Похожие рефераты | Скачать .docx |
Курсовая работа: Проектирование трехэтажного жилого здания
1. Исходные данные
Здание трёхэтажное, без подвала, с размерами в плане 30 х 22.2 м в крайних разбивочных осях. Сетка колонн 6,0х7,4 м. Высота этажа -3,0м. Кровля плоская, совмещенная. Нормативная временная нагрузка на перекрытие 3,5 кН/м2, где длительная часть нагрузки - 2 кН/м2, кратковременная часть нагрузки - 1,5 кН/м2. Коэффициент надежности по назначению здания . Температурные условия здания нормальные, влажность воздуха выше 40%. Район строительства г. Ростов. Снеговой район II(карта 1 [4]). Нормативная снеговая нагрузка -1.5 (табл.4[4]).
2. Конструктивная схема здания
Здание многоэтажное каркасное с неполным ж / б каркасом и несущими наружными кирпичными стенами. Железобетонные перекрытия разработаны в двух вариантах: сборном и монолитном исполнение. Пространственная жесткость здания решена по рамно-связевой схеме. В сборном варианте поперечная жесткость здания обеспечивается поперечными рамами и торцевыми стенами, воспринимающими горизонтальные ветровые нагрузки через диски перекрытий. Торцевые стены служат вертикальными связевыми диафрагмами.
В здание жесткость поперечных диафрагм (стен) намного превышает жесткость поперечных рам, и горизонтальные нагрузки передаются на торцевые стены. Поперечные же рамы работают только на вертикальную нагрузку. Жесткость здания в продольном направление обеспечивается жесткими дисками перекрытий и вертикальными связями, установленными в одном среднем пролете на каждом ряду колонн по всей высоте здания.
3. Конструктивная схема сборного перекрытия
Ригели расположены поперек здания, перекрывая большие пролеты, и опираются на продольные несущие стены и консоли колонн. Такое расположение колон с ригелями принято на сварке закладных деталей и выпусков арматуры с последующим замоноличиванием стыков. Опирание ригелей на стены принято шарнирным. Плиты перекрытия пустотные, предварительно напряженные, опирающиеся на ригели поверху. Сопряжение плит с ригелем принято на сварке закладных деталей с замоноличиниваем стыков и швов. Привязка стен к крайним разбивочным осям: к продольным - нулевая, к поперечным -120мм. Заделка ригелей в стены 250 мм.
Конструктивная схема сборного перекрытия представлена на рис.1.
П1-6,0*2,0м-4ш
П2-6,0*2,0м-6ш
П3-6,0*2,4м-4ш
П4-6,0*2,4м-6ш
П5-6,0*1,8м-6ш
П6-6,0*2,0м-8ш
4. Расчет и конструирование пустотной предварительно напряжённой плиты
4.1 Размеры и форма плиты
Рис. 2 Сечение плиты.
LК= LН - b - 20= 6000-350-20= 5630 мм. ВК= ВН-2δ=2000-10=1990 мм.
4.2 Расчётный пролёт плиты.
hр = (1/12)×l =(1/12) ×7400 = 620 мм= 650 мм;
b = 0.5 ×h = 0,5·650 = 325 мм= 350мм.
При опирании на опорный столик ригеля расчетный пролет:
l0 = LН-b-а =6000-350-120 = 5530 мм.
Рис. 3 Опирание плиты на ригель.
4.3 Расчётная схема, расчётное сечение
Рис. 4. Схема нагрузок.
4.4 Характеристики материалов
Пустотную предварительно напряженную плиту армируют стержневой арматурой класса А-V с электрохимическим натяжением на упоры форм. Плиты подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении.
Характеристики арматуры:
1) Нормативное сопротивление арматуры растяжению: Rsn=785 МПа,
2) Расчётное сопротивление арматуры растяжению: Rs=680 МПа,
3) Модуль упругости: Еs=190000 МПа.
К плите предъявляют требования 3-й категории по трещиностойкости. Бетон принят тяжёлый класса В25 в соответствии с принятой напрягаемой арматурой.
Характеристики бетона:
1) Нормативная призменная прочность бетона на сжатие: Rbn=18,5 МПа,
2) Расчётная призменная прочность бетона на сжатие: Rb=14,5 МПа,
3) Коэффициент условий работы бетона: b2 = 0,9,
4) Нормативное сопротивление бетона осевому растяжению: Rbtn= 1,6 МПа,
5) Расчётное сопротивление бетона осевому растяжению: Rbt= 1,05 МПа,
6) Модуль упругости бетона: Еb=30000 МПа.
Проверяем выполнение условия:
sp+p<Rsn;
При электротермическом способе натяжения:
p=30+360/l = 30+360/6,0 = 90 МПа,
где: l - длина стержня; l = 6,0 м,
sp=0,75х785=588,75 МПа,
sp+p = 590+93,16 = 683,16 МПа<Rsn=785 МПа - условие выполняется.
Вычисляем предельное отклонение предварительного напряжения по формуле:
где: nр - число напрягаемых стержней плиты. Коэффициент точности натяжения при благоприятном влиянии предварительного напряжения по формуле:
При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимается:
Предварительное напряжение с учетом точности натяжения:
sp=0,9×588,75=529,875 МПа.
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в таблице 1.
