Размещено на http://www.allbest.ru/

Министерство образования и науки Российской Федерации

Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение высшего образования

Строительный факультет

Кафедра Железобетонные и каменные конструкции

КУРСОВОЙ ПРОЕКТ

Тема: «Железобетонные конструкции многоэтажных промышленных зданий»



Содержание

1. Проектирование плиты с круглыми пустотами

1.1 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы

1.2 Определим потери предварительных напряжений

2. Неразрезной ригель

2.1 Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

2.2 Сборная железобетонная колонна и центрально нагруженный фундамент под колонну

3. Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами

Список литературы



1. Проектирование плиты с круглыми пустотами

По результатам компоновки конструктивной схемы перекрытия принята номинальная ширина плиты 2100 мм. Расчетный пролет плиты при опирании на ригель поверху

l0=Sпрод-b/2=5800- 250/2=5675 мм=5.675 м.

Подсчет нагрузок на 1м2 перекрытия приведен в табл. 1.

Таблица 1 Нагрузки на 1м2 перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка кН/м2
Постоянная: от массы плиты	0,12·25= 3,0	1,1	3,3
от массы пола (по заданию)	1,1	1,2	1,32
Итого:	gн=4,1	-	g=4,62
Временная: по заданию	7,5	1,2	u=9,0
В том числе:длительная	6,0	1,2	7,20
кратковременная	1,5	1,2	1,80
Полная нагрузка:	11,6	-	q=g+u=13,62
В том числе постоянная и длительная	10,1	-	-

Расчетные нагрузки на 1м2 длины при ширине плиты 2,1 м, с учетом коэффициента надежности по назначению здания 1,1 (класс сооружения КС-3).

· для расчетов по первой группе предельных состояний:

q = 13.622.1 1.1= 31.46 кН/м

· для расчетов по второй группе предельных состояний:

полнаяqtot= 11.6*2.1*1.1= 26.79 кН/м

длительнаяql= 10.1*2.1*1.1 = 23.33 кН/м

Расчетные усилия:

· для расчетов по первой группе предельных состояний:

,

,

· для расчетов по второй группе предельных состояний:

,

,

Нормативные расчетные характеристики тяжелого бетона класса B35:

Rbn =Rb.ser=25,5МПа; Rb=19,5МПа; Rbtn=Rbt.ser=1,95МПа; Rbt = 1,3МПа; Ев =34500 МПа.

Назначаем величину предварительного напряжения арматуры, классаА1000,находим расчетное значение сопротивления арматуры: Rs=870МПа; Rs.ser=Rsn =1000МПа; Еs=200000МПа.

Назначение величины предварительного напряжения арматуры:

<9

300МПа<<900 МПа

850 МПа



Расчетплитыпопредельнымсостояниямпервойгруппы

Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси, M=126.65кНм.

h'f /h =31/220=0.141>0,1расчетная ширина полкиb'f=2060мм,

h0=h-a=220-30=190мм,

Проверяем условие(3.23) [9]:

,

,

т.е. граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b=b'f=2060мм.

Определим значение

,

Принимаем оR=0.51при ?sp/= 0,97.

Требуемую площадь сечения арматуры вычисляем по формуле (3.10)[9], для этого определяем

,

и коэффициент гs3учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучестигs3 =1,1.

Вычислим требуемую площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры:

,

Принимаем 1010(=785 мм2).

Расчет полки на местный изгиб

Расчетный пролет равен

Нагрузка на 1м2 полки толщиной 31мм

,

Изгибающий момент для полосы шириной 1м определяем с учетом заделки полки плиты в ребрах по формуле:

,

Размещаем арматурную сетку в середине сечения полки, тогда

.

Назначаем диаметр рабочей арматуры сетки 3 мм класса В500 (Rs=435 МПа бr=0.372).

Тогда, при

<,

Требуемая площадь продольной рабочей арматуры сетки на ширине 1м будет равна:

,

Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой Ш3 В500 с шагом s=200 мм. (Ш3 В500 =7,1мм2)

Проверка прочности плиты по сечениям,наклонным к продольной оси

Поперечная сила на опоре Qmax= 89,26 кН, сплошная равномерно распределенная нагрузка q1 = q = 31,46кН/м, геометрические размеры расчетного сечения даны на рисунке 1, б.

Поскольку п. 5.12 [9] допускает не устанавливать поперечную арматуру вмногопустотных плитах, то выполним сначала проверку прочности наклонныхсечений плиты на действие поперечной силы при отсутствии поперечной арматуры согласно п. 3.40 [9].

Проверяем условие (3.70) [9]. Так как кн>кН,

условие выполняется.

Проверяем условие (3.71) [9].принимая приближенно значение Qb=Qb,min , авеличину проекции опасного наклонного сечения с = h0 (минимальное значение).

Определение усилия обжатия от растянутой арматуры

кН.

(коэффициент 0,7 учитывает, что потери предварительного напряжения приблизительно будут равны 0,3).

Определение площади бетонного сечения плиты без учета свесов сжатой полки

мм2

соответственно получим:

, тогда

,

Находим Qb,min= 0,5цn Rbt bh0 = 0,5·1.205·1.3·311·190 =46282 Н=46,28кН.

