Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания в городе Красноярск

Железобетон.dwg

Схема монолитного перекрытия
Многоэтажное промышленное здание
армирование плиты и второстепенной балки
разрезы второстепенной балки
спецификация арматуры
Схема сборного перекрытия
разрез сборного варианта здания
ведомость расхода стали на элемент
Ведомость расхода стали на элемент
Спецификация сборного железобетонного перекрытия
А-II ГОСТ 5781-82 L=5510
А-II ГОСТ 5781-82 L=4110
А-III ГОСТ 5781-82 L=4710
А-III ГОСТ 5781-82 L=750
А-III ГОСТ 5781-82 L=630
А-III ГОСТ 5781-82 L=670
А-III ГОСТ 5781-82 L=330
Спецификация колонны и фундамента
Каркас пространственный
А-III ГОСТ 5781-82 L=6550
А-III ГОСТ 5781-82 L=280
А-III ГОСТ 5781-82 L=360
А-II ГОСТ 5781-82 L=1920
А-II ГОСТ 5781-82 L=1740
А-I ГОСТ 5781-82 L=2440
А-I ГОСТ 5781-82 L=2060
А-I ГОСТ 5781-82 L=1660
А-III ГОСТ 5781-82 L=1950
А-II ГОСТ 5781-82 L=2360
Спецификация арматуры
Вр-I ГОСТ 6227-80 L=1850
А-I ГОСТ 6227-80 L=1850
А-I ГОСТ 6227-80 L=1120
Вр-I ГОСТ 6227-80 L=6400
А-III ГОСТ 5781-82 L=6350
Вр-I ГОСТ 6227-80 L=390
А-III ГОСТ 5781-82 L=4500
А-III ГОСТ 5781-82 L=3500
А-I ГОСТ 5781-82 L=420
А-I ГОСТ 5781-82 L=190
А-III ГОСТ 5781-82 L=900

Курсовой.docx

Федеральное агентство по образованию
Государственное образовательное учреждение высшего профессионального
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовому проекту по дисциплине
«Железобетонные и каменные конструкции»
«Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания в городе Красноярске»
Специальность «Промышленное и гражданское строительство»
Руководитель проекта
Расчет монолитной плиты перекрытия .
Расчет монолитной второстепенной балки .
Расчет кирпичного простенка
Расчет ребристой плиты по предельным состояниям первой группы
Расчет ребристой плиты по предельным состояниям второй группы
Список использованных источников ..
В данном курсовом проекте необходимо спроектировать железобетонные конструкции многоэтажного промышленного здания. Расчет состоит из двух частей.
В первой части проектируется монолитное железобетонное перекрытие опирающееся на кирпичные стены многоэтажного промышленного здания. Конструктивная схема здания смешанная (по периметру здания – несущие кирпичные стены внутри здания – монолитные колонны каркаса).
Во второй части проекта необходимо рассчитать сборные железобетонные элементы такого же здания. В этом случае конструктивная схема здания каркасная.
Для расчета принимаем следующие исходные данные:
- ширина – 3 х 60 м;
- высота – 3 х 36 м;
- нагрузка – 7800 Нм2;
- количество второстепенных балок в пролете – 2;
- класс бетона – В15;
- класс арматуры (для сборных элементов) – А-
- район строительства – г. Красноярск.
Расчёт монолитной плиты перекрытия
Монолитное ребристое перекрытие компонуют с поперечными главными балками и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещаются по осям колонн и в третях пролёта главной балки при этом пролеты плиты между осями ребер равны А=63=2 м
Высота главной балки:;
Ширина главной балки: ;
Второстепенная балка:
Высота второстепенной балки:;
Ширина второстепенной балки:;
Толщина плиты h=6см=60 мм.
Расчетные пролеты и нагрузки.
Отношение lпл.1 lпл.2 = 64 185 = 34 > 2 следовательно рассчитываем плиту как работающую по короткому направлению.
Для расчёта многопролётной плиты выделяем полосу шириной 1 м при этом расчётная нагрузка на 1 м длины плиты остаётся прежней.
Подсчет нагрузок на 1м2 перекрытия приведен в табличной форме (таблица 1).
Нормативная нагрузка Нм2
Коэффициент надежности по нагрузке
Расчетная нагрузка Нм2
- от собственного веса плиты =60 мм =2500 кгм3;
- от слоя цементного раствора =20 мм =220 кгм3;
- от керамических плиток =13 мм =1800 кгм3;
Полная расчетная нагрузка g+v=11830 Нм2
С учетом коэффициента надежности по назначению здания =095 нагрузка на 1м: 11830·095=112385 Нм
Рис. 1. Эпюра распределения моментов
Изгибающие моменты определяем по формулам:
- в средних пролетах и на средних опорах
- в крайних пролётах и на первых (крайних) опорах
Эпюра распределения моментов представлена на рисунке 1.
