3-х этажное жилое здание с неполным каркасом и сборно-монолитным перекрытием

ЖБиКК.docx

В курсовом проекте №1 рассматривается трехэтажный жилой дом с неполным каркасом. Здание размерами 126х266 компонуется без назначения температурно-усадочных швов.
Несущую систему здания образуют сборные плиты перекрытий сборные колонны монолитные ригели монолитные участки и наружные несущие кирпичные стены.
Наружные стены в курсовом проекте выполняются из керамического кирпича пластического формования марки КОРПо 1НФ150250 ГОСТ 530-2007 толщиной 640 мм на цементно-песчаном растворе марки М50. Привязка продольных стен здания к буквенным осям нулевая торцевых стен к цифровым осям – 250мм.
В качестве плит перекрытия применяем круглопустотные плиты ПК48.15 и ПК48.12. В торцах плит устраиваются бетонные вкладыши и делают выпуски предварительно напряженной арматуры для стыковки на ригеле.
Колонны каркаса многоэтажной разрезки выполняются без выступающих консолей со сквозными отверстиями в уровне расположения монолитного ригеля перекрытия
Ригели выполняются таврового сечения из монолитного железобетона. Сечение ригеля назначается из конструктивных требований. Ширина площадки опирания монолитного ригеля на наружные кирпичные стены в курсовом проекте принимаются равной 190 мм.
Этап 1. Общие сведения о сборно-монолитном перекрытии. Компоновка конструктивной системы здания. Сбор нагрузок
Вариант задания на курсовой проект №174:
Задание на проектирование:
Требуется разработать проект железобетонных конструкций многоэтажного здания с неполным каркасом и сборно-монолитными перекрытиями выполнить расчеты предварительно напряженной плиты перекрытия многопролетного неразрезного монолитного ригеля колонны; выполнить рабочие чертежи проектируемых железобетонных конструкций и деталей узлов сопряжений элементов.
Исходные данные для выполнения проекта:
Шаг колонн в продольном направлении l1 м 54
Шаг колонн в поперечном направлении l2 м 42
Число пролетов в продольном направлении 5
Число пролетов в поперечном направлении 3
Тип конструкции пола (см. прил. 2 м. у.) 3
Тип конструкций кровли (см. прил. 2 м. у.) 3
Врем нормат. нагр. на перекрытие кНм2 2
Высота полки монолитного ригеля мм 60
Пролет плиты перекрытия м 48
Класс бетона монол. констр. и фундамента В30
Класс бетона для сборных конструкций В15
Класс арм-ры монол. констр. и фундамента А400
Класс арматуры сборных конструкций А400
Класс предварит. напряг. арматуры А1400
Способ натяжения арматуры на упоры эл.терм.
Глубина заложения фундамента м 175
Усл. расчетное сопротивление грунта МПа 0.25
Снеговой район строительства III
Влажность окружающей среды % 60
Уровень ответственности здания II
Компоновка конструктивной схемы здания
Сечение ригеля назначается конструктивно. В соответствии с заданием пролет плиты перекрытия составляет lnном=4780 м. Ширина среднего монолитного ригеля при этом будет равна: b=l1- lnном=5400-4780=620 мм (см. рис. 1.1 1.2). Высота полки монолитного ригеля по заданию 60 мм. Тогда высота ригеля составит: h=220+60=280 мм (220 мм – высота сечения плиты). Ширина свесов полок монолитного ригеля принимается не более 16 его пролета l2 и не более *l1 . Принимаем ширину свеса l26=42006=700 мм. Ширина полки ригеля равна: bf=620+700+700=2020 мм. Расчетная схема поперечного сечения монолитного ригеля представлена на рис 1.4.
Ширину площадки опирания плит перекрытия на наружные стены принимаем 120 мм тогда величина крайних шагов в продольном направлении (между осями 1 и 2 5 и 6) составит 5200 мм (рис. 1.2) – кратно модулю М100.
Раскладку плит перекрытия производим по их конструктивной ширине: bnкон=bnном +10 мм где bnном - номинальная ширина плиты. Для пролета между осями «А» и «Б» «В» и «Г» принимаем 2 плиты шириной 1200 мм и 1 плиту шириной 1500 мм. Для пролёта между осями «Б» и «В» принимаем 3 плиты шириной 1200мм. Для расчетов на этапе 7 выбираем плиту шириной bn=1500 мм.
Ширина монолитного участка составит: 4200+4200-2*1200-1500-3*1200-300=600 мм (размеры см. рис. 1.1).
По результатам компоновки конструкций выполняем чертежи схемы расположения элементов несущей системы (рис. 1.1) и разрез (рис. 1.2) здания.
Рис. 1.1 Схема расположения элементов несущей системы здания (плит монолитных ригелей монолитных участков перекрытия колонн и несущих стен).
Рис. 1.3 Сечение А-А. К определению размеров сечения монолитного ригеля
Рис. 1.4 Расчетная схема поперечного сечения монолитного ригеля
Выбор расчетной схемы каркаса
Расчетная схема каркаса представляет собой плоскую раму см. рис. 1.5. При построении расчетной схемы учитывается жесткое сопряжение ригеля с колонной шарнирное опирание ригеля на стены. Ригели и колонны рассчитываются с длиной равной пролету l2=4200 мм и высоте этажа Hэт=3000 мм соответственно. Высота нижних колонн принимается с учетом расстояния от пола до верхнего обреза фундамента 150 мм.
Сбор нагрузок на элементы перекрытия
По бланку задания район строительства – III расчётное значение снеговой нагрузки (временной нагрузки на покрытие) по п. 5.2 [4] составляет 18 кНм2 нормативное значение с учетом коэффициента надежности для снеговой нагрузки f =143 составляет 180143=126 кгм 2 (126 кНм2).
Рис. 1.5 Расчетная схема поперечной рамы. Расчетная высота колонн равна расстоянию между центрами тяжести поперечного сечения прямоугольной части монолитного ригеля без учета полок
Ветровая нагрузка в проекте не учитывается.
Нагрузка на ригель прикладывается равномерно распределенной.
Сечение 1-1 см. рис. 1.6 сечение 2-2 – рис. 1.4.
Значение временной нормативной нагрузки на перекрытие по заданию – 20 кНм2. В соответствии с п. 3.7 [4] значение коэффициента надежности для временной нагрузки составит f =12.
Коэффициент надежности по уровню ответственности здания в соответствии с прил. 7 [4] для уровня ответственности II составляет n =095.
В соответствии с заданием тип конструкции пола – 3 тип конструкции кровли – 3. Подсчёт нагрузок в соответствии с требованиями [4] на плиты покрытия и перекрытия приводится в табл. 1.1.
Согласно п. 3.8 [4] коэффициент сочетания А1 зависящий от грузовой площади для расчета монолитного ригеля равен:
А1=9 м2 – в соответствии с п. 3.8.
Грузовая площадь плиты перекрытия будет равна: A=ln*bn ln=4800 мм – пролет плиты bn=1500 мм – ширина плиты. A=48*15=72 м А1=9 м2(коэффициент сочетания для расчета плиты перекрытия не учитываем).
Коэффициент n1 учитывающий количество перекрытий для расчета колонны в соответствии с п. 3.9 [4] равен
где n=3 – число перекрытий расположенных над рассчитываемой колонной.
Сбор нагрузок на покрытие и междуэтажные перекрытия
А. Постоянные нагрузки
Нагрузка от покрытия
Слой гравия втопленного в мастику
Гидроизоляция (гидроизол 3 слоя)
Утеплитель-минераловатные плиты
Пароизоляция-слой рубероида на мастике
Круглопустотные плиты покрытия
Нагрузка от междуэтажных перекрытий
Керамогранитная плитка
Полиэтиленовая пленка
От массы плиты (круглопустот.)
Б. Временные нагрузки
Временная на междуэтажное перекрытие
Коэффициент надежности по II (нормальному) уровню ответственности
Нагрузка от круглопустотной плиты определяется по её приведенной толщине -120 мм.