Поскольку Q=Qmax - q1c =89,26-31,46·0,19= 83,28 кН>Qb,min=46.28 кН, то дляпрочности наклонных сечений плиты требуется поперечная арматура.Так как условие Q<Qb,minне выполняется.

Устанавливаем в каждом ребре плиты плоский каркас с поперечными стержнями из арматуры класса В500, диаметром 3 мм (Asw=6*7.1=42.4мм2, Rsw= 300МПа), с шагом sw=90мм<h0/2=190/2=95мм.

Прочность бетонной полосы проверяем из условия (3.49)[9].

0,3Rbbh0=0.3*19.5*311*190=345676 H=345.6kH>Qmax=89.26 kH. т.е.

прочность бетонной полосы обеспечена.

Прочность по наклонным сечениям проверяем по условию (3.50)[9].

По формуле (3.55)[9] определим усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента

= =141.33H/мм.

Проверим условие (3.56)[9]:

0,25цnRbtb= 0,25*1,205*1,3*311=121,79<=141.33H/мм,

т.е. условие выполняется, и Мb будем находить по формуле (3.52)[9]:

Мb=1,5цnRbtb=1.5*1.205*1.3*311*1902=26.38*106H/мм.

Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с и проекцию наклонной трещины с0 согласно п.3.33[9].

Так как ==916мм>==436.26,

то с==916мм, но так как 3h0=3*190=570мм<с, принимаем с=3h0=570мм. Поскольку с0=с=570 >2h0=2*190=380, принимаем с0 =380мм.

Тогда Qb=Мb/с=26380000/570=46280,7Н=46,28кН=46.28= Qb,min.

Проверяем условие (3.50)[9], принимая Q в конце наклонного сечения, т.е. Q=Qmax - q1c =89,26-31,46·0,57=71,32кН.



Qb+0.75с0=46.28+0.75*141.33*0.38=86.55>Q=71.32kH. т.е.

прочность наклонного сечения обеспечена.

Согласно п.3.36[9] определим sw,maxпо формуле (3.67)[9]

sw,max===197.03>sw=90мм,

т.е. требования и п.3.36[9] удовлетворены.

Рис 1. Поперечное сечение плиты с овальными пустотами -основные размеры;

1.1 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы

Согласно требованиям п. 8.2.6 [5], представленным в таблице IV.4 приложения IV, в плите, армированной напрягаемой арматурой класса А1000 диаметром 9 мм, допускается предельная ширина продолжительного раскрытия трещин acrc,uit= 0,2 мм и непродолжительного - acrc,ult= 0,3 мм.

По таблице Е.1 поз. 2 [12] для расчетного пролета 5,575 м относительное значение предельного прогиба из эстетико-психологических требований равно

1/150-(1/150- 1/200)·(5,675 - 3)/(6 - 3) = 0,00518,

и следовательно, величина предельного прогиба составляет fult= 0,00513 · 5675 = 29.39 мм.

Геометрические характеристики приведенного сечения плиты, рассчитанные ЭВМ, имеют следующие значения:

• площадь бетонного сечения A= 0.2279·106 мм2;

• площадь приведенного сечения Ared= 0.2325·106 мм2;

• статический момент приведенного сечения Sred= 0.2521·108 мм ;

• расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения у = 108,4 мм;

• момент инерции приведенного сечения Ired= 0.1472·1010 мм4;

• момент сопротивления приведенного сечения Wred= 0.1358·108 мм ;

• расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки r=58.4 мм;

Назначаем передаточную прочность бетона Rbp=25 МПа, удовлетворяющую требованиям п. 6.1.6 [5].

1.2 Определим потери предварительных напряжений

Потери от релаксации напряжений в арматуре согласно п.9.1.3 [5] равны

Дуsp1 =(0,22 - 0.1)уsp=(0,22* - 0.1)850 =73,95 МПа.

Потери от температурного перепада при электротермическом способе натяжения арматуры на упоры формы отсутствуют, так как форма нагреваетсявместе с изделием, т.е.

Дуsp2 = 0

При электротермическом способе натяжения арматуры потери Дуsp3 = 0 иДуsp4= 0.

Полные значения первых потерь предварительного напряжения арматурынаходим по формуле:

Тогда усилие обжатия с учетом первых потерь будет равно:

Asp(уsp-)=785*(850-73.95)=609.2kH.

В связи с отсутствием в верхней зоне напрягаемой арматуры эксцентриситет усилия обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения будет равен =y-ap=108.4-30=78.4мм.

Проверим максимальное сжимающее напряжение в бетоне bpот действияусилия P(1) , вычисляя bpпо формуле (9.14)[5] при ys= y =108,4 мм и принимая изгибающий момент от собственного веса плиты равным нулю:

<0.9 Rbp=0.9*25=22.5т.е.

требование п. 9.1.11 [5] выполняется.

Определим вторые потери напряжений согласно пп.9.1.8 и 9.1.9 [5].

Потери от усадки равны



=еb,shEs=0,0002·200000=40 МПа,

где еb,sh=0,0002 -деформация усадки бетона классов В35 и ниже.

