Проектирование простейших конструктивных элементов

Размещено на http://www.allbest.ru/

Содержание

Введение

1. Монолитное ребристое перекрытие

1.1 Расчет балочной плиты

1.2 Расчет и конструирование второстепенной балки

2. Расчет и конструирование сборной железобетонной колонны

2.1 Исходные данные для проектирования

2.2 Определение расчетных усилий

2.3 Расчет площади рабочей арматуры

3. Расчет и конструирование центрально нагруженного фундамента под колонну

3.1 Исходные данные для проектирования

3.2 Определение геометрических размеров фундамента

3.3 Определение площади рабочей арматуры

Заключение

Список использованной литературы

Введение

Цель работы состоит в выработке практических навыков проектирования простейших конструктивных элементов путем реализации следующей системной последовательности:

- назначение (принятие) общего компоновочного решения перекрытия;

- выбор расчетной схемы элемента;

- сбор нагрузок и определение расчетных усилий;

- подбор сечения по условиям обеспечения прочности элемента на всех расчетных стадиях (изготовления, транспортирования и монтажа и эксплуатации);

- конструирование элемента с учетом требований норм проектирования;

- проверка достаточности принятых решений на соответствие требованиям второй группы предельных состояний;

- графическое оформление результатов проектирования.

1. Монолитное ребристое перекрытие

Требуется запроектировать плиту и второстепенную балку монолитного ребристого балочного перекрытия при исходных данных, в которых указаны:

- район строительства;

- размеры температурно-деформационного блока здания;

- полезная нагрузка на перекрытие;

- общее конструктивное решение (несущие наружные стены и внутренний каркас).

1.1 Расчет балочной плиты

Рисунок 1. Конструктивная схема монолитного ребристого перекрытия: 1 - главные балки; 2 - второстепенные балки; 3 - условная полоса шириной 1 м для расчета плиты

Для определения расчетных пролетов плиты и второстепенных балок, а также нагрузок от их собственной массы производят предварительное назначение основных геометрических размеров сечений перекрытия:

- толщина плиты - 90 мм;

- сечение второстепенных балок:

мм, принимаем 450 мм

b_pb = (0.3 ч 0.5) h_pb = 0.45 450 ? 200 мм

- сечение главных балок:

мм, принимаем 750 мм

b_mb = (0.4 ч 0.5) h_mb = 750Ч0.4 = 300 мм

- заделка плиты в стену принимается не менее высоты ее сечения и в кирпичных стенах кратной размеру кирпича (а = 120 мм)

- Вычисление расчетных пролетов плиты:

l_{0f, 1} = l_p1 - 0.5 b_pb - 250 + 0.5a = 2200 - 0.5 200 - 250 + 0.5·120 = 1910 мм

l_{0f, 2} = l_{0f, 3} = … = l_p2 - b_pb = 2350 - 200 = 2150 мм;

Рисунок 2. Конструктивная схема балочной плиты

Расчетный пролет плиты в продольном направлении

l_,1 = l_{в 1} - 0.5 b_mb - 250 + 0.5a = 6000 - 0.5 300 - 250 + 0.5 ·120 = 5660 мм

l_,2 = = l_pb2 - b_mb = 6000-300 = 5700 мм

Проверяем соотношение расчетных пролетов плиты

5660:2150 = 2.63>2 - плита рассчитывается как балочная

Нагрузки на плиту перекрытия. Расчетная схема плиты представляется многопролетной балкой шириной b = 100 см. Принимаем толщину плиты равной h_pl = 90 мм и расчет нагрузок представляем в таблице 1.

Таблица 1 - Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м² плиты

№ пп	Вид нагрузки	Подсчет	Нормативное значение, кН/м2	Коэффициент надежности гf	Расчетная нагрузка, кН/м2
1	Постоянная, gf
	вес пола (толщина - 0.02 м, объемная масса - 18 кН/м3)	0.02 · 1.0 · 1.0 · 18	0.36	1.2	0.43
	изоляция из шлакобетона (толщина - 0.05 м, объемная масса - 14 кН/м3)	0.05 · 1.0 · 1.0 · 14	0.7	1.2	0.84
	собственный вес плиты (толщина - 0.09 м, объемная масса - 25 кН/м3)	0.09 · 1.0 · 1.0 · 25	2.25	1.1	2.475
	Итого, постоянная gf	-	3.31	-	3.745
2	Временная, v (по заданию)		10.0	1.2	12
	Полная, q = gf + v	-	qn = 13.31		q = 15.745

