close

Вход

Забыли?

вход по аккаунту

?

ЖБК - копия

код для вставкиСкачать
МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ РЕСПУБЛИКИ БЕЛАРУСЬ
УО "ГРОДНЕНСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ ИМ. Я. КУПАЛЫ"
Кафедра строительных
Конструкций.
КУРСОВОЙ ПРОЕКТ
Тема: "Многоэтажное каркасное здание" по дисциплине "Железобетонные и каменные конструкции"
Выполнил: ____________ подписьЗаяц Ю.С.Специальность: ПГС; Курс: 4; Форма обучения: дневная; Группа: 1.
Проверил: ____________ подписьВолик А.Р.
Гродно
2012
Содержание
1 Расчет и конструирование балочной плиты монолитного перекрытия4
1.1Исходные данные4
1.2 Проектирование компоновочной схемы4
1.3 Предварительное назначение размеров поперечных сечений элементов перекрытия4
1.4 Расчет и проектирование монолитной плиты6
1.4.1 Определение нагрузок6
1.4.2 Статический расчет монолитной плиты6
1.4.3 Расчет прочности нормальных сечений8
1.4.4 Расчет прочности наклонных сечений10
1.5 Статический расчет второстепенной балки монолитного перекрытия11
1.5.1 Определение нагрузок11
1.5.2 Определение расчетных пролетов11
1.5.3 Расчет прочности нормальных сечений и подбор арматуры в расчетных сечениях балки14
1.5.4 Построение эпюры материалов и определение мест обрыва арматуры второстепенной балки17
1.5.5 Расчет поперечной арматуры23
2 Расчет сборных железобетонных конструкций24
2.1 Расчет и конструирование ребристой плиты перекрытия24
2.1.1 Исходные данные24
2.2 Расчет сборного многопролетного ригеля25
2.2.1 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля26
2.2.2 Расчет продольной арматуры27
2.2.3 Расчет поперечной арматуры31
2.2.4 Построение эпюры материалов и определение мест обрыва арматуры ригеля33
2.3 Расчет колонны первого этажа37
2.3.1 Подсчет нагрузок37
2.3.2 Расчет колонны на прочность38
2.3.3 Расчет консоли колонны39
2.3.4 Армирование консоли колонны40
2.3.5 Расчет стыка колонн56
Список использованных источников45
1 Расчет и конструирование балочной плиты монолитного перекрытия
1.1Исходные данные
длина здания, м - 64,0
ширина здания, м - 28,0
размеры сетки колонн, м - 6,4×7
число этажей - 6
высота этажа, м - 3
район строительства - Барановичи
класс бетона - класс арматуры каркасов - S500
класс арматуры сеток - S500
класс среды по условиям эксплуатации - XС3
переменная нагрузка - 4,1 кН/м
тип плиты перекрытия - ребристая.
1.2 Проектирование компоновочной схемы
Крайние разбивочные оси располагаются со смещением на 250 мм внутрь стены.
Предварительно назначим следующие величины опирания плит, главных и второстепенных балок:
ls,sup - 120 мм;
lsb,sup - 250 мм;
lmb, sup - 380 мм;
Шаг второстепенных балок назначим в соответствии с соотношением l_sb⁄l_s >3;
Компоновочная схема монолитного перекрытия представлена на рисунке 1.
1.3 Предварительное назначение размеров поперечных сечений элементов перекрытия
Предварительно назначаем следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия:
- геометрические размеры поперечного сечения второстепенных балок:
высота:
h_sb=(1/12÷1/20)∙l_sb=1/12∙6400÷1/20∙6400=535÷320мм;
Примем h_sb=450 мм;
ширина:
b_sb=(0.3÷0.5)∙h_sb=0.3∙450÷0.5∙450=135÷225мм;
Примем b_sb=200мм;
- геометрические размеры поперечного сечения главных балок:
высота:
h_mb=(1/8÷1/12)∙l_mb=1/8∙7000÷1/12∙7000=875÷585 мм;∙
Примем h_mb=650 мм;
ширина:
b_mb=(0.3÷0.5)∙h_mb=0.3∙650÷0.5∙650=195÷325 мм;
Примем b_mb=300 мм;
Примем толщину монолитной плиты в соответствии со следующими условиями:
- минимальная толщина монолитного перекрытия производственных зданий hs должна назначаться не менее 70 мм;
- в соответствии с конструктивными требованиями, обеспечивающими необходимую жесткость монолитного перекрытия:
h_s=(1/35÷1/45)∙l_s=(1/35÷1/45)∙1750=(50÷39) мм;
- зависимость толщины монолитной плиты от переменной нагрузки и класса эксплуатации XС3 (защитный слой 35 мм);
Примем толщину монолитного перекрытия равной 90 мм.