С учетом тепловой обработки бетона при атмосферном давлении (по заданию) необходимо умножить полученный результат на коэффициент 0,85. Тогда окончательно получим

=40*0,85=34Мпа.

Для нахождения потерь от ползучести бетона вычислим напряжение в бетоне в середине пролета балки от действия силы P(1)и изгибающего момента Mwот массы плиты.

Нагрузка от собственной массы плиты (см. табл. 1)равна:

, тогда

,

Напряжение уbpна уровне напрягаемой арматуры (т.е. при ysp=e0p1), будет равно:

,

,

Напряжения у`bpна уровне крайнего сжатого волокна при эксплуатации соответственно будут равны:

,



,

Потери от ползучести бетона определяем по формуле (9.9)[5], принимая значенияи Ebпо классу бетона равному Rbp= 35 МПа, поскольку принятая передаточная прочность бетона больше 70% класса бетона В35,т.е. Rbp=25MПа>0,7*35=24,5МПа. По таблицам I.3 и I.4 приложения I находим

Eb=34500 МПа, цbcr= 2,1(при влажности 50%).

Тогда потери от ползучести соответственно будут равны:

* на уровне растянутой напрягаемой арматуры

,

,

Гдеa=Esp/ Eb=200000/34500 = 5.797

=Asp/A=785/227900=0.00344

С учетом тепловой обработки бетона при атмосферном давлении (по заданию) необходимо умножить полученный результат на коэффициент 0,85. Тогда окончательно получим

=33.569*0,85=28.53Мпа.

* на уровне крайнего сжатого волокна потери напряжений от ползучести при отсутствии арматуры в сжатой при эксплуатации зоне бетона составят:



=0,8*a=0,8*2,1*5,797*0,92=8,959МПа.

С учетом тепловой обработки получим

,

Полные значения первых и вторых потерь предварительного напряжения арматуры составляют:

,

,

С учетом всех потерь напряжения в напрягаемой арматуре будут равны:

,

Усилие обжатия с учетом всех потерь определяем по формуле[9]

,

Эксцентриситет усилия обжатия Pотносительно центра тяжести приведенного сечения будет равен e0p= e0p1= 78,4мм.

Выполним проверку образования трещин в плите для выяснения необходимости расчета по ширине раскрытия трещин и выявления случая расчета по деформациям.

Определяем момент образования трещин по формуле (9.36)[5]:



,

,

Поскольку Mtot= 107,84 кН·м<Mcrc=109,724 кH·м, то трещины в сжатой зонене образуются,т.е. не требуется расчет ширины раскрытия трещин.

Определение прогиба плиты в середине пролета от действия постоянных и длительных нагрузок выполняем в соответствии с требованиями пп.4.16-4.20 и 4.24[9].

Для нахождения кривизны определим значения модулей деформации сжатого бетона и коэффициентов приведения арматуры к бетону:

· При непродолжительном действии нагрузок.

Eb1=0,85Eb=0,85*34500=29325 МПа; б=Es/Eb1=200000/29325 = 6,82;

· При продолжительном действии нагрузок.

Eb1,l===11129МПа; б= Es/Eb1,l=200000/11129=17,97.

Определяем характеристики приведенного сечения:

· При непродолжительном действии нагрузки:

Ared=A+бAsp=486*143.1+2*38.45*2060+6.22*785=233314.3мм2=0.233314*106мм2

Sred=S+бAspap=486*143.1*(220/2)+2060*38.45*(220-38.45/2)+ +2060*38.45*(38.45/2)+6.82*785*30=0.2523*108мм3

y=Sred / Ared=0.2523*108/0.233314*106=108.14мм



Ired=I+бAsp=486*143.13/10+486*143.1*(110-108.4)2+2060*38.453/10+2060*38.45*(220-108.14-38.45/2)2+ 2060*38.453/10+2060*38.45*(108.14-38.45/2)2+ 6.82*785*(108.14-30)2= =0.1504*1010мм4

· При продолжительном действии нагрузки:

Ared=A+бAsp=486*143,1+2*2060*38,45+17,97*785=0,242*106мм2

Sred=S+бAspap=0,2549*108мм3

y=Sred / Ared=0,2549*108/0,242*106=105,3мм

Ired=I+бAsp=486*143,13/10+486*143,1*(110-105,3)2 + 2060*38,453/10+ 2060*38,45* (220-105,3-38,45/2)2 +2060*38,453/10+ 2060*38,45*(107,4-38,45/2)2 +17,97*785*(105,3-30)2 =0,1556*1010 мм4

Находим кривизну балки при продолжительном действии постоянной и длительной нагрузок по формуле[9]:

,

Кривизны от усилия предварительного обжатия Р будут равны:

· От непродолжительного действия усилия предварительного обжатия

,

· От продолжительного действия усилия предварительного обжатия



,

Кривизна, обусловленная выгибом балки вследствие усадки и ползучести бетона от усилия предварительного обжатия составляет:

,

Гдеуsb = Дуsp5+ Дуsp6 = 34+28.53=62.53

Иуsb'= Дуґsp5+ Дуґsp6 = 34+7.61=41.61

Находим:

=+=0,1545.

