Основы расчёта строительных конструкций

ДОКЛАД.doc

Согласно заданию я рассчитал(а) и сконструировал(а)следующие железобетонные элементы: многопустотная предварительно- напряженная плита перекрытия ПК63.12.8 А тV и ленточный сборный фундамент ФЛ-12.24
Курсовой проект состоит из:
- расчетно-пояснительной записки;
Объем расчетно-пояснительной записки составляет 33 страниц где произведен подробный расчет конструкции а рабочие чертежи рассчетных конструкций выполнены на формате А- составлена спецификация произведена выборка арматуры и дан расход материалов на один элемент. На формате А- представлен проектируемый элемент опалубочные чертежи с необходимым числом сечений чертежи сеток каркасов с необходимыми сечениями и расчетными схемами.
Целью данного курсового проекта является расчет строительных конструкции по I и II предельному состоянию:
) по несущей способности от расчетных нагрузок (на прочность нормальных сечении на прочность наклонных сечении)
) по деформации от нормативных нагрузок (на прогиб на кривизну)
Для этого выбрали одну конструкцию ПК63.12-8 на изгиб; вторую конструкцию- ленточный фундамент на сжатие.
При расчете изгибаемого элемента я определил(а) нагрузки и усилия на 1 м2 а также на ширину данного элемента. Была определена площадь поперечного сечения рабочей арматуры которая составляет Аs=314см2 при этом вычислил(а) количество и диаметр требуемой рабочей арматуры 5 ø12 А тV
Плиты перекрытия армируется: предварительно- напряженной арматурой кл АтV ø10 – рабочая а так же сетками конструктивно кл Вр I ø3 и каркасом Кр-1 ø5 Вр I Бетон кл. В30. Далее проверяем по формуле на прочность нормальных на прочность наклонных сечении и на прогиб панели. При натяжении электротермическим способом расчет на раскрытия трещин не требуется.
Электротермический способ –это когда арматуру натягивает ( каждый своими словами).
Так же была рассчитана фундаментная подушка (ФЛ)который содержит данные для проектирования сбор нагрузок определение необходимой площади фундамента определение минимальной высоты фундамента определение высоты нижней ступени фундамента определение площади сечения арматуры. Она армируется в нижней части- сеткой. Рабочая арматура кл 610 АII. Бетон класса В 15 .Текст записки сопровождается необходимыми рисунками и чертежами.

ОРСК-Жумабаев.dwg

Спецификация элементов
С-4П-2 Спецификация элементов
РАСХОД СТАЛИ НА 1-ЭЛЕМЕНТ

Жумабаев К ПК63.12..docx

АКТЮБИНСКИЙ ПОЛИТЕХНИЧЕСКИЙ КОЛЛЕДЖ
Специальность: «Строительство и
эксплуатация зданий и сооружений»
Зам. директора по УР
по предмету «Основы расчёта строительных конструкций»
Тема: Расчет конструкций ПК63.12-8 Ат V плиты по предельному состоянию определение несущую способность и деформацию конструкции. Определение ширины подошвы ленточного фундамента.
Руководитель: Ермуханова С.К.
Специальность__4303002_«Строительство и эксплуатация зданий и сооружений»
Определение нормативных и расчётных усилий действующих на плиту перекрытия
Определение нагрузок и усилий
Предварительное напряжение арматуры без учета потери.
Растёт по прочности нормальному сечению
Расчёт по прочности по наклонному сечению
Расчёт прочности по предельным состояниям второй группы.
Определение первых потерь при натяжении арматуры.
Определение вторых потерь при натяжении арматуры.
Расчёт по образованию трещин нормальных к продольной оси.
Расчёт прогиба панели перекрытия.
РАСЧЁТ ЛЕНТОЧНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ФУНДАМЕНТОВ.
Расчёт сборного ленточного фундамента.
Определение нагрузок.
Определение ширины подошвы фундаментных блоков.
Расчёт площади сечения арматуры.
СПИСОК ИСПОЛЬЗУЕМОЙ ЛИТЕРАТУРЫ.
Капитальное строительство в Казахстане и других странах мира продолжает развиваться бурными темпами. Одновременно развиваются базы строительной индустрии создаются новые прогрессивные строительные конструкции из различных материалов совершенствуется теория их расчета с широким применением компьютерных программных средств.