Рисунок 1 - Компоновочная схема монолитного перекрытия
1.4 Расчет и проектирование монолитной плиты
1.4.1 Определение нагрузок
Принята следующая конструкция пола перекрытия: ламинат, цементно-песчаная стяжка. Таблица 1 - Нагрузки на 1 м2 монолитного перекрытия
Вид нагрузкиНормативная нагрузка, кН/м2Коэффициент
надежности по
нагрузкеРасчетная нагрузка, кН/м2ПостоянныеОт керамическойплитки
(δ=0,02м,ρ=24 кН/м3)0,481,350,648От слоя цементно-песчаного раствора
(δ=0,02 м,ρ=18 кН/м3)0,361,350,486От собственного веса плиты
(δ=0,09 м,ρ=25кН/м3)2,251,353,04Итогоgk= 3,09gd = 4,17ПеременнаяПолезная
(по зданию)qk =4,11,5qd = 6,15Всего(g+q)k =7,19(g+q)d =10,32
При ширине полосы bs = 1 м нагрузка, приходящаяся на 1 м2 плиты, равна по величине нагрузке на 1м погонный полосы, таким образом расчетная нагрузка на плиту: постоянная нагрузка gd = 4,17 кН/м, переменная qd = 6,15 кН/м.
С учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_п=1 расчетная нагрузка на 1м плиты: (g + q)dn = 10,32·1= 10,32 кН/м.
1.4.2 Статический расчет монолитной плиты
Выполним статический расчет монолитной плиты, представив ее в виде неразрезной балки шириной b=1000 мм. Опирание на кирпичные стены можно заменить шарнирной опорой, на второстепенные балки - вертикальным стержнем. Привязка к кирпичным стенам в соответствии с заданием а = 250 мм.
Размеры расчетных пролетов вычислены в соответствии с рисунком 2.
- для крайних пролетов:
l_eff^'=l_s-a-b_sb/2+l_(s,sup)/2=1750-250-200/2+120/2=1460мм;
- для средних пролетов
l_eff=l_s-b_sb=1750-200=1550 мм;
Рисунок 2 - Определение расчетных пролетов монолитной плиты
Изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий:
в первом пролете (при непрерывном армировании) и на первой промежуточной опоре вычисляются по формуле:
;
в средних пролетах и на средних опорах для плит, не окаймленных по контуру балками независимо от способа армирования: Поперечные силы: Опора. А
Опора. В (слева)
Опора. В (справа)
Опора. С (слева)
Опора. С (справа)
Рисунок 3 - Расчетная схема монолитной плиты
1.4.3 Расчет прочности нормальных сечений
Прочностные и деформационные характеристики бетона C25/30в соответствии с СНБ 5.03.01-02 [1] следующие:
нормативное сопротивление бетона fck - 25 МПа;
εcu1 - -3,5 ‰;
расчетное сопротивление бетона f_cd=f_ck/γ_c =25/1,5=16,67 МПа;
коэффициент, учитывающий длительное действие нагрузки, неблагоприятный способ ее приложения и т. д. - a- 1;
В соответствии с [1] используем следующие коэффициенты:
ω_с=0,810; K_2=0,416; C_0=1,947;
Арматура S500имеет следующие характеристики:
f_yd=435МПа;
E_s=2∙〖10〗^5 МПа;
Размеры сечения принятые для расчета: b_s=1000 мм; h_s=90 мм; Для определения рабочей высоты сечения, предварительно определяем толщину защитного слоя бетона:
с=с_с+∅/2=35+3=38мм,
где с_с - защитный слой бетона арматуры плиты, принимаемый по таблице 5.1 [1];
∅ - предполагаемый диаметр арматуры;
Принимаем величину с=40 мм;
Рабочая высота сечения плиты: d=h-c=90-40=50 мм;
Расчет продольной арматуры в каждом сечении плиты выполняется по соответствующим изгибающим моментам как для прямоугольного сечения с одиночной арматурой. Расчет требуемой площади арматуры в расчетных сечениях плиты выполняем по алгоритму №1 [2];
Определяем величины относительного изгибающего момента, воспринимаемого сжатой зоной бетона :
;
2 .Определение значения граничной относительной высоты зжатой зоны :
; ;
Определение коэффициента .
Площадь продольной арматуры в крайнем пролете:
В среднем пролете:
Армирование плиты производится учитывая минимальный процент армирования для изгибаемых элементов принимаемый согласно таблицы 11.1
Но не менее поэтому: Результаты расчета сведены в таблицу 2:
Таблица 2 - Требуемая площадь сечения арматуры на 1 м плиты
Msd, кНмmПлощадь сечения, см2As1As1, minКрайний пролет и крайняя опора при непрерывном армировании1,990,050,9730,940,675Средние пролеты и средние опоры без окаймления1,550,040,9790,73
В соответствии с полученными значениями AS1 принимаем следующие сетки: сварные рулонные сетки принимают в соответствии с сортаментом по ГОСТ 8478-81.