Поскольку менее кривизны от усилия предварительного обжатия при продолжительном его действии, то принимаем =0,2535*10-5. Тогда полная кривизна от действия постоянных и длительных нагрузок будет равна:

,

Прогиб балки определяем по формуле (4.25)[9] принимая согласно таблице

IV.8 приложения IV значение S= 5/48 :



,

f=9.68<fult=29.39мм



2. Неразрезной ригель

Назначаем предварительные размеры поперечного сечения ригеля.

Высота сечения h=(1/10...1/12)l=(1/10...1/12)6300= 600.

Ширина сечения ригеля b= (0,3 ... 0,4)h= 250 мм.

Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля. Нагрузка на ригеле от многопустотных плит считается равномерно распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу колонн в продольном направлении здания 5.8м. Подсчет нагрузок на 1 м перекрытия приведен в таблице 1.

Постоянная нагрузка на ригель будет равна:

• от перекрытия (с учетом коэффициента надежности по классу сооружениягn = 1.1)

gпер=g*L1*гn=4,62· 5,8·1,1=29.47 кН/м;

• от веса ригеля (сечение 0,25 Ч 0,65 м, плотность железобетона р =25 кН/м , с учетом коэффициентов надежности гf=1,1 и уп =1,1),

gp=B*h*с*гn* гf=0,25·0,6·25·1,1·1,1=4,53кН/м.

Итого: g=gпер +gp=29,47+4,53=34кН/м.

Временная нагрузка (сучетом гп=1,1)

хp=L1*х*гп=9 · 5,8· 1,1=57,42кН/м.

Полнаянагрузкаq= g+v= 34+57,42=91,42кН/м.



2.1 Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

Уточнённые размеры сечения ригеля 0.25х0.6м.

Сечение в пролете, М=333,2кН·м, h0=600 - 60 =540 мм. Подбор продольной арматуры производим согласно п. 3.21 [7].

Вычисляем бm = М/(Rb·b·h0І) =333,2·106/(17·250·5402)=0,268<бr=0,391

Требуемую площадь арматуры вычислим по формуле:

,

Принимаем 6Ш22A400 (As= 2281 мм2).

Сечение на опоре М =227 кН·м, h0 =600-45 =555 мм

бm= 227·106/(17·250·555І) = 0.173< бr= 0.391

,

Принимаем 3Ш25 A400 (As= 1473 ммІ).

Монтажную арматуру принимаем 3Ш12 A400 (As= 339 ммІ)

Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

Qmax=310,8 кН, q1= q= 91,42кН/м (Н/мм).

Определим требуемую интенсивность поперечных стержней согласно п. 3.33, б [7], принимая в опорном сечении h0=567 мм. (а=22+22/2=33>h0=h-а=600-33=567мм)

Mb=1,5Rbtbh02= 1,52502 = 138,64кНм

НаходимQb1

Поскольку Qb1>2Mb/h0-Qmax=2138.64/0.567-310.8=178.22кН,

то требуемую интенсивность поперечных стержней qswопределяем по формуле (3.52)[7], так как

Qb1>Rbtbh0 =0,9250612=137812,5кН

,

При этом соблюдается условие(3.49)[7]:

,

По условию сварки принимаем поперечные стержни Ш8 класса В500(Rsw=300 МПа); при трех каркасах в расчетном сечении получим Аsw = 151 мм2 ; требуемый по расчету шаг поперечных стержней должен быть равен:

,

Согласно п. 5.21 [7] шаг поперечных стержней у опоры должен быть не более

0,5h0= 0,5·567 = 283,5 мм и не более 300 мм. Максимально допустимый шаг поперечных стержней вычисляем по формуле (3.60)[7]:



мм

Принимаем шаг поперечных стержней у опоры sw1= 270мм, удовлетворяющий расчетным и конструктивным требованиям с фактической интенсивностью поперечных стержней вычисляем по формуле (3.60)[7]:

,

Шаг поперечных стержней в пролете ригеля должен быть не более

0,75h0= 0,75·567 = 425,25 мм и не более 500 мм. Принимаем шаг поперечных стержней в пролете sw2 =420 мм, удовлетворяющий конструктивным требованиям с фактической интенсивностью поперечных стержней:

,

Для определения минимальной длины участка ригеля с интенсивностью поперечных стержней qsw2в соответствии с п. 3.34[7] находим

,

Так как <q1 = 91,42Н/мм, то величину l1вычисляем по формуле (3.58)[7]:



,

но поскольку c = 1,72м 3h0= 3·0,567 =1,701, принимаем c = 1,701м; с учетом условия с0= с, но не более 2 h0, принимаем с0= 2·0,567 = 1,134м.

При конструировании ригеля фактическая длина l1принимается с учетом длины обрываемых стержней продольной рабочей арматуры.

Проверяем прочность наклонной полосы между наклонными трещинами по условию (3.43) [7]:

0,3Rbbh0=0,3·17·250·567=729,925кH>Qmax=310,8кН, следовательно, прочность и наклонной полосы обеспечена.

Построение эпюры материалов выполняем с целью рационального конструирования продольной арматуры ригеля в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов.

Определяем изгибающие моменты, воспринимаемые в расчетных сечениях, по фактически принятой арматуре.