Собственный вес 1 м.п. ригеля составляет:
где Ар=062*022+202*006=026 м2 – площадь сечения ригеля см. рис. 1.3; ρ=25 кНм3 – плотность железобетона ригеля; f =11 – коэффициент надежности по нагрузке для собственного веса железобетона ригеля; n =095 – коэффициент надежности по второму уровню ответственности.
Полная расчетная нагрузка на 1 м2 покрытия с учетом нормального уровня ответственности здания II будет равна:
qпок=(467+18)*095=614 кНм2.
Полная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия для определения усилия в колонне с учетом нормального уровня ответственности здания II будет равна:
qпер=(481+24*062*053)*095=532 кНм2.
Полная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия для расчета плиты перекрытия с учетом нормального уровня ответственности здания II будет равна qперпл=(481+24)*095=685 кНм2 полная нормативная нагрузка qперплн=(416+2)*095=585 кНм2 нормативная длительная нагрузка qперплнl=(416+2*07)*095=528 кНм2.
Расчетная нагрузка на 1 м.п. ригеля от покрытия с учетом собственного веса ригеля составит:
- временная: vрпок=18*54*095=923 кНм;
- полная: qрпок=3075+923=3998 кНм
qрlпок=679+(467+05*18)*54*095=3536 кНм
где 05 – коэффициент учитывающий долю длительной составляющей во временной нагрузке (принят условно).
Расчетная нагрузка на 1 м.п. ригеля от перекрытия с учетом собственного веса ригеля составит:
- постоянная: ррпер=697+481*54*095=3165 кНм;
- временная: vрпер=24*54*095*062=763 кНм;
- полная: qрпер=3165+763=3928 кНм
qрlпер=679+(481+07*24*062)*54*095=3681 кНм
где 07 – коэффициент учитывающий долю длительной составляющей во временной нагрузке (принят условно).
Нормативная нагрузка на 1 м.п. ригеля от перекрытия с учетом собственного веса ригеля составит:
- постоянная: ррнормпер=69711+416*54*095=2768 кНм;
- временная: vрнормпер=2*54*095*062=636 кНм;
- полная: qрнормпер=2768+636=3404 кНм;
в т.ч. длительная: qрнорм
кратковременная: vрнормshпер=636*(1-07)=191 кНм;
Для подбора сечения колонны определяем продольную силу воспринимаемую колонной первого этажа от полной расчетной нагрузки:
где q пок= 614 кНм2 – полная расчетная нагрузка на 1 м2 покрытия;
qпер=532 кНм2 – полная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия;
nэт=3 – число перекрытий передающих нагрузку на колонну;
N=[614*54*42+532*54*42*(3-1)]=38058 кН
Назначаем размеры поперечного сечения колонн из условия п. 6.2.17 [1] когда 6≤λh≤20 где λh=l0h. Гибкость колонны в любом случае должна быть: λ=l0i120. Отсюда требуемая оптимальная высота поперечного сечения колонны (при λh=14) h=l014 где в соответствии с требованиями п. 6.2.18[1] l0=08*Нэт=08*3150=2520 мм.
Требуемая оптимальная высота поперечного сечения составляет
Поскольку колонна воспринимает только вертикальные нагрузки предварительно принимаем ее поперечное сечение квадратным со стороной 250 мм.
Собственный вес 1 м.п. колонны с поперечным сечением 250х250 мм составит qc=025*025*25*11*095=163 кНм.
Собственный вес 1 м.п. колонны с поперечным сечением 300х300 мм составит qc=03*03*25*11*095=235 кНм.
Собственный вес 1 м.п. колонны с поперечным сечением 400х400 мм составит qc=04*04*25*11*095=418 кНм.
Определяем усилие в колонне первого этажа с учетом ее собственного веса при размерах поперечного сечения 250х250 мм:
N=38058+163*3*3=39525 кН.
Предварительно определяем несущую способность колонны приняв в первом приближении коэффициент продольного изгиба =08 по формуле 3.97 [3]:
где Rb – расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие;
Ab=250*250=62500 мм2 – площадь поперечного сечения колонны;
Rsc – расчетное сопротивление арматуры сжатию;
3 – коэффициент соответствующий максимальному проценту армирования - 3%.
Для колонны сечением 250х250 мм (для класса бетона В15 по заданию значение Rb=85 МПа по прил.4 табл.1) с коэффициентом армирования 3 % (по заданию для арматуры класса А400 Rsc=355 МПа) предельная несущая способность составит:
Nu=08*(85*62500+355*62500*003)=9575кН>39525 кН
– следовательно окончательно принимаем колонну с размерами поперечного сечения 250х250 мм.
Рис. 1.6 Поперечное сечение колонны
Этап №1 Задание №174 Фамилия: Игошин
Контролируемый параметр
Этап 2. Статический расчет рамы
Статический расчет выполняем для монолитного железобетонного ригеля второго этажа.
Поперечная рама здания имеет регулярную расчетную схему с равными пролетами монолитных ригелей и длинами колонн. Сечение монолитных ригелей и колонн одинаково на всех этажах. Монолитные ригели опираются на наружные стены шарнирно. При расчете инженерным методом с целью упрощения такую многоэтажную раму расчленяют на одноэтажные при этом в точках нулевых моментов колонн условно размещают опорные шарниры.
Рис. 2.1 Расчетная схема монолитного ригеля одноэтажной рамы (цифрами обозначены номера опор)
1 Определяем геометрические характеристики элементов поперечной рамы
Находим центр тяжести поперечного сечения монолитного железобетонного ригеля представляющего собой тавр (см. рис. 1.4):
где S1=(280-60)*620*(60+(280-602))=12648000 мм3 – статический момент ребра относительно верхней грани полки.
S2=2020*60*602=3636000 мм3 – статический момент полки относительно её верхней грани.
А=(280-60)*620+2020*60=257600 мм2 – площадь поперечного сечения ригеля.
ус=(12648000+3636000)257600=6321 мм.
Момент инерции ригеля относительно центра тяжести поперечного сечения:
Момент инерции поперечного сечения колонны (см. рис. 1.6):
lk=250 412=32552083333 мм4.
2 Погонная жесткость ригеля (см. рис. 2.1):
где Еbp - начальный модуль упругости бетона для класса бетона В30 (по заданию для монолитных конструкций) Еbp = 32500 МПа.
ip=32500*227568424405*4200+05*4200= 17609461412 мм
Погонная жесткость колонн расположенных под ригелем (ikinf) и над ригелем (iksup) (см. рис. 2.1):
где Еb k - начальный модуль упругости бетона для класса бетона В15 (по заданию для сборных конструкций) Еb k =24000 МПа.
ikinf= iksup=24000*3255208333305*3000=520833333328 Н*мм
3 Определяем соотношение погонных жесткостей
() средней колонны и ригеля пересекающихся в одной точке (см. рис. 2.1):
=(520833333328+520833333328)17609461412=059.
4 Изгибающие моменты ригеля в опорных сечениях
М i вычисляем по формуле (схема расположения опорных элементов показана на рис. 2.2):
где γn (γ1 γ2 γ3 γ4) – в соответствии со схемой загружения табл. 2.1) – коэффициенты для вычисления опорных изгибающих моментов определяются по табл. 26 [5] в зависимости от схем загружения и коэффициента .
ррпер=697+481*54*095=3165 кНм – постоянная расчетная нагрузка на 1 м.п. ригеля от перекрытия;
vрпер=24*54*095*062=763 кНм – временная расчетная нагрузка на 1 м.п. ригеля от перекрытия;
l2=42 м – расчетная длина ригеля.
Варианты схем загружения представлены в табл. 2.1.
5 Вычисляем изгибающий момент ригеля в опорном сечении
Для ригелей от постоянной нагрузки и различных схем загружения временной нагрузкой. Вычисления выполняем в табличной форме см. табл. 2.1.
Определение расчетных изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях
Расчётные опорные моменты
-011*3165*42 2= -6141
-009*3165*42 2= -5025
-012*763*42 2= -1615
-011*763*42 2= -1480
При расположении временной нагрузки через пролет (схема загружения 2 3) определяется максимальный изгибающий момент в пролете. При расположении временной нагрузки в двух крайних пролетах определяются максимальный изгибающий опорный момент и перерезывающая сила.