-во всех пролётах и на всех опорах С1: , AS1 = 1,13 см2
- в первом пролёте и на первой промежуточной опоре: дополнительная сетка С2:
, AS2=0,18 см2
всего AS=AS1+AS2=1,13+0,18=1,31 см2.
Над главными балками устанавливаем конструктивно верхние сетки, площадь сечений поперечных рабочих стержней которых составляет не менее 1/3 площади пролётной арматуры плиты . Длину рабочих стержней (ширину сетки) назначают из условия, что расстояние от грани балки в каждую сторону было не менее 1/4 пролёта плиты.
Над главными балками принимаем сетки С3:
, AS2 = 0,47 см2
Схема армирования монолитной плиты представлена на рисунке 4. Рисунок 4 - Схема армирования монолитной плиты
1.4.4 Расчет прочности наклонных сечений
Расчет прочности железобетонных элементов на действие поперечных сил производится из условия (в соответствии с п. 7.2.1 [1]):
V_sd<V_(Rd,ct)
где V_sd - расчетная поперечная сила в рассматриваемом сечении, вызванная действием нагрузок. Принимаем максимальную Vsd (рисунок 3), V_sd^(B,лев)=9,04кН;
V_(Rd,ct) - поперечная сила, воспринимаемая железобетонным элементом без поперечной арматуры. где принимаем k=2,0;
Коэффициент продольного армирования σ_(ср )=0 - при отсутствии осевого усилия (сжимающей силы);
но не менее
Поскольку условие V_sd<V_(Rd,ct), выполняется, расчет поперечной арматуры не производится.
1.5 Статический расчет второстепенной балки монолитного перекрытия
1.5.1 Определение нагрузок
Ребро второстепенной балки монолитно связано с плитой и поэтому второстепенную балку рассматривают как балку таврового сечения (рисунок 5). Предварительно зададимся следующими размерами тавра:
h_sb=300 мм;b_sb=100 мм;
Рисунок 5 - Расчетное тавровое сечение
Определим расчетную нагрузку на один погонный метр второстепенной балки, собираемую с грузовой полосы шириной равной шагу второстепенных балок (l_s=1,75 м). Постоянная нагрузка:
- от собственного веса плиты и пола: ;
- от собственного веса ребра балки без учёта монолитной плиты: Итого: gd = 9,73 кН/м.
Переменная (временная) нагрузка: qd = ;
Всего с учетом коэффициента надежности по назначению здания:
(g + q)d n = (9,73 + 10,76)∙ 1= 20,49 кН/м.
1.5.2 Определение расчетных пролетов
Размеры расчетных пролетов вычислены в соответствии с рисунком 6.
- для крайних пролетов:
l_eff^'=l_sb-a-b_mb/2+l_(sb,sup)/2=6400-250-300/2+250/2=6125мм;
- для средних пролетов
l_eff=l_sb-b_mb=6400-300=6100 мм;
Рисунок 6 - Определение расчетных пролетов второстепенной балки
Расчет второстепенной балки выполним с учетом перераспределения усилий, вводя коэффициенты α и β.
Ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов вычисляются в сечениях через 0,2 leff по формуле .
Значения коэффициентов  принимаем по отношению Определение изгибающих моментов в различных сечениях второстепенной балки будем производить в табличной форме:
Таблица 4 - Значения изгибающих моментов
№ пролёта№ точкиДоля пролёта,
кН∙мМsd, кНм+-МmaxМminI10,2 leff0,065-768,6949,96-20,4 leff0,090-69,18-мах0,425 leff0,091-69,95-30,6 leff0,075-57,65-40,8 leff0,020-15,37-51,0 leff--0,0715--54,96II60,2 leff0,018-0,0212762,4313,72-16,1670,4 leff0,058-0,013444,22-10,21мах0,5 leff0,0625-47,65-80,6 leff0,058-0,007244,22-5,4890,8 leff0,018-0,015213,72-11,59101,0 leff--0,0625--46,65III110,2 leff0,018-0,0142762,4313,72-10,83120,4 leff0,058-0,011244,22-8,54мах0,5 leff0,0625-47,65- Нулевые точки эпюры положительных моментов расположены на расстояниях 0,15leff от грани опор:
- в крайнем пролёте: ;
- в среднем пролёте: .
Положение нулевой точки отрицательных моментов в 1-м пролёте:
Перерезывающие силы (у граней опор):
- у опоры А:
;
- у опоры В слева: ;
- у опоры В справа и у остальных опор: .
Построенные эпюры показаны на рисунке 7.
Рисунок 7 - Эпюры изгибающих моментов и поперечных сил
1.5.3 Расчет прочности нормальных сечений и подбор арматуры в расчетных сечениях балки
Определение требуемой площади сечения арматуры при действии положительного момента ведем как для таврового сечения с полкой в сжатой зоне. При действии отрицательного момента полка находится в растянутой зоне, следовательно, расчетное сечение будет прямоугольным.