Сечение в пролете с продольной арматурой 3Ш22А400, As= 1140 мм2;

x=RsAs/(Rbb) =350·1140/(17·250) = 93,88мм, о=x/h0=93,88/567=0,165<оR=0,533;тогда

Mult=RsAs(h0-0,5x)=350 · 1140(567- 0,5·93,88)=207,5· 106Н·мм = 207,5кН·м

Сечение в пролете с продольной арматурой 6Ш22А400,As=2281 мм2;

x = 350·2281/(17·250) = 187,84мм, о = 187,84/537 = 0,349оR= 0,533;

тогда Mult=350·2281(537- 0,5·187,84) = 353.7·106Н·мм =353.7кН·м.

Сечение в пролете с конструктивной арматурой в верхней зоне 3Ш12А400, As= 339 мм2;

x = 350·339/(17·250) = 27,9.мм,

тогдаMult=350·226(562 - 0,5·27,9)=65.02· 106Н·мм = 65.02кН·м.

Сечение у опоры с арматурой в верхней зоне 3Ш25А400, As=1473мм2;

x=350·1473 / (17·250)=121.3мм, о =121.3/562=0,215<оr=0,533;

тогда Mult=350·1473(562 - 0,5·121.3)= 258.5·106Н·мм = 258.5кН·м.

Пользуясь полученными значениями изгибающих моментов, графическим способом находим точки теоретического обрыва стержней и соответствующие им значения поперечных сил.

Вычисляем необходимую длину заведения обрываемых стержней за точки теоретического обрыва для обеспечения прочности наклонных сечений на действие изгибающих моментов согласно п. 3.47 [7].

Для нижней арматуры по эпюре Qmaxграфическим способом находим поперечную силу в точке теоретического обрыва стержней Ш22мм Q= 150.4кН. полка плита арматура ригель

Поскольку h0=0,567м

Длину заведения обрываемыхстержней за точки теоретического обрыва вычисляем по формуле (3.79)[7]:

,

Для верхней арматурыШ25мму опоры по эпюреQmin= 108,5кН.

Длину заведения обрываемыхстержней за точки теоретического обрыва вычисляем по формуле (3.79)[7]:



,

2.2 Сборная железобетонная колонна и центрально нагруженный фундамент под колонну

Определим нагрузку на колонну с грузовой площади, соответствующей заданной сетке колонн5,8·6,3 = 36,54м2 и коэффициентом надежности по назначению здания = 1.1

Вычислим постоянную нагрузку от собственного веса 1 м2 кровли (в соответствии с приложением XIII.

Таблица 2 Нагрузки на 1м2кровли

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м2
Слой гравия, втопленный в битум	0,16	1,3	0,208
Гидроизоляционный ковер -2 слоя «Унифлекс»	0,09	1,3	0,117
Цементная стяжка (д = 15 мм, с = 18 кН/м3)	0,27	1,3	0,351
минеральные плиты (д = 100 мм, с = 3 кН/м3) с = 5 кН/м3)	0,3	1,3	0,39
Пароизоляция 1 слой «бикроэласт»	0,03	1,3	0,039
И т о г о			1,105

С учетом грузовой площади постоянная нагрузка от собственного веса кровли будет равна:

,

Постоянная нагрузка от железобетонных конструкций одного этажа:

• от перекрытия 3.3· 36.54· 1.1 = 132.64 кН;

• от собственного веса ригеля:0.25 · 0.6· 6.3· 25 · 1.1· 1.1 = 28.58кН;

• от собственного веса колонны сечением:0,4 · 0,4 · 4,8 · 25 · 1,1 = 21,12кН.

Итого постоянная нагрузка на колонну первого этажа от веса всех железобетонных конструкций здания (при заданном количестве этажей - 5) будет равна:

N1= 5·(140,184+32+21,12) = 967,395.

Постоянная нагрузка на колонну от массы пола 3-х этажей:

N=4·1.2·46,2= 224,29кН

Нормативное значение снеговой нагрузкина покрытие для г. Братск (III снеговой район, Sg=1,8 кН/м2 ):

S0= 0,7·ce·ct· ·Sq= 0,7·1·1·1·1,8=1,26кН/м2

где:се= 1,0 - коэффициент, учитывающий снос снега от ветра, принят поформуле (10.4) [12];

сt= 1,0 - термический коэффициент, принят по формуле (10.6) [12];

м = 1,0 - коэффициент перехода от веса снегового покрова земли кснеговой нагрузке, принят в соответствии с п. 10.2 [12];

Расчетное значение снеговой нагрузки:



S= S0·гs=1,26·1,4=1,764кН/м2

где гf= 1,4 - коэффициент надежности по снеговой нагрузке согласноп. 10.12 [12].

При этом длительная составляющая будет равна 0,7 · 1,764= 1,235 кН/м2

С учетом грузовой площади получим следующие величины нагрузки от снега на колонну: от полной снеговой нагрузки - 1,764· 40.48=74,94 кН, а для длительной составляющей снеговой нагрузки - 1,235·42,48=52,46кН.