Особое положение в объеме строительных материалов и конструкций занимают железобетонные изделия различного назначения. Железобетон является основным строительным материалом современного человечества применяемым в самых различных сферах строительства начиная от освоения подземного и океанического пространства и заканчивая сооружением высотных объектов.
В этой связи современный специалист в области промышленного и гражданского строительства обязан обладать навыками проектирования железобетонных конструкций.
Проектирование указанных конструкций представляет собой комплекс расчетов и графических работ включающих стадии изготовления транспортирования и эксплуатации конструкций. Экономичность и эксплуатационная надежность отдельных конструкций и здания в целом во многом обусловлены принятыми проектными решениями.
Вопросы проектирования железобетонных конструкций регламентированы СНиП 2.03.01-84* и развиты в руководствах по проектированию железобетонных конструкций а также учебниках и монографиях.
Цель курсового проекта – получить навыки проектирования железобетонных многопустотных плит перекрытия. К курсовому проекту прилагается пояснительная записка и графическая часть.
Сбор нагрузки на покрытие.
= 30 мм; ρ= 2100 кгм3
= 300 мм; ρ= 600 кгм3
h= 220 мм ρ= 2500кгм3
кратковременная 70 %
Итого полная нагрузка +постоянная нагрузка
кратковременная нагрузка
Сбор нагрузки на перекрытие.
= 45 мм; ρ= 2100 кгм3
1. Определение нагрузок и усилий.
Приведённая толщина панели:
red = hf + hf' + hc = 30 +30+ 42 = 102 (см) где
hc – приведённая толщина средней части сечения = 42мм
h – полная высота сечения = 220мм
hf – толщина нижней полки = 30мм
hf' – толщина полки в сжатой зоне = 30мм
h1 – (высота круглых пустот) = 159мм
hc =(bf' – 6· h1) · (h – hf - hf') bf' = (1170 - 6 · 143) · (220 - 30 - 30) 1170 = 42мм.
hf = hf' = (h – h1) 2 = (220 – 159) 2 = 30.5мм 30мм.
Круглые пустоты заменяем прямоугольниками – толщина прямоугольника
h1 = 0.9 · 159 = 14.3 (см) = 143мм.
Расчётная ширина сжатой полки:
bf = b – (1.5 · 2) = 120 – 3 = 117см = 1170мм
b – приведенная ширина панели = 1200мм
приведенная толщина рёбер:
b = bf ' – (hпл1) = 117 – (6 ·14.3) = 312мм
на 1 м. длины панели шириной 1.2м.
постоянная нормативная нагрузка – gn · 1.2 =3865 * 12 = 4638 Нм.
постоянная расчётная нагрузка - g · 1.2 = 4363* 12 = 52356 Нм.
временная нормативная нагрузка - pn1 · 1.2 = 2000 * 12 = 2400 Нм.
временная расчётная нагрузка – pn2 · 1.2 =2600 * 12 = 3120 Нм.
временная длительная нормативная нагрузка – 600 * 12 = 720 Нм
временная длительная расчётная нагрузка – 780 * 12 = 936 Нм
временная кратковременная нормативная нагрузка – 1400 * 12 = 1680 Нм
временная кратковременная расчётная нагрузка – 1820 * 12 = 2180 Нм
Расчётный изгибающий момент от действия полной нагрузки.
M=g*o² 8=(q+p) o²8=(52356 + 3120 + 936)*6.12 8 = 42824.07Н*м = 43.2Кн*м
где o = 63– 020 = 61 м
Расчётный изгибающий момент от всей нормативной нагрузки.
Mn = gn*o² 8 = (4638 + 2400 + 720) * 61² 8 = 36084.4Н*м 36.1 Кн*м
Расчётный изгибающий момент от постоянной и длительной нагрузок
Мd = gd * lo² 8 = (4638 + 720) * 61² 8 = 24921.4Н*м 25.0Кн*м
Изгибающий момент от норматив. кратковрем. нагрузки при γf = 1.
Мсd = рсd * o² 8 = 1680 * 61² 8 = 7814.1 Н*м 7.8Кн*м
Максимальная поперечная сила на опоре от действия полной расчётной нагрузки.
Q = g*o 2 = (52356 + 3120 + 936)* 61 2 = 2833938Н*м = 28.3 Кн*м
Панель рассчитываем как балку прямоугольного сечения с заданными размерами
где b- номинальная ширина; h- высота панели;
Проектируем панель многопустотную. В расчёте поперечное сечение пустотной панели приводим к эквивалентному двутавровому сечению.