Значения опорных моментов принимать отрицательными.
Изгибающий момент ригеля в опорном сечении М3(4) находим по следующей формуле:
Рис. 2.2 Схема расположения опорных моментов (цифрами обозначены номера опор)
6 Определяем изгибающие моменты ригеля в пролетных сечениях ригеля:
в крайнем пролете – невыгодная комбинация схем загружения «1+2» изгибающий момент ригеля в опорном сечении:
М1(1+2)=-6141+(-942)=-7083 кН*м
Максимальный изгибающий момент ригеля в пролетном сечении равен:
в среднем пролете – невыгодная комбинация схем загружения «1+3» изгибающий момент ригеля в опорном сечении М2 (1+3) составит:
М2 (1+3)= М3 (1+3)=-5025-808=-5833 кН*м;
максимальный изгибающий момент ригеля в пролетном сечении равен:
Перераспределение моментов в ригеле под влиянием образования пластического шарнира. В соответствии с [25] практический расчет заключается в уменьшении не более чем на 30% опорных моментов ригеля для комбинации схем загружения «1+4» при этом намечается образование пластических шарниров на опоре.
К эпюре моментов комбинации схем загружения «1+4» добавляют выравнивающую треугольную эпюру моментов так чтобы уровнялись опорные моменты для удобства армирования опорного узла.
Для комбинации схем загружения «1+4» уменьшаем на 30% максимальный опорный момент М1 и вычисляем ординаты выравнивающей треугольной эпюры моментов (см. рис. 2.3):
ΔМ1=-03*М1 (1+4)=-03*(-6141+(-1615))=2327 кН*м;
ΔМ2=-М2(1+4)+М1(1+4)+ΔМ1=-(-5025+(-1480))+(-6141+(-1615))+2327=1076 кН*м;
ΔМ3=ΔМ23=10763=359 кН*м.
К эпюре моментов для комбинации схем загружения «1+4» прибавляем выравнивающую эпюру. Значения изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях на эпюре выровненных моментов определяем по формуле:
М1=(-6141+(-1615))+2327=-5429 кН*м;
М2=(-5025+(-1480))+1076=-5429 кН*м;
М3=(-5025+(-471))+359=-5137 кН*м;
Изгибающие моменты ригеля в пролетных сечениях ригеля на эпюре выровненных моментов составят:
в крайнем пролете – изгибающий момент ригеля в опорном сечении для комбинации схем загружения «1+4»: М1=-6141+(-1615)=-7756 кН*м поперечные силы аналогично формулам (2.9) и (2.10):
Расстояние от опоры в которой значение перерезывающих усилий в крайнем пролете равно 0 находим из уравнения:
02-(3165+763)х=0 х=64023928=163 м.
Находим значение изгибающего момента ригеля в пролетном сечении для комбинации «1+4» по формуле:
Определяем значение изгибающего момента ΔМ1пр на выравнивающей эпюре в точке с координатой х=163 м:
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении на эпюре выровненных моментов составит:
В среднем пролете – изгибающий момент ригеля в опорном сечении на второй и третьей опорах (см. рис. 2.2 и табл. 2.1) для комбинации схем загружения «1+4» будут равны:
М2(1+4)= -5025+(-1480)=-6505 кН*м;
М3(1+4)= -5025+(-471)=-5496 кН*м.
Находим перерезывающие усилия в среднем пролете монолитного ригеля:
Q1(1+4)=(3165+763)*422+(-6505-(-5496))42=8009кН;
Q2(1+4)=(3165+763)*422-(-6505-(-5496))42=8489 кН.
Изгибающий момент в пролетном сечении среднего ригеля для комбинации схем загружения «1+4» который находится в центре среднего пролета ригеля определяем по формуле:
Значение момента на выравнивающей эпюре в центре среднего пролета составляет:
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении на эпюре выровненных моментов будет равен:
Рис. 2.3 Эпюры изгибающих моментов в монолитном ригеле: а - для схемы загружения (1+4); б – выравнивающая эпюра; в – эпюра выровненных моментов эпюра изгибающих моментов для схемы загружения (1+2) в крайнем пролете эпюра изгибающих моментов для схемы загружения (1+3) в среднем пролете.
8 Определяем изгибающие моменты монолитного ригеля в опорных сечениях по грани колонны.
Опорные моменты ригеля по грани колонны необходимо вычислять для всех комбинаций загружения.
Вычисляем изгибающие моменты ригеля в опорном сечении по грани крайней колонны слева:
для комбинации схем загружения «1+4» и выровненной эпюре моментов:
где hк – высота сечения колонны.
М1*=-5429+9542*0252=-4236 кН*м.
для комбинации схем загружения «1+3»:
для комбинации схем загружения «1+2»
Вычисляем изгибающие моменты ригеля в опорном сечении ригеля по грани средней колонны справа:
перерезывающая сила на опоре равна:
По результатам вычислений расчетный изгибающий момент ригеля в опорном сечении по грани средней колонны равен:
МОП =М1(1+2)* =-5841 кН*м.
Расчетный изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в крайнем пролете:
М 1ПР =М1ПР =6779 кН*м;
М 2ПР =М2ПР(1+3) =2828 кН*м;
Моменты в сечениях ригеля от нормативной нагрузки расчетных нагрузок продолжительного и непродолжительного действия определяются в аналогичной последовательности.
Этап №2Задание №174 Фамилия: Игошин
Этап 3 Расчет железобетонного монолитного ригеля по предельным состояниям первой группы
1 Расчет ригеля на прочность по сечениям нормальным к продольной оси
) Согласно результатам компоновки сборно-монолитного перекрытия геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного монолитного ригеля составляют: b=620 мм h=280 мм bf’=2020 мм hf’=60 (см. рис.1.2). Толщину защитного слоя бетона назначаем с учетом требований п.5.7 [3] величину α принимаем равной 35 мм.
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжелый класс бетона монолитных конструкций по бланку задания В30 по табл. 2.2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие: Rb=17 МПа.
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А-400 расчетное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы определяем по табл. 2.6 [3]: Rs=355 МПа.
Расчетный изгибающий момент в пролетном сечении ригеля крайнего пролета: М 1ПР = 6779 кН*м.
По табл. 3.2 [3] находим R =0531 αR = 0390.
) Определяем рабочую высоту бетона: h0=280-35=245 мм.
) Проверяем условие:
7917*2020*60*(245-05*60)=44299*106 Н*мм.
– следовательно граница сжатой зоны проходит в полке монолитного ригеля. Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения растянутой арматуры определяем как для прямоугольного сечения шириной b=bf’=2020 мм.
) Вычисляем по формуле:
) αm=003αR=039 – сжатая арматура по расчету не требуется.
) Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона по формуле:
) Требуемую площадь растянутой арматуры определяем по формуле:
Количество стержней принимаем равным n=(b100)+1=(620100)+1=7По сортаменту принимаем Аs=792 мм2 (712 – семь стержней диаметром 12 мм).
Определяем насколько процентов площадь поперечного сечения фактически установленных стержней больше требуемой по расчету:
Δ=(792-71098)71098=011%>5%.
) Толщина защитного слоя составляет α-d2=35-122=29 мм > 20 мм.
Продольную сжатую арматуру принимаем конструктивно - 7 стержней класса А240 диаметром равным диаметру поперечных стержней.
Рис. 3.1 К подбору продольной арматуры ригеля в пролетном сечении
Определим площадь сечения продольной арматуры в опорном сечении монолитного ригеля.
) Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного монолитного ригеля составляют: b=620 мм h=280 мм bf’=2*16*4200+620=2020 мм (см. рис. 3.2). Толщину защитного слоя бетона назначаем с учетом требований п.5.7 [3] величину α принимаем равной 35 мм.
Рис. 3.2 К подбору продольной арматуры ригеля в опорном сечении
Характеристики бетона и арматуры: Rb=17 МПа.