Определение усилий в расчетных сечениях. Момент от расчетных значений нагрузок в крайних пролетах и на первых промежуточных опорах:

кНм

в средних пролетах и на средних промежуточных опорах:

кНм

Уточнение высоты сечения плиты. Целесообразно (по экономическим критериям), чтобы относительная высота сжатой зоны плиты о находилась в диапазоне значений 0.1 ч 0.2. Принимаем: бетон класса В15, тяжелый, естественного твердения, арматура класса В500 (Вр-I), о = 0.15. По СП для принятых материалов находим нормируемые характеристики сопротивляемости и условий работы:

R_b = 8.5 МПа; R_bt = 0.75 МПа; Е_b = 23000 МПа; г_b1 = 0.9

R_s = 415 МПа; R_sw = 300 МПа; Е_s = 2.0 · 10⁵ МПа;

о_R = 0.502

Для о = 0.15 находим б_m = о (1 - 0.5 о) = 0.139. Тогда рабочая высота плиты:

мм

h_pl = h_0f + a = 70+15 = 85 мм принимаем 90 мм

Окончательные размеры плиты h_pl = 9.0 см; h_{0 f} = 7.5 см

Определение площади рабочей арматуры. Требуемая площадь рабочей арматуры определяется для расчетного прямоугольного сечения плиты с размерами h_pl Ч b = 9.0 Ч 100 см. При этом площадь сечения стержней сетки непрерывного армирования С - 1 определяется для М = М₂ = 4.54 кНм, а сетки С - 2 дополнительного армирования крайних пролетов и над первыми промежуточными второстепенными балками на величину М₁ - М₂ = 5.22 - 4.54 = 0.68 кНм

Для б_m = 0.015 находим < о_R = 0.502

мм²

Принимаем сетку по сортаменту (Прил. 4.2). Итак, С - 2 принята как сетка № 31 (A_s=48.2мм²)

Определяем сетку С - 1

Этому значению б_m соответствуют о = 0.108 < о_R = 0.502

мм²

Принимаем сетку С-1 № 2 с площадью продольной арматуры А_s = 171.9мм² (Прил. 4).

L - длина сетки, мм; С₁ и 20 - длина свободных концов продольных и поперечных стержней сетки.

Расположение сеток в плите производится по рисунку 3.

Рисунок 3. Схема армирования плиты рулонными сетками с продольной рабочей арматурой

1.2 Расчет и конструирование второстепенной балки

Определяем расчетные пролеты балки:

l₀₂ = 6000 - 300 = 5700 мм

l₀₁ = 6000 - 0.5 · 300 - 250 + 0.5 · 120 = 5660мм

Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м. п. второстепенной балки:

постоянная нагрузка от собственного веса плиты и пола:

g_f B = 3.745 · 2.35 = 8.8 кН/м.

постоянная нагрузка от собственного веса ребра балки

g_pr = (h_pb - h_pl) b_pb г г_f = (0.45 - 0.09) · 0.2 · 25 · 1.1 = 1.98 кН/м

суммарная постоянная нагрузка на балку

g_pb = 8.8 + 1.98 = 10.78 кН/м;

погонная временная нагрузка

v_pb = vB = 10 · 2.35 = 23.5 кН/м

полная погонная нагрузка на балку

q_pb = (10.78 + 23.5) · 0.95 = 32.56 кН/м

(0.95 - коэффициент надежности по уровню ответственности).

Определяем значения изгибающих моментов и перерезывающих сил в расчетных сечениях второстепенной балки:

кНм

кНм

кНм

Q_A = 32.56 · 5.66 · 0.4 = 73.71 кН;

Q^Л_В = 32.56 · 5.66 · 0.6 = 110.57 кН;

Q^ПР_В = 32.56 · 5.7 · 0.5 = 92.8 кН;

Уточняем размеры поперечного сечения балки, принимая _m = 0.289.

мм

h_pb = h₀ + a = 410+ 35 = 445 < 450 мм, т.е. предварительно принятое значение высоты и ширины сечения балки является достаточным и окончательным и далее в расчетах значение равно h_pb = 450 мм, при этом

h₀ = h - a = 450 - 35 = 415 мм.