Заменим площадь круглых пустот прямоугольниками той же площади и того же момента инерции.
h1 = 0.9 · 159 = 14.3 (см) = 143мм
Панель армируют термически упрочненной стержневой арматурой периодического профиля класса AтV натягиваемой на упоры; полки панели армируют сварными сетками из проволоки класса Вр-I. Для изготовления панели принимаем: бетон класса В-30средняя относительная влажность воздуха выше 40процента коэффициент γb2=09
Rb = 17 МПа Rbser = 22 МПа Rbt = 1 Rbt ser =18 МПа Eb = 29000 МПа для напрягаемой арматуры класса AтV Rsn = 785 МПа Rs = 680 МПа
Rsw =545 МПа Es = 19 *10 МПа
для арматуры сварных сеток и каркасов из проволоки класса Вр-I:
Rs = 360 МПа Rsw = 265 МПа Es = 17 * 10 МПа
3. Предварительное напряжение в арматуре без учёта потерь.
Арматуру натягивают на упоры электротермическим способом а обжатие бетона производят усилием напрягаемой арматуры при достижении прочности
Rbp = 05 * В30 = 05 * 30 = 15 МПа.
Бетонные изделия твердеют при помощи тепловой обработки (пропарки).
Педвариртельное напряжение в арматуре sp без учета потерь принято
При расчете потерь коэффициент точности натяжения арматуры γsp=1 проверяем соблюдение усилия для стержневой арматуры:
sр – допустимое отклонение предварительного напряжения (МПам²)
При электротермическом способе натяжения значение определяется по формуле:
sр = 30 + 360I = 30 + 3606.3=87 (МПа)
где l – длина напрягаемого стержня ( расстояние между наружными гранями упоров м)
sp + sp = 471 + 87 = 558 Rsn = 785 МПа;
sp - sp = 471 – 87 =384>03*785 = 232 МПа т.е.условие выполняется.
Вычисляемый коэффициент прочности отклонения предварительного натяжения арматуры:
sp = 1+sp где sp = 05sp sp*(1+√np) но не менее 01
np – число напрягаемых в сечении стержней в данном случае np = 4 т. к.
sp = 1 + sp = 1 + 014 = 114 (при обжатии)
sp = 1 - sp = 1 - 014 = 086 (при благоприятном влиянии предварительного напряжения)
Предварительное напряжение арматуры с учетом точности натяжения:
4. Расчет прочности по нормальному сечению.
Расчет продольной арматуры ведем из условия обеспечеия прочности таврового сечения нормального к продольной оси элемента. Сечение панели с круглыми пустотами приведено к двутавровому для этого круглые отверствия заменены на прямоугольные размерами. А= 0.9d = 0.9 × 159 = 143 (мм)
Полку в растянутой зоне при расчете не учитывают поэтому показывают пунктирными линиями зная что толщина полок hf' = 3см (сжатой) hf = 3см(растян.) суммарная ширина ребра - b = 31.2м. Расчетная высота сечения hо = h –а = 22 – 3 =19см.
Условно находим расположение нейтральной оси в полке
М ≤ Rb× γb2 × bf'× hf '(hо – 0.5hf ')
М = 43.2 × 100000 17 (100) × 0.9 × 117 × 3× (19 – 0.5 ×3) = 9398025Нсм
2× 100000 93.9 × 100000 Нсм
Условие удовлетворяется нейтральная ось проходит по полке.