Характеристика прочности бетона и арматуры.
Бетон тяжелый класса В15 призменная прочность Rb=85 МПа. В качестве рабочей арматуры монолитной железобетонной плиты можно рассматривать арматурную проволоку Вр-I диаметром 3 5мм или арматуру класса АI диаметром 6мм.
Подбор сечений продольной рабочей арматуры.
Расчетная высота сечения:
h0= h – a= 6 – 12= 48 см.
Определяем коэффициент по формуле:
По табл. 3.1 [1] с учетом величины подбираем значение коэффициента
методом интерполяции:
=0934. Затем находим площадь сечения одного арматурного стержня по формуле:
По прил. 6 [1] принимаем 9 6 АI с Аs=255 см2 с шагом 100 мм.
По прил. 9 [1] выбираем продольную монтажную арматуру 3 Вр-I с шагом 200 мм.
-в первом пролёте и на первой промежуточной опоре
По табл. 3.1 [1] с учетом величины подбираем значение коэффициента методом интерполяции:
=09. Затем находим площадь сечения:
По прил. 6 [1] принимаем 7 8 АI с Аs=352 см2 с шагом 150 мм. Монтажные стержни арматуры подбирают в зависимости от диаметров стержней арматуры. По прил. 9 [1] выбираем продольную монтажную арматуру 3 Вр-I с шагом 200 мм.
Получаем сетки следующих отправочных марок:
С1 (1850х6400 мм): ;
количество рабочей арматуры:
количество монтажной арматуры:
С2 (1850х6400 мм): ;
С3 (1120х6400 мм): ;
С4 (1120х6400 мм): .
Сетки должны быть сварены точечной сваркой в заводских условиях согласно указанным данным.
Расчет второстепенной балки
Второстепенная балка рассчитывается как многопролетная неразрезная.
Расчетная схема монолитной второстепенной балки приведена на рисунке 2.
Рис. 2. Расчетная схема монолитной второстепенной балки.
Расчетный пролет равен расстоянию в свету между главными балками l0=l-bгл.б.=6-02=64м.
Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки приведены в табличной форме (таблица 2).
- от собственного веса плиты и пола
- от балки (=2500 кгм3) с учетом коэффициента надежности по нагрузке =11
9·015·2500·11=160875 Нм
С учетом коэффициента надежности по назначению =095
Временная нагрузкас учетом коэффициента надежности по назначению здания =095
- на первой промежуточной опоре:
- в средних пролетах и на средних опорах:
Отрицательные моменты в средних пролетах определяют по эпюре моментов они зависят от отношения временной нагрузки к постоянной vg. В расчетном сечении в месте обрыва надопорной арматуры отрицательный момент при vg3 можно принять как 40% от момента на первой промежуточной опоре:
Q1=04·13737·64=352 кН;
- на первой промежуточной опоре слева:
Q2=06·13737·64=527 кН;
- на первой промежуточной опоре справа:
Q2=05·13737·64=439 кН.
Характеристики прочности бетона и арматуры.
Бетон используем как и для плиты тяжелый класса В15 так как перекрытие монолитное. Арматура продольная класса А-III с Rs=365 МПа поперечная - класса Вр-I диаметром 5мм с Rs=260 МПа
Определение высоты сечения балки.
Высоту сечения подбираем по опорному моменту на первой промежуточной опоре:
При =035 по табл. 3.1 [1] =0289 так как на опоре момент определяется с учетом образования пластического шарнира. Сечение работает как прямоугольное с шириной ребра b=20 см.
Высоту сечения определяем как сумму высоты рабочего сечения и толщины защитного слоя а=35 см:
h=h0+a= 33+35=365 см.
b=(03··05)h=20см; b=20см
h0= h- a= 40-35=365 см.
При h’fh=640=015>01 расчетная ширина полки равна:
Расчет прочности по сечениям нормальным к продольной оси.
Расчет по прочности проводим для таврового сечения (рис.3). В пролете балка имеет расчетное сечение тавр а на опорах – прямоугольное расчетное сечение.
Рис. 3. Схема расчетного сечения второстепенной балки
) Сечение в первом пролете.
По табл. 3.1 [1] подбираем =002 откуда находим высоту сжатой зоны:
х=·h0=002·365=073 см;
х=073 см h’f = 6 см нейтральная ось проходит в сжатой полке =099.
по прил. 6 [1] принимаем 2 18 А-III с Аs=509 см2.
) Сечение на первой промежуточной опоре.
принимаем 5 12 А-III с Аs=565 см2.