Определяем размеры расчетных сечений, принимаемых согласно рис. 4:

Рисунок 4. Расчетные сечения второстепенной балки

Уточняем ширину свесов, вводимых в расчет для пролетных сечений имея в виду наличие поперечных ребер (главные балки), установленных с шагом равным расчетному пролету второстепенных балок l₀ = 5800 мм.

0.1; мм

< 2350 мм

(2350 мм - расстояние между осями второстепенных балок)

Принимаем:

для пролетных сечений - b'_f = 2100 мм; h₀ = 415 мм; h'_f = 90 мм;

для опорных сечений - b h₀ = 200 415 мм.

Расчет площади сечений рабочей арматуры ведется для арматуры класса А400 (А-III), R_s = 355 МПа, характеристики прочности бетона и граничной высоты сжатой зоны аналогичны принятым для плиты.

Определяем рабочую арматуру для пролетных (тавровых) сечений при расчетных значениях М₁ = 94.82 кНм и М₂ = 66.12 кНм.

Проверяем условие, определяющее принципиальное (в полке или ребре) положение нейтральной оси в расчетном сечении при действии вышеупомянутых усилий.

Максимальный момент, воспринимаемый при полностью сжатой полке расчетного сечения (х = h'_f), равен

Нмм = 534.96 кНм

Так как, М_f М₁ (и тем более М₂), то фактически нейтральная ось во всех пролетных сечениях находится в пределах полки и расчет производится как для прямоугольных сечений с размерами b h₀ = b'_f h₀ = 2100 415 мм.

При этом:

в первом пролете

_{m R} = 0.390 (см. Прил. 2)

мм²;

во всех средних пролетах

_R = 0.390

мм²;

для промежуточных опор (с обеих сторон) М_С = М_В = 74.5 кН, а расчетное сечение - прямоугольное b h₀ = b'_pb h₀ = 200 415 мм.

_R = 0.390

Для _m = 0.282

мм²

Усилие, воспринимаемое сеткой над опорами В (С) R_sA_sВ = 355 606.3 = 215.23 кН.

A_s1 = 638.52 мм² принимаем 2 Ш 22 A_s = 679 мм²

A_s2 = 431.94 мм² принимаем 2 Ш 18 A_s = 509 мм²

A_sb = 606.3 мм² принимаем сетку № 54

(2A_s = 670.6 мм²)

Расчет поперечной арматуры. Расчет ведем для наиболее опасного наклонного сечения на действие максимальной поперечной силы;

В качестве поперечной арматуры принимаются стержни класса А240 (А-I) (R_sw = 170 МПа). Диаметр поперечной арматуры d_sw принимаем по условиям свариваемости для максимального диаметра продольной рабочей арматуры; принимаем d_sw = 6 мм, число каркасов - 2; площадь сечения поперечной арматуры А_sw = 2 · 28.3 = 56.6 мм²; Е_s = 2 · 10⁵ МПа; шаг поперечных стержней в первом приближении должен соответствовать условиям: s_w = 150 мм ? 0,5 h_o и не более 300 мм.

Выполняем предварительные проверочные расчеты. Условие обеспечения прочности по наклонной полосе между двумя наклонными трещинами (п. 6.2.33 [2])

кН,

где.

Q > = 110.57 кН (и следовательно, это условие выполняется для всех приопорных участков). Проверяем необходимость постановки поперечной арматуры из условия обеспечения прочности по наклонному сечению

,

кН < 110.57 кН

Так как Q_b,min < , то требуется расчет прочности арматуры по условию обеспечения прочности сечения на действие поперечных сил.

Принимаем по требованиям конструирования шаг и диаметр поперечной арматуры слева от опоры В (2Ш6 мм (A-I), s_w = 150 мм, А_sw = 56.6 мм²). Усилие в поперечной арматуре на единицу длины элемента:

кН/м (или Н/мм)

Проверяем условие учета поперечной арматуры

кН/м

и, следовательно, коррекции значения q_sw не требуется. Значение M_b определяем по формуле:

H мм

Определяем длину проекции опасного наклонного сечения с.

кН/м (Н/мм).

Поскольку, мм, значение с принимаем равным 1275 мм > 2 h₀ = 830 мм. Тогда, с₀ =2 h₀ = 830 мм и Q_sw = 0.75 • 64.15 • 830 = 70.4 кН;

Н = 27.3 кН

кН

Проверяем условие:

кН > Q = 75.76 кН

т.е. прочность наклонных сечений обеспечена. В заключении необходимо проверить условие, исключающее появление наклонной трещины между хомутами

мм > s_w = 150 мм

Условие выполняется.