Ао = М hf ' × hb² × Rb× γb2 = 4380000 117 × 19² × 17× 0.9 (100) = 4380000 64622610
= 0.06 при Ао = 0.067 по таблице находим = 0.965 = 0.07
В соответствии с нормативами рекомендуется применять элементы таких поперечных сечений чтобы вычисленная по расчету относительная высота сжатой зоны бетона = хh0 не превышала её граничного значения Rпри котором предельное состояние элемента наступает тогда когда напряжения в растянутой арматуре достигают расчетного сопротивления RS. Граничное условие имеет вид:
Граничная высота сжатый зоны определяем по формуле (2-33 Мандриков)
R = 1 + s1 sс (1 – 1.1) = 0.73 1+ 690500× (1 – 0.731.1) = 0.49
где напряжение SR (с учетом точности натяжения) в арматуре принимают в зависимости от класса арматуры для Ат V равно:
Rs – расчет. сопр-е арматуры растяжимо с учет. коэф. условий работ
sp –предварительное напряж. арматуры с учетом всех потерь
(коэф. γs= 0.75 принят условно) Rs = 680МПа
Вычисляем характеристику сжатой зоны сечения по формуле
характеристика сжат. зоны бетона ( стр 88 Мандриков.формула 2– 34)
где α – коэф. принимаемый равным 0.85 для тяжелого бетона
= 0.85 – 0.08 × 17 × 0.9 = 0.7
γsc =500МПапредельная напряж. арматуры в сжат.зоне при γб2 1.0 0.9 1.0
= 0.08 p = 0.49 условие удовлетворяется
х = хhо = 0.08 × 19 = 1.5 см hf ' = 3.46 см площадь сечения прод. напр.арматуры:
Аs = М × hо× Rs = 4320000 (0.965× 19 × 680×100) = 3.43 см² принимаем
12 Ат V А = 4.52 см²
5. Расчет прочности по наклонному сечению.
При этом необходимо обеспечить прочность наклонных сечений при следующих расчетных случаях:
действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами.
При расчете прочности элементов по наклонной полосе между наклонными трещинами должно соблюдаться условие: (стр. 93 Мандриков формула 2-48).
Q = 283 кН проверямые условие
– коэффициент зависящии от вида бетона; 0.01 – для тяжелого бетона.
Коэффициент определяется по формуле:
φb1 = 1 – × Rb × γb2 = 1-0.01 × 17 × 0.9 = 0.85
φ1 = 1; коэф. учитывает влияние хомутов полагаем что поперечная арматуры отсутствует.
Q = 28300Н 0.3 × 1 × 085× 17 × 0.9 (100) × 31.2 × 19 = 231280Н
Условие соблюдается размеры поперечного сечения достаточны.
действие поперечной силы по наклонной трещине.
Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось С. Влияние свесов сжатых полок (при четырех ребрах)
φ f = 4 × ((0.75 × (3 × hf' ) × (hf') (bh0)) 0.5 = 4 × ((0.75 ×(3 × 3) × (3) (31.2 × 19)) = 0.22 0.5
φf – коэф. учитывающий влияние сжатых полок в тавровых элементах.
Влияние продольного усилия обжатия:
N P = Аs sρ = 4.52 × 303 (100) = 136956Н =136.9Кн
φn = 01N (Rbt * γb2 * b * h0)
φn =01 × 136956 (1.2 (100)0.9 * 31.2 *19) = 0.21 0.5
где: φn – коэф.учитывает влияние продольных сил (от действия сжим.сил)
(1 + φf + φn) = 1 + 0.22 + 0.21 = 1.43 > 1.5 принимаем 1.5. Определяем поперечное усилие по формуле:
Bb = φb2 (1 + φf + φn) × Rbt × γb2 × b × h0²
Bb = 2 × 1.4 × 1.2 (100) × 0.9 × 31.2 × 192= 34.1× 105
φb2 – коэф. принимаемый в зависимости от вида бетона для тяжелого бетона = 2.
В расчетном наклонном сечении длина С проекции наклонной трещины определ.
С = 34.1 × 1000000 0.5 × 25864 = 263 см >2h0= 2 ×19 = 38 см
В этом случае Qb = Bb С = 34.1× 1000000 38 = 89.7× 10000 = 89.7Кн > 9 = 25.8 Кн значит поперечная арматура не требуется.
В ребрах устанавливают конструктивные каркасы из арматуры диаметр 5 Вр-
I. По конструктивным требованиям при h ≤ 450 мм на пропорном участке
lL = lo 4 = 610 4 = 152 см
Шаг стержней: S = h 2 = 22 2 = 11 см и S ≤ 15 см принимаем S = 10 см
Чтобы обеспечить прочность полок панели на местные нагрузки в пределах
пустот в верхней и нижней зонах сечения предусмотрены сетки
С1 иС2 марки (3 ВР- I- 200) (3 ВР- I- 200) Аs = 0.36 см2
С уменьшением значения Qb обычно увеличивают шаг поперечных стержней соблюдая при этом конструктивные требования по СНиП 2.03.01-84
6. Расчет прочности по предельным состояниям второй группы.