От полной временной нагрузки на перекрытия 4-х этажей (по заданию v = 5кН/м2) при гf = 1,2 нагрузка на колонну составит: Nпол= 3 · 5·1.2· 42,48= 1019,52 кН, соответственно длительная составляющая Nполдл= 4 · (5-1.5) ·1.2· 42,48= 555.4 кН

Суммарная величина продольной силы в колонне первого этажа будет73,45+921,195+224,29+74,94+1019,52=2313,4кН, в том числе длительно составляющая равна 73,45+921,2+224,29+52,46+713,664=2031,26кН.

С учетом класса ответственности здания при гn= 1.1 максимальная величина продольной силы в колонне составит N = 2313,4 ·1.1=2595,6 кН; в томчисле длительно действующаяNl=1985,06·1.1 = 2234,43кН.

Характеристики бетона и арматуры для колонны.

Бетон тяжелый класса В25, Rb=14,5 Мпа, Rbt=1.05 Мпа. Продольная рабочая арматура класса А400 Rsc=350 Мпа.

Расчет прочности сечения колонны выполняем по формулам п. 3.64 [3] на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом, поскольку класс тяжелого бетона ниже В35, а

.

,



,

Принимаем ==0,856

Вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры по формуле (119) [7]:

,

Принимаем 4Ш25A400.

следовательно, прочность колонны обеспечена. Так же удовлетворяются требования п. 5.16 [2] по минимальному армированию, поскольку:

,

Поперечную арматуру в колонне конструируем в соответствии с требованиями п. 5.22 [2] из арматуры класса B500 диаметром 8 мм, устанавливаемую с шагом s 15d = 420 мм, принимаем 420 мм.

Фундаментпроектируем под рассчитанную выше колонну с расчетным усилием на подколонникN=2595,6кН.

Характеристики бетона и арматуры для фундамента.

По заданию бетон тяжелый класса В25. Расчетные сопротивления бетона будут равны

Rb=14.5 МПа и Rbt= 1.05МПа.

Рабочая арматура сетки класса A400, Rs=350МПа, Rsс=350МПа.

Для определения размеров подошвы фундамента вычислим нормативное усилие от колонны, принимая среднее значение коэффициента надежности по нагрузке =1,15 , соответственно получим

,

По заданию грунт основания имеет условное расчетное сопротивление R0 = 0,25 МПа =250 кН/м2, а глубина заложения фундамента равна d= 1,7м.

Принимая средний вес единицы объема бетона фундамента и грунта на обрезах = 20 кН/м3, вычислим требуемую площадь подошвы фундамента:

,

Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менееНазначаем размер а =b=3,3м;тогда фактическая площадь подошвы фундамента составит:

A=3,32 = 10,89м2 , а давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки будет равно:

Р`s= N/A=2595,6/10,89= 238кН/м2 = 0.238МПа.

Рабочую высоту фундамента определяем по условию прочности на продавливание:

,

Тогда H1= h0+ a = 510 + 50= 560мм.

Для проектирования стыка колонны с фундаментом необходимо определить длину анкеровки сжатой арматуры колонны в фундаменте согласно требованиям п.п. 5.32-5.33[7].

Базовую (основную) длину анкеровки арматурного стержня Ш16А500 в бетоне колонны класса В25 находим по формуле (5.1)[7]:

,

где: Asиus- соответственно площадь и периметр анкеруемого арматурного стержня Ш16 мм;

Rbond- расчетное сопротивление сцепления арматуры, определяемое по формуле (5.2)[7]:

,

здесь = 2,5 для арматуры классов А400 и = 0,9 при диаметре анкеруемой арматуры ? 32 мм (= 0,9 при диаметре арматуры 36 и 40 мм).

Требуемую расчетную длину анкеровки арматуры колонны вычисляем по формуле[7]:

,

где As,cal ,As,ef- площади поперечного сечения арматуры соответственно, требуемая по расчету с полным расчетным сопротивлением и фактически установленная; б = 0,75 для сжатых стержней.

Глубина заделки колонны в фундамент должна быть не менее hc= 300 мм и по условию анкеровки арматуры не менее lan+10 =650+10=660 мм.

Принимаем глубину заделки колонны в фундамент 600 мм >590 мм. Тогда минимальная высота фундамента по сборную колонну по конструктивным требованиям будет равна = 600 мм.

Cучетом удовлетворения двух условий принимаем окончательно фундамент высотой H= 800 мм, двухступенчатый, с высотой нижней ступени h1= 300 мм.

С учетом бетонной подготовки под подошвой фундамента будем иметь рабочую высоту h0= 800 - 50 = 750 мм и для первой ступени h01 = 450 - 50 =400 мм.

Выполним проверку условия прочности нижней ступени фундамента попоперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающемся в сечении III - III. Для единицы ширины этого сечения (b= 1 мм) находим:

Q = 0,5 (а - hс -2h0)bp's= 0,5(3300 - 400 -2·750)1 · 0.238 =154,7 H.

Поскольку Qb,min=0,5Rbtbh01=0.5·1,05·1·250 = 236,5 H >Q = 154,7 Н, топрочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.

Изгибающие моменты определим:

МI = 0,1250,125·0.238·(3300 - 400)І·3300 = 825,7кH·м;

MII = 0,1250,125·0.238·(3300-800)І·3300= 285.6кH·м.