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А400 Rs=355 МПа.
Расчетный изгибающий момент в опорном сечении ригеля крайнего пролета: МОП =5841 кН*м.
) Проверяем условие (3.1):
4117*2020*305*(245-05*305)=24063*106 Н*мм.
- следовательно граница сжатой зоны проходит в полке расчетного поперечного сечения ригеля на опоре. Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения растянутой арматуры определяем как для прямоугольного сечения шириной b=bf’=2020 мм.
Количество стержней на опоре принимаем на 1 больше чем в пролете (см. рис. 3.4). По сортаменту принимаем Аs=905 мм2 (812 – восемь стержней диаметром 12 мм).
Δ=(905-71098)71098=027%>5%.
2 Расчет железобетонного монолитного ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
) Исходные данные. Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного монолитного ригеля составляют: b=620 мм h=280 мм b’f=2720 мм h’f=50 мм α=35 мм (см. рис. 3.2). Рабочая высота сечения бетона: h0=245 мм.
Характеристики бетона: Rb=17 МПа
Расчетная перерезывающая сила согласно результатам расчетов Qmax=9935 кН.
) Определяем предельную поперечную силу воспринимаемую бетонной полосой между наклонными сечениями по формуле:
) Проверяем условие:
) Прочность элемента по полосе между наклонными трещинами обеспечена.
) Требуется произвести расчет по прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению.
) Исходные данные. Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного монолитного ригеля см. расчет по полосе между наклонными сечениями.
Характеристики бетона и арматуры: Rb=17 МПа. По табл. 2.2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона по прочности на растяжение: Rbt=115 МПа.
Так как диаметр продольной растянутой арматуры составляет 12 мм то наименьший допустимый диаметр стержней другого направления из условия свариваемости составляет 3 мм. Класс поперечной арматуры назначаем В500 Rsw=300 МПа.
Количество поперечных стержней принимаем равным количеству продольных – 7Тогда площадь сечения восьми стержней поперечной арматуры диаметром 3 мм составит Asw=495 мм2.
Шаг поперечных стержней на опоре согласно п. 5.21 [3] назначается из условий
Принимаем шаг поперечных стержней на опоре sw1=100 мм - кратно 50мм.
Шаг поперечных стержней в пролете согласно п. 5.21 [3] назначается из условий:
Принимаем шаг поперечных стержней в пролете sw2=150 мм - кратно 50мм.
Расчетная перерезывающая сила согласно результатам расчетов Qmax=9935 кН значение полной расчетной нагрузки на 1 м.п. ригеля от перекрытия с учетом его собственного веса равно qpпер=3928 кНм.
) Определяем значение по формуле:
) Интенсивность установки поперечных стержней на опоре (qsw1) и в пролете (qsw2) составляет:
) Находим длину проекции наклонного сечения по формуле:
) Проверяем условия:
– условия не выполняются и согласно п. 3.32 [3] значение «с» не корректируем.
c>3*h0 127840 мм > 3*245=735 мм - условие выполняется.
) Значение с принимаем равным с=735 мм.
) Длину проекции наклонной трещины «с0» принимается равной «с»:
с0 >2*h0 735 мм > 2*245=490 мм - условие выполняется.
) Значение с0 принимаем равным с0=490 мм.
) Поперечную силу воспринимаемую хомутами в наклонном сечении определяем по формуле:
) Поперечную силу воспринимаемую бетоном в наклонном сечении определяем по формуле:
) Поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции «с» от внешних сил принимается в сечении нормальном к продольной оси элемента проходящем на расстоянии с от опоры и определяется по формуле:
– условие выполняется прочность по сечениям наклонным к продольной оси обеспечена.
Δqsw=075*(qsw 1 -qsw 2 )=075*(1485-99)=3713 кНм.
Так как Δqsw=3713 кНм qpпер=3928 кНм то согласно п. 3.34 [3] значение l1 определяем по формуле:
l1=c-(Mbc+075qsw1*c0-Qmax+qpпер*c)Δqsw
qsw2 =99 кНм ≤ 025*115*620=17825 кНм
– условие не выполняется следовательно значение Mb корректируем. Тогда Mb =6*h02*qsw2=6*245 2*99=3565 кН*м.
l1=0735-(35650735+075*1485*049-9935+3928*0735)3713=-135 мм.
С учетом ширины площадки опирания монолитного ригеля на наружные кирпичные стены значение l1 =-135+190=55 мм. Значение l1 необходимо принимать не менее пролета монолитного ригеля что составляет *4200=1050 мм. Окончательно длину участка с интенсивностью хомутов qsw назначаем кратно шагу поперечных стержней на опоре увеличивая значение l1 при необходимости. Значение составит l1=1100 мм кратное s1w=100 мм.
Этап №3 Задание №174 Фамилия: Игошин
Этап 4. Расчет железобетонного монолитного ригеля по предельным состояниям второй группы
1 Расчет железобетонного монолитного ригеля по образованию и раскрытию трещин
Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного монолитного ригеля составляют:
b=620 мм h=280 мм b’f=2020 мм h’f=60 мм α=35 мм α’=20+52=225 мм где 20 – минимальная толщина защитного слоя бетона; 5 – диаметр стержней сжатой арматуры в пролетном сечении.
Характеристики бетона и арматуры для расчета ригеля по предельным состояниям второй группы: бетон тяжелый класс бетона для монолитных конструкций В30 расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие Rbser =22 МПа Rbtser = 175 МПа. значение начального модуля упругости бетона принимаем Eb = 32500 МПа.
Рабочая продольная арматура по заданию – класс А400 значение модуля упругости арматуры Еs принимаем равным Es=200000 МПа. Площадь фактически установленной арматуры в пролетном сечении Аs=792 мм2 (712 мм) продольной сжатой As’=495 мм2 (73 мм).
За расчетный диаметр стержней растянутой арматуры ds принимаем наибольший диаметр 12 мм.
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в крайнем пролете от действия полной нормативной нагрузки равен М 1прнорм =5875 кН*м в т.ч. изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в крайнем пролете от действия нормативной длительной нагрузки М 1прнорм l =5522 кН*м.
Площадь поперечного сечения монолитного ригеля в пролетном сечении равна Ab=02576 м2=257600 мм2.
Определяем коэффициент приведения арматуры к бетону
a=ЕsEb=2000032500=615.
Площадь приведенного сечения монолитного ригеля равна
Статический момент полного приведенного сечения относительно растянутой грани равен
где S1t=b*h*h2=620*280*2802=24304000 мм3 – статический момент ребра монолитного ригеля относительно растянутой грани;
S2t=(b’f-b)*h’f*(h-h’f2)=(2020-620)*60*(280-602)=21000000 мм3 – статический момент полки монолитного ригеля относительно растянутой грани;
S3t=a*(As*α+A’s*(h-α’))=615*(792*35+495(280-225))=24886744 мм3 – статический момент сжатой и растянутой арматуры относительно растянутой грани.
Расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра тяжести приведенного сечения монолитного вычисляем по формуле
Расстояние от наиболее сжатого волокна бетона до центра тяжести приведенного сечения монолитного ригеля будет равно: ус=h-yt=280-17335=10665 мм.
Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести определяем по формуле
– момент инерции растянутой арматуры относительно центра тяжести приведенного сечения;
- момент инерции сжатой арматуры относительно центра тяжести приведенного сечения.
Момент сопротивления определяем по формуле
Согласно п. 4.8 [3] для тавровых сечений при определении момента образовании трещин с учетом неупругих деформаций растянутого бетона допускается заменять значение W на Wpl=Wγ где γ – коэф. зависящий от формы поперечного сечения элемента (опр. по табл. 4.1 [3]) γ=13.
Wpl=1396537327*13=1815498526 мм3.
Момент образования трещин с учетом неупругих деформаций бетона определяем по формуле
М crc М 1прнорм М crc =3177 кН*м М 1прнорм =5875 кН*м – условие выполняется следовательно требуется произвести расчет по раскрытию трещин.