Определяем геометрические характеристики приведенного сечения для рабочей арматуры:
α=ЕsЕb=19*100000029*100000=654
При выполнении некоторых видов расчета кроме сечения бетона учитывают α– кратное сечение арматуры. С помощью такого приема определяем:
Площадь приведенного сечения:
А= bf '*( hf+ hf ')+ b ( h-2 hf ) = 117*60+312*16=1201 см²
Аsp А'sp– площадь сечения напрягаемой арматуры . А'sp =0
Аs А's – площадь сечения ненапрягаемой арматуры
α*Аsp = 654*452 = 296см²
Аs= А's=05+079=129см ² где05 см ² – площадь сечения продольной арматуры сетки 079см ² – площадь сечения 4 5 ВР- I каркасов К-1
α = ЕsЕb=17*105079*105=587
α*Аs = 587*129 =757см²
Аred = 1201 + 296 + 757+ 757 = 1245 см²
Аналогично определяем и другие геометрические характеристики приведенного сечения. Для вычисления удобно разбить поперечные сечения двутавра на части простой формы.(Цай 2 том рис.7.19)
Статический момент относительно нижней грани сечения панели:
где Аi – площадь i-ой части сечения
уi –растояние от центра тяжести i-ой части сечения до нижней грани.
По первой формуле определяем
S= S1+ S2 здесь S1= bf '* hf '*( h-а2)=117*3*205=7195(см3)
S2= bf '* hf '*а2=117*3*15=526(см3)
S=7195+526=7721(см3)
α*Ssp = α*Аsp* hf = 296*30=879(см3)
α*S'sp =0 т.е. А'sp=0 (нет поперечных стержней)
α*Ss = α*Аs* hf = 757*30=2271(см3)
α*S's = α*А's*( h-а's 2)=757*1875=1419(см3)
Sred = 7721+879+2271+1419=79735 (см3)
Растояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани панели:
У0 = Sred Аred =79715 1245=64 (см)
У'0 = h- У0= 22-64=156 (см)
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести
Ji=bf'*hf'³12 + bf'*hf*(h-y0-hf'2)² + bf'*hf³12 + bf'*hf*(h-y0'-hf2)²= 117*
*3³12+117*3*14²+117*3³12+117*3*5²=87.75+68796+84.75+8775=77746(см4)
α*Аsp* y1² =296*( y0-hf')²=3626 (см4)
α*А'sp* y2² =757*( y0-hf')²= 757*35²=927 (см4)
α*А'sp* y'2²=757*( y'0-h'f')²= 916 (см4)
здесь y1 = y0- hf' = 64-3 = 36(см) y2 = y0- hf' = 64-3 = 36(см)
y' =0 y'2 = y0- hf' = 14-3 = 11(см)
J red =77746+3623+927+916=79117 (см)4
Момент сопротивления для растянутой грани сечения.
Для сжатой грани сечения
'red = Jred (h-y0) = 79117(22- 64)= 5071(см3)
Растояние от ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней)
до центра тяжести приведенного сечения:
где φn=16- b Rbser =16-075=085
то женаименее удаленной от растянутой зоны ( нижней)
Определение потерь предварительного напряжения при натяжении арматуры на упоры.Начальное растягивающее предварительное напряжение в арматуре sp не остается постоянным а с течением времени уменьшается независимо от способа натяжения арматуры на упоры или на бетон.Согласно нормам все потери напряжений los разделены на две группы: первые потери los1 происходящие при изготовлении элемента и обжатии бетона и вторые потери los2 после обжатия бетона. Всего имеется 11 основных видов потерь.
Рассмотрим некоторые потери при электротермическом способе натяжения
7. Определение первых потерь при натяжений апматуры.
От релаксации напряжении в арматуре по формуле:
От температурного перепада: 2=0 так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с панелью.
При деформации бетона от быстронатекающей ползучести по формуле (226 Мандриков) последовательно вычисляем:
Эксцентриситет усилий P1 относительно центра тяжести приведенного сечения
Напряжение в бетоне при обжатии вр
вр=Р1 Аred + Р1*еор*У0 Jred= 2060001245 + 206000*35*6579117=225 (мПа)
устанавливаем значение передаточной прочности бетона из условий
Rвр=225075=30 мПа05*В30=15 мПа
(согласно пр.24 СНиП 2.03.01-84). Принимаем Rвр=15 мПа тогда отношение
вp Rвр=22515=015≤ 075
Вычисляем сжимающее напряжение в бетоне арматуры от усилия обжатия Р1
(без учета момента от собственного веса панели перекрытия)
вр= Р1 Аred+Р1* е²ор Jred = 2060001245+206000*34²79117= 197м ПА
при вpRвр= 19715=013 = 025+0025* Rвр=025+0025*15=062.