Сечение арматуры одного и другого направления на всю ширину фундамента определим из условий:

= 542.15·106 /(0,9·750·435) =20.8 см2;

= 285.6·106 /(0,9· 350·435) = 40.25 см2;

Нестандартную сварную сетку конструируем с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 27Ш14A400 (Аs=4158 мм2), соответственно получим фактическое армирование расчетных сечений



= 0,159%;

= 0,3%.

Рис. 3 К расчету колонны и фундамента: а) расчетные сеченияфундамента. б) деталь армирования фундамента.



3. Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами

Компоновка конструктивной схемы перекрытия. С учетом требований методических указаний главные балки располагаем в поперечном направлении здания, а расстояния между второстепенными балками с учетом пролета главной балки принимаем 1.8 м (1/4 номинального пролета главной балки).

Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия:

* высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок:

h = (1/12... 1/20) l= 400 мм,

b = (0,3... 0,5) h = 0,5·400 = 200 мм;

• высота и ширина поперечного сечения главных балок

h= (1/8... 1/15) l = 700 мм,

b = (0,3... 0,5) h = 400 мм;

• толщину плиты примем 70 мм.

Вычисляем расчетные пролеты плиты:

• в коротком направлении

,

,

· в длинном направлении

Поскольку отношение пролетов 5500/1600= 3.44> 2, то плита балочного типа.

Расчет монолитной плиты. Для расчета монолитной плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу шириной 1 м. Плита будет работать как неразрезная балка, опорами которой служат второстепенные балки и наружные кирпичные стены. При этом нагрузка на 1 м плиты будет равна нагрузке на 1 м2 перекрытия. Подсчет нагрузок на плиту дан.

С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1 м плиты

q = (g + v) · = (3,245+6)·1.1= 10.17кН/м.

Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий:

· в средних пролетах и на средних опорах

Мпр1 = q·l/16 = 10.17·1.62 /16 = 1,63кН·м;

· в первом пролете и на первой промежуточной опоре

Mоп2 = q·l /11 = 10.17·1.62/11 = 2,11кН·м.

Так как для плиты отношение h/l=70/1600 = 1/23>1/30, то в средних пролетах, окаймленных по всему контуру балками, изгибающие моменты уменьшаем на 20 %, т. е. они будут равны 0,8 · 1.63 = 1,184кН·м

Определим прочностные и деформативные характеристики бетона заданного класса.

Бетон тяжелый, естественного твердения, класса В25:

Rb= 14,5 МПа; Rbt = 1,05 МПа.

Для арматуры сварных сеток класса Вр500 по приложению IV. 1 находимвеличину бR = 0,376 .

Выполним подбор сечений продольной арматуры сеток плиты.

В средних пролетах, окаймленных по контуру балками и на промежуточных опорах:

h0=h - а = 70 - 20 = 50 мм

бm = М/(Rb·b ·h0І) = 1.184·106/(14.5·1000·502) = 0.0308<;

Тогда усилие в рабочей продольной арматуре сетки на ширине 1 м будет равно:

,

В первом пролете и на первой промежуточной опоре:

h0 = 70 - 25 = 45 мм.

бm = М/(Rb·b·h0І) = 2.11·106/(14,5·1000·452) = 0.072<=0.376

дополнительная сетка должна иметь несущую способность продольной арматуры:

- 27260= 21546 Н;

,

несущей способностью продольной арматурыRsAs = 27260Н.

Расчет второстепенной балки. Вычисляем расчетный пролет для крайнего пролета балки, который равен расстоянию от оси опоры на стене до грани главной балки:



l01 = l - c/2 - b/2 = 5900 - 250/2 - 400/2 = 5.575м.

Определим расчетную нагрузку на 1 м второстепенной балки, собираемую с грузовой полосы шириной, равной максимальному расстоянию между осями второстепенных балок - 1.8 м.

Постоянная нагрузка:

· от собственного веса плиты и пола (см. расчет плиты) 3.245·1.8 = 5.841кН/м;

· от веса ребра балки 0.2·(0.4 - 0.07)·25·1.1 = 1.815 кН/м;

Итого: g =7,656 кН/м.

Временная нагрузка: v = 6·1.8 = 10,8 кН/м.

Итого с учетом коэффициента надежности по назначению здания:

q = (g + v)· = 20,3кН/м.

Изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий в статически неопределимой системе будут равны:

· в первом пролете M = q·l02/11 = 20,3·5,5752 /11 = 57,36кН·м;

· на первой промежуточной опоре М = q·l/14 = 20,3·5,5752 /14 = 45,07кН·м.

Максимальная поперечная сила (на первой промежуточной опоре слева) равна

Q = 0,6·q·l = 0.6·20,3·5,575 = 67,9кН.

Проверим правильность предварительного назначения высоты сечения второстепенной балки:



,

мм, или h0+а = 232 + 45 = 277 мм <400 мм, т. е. высоту сечения увеличивать не требуется.

Согласно заданию продольная рабочая арматура для балок класса А400 (Rs= 350МПа). Для заданного класса арматуры находим по таблице IV.1 приложения IV aR=0,391.

Выполним расчеты прочности сечений, нормальных к продольной оси балки, на действие изгибающих моментов.