Размеры сечения принятые к расчету:
b_eff^'=1750 мм; b_sb=200 мм; h_sb=450 мм; h_f=90 мм
Задаемся величиной с = 35мм, исходя из конструирования полки сетками и требованиями норм. Рабочие высоты сечений равны:
d_1=h-c=450-35=415 мм; d_2=h-c=450-70=365 мм;
Расчет производим по упрощенному деформационному методу. Предполагая, что нейтральная ось проходит по нижней грани полки, определяем область деформирования для прямоугольного сечения шириной b_eff^'=1750 мм и положение нейтральной оси при расчете тавровых сечений:
что указывает, что сечение находится в области деформирования 2.
Величина изгибающего момента, воспринимаемого бетоном сечения, расположенным в пределах высоты полки:
M_Rd=(1,14∙ ξ-0,57∙ξ-0,07)∙α∙f_cd∙b_eff∙d_1^2
M_Rd=(1,14∙ 0,217-0,57∙0,217-0,07)∙0,85∙16,67∙1,75∙〖0,415〗^2==229,29 kH∙м
Поскольку выполняется условие M_sd=69,95kH<M_Rd=229,29kHм, нейтральная ось расположена в пределах полки. Сечение в пролете второстепенной балки рассматривается как прямоугольное с шириной b=b_eff=1,75 м.
Для арматуры S500 при E_s = 2∙〖10〗^5 МПа, ε_sy=f_yd/E_s =435/(2∙〖10〗^5 )=2,2 ∘⁄(∘∘) ξ=ε_cu2/(ε_sy+ε_cu2 )=3,5/(2,2+3,5)=0,61
α_(m,lim)=ω_c∙ξ_lim∙(1-k_2∙ξ_lim )=0,81∙0,61∙(1-0,416∙0,61)=0,32
В пролете 1 (нижняя арматура): M_sd=69,95 кH∙м, d_1=415мм,
〖b=b〗_eff=1,75 м
α_m=M_Sd/(α∙f_cd∙b∙d_1^2 )=69,95/(1∙16,67∙1,75∙〖0,415〗^2 )=0,014<α_(m,lim)=0,32
растянутая арматура достигла предельных деформаций.
A_s1^ =M_Sd/(f_yd∙η∙d)=(69,95∙10)/(435∙0,992∙0,415)=3,91 〖см〗^2
В пролете 2 (нижняя арматура): M_sd=47,65кH∙м, d_1=415мм,
〖b=b〗_eff=1,75м
α_m=47,65/(1∙16,67∙1,75∙〖0,415〗^2 )=0,09
η=0,5+√(0,25-α_m/C_0 )=0,5+√(0,25-0,09/1,947)=0,951
A_s1^ =M_Sd/(f_yd∙η∙d)=(47,65∙10)/(435∙0,951∙0,415)=2,77 〖см〗^2
В опорных сечениях действуют отрицательные моменты, плита расположена в растянутой зоне, поэтому сечения балки рассматриваются как прямоугольные шириной b=0,1 м.
На опоре В (верхняя арматура): M_sd=54,96 кH∙м, d_2=365мм,
〖b=b〗_sb=0,1 м
α_m=54,96/(1∙16,67∙0,1∙〖0,365〗^2 )=0,247
η=0,5+√(0,25-α_m/C_0 )=0,5+√(0,25-0,247/1,947)=0,851
A_s1^ =M_Sd/(f_yd∙η∙d)=(54,96∙10)/(435∙0,851∙0,365)=4,07〖см〗^2
В пролете 2 (верхняя арматура): M_sd=16,16 кH∙м, d_2=365мм,
〖b=b〗_sb=0,1 м
α_m=16,16/(1∙16,67∙0,1∙〖0,365〗^2 )=0,072
η=0,5+√(0,25-α_m/C_0 )=0,5+√(0,25-0,072/1,947)=0,961
A_s1^ =M_Sd/(f_yd∙η∙d)=(16,16∙10)/(435∙0,961∙0,365)=1,1 〖см〗^2
На опоре С (верхняя арматура): M_sd=47,65кH∙м, d_2=365мм,
〖b=b〗_sb=0,1 м
α_m=47,65/(1∙16,67∙0,1∙〖0,365〗^2 )=0,215
η=0,5+√(0,25-α_m/C_0 )=0,5+√(0,25-0,215/1,947)=0,874
A_s1^ =M_Sd/(f_yd∙η∙d)=(47,65∙10)/(435∙0,874∙0,365)=3,43〖см〗^2
Полученные значения сведены в таблицу 5.