Потери быстротекущей ползучести :
= 085*40*013=444 мПа Потери зависит от проектного класса бетона уровня
напряжений ( вр Rвр) и условий твердении бетона.
Суммарная потеря равна:
los1= 1+ 2+ 6 =15.7+0+4.4=20.1 мПа
С учетом первых потерь los1 напряжение вр будет
Р1= Аsр *( sp - los1)= 452 *(471-201 )*(100) =203кН
вр= Р1 Аred +Р1* е²ор Jred=20300001245+2030000*34²79117=19мПа
вр Rвр=19 15= 0127≤ 07
8. Определение вторых потерь при натяжений апматуры.
От усадка бетона 8 =35мПа (по таб.2.11)
От ползучести бетона 9 – уменьшающей удлинение натянутой арматуры
(вседсвие укорочения элемента при обжатии бетона) а следовательно
предварительных напряжений в ней. Потери напряжений зависит от вида бетона
условий твердения и уровня напряжений (соотношения вр Rвр 075 и определяется по формуле (2.28).
k=085 для бетона подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении.
Вторые потери составляют:
los2 = 8+ 9 = 35+1606 = 511мПа
Суммарные потери предварительного напряжения арматуры составляют:
los = los1 + los2 = 201 + 511 = 712мПа 100мПа
установленного минимума потерь los =100мПа.
Усилие обжатия с учетом всех потерь напряжений в арматуре:
9. Расчет по образованию трещиннормальных к продольной оси.
Сначало производятся для выяснения необходимости расчета по раскрытию трещинт.к. панель относится к элементам с требованием третьей категории трещиностойкости то согласно (таб.2.4 Мандриков) коэфицент надежности по нагрузке γf =1 и рачетный момент от полной норнативной нагрузки
При Mn ≤ Мсrс.где Мсrс- момент внутренных усилии трещины не образуется.
Вычисляем момент воспринимаемый сечением нормальным к продольной оси
элемента. при образовании трещин по формуле:
Wpl = γ* Wred =15*12172=18258см2
γ=15-для двутавровых сечении при bf b=11731.2=3.75>2.cогласно СНиП пр.4
Mrp-ядровый моментусилий обжатия равный:
Mrp =Рo2(еор+r) при γsp =08
r - растояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки наиболее
удаленной от растянутой зоны по формуле:
где φn =16- (вRвser)=1.6-0.75=0.85
Усилие предварительного обжатия с учетом всех потерь. при γsp =086
Рo2 = γsp (sp - los)* Аs =086*(471-100)*452*(100)=145000Н =145кН.
Мсrс= Rbt cer*Wpl+Рo2(еор+r)=18(100)*18258+08*145*(100)*(34+83)=
что больше Мn =361кН*м ≤ Мсrс=464кН*м эксплуатационной стадии работы
панели трещин не будет. Поэтому расчет на раскрытия трещин не выполняют.
Проверяем образуются ли начальные трещины в верхней зоне панели при ее обжатия при коэффициенте точности натяжения γsp-114.
Изгибающий момент от собственного веса панели
Мn =585*61²8=27209Н.м =-27кН.м
γsp* Р1(еор-r inf )-Мn≤ Rbtр* W'pl
4*206000*(34-346)- 27*105=-269*105Н*см≤115*7656*(100)=88*105Н*см
Rbtр=115мПа-для соответствующей 12класса В30что равно В15
W'pl=15*5104=7656см3 так как (-269*105Н*см)88*105Н*см то начальные трещины не образуются. Условие соблюдается.
10. Расчет прогиба панели перекрытия.
Прогиб f в середине пролета панели при отсутствии трещин в растянутой зоне определяем по значению кривизны 1r используя формулу
r=φв2*M φв1*Ев*Jred = φв2*MВ
где жесткость приведенного сечения :
В= φв1*Ев*Jred= 085*029*100000*79117(100)=195*10000000000Н*см2
φв2=1- при действии кротковременных нагрузок.
φв1=2- - при действии постоянных и длительных нагрузок для конструкции эксплуатируемых при влажности среды 75 проц.