Сечение в пролете М = 57,36кН.

Определим расчетную ширину полки таврового сечения согласно п. 3.26 [7]:

при h/h = 70/400=0,1750>0,1 и 2·1/6·l+b = 2·1/6·5575+200=2058 мм >1850мм (расстояние между осями второстепенных балок) принимаем b= 2000 мм.

Вычислим h0= h - а = 400 - 35 = 365 мм.

Так как R= 602,9кН·м> М = 57,36кН·м, то граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b == 1800мм. Вычислим бm = М/(Rsbh0) = 57,36·106/(14,5·1800·3652) = 0.016< бr = 0,391. Тогда требуемая по расчету площадь продольной рабочей арматуры будет равна

,

Принимаем 2Ш18 A400 (А= 509 мм2).

Сечение на опоре В: М = 45,07кН·м. Вычислим h0 = h - а = 400- 45 = 355мм. Вычислим бm = М/(Rbh) = 44,07·106/(14,5·200·3552) = 0,123< бr = 0,391, т.е. сжатая арматура не требуется.

Тогда

,

Принимаем 4Ш12 A400 (Аs= 452 мм2). (При конструировании целесообразно для обеспечения расстояний между стержнями при бетонировании разместить в опорном сечении 5 стержней 3Ш10 + 2Ш12 с суммарной площадью As=236 + 226 = 462 мм2>387 мм2)

Выполним расчет прочности наиболее опасного сечения балки на действие поперечной силы у опоры В слева. По таблице II.5. приложения II из условия сварки принимаем поперечные стержни Ш5 мм класса B500 Rsw= 300 МПа, число каркасов - 2 (Asw= 39.3мм ). Согласно требованиям п. 5.21[7] назначаем шаг поперечных стержней:

sw=180 мм <ho/ 2 = 365/2 = 182,5 мм

Поперечная сила на опоре Qmax=77 кН, фактическая равномерно распределенная нагрузка

q1= q=20,3 кН/м.

Проверим прочность наклонной полосы на сжатие из условия [7]:

0,3Rbbh0= 0,3·14.5·200·365 = 317,55 кН >Qmax= 67,9 кН,

т.е. прочность наклонной полосы ребра балки обеспечена.

По формуле (3.48) [7] определим интенсивность поперечного армирования



qsw=RswAsw /sw=300·39,3/180 = 65, 5 Н/мм (кН/м).

Поскольку > 0,25, т.е. услови

выполнено, значение Mbопределяем по формуле:

Mb=1,5R bt b h02=1,5·1,05·200·3652=41,97кН·м.

Согласно п. [7] определяем длину проекции опасного наклонного сеченияспо формуле

,

Поскольку с = 1,438 м >3h0 = 3·0,365 = 1,095 м принимаем с = 1,095 м.

Согласно п. 3.31 [7] находим длину проекции наклонной трещины с0 :

Так как c0 = 1.095 м >2h0 = 2 · 0.365 = 0.730м, то принимаем c0 = 0,730м.

Тогда Qsw= 0,75qswc0= 0,75·65,5·0,730= 35.86кН ;

Qb=Mb/ с=41,97/1.095 = 90 кН;

Q= Qmax- q1c= 67,9 - 20,3·1,095= 45,67кН.

Проверим условие (3,31)[7]:

Qb+ Qsw= 35,86+ 38,33 = 74,19 кН>Q*c0= 45,67 кН,

т. е. прочность наклонного сечения по поперечной силе обеспечена. Требования п. 3.35 [7] также выполняются, поскольку



smax= Rbtbh02/ Qmax= 0.9·200·3652 / (67,9·103) = 412>sw= 180 мм.



Список литературы

1. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс; Учебник для вузов. - 6-е изд., репринтное. - М.: ООО «БАСТЕТ».2009г.- 768 с.

2. Кумпяк О.Г., Галяутдинов З.Р., Пахмурин О.Р., Самсонов В.С. Железобетонные и каменные конструкции. Учебник - М. Издательство АСВ. 2011. - 672

3. Бородачев Н.А. Автоматизированное проектирование железобетонных и каменных конструкций: Учеб.пособие для вузов - М.; Стройиздат, 1995. - 211 с.

4. Бородачев Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных конструкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов - Сама-ра:СГАСУ, 2012. - 304 с.

5. СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003.- М.: 2012. - 161 с.

6. СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры (одобрен постановлением Г осстроя РФ от 25.12.2003 г. №215). - М.: Госстрой.- 2004.

7. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52101-2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. - М.: ОАО ЦНИИПромзданий. - 2005. - 214 с.

8. СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. - М.: Госстрой. - 2005. -15 с.

9. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. - М.: ОАО ЦНИИПромзданий. - 2005. - 158 с.

10. СП 52-103-2007. Железобетонные монолитные конструкции зданий. -М.: Г осстрой.-2007.-22 с.

11. СП 15.13330.2012. Каменные и армокаменные конструкции. Актуализированная редакция СНиП II-22-81*. - М.: ФАУ «ФЦС», 2012. -78 с

12. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*. - М.: ОАО « ЦПП», 2011. - 96 с

Размещено на Allbest.ru

...