Коэффициент приведения арматуры к бетону определяем по формуле
В соответствии с п. 7.2.13 [1] напряжения в растянутой зоне монолитного ригеля определяются по нижеупомянутой формуле поэтому вычисления п. 4 и 5 блок-схемы 5.2 [6] не производим.
где I xred – момент инерции приведенного поперечного сечения монолитного ригеля определяемые с учетом площади сечения только сжатой зоны бетона площадей сечения арматурой и сжатой арматуры согласно п. 7.3.11 [11] принимая в соответствующих формулах значения коэффициента приведения арматуры к бетону αs2 = αs1 .
для определения высоты сжатой зоны бетона вычисляем коэффициенты армирования:
где Af=(b’f-b)*h’f – площадь сжатых свесов полок.
Высоту сжатой зоны определяем по формуле 7.43 [1]:
принимая αs2 = αs1 находим xm .
Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести с учетом площади сечения только сжатой зоны бетона площадей сечения растянутой и сжатой арматуры определяем по формуле:
– момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести с учетом площади сечения только сжатой зоны;
- момент инерции растянутой арматуры относительно центра тяжести приведенного сечения;
Принимая αs2 = αs1 находим I xred
Определяем высоту растянутой зоны бетона:
где yt =17335 мм – расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра тяжести приведенного сечения монолитного ригеля;
k – поправочный коэффициент равный 09 для элементов таврового сечения в сжатой зоне.
y=17335*09=15602 мм.
При определении площади сечения растянутого бетона высота растянутой зоны бетона y принимается не менее 2α и не более 05h:
y=15602 мм > 2*35=70 мм – условие выполняется значение y не корректируем.
Также значение y не должно превышать 05h:
y=15602 мм > 05*280=140 мм – условие не выполняется значение y необходимо скорректировать.
Окончательное значение у принимаем равным 05h
Определяем площадь сечения растянутого бетона по формуле
Abt=620*140=86800 мм2.
Значение базового расстояния между трещинами ls определяем по формуле:
Значение ls принимаем не менее 10ds и 100 мм:
ls=65758>10*12=120 мм ls=65758>100 мм - условие выполняется значение ls не корректируем.
Значение ls принимаем не более 40ds и 400 мм:
ls=65758>40*12=480 мм ls=65758>400 мм - условие невыполняется значение ls необходимо скорректировать.
Окончательно значение ls принимаем равным:
Значения напряжения в растянутой арматуре монолитного ригеля определяем по формуле принимая М=М 1прнорм =5875 кН*м - к определению ширины раскрытия трещин при действии полной нормативной нагрузки; М=М 1прнорм l =5522 кН*м - к определению ширины раскрытия трещин при действии нормативной длительной нагрузки.
Найдем значения в растянутой арматуре монолитного ригеля
– напряжения в растянутой арматуре монолитного ригеля при действии полной нормативной нагрузке
– напряжения в растянутой арматуре монолитного ригеля при действии полной нормативной длительной нагрузки.
Определяем значение коэффициента s учитывающее неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами:
– при действии полной нормативной нагрузки.
– при действии нормативной длительной нагрузки.
Определяем значения коэффициентов i согласно п. 4.10 [3]:
– коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки и принимаемый равным:
– при непродолжительным действии нагрузки;
– при продолжительным действии нагрузки;
– коэффициент учитывающий профиль продольной арматуры и принимаемый равным 05 – для арматуры класса А400;
– коэффициент учитывающий характер нагружения и принимаемый равным 10 – для изгибаемых элементов.
Ширину раскрытия трещин определяем по формуле:
При продолжительном действии длительных нагрузок:
При непродолжительном действии полной нагрузки:
Согласно п. 4.14 [3] ширина продолжительного раскрытия трещин будет равна:
аcrc = аcrc1 аcrc =0084 мм.
Ширину непродолжительного раскрытия трещин принимаем равной:
где а crcult - предельно допустимая ширина раскрытия трещин принимаемая равной:
мм – при продолжительном раскрытии трещин;
мм – при непродолжительном раскрытии трещин;
а crc =0044 мм а crcu
а crc 1 =0084 мм а crcult =03 мм – условие выполняется.
Следовательно требования к монолитному ригелю по трещиностойкости удовлетворяются ширина продолжительного раскрытия трещин меньше предельно допустимой.
2 Расчет железобетонного монолитного ригеля по деформациям (по прогибам)
Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного монолитного ригеля в пролете составляют: b=620 мм h=280 мм b’f=2020 мм h’f=60 мм α=35 мм.
Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного монолитного ригеля на опоре составляют: b=620 мм h=280 мм b’f=2020 мм h’f=305 мм α=35 мм.
Расчетный пролет монолитного ригеля составляет: l0=l2-hk2+190*13 l0=4200-125+6333=413833 мм.
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в крайнем пролете от действия полной нормативной нагрузки равен М 1прнорм =5875 кН*м в т.ч. изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в крайнем пролете от действия нормативной длительной нагрузки М 1прнорм l =5522 кН*м. Изгибающий момент ригеля в опорном сечении по грани средней колонны от действия полной нормативной нагрузки равен: М опнорм = 5058 кН*м. Изгибающий момент ригеля в опорном сечении по грани средней колонны от действия нормативной длительной нагрузки равен: М опнорм l = 4755 кН*м.
Для определения кривизны монолитного ригеля находим значения коэффициентов ’f а также значение коэффициента привидения сжатой арматуры к бетону αs1 :
где αs1 =560Rbser=56022=2245 – для продолжительного действия нагрузки при определении коэффициента 1 ;
αs1 =300Rbser=30022=1364 – для непродолжительного действия нагрузки при определении коэффициента 1 и при определении коэффициента 2 .
Значения коэффициентов αs1 и ’f для определения кривизны сечения ригеля в пролете составят:
для продолжительного действия нагрузок при определении коэффициента 1 :
для непродолжительного действия нагрузок при определении коэффициента 1 и при определении коэффициента 2 :
Значения коэффициентов αs1 и ’f для определения кривизны сечения ригеля на опоре составят:
Коэффициент 1 определяется по таб. 4.5 [3] 2 по таб. 4.6 [3].
Находим кривизну ригеля от непродолжительного действия всех нагрузок:
для сечения в пролете: 1 =0705 2 =0208.
для сечения на опоре: 1 =0707 2 =0223.
Находим кривизну ригеля от непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
Находим кривизну ригеля от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
для сечения в пролете: 1 =0693 2 =0225.
для сечения на опоре: 1 =0649 2 =0209.
Полную кривизну ригеля для участков с трещинами в растянутой зоне определяем по формуле:
где – кривизна от непродолжительного действия всех нагрузок на которые производят расчет по деформациям;
– кривизна от непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок;
– кривизна от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок;
Для сечения в пролете полная кривизна будет равна:
Для сечения на опоре полная кривизна будет равна:
Коэффициент S принимаем как для свободно опертой балки: S=548.
Прогиб крайнего пролета монолитного ригеля определяем по формуле:
f=[601*10-6*(548)-05*462*10-6*(18-548)]* 413833 2=995 мм.
Согласно п. 10.7 [4] находим
Проверяем условие f≤fult f=995 мм fult=2069 мм - условие выполняется
Этап №4 Задание №174 Фамилия: Игошин
Этап 5. Расчет по прочности сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной силы приложенной со случайным эксцентриситетом
Сечение колонны принято на этапе 1 и составляет b=h=250 мм. Величину защитного слоя назначаем в соответствии с требованиями п. 5.6-5.8 [3] и принимаем а=40 мм. Длина колонны первого этажа составляет l=3150 мм. Расчетную длину элемента принимаем согласно требованиям п. 6.2.18 [1]: l0=08*l=08*3150=2520 мм.
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжелый класс бетона по прочности для сборных конструкций В15 по табл. 1 прил. 4 расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие: Rb= 85 Мпа. Так как колонна сборная (изготавливается в заводских условиях в горизонтальном положении) расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие не снижаем.
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А400 расчетное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы определяем по табл. 2 прил. 4: Rsc=355 Мпа.