4.5 Нагрузки. Расчетные и нормативные нагрузки
Подсчет нагрузок на 1м2перекрыти приведен в таблице 1. Находим расчетную нагрузку на 1м длины при ширине плиты , с учетом коэффициента надежности по назначению здания ;
Постоянная
Полная
Нормативная нагрузка на 1м длины:
Постоянная
Полная
В том числе постоянная длительная
Таблица .1
Вид нагрузки | Нормативная нагрузка кН/м2 |
Коэф-т надежности по нагрузке | Расчетная нагрузка кН/м2 |
Постоянная: Собственный вес ребристой плиты Тоже слоя цементного раствора () Тоже керамической плитки | 3,0 0,44 0,24 |
1.1 1.3 1.3 |
3,3 0,57 0,264 |
Итого Временная: В том числе длительнодействующая кратковременная |
3,68 3,5 2,0 1,5 |
- 1.2 1.2 1.2 |
4,134 4,2 2,4 1,8 |
Итог В том числе: Длительная Кратковременная | 7,18 5,68 1,5 |
- - - |
8,534 6,534 1,8 |
4.6 Расчёт пустотной плиты по предельным состояниям
Усилия от расчетных и нормативных нагрузок. От расчетной нагрузки:
От нормативной полной нагрузки:
От нормативной постоянной длительной:
4.7 Установление размеров сечения плиты
Высота сечения многопустотной предварительно напряженной плиты h =22 см; рабочая высота сечения h0=h-a=22-3=19 см; толщина верхней полки 3,1см; нижней -3см. Ширина рёбер: средних 3,2см, крайних- 4.1см. В расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина сжатой полки таврового сечения h’f=3,0 cм; отношение h’f/h=3,0/22= =0.14 >0.1, при этом в расчет вводится вся ширина полки b’f=196 cм; расчетная ширина ребра: b=196-10×15,9=37 см.
4.8 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси,М=60.5295 кН × м
Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне.
Вычисляем:
здесь SR=Rs=680+400-588.75=491.25 МПа; в знаменателе формулы принято 500 МПа, поскольку b2<1.
Коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести, согласно формуле:
см2.
Принимаем 10 стержней 8 мм с Аs=5.03 см2.
4.9 Расчет прочности плиты по сечению, наклонному к продольной оси, Q =43.7827 кН
Влияние усилия обжатия P= 245.84 кH:
Проверяем, требуется ли поперечная арматура по расчёту.
Условие:
Qmax=43.7827×103 Н<2,5×Rbt×b×h0=2,5×0,9×1,05×(100)×37×19=166×103 Н – удовлетворяется.
При
и поскольку
0,16×jb4×(1+jn)×Rbt×b=0,16×1,5×(1+0,333)×0,9×1,05×37×100=1118.6Н/см >118.446 Н/см,
принимают с=2,5×h0=2,5×19= 47,5 см.
Другое условие: при
Q = Qmax – q1×c = 43.7827×103 – 118.446×47,5 = 38.1565×103 H,
- удовлетворяется.
Следовательно, поперечной арматуры по расчёту не требуется.
На приопорных участках длиной l/4 арматуру устанавливают конструктивно, в средней части пролёта поперечная арматура не применяется.
4.10 Расчет пустотной плиты по предельным состояниям второй группы
Геометрические характеристики приведенного сечения. Круглое очертание пустот заменяют эквивалентным квадратным со стороной:
h=0.9d=0,9·15,9=14,31см.
Толщина полок эквивалентного сечения: h’f=h=(22-14,31) ·0,5=3,845см.
Ширина ребра 196-9·14,31=52.9 см.
Ширина пустот 196-42.9=143.1 см.
Площадь приведённого сечения Ared=196·22-143.1·14,31=2264.239 см2. Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведённого сечения: y0=0,5h=0,5·22=11см. Момент инерции сечения (симметричного):
см4.
Момент сопротивления сечения по нижней зоне:
см3;
то же, по верхней зоне см3.
Расстояние от ядровой точки, наиболее удалённой от растянутой зоны (верхней), до центра тяжести сечения по формуле
cм;
то же, наименее удалённой от растянутой зоны (нижней) rinf =4,74 см. Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне согласно формуле:
см3,
здесь γ=1,5 для двутаврового сечения.
Упругопластический момент по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия W’pl=18950.85 см3.
Потери предварительного напряжения арматуры.
Коэффициент точности натяжения арматуры p=1. Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения:
Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами, так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием.
Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного сечения:
eop=y0-d=11-3 = 8 см
Напряжение в бетоне при обжатии:
МПа
Устанавливаем величину передаточной прочности бетона из условия:
Rbp=3.09/0,75=4.12<0.5×B25=12,5 МПа
Принимаем Rbp=12,5МПа. Тогда отношение
bp/Rbp=3.09/12,5=0,2472.
Вычисляем сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия обжатия Р1 (без учета изгибающего момента от веса плиты):
МПа
Потери от быстронатекающей ползучести при
bp/Rbp=2.59/12,5=0.2072
С учетом потерь:
Р1=Аs×(sp-los1)=5.03×(588.75-25.9505)×(100)=283088 H
МПа;
Усилие обжатия с учетом полных потерь:
Р2=Аs×(sp-los)=5.03×(588.75-100)×(100)=245,84 кН
Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси
Производится для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. Коэффициент надежности по нагрузке f=1; М=52,1481 кН×м.
Вычисляем момент образования трещин по приближенному способу ядровых моментов:
Mcrc=Rbt,ser×Wpl+Mrp=1.6×18950,85×(100)+ 2818801,44 =58,51 кН×м
Здесь ядровый момент усилия обжатия при sp=0.9:
Mrp=sp×P2×(eop+r)=0.9×245840×(8+4.74)=2818801,44 H×см
поскольку М=52,1481<Mcrc=58,51 кН×м, трещины в растянутой зоне не образуются. Следовательно, нет необходимости в расчете по раскрытию трещин.
Проверим, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при ее обжатии при значении коэффициента точности натяжения sp=1.10 (момент от веса плиты не учитывается).
Расчетное условие:
sp×P1×(eop-rinf)-M<Rbtp×W’pl
1.10×287257×(8-4,74) =1030103,602 H×см
1×18950,85×(100)=1895085 H×см
1030103,602 H×см <1895085 H×см
Условие удовлетворяется, начальные трещины не образуются.
здесь Rbtp=1МПа - сопротивление бетона растяжению, соответствующее передаточной прочности бетона Rbp=12.5 МПа.
Расчет прогиба плиты. Прогиб определяется от нормативного значения постоянной и длительной нагрузок, предельный прогиб
f=l0/200=563/200=2,815 см.
Вычисляем параметры, необходимые для определения прогиба плиты с учетом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок М=41,2536 кН×м; суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь и при sp=1; Ntot=P2=245,84 кН; эксцентрисистет:
es,tot=M/Ntot=4125360/245840=16,78 см,
(принимаем )
Коэффициент, характеризующий неравномерности деформаций растянутой арматуры на участке между трещинами:
Вычисляем кривизну оси при изгибе:
здесь b = 0.9; b = 0.15 - при длительном действии нагрузок.
Аb== 196×3,845=754 см2; z1=h0-0.5h=19-0,5*3,845=17,0775 -плечо внутренней пары сил.
Вычисляем прогиб плиты:
5. Расчет сборного неразрезного ригеля
5.1 Конструктивная и расчетная схемы, нагрузки, расчетное сечение
Ригели расположены поперек здания, образуя с колоннами несущие поперечные рамы. Стык ригеля с колонной принят консольным. Жесткость стыка обеспечена сваркой закладных деталей и выпусков арматуры с последующим замоноличиванием стыка. Опирание ригеля на колонну принято шарнирным. Заделка ригеля в стену принято 250 мм. Поперечные рамы работают на восприятие вертикальных нагрузок.
Рис.5 Расчетная схема рамы
Рама имеет регулярную схему этажей и равные пролеты.
Рис. 6 Конструктивная схема опирания ригеля.
Нагрузка от плит перекрытия принята равномерно распределенной, ширина грузовой полосы (шаг поперечных рам) равен l= 6,0 м.
Определяем нагрузки.
1. Расчетная нагрузка на 1 м длины ригеля – постоянная от перекрытия:
где: q – расчетная постоянная нагрузка на плиту с учетом ее собственного веса (см. табл.1); - коэффициент надежности по нагрузке;
2. Постоянная нагрузка от собственного веса ригеля:
где: - размеры сечения ригеля, равные 300×600мм (см. п.п.4. 2.); - коэффициент условий работы бетона;;
3. Полная постоянная нагрузка:
.
4. Временная длительная:
где: -временная расчетная длительная нагрузка на перекрытие (см. табл. 1);
5. Временная кратковременная:
где:- временная расчетная кратковременная нагрузка на перекрытие (см. табл. 1);
6. Полная временная нагрузка:
.
7. Полная расчетная нагрузка:
5.2 Усилия в сечениях ригеля
Отношение погонных жесткостей ригеля и колонны:
,
где
- момент инерции сечения колонны. Принимаем сечение колонны равным 350×350 мм;
- момент инерции сечения ригеля;
- высота этажа;
Опорные моменты:
от постоянной нагрузки: M=a×g×l2.
от временной нагрузки: M=b×u×l2. от полной нагрузки: M=(a×g+b×u)×l2.
Поперечные силы:
Схема 1:
Схема 2:
Схема 3:
Схема 4:
Пролётные моменты:
Схема 1:
Схема 2:
Схема 3:
Схема 4:
5.3 Опорные моменты ригеля по граням колон
Для схемы 1+2:
Для схемы 1+3:
Для схемы 1+4:
5.4 Построение эпюр
По данным расчетов п.п. 5.2-5.3 строятся эпюры изгибающих моментов и поперечных сил
5.5 Расчет прочности нормального сечения
Бетон тяжелый В25, Rb=14.5 МПа, Rbt=1.05 МПа, , Eb=30 000МПа, hр=650 мм, bр=350 мм, арматура рабочая класса А-III, Rs=365 МПа, Es=200000 МПа. Оптимальная относительная высота сжатой зоны бетона . Требуемая рабочая высота сечения:
.
Принимаем hо = 50 см. Тогда полная высота ригеля составит:
Окончательно принимаем hо = 65 см.
Подбор арматуры:
Сечение 1-1.
(см. рис. 9).
По табл. 3.1 [1] находим
Находим требуемую площадь нижней арматуры:
По приложению 6[1] принимаем нижнюю арматуру 4ф20 А-IIIcAS=12,56 см2, верхнюю арматуру принимаем конструктивно 2ф12 A-III с AS=2.26см2. Сечение 2-2.
По табл. 3.1 [1] находим
По приложению 6[1] принимаем нижнюю арматуру 4ф16 А-IIIcAS=8,04см2, верхнюю арматуру принимаем конструктивно 2ф16 A-III с AS=4.02 см2.
Сечение 3-3.
Нижняя арматура такая же, как в сечение 1-1. Находим верхнюю арматуру.
По табл. 3.1 [1] находим
По приложению 6[1] принимаем верхнюю арматуру 2ф32 А-IIIcAS=16,08см2,
Сечение4-4.
Нижняя арматура такая же, как в сечение 2-2: 2ф16 А-IIIcAS=4,02см2.
По приложению 6[1] принимаем верхнюю арматуру 2ф32 А-IIIcAS=16,08см2.
5.6 Расчет по наклонному сечению
На средней опоре поперечная сила Q=247,3377 кН. Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки их с продольной арматурой диаметром d=2мм и принимаем равным dsw=8 мм (прил.9) с площадью As=0.503 см2.При классе A-IIIRsw=285 МПа; поскольку , вводим коэффициент условий работы и тогда . Число каркасов -2, при этом . Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям s=h/3=65/3=21,666 см. На всех приопорных участках длиной l/4 принят шаг s=20 см, в средней части пролета шаг s=3h/4=3*65/4=45 см.
Вычиляем:
.
— условие удовл.
Требование:
— удовлетворяется.
Расчет прочности по наклонному сечению
Вычисляем:
.
Поскольку:
<
значение с вычисляем по формуле:
-
условие не выполняется, поэтому принимаем с=203,13. При этом:
.
Поперечная сила в вершине наклонного сечения:
.
Длина проекции расчетного наклонного сечения:
принимаем .
Вычисляем:
Условие прочности:
— обеспечивается.
Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами:
Условие:
— обеспечивается.
5.7 Построение эпюры материала
Принятая продольная арматура подобранна по максимальным пролетным и опорным моментам. По мере удаления от опор момент увеличивается, поэтому часть продольной арматуры ближе к опорам можно оборвать.
Порядок обрыва продольной арматуры
1. Строим в масштабе огибающую эпюру моментов и поперечных сил от внешней нагрузки.
2. Определяем моменты, которые могут воспринять сечения, армированные принятой арматурой (ординаты моментов эпюры материалов).
3. В масштабе эпюру моментов материалов накладывают на огибающую эпюру моментов.
4. Определяют анкеровку обрываемых стержней за теоретические точки обрыва.
Определение моментов
а) момент, который может воспринять сечение, армированное 4ф20 арматуры класса А-IIIcAs=12,56 см2 (первый пролет, нижняя арматура):
Определяем процент армирования:
,
где величина защитного слоя аs=5см,.
Вычисляем:
,
тогда по табл. 3.1. .
б) момент, который может воспринять сечение, армированное 2ф20 арматуры класса А-IIIcAs=6,28 см2 (первый пролет, нижняя арматура):
аs=3см,
.
Тогда:
,
,
в) момент, который может воспринять сечение, армированное 2ф12 арматуры класса А-IIIcAs=2,26 см2 (первый пролет, верхняя ар-ра): аs=4 см,
,
,
,
отсюда.
г) момент, который может воспринять сечение, армированное 4ф16 арматуры класса А-IIIcAs=8,04 см2 (второй пролет, нижняя арматура):
аs=5см,
.
Тогда:
,
,
д) момент, который может воспринять сечение, армированное 2ф16 арматуры класса А-IIIcAs=4,02 см2 (второй пролет, нижняя арматура):
аs=3см,
,
,
,
отсюда.
е) момент, который может воспринять сечение, армированное 2ф16 арматуры класса А-IIIcAs=4.02 см2 (второй пролет, верхняя арматура):
аs=4см,
,
,
,
отсюда.
ж) момент, который может воспринять сечение, армированное 2ф32 арматуры класса А-IIIcAs=16,08 см2 (на опоре, верхняя арматура):
аs=4см,
,
,
,
отсюда.
Т.о. получаем следующие значения моментов на пролетах и опоре:
Крайний пролет:
Средний пролет:
Опора:
Определение анкеровки обрываемых стрежней.
Из двух условий: выпуск продольной арматуры должен быть больше:
1. ,
2.
где: Q – поперечная сила в точке теоретического обрыва (определяем по эпюре); d- диаметр обрываемого анкерного стержня; Принимаем большее из двух значений.
Таким образом, получаем:
1-я точка теоретического обрыва:
окончательно принимаем значение W1=49 см. 2-я точка теоретического обрыва:
окончательно принимаем значение W2=48 см.
3-я точка теоретического обрыва:
окончательно принимаем значение W3=83 см. 4-я точка теоретического обрыва:
окончательно принимаем значение W4=64 см. 5-я точка теоретического обрыва:
окончательно принимаем значение W5=85 см. 6-я точка теоретического обрыва:
окончательно принимаем значение W4’=41 см. 7-я точка теоретического обрыва:
окончательно принимаем значение W5’=64 см. Значения выпусков выносим на эпюру материала (см. лист 16).
6. Расчет и конструирование колонны
6.1 Определение нагрузок и продольных усилий
Нагрузка от покрытия и перекрытия приведена в таблице 6.1
Таблица 6.1
Вид нагрузки | Нормативная нагрузка Н/м2 |
Коэф-т надежности по нагрузке | Расчетная нагрузка Н/м2 |
Нагрузка от покрытия: Постоянная: 1.Рулонный ковер в 3 слоя 2.Цем. стяжка 3. Утеплитель (пенобетонные плиты с) 4. Пароизоляция 5. Сборные плиты покрытия 6. Ригель |
0.12 0.44 0.48 0.04 3,0 0.96 |
1.2 1.3 1.2 1.2 1.1 1.1 |
0.144 0.572 0.576 0.048 3,300 1,060 |
Итого: | 5,04 | 5.700 | |
Временная (снеговая): длительнодействующая кратковременная | 0.45 1.05 |
1.4 1.4 |
0.630 1,470 |
Итого: | 1.50 | 2.100 | |
ВСЕГО: В том числе длительная |
6,54 5,49 |
7.800 6,330 |
|
Нагрузка от перекрытия: Постоянная: Собственный вес многопустот. плиты Тоже слоя цементного раствора () Тоже керамической плитки Ригель |
3,00 0.44 0,24 0,96 |
1.1 1.3 1.1 1,1 |
3,300 0.572 0.264 1,056 |
Итого: | 4,64 | - | 5,192 |
Временная: В том числе длительнодействующая кратковременная | 2,0 1.5 |
1.2 1.2 |
2,4 1.8 |
Итого: | 3,5 | 4,2 | |
ВСЕГО: В том числе: постоянная (3180Н/м2) и длительная (6500 Н/м2) | 8,14 6,64 |
1.2 | 9,394 7,594 |
Грузовая площадь:
,
где l1 и l2- шаг колонн в обоих направлениях, м.
Определяем нагрузку от веса колонны в пределах одного этажа:
.
Расчетная длина колонны в многоэтажных зданиях принимается равной высоте этажа.
Подсчет нагрузки на колонну приведен в таблице 6. 2.
6.2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок
Изгибающие моменты стоек определяются по разности абсолютных значений опорных моментов ригеля в узле. Для определения опорных моментов ригелей 1- го этажа находят коэффициент:
I. Определение максимальных моментов в колонне при загружении по схеме 1+2:
Здесь: значения и определяются по приложению 11(табл. 1) [1] по схемам 1 и 2 соответственно. Разность абсолютных значений опорных моментов в узле: — от действия полной нагрузки
от действия длительной нагрузки
Изгибающие моменты колонны 1- го этажа:
при действии полной нагрузки
;
при действии длительной нагрузки
;
Изгибающие моменты колонны 2- го этажа:
при действии полной нагрузки
;
при действии длительной нагрузки
;
II. Определение максимальных моментов в колонне при загружении по схеме 1+1(постоянная + временная нагрузки) от действия полной нагрузки определяется разность абсолютных значений опорных моментов в узле:
Изгибающие моменты колонны 1- го этажа.
при действии полной нагрузки
;
при действии длительной нагрузки
;
Изгибающие моменты колонны 2- го этажа:
при действии полной нагрузки
;
при действии длительной нагрузки
;
6.3 Расчет прочности средней колонны
Расчет ведется по двум основным комбинациям усилий:
по схеме 1+1, дающей максимальные продольные усилия;
по схеме 1+2, дающей максимальные изгибающие моменты;
Схема загружения 1+2: — от действия полной нагрузки
;
здесь: NMAX=1302,1298кН - принято по таблице 6.2; l=lСР=7,4 м — от действия длительной нагрузки
Схема загружения 1+1: — от действия полной нагрузки
— от действия длительной нагрузки
Подбор сечений симметричной арматуры. Класс тяжелого бетона В25 и класс арматуры А-III принимаем такими же, как и для ригеля. Для расчета принимаем большую площадь. Рабочая высота сечения , ширина b = 35 см, эксцентриситет силы
.
Случайный эксцентриситет
,
но не менее 1 см. Для расчета принимаем . Находим значение момента в сечении относительно оси, проходящей через точку наименее сжатой (растянутой) арматуры:
-при длительной нагрузке:
;
-при полной нагрузке:
;
Отношение - следует учитывать влияние прогиба колонны, где . Выражение для критической продольной силы при прямоугольном сечении с симметричным армированием (без предварительного напряжения) с учетом, что , - примет вид:
,
где для тяжелого бетона
.
Значение <, которое равно
Принимаем для расчета
Отношение модулей упругости
Задаемся коэффициентом армирования =0.025 и вычисляем критическую силу:
.
Вычисляем коэффициент :
Значение равно:
.
Определяем граничную относительную высоту сжатой зоны по формуле (2.42)[1]:
,
где: ; Рис. 8
Вычисляем по формулам (18.1), (18. 2), (18.3)[1]:
,
,
.
Т.к. α<0, то принимаем конструктивно по минимальному проценту армирования. Принимаем 2ф12 с As=2,26 см2 (прил. 6[1]), , для определения было принято — перерасчет можно не делать. Поперечная арматура принята из стали А-III диаметром 8 мм (из условия свариваемости с продольными стержнями). Шаг принят равным 200 мм, что удовлетворяет условиям:
S=200мм<20×d=20×12=440мм
S=200мм<bk=350мм.
Шаг принят из условия обеспечения устойчивости продольных стержней и кратен 50мм.
6.4 Расчет консоли колонны
транснациональный корпорация обрабатывающий промышленность
Опорное давление ригеля (см. рис. 12).
Длина опорной площадки ригеля из условия смятия бетона:
,
где: - коэффициент при равномерно распределенной нагрузке;
.
Здесь: - для бетона класса В25 и ниже, - при местной краевой нагрузке на консоль,; b = 0.35 м – ширина колонны; Наименьший вылет консоли с учетом зазора с между гранью колонны и равномерно распределенной нагрузкой -:
.
Принимаем .
Пересчитываем значение длины опорной площадки:
.
Т.к. консоль короткая
(), то .
Высота сечения консоли:
— у грани колонны
,
принимаем ;
— у свободного края
м,
принимаем .
Момент в опорном сечении:
,
.
Принимаем расчетную высоту сечения
.
Определяем требуемую площадь арматуры:
.
Принимаем 2ф12 арматуры класса А-IIIcAs=2,26 см2 (см. рис.13,б).
Проверка прочности наклонной сжатой полосы.
1.
В качестве горизонтальных хомутов принимаем 2ф6 А-I с .
Принимаем шаг хомутов S=100 (). Определяем:
,
где:, ,
тогда условие примет вид:
— удовлетворяется.
2.Условие:
— удовлетворяется.
Следовательно, прочность консоли обеспечена. Продольные стержни объединяют в каркас. Площадь сечения отогнутых стержней:
.
Принимаем 2ф14 класса А-IIIcAs= 3,08 см2.
6.5 Расчет стыка колонн
Наиболее экономичный стык по расходу металла осуществляется ванной сваркой выпусков продольной рабочей арматуры колонны с последующим замоноличиванием стыка (см. рис13, а). Такой стык является равнопрочным с сечениями колонны в стадии эксплуатации. В стадии монтажа рассчитывается прочность ослабленного подрезами сечения колонны на местах смятия. Для производства работ стык колонны назначают на 0.8-1.2 м выше перекрытия
(принимаем 1 м). При расчете в стадии монтажа учитываются усилия в стыке только от постоянной нагрузки:
— вес покрытия
;
— вес перекрытия
, где n=3 - количество этажей;
— вес колонны
;
Тогда полная нагрузка составит: .
Определяем площадь ослабленного сечения в колонне:
Расчетное сечение стыка:
Значение принимается как площадь ядра сечения, ограниченного контуром свариваемой сетки (в осях крайних стержней). Сетки косвенного армирования принимаем из проволоки ф4 класса Вр-1(см. рис. 13). Шаг проволоки принимаем в пределах от 45 до 100 мм.
Определяем
,
где: - количество ячеек; - площадь ячейки.
Толщина центрирующей прокладки 2 см.
Размер стороны прокладки
Площадь распрямляющих листов с целью экономии металла принимается:
.
Принимаем .
Площадь листов определяют как площадь смятия: .
Условие прочности при косвенном армировании сварными сетками: .
-
приведенная призменная прочность бетона.
коэффициент, учитывающий повышение несущей способности бетона с косвенным армированием;
- расчетное сопротивление арматуры сеток;
,
где: - количество горизонтальных и вертикальных стержней в сетке соответственно; - длина соответственно горизонтальных и вертикальных стержней в сетке; - площадь одного горизонтального и вертикального стержней соответственно; S= 100 мм – шаг сеток, принятый в соответствии с условиями:
1) ,
2) ,
3) .
- коэффициент повышения несущей способности бетона с повышенным армированием;
,
тогда
.
Тогда:
Окончательно условие примет вид:
-удовл.
Количество сеток:
.
Принимаем конструктивно 4 сетки.
6.6 Размеры и форма колонны
Схема для расчета представлена на рис. 11.
Высоту колонны определяем по формуле:
величину заделки определяют из условий:
1) ;
2) ;
Определяем:
.
7. Расчет и конструирование фундамента под колонну
7.1 Определение глубины заложения фундамента
Нагрузка, передаваемая колонной 1-го этажа по обрезу фундамента - (см. табл. 6. 2) – расчетная;
Нормативная нагрузка
,
По конструктивным требования минимальная высота фундамента:
Глубина заложения подошвы фундамента:
7.2 Назначение размеров подошвы фундамента
Необходимая площадь подошвы фундамента:
,
где: R=300кПа – расчетное сопротивление грунта под подошвой фундамента (по заданию); - усредненный вес грунта на уступах фундамента; Пренебрегая малыми значениями моментов, фундамент рассчитывается как центрально загруженный. Наиболее рациональная форма центрально загруженного фундамента – квадратный в плане. Тогда сторона подошвы .
Принимаем . Затем пересчитываем площадь: .
7.3 Расчет прочности фундамента
Схема для расчета представлена на рис. 12.
Сечение1-1:
.
Сечение2-2:
Сечение3-3:
.
Плитная часть армируется сеткой со стержнями арматуры класса А-III с .
Требуемая площадь арматуры:
Определяем шаг стержней и их требуемое количество:
1) ,
2) ,
3) , .
Окончательно принимаем 20ф10 класса А-IIIcAs= 15,7 см2 с шагом S=100мм (см. рис. 13).
8. Расчет и конструирование монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами
8.1 Исходные данные
Сетка колонн 6,0×7,4м.
Для железобетонных конструкций принят тяжелый бетон класса В25: Rb=14.5 МПа,
Rbt=1.05 МПа,,
Eb=30 000МПа,
Rbn=18.5МПа,
Rbtu=1.6МПа.
Арматура: продольная рабочая для второстепенных балок из стали класса А-II:
Rs=280МПа,
Rsw=225МПа,
Es=210000МПа;
Поперечная (хомуты) из стали класса А-I:
Rs=235МПа,
Rsw=175МПа,
Es=210000МПа;
Арматура сварных сеток для армирования плиты из обыкновенной стальной проволоки класса Вр-I с Rs=370МПа для .
8.2 Компоновка перекрытия
Для прямоугольной сетки колонн следует принять балочный тип перекрытия.
Расположение главных балок (ригелей рам) принимаем поперек здания с пролетом . Привязка продольных и торцевых каменных стен . Шаг второстепенных балок (пролет плиты) в соответствии с рекомендациями таблицы I при толщине плиты
.
Пролет второстепенных балок -. Толщина плиты - Глубина опирания на стены: плиты , второстепенных балок , главных балок . Бетон класса В 15 с Rb=8.5 МПа, Rbt=0,75 МПа. Предварительно задаемся размерами второстепенной и главной балок.
8.3 Расчет плиты перекрытия
Для расчета плиты условно вырезаем полосу шириной 1м, опертую на второстепенные балки и нагруженную равномерно распределенной нагрузкой. Расчетная схема представлена на рис. 14.
Расчетные пролеты:
— крайний ;
— средний ;
В продольном направлении расчетный пролет плиты:
.
Отношение , т.е. плита должна рассматриваться как балочная. Нагрузку на 1 м2 плиты перекрытия записываем в таблицу 7.1.
При принятой ширине полосы 1 м нагрузка, приходящаяся на 1 м2 плиты, в то же время является нагрузкой на 1 м погонной полосы. С учетом коэффициента надежности по назначению здания нагрузка на 1пог. м будет . За расчетную схему плиты принимаем неразрезную балочную с равными пролетами.
8.3.1 Определение расчетных моментов. Расчетные изгибающие моменты в сечениях плиты определяются с учетом их перераспределения за счет появления пластических деформаций:
- в среднем пролете и на средних опорах:
;
- в крайнем пролете и не первой промежуточной опоре:
Подбор арматуры
Требуемое количество продольной арматуры для обеспечения прочности нормальных сечений при рабочей высоте сечения плиты
.
Для среднего пролета .
Расчетный табличный коэффициент при :
.
По приложению Ⅹ [2] определяем табличные коэффициенты , .
Так как отношение не превышает 30, то можно снизить величину момента на 20% за счет благоприятного влияния распора. Тогда требуемая площадь сечения арматуры:
.
По сортаменту сварных сеток ГОСТ8478-81 (прил. УП [2]) принимаем: для средних пролетов и над средними опорами 5ф4 Вр-I с АS=0.63см2 или сетку С-1:
Сетки С-1 раскатывают поперек второстепенных балок. В учебных целях при разработке курсового проекта допускается проектировать индивидуальные сетки. Коэффициент армирования
,
т.е. больше минимально допустимого. Для крайнего пролета плиты ;
По приложению Ⅹ [2] определяем табличные коэффициенты , . Для крайних пролетов плит, опора которых на стену является свободной, влияние распора не учитывают.
.
Кроме сетки С-1, которая должна быть перепущена из среднего пролета АS=0.5см2, необходима дополнительная сетка (С-2) с площадью сечения рабочей арматуры
.
Можно принять дополнительную сетку С-2:
Так как условие выполняется, то хомуты в плите перекрытия не ставят:
,
.
9. Расчет второстепенной балки монолитного ребристого перекрытия
Второстепенная балка рассчитывается как многопролетная неразрезная балка таврового сечения. Конструктивная и расчетная схема второстепенно балки показана на рис.
Расчетные пролеты:
— крайние ;
— средние ;
Расчетные нагрузки на 1м определим с помощью таблицы 7, путем умножения их значений на шаг второстепенных балок, т.е. . Тогда постоянная нагрузка (от собственной массы перекрытия и второстепенной балки) с учетом коэффициента надежности по назначению здания,:
Временная нагрузка с учетом :
.
Полная нагрузка:
.
Статический расчет балки. Расчетные усилия в сечениях балки определяются с учетом их перераспределения за счет появления пластических деформаций. Изгибающие моменты:
- в первом пролете
;
- на первой промежуточной опоре
;
- в средних пролетах и на средних опорах
;
Для средних пролетов балки определяют минимальные изгибающие моменты от невыгодного расположения временной нагрузки на смежных пролетах при отношении
.
Тогда в сечении 6 на расстоянии от опоры :
,
в сечении 7 на расстоянии от опоры :
.
Поперечные силы:
- на опоре А:
;
- на опоре В слева:
;
- на опоре В справа и на остальных опорах:
.
Определение высоты сечения второстепенной балки. Высота сечения балки определяется по опорному моменту при значении коэффициента и (для элементов, рассчитываемых с учетом перераспределения внутренних усилий):
,
.
Принимаем ранее принятую , тогда . Проверяем достаточность высоты сечения второстепенной балки для обеспечения прочности бетона при действии главных сжимающих усилий:
.
Условие удовлетворяется, следовательно, высота сечения второстепенной балки достаточна.
Расчет по прочности сечений, нормальных к продольной оси балки. Отношение , значит в расчет может быть введена ширина полки таврового сечения в пролете балки. ,что больше, чем . Изгибающий момент, воспринимаемый сжатой полкой сечения и растянутой арматурой:
.
Т.к. , то нейтральная ось пересекает полку и пролетное сечение балки рассчитывается как прямоугольное. Определение площади сечения нижней рабочей продольной арматуры в крайнем пролете балки:
,
по приложению Ⅹ [2] определяем табличные коэффициенты , .
Принимаем 2ф18 класса А-IIcAs= 5,09 см2. Коэффициент армирования:
Определение площади сечения арматуры в среднем пролете балки:
,
табличные коэффициенты , , тогда
.
Принимаем 2ф14 класса А-IIcAs= 3.08 см2. Растянутую рабочую арматуру в опорных сечениях второстепенных балок монолитных перекрытий конструируют в виде рулонных сеток с поперечной рабочей арматурой, раскатываемых вдоль главных балок. Размеры расчетного сечения: . Определение рабочей арматуры в сечении над второй от края опорой:
,
по приложению Ⅹ [2] определяем табличные коэффициенты , .
Принимаем 20ф5Вр-1 cAs= 3,92 см2.
Коэффициент армирования:
В сечении сеток, располагаемых в два слоя на ширине , требуемый шаг стержней . Ставим две рулонные сетки:
Обрывы надопорных сеток назначаем на следующих расстояниях: для одного конца сетки ; для другого . Определение рабочей арматуры в сечении над остальными опорами:
,
по приложению Ⅹ [2] определяем табличные коэффициенты , .
Принимаем 14ф5 Вр-1 cAs= 2.75 см2.
Требуемый шаг стержней .
Принимаем .
Рулонные сетки с обрывами на 1.8 и 1.45 м от оси опор. За пределами длины надопорных сеток, т.е. на расстоянии от опор, минимальный отрицательный момент должен быть воспринят верхними стержнями арматурного каркаса балки и бетоном. Отрицательный изгибающий момент в сечении на расстоянии от опоры находим по интерполяции между величинами и :
При прямоугольном сечении :
,
, .
.
Принимаем 2ф10 класса А-IIcAs= 1.57 см2.
Расчет по прочности сечений, наклонных к продольной оси балки.
Расчет ведется на действие поперечной силы. Прочность элемента по наклонному сечению на действие поперечной силы считается обеспеченной при отсутствии наклонных стержней, если соблюдается условие:,
где: - поперечная сила в элементе; - сумма осевых усилий в поперечных арматурных стержнях, пересекаемых сечением; - проекция на нормаль к продольному направлению элемента равнодействующей усилий в сжатой зоне бетона; Наибольшее значение поперечной силы на первой промежуточной опоре слева . Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения (С) на продольную ось.
Влияние свесов сжатой полки:
,
где принимается не более , тогда
.
Вычисляем:
,
где - для тяжелого бетона; - коэффициент, учитывающий влияние продольных сил.
В расчетном наклонном сечении , тогда
.
Принимаем , тогда;
,
т.е. поперечные стержни по расчету не требуются. Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки в продольными стержнями и принимаем класса А-Ic.
Число каркасов два, .
Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям , но не более 15 см. Для всех приопорных участков промежуточных и крайней опор балки принимаем . В средней части пролета (на расстоянии ) шаг .
Производим проверку по сжатой полосе между наклонными трещинами:
; ;
;
.
Условие:
— удовлетворяется.
Расчет по прочности сечений, наклонных к продольной оси балки, на действие изгибающего момента.
Прочность наклонного сечения на действие изгибающего момента обеспечивается надлежащим заанкерованием рабочей продольной арматуры на опорах балки и в местах обрыва продольных стержней. Продольные стержни растянутой и сжатой арматуры должны быть заведены за нормальное к продольной оси элемента сечение, в котором они учитываются с полным расчетным сопротивлением, на длину не менее , равную:
, но не менее .
На свободной опоре балки напряжение продольной арматуры теоретически равно нулю, и длина заделки стержней периодического профиля ф18 А-II за грань должна быть не менее . Конструктивно глубина заделки балки в стену 25см. В среднем пролете балки до опоры доводятся два нижних продольных стержня
Ф14 А-II. Расчет по раскрытию трещин и по деформациям для конструкций монолитного ребристого перекрытия допускается не производить, т.к. на основании практики из применения установлено, что величина раскрытия трещин в них не превышает предельно допустимых величин и жесткость конструкций в стадии эксплуатации достаточна.
9.1 Исходные данные
Сетка колонн 7,4×6,0м, число этажей-3, высота этажа 3.0м, размер оконного проема принимаем 1.5×1.4м, толщина наружной стены 510 мм.
Материалы: кирпич (обожженная глина пластического прессования) по [3]; раствор марки М50. Кладка сплошная, плотность кладки 18.000 , ширина оконного проема , высота . Ширина рассчитываемого простенка . Грузовая площадь
(см. рис. 19),
шаг колонн в поперечном направлении,
шаг колонн в продольном направлении.
Нагрузка от верхних этажей, перераспределившись, прикладывается в центр тяжести сечения простенка. Нагрузка от перекрытия рассматриваемого этажа приложена с
фактическим эксцентриситетом. Расстояние от точки приложения опорной реакции балки до внутренней поверхности стены
.
Принимаем .
9.2 Сбор нагрузок на простенок для сборного варианта перекрытия
1. Нагрузка от покрытия и перекрытия в уровне верха плиты перекрытия 1-го этажа:
здесь - количество этажей;
2. Расчетная нагрузка от веса кирпичной кладки в уровне верха плиты перекрытия 1-го этажа:
3. Нагрузка от кладки над оконным проемом 1-го этажа:
4. Нагрузка от перекрытия 1-го этажа:
.
5. Полная расчетная нагрузка в сечении II-II:
Определим расчетные моменты:
- момент в сечении I-I:
;
- момент в сечении II-II:
,
где .
9.3 Расчетные характеристики
Площадь сечения простенка:
.
Коэффициент условия работы кладки . Расчетное сопротивление кладки на растворе М50 с . Упругая характеристика кладки . Расчетная линия простенка
.
Гибкость простенка
.
По таблице 18 [3] определяем коэффициент продольного изгиба (по интерполяции). Найденное значение принимается для средней трети высоты простенка. Расчетное сечение I-I (см. рис), поэтому значение для сечений I-I принимаем откорректированным . Расчетный эксцентриситет продольной силы:
.
Проверку несущей способности простенка в сечении I-I производим из расчета его на внецентренное сжатие по формуле:,
Здесь:- площадь сжатой части сечения. Для прямоугольного сечения:
;
- коэффициент продольного изгиба для внецентренно сжатых элементов: ;
где ; - коэффициент продольного изгиба для сжатой части сечения, определяемый по таблице 18[3] в зависимости от:
,
где
; ;
;
При
() ; ,
тогда несущая способность простенка в сечении I-I:
Прочность простенка обеспечена.
Список литературы
1. СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Госстрой СССР, 1989г.
2. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. Госстрой СССР, 1986г.
3. СНиП II-22-81. Каменные и армокаменные конструкции. Госстрой СССР, 1983г.
4. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: общий курс: Учебник для вузов М.: Стройиздат, 1991г.
5. Бондаренко В.М., Суворкин Д.Г. Железобетонные и каменные конструкции: Учебник для студентов ВУЗов по спец. ПГС. М.: Высшая школа, 1987г.
6. Бондаренко В.М., Судницин А.И. Расчёт строительных конструкций. Железобетонные и каменные конструкции. М.: Высшая школа, 1988г.
7. Манриков А.П. Примеры расчёта железобетонных конструкций: Учебное пособие для техникумов. М.: Стройиздат, 1989г.
8. Пособие по проектированию каменных и армокаменных конструкций (к СНиП II-22-81) Госстрой СССР, 1989г.
9. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов без преднапряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84). Госстрой СССР, 1986г.
10. Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Часть 1. Госстрой СССР, 1988г.
11. Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Часть 2. Госстрой СССР, 1988г.
Похожие рефераты:
Капитальный и текущий ремонты зданий
Проектирование 9-этажного дома
Детский ясли-сад на 140 мест с бассейном
Проектирование четырехэтажной гостиницы в г. Краснодаре
Арматурная сталь и металлоконструкции
Проектирование 16-ти этажного 2-х секционного жилого дома в Ейске
Проектирование сборных железобетонных элементов каркаса одноэтажного промышленного здания
Многоэтажное производственное здание