1.5.4 Построение эпюры материалов и определение мест обрыва арматуры второстепенной балки
На огибающей эпюре М_Sdпостроим эпюру М_Rd, которая характеризует несущую способность сечений балки по арматуре. Несущая способность сечений балки по арматуре определяется по формуле:
М_Rd=f_yd∙A_s1∙d∙η
где d - уточненное значение рабочей высоты сечения;
η - табличный коэффициент, определяемый: η=1-k_2∙ξ
ξ=(A_s1∙f_yd)/(ω_c∙α∙f_cd∙b_eff∙d)
Расчеты, необходимые для построения эпюры материалов, выполнены в табличной форме (табл.6).
Анкеровка сжатой арматуры:
Опора В слева
В сечении обрываются стержни Ø16мм класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры A_(s,red) = 4,07 〖см〗^2, принятая площадь сечения арматуры A_(S,prov)=4,62〖см〗^2. По табл.14.
Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:
l_(bd,1)=0,7∙920∙4,07/4,62=567 мм
Величины остальных параметров составляют:
0.6∙l_b =0,6∙ 920 =552 мм;
15∙∅ = 15∙16 = 240 мм;
h_sb/2+ 20∙∅ =450/2+ 20∙16=545мм. Окончательно принимаем l_(bd,1)=920м
Опора В справа
В сечении обрываются стержни Ø14 мм класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры A_(s,red) = 4,07 〖см〗^2, принятая площадь сечения арматуры A_(S,prov)=4,68〖см〗^2. По табл.14.
Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:
l_(bd,1)=0,7∙810∙4,07/4,68=495мм
Величины остальных параметров составляют:
0.6∙l_b =0,6∙ 810= 486 мм;
15∙∅ = 15∙14 = 210 мм;
h_sb/2+ 20∙∅ =450/2+ 20∙14= 505мм. Окончательно принимаем l_(bd,1)=810мм
Опора С
В сечении обрываются стержни Ø14 и Ø 10 мм класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры A_(s,red) = 3,43 〖см〗^2, принятая площадь сечения арматуры A_(S,prov)=3,865 〖см〗^2. По табл.14. Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:
l_(bd,1)=0,7∙810∙3,43/3,865=505 мм
Величины остальных параметров составляют:
0.6∙l_b =0,6∙ 810= 486мм;
15∙∅ = 15∙14 = 210 мм;
h_sb/2+ 20∙∅ =450/2+ 20∙14=505мм. Окончательно принимаем l_(bd,1)=810мм
Анкеровка растянутой арматуры: Первый пролет
В сечении обрываются стержни Ø 16 мм класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры A_(s,red) = 3,91 〖см〗^2, принятая площадь сечения арматуры A_(S,prov)=4,02 〖см〗^2. По табл.14.
Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:
l_(bd,1)=0,7∙920∙3,91/4,02=626 мм
Величины остальных параметров составляют:
0.6∙l_b =0,6∙ 920 =552 мм;
15∙∅ = 15∙16 = 240 мм;
h_sb/2+ 20∙∅ =450/2+ 20∙16=545мм. Окончательно принимаем l_(bd,1)=920м
Второй пролет
В сечении обрываются стержни Ø 14 мм класса S5400. Требуемая площадь сечения арматуры A_(s,red)=2,77 〖см〗^2, принятая площадь сечения арматуры A_(S,prov)=3,08 〖см〗^2. По табл.14
Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:
l_(bd,1)=0,7∙810∙2,77/3,08=510 мм
Величины остальных параметров составляют:
0.6∙l_b =0,6∙ 810= 486мм;
15∙∅ = 15∙14 = 210 мм;
h_sb/2+ 20∙∅ =450/2+ 20∙14=505мм. Окончательно принимаем l_(bd,1)=810мм
Анкеровка арматуры на свободной опоре
Длина анкеровки продольной арматуры Ø 12 мм на свободной опоре ( в зоне опирания второстепенной балки на наружную стену) должна быть не менее 5∙Ø =5∙14 = 70 мм. При площадке опирания второстепенной балки на стену l_(sb,sup) = 250 мм анкеровка продольной арматуры обеспечивается.