Расчетные усилия в колонне первого этажа:
усилие в колонне первого этажа от расчетных нагрузок с учетом ее собственного веса: N=39525 кН.
усилие в колонне первого этажа от расчетных длительных нагрузок с учетом ее собственного веса: Nl =37153 кН.
Определяем рабочую высоту сечения бетона колонны:
Так как l0h=2520250=1008 > 4 l0h=1008 20 - расчет допускается производить из условия:
При NlN=3715339525=094 l0h=1008 по прил. 7 табл. 1 2 находим b=0884 sb=0881.
Предварительно вычисляем требуемую площадь сечения арматуры по формуле принимая =09.
Определяем коэффициента αs и по формулам:
Если αs > 05 принимаем =sb.
Коэффициент принимаем не более sb =0881.
Принимаем минимальное конструктивное армирование колонны сечением 250 мм Astot=804 мм2 - 416 мм. Выполним проверку прочности сечения колонны с учетом площади сечения фактически принятой арматуры.
Фактически несущую способность колонны находим по формуле:
Nu=0811*(85*250*250+355*804)=66232 кН.
N≤Nu 39525 кН 66232 кН
– условие выполняется следовательно прочность колонны обеспеченна.
Диаметр стержней поперечной и монтажной арматуры назначаем из условия свариваемости и принимаем равным 4 мм. Шаг стержней принимаем равным 300 мм что не более 20d=20*16=320 мм.
Косвенное армирование назначаем в виде пяти сварных сеток С-1 с размером ячейки 50 мм. Первую сварную сетку устанавливаем на расстоянии 20 мм от нагруженной грани колонны остальные с шагом 60 мм размещаем на длине 240 мм что больше 10d=10*16=160 мм.
Рис. 5.1 Конструирование колонны: 1 – продольная рабочая арматура (16 мм А400); 2 – поперечная арматура (4 мм А240); поз. 3-8 – см. графическую часть проекта.
Этап 6. Расчет предварительно напряженной круглопустотной плиты перекрытия по первой и второй группам предельных состояний
По результатам компоновки перекрытия здания номинальная ширина плиты составляет bn=1500 мм пролет плиты перекрытия ln=4800 мм высота плиты hn=220 мм. Ширина площадки опирания плиты на кирпичную стену составляет 120 мм тогда расчетный пролет плиты будет равен: l0n=4800-1202=4740 мм.
Полная расчетная нагрузка на 1 м длины перекрытия для расчета плиты перекрытия с учетом нормального уровня ответственности здания II будет равна qперпл=685*15=1028 кНм полная нормативная нагрузка qперплн=585*15=878 кНм нормативная длительная нагрузка qперплнl=528*15=792 кНм. Нагрузка от собственного веса плиты qw =33*15=495 кНм.
Определяем изгибающие моменты в пролетном и опорном сечениях плиты для расчета по первой группе предельных состояний:
Поперечная сила в узле сопряжения плиты с монолитным ригелем:
Расстояние от опоры на котором изгибающий момент плиты в пролетном сечении максимален:
Значение максимального изгибающего момента плиты в пролетном сечении составит:
По аналогии для расчета по второй группе предельных состояний от действия полной нормативной нагрузки Мопнорм=1409 кН*м Мпрнорм=1811 кН*м; для расчета по второй группе предельных состояний от действия нормативной длительной нагрузки: Мопнормl=1271 кН*м Мпрнормl=1633 кН*м изгибающие моменты от собственного веса плиты Мопw=795 кН*м Мпрw=1022 кН*м.
Геометрические размеры плиты см. рис. 7.1:
Рис. 7.1 К расчету плиты перекрытия: а - основные размеры (показана только напрягаемая арматура); б – к расчету плиты по первой группе предельных состояний; в – к расчету плиты по второй группе предельных состояний; г – к расчету эквивалентного сечения.
Продольная рабочая ненапрягаемая арматура класса А400 расчетное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы Rs=355 МПа.
Продольная рабочая напрягаемая арматура класса А1400 расчетное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой и второй группы определяем табл. 2 и 4 прил. 9 Rs=1170 МПа Rsser =1400 МПа Es=180000 МПа. Способ натяжения – электротермический.
Бетон тяжелый класс бетона для сборных конструкций по заданию В15. По табл. 1 прил. 9 минимальный класс бетона при классе напрягаемой арматуры А1400 – В30 поэтому класс бетона плиты перекрытия корректируем и принимаем В30. По табл. 1 прил. 4: Rb=17 МПа Rbt=115 МПа Rbser=22 МПа Rbtser=175 МПа. Значение начального модуля упругости бетона составляет Еb=32500 МПа.
Согласно п. 2.25 [9] величину предварительного напряжения для канатной арматуры назначаем равным: sp=08*Rsser sp=08*1400=1120 МПа.
1 Расчет плиты по предельным состояниям первой группы. Подбор предварительно напрягаемой арматуры в пролетном сечении плиты
Подбор предварительно напрягаемой арматуры в пролетном сечении плиты.
При расчете плиты по прочности учитываем благоприятное влияние предварительного напряжения с учетом возможных отклонений предварительного напряжения: γspsp =09*1120=1008 МПа где γsp=09 – согласно п. 3.7. [9].
Расчетное сечение плиты тавровое с полкой в сжатой зоне. Геометрические размеры см. рис. 7.1. Рабочая высота сечения плиты h0=195 мм.
- условие выполняется следовательно граница сжатой зоны проходит в полке и площадь сечения напрягаемой арматуры определяется как для прямоугольного сечения b=b’f=1460 мм согласно п. 3.14 и 3.16 [9].
Вычисляем значение αm по формуле
Значение R определяем по таб. 3.1 [9] в зависимости от соотношения 07*spRs=07*10081170=06 где 07*sp – предварительное напряжение с учетом всех потерь: R=033. αR=R(1-05*R)=033*(1-05*033)=028; αm αR – сжатая ненапрягаемая арматура по расчету не требуется.
Площадь сечения напрягаемой арматуры в растянутой зоне определяем по формуле:
где =1-(√1-2αm)=1-(√1-2*002)=002.
s3 – коэффициент условий работы напрягаемой арматуры при R s3 =125-025*R (принимается не более 11): s3 =125-025*002033=123 > 11 принимаем s3=11.
Количество стержней напрягаемой арматуры принимаем согласно рис. 7.1. – 8 штук по сортаменту принимаем 8 канатов К-7 минимального диаметра 6 мм с расчетной площадью поперечного сечения Аsp=1816 мм2.
Проверка прочности плиты по сечениям наклонным к продольной оси
Выполним проверку прочности сечения плиты перекрытия на действие поперечной силы при отсутствии поперечной арматуры (Qmax=2784 кН qплпер=1028 кНм).
Поперечная сила в нормальном сечении принимаем на расстоянии от опоры h0=195 мм=0195 м будет равна Q=Qmax-qh0=2784-1028*0195=2584 кН.
Прочность плиты перекрытия по бетонной полосе между наклонными сечениями проверяем по условию:
– условие выполняется следовательно прочность плиты по бетонной полосе между наклонными сечениями обеспечена.
Проверку прочности плиты по сечениям наклонным к продольной оси производим из условия:
где Q – поперечная сила в нормальном сечении проходящем на расстоянии «с» от опоры;
– минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении.
Коэффициент n определяем по формуле:
где Р=07spAsp=07*1008*1816=12813696 Н – усилие обжатия от напрягаемой арматуры расположенной в растянутой зоне;
A1=bn*hn– площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки A1=347*220=76340 мм2.
Принимая проекцию наклонного сечения с=3*h0 определяем поперечную силу в нормальном сечении проходящем на расстоянии «с» от опоры: Q=Qmax-qс=2784-1028*3*0195=2183 кН.
Так как Q=2183 кН Qb=4474 кН следовательно прочность плиты по сечениям наклонным к продольной оси обеспечена поперечная арматура не требуется.