2. Расчет и конструирование сборной железобетонной колонны

2.1 Исходные данные для проектирования

Требуется запроектировать среднюю колонну 1 этажа многоэтажного промышленного здания при ниже приведенных данных:

Конструктивная схема рисунок 1.

число этажей: n = 3

высота этажа: Н = 4.1 м

район строительства: г. Орел

(IV снеговой район)

снеговая расчетная нагрузка: 1.8 кН/м²

расчетная грузовая площадь: 42.3 м²

коэффициент надежности по назначению: 0.95

2.2 Определение расчетных усилий

Таблица 2 - К определению нагрузок на среднюю колонну первого этажа

Характер нагружения	Вид нагрузки	Обозначение	Размерность	Исходное расчетное значение	Грузовая площадь, м2 (м)	Расчетное усилие, кН
	От собственной массы колонн	gc	-	-	-	41.95
	От массы плит перекрытия и пола	gf, pl	кН/ м2	3.82	42.3Ч2	323.172
Постоянная	От собственного веса главных балок 0.75Ч0.3Ч25Ч1.1=6.18	grib	кН/ м	6.18	3 Ч 7.05	130.87
	От собственного веса второстепенных балок 0.45Ч0.2Ч25Ч1.1=2.475	gt	кН/ м	2.475	3 Ч 6	44.5
	От массы покрытия	grib	кН/ м2	3.41	42.3	144.24
	Итого постоянная	Nconst				Nconst =685
	Полная снеговая, в том числе:	рs	кН/ м2	1.8	42.3	Ns = 76.14
	- кратковременная	рs, sh	кН/ м2	1.26	42.3	Ns, sh = 53.29
Временная	- длительная (30 %)	рs, l	кН/ м2	0.54	42.3	Ns, l = 22.85
	Полезная полная, в том числе:	v	кН/ м2	10	42.3Ч3	Nv = 1269
	- кратковременная	vsh	кН/ м2	2	42.3Ч3	Nv, sh = 253.8
	- длительная	vl	кН/ м2	8	42.3Ч3	Nv, l = 1015.2
	Полная, в том числе:	Nt = Nconst + Ns + Nv =	2030.14
Суммарная	- кратковременная	Nsh = Ns, sh + Nv, sh =	307.09
	- длительная	Nl = Nconst + Ns, l + Nv, l =	1723.05

Предварительно задаемся сечением колонн b_с Ч h_с = 35 Ч 35 см;

Определяем полную конструктивную длину колонны

Н_с = 3Ч4.1+0.5+ 0.15 = 12.95 м,

где h_зад = 0.5 - глубина заделки колонны в фундамент.

Расчетная нагрузка от массы колонны (без учета веса защемляемого участка колонны) кН

Расчетные усилия с учетом коэффициента надежности по ответственности г_n = 0.95 будет иметь следующие значения:

полное - кН,

длительное - кН,

кратковременное - кН.

2.3 Расчет площади рабочей арматуры

Нормируемые характеристики бетона и арматуры

Принимаем: бетон класса В30, г_b1 = 0.9 (г_b1 R_b = 0.9 · 17 = 15.3 МПа); арматура класса А400 (R_sc = 355 МПа).

Проводим необходимые поверочные расчеты:

расчетная длина колонны 1^го этажа с учетом защемления в фундаменте

м;

гибкость колонны < 20 и, следовательно, расчет ведется в предположении наличия только случайных эксцентриситетов методом последовательных приближений.

мм²,

где ц = 0.8 - предварительно принятое значение для ориентировочной оценки площади арматуры А_{s, tot} .

Принимаем для поверочных расчетов 4 Ш 22 А400 с площадью 1520 мм².

Уточняем расчет колонны с учетом принятого значения А_{s, tot} = 1520 мм² и значение ц = 0.9

Тогда фактическая несущая способность колонны

кН > 1928.5 кН,

то есть, прочность колонны обеспечена.

Проверяем достаточность величины принятого армирования

м_max > > м_min = 0.001, т.е. условие удовлетворяется.

Назначение поперечной арматуры. Класс арматуры хомутов А240, диаметр d_w ? 0.25 d = 0.25 • 22 ? 6 мм.