Кривизна панели с учетом действия усилия предварительного обжатия:
r = 1r1+ 1r2- 1r3- 1r4 полный прогиб соответсвенно
ftot = f1 + f2 - f3 - f4
Определяем значения кривизны и прогибов от действия кратковременной нагрузки
r1=φв2*McdВ=1*580000195*105=03*1105 (см-1)
f1= S*L²*1r=548*610*610*03*11010=116(см)
S=548 (находим по таб. 2.18.при L) коэф.учитывающий вид нагрузки.
Определяем значения кривизны и прогибов от действия постоянной и длительной временной нагрузки
r2=φв1*MldВ=2*244000195*10*11010=25*1105 (см-1)
f2=548*610²*25*1105=097(см)=10см.
Кривизна обусловленная выгибом элемента от кратковременного действия
усилия предварительного обжатия Р с учетом всех потерь по формуле:
r3=Ро*еорВ=145000*35195*11010=026*1105(см)
Выгиб панели в середине пролета вызванной внецентренном обжатие
f3=18*L(1r)=610*6108*0.26*1105=012(cм)
Кривизна обусловленная выгибом вследствие усадки и ползучести бетона от
обжатия определяется по формуле:
r4 =в-'вho=29.2*1105-185*110519=0.56*1105 (cм-1) где
в= вЕв=(6+8+9)19*105=44+35+16068919*1105=292*1105;
здесь b'=b =35мПа-потери напряжений от усадки бетона;
потери для напряженной арматуры от ползучести бетона принимаем равными
нулю(6=0 8=0) так как напряжение b' в бетоне на уровне крайнего сжатого
волокна возникающее от усилий предварительного напряжен. сравнительно малы:
b'= Ро1 Аred-Ро1еор(h-y0) Jred =2060001245-206000*35(22-65)79117 = 1655-1412=243Нсм2=024мПа
в= вЕв=3519*100000=185*1100000;
Сбор нагрузок на 1 м ² чердачного перекрытия
НормативнаяНагрузка Нм²
Коэффициентнадежности γf
Постоянная нагрузка:
теплоизоляция- керамзит:
*ρ=0035м*11000Нм³=3850 Нм²
пароизоляция - битум:
подстропилная балка:
металлическая черепица: =5мм ρ=33250 Нм³
итого постоянная нагрузка:
итого временная нагрузка:
итого полная нагрузка (постоянная и временная):
Расчет ленточных железобетонных фундаментов.
1. Расчет сборного ленточного фундамента.
Рассчитать ленточный фундамент под наружные несущие стены 4-х этажного жилого здания с цокольным этажом. Стены кирпичные толщиной 690мм в два с половиной кирпича со штукатуркой с внутренней стороны. Грунты основания- супеси с коэффициентом пористости е-0.7 твердой консистенций J= 0. Подошва фундамента заложена от природного рельефа на глубину Н= 21м. Район строительства III по снеговому покрову.
2.Определение нагрузок.
За расчетный участок принимаем стену длиной 55м.Нагрузку на 1м длины стены от междуэтажных перекрытий покрытия и чердачного перекрытия собираем с площади А=1*612=305м².
Нагрузка от покрытия: постоянная- нормативная q1n=2621Нм²
постоянная расчетная q1=3133Нм²
временная(снеговая)-кратковременная нормативнаяp1nсd=1050Нм²
расчетная кратковременная p1сd =1365 Нм²
длительная нормативная р1nld=450Нм²
длительная расчетная р1ld = 585 Нм²
Нагрузка от междуэтажных перекрытий с учетом массы ригелей (600Нм)
постоянная нормативная qn =4048 Нм²
постоянная расчетная q=5030Нм²
временная длительная нормативная рnld= 450 Нм²
длительная расчетная рld = 630 Нм²
кратковременная нормативная рn cd =1050 Нм²
кратковременная р2 cd =1470 Нм²
стена от отметки ±00 до отметки 122 за вычетом оконных проемов:
N2n=h*ρ*H*(1-kо ) = (064+005)*11200*122*033=311112Нм
где коэффициент kо учитывает кол-во оконных проёмов в пределах этажа:
kо = АоА =54168 =033
вес оконного остекления считая вес его на 1м около 500(Нм²):
Nn3 = *H* kо*500= 1*122*033*500 = 2013Нм
вес подземной части стены из крупных бетонных блоков.
Nn4 = h*Н*р= 06*24*24000 =34560 Нм
где h- высота ФБС плотность р=24000(Нм).
Расчет суммарной погрузки на 1м стены нормативнаяс учетом нагрузки от чердака
Nn=(q1n+qn*np+p1n+pn*np)*A+N1n+N2n+Nn3 +Nn4=
(262+404*4+04+58*4)*305+31+201+345=196кНм
где np = число междуэтажных перекрытий:
p1n= р1сdn*φ2 + р1d*φ1= 03*09+07*095= 094 кНм² pn= pсd*φ2 +pld*φ1=105*09+045*095=987кНм²
здесь φ1=095- для длительной нагрузки и φ2 =09 для кратковременной нагрузки
так как учитывается две кратковременные нагрузки ( согласно n.112. СНиП).
N=(313+5*4+06+59*4)*305+63*11+201*11+345*11=253кНм
где p =0390*09+0910*095= 122 кНм²
p1 =1365*09+0585*095=179 кНм²
3.Определение ширины подошвы фундаментных блоков.
Принимаем расположение блоков в плане вплотную один к другому.
Расчетное сопротивление грунта согласно табл.3 прил.3СНиП принимаем
При длине блока =1м требуемая ширина b с учетом γn=095
b=Nn *γn 100(Ro-γm*d)=196000100(25-0.02*210)=94cм
d=21м=210см глубина заложения фундамента.
Принимаем b=120см кратно 200мм.
4.Расчет площади сечения арматуры.
Прочность фундамента рассчитывают только в поперечном направлении. При осевом нагружении площадь сечения арматуры определяют по изгибающему моменту в сечении у грани стены по формуле:
М= р*с²2=230*09²2 =935кНм в консоли у грани стены от расчетных нагрузок N=228кНм;
где с= b-12-062=09м – вылет консоли
Давление грунта на единицу площади подошвы фундамента:
p= N*γn *b=196*0951*12=155кНм²=015мПаRo=025мПа
Минимальная рабочая высота фундаментного блока:
с*р φb2*Rbt*γb*=0.9(100)*230009*0.66*(100)*0.9*100=2070005346=387cм
φb2 =09 коэффициент учета всех нагрузок(для тяжелого бетона=09 ).
p= 2300Нсм² назначаем окончательно hо=387-35=35см.
Площадь сечения арматуры:
Ао=М09* hо*Rs=41.4*1050.9*35*280*(100)=469cм²
Принимаем рекомендуемый шаг стержней 200мм тогда по длине блока в 1м укладывают 610 АII Аs=471см².
= Аs*100 * hо=471*100100*35=01%
Схема армирования фундаментного блока показана в графической части.
В данной курсовой работе выполнялся расчет многопустотной плиты по двум предельным состояниям.
Основными характеристиками нагрузок установленными в настоящих нормах являются их нормативные значения.
С целью недопущения разрушения плиты выполняется расчет по наклонным сечениям.
В ходе работы определили расчетные и нормативные нагрузки а также изгибающие моменты от этих нагрузок.
Фактическое сечение плиты преобразовали в расчетное тавровое и определили основные характеристики
Нагрузка определенного вида характеризуется как правило одним нормативным значением. Для нагрузок от людей оборудования на перекрытия жилых общественных и сельскохозяйственных зданий от мостовых и подвесных кранов снеговых температурных климатических воздействий устанавливаются два нормативных значения: полное и пониженное (вводится в расчет при необходимости учета влияния длительности нагрузок проверке на выносливость и в других случаях оговоренных в нормах проектирования конструкций и оснований).
Все коэффициенты используемые в ходе расчета брались из ГОСТ 9561-91 «Многопустотные плиты» СНиП «Бетонные и железобетонные конструкции» СНиП «Нагрузки и воздействия» ГОСТ 23279 «Арматурные сетки».
Список использованной литературы.
Цай.Т.Н. I том "Строительные конструкции" – Москва Стройиздат1984 год 2.Цай.Т.Н. II том "Строительные конструкции" – Москва Стройиздат 1984 год
Мандриков А. П. "Примеры расчета строительных железобетонных конструкции" Москва Стройиздат1989 год 4.Доркин В. В. "Сборник задач по строительным конструкциям" – Москва Стройиздат1989 год
Дополнительная литература:
СНиП2.03.01-84«Бетонные и железщбетонные конструкции».
СНиП2.03.03-84«Бетонные и железщбетонные конструкции».
Нагрузки и воздействия
СНиП 2..8. 01.84.Стальные конструкции
СНиП 2. 18. 01.84 Основания и фундаменты