2 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы
Согласно данным полученным от программы проверки курсового проекта геометрические характеристики приведенного сечения составляют:
Площадь сечения плиты Ab=1638218 мм2;
Площадь приведенного сечения Аred=16482758 мм2;
Статический момент относительно нижней грани расчетного сечения Sred=1804554262 мм2.
Расстояние от нижней растянутой грани до центра тяжести приведенного сечения уt=10948 мм;
Момент инерции приведенного сечения Ired=9711725957 мм2;
Момент сопротивления приведенного сечения относительно нижней грани сечения Wred=887077636 мм3;
Момент сопротивления приведенного сечения относительно верхней грани сечения Wredsup=878731081 мм3;
Определяем потери предварительного напряжения арматуры (п. 2.26-2.36 [9]).
Потери от релаксации напряжений арматуры при электротермическом способе натяжения для арматуры класса К1400 определяется по формуле:
Δsp1=005*1008=504 Мпа.
Потери от температурного перепада принимаем равными:
Δsp2=125*65=8125 МПа.
Потери от деформации стальной формы принимаем равными Δsp3=0 МПа так как способ натяжения электротермический.
Потери от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств:
Сумма первых потерь будет равна:
Δsp(1)=Δsp1+Δsp2+Δsp3+Δsp4
Δsp(1)=504+8125+0+0=13165 МПа.
Потери от усадки бетона определяем по формуле:
где bsh=00002 – для бетонов классов В35 и ниже.
Δsp5=00002*180000=36 МПа.
Потери напряжений в напрягаемой арматуре от ползучести бетона (вычисляются на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры и в уровне крайнего сжатого волокна бетона) принимаем равным:
где bcr =23 – коэффициент ползучести бетона принимаемый по табл. 6 прил. 9;
α=ЕsЕb α=18000032500=554 – коэффициент приведения арматуры к бетону;
bp – напряжения в бетоне в уровне центра тяжести рассматриваемой напрягаемой арматуры (или в уровне крайнего сжатого бетонного волокна) определяемые по формуле:
Р(1)=Asp*(sp-Δsp(1)) Р(1)=1816*(1008-13165)=15914516 H – усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь;
ys – расстояние между центрами тяжести рассматриваемой напрягаемой арматуры и приведенного сечения плиты (принимается равным yt или h-yt);
sp=AspAb sp=18161638218=00011 – коэффициент армирования.
Напряжения в бетоне в уровне центра тяжести напрягаемой арматуры равны:
В уровне крайнего сжатого бетонного волокна составляет:
Передаточную прочность бетона назначаем равной как для бетона класса В25:
Rbp=145 МПа Rbserp=185 МПа Rbtserp=155 МПа
Потери напряжений в напрягаемой арматуре от ползучести бетона в уровне центра тяжести напрягаемой арматуры будут равны:
Потери напряжений в напрягаемой арматуре от ползучести бетона в уровне сжатого волокна бетона равны 0 т.к. ’bp=0.
Вторые потери от напрягаемой арматуры будут равны:
Δsp(2)=36+1427=5014 МПа.
Суммарная величина потерь составит:
Δsp(1)+Δsp(2)=13165+5014=18179 МПа > 100 МПа.
Напряжение в арматуре с учетом всех потерь равно:
sp(2)=1008-18179=82621 МПа.
Усилие предварительного обжатия бетона с учетом полных потерь напряжений составит:
Момент образования трещин в стадии эксплуатации определяем по формуле:
где =125 при 2b’fb=bfb≤6;
- расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки.
Mcrc=4016 кН*м ≥ Mnpн=2121 кН*м – следовательно трещины в стадии эксплуатации не образуются.
Момент образования трещин в стадии изготовления определяем по формуле:
где =125 см. п. 8 расчета;
- расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки наиболее удаленной от грани элемента растянутой усилием Р(1) ;
Mcrc=3895 кН*м > Mnpw=1022 кН*м – следовательно трещины в стадии изготовления не образуются.
Расчет плиты перекрытия по деформациям. Прогиб плиты перекрытия определяем по формуле 4.24. Коэффициент учитывающий опирание и вид загружения плиты перекрытия принимаем по табл. 4.3 [9] как для свободно опертой балки: S=548.
l0n=4740 мм=474 м – расчетный пролет плиты перекрытия.
Модуль упругости сжатого бетона при непродолжительном действии нагрузок определяем по формуле 7.3:
Eb1=085*32500=27625 МПа.
При продолжительном действии нагрузок по формуле 7.4:
Eb1=325001+23=984848 МПа.
Кривизна от непродолжительного действия кратковременных нагрузок будет равна:
Кривизна от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок равна:
Кривизна от непродолжительного действия усилия предварительного обжатия Р(1) при действии изгибающего момента равного:
М=15914516*8448=1344 кН*м.
Кривизна обусловленная остаточным выгибом элемента вследствие усадки и ползучести бетона в стадии изготовления от усилия предварительного обжатия Р(1) и собственного веса элемента равна:
Полная кривизна будет равна:
Согласно дополнительным данным для проектирования полученных при помощи программы проверки полная кривизна плиты в опорном сечении равна:
Прогиб плиты перекрытия составит:
f=[158*10-6*(548)+05*225*10-6*(18-548)]*4740 2=424 мм.
Проверяем условие f≤fult f=442 мм fult=2443 мм - условие выполняется
Список используемой литературы
СП 52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. – М.: ГУП НИИЖБ Госстроя России 2003
Железобетонные конструкции. Общий курс. В.Н. Байков Э.Е. Сигалов. – М.: Стройиздат 1991
СНиП 2.01.07.-85*(с изм. 2003). Нагрузки и воздействия.
Железобетонные и каменные конструкции. Под ред. В.М. Бондаренко. – М.: Выс-шая школа 2007.
Примеры расчета и конструирования железобетонных кострукций поСП 52-101-2003. под ред. д-ра техн. наук проф. Соколова Б.С. Казань 2007.
СНиП II-22-81. Каменные и армокаменные конструкции. – М.: ЦНИИСК) им. В.А. Кучеренко Госстроя СССР
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособиеА.Б. Голы-шев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.; Пол ред. А.Б. Голышева. – К.: Будiвель-ник 1985. – 496с.
Пособие по проектированию предварительного напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СН 52-101-2004). – М.:ГУП НИИЖБ Госстроя России 2004.
Компоновка сборно-монолитного железобетонного каркаса с использованием ЭВМ: Методические указания. Сост. Соколов Б.С. Загидуллин М.Р. Казань: КГА-СУ 2006г.

ЖБиКК.dwg

Ф1 (13) низ на отм. -1
Состав контроля (что контролировать)
Подгото- вительные работы
Правильность складирования
Наличие паспортов. Соответствие формы
геометрических размеров проектным. Внешние дефекты
метр складной металлич.
Правильность расположения зак- ладных деталей
очистка их от ржавчины и наплывов бетона
Выверка опорных поверхнос. ранее смонтир. конструкц.
Соответствие отметок опорных площадок проектным.Правильность нанесения разбивочных осей
Положение опорных площадок и закладных деталей
Совмещение осей балок с разбивочными осями на опорных конструкциях. Вертикальность конструкций. Плотность опирания
Надежность временного крепления
Наличие и правильность нанесения осевых и контрольных рисок на конструкциях
Правильность технологии монтажа
Правильность и надежность строповки
Соответствие отметок установленных конструкций проектным. Расстояние между осями
отвес строи- тельный
Метр складной металлич.