Принимаем d_w = 8.0 мм.

Каркас сварной, поэтому шаг хомутов s_w ? 15 d = 330 мм, s_w = s_max = 300 мм.

3. Расчет и конструирование центрально нагруженного фундамента под колонну

3.1 Исходные данные для проектирования

Расчетное усилие в заделке - N_fun = 1928.5 кН;

Нормативное усилие- N ⁿ_fun = N_fun : г_fm = 1928.5 : 1.15 = 1676.95 кН;

Условная (без учета района строительства

и категории грунта) глубина заложения - Н_f = 1.5 м

Расчетное сопротивление грунта (по заданию) - R_гр = 0.26 МПа

Средний вес единицы объема бетона фундамента

и грунта на его уступах - г_m = 20 кН / м³

Фундамент проектируется монолитным, многоступенчатым

из тяжелого бетона класса В15 (г_b1 = 0.9) - R_bt = 0.675 МПа

Армирование фундамента выполнить арматурой класса А400 (R_s = 355 Мпа)

3.2 Определение геометрических размеров фундамента

Требуемая площадь сечения подошвы фундамента

мм² = 7.29 м².

Размер стороны квадратной подошвы

м.

Назначаем а = 2.7 м, тогда давление под подошвой фундамента при действии расчетной нагрузки

Н/мм² = 264 кН/м².

Рабочая высота фундамента из условия прочности на продавливание

мм;

мм (а_з = 35 ч 70 мм - толщина защитного слоя)

По условию заделки колонны в фундамент

мм.? 780 мм

По условию анкеровки сжатой арматуры (арматура колонны) диаметром 22 А400 в бетоне класса В30

мм,

где л _an = 20.

Слагаемые (200 + 50) - первое слагаемое определяет минимальную (по условию продавливания) толщину днища стакана, а второе - зазор между дном стакана и низом колонны.

С учетом удовлетворения всех требований принимаем окончательно двухступенчатый фундамент: мм, мм, высоту нижней ступени h₁ = 400 мм .

Проверяем соответствие рабочей высоты нижней ступени h_{0 1} по условию прочности по поперечной силе, действующей в сечении III - III. На 1 м ширины этого сечения поперечная сила равна

кН.

Минимальное значение поперечной силы , воспринимаемое бетоном

Н = 118.1 кН > Q₁ = 117.48 кН.

То есть, прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.

Ширина второй ступени определена геометрически и составляет мм. фундамент арматура колонна

Проверяем прочность фундамента на продавливание по поверхности пирамиды

,

где кН - усилие продавливания;

м² - площадь основания пирамиды продавливания;

м - усредненный периметр сечения пирамиды продавливания;

F = 1065.22 Н = 2128.6 кН,

т.е. условие прочности на продавливание удовлетворяется.

3.3 Определение площади рабочей арматуры

Изгибающие моменты в расчетных сечениях фундамента

= 200.475 кНм,

= 484.6 кНм.

Необходимая площадь сечения арматуры для каждого направления на всю ширину фундамента определяется как большее из двух следующих значений

мм²,

мм².

Нестандартную сетку принимаем с одинаковой в обоих направлениях с рабочей арматурой 14 14 А400 (А_s = 2154 мм²) и шагом 200 мм.

Проверяем достаточность принятого армирования фундамента



Заключение

При строительстве зданий и сооружений широко применяются сборные и монолитные железобетонные конструкции с обычным и предварительно напряженным армированием. Данный проект показывает сложность комплекса расчетов и графических работ по изготовлению, транспортированию и эксплуатации конструкций.

В данном проекте были приведены расчеты не только отдельных элементов, но и схемы работы конструкции в целом, взаимная увязка элементов, конструктивные решения узлов здания.

Список использованной литературы

1. Учебное пособие к выполнению курсового проекта № 1 по железобетонным конструкциям: "Железобетонные и каменные конструкции". Расчет и конструирование элементов перекрытий многоэтажного здания. Б.И. Пинус, В.В. Кажарский.

2. Автоматизированное проектирование железобетонных и каменных конструкций. Н.А. Бородачев.

3. СНиП 52-01-2003 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. М.: ГУП НИИЖБ, ФГУП ЦПП, 2004.

4. СТО ИрГТУ 005-09 "Система качества подготовки специалистов. Оформление курсовых и дипломных проектов".

Размещено на Allbest.ru

...