Рисунок 8 - Эпюра материалов второстепенной балки
Таблица 5 - Назначение количества и диаметра стержней
Положение сеченияРасположение арматурыРасчетный момент, MsdРасчетное сечениеαmηA_s1^ , см2A_s1^ , см2Принятое армирование1 пролетНижняя69,950,01440,9923,914,022Ø161 пролетВерхняя-Монтажная конструктивная арматура2,262Ø12Опора ВВерхняя-54,960,2470,8514,074,623Ø142 пролетНижняя47,650,090,9512,773,082Ø142 пролетВерхняя-16,160,0720,9611,11,572Ø10Опора СВерхняя-47,640,2150,8743,433,8651Ø10
2Ø14 Таблица 6 - Вычисление ординат эпюры материалов для продольной арматуры
Ø и количество стержнейУточнённая высота сечения
d=h_sb-c, смФактическая площадь сечения стержней
A_st, см2Расчётное сопротивление арматуры
f_yd, МПаОтносительная высота сжатой зоны
ξ=(A_st∙f_yd)/(ω_c∙α∙f_cd∙b_eff∙d)Коэффициент
η=1-k_2∙ξ
M_Rd=f_yd∙A_st∙d∙η кН∙м1-ый пролёт (нижняя арматура 〖b=b〗_eff=1,75 м)2Ø1640,74,024350,0210,99170,531-ый пролёт (верхняя арматура 〖b=b〗_eff=0,1 м)2Ø1237,22,264350,230,90433,062-ой пролёт (нижняя арматура 〖b=b〗_eff=1,75 м)2Ø1440,83,084350,1630,93250,952-ой пролёт (верхняя арматура 〖b=b〗_eff=0,1 м)2Ø10371,574350,160,93323,58Опорная арматура. Опора В, (〖b=b〗_eff=0,1 м)3Ø1437,24,624350,4710,80460,1Опорная арматура. Опора С, (〖b=b〗_eff=0,1 м)1Ø10
2Ø1437,23,8654350,3940,83652,29
1.5.5 Расчет поперечной арматуры
Расчет производится для сечения у первой промежуточной опоры слева, где действует наибольшая поперечная сила .
V_b^л=V_max=V_sd=75,3кН∙м
Расчет прочности железобетонных элементов на действие поперечных сил начинается проверкой условия V_sd<V_(Rd,сt) где V_sd - расчетная поперечная сила от внешних воздействий; V_(Rd,сt) - поперечная сила, воспринимаемая железобетонным элементом без поперечного армирования:
V_(Rd,ct)=[0,12∙1,7∙〖(100∙0,00571∙25)〗^(1⁄3) ]∙200∙408=40,02kH
но не менее
V_(Rd,ct,min)=(0,4∙f_ctd-0,15∙σ_cp)∙b_sb∙d, kH
V_(Rd,ct,min)=(0,4∙2,2-0,15∙0)∙200∙408=71,808 kH
Здесь k=1+√(200/d)=1+√(200/408)=1,7≤2
Принимаем k=1,7
ρ_l=A_st/(b_sb∙d)=4,62/(20∙40,8)=0,0057≤0,02
σ_cp=0- при отсутствии осевого усилия (сжимающей силы).
Расчетное сечение назначаем на расстоянии от опоры d_z=408 мм, Усилия в расчётном сечении определим графически из подобия треугольников .
50,2/75,3=y/(6125-y)
Откуда y=2435мм
(6125-y)/(6125-y-220)=75,3/V_sd1 Откуда V_sd1=70,84кН
Поскольку условие V_sd1=70,84<V_(Rd,сt)=71,808кН выполняется, то для обеспечения прочности элементов по наклонному сечению расчет поперечной арматуры производить не стоит, она устанавливается конструктивно Ø 6 с шагом 300мм.
2 Расчет сборных железобетонных конструкций
2.1 Расчет и конструирование ребристой плиты перекрытия
2.1.1 Исходные данные
Произведем расчет ребристой плиты перекрытия с номинальными размерами 1500×4600 мм. Класс эксплуатации XС1. Класс бетона - С12/15.
Данному классу бетона соответствуют следующие характеристики:
f_ck=25МПа; f_cd=25/1,5=16,67 МПа;
В ребрах плиты устанавливаются каркасы с продольными и поперечными ребрами класса S500. Данному классу арматуры соответствуют следующие характеристики:
f_yk=500 МПа; f_yd=435(417) МПа;
Полки плиты армируются сетками такого же класса.
Петли для подъема плиты приняты из стали S240 и устанавливаются в продольных ребрах на расстоянии 0,45 м от торца.
Конструктивные размеры ребристой плиты:
- ширина -1680-30=1650 мм;
- длина - 6400-40=6560 мм;
Геометрические размеры плиты и компоновочная схема показаны соответственно на рисунке 11.
Рисунок 11 - Геометрические размеры плиты
2.2 Расчет сборного многопролетного ригеля
Расчетный пролет ригеля в крайних пролетах будет равен (рисунок 17):
l_eff^'=l-a+l_sup/2=7000-250+120/2=6810 мм;
Рисунок 17 - Расчетные пролеты ригеля
Расчетный пролет в средних пролетах будет равен расстоянию между продольными осями - 7000 мм; Предварительно зададимся размерами поперечного сечения ригеля исходя из следующих соотношений:
h=(1/8÷1/12)∙l=(1/8÷1/12)∙7=0,875÷0,585 м; Примем h=0,65 м;
b=(0,3÷0,5)∙h=(0,3÷0,5)∙0,65=0,195÷0,325 мПримем b=0,25 м;
Нагрузка на ригель от ребристых плит перекрытия считается равномерно распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу поперечных рам. Сбор нагрузок, действующих на ригель:
Таблица 6 - Нагрузки, действующие на ригель
Вид нагрузкиНормативная нагрузка,
кН/мКоэффициент надежности по нагрузкеРасчетная нагрузка, кН/мПостоянная
собственный вес плиты и конструкции перекрытия1,3531,59собственный вес ригеля1,355,48Итогоgk = 27,46gd = 37,07Переменная
(по заданию)qk = 4,11,5qd = 6,15Всего(g + q)k=31,56(g + q)d=43,22
2.2.1 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля
Определение изгибающих моментов и поперечных сил ригеля производим с учетом перераспределению усилий в стадии предельного равновесия конструкции. Первоначально рассчитываем ригель как упругую систему на действие постоянных нагрузок и отдельных схем невыгодного расположения временных нагрузок.