Сварка закладных деталей в стыках
Качество сварки. Акты приемки сварных соединений. Размеры швов. Ведение журнала сварочных работ
Тип электродов. Соответствие конструкции стыка проекту
Плотность элементов опалубки и ее крепление
Марка бетонной смеси. Качество ее уплотнения
Внешний вид стыков (наличие дефектов
полнота заполнения бетонной смесью)
В процессе замоноли- чивания
Строп четырехветвевой
Скребок для очистки закладных деталей
Электросварочный аппарат
Приставная лестница с площадкой
Предохранительный пояс
Метр складной металлический
Стропильные жб балки
Бетон мелкозернистый
Организация рабочего места при заливке швов плит
-монтажники на плитах 2-бетонщик возле бетоно мешалки на земле 3-бетономешалка 4-компрессор 5-склад сухой смеси 6-бетоновод 7-плита покрытия 8-лопата
Схема временного крепления балок
-Балка 2-Плоский кондуктор 3-Колонна
Схема геодезического обеспечения стропильных ферм
Министерство образования и науки Российской Федерации Федеральное агентство по образованию Казанский государственный архитектурно-строительный университет
Курсовой проект №1 на тему: Проектирование железобетонных и каменных конструкций здания с неполным каркасом и сборно-монолитными перекрытиями
Руководитель проекта: Разработчик:
-х этажное жилое здание с неполным каркасом и сборно-монолитным перекрытием
Схема расположения элементов каркаса
Схема армирования монолитного участка МУ-1
Схема армирования монолитного ригеля
Арматурные изделия ригеля МР-1
Сборочный чертеж колонны КН-1
каркас пространственный КП-1
План плиты перекрытия П-1
Ведомость расхода стали
технико-экономические показатели
Ведомость рабочих чертежей основного комплекта
Общие сведения 1.1 Основание для проектирования Данный курсовой проект выполнен в соответствии с задание №174. 1.2 Краткая характеристика района строительства. Вес снегового покрова (III район)
Условное расчетное сопротивление грунта
Влажность окружающей среды
% 60 2. Основные проектные решения 2.1 Краткая характеристика объекта Проетируемый жилой дом - 3-х этажный
односекционный. Размеры дома в плане по осям - 12
высота этажей - 3 м.
Характеристики здания: - уровень ответственности - нормальный (II); -класс функциональной пожарной опасности - Ф1.3; -степень огнестойкости - -класс конструктивной пожарной опасности - СО; степень долговечности - количество этажей - 3. 3. Архитектурно-строительные решения 3.1 Конструктивные решения Конструктивные решения приняты исходя из требований норм проектирования жилых и общественных зданий
результатов инженерно-геологических изысканий
объемно-планировочных решений
степени сложности производства работ
а также максимального применения унифицированных конструкций и в необходимых случаях индивидуальной разработки. 3.2 Характеристики конструктивных решений 1. За условную отметку 0
0 принят уровень чистого пола 1 этажа
что соответствует абсолютной отметке 124
2. Фундаменты здания - монолитные отдельно стоящие. для наружных стен - монолитные ленточные. 3. Наружные стены из керамического полнотелого кирпича на цементно-песчаном растворе М50. 4. Плиты перекрытия и покрытия - круглопустотные. 5. Кровля - плоская рулонная из кровельного материала "Гидроизол"
утеплитель - минераловатные плиты. 6. Полы - керамогранитная плитка. 7. Ограждение кровли - кирпичный парапет из керамического кирпича. 3.3 Техника безопасности При проектировании учтены следующие нормы и правила по технике безопасности. - ФЗ №123 Технический регламент о требованиях пожарной безопасности; - ФЗ №384 Технический регламент о безопасности зданий и сооружений; - "Безопасность труда в строительстве. Общие правила". СНиП 12-03-2001.
Настоящий проект выполнен в соответствии с действующими нормами
правилами и стандартами
в том числе и по взрыво- и пожаробезопасности. Разработчик проекта (Игошин А.В.)
анкер см. тех. тр. п. 8
Схема расположения плит перекрытия
гидроизоляция 2 слоя на отм. -0
Элементы сборных конструкций
Плита П-1 (ПК 48.15-8)
Плита П-2 (ПК 48.12-8)
Колонна средняя КС-1
Колонна верхняя КВ-1
Элементы монолитных конструкций
Монолитный ригель МР-1
Монолитный участок МУ-1
Технические требования 1. За условную отметку 0
0 принят уровень чистого пола первого этажа. 2. Наружные стены запроектированы из керамического кирпича КОРПо 1НФ150250 ГОСТ 530-2007 на цементно-песчаном растворе марки 50. 3. Монтаж сборных плит перекрытий и колонн производить в соответствии с требованиями СНиП 3.03.01-87 "Несущие и ограждающие конструкции" и указаниями
изложенными в типовых сериях изделий. 4. К монтажу колонн приступать после подготовки и инструментальной проверки соответствия проекту дна стакана фундаментов в плане и по вертикали. 5. Подготовку стакана фундаментов производить путем выравнивания дня цементно-песчаным раствором марки не ниже 200. 6. Замоноличивание колонн в стаканах фундамента производить бетоном класса В15 на мелком заполнителе. 7. Укладку плит перекрытий на кирпичные стены производить по выровненному слою цементно-песчаного раствора марки не ниже 50 толщиной 10мм
швы между плитами зачеканить цементно-песчаным раствором марки 100. 8. Для крепления плит перекрытий между собой и обеспечения их совместной работы с наружными стенами установить анкерные элементы.
Спецификация железобетонных конструкций
Риска геометрической оси колонны
Риски геометрических осей фундамента
Узел 3 Опалубочный чертеж
Спецификация монолитного участка МУ-1
Спецификация арматурных изделий
Технические требования q*;1. Расположение и маркировку монолитных участков см. на листе 1. 2. Защитный слой бетона для рабочей арматуры каркасов монолитных участков принят 20 мм. 3. Перед бетонированием монолитных участков поверхности сборных плит перекрытий очистить и промыть.
-1 Опалубочный чертеж
Расчетная схема монолитного ригеля
Схема армирования монолитного ригеля МР-1
Технические требования 1. Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры каркасов
и 3 принята 25 мм. 2. плоские каркасы и сетки объединить в пространственный каркас при помощи ручной электродуговой сварки электродами Э42А по ГОСТ 9467-75 *. 3. Перед бетонированием монолитных ригелей соприкасающиеся поверхности плит перекрытия и каменной кладки должны быть очищены и промыты. 4. Детали позиции 4
- см.ведомость деталей лист 5.
Ведомость деталей (лист 4)
Технические требования 1. Сварные сетки и каркасы изготовить при помощи контактной точечной сварки в соответствии с требованиями ГОСТ 14098-91.
Сборочные чертежи колонны КН-1
Каркасы пространственные
Спецификация колонны КН-1
Технические требования q*;1. Сварные сетки и каркасы изготовить при помощи контактной точечной сварки в соответствии с требованиями ГОСТ 14098-91. 2. Сварке подлежат все пересечения стержней. 3. Поз. 5
- см. ведомость деталей на листе 8.
Расчетная схема плиты
Напрягаемая арматура класса
Технико-экономические показатели
Технические требования q*; 1. Детали поз. 7
поз. 10 - лист 7. 2. Спецификацию каркаса КР-1 см. лист 7.

Содержание ЖБиКК.docx

Этап 1. Общие сведения о сборно-монолитном перекрытии. Выдача задания. Компоновка конструктивной схемы здания. Сбор нагрузок4
Этап 2. Статический расчет поперечной рамы14
Этап 3. Расчет железобетонного монолитного ригеля по предельным состояниям первой группы25
1 Расчет ригеля на прочность по сечениям нормальным к продольной оси25
2 Расчет железобетонного монолитного ригеля по сечениям наклонным к продольной оси29
Этап 4. Расчет железобетонного монолитного ригеля по предельным состояниям второй группы 33
1 Расчет железобетонного монолитного ригеля по прогибам33
2 Расчет железобетонного монолитного ригеля по деформациям (по прогибам)42
Этап 5. Расчет по прочности сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной силы со случайным эксцентриситетом46
Этап 6. Расчет предварительно напряженной круглопустотной плиты перекрытия по первой и второй группам предельных состояний 49
Список используемой литературы 62

Титульный лист.docx

Министерство образования Российской Федерации
Казанский государственный архитектурно-строительный университет
Кафедра железобетонных и каменных конструкций
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ И КАМЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ЗДАНИЯ С НЕПОЛНЫМ КАРКАСОМ И СБОРНО-МОНОЛИТНЫМИ ПЕРЕКРЫТИЯМИ
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
студент гр. 2ПГ32уИгошин А.В.