

  Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия. Расчет и конструирование предварительно-напряженной ребристой панели перекрытия. Вычисление параметров сборного неразрезного ригеля, сборной железобетонной колонны, фундамента, простенка наружной стены.
  
  курсовая работа [4,3 M], добавлен 14.10.2012
  

• Конструкции промышленного здания с неполным каркасом

  Расчет и конструирование сборной предварительной напряженной плиты перекрытия. Конструирование сборного разрезного ригеля. Оценка прочности центрально нагруженного фундамента и колонны подвального этажа многоэтажного здания со случайным эксцентриситетом.
  
  курсовая работа [557,4 K], добавлен 27.07.2014
  

• Железобетонные конструкции многоэтажного каркасного здания

  Компоновка конструктивной схемы сборного балочного перекрытия. Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной плиты перекрытия. Определение параметров однопролетного ригеля. Этапы конструирования колонны. Высота подошвы фундамента.
  
  курсовая работа [1,6 M], добавлен 11.10.2022
  

• Проектирование каркасного здания из сборного железобетона

  Компоновка конструктивной схемы сборного балочного перекрытия. Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной плиты. Конструирование однопролетного ригеля, колонны и фундамента под нее, а также этапы расчета параметров компонентов.
  
  курсовая работа [2,1 M], добавлен 17.11.2015
  

• Проект железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

  Расчёт монолитной плиты перекрытия, многопролётной второстепенной балки, прочности кирпичного простенка, ребристой плиты сборного перекрытия по первой группе предельных состояний, рамы, ригеля, колонны, фундамента отдельного монолитного столбчатого.
  
  курсовая работа [673,6 K], добавлен 10.04.2017
  

• Расчет и конструирование железобетонных конструкций многоэтажного здания

  Компоновка конструктивной схемы сборного межэтажного перекрытия. Расчет и проектирование многопустотной предварительно-напряженной плиты перекрытия. Определение усилий в ригеле, определение его прочности по сечению, нормальному к продольной оси.
  
  курсовая работа [540,4 K], добавлен 16.03.2015
  

• Проектирование и расчет монолитного ребристого и сборного балочного перекрытий

  Проектирование элементов перекрытия многоэтажного промышленного здания, выбор рационального варианта компоновки. Расчет и конструирование монолитной железобетонной балочной плиты, неразрезного ригеля сборного балочного перекрытия и железобетонной колонны.
  
  курсовая работа [1,7 M], добавлен 22.10.2012
  

• Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

  Конструктивное решение сборного железобетонного каркасного здания. Проектирование сборного железобетонного перекрытия. Расчет плиты по деформациям и раскрытию трещин. Определение приопорного участка. Расчет сборной железобетонной колонны, ребристой плиты.
  
  курсовая работа [411,8 K], добавлен 27.10.2010
  

• Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

  Компоновка конструктивной схемы каркаса здания. Нагрузки и статический расчёт элементов каркаса. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия, ригеля перекрытия, колонны. Основные размеры фундамента, подбор арматуры подошвы.
  
  курсовая работа [2,0 M], добавлен 11.12.2010
  

• Проектирование железобетонных и каменных конструкций многоэтажного здания с неполным каркасом

  Проект многоэтажного здания с неполным каркасом; расчет железобетонных и каменных конструкций: монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами; неразрезного ригеля; сборной железобетонной колонны первого этажа и фундамента; кирпичного столба.
  
  курсовая работа [474,7 K], добавлен 30.03.2011
  

• Компоновка сборного железобетонного перекрытия

  Решение задач при компоновке железобетонного балочного перекрытия административного здания. Проектирование предварительно напряжённой плиты, неразрезного ригеля. Расчёт и конструирование отдельного железобетонного фундамента и монолитного перекрытия.
  
  курсовая работа [1,3 M], добавлен 21.06.2009
  

• Проектирование сборного ригеля поперечной рамы здания

  Проект сборного железобетонного перекрытия многоэтажного здания с жёсткой конструктивной схемой и сопряженных с ним элементов: колонны, фундамента. Расчет на прочность ребристой панели из преднапряженного железобетона, ригеля прямоугольного сечения.
  
  дипломная работа [116,3 K], добавлен 28.12.2011
  

• главная
• рубрики
• по алфавиту
• вернуться в начало страницы
• вернуться к началу текста
• вернуться к подобным работам