Рисунок 18 - Расчетные пролеты ригеля
Определение изгибающих моментов и поперечных сил ригеля производим с учетом перераспределения усилий в стадии предельного равновесия конструкции. Наибольшие значения М и V определяем по формулам:
Коэффициенты зависят от следующего соотношения:
Принимаем k=3,6;Байков таб.2 прил 11.
Опорные моменты от постоянной нагрузки:
Пролетные моменты ригеля:
При 1схеме загружения При 2 схеме загружения момент во втором пролете:
Результаты всех расчетов представлены в таблице 7:
Таблица 7 - Изгибающие моменты в ригеле
Вариант
загруженияСечения12
(слева)2
(справа)34
(слева)4
(справа)51-356,34-211,58-179-406,05-179-211,58-211,582-313,52-197,25-189,25-453,97-189,25-197,25-313,523-361,67-222,24-202,93-458,52-184,67-222,24-361,67Мmax-361,67-222,24-202,93-458,52-189,25-222,24-361,67Рисунок 19 - Эпюры изгибающих моментов без перераспределения усилий
На опорах возникает пластический шарнир, в результате чего величина опорных моментов уменьшается на 30%.Посторим эпюру перераспределения (рисунок 20).
Рисунок 20 - Эпюра перераспределения и огибающая эпюра в ригеле
2.2.2 Расчет продольной арматуры
Расчет продольной арматуры ригеля производим, алгоритм №1 [3].
В пролете 1 (сечение 1) (нижняя арматура):
1 Определение величины относительного изгибающего момента где: - коэффициент, учитывающий длительное действие нагрузки неблагоприятный способ ее приложения и т.д., определяемый по табл. П1 [3];
м - ширина поперечного сечения;
МПа - расчетное сопротивление бетона, определяемое по П1 [3];
мм - рабочая высота сечения, где мм - толщина защитного слоя бетона (по табл. 11,4 и п,11.2.14 [1]); 2 Определение значения граничной относительной высоты сжатой зоны , при которой предельное состояние элемента наступает одновременно с достижением в растянутой арматуре напряжения, равного расчетному сопротивлению:
где: ‰ - предельные деформации бетона, определяемые по П1 [3];
‰ - предельные деформации арматуры;
кПа - модуль упругости определяемый по П3 [3];
3 Определение коэффициента :
где: , - коэффициенты, принимаемые по табл. П7 [3].
4 Определение коэффициента :
где 5 Проверка условия Условие выполняется, следовательно
6 Определение минимальной площади сечения арматуры.
где % - минимальный процент армирования, определяемый по табл. П5 [3].
7 Проверка условия Условие выполняется.
Результаты расчетов и подбор арматуры в расчетных сечениях сводим в таблицу 8.
Таблица 8 - Назначение количества и диаметра стержней
№ сечения (см.
рисунок 20)Расположение арматурыРасчетный момент,
Msd, кН·мПринятое армирование1Нижняя249,460,6150,1580,91110,2410,771Ø20
3Ø182Верхняя155,570,6150,0990,9466,157,12Ø14
2Ø163Нижняя320,960,6150,2040,88113,6213,9453Ø22
1Ø184Верхняя132,470,6150,0840,9535,25,342Ø12
2Ø145Нижняя249,460,6150,1580,91110,2410,771Ø20
2Ø18Конструктивная верхняя арматура в пролетах--2Ø12
2Ø16
2.2.3 Расчет поперечной арматуры
Расчет производим для наклонного сечения, где действует наибольшая поперечная сила. V_ =(2∙M_1)/l_eff +((q_d+g_d)∙l_eff)/4=(2∙320,46)/7+(43,22∙7)/4=167,19 кН;
Расчет прочности железобетонных элементов на действие поперечных сил начинается проверкой условия где - расчетная поперечная сила от внешних воздействий; - поперечная сила, воспринимаемая железобетонным элементом без поперечного армирования:
где:
Принимаем - при отсутствии осевого усилия (сжимающей силы).
но не менее
где:
Расчетное сечение назначаем на расстоянии от опоры мм. Усилия в расчетном сечении определим графически из подобия треугольников.
; ;
; ;
Поскольку условие выполняется. Для обеспечения прочности элементов по наклонному сечению выполним расчет поперечной арматуры.
Расчет на основе расчетной модели наклонных сечений
Расчет на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной трещине.
Предварительно задаемся диаметром Ø8 и шагом поперечных стержней, учитывая конструктивные требования:
на приопорных участках длиной при высоте железобетонного элемента :
(принимаем )
в средней части:
(принимаем )
1 Определение усилия в хомутах на единицу длины элемента (равномерно-распределенное)
По табл. П6 [3] принимаем 2Ø12S500 ( см2).
где:
- коэффициент для тяжелого бетона;
- для прямоугольного сечения;
- коэффициент, учитывающий влияние продольных сил.
2 Определение где:
- коэффициент, учитывающий влияние вида бетона (для тяжелого бетона).
3 Определение проекции опасной наклонной трещины на продольную ось элемента
4 Определение длина проекции наклонной трещины на продольную ось элемента
5 Проверка условия п. 7.2.2.9 [1]:
Значение принимается не более и не более значения , а также не менее , если .
Принимаем .
6 Определение поперечного усилия, воспринимаемого бетоном
7 Определение поперечного усилия, воспринимаемого поперечными стержнями 8 Проверка условия Условие прочности по наклонной полосе между диагональными трещинами выполняется.
2.2.4 Построение эпюры материалов и определение мест обрыва арматуры ригеля
На огибающей эпюре строим эпюру, которая характеризует несущую сечений балки при принятой арматуре. Несущая способность сечений балки определяем по формуле:
где:
- уточненное значение рабочей высоты сечения;
- табличный коэффициент;
.
Анкеровка сжатой арматуры:
Опора В слева и справа
В сечении обрываются стержни Ø16 мм класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры A_(s,red) = 6,15 〖см〗^2, принятая площадь сечения арматуры A_(S,prov)=7,1〖см〗^2. Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:
l_(bd,1)=0,7∙920∙4,08/7,1=370мм
Величины остальных параметров составляют:
0.6∙l_b =0,6∙ 920=552мм;
15∙∅ = 15∙16= 240 мм;
h_sb/2+ 20∙∅ =450/2+ 20∙16=545мм. Окончательно принимаем l_(bd,1)=920мм
Анкеровка растянутой арматуры: Первый пролет
В сечении обрываются стержни Ø 20 мм класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры A_(s,red) = 4,08〖см〗^2, принятая площадь сечения арматуры A_(S,prov) =10,77 〖см〗^2. Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:
l_(bd,1)=0,7∙1150∙4,08/10,77=567мм
Величины остальных параметров составляют:
0.6∙l_b =0,6∙ 1150= 690мм;
15∙∅ = 15∙20=300 мм;
h_sb/2+ 20∙∅ =450/2+ 20∙20=625мм. Окончательно принимаем l_(bd,1)=1150мм
Второй пролет
В сечении обрываются стержни Ø 22 мм класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры A_(s,red) = 13,62 〖см〗^2, принятая площадь сечения арматуры A_(S,prov) = 13,945 〖см〗^2.
Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:
l_(bd,1)=0,7∙1265∙11,4/13,945=725 мм
Величины остальных параметров составляют:
0.6∙l_b =0,6∙ 1265= 760мм;
15∙∅ = 15∙22= 330мм;
h_sb/2+ 20∙∅ =450/2+ 20∙22=665мм. Окончательно принимаем l_(bd,1)=1265мм
Рисунок 21 - Эпюра материалов ригеля
Таблица 9 - Вычисление ординат эпюры материалов для продольной арматуры
и количество
стержнейd, см.As1, см2.fyd, МПа.Сечения 1 и 5 (нижняя арматура, b=0,25м)1Ø20
3Ø1861,510,774350,2260,906261,042Ø1261,52,264350.0470,9859,25Сечения 2 (верхняя арматура, b=0,25м)2Ø14
2Ø1661,57,14350,1480,938178,172Ø1261,52,264350,0470,9859,25Сечение 3 (нижняя арматура, b=0,25м)3Ø22
1Ø1861,513,9454350,2920,878327,552Ø1461,53,084350,0650.98380,17Сечения 4 (верхняя арматура, b=0,25м)2Ø12
2Ø1461,55,344350,1120,953136,14
2.3 Расчет колонны первого этажа
2.3.1 Подсчет нагрузок
В соответствии с табл.4.1 нагрузка на колонну от сборных перекрытий составит Принимаем вес кровли рулонной трехслойной , вес утеплителя на покрытии здания . Нагрузка на колонну от стяжки и покрытие из мозаичного бетона
Нормативная снеговая нагрузка для города Барановичи (Iб снеговой район) