ЖБК 3-х этажное здание 60 х 18 м, г. Тверь

Кузнецова.dwg

слоя рубероида = 12ММ
плита пустотная 220 мм
пароизоляция в один слой
Плита перекрытия П-1
Напрягаемая арматура
Ненапрягаемая арматура
Напрягаемая арматура класса
Железобетонные конструкции многоэтажного здания
Схема расположения элементов сборного и монолитного перекрытия М1:200
Закладные детали ЗД-2
Схема армирования П-1
Спецификация арматурных и закладных элементов плиты П-1
Ведомость расхода стали на П-1
СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ М 1:200
СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРНЫХ И ЗАКЛАДНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ ПЛИТЫ П-1
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ НА П-1
Стык колонны и ригеля М 1:20
СТЫК КОЛОННЫ И РИГЕЛЯ М 1:20

Кузнецова.docx

Министерство образования и науки Российской Федерации
ФГБОУ ВО «Кубанский государственный технологический университет»
Кафедра строительных конструкций и гидротехнических сооружений
Направление 08.03.01 Строительство
Профиль Промышленное и гражданское строительство
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»
на тему «Конструирование и расчет элементов железобетонных конструкций многоэтажного здания»
(подпись дата расшифровка подписи)
Пояснительная записка курсового проекта: 39 с. 11 рис. 4 табл. 8 источников.
Иллюстрированная часть курсового проекта – 2 листа формата А1.
ПУСТОТНАЯ ПРЕДНАПРЯЖЕННАЯ ПЛИТА НЕРАЗРЕЗНОЙ РИГЕЛЬ ЦЕНТРАЛЬНО-СЖАТЫЕ КОЛОННЫ ФУНДАМЕНТ.
Объектом строительства является 3-этажное промышленное здание в г. Тверь.
Цель проекта – расчет сборных и монолитных железобетонных конструкций данного здания.
В процессе работы над проектом произведены расчет пустотной преднапряженной плиты по первой и второй группам предельных состояний неразрезного трехпролетного ригеля и его стыка с колонной запроектированы и рассчитаны центрально-сжатая колонна трехступенчатый фундамент под колонну.
В результате сконструированы пустотная плита перекрытия ригели крайнего и среднего пролетов колонна первого этажа фундамент.
Нормативные ссылки . 5
Компоновка сборного железобетонного перекрытия . .6
Проектирование многопустотной плиты по группе предельных состояний .. 7
1 Расчетный пролет и нагрузки . .. . . 7
2 Сбор нагрузок на перекрытие .. . . 8
3 Усилия от расчётных и нормативных нагрузок .. .9
4 Характеристики прочности бетона и арматуры . ..10
5 Расчёт прочности сечений нормальных к продольной оси . .10
6 Определение усилий предварительного обжатия . .11
7 Расчёт прочности при действии поперечной силы . . 14
Расчёт преднапряжённой плиты по предельным состояниям II группы 15
1 Расчёт по образованию трещин нормальных к продольной оси .15
2 Расчёт прогиба плиты .. . 17
3 Расчет плиты на усилия возникающие при изготовление транспортировки и монтаже .. 19
Расчет трехпролетного неразрезного ригеля . ..20
1 Статический расчет ригеля . ..22
2 Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси 25
3 Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси 28
Проектирование сборной колонны . .. 29
1 Сбор нагрузок на колонны . .. 29
2 Характеристики прочности бетона и арматуры . . 32
3 Расчет прочности колонны первого этажа . ..32
4 Расчёт и конструирование короткой консоли . 32
5 Конструирование арматуры колонны. Стык колонн . 34
Расчет трехступенчатого центрально-нагруженного фундамента .. . 35
Список использованных источников .. .40
Строительство является одной из наиболее важных отраслей современной экономики. Её состояние во многом определяет уровень развития общества и его производственных сил. Бетон и железобетон считаются ведущими строй материалами в гидротехническом промышленном жилищном теплоэнергетическом транспортном дорожном и сельскохозяйственном строительстве.
Благодаря большому разнообразию видов изделий возможно придать любому зданию эстетичный вид. Железобетонные изделия экологически чисты они не создают для жизни людей неблагоприятных условий к тому же строительство зданий из железобетона безопасно и для окружающей среды сборный железобетон не пыльный его монтаж не создает много шума а все отходы утилизируются. Применение сборного железобетона позволило значительно сократить сроки строительства и капитальные затраты.
Значительный прогресс за последние годы был достигнут и в области расчета железобетонных конструкций. Современные методы расчетов конструкций на различные виды напряженно-деформированного состояния приведены в СП 52-101-2003 «Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры» и СП 52-102-2004 «Предварительно напряженные железобетонные конструкции».
В данном курсовом проекте рассмотрены вопросы проектирования и конструирования железобетонных предварительно напрягаемых и ненапрягаемых элементов сборных конструкций многоэтажного здания: плиты перекрытия ригеля колонны фундамента.
Район строительства - г. Тверь ( снеговой район)
Размеры здания в осях 18 х 60 м
Нормативная полезная нагрузка на перекрытие - 6 КПа
Количество этажей - 3
Нормативное сопротивление грунта на уровне подошвы фундамента R0=03 МПа
Класс арматуры A500 и А240 и бетона В20 для железобетонных элементов с ненапрягаемой арматурой.
Класс арматуры А1000 и бетона В45 для железобетонных элементов с напрягаемой арматурой.
В настоящем курсовом проекте использованы ссылки на следующие нормативные документы:
ГОСТ 2.105-95 ЕСКД. Общие требования к текстовым документам.
ГОСТ 2.301-68 ЕСКД. Форматы.
ГОСТ 2.302-68 ЕСКД. Масштабы.
ГОСТ 2.303-68 ЕСКД. Линии.
ГОСТ 2.304-81 ЕСКД. Шрифты чертежные.
ГОСТ 21.101-97 СПДС. Основные требования к проектной и рабочей документации.
ГОСТ 7.9-95 Система стандартов по информации библиотечному и издательскому делу. Реферат и аннотация. Общие требования.
ГОСТ 8.417-2000 Единицы величин.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003)
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004)
СП 63.13330.2018. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения
СП 20.13330.2016. Нагрузки и воздействия.
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры
СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции.
Компоновка сборного железобетонного перекрытия
Здание в г. Тверь имеет размеры в осях: длина 60 м ширина 18 м. Размеры конструктивной ячейки: 6 х 6 м.
При компоновке сборного железобетонного балочного перекрытия решаются следующие задачи:
а) Выбор расположения ригелей в плане и форма их поперечного сечения.
В курсовом проекте выбрана схема поперечного расположения ригелей относительно длины здания. Так как здание вытянуто в плане и имеет большие проёмы в продольных несущих стенах необходимо повышать жёсткость здания в поперечном направлении что достигается данным расположением ригелей. К тому же эта схема приводит к облегчению оконных перемычек что необходимо в зданиях с большими проёмами.
Форма поперечного сечения выбрана прямоугольная.
б) Выбор типа плиты перекрытия.
По заданию нормативная полезная нагрузка на перекрытие составляет 6 кПа следовательно экономически целесообразно применять пустотные железобетонные плиты.
в) Определение числа типоразмеров плит перекрытий.
Плиты укладываются в продольном направлении. Принимаем привязку вертикальных и горизонтальных осей 120 мм. Плиты перекрытия имеют следующие размеры:
Рядовые - ширина 1500 мм длина 6000 мм.
Рядовые - ширина 3000 мм длина 6000 мм.
Принимаем толщину стен в два кирпича то есть 510 мм.
Рисунок 2.1 – Компоновка сборного пустотного перекрытия
Расчет многопустотной плиты по I группе предельных состояний
1 Расчетный пролет и нагрузки
Высота сечения предварительно напряжённой пустотной плиты принимается в зависимости от длины пролёта плиты перекрытия: h= 20
Предварительно задаёмся размерами поперечного сечения ригеля.
h =01* = 01*6000 = 600 мм
b = (03 ~ 04)hf = 0.35*600 = 210 мм.
Расчётный пролёт плиты при опирании по верху прямоугольного сечения ригеля определяется по формуле:
где - 0 – расчётный пролёт плиты при опирании по верху ригелей;
- расстояние между разбивочными осями;
b – ширина сечения ригеля.
Рисунок 3.1.1 - К определению расчётного пролёта плиты
Расчётный пролёт равен:
=b2=6000-2102=5895 мм.
Конструктивная ширина плиты по низу принимается на 10 мм меньше номинальной.
Рисунок 3.1.2 – Пустотная плита
Материалы для пустотной плиты перекрытия:
-арматура для предварительно напряжённой плиты А-1000.
Нормативное сопротивление бетона для расчёта по второй группе предельных состояний при сжатии Rbn=32 МПа при растяжении Rbtn=225МПа. Расчётное сопротивление бетона при расчёте по предельным состояниям первой группы при сжатии Rb=25 МПа при растяжении Rbt= 15 МПа.
Начальный модуль упругости бетона естественного твердения при сжатии Eb=37*10³ МПа.
Напрягаемая арматура в продольных ребрах класса А1000. Нормативное сопротивление Rsn = Rsser =1000 МПа; расчетное сопротивление растяжению Rs = 870 МПа; модуль упругости Es = 200000 МПа.
Ненапрягаемая арматура:
Класса А500 в полке плиты в виде сварных сеток. Нормативное сопротивление Rsn = Rsser =500 МПа; расчетное сопротивление растяжению Rs = 415 МПа; Rsw = 300МПа
Класса А240 в продольных и поперечных ребрах в виде продольной рабочей арматуры в сварных каркасах. Нормативное сопротивление Rsn = Rsser =240 МПа; расчетное сопротивление растяжению Rs = 210 МПа;
Технология изготовления плиты - агрегатно-поточная с пропариванием.
Рассчитываемая плита будет работать в закрытом помещении при влажности воздуха окружающей среды выше 40%.
Требования к расчету по второй группе предельных состояний:
- из условия обеспечения сохранности арматуры и условия ограничения проницаемости конструкции допускается ограниченное по ширине непродолжительное acrc = 03 мм и продолжительное acrc = 02 мм раскрытие трещин;
2 Сбор нагрузок на перекрытие
Таблица 3.2.1 – Сбор нагурзок
Нормативная нагрузка
Коэф. надёжности по нагрузке
t=10 мм; ρ =2200 кгм3
Собственный вес плиты
Полезная нагрузка (по заданию) в т. ч.
Перегородки t=120 мм
постоянная и длительная
3 Усилия от расчётных и нормативных нагрузок
Рисунок 3.3.1 – Расчетная схема плиты
Расчёт усилий для ГПС:
4 Характеристики прочности бетона и арматуры
Плита изготавливается из тяжелого бетона класса В45 имеет предварительно напрягаемую рабочую арматуру класса А-1000 с электротермическим натяжением на упоры форм. Изделие подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении.
Коэффициент условий работы бетона b2=09. Передаточная прочность бетона Rbp назначение так чтобы при обжатии отношение напряжений bpRbp075.
Арматура класса А1000 имеет следующие характеристики:
Предварительное напряжение sp следует назначать таким чтобы выполнялись условия .
Принимаем sp =600 МПа.
При благоприятном влиянии предварительного напряжения
sp=1-01=09. При проверке по образованию трещин в верней зоне плиты .
Значение предварительного напряжения с учетом точности натяжения арматуры составит МПа.
5 Расчёт прочности сечений нормальных к продольной оси
Расчетный изгибающий момент от полной нагрузки Мtot = 79565 кНм. Расчетное сечение тавровое поэтому необходима проверка положения нейтральной линии. Если условие выполняется то нейтральная линия проходит в полке
56525·103·1490·003845·(02-05·003845)
Условие выполняется поэтому расчет производим как для прямоугольного сечения с шириной b=1500 мм.
n=1-05· =1 – 05·00545=0977
Принимаем 412 А1000
6 Определение усилий предварительного обжатия
Рис. 3.6 Расчетное сечение пустотной плиты перекрытия
Геометрические характеристики сечения:
Площадь бетона A=3845·150·2+1431·4883= 1852257 см2;
Приведенная площадь Ared = A + aAsp= 1852257 + 5405·452 = 1876689 см2;
Статический момент сечения бетона относительно нижней грани:
Sred = Ai·yi + αAs= 150·3845·20078 + 150·3845·19225+1431·4883·11+ 5.405·452·2 = 20423.99 см2
Расстояние от нижней грани до центра тяжести всего сечения:
Момент инерции приведенного сечения:
Принимаем sp в пределах:
Максимально допустимое значение sp без учета потерь равно
sp = 09Rsn = 09·1000 = 900 МПа.
Потери от релаксации напряжений в арматуре равны
Δsp=003·sp=003·900 = 27 МПа
По агрегатно-поточной технологии изделие при пропаривании нагревается вместе с формой и упорами поэтому температурный перепад между ними равен нулю и следовательно Δsp2 = 0.
Потери от деформации формы Δsp3 и анкеров Δsp4 при электротермическом натяжении арматуры равны нулю.
Таким образом сумма первых потерь равна
Δsp(1)=27+0+0+0=27 МПа
Усилие обжатия с учетом первых потерь
P(1) = Asp (sp - Δsp(1))=452 (900-27)=394596 кН
В связи с отсутствием в верхней зоне напрягаемой арматуры (т.е. при A'sp = 0) имеем
eop=yop=y0-a=1088-2=888 мм
Предварительные напряжения в бетоне bp при передаче усилия предварительного обжатия P(1) не должны превышать09Rbp если напряжения уменьшаются или не изменяются при действии внешних нагрузок.
Принимаем что момент от собственного веса равен нулю
Передаточную прочность бетона Rbp (прочность бетона к моменту его обжатия контролируемая аналогично классу бетона по прочности на сжатие) следует назначать не менее 15 МПа и не менее 50 % принятого класса бетона по прочности на сжатие. Так Rbp=225 МПа
Определяем вторые потери напряжений согласно пп.2.31 и 2.32 [1].
Потери от усадки равны
Δsp5 =085· bshEs= 085·00003·2·105 = 51 МПа.
Потери от ползучести определяем принимая значения φbсr и Еb по классу бетона В45 (согласно табл.2.6 [1] φbсr = 18)
Коэффициент армирования
Определяем нагрузку от массы плиты
и момент от этой нагрузки в середине пролета
(здесь Тогда определим напряжение бетона на уровне арматуры S при ysp =1088 мм:
Потери от ползучести:
С учетом тепловой обработки бетона при атмосферном давлении полученный результат умножаем на коэффициент 085. Тогда окончательно получим:
На уровне крайнего сжатого волокна потери напряжений от ползучести (при отсутсвии арматуры в сжатой при эксплуатации зоне бетона) составят:
С учетом тепловой обработки бетона полукчим:
Полные значения первых и вторых потерь предварительного напряжения арматры раны:
Δsp(2) = Δsp1 + Δsp2+ Δsp3 + Δsp4 + Δsp5 + Δsp= 27 + 0 + 0 + 0 + 51 + 22551 =100684> 100 МПа
С учетом всех потерь напряжения в напрягаемой арматуре будут равны:
sp(2) = sp - Δsp(2) = 900 – 100684= 799316 МПа.
Определяем усилие обжатия с учетом всех потерь напряжений Р.
Р = sp(2)·Asp = 799316 ·452 = 361291 кН;
Эксцентриситет усилия Р равен
7 Расчет по прочности при действии поперечной силы
Расчет элементов при действии поперечных сил должен обеспечить прочность:
- по полосе между наклонными сечениями;
- на действие поперечной силы по наклонному сечению;
- на действие момента по наклонному сечению
Прочность бетонной полосы проверяем из условия
где Qtot - поперченная сила в нормальном сечении принимаемом на расстоянии от опоры не менее ho коэффициент b1=03.
b1·Rb·b·h0 = 03·25·103·04883·02= 73245 кH > Qmax = 53988 кН.
т.е. прочность бетонной полосы обеспечена.
Расчет элементов без поперечной арматуры на действие поперечной силы производится из условий:
Расчетная временная нагрузка (см. табл. 1) составляет qv = 785 кПа.
Расчетная постоянная нагрузка qg = 65 кПа
Находим поперечную силу на опоре при ширине плиты 1 м на 1 погонный метр плиты:
Принимаем шаг поперечной арматуры у опор не более sw1=05h0=100 мм и не более 300мм а в пролете не более sw2=34ho = 150 мм.
Зададимся арматурой 6 (Asw=00000283 м2)
Момент воспринимаемый бетоном
Условие не выполняется значит принимаем c=. Тогда:
Qsw=sw·qsw·c= 075·4811·06=216495 кН
Q = Qtot – q1·c= 53988 – 4143·06 = 51502 кН Qb+Qsw = 73245+216495=94897 кН
Все необходимые условия прочности выполняются. На приопорных участках длиной устанавливаем конструктивно поперечные стержни 6 А240 с шагом s=h2= 0222=01 м и с шагом s=075h0=015м на среднем участке.
Расчёт преднапряжённой плиты по предельным состояниям II группы
1 Расчёт по образованию трещин нормальных к продольной оси
Момент сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого волокна определяемый как для упругого тела по формуле
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки определяется по формуле
Момент образования трещин предварительно напряженных изгибаемых элементов в стадии эксплуатации:
еяр=еор+r = 9 + 5359 = 14 359 см;
Wpl = 13·=13·10034107=13044339 cм3
т.е. трещины в растянутой зоне образуются. Требуется расчёт по раскрытию трещин.
Расчет по раскрытию трещин производят из условия
Предельно допустимая ширина раскрытия трещин при продолжительном раскрытии трещин аcrcult=02мм. Предельно допустимая ширина раскрытия трещин при непродолжительном раскрытии трещин аcrcult=03мм.
Ширина раскрытия нормальных трещин определяется по формуле:
φ1 - коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки и принимаемый равным:
- при непродолжительном действии нагрузки;
- при продолжительном действии нагрузки;
φ2 - коэффициент учитывающий профиль арматуры и принимаемый равным:
- для арматуры периодического профиля и канатной;
- для гладкой арматуры (класса А240);
s - коэффициент учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами; допускается принимать s = 1; если при этом условие acrc ≤ acrcult не удовлетворяется значение s следует определять по формуле ( scrc - приращение напряжений в растянутой арматуре в сечении с трещиной сразу после образования нормальных трещин т.е. при М = Mcrc)
Приращение напряжений в растянутой арматуре при действии постоянных и длительных нагрузок:
Базовое расстояние между трещинами ():
Аbt - площадь сечения растянутого бетона.
к - поправочный коэффициент учитывающий неупругие деформации растянутого бетона и равный:
для прямоугольных сечении и тавровых с полкой в сжатой зоне - 09;
для двутавровых (коробчатых) сечений и тавровых с полкой в растянутой зоне - 095
Высота растянутой зоны
acrc1 - ширина раскрытия трещин определяемая при φ1 = 14 и при действии постоянных и длительных нагрузок (т. е. при М = M
acrc2 - то же при φ1 = 10 и действии всех нагрузок (т.е. при М = Mn);
acrc3 - то же при φ1 = 10 и действии постоянных и длительных нагрузок (т.е. при М = Ml)
Продолжительное раскрытие трещин: acrc = acrc1=002 мм
Непродолжительное раскрытие:
Трещины раскрываются в пределах допустимых значений.
2 Расчёт прогиба плиты
Расчет производят из условия: f ≤ fult fult =l200
Согласно табл.19 поз.3 СНиП 2.01.07-85* для пролета 6 м относительное значение предельного прогиба из эстетических требований равно 0005 и следовательно fult = 1200·5895 = 29475 мм.
Для элементов постоянного сечения прогиб допускается определять по формуле
S=548 - коэффициент принимаемый по табл.4.3 [1]
Для участков с трещинами прогиб определяют по формуле:
)1 -)2 – кривизна вызванная непродолжительным действием кратковременной нагрузки не учитывается.
Таким образом кривизна в середине пролета определяется только от про-
должительного действия постоянных и длительных нагрузок т.е. при действии изгибающего момента Мnl = 3877 кН·м.
Для элементов прямоугольного и таврового сечений при hf '≤ 03h0 кривизну допускается определять по формуле (4.40 [5])
Еbred== =11428 МПа=11428 кНсм2
Определяем вспомогательные значения для нахождения
s2= 0005099 17501=00892;
Теперь по табл. 4.5[5] или по таблице Приложения 15 путем интерполяции находим φс=0333.
Определяем кривизну имея все данные:
f= 10-5 58952=1262 см fult=2948 см.
Условие 8.139[2] удовлетворяется т.е. жесткость плиты достаточна
3 Расчет плиты на усилия возникающие при изготовлении транспортировании и монтаже
Рисунок 6 - К расчету плиты в стадии изготовления транспортирования и монтажа
За расчетное сечение принимаем сечение расположенное на расстоянии 08 м от торца плиты.
Расчет ведем на совместное действие внецентренного сжатия Ntot и изгибающего момента от собственной массы:
n=1- 05· =1 – 05·00412=0979
Следовательно в верхней зоне должно быть не менее 416 A500 с As = 804 см2.
Расчет трехпролетного неразрезного ригеля
Необходимо рассчитать по первой группе предельных состояний сборный неразрезной трехпролетный ригель для перекрытия по рис. 2
Рис. 5.1 План перекрытия
Расчетный пролет ригеля между осями колонн 60 м а в крайних пролетах l = 6 – 012 + 022 = 598 м где 012 м – привязка оси стены от внутренней грани а 02 м – глубина заделки ригеля в стену. Сечение ригеля принимается прямоугольное.
Подсчет нагрузок на 1 м 2 перекрытия приведен в табл. 2 (в курсовом проекте принимается из расчета плиты перекрытия):
Материалы ригеля и их расчетные характеристики:
Бетон тяжелый класса В20; Rb = 115 МПа Rbt = 09 МПа; коэффициент условий работы бетона γb2 = 1 (предполагается эксплуатация ригеля в закрытом помещении с нормальным режимом);
-продольная рабочая из стали класса А500:
-поперечная из стали класса А240:
Т а б л и ц а 5 - Нормативные и расчетные нагрузки на 1м2 перекрытия
Полезная нагрузка (по заданию)
1 Статический расчет ригеля
Предварительно определяем размеры сечения ригеля: высота
h = (110) ширина b = h·(03÷04)= 60·035= 21 см.
Нагрузка от массы ригеля g = 06×0 21×25000 = 3150 Нм.
Нагрузку на ригель собираем с грузовой полосы шириной равной номинальной длине плиты перекрытия.
Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля.
Постоянная от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 1
от массы ригеля с учетом коэффициентов надежности γf = 11 и γn = 1
Итого: g = 26166 + 3465 = 29631 кНм
Временная нагрузка с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 1
Полная расчетная нагрузка
Расчетные значения изгибающих моментов и поперечных сил находим с помощью табл. 1 в предположении упругой работы неразрезной трехпролетной балки. Схемы загружения и значения M и Q в пролетах и на опорах приведены в табл. 3.
По данным табл. 3 строят эпюры изгибающих моментов и поперечных сил для различных комбинаций нагрузок. При этом значения М и Q от постоянной нагрузки – схема 1 – входят в каждую комбинацию (рис. 3а).
Далее производят перераспределение усилий (изгибающих моментов). В общем случае величина снижения опорных и пролетных моментов не ограничивается но при этом необходима проверка ширины раскрытия трещин в сечениях где уменьшаются усилия полученные из расчета по упругой схеме.
В данном примере принят следующий порядок перераспределение усилий. Для обеих промежуточных опор устанавливаем одинаковое значение опорного момента равное сниженному на 30 % максимальному значению момента на опоре ”В”.
Исходя из принятого опорного момента отдельно для каждой комбинации осуществляем перераспределение моментов между опорными и пролетными сечениями добавлением треугольных эпюр моментов. Максимальную ординату каждой треугольной эпюры определяем как разность между принятым опорным моментом (в примере М = 17545 кНм) и опорными моментами по рассматриваемой комбинации схем загружения. На рис. 3б показаны две треугольные эпюры использованные при выравнивании и перераспределении моментов по схеме 1+4.
Возможен упрощенный способ расчета по которому в качестве выравненной эпюры моментов принимают эпюру полученную для максимальных пролетных моментов (при расположении временной нагрузки через один пролет).
Расчетным на опоре будет сечение ригеля по грани колонны. В этом сечении изгибающий момент устанавливаем по величине выравненного опорного момента и соответствующей поперечной силы. Расчетным на опоре будет сечение ригеля по грани колонны со стороны пролета загруженного только постоянной нагрузкой при схемах загружения 1+2.
Опорный момент ригеля по грани колонны на опоре ”В” со стороны второго пролета при высоте сечения колонны h = 35 см;
Для расчета прочности по сечениям наклонным к продольной оси принимают значения поперечных сил ригеля большие из двух расчетов: упругого расчета и с учетом перераспределения моментов. На крайней опоре QА = 1871282кН на опоре ”В” слева по схеме 1+4 Qв1 = -265709 кН на опоре ”В”справа по схеме 1+4 Qв2=240007 кН.
2 Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси
Высоту сечения уточняем по опорному моменту при = 035 поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. Принятое же сечение ригеля следует затем проверить по пролетному моменту(если он больше опорного) так чтобы относительная высота сжатой зоны была R и исключалось переармированное неэкономичное сечение. По табл. 3 .1 при = 035 находим значение Ао = 0289 а по формуле (2.42) определяем граничную высоту сжатой зоны:
здесь; = 085 – 0008Rb = 085 – 000809115 = 077;
Рис. 5.2.1 К статическому расчету трехпролетного ригеля;
а – эпюра моментов при различных комбинациях схем загружения; б - выравнивающая эпюра моментов для комбинации схем 1 + 4; в – выровненная эпюра моментов.
Используя выражение (5) определяем рабочую высоту сечения
Полная высота сечения
h=h0+a=51691+6=57691 см
Принимаем h=60 см h0=54 см. Для опорных и пролетных сечений принято расстояние от растянутой грани до центра тяжести растянутой арматуры а= = 6см при расположении ее в два ряда и а = 3см – при расположении арматуры в один ряд (рис. 4)
Рис. 5.2.2 К расчету прочности ригеля – сечение
в пролете (а) на опоре (б)
Сечение в первом пролете. М = 302865 кНм; h0 = 54 см. Расчет сечения арматуры выполняем используя вспомогательные таблицы (табл. 3.1) вычисляем:
Проверяем принятую высоту сечения ригеля по пролетному наибольшему моменту. Поскольку = 0626>R = сечение будет переармированным.
Возьмем ригель с размером сечения 600х250.
Рис. 5.2.3 К расчету прочности ригеля – сечение
Проверяем принятую высоту сечения ригеля по пролетному наибольшему моменту. Поскольку = 0473R = сечение не будет переармированным.
Определяем площадь сечения продольной арматуры
По сортаменту (прил. У 1) принимаем для армирования
22А500 + 225 А500 с общей площадью As = 1742 см2
Сечение в среднем пролете М = 227454 кНм.
Принимаем 420 A500 с AS = 1256 см2.
Количество верхней арматуры определяем по величине опорных изгибающих моментов.
Сечение на опоре «В» М = 186485 кНм:
сечение арматуры на опоре
Для армирования опорных сечений принимаем:
- со стороны первого пролета 212 А500 + 222 А-III с общей площадью AS =99 см 2;
- со стороны второго пролета 418 А500 с AS = 1018см2.
3 Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
На крайней опоре поперечная сила Q = 1871282 кН. Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось по формулам гл. 3:
В = φb2 Rbtbh02 = 150925542 = 98415 105 Нсм;
Здесь:φb2 = 15- для тяжелого бетона;
В расчетном наклонном сечении Qb = Qsw = Q2отсюда
Принимаем С = 105185 см тогда
следовательно необходима поперечная арматура. Вычисляем:
Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условий сварки с продольной арматурой диаметром 25 мм и принимаем равным dsw = 8 мм с площадью Asw = 0503 см2. Число каркасов 2 при этом Asw = 20503 =
Определяем шаг поперечных стержней
По конструктивным условиям (см. §3.1):
На всех приопорных участках длинной ~ 025 l принят шаг S = 18 см в средней части пролета S = 3h4 = 3604 = 45см. Примем шаг 40 см.
Проверяем прочность по сжатой полосе между наклонными трещинами по формулам §3.6:
Условие Q = 1871282 H ≤ 03 φw1φb1Rbbh0= 031087091152554(100)=
= 506253069 Н удовлетворяется. Очевидно что это условие будет удовлетворяться и для наклонных сечений у опоры «В» поэтому расчеты в дальнейшем не повторяем.
На первой промежуточной опоре слева поперечная сила Q =265709 кН. Из предыдущего расчета принимаем В = 105105Нсм тогда в расчетном приопорном сечении при Qb = Qsw =
Определяем шаг поперечных стержней
Принимаем на приопорном участке длиной ~ 025l слева от опоры S =
На первой промежуточной опоре справа Q = 240007кН.
Принимаем на приопорном участке справа S = 11см. В средней части второго пролета принимаем S = 45 см.
Проектирование сборной колонны
1 Сбор нагрузок на колонны
Сетка колонн 6х6 м высота этажей 45 м количество этажей 3. Нормативная нагрузка 6 кПа район строительства - г. Тверь – снеговой район.
Бетон класса В20 Rb=115 МПа арматура А500 Rs=435МПа.
Наименование нагрузки
Коэфф.надёжности по нагрузке γf
-от рулонного ковра в три слоя;
-от цементного выравнивающего слоя
- от утеплителя - пенобетонных плит
- от пароизоляции в один слой;
- от пустотных плит;
в том числе длительная
Собственный вес плиты
Временная на перекрытие
Т а б л и ц а 6.1 – Сбор нагрузок на колонну
Нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия определено по формуле 10.1 [8]:
где сe– коэффициент учитывающий снос снега с покрытий зданий под действием ветра или иных факторов принимаемый в соответствии с пп. 10.5-10.9 [8];
сt – термический коэффициент принимаемый в соответствии с п. 10.10 [8];
– коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие принимаемый в соответствии с п. 10.4 [8];
Sg – вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли принимаемый в соответствии с п. 10.2 [8].
Согласно п. 10.9 [8] не учитывается в зданиях защищенных от прямого воздействия ветра более высокими зданиями.
Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 6х6 м равна:
Сечение колонн предварительно принимаем . Расчетная длина колонн во втором-седьмом этажах равна высоте этажа то есть 45м а для первого этажа с учетом некоторого защемления колонны в фундаменте м где высота первого этажа; расстояние от пола междуэтажного перекрытия до оси ригеля; расстояние от пола первого этажа до верха фундамента.
Собственный расчетный вес колонн на один этаж:
5·035·45·25000·11=15159 кН
-длительная (878+14)36=36648 кН
-кратковременная 14·36=504 кН
-длительная 11006·36=396216кН
-кратковременная 468·36=16848 кН
Расчетные продольные нагрузки в сечениях колонн расположенных на уровне перекрытий и обреза фундамента:
2 Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон тяжелый класса В20; расчетное сопротивление на осевое сжатие
коэффициент условий работы бетона .
- продольная класса А500 расчетное сопротивление на осевое растяжение 435 МПа
- поперечная класса А240 диаметром 8 мм .
3 Расчёт прочности колонны первого этажа
N= 1591749 кН; N l0= 28595 м
Т. к. размеры поперечного сечения элемента заданы и необходимо найти площадь арматуры то используют формулу (3) из которой искомая площадь сечения арматуры будет:
Определяем коэффициенты и : тогда:
Принимаю продольное рабочее армирование сечение колонны 420 A500 (As=1256 см2).
=001025 02% 1025 % 3% Условия выполняются
4 Расчет и конструирование короткой консоли
Опорное давление ригеля QB1=265709 кН.
Длина опорной площадки:
Вылет консоли с учётом зазора 5 см составляет 01+005=015 м
Расстояние от грани колонны до силы Q :
Высота консоли в сечении у грани колонны принимают равной 075·06=045 м
У свободного края при угле наклона сжатой грани =45 высота консоли 045-015=03 м
При этом 05·045=0225м
Рабочая высота сечения консоли 045-003=042м
Поскольку выполняется условие то консоль считается короткой.
Для короткой консоли выполняются 2 условия:
) QB1=265709кН условие выполняется.
) QB1=265709 кН 25·09·106·035·042=33075 кН условие выполняется.
Изгибающий момент консоли у грани колонны 265709·103·01=26571 кНм
Площадь сечения продольной арматуры консоли:
Принимаем 212 А500 с As=226 см2
при h > 25 С – в виде отогнутых стержней и горизонтальных хомутов по всей высоте консоли
Консоль армируем горизонтальными хомутами 8 А240 с с шагом S=011 м (при этом и ) и отгибами 214 А500 с см2.
Проверяем прочность сечения консоли по условию:
·1095·115·106·035·01·09=317331 кН
Правая часть условия принимается не более
·09·106·035·042=46305 кН > QB1=265709 кН прочность обеспечена.
Армирование колонны и консоли см. прилагаемые чертежи.
5 Конструирование арматуры колонны. Стык колонн
Колонна армируется пространственным каркасом образованным из рабочих продольных стержней арматуры А500 и поперечных хомутов из арматуры 8 А240. Шаг поперечных стержней принимаем равным 15d и не более 500 мм (d-наименьший диаметр продольных сжатых стержней). S=15·8=120 мм. Принимаем шаг поперечных хомутов 120 мм.
Стык колонн осуществляем сухим с торцовыми листами и центрирующей прокладкой. В местах контактов концентрируются напряжения поэтому торцевые участки усиливаем косвенным армированием. Последнее препятствует поперечному расширению бетона при продольном сжатии. Косвенное армирование представляет собой пакет поперечных сеток. Принимаем 5 сеток с шагом s=006 м на длине 024 м от торца элемента. Размеры ячеек сеток - 50 мм. Первая сварная сетка располагается на расстоянии 20 мм от нагруженной поверхности элемента.
Для этих сеток принимаем арматуру 8 А500.
Центрирующую прокладку принимаем с размерами в плане 100х100 мм и толщиной 20 мм.
Рисунок 12 – Стык колонн
Расчет трехступенчатого центрально-нагруженного фундамента
Продольные усилия колонны: N=кН
Условное расчетное сопротивление грунта: R0= 03 МПа
Бетон тяжелый класса В20: Rb = 115 МПа Rbt = 09 МПа;Еb=27500 МПа
коэффициент условий работы бетона 1.
Арматура рабочая из стали кл. А500 :; Rsw=300 МПа
Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах .
Верхний обрез фундамента на отм. -0.150.
Фундамент квадратный в плане.
Высоту фундамента предварительно принимаем равной 15 м глубину заложения 165 м
Площадь подошвы фундамента определяем по формуле:
где - нормативная продольная сила для расчетов размеров подошвы. Подсчитываем с учетом усредненного значения :
Принимаем a= 27 м - кратно 03 м.
Глубина заделки колонны в стакан фундамента: должна быть не менее:
) из условия заделки рабочей продольной сжатой арматуры колонны в сжатом бетоне:
где d- диаметр продольной арматуры колонны.
Принимаем толщину дна стакана hg=06 м
Полная высота фундамента:
) 0525+06+005=1175 м
) 0323+06+005=0973 м
Кроме того рабочая высота фундамента h0 из условия продавливания по поверхности пирамиды (грани которой наклонены на 450 к горизонту) должна быть не менее:
P=Na= давление на грунт от расчетной нагрузки.
Принимаем высоту фундамента 15 м тогда15-004=146 м.
Принимаем h1=045 м h2=045 м h3=06 м тогда a=27 м a1=18 м a2=09 м
Проверяем отвечает ли 045-004=041м условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении начинающемся на линии пересечения пирамиды продавливания с подошвой фундамента.
Для единицы ширины этого сечения: вычисляя:
·106·086·1=4644кН условие удовлетворяется.
Проверку фундамента по прочности на продавливание колонной дна стакана производим из условия:
·115·106·364·056=234416 кН
F – расчетная продавливающая сила определяющаяся по формуле:
Um – среднее арифметическое периметров верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания колонной от дна стакана
- условие удовлетворяется.
Проверку прочности фундамента на раскалывание не проводим.
Армирование фундамента по подошве определяем расчетом на изгиб по сечениям нормальным к продольной оси по граням ступеней и грани колонны как для консольных балок.
Расчет на изгибающие моменты в сечениях проходящих по грани 1-2 (III-III) 2-3 (II-II) 3 (I-I) вычисляем по формулам:
Площадь сечения арматуры:
Из трех значений выбираем большее и по сортаменту производим подбор арматуры в виде сетки. Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из 19 стержней 12А500 c с шагом s=015 м.
Рисунок 7.1 - Конструкция отдельного фундамента
Была рассчитана пустотная плита номинальными размерами: ширина 1500 мм длина 6000 мм высота 220мм. Бетон для плиты принят класса В45.
Был сконструирован и рассчитан неразрезной ригель центрально-сжатая колонна трехступенчатый фундамент. Бетон для перечисленных элементов принят В25.
Размеры армирование элементов показано на прилагаемой иллюстрированной части.
Список использованных источников
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004).
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. – М.: Стройиздат 1985. – 728 с. ил.
РИГЕЛИ ПЕРЕКРЫТИЙ МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ. Метод. указания к курсовому проекту по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции» для студентов всех форм обучения специальностей: 270102 – Промышленное и гражданское строительство 270104 - Гидротехническое строительство 270105 - Городское строительство и хозяйство 270115 - Экспертиза и управление недвижимостьюСост.: М.А. Тамов; Кубан. гос. технол. ун-т. Каф. строительных конструкций и гидротехнических сооружений. – Краснодар: Изд-во КубГТУ 2010 - 24 с.
Железобетонные и каменные конструкции: методические указа-ния по выполнению курсового проекта для студентов всех форм обуче-ния направления 08.03.01 СтроительствоСост.: М.А. Тамов Е.В. Греш-кина; Кубан. гос. технол. ун-т. Каф. строительных конструкций. Крас-нодар: Изд. КубГТУ 2018. 27 с.
КОЛОННЫ И ФУНДАМЕНТЫ МНОГОЭТАЖНЫХ КАРКАСНЫХ ЗДАНИЙ. Метод. указания к курсовому проекту по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции» для студентов всех форм обучения специальностей: 270102 – Промышленное и гражданское строительство270104 - Гидротехническое строительство270105 - Городское строительство и хозяйство270115 - Экспертиза и управление недвижимостьюСост.: М.А. Тамов; Кубан. гос. технол. ун-т. Каф. строительных конструкций и гидротехнических сооружений. – Краснодар: Изд-во КубГТУ 2002.- 24 с.
СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. – М.: 2004.
СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. – М.: 2011.