) Сечение в среднем пролете.
По прил. 6 [1] принимаем 2 16 А-III с Аs=402 см2.
) На отрицательный момент сечение работает как прямоугольное.
По табл. 3.1 [1] с учетом величины подбираем значение коэффициента
по прил. 6 [1] принимаем 2 12 А-III с Аs=226 см2.
) На средних опорах сечение работает как прямоугольное.
по прил. 6 [1] принимаем 4 12 А-III с Аs=452 см2.
Расчет прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси. Q=527 кН.
Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки с продольными стержнями (по прил. 9 [1]) при d=18 мм принимаем dsw=5 мм класса Вр-I Rsw=260 МПа. Число каркасов – два.
Asw=2х0196=0392 см2.
Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям:
s=h2=402=20см но не более 15 см. Для всех приопорных участков промежуточных и крайних опор балки принимаем шаг s=15 см.
В средней части пролета (l2) шаг s=(34)h=34·40=30 см 30 см.
Влияние свесов сжатой полки:
где =06 – коэффициент принимаемый по табл. 3.2 [1] для тяжелого бетона.
Проверяем условие: qsw>Qbm 6795 Нсм > 3646352·365=4995 Нсм.
Условие выполняется.
При расчете прочности вычисляют:
=2 - коэффициент принимаемый по табл. 3.2 [1].
В связи с этим вычисляют значение с:
см принимаем с=122см.
Поперечная сила в вершине наклонного сечения:
Длина проекции расчетного наклонного сечения:
Условие прочности обеспечивается.
Расчет кирпичного простенка
Расчет производим с целью проверки прочности простенка кирпичной стены в сечении первого этаже трехэтажного промышленного здания без подвала с монолитными междуэтажными перекрытиями. Здание проектируется для г. Красноярска (климатический район по снежному покрову III нормативная нагрузка от снега на 1 м2 s0=18 кПа коэффициент надежности по нагрузке =14 по СНиП 2.01.07-85 [8]).
Наружные стены толщиной 510 мм из глиняного кирпича марки М250 (R=36 МПа) на растворе марки 200. Ширина простенка 1800 мм. Высота здания 108 м (высота этажа 36 м). Поперечные стены расположены на расстоянии 264 м. Окна размером 2х42 м.
Плотность кирпичной кладки ρ=18000 Нм2;
Ширина простенка 180см;
Кирпич М250 (R=36 МПа);
Сбор нагрузок на 1 м² приведен в табл. 3.
Наименование нагрузки
Расчетная нагрузка Па
Постоянная нагрузка от веса:
-теплоизоляции (керамзит ρ = 10000 нм3)
-гидроизоляционного ковра ( = 25 мм)
-гравийного защитного покрытия
Временная нагрузка (снег)
Междуэтажное перекрытие
-керамические плитки
-цементно – песчаная стяжка
Собственный вес наружных стен с учетом штукатурки
Нагрузки действующие на простенок с учетом коэффициента по назначению.
Расчетная нагрузка на простенок Па
От собственного веса одного этажа наружной стены на участке 66м
От веса карнизного участка стены от верха простенка
На уровне перекрытия над первым этажом: вертикальная нагрузка от покрытия перекрытия веса карниза и наружной стены
N=130977 + 2·26389902+ 71280 + 2·16118784=105243072 Н;
Изгибающий момент от перекрытия
М=Р(у-с3)= 26389902·(0512-023)=49701 Нм;
Изгибающий момент на уровне низа перемычки
М=(36-0236)· 49701=46939 Нм.
Учитывая что моменты у низа перекрытия и низа перемычки мало отличаются из-за близкого расположения этих сечений за расчётный момент можно принять наибольшую величину расчетный момент М=49701 Нм.
Проверка прочности простенка.
Площадь сечения простенка F=180х51=9180 см2.
Расчетная высота сечения h=51 см у=512=255 см.
Принимаем прочность раствора М200 кирпич М250.
Прочность кладки R=36 МПа.
Упругая характеристика кладки =1000.
Гибкость простенка =lh=36051=7.
Коэффициент продольного изгиба =092.
Эксцентриситет е=MN=49701105243072=0047 м=47 см.
Коэффициент продольного изгиба при внецентренном сжатии:
Тогда несущая способность сечения равна:
- прочность простенка достаточная.
Расчет ребристой плиты по предельным состояниям первой группы.
Ребристые плиты перекрытий принимаем с номинальной шириной равной 1500 мм и номинальной длиной равной 6600 мм. Для установления расчетного пролета плиты предварительно задаемся размерами сечения ригеля:
h=112 b=04 h = 22 см.
При опирании плит на ригель поверху расчетный пролет:
l0=l-b2= 66– 0222= 649 м.
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в табл. 5.
- от собственного веса ребристой плиты =2500 кгм3;
- от слоя цементного раствора (цементная стяжка) =20 мм =2200 кгм3;
Расчетная нагрузка на 1 м длины при ширине плиты 15 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания =095:
- постоянная g =3586·15·095= 511 кНм;
- временная v =9360·15·095 = 133 кНм;
- полная g+v = 12946·15·095 = 1845 кНм.
Нормативная нагрузка на 1 м длины:
- постоянная g =3180·15·095= 453 кНм;
- временная v =7800·15·095 = 111 кНм;
- полная g+v =10980·15·095=156 кНм.
Усилия от расчетных и нормативных нагрузок.
От расчетной нагрузки:
От нормативной нагрузки:
Установление размеров сечения плиты.
Высота сечения ребристой предварительно напряженной плиты:
h=l020= 64920= 3545 см=30см.
Рабочая высота сечения (рис. 4).
h0= h — a= 30—3=27 см.
Ширина продольных ребер понизу равна 7 см.
Ширина верхней полки 146 см.
Рис. 4. Схема расчетного сечения ребристой плиты перекрытия
В расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина сжатой полки таврового сечения h’f=5 см. Отношение h’fh=530=0167 > 01; при этом в расчет вводится вся ширина сжатой полки b’f=146 cм. Расчетная ширина ребра b=7·2=14 см.
Характеристики прочности бетона и арматуры.
Ребристую предварительно напряженную плиту армируем стержневой арматурой класса А-V с электротермическим натяжением на упоры форм. К трещиностойкости плит предъявляются требования 3-й категории. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении.
Бетон тяжелый класса В25 соответствующий напрягаемой арматуре. Согласно прил. 1 [1] призменная прочность нормативная Rbn=185 МПа расчетная Rb=145 МПа; коэффициент условий работы бетона =090; нормативное сопротивление при растяжению Rbtn=160 МПа расчетное Rbt=105 МПа; начальный модуль упругости Еb=30000 МПа. Передаточная прочность бетона устанавливается так чтобы при обжатии отношение напряжений .
Арматура продольных ребер – класса А-V нормативное сопротивление Rsn=785 МПа расчетное сопротивление Rs=680 МПа. Модуль упругости Еs=190000 МПа. Предварительное напряжение арматуры принимаем равным .
Проверим выполнение условия:
где р=30+360l – при электротермическом способе натяжения
l – длина натягиваемого стержня принимаемая как расстояние между наружными гранями упоров м.
р=30+36066= 845 МПа.
Вычислим предельное отклонение предварительного напряжения:
где — предельное отклонение предварительного напряжения в арматуре (знак плюс принимают при неблагоприятном влиянии предварительного напряжения например при расположении напрягаемо арматуры в сжатой зоне знак минус - при благоприятном); np=2 – число напрягаемых стержней в сечении элемента.
Коэффициент точности натяжения при благоприятном влиянии предварительного напряжения определим по формуле:
При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимаем .
Предварительное напряжение с учетом точности натяжения:
Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси. М=9714кНм.
Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне.
По табл. 3.1 [1] находим =00625 откуда находим высоту сжатой зоны: х=h0=00625·27=1687см h’f=5см значит нейтральная ось проходит в сжатой полке =0975.
Вычисляем характеристику деформативных свойств бетона сжатой зоны по опытной формуле:
Вычисляем граничную высоту сжатой зоны по формуле:
- электротермическое натяжение; поскольку 1.
Коэффициент условий работы учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести вычисляем по формуле:
где =115 – для арматуры класса А-V.
Затем находим площадь сечения растянутой арматуры:
По прил. 6 [1] принимаем 2 18 А-V с Аs=509 см2.
Расчет полки плиты на местный изгиб.
Расчетный пролет при ширине ребер вверху 9 см составит:
lо = 146 – 2·9 = 128 см.
Нагрузка на 1 м2 полки может быть принята такой же как и для плиты:
(g + v) γn = 12946·095=123 кНм.
Изгибающий момент для полосы шириной 1 м определяем с учётом частичной заделки в рёбрах:
Рабочая высота сечения: hо = 5 – 15 = 35 см.
Арматура 4 Вр-I с Rs = 365 МПа;
По прил. 6 [1] принимаем 8 5 Вр- I с Аs=157 см2.
Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой 5 Вр- I с шагом s = 125 мм.
Расчет прочности ребристой плиты по сечению наклонному к продольной оси.
Влияние продольного усилия обжатия N = Р = = 400·509 = 2036 кН.
Проверяем требуется ли поперечная арматура по расчету.
Условие Qmax = 5987·103 Н 25 Rbt·b·ho=25·105·14·27·100=99·103 Н - удовлетворяется.
с =25 ho = 25·27 = 675 см.
Другое условие при Q =Qmax – q1c =5987·103–1176·675 =519·103 Н и значении – не удовлетворяется.
Следовательно поперечная арматура требуется по расчету.
На приопорном участке длиной 4 устанавливают в каждом ребре плиты поперечные стержни 5 Вр–1 с шагом s = h2 = 302 = 15 см. Принимаем s = 15 см; в средней части пролета с шагом s = 3h 4 =3·30 4 = 225 см принимаем s=25 см.
Asw = 2·0196 = 0392 см2.; Rsw = 260 МПа.
Влияние свесов сжатых полок (при двух ребрах):
+ φп + φf = 1 + 049 + 045= 194 > 15 принимаем 15.
Qbmin = φв3(1 + φf +φn) Rbt·b·ho= 06·15·09·105·14·27·100 = 3215·103 Н.
Условие qsw=6795 Нсм > Qbmin2h0=3215·1032·27= 5954Нсм –
Требование smax=φb4·Rbt·b·ho2Qmax=15·09·105· (100) ·14·2725987·103 = 25см > s = 15 см – удовлетворяется.
Для расчета прочности вычисляем:
Мb = φв2(1+φп+φf)Rbtbho2 = 2·15·09·105·14·272·100 =289·104 Нсм.
Поскольку q1= 1176 Нсм056qsw =056·6795= 38052 Нсм вычисляем значение с:
Тогда Qb = Mb c =289·104 90 = 368·103 Н > Qbmin=32·103 Н.
Q = Qmax– q1c = 5987·103 – 1176·90 = 493·103 Н.
Длина проекции расчетного наклонного сечения
принимаем со = 54 см.
При этом Qsw = qsw·сo = 6795·54 = 3669·103 Н.
Qb+Qsw = 368·103+3669·103= 735·103 Н > Q=519·103 Н – обеспечивается окончательно принимаем 5 АI с .
Прочность проверяют по сжатой наклонной полосе:
Окончательно принимаем 5АI с .
Расчет ребристой плиты по предельным состояниям второй группы.
Определение геометрических характеристик приведенного сечения:
Площадь приведенного сечения вычисляем:
Аred = A + αAs = 146 5 + 1427 + 633 509 = 11373 см2.
Статический момент площади приведённого сечения относительно нижней грани:
Sred = 146 5 275 + 27 14 125 + 633 5093 = 24888 см3
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
Момент сопротивления приведённого сечения по нижней и верхней зоне вычисляем по формулам соответственно:
Расстояние от ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны до центра тяжести приведённого сечения вычисляем по формуле:
То же наименее удалённой от растянутой зоны:
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне (γ=175):
Wp = γWred = 175 2328 = 4074 см3;
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента (γ=15):
W'p = 15 99492= 14924 см3.
Определение потерь предварительного напряжения арматуры.
Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения: 1 = 003 sp=141 МПа.
Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами 2 = 0 так как при пропаривании форма с упорами нагревается вмесите с изделием. Усилие обжатия:
Определяем еор – эксцентриситет усилия обжатия центра тяжести приведенного сечения:
Напряжение в бетоне при обжатии вычисляем по формуле:
Устанавливаем передаточную прочность бетона из условия :
Рекомендуется принимать Rbp по расчету но не менее 11 МПа а также не менее 50% прочности бетона (Rb=145 МПа): 50% В25 = 05 145 = 725 МПа.
Принимаем Rbp = 21 МПа тогда .
Вычисляем сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия обжатия Р и с учетом изгибающего момента от веса плиты:
Потери от быстронатекающей ползучести при и при 08 составляют .
Первые потери напряжений:
los 1 = 1 + 6 = 141 + 144 = 285МПа.
С учётом потерь los 1 напряжение bp = 19 МПа.
Потери от осадки бетона 8 = 35 МПа. Потери от ползучести бетона при составляют где α = 085 при тепловой обработке и атмосферном давлении.
Суммарные вторые потери напряжений:
los 2 = 8 + 9 = 35 + 675 = 1025 МПа.
Суммарные полные потери напряжений:
los=los 1+los2=285+ 1025 = 131 МПа > 100 МПа т.е. больше установленного минимального значения потерь.
Усилие обжатия с учетом полных потерь:
Р = (sp - los) Asp = (471 – 131)*509*100=173060 Н=173 кН.
Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси.
Расчет выполняется для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. Для элементов к трещиностойкости которых предъявляются требования 3-ей категории принимаются значения надежности по нагрузке γf = 1; М=8213 кНм.
Вычисляем момент образования трещин по приближенному способу ядровых моментов по формуле:
где Mrp = γsp P2(еop + r) = 085 173060(1888 + 2) = 3071469 Нсм – момент усилия обжатия Р относительно оси проходящей через условную ядровую точку наиболее удаленную от растянутой зоны.
М=8213 кНм > Мcrc=37 кНм т.к. условие не выполняется то трещины в растянутой зоне образуются. Следовательно проводим расчет по раскрытию трещин.
Производим расчет по раскрытию трещин.
Проверяем образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при ее обжатии при значении коэффициента точности натяжения γsp =115. Изгибающий момент от веса плиты М=197 кНм.
где Rbtp= 16 МПа – сопротивление бетона растяжению соответствующее передаточной прочности бетона Rbp=21 МПа (по прил. 2 [1]).
- условие выполняется начальные трещины не образуются.
Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси при γsp =1.
Предельная ширина раскрытия трещин (в соответствии с табл. 2.2 [1]):
- непродолжительная аcrc=04 мм;
- продолжительная аcrc=03 мм.
Изгибающие моменты от нормативных нагрузок: постоянной и длительной М=584 кНм суммарной М=8213 кНм. Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия постоянной и длительной нагрузок вычисляем по формуле:
где z1=h0 – 05h’f=27 – 05*5=245 см – плечо внутренней пары сил; еsр=0 так как усилие обжатия Р приложено в центре тяжести площади нижней напрягаемой арматуры; Ws=Asz1=509245=1247 см3 – момент сопротивления сечения по растянутой арматуре.
Приращение напряжений в арматуре от действия полной нагрузки:
Ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки вычисляем по формуле:
где - коэффициент армирования сечения (ребра таврового сечения) принимаемый в расчете не более 002; Аs - площадь сечения растянутой арматуры; =12 – коэффициент для растянутых элементов; =1 (для арматуры периодического профиля) – коэффициент зависящий от профиля арматуры; - коэффициент учитывающий длительность действия нагрузки: при кратковременной нагрузке или непродолжительном действии постоянной и длительно нагрузок =1 при продолжительном действии постоянной и длительной нагрузок для тяжелого бетона при нормальных условиях эксплуатации ; d=18 – диаметр арматуры мм.
)ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки:
)ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок:
)ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузок:
Непродолжительная ширина раскрытия трещин:
Продолжительная ширина раскрытия трещин:
Расчет прогиба плиты.
Прогиб определяем от нормативного значения постоянной и длительной нагрузок; предельный прогиб составляет .
Вычисляем параметры необходимые для определения прогиба с учетом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок М = 8213 кНм. Суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь и при γ = 1 Ntot = P = 173 кН
эксцентриситет: еstot = ; коэффициент φ = 08 - при длительном действии нагрузки.
Вычислим коэффициент φm:
Коэффициент характеризующий неравномерность деформаций растянутой арматуры на участке между трещинами:
Вычисляем кривизну оси при изгибе:
Расчет рамы производим в программе ЛИРА. Расчетные схемы и эпюры напряжений приведены ниже.
-постоянная нагрузка2- снеговая+временная в крайних пролетах
-снеговая+временная в среднем пролете 4-снеговая+временная в двух соседних пролетах
Эпюра N от сочетания 1+2
Эпюра Q от сочктания 1+2
Эпюра M от сочетания 1+2
Эпюра N от сочетания 1+3
Эпюра Q сочетания 1+3
Эпюра М сочетания 1+3
Эпюра N сочетания 1+4
Эпюра Q сочетания 1+4
Эпюра M сочетания 1+4
Сбор нагрузок на 1м длины ригеля.
- от веса ригеля сечением h*b: h*b*ρ*11*095=055*022*25000*11*095=32 кНм
сн*14* lдл*095=18*14*6*095=144 кНм
Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон тяжелый класса В15 призменная прочность Rb=85 МПа прочность при осевом растяжении Rbt=09 МПа начальный модуль упругости Еb=27000 МПа. Коэффициент условий работы бетона =090. Арматура продольная класса А-II расчетное сопротивление Rs=280 МПа модуль упругости Еs=210000 МПа.
Для расчета ригеля используем результаты расчета рамы.
Наиболее опасно загруженным оказался ригель №13.
Мma Qmaxоп. справа = 2545 кН.
Опорный момент ригеля по грани колонны слева:
Опорный момент ригеля по грани колонны справа:
Определение высоты сечения ригеля
Высоту сечения подбираем по опорному моменту при = 035 поскольку на опоре момент определён с учётом образования пластического шарнира.
Принятое сечение ригеля следует проверить по пролётному моменту (если он больше опорного) так чтобы относительная высота сжатой зоны была R и исключилось переармированное неэкономичное сечение. При = 035 находим значение αm = 0289 и определяем граничную высоту сжатой зоны.
h = ho + а = 62 + 4 = 66 см Принимаем h = 70 см. Ширина ригеля .
Принятое сечение не проверяем в данном случае по пролётному моменту так как М = 1374 2039 кНм. Подбираем сечение арматуры в расчетном сечении ригеля.
- Сечение в середине пролета: М = 1374 кНм ho = h – α =70 – 6 =64 см.
Принимаем 225 А– с АS = 982 см2.
- Сечение на крайней опоре М = 180 кНм.
Принимаем 228 А– с АS = 1232 см2.
- Сечение на средней опоре М = 2658 кНм.
Принимаем 232 А– с АS = 1608 см2.
Арматуру для восприятия отрицательных моментов в пролете устанавливают по эпюре моментов. Принято 2 12 АII с Аs=2.26 см2.
Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки их с продольной арматурой диаметром d = 32 мм и принимаем равным dsw = 8 мм А-III с площадью Аs = 0503 см2. При классе А-II RSW = 225 МПа поскольку dswd=832=1413 вводим коэффициент условий работы γs2 =09 и тогда Rsw = 225х09=2025 МПа. Число каркасов – 2 при этом Аsw = 2 · 0503 = 1006 см2.
Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям s = h3 = 703 20 см. На всех приопорных участках принимаем шаг s = 20 см в средней части пролета шаг s =
Qbmin = φb3Rbtbho = 06·09·09·40·64·100 = 124416 Н.
qsw = 113175 Нсм > - условие удовлетворено.
Требование - удовлетворено.
Расчет прочности по наклонному сечению
Mb = φb2Rbt· bho2 = 2 · 09 · 09 · 40 · 642 · 100 = 26542080 Нсм
поскольку q1 = g + = 204 + = 4705 кНм = 4705 Нсм 056 qsw = 056 · 113175= 63378 Нсм.
Значение с вычислением по формуле:
Поперечная сила в вершине наклонного сечения
Q = Qmax – q1c= 2545·103 – 4705·237 = 143·103 H.
Вычисляем Qsw = qsw · co = 113175·122= 138 ·103 H.
Условие прочности Qb + Qsw = 74·103 + 138·103 = 212·103 H > 180·103 H – обеспечивается.
Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами
Условие - удовлетворяется.
Конструирование арматуры ригеля
Стык ригеля с колонной выполняют на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель армируют двумя сварными каркасами часть продольных стержней каркасов обрывают в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре арматуры (материалов). Обрываемые стержни заводят за место теоретического обрыва на длину заделки.
Класс тяжелого бетона В15 и класс арматуры А-II принимают такими же как и для ригеля.
Комбинации расчетных усилий.
мах N = 94544 кН от длительной нагрузки = 6618 кН
мах М = 50645 кН от длительной нагрузки = 354 кН
Подбор сечений симметричной арматуры
Выполняют по двум комбинациям усилий и принимают большую площадь сечения. Анализом усилий часто можно установить одну расчётную комбинацию и по ней выполнять подбор сечений арматуры. Приведём расчёт по второй комбинации усилий.
Рабочая высота сечения:
Эксцентриситет силы не 1 см.
Случайный эксцентриситет .
Для расчета статически неопределимой системы принимаем
где - радиус ядра сечения.
Отношение модулей упругости
Задаемся коэффициентом армирования
Вычисляем критическую силу:
Вычисляем коэффициент :
Определяем граничную относительную высоту сжатой зоны:
Определяем площадь арматуры по формуле:
- для определения было принято перерасчет можно не делать.
Диаметр поперечной арматуры принимаем конструктивно исходя из условий сварки принимаем 8 AI с постоянным шагом .
Для недопущения растрескивания колонны в процессе монтажа применяют местное армировании; оголовок колонны армируют тремя сетками .
Опорное давление ригеля . Бетон класса В15 Rb = 85 МПа арматура класса А- Rs =280 МПа.
Принимаем длину опорной площадки при ширине ригеля .
Вылет консоли с учетом зазора 5 см составляет при этом .
Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной .
При угле наклона сжатой грани высота консоли у свободного края .
Рабочая высота сечения консоли .
Поскольку то консоль короткая.
Консоль армируют горизонтальными хомутами диаметр хомутов принимаем конструктивно 6 А-I с с шагом s=100мм и отгибами 2 16 А-II с .
Проверяют прочность сечения консоли по условию:
При этом =08·109·09·40·20·85·09·100=24015 Н
Правая часть условия Q≤принимается не более:
Следовательно Q=24015 Н≤ 430500 Н - прочность обеспечена.
Изгибающий момент у грани колонны:
Площадь сечения продольной арматуры консоли (отгиба) при :
Принимаем 216 А-II с .
Конструирование арматуры колонны.
Колонна армируется пространственными каркасами образованными из плоских сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры 28 на первом этаже здания равен 8 мм; принимаем 8 АIII с шагом по размеру стороны сечения колонны b=400 мм что менее .
Колонну трехэтажной рамы расчленяем на 3 элемента длиной в 1 этаж каждый. Стык колонн выполняем на ванной сварке выпусков стержней с обетонированием концы колонн усиливаем поперечными сетками. Элементы сборной колонны должны быть проверены на усилия возникающие на монтаже от собственного веса с учётом коэффициента динамичности и по сечению в стыке до его обетонирования.
Сечение колонны 40х40 см.
Усилия колонны у заделки в фундаменте:
М = 506452 = 2532 кНм
эксцентриситет ео = М N = 2532 94544 = 003 м = 3см.
эксцентриситет ео = М N = 177 6618 = 003 м = 3 см.
Ввиду относительно малых значений эксцентриситета фундамент колонны рассчитываем как центрально загруженный.
Расчётное усилие N = 94544 кН; усреднённое значение коэффициента надёжности по нагрузке γf = 115 нормативное усилие Nn = 94544 115 = 822 кН.
Грунты основания – пески пылеватые средней плотности маловлажные; расчётное сопротивление грунта R0 = 025 МПа; бетон тяжёлый класса В15; Rbt = 075 МПа; γb2 = 09; арматура класса А-; Rs = 280 МПа. Вес единицы объёма бетона фундамента и грунта на его обрезах γ = 20 кНм3.
Высоту фундамента предварительно принимаем равной Н = 135 см глубину заложения фундамента Н1 = 150 см.
Площадь подошвы фундамента определяем предварительно без поправок R0 на её ширину и заложение.
Размер стороны квадратной подошвы а = м. Принимаем размер а = 24 м (кратным 03 м). Давление на грунт от расчётной нагрузки р = N А = 94544 24 24 = 164 кНм2.
Рабочая высота фундамента из условия продавливания:
Полную высоту фундамента устанавливаем из условий:
- продавливания – Н = 30 + 4 = 34 см;
- заделки колонны в фундаменте – Н = 15 hco
- анкеровки сжатой арматуры колонны 28 А- в бетоне колонны класса В15 – Н = 24d + 25 = 24 28 + 25 = 92 см.
Принимаем окончательно без перерасчёта фундамент высотой Н = 135 см h0 = 131 см – трёхступенчатого. Минимальная толщина дна стакана 20 + 5 = 25 см.
Проверяем отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента h02 = 30 – 4 = 26 см условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении начинающемся в сечении - . Для единицы ширины этого сечения (b = 100 см) Q = 05 (а - hco при с = 25 h0 =25·131=3275 по формуле:
Q 06 γb2 Rbt h02 b = 06 09 075 26 100 100 = 105300 Н – условие удовлетворяется.
Расчётные изгибающие моменты в сечениях – и – (рис. 5) по формулам:
М1 = 0125 р (а – hco
М = 0125 р (а – а1)2 b = 0125 · 164 (24 – 09)2 · 24 = 1107 кНм.
Площадь сечения арматуры:
Аs1 = М1 09 h0 Rs = 1968 105 09 131 280 100 = 6 см2;
Аs = М 09 h0 Rs = 1107 105 09 131 280 100 = 33 см2.
Принимаем сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 812 А- с шагом s = 30 см (Аs = 905см2).
Рис. 5. Схема столбчатого железобетонного фундамента.
Результаты расчета рамы полученные усилия для каждого элемента при разных сочетаниях нагрузок сведены в таблицу 6.
Продолжение таблицы 6
Список использованных источников
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов. – 5-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1991. – 767 с.: ил.
Фалевич Б.Н. Штритер К.Ф. Проектирование каменных и крупнопанельных крнструкций: Учеб. пособие для строит. вузов.- М.: Высш.шк.1983. -192 с.ил.
Каменные и армокаменные конструкции. Примеры расчета: Учеб. пособие для вузов. Под ред. Л.П. Полякова. – Киев: Вища школа. Головное изд-во 1980
Железобетонные конструкции Под ред. Полякова Л.П. Лысенко Е.Ф. и Кузнецова Л.В. – К.: Вища школа. Головное изд-во 1984
СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции Госстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1989. – 88 с.
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия Госстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1986.; Добавлен разд. 10 «Прогибы и перемещения» утвержденное постановлением от 08.07.88 г. № 132– М.: ЦИТП Госстроя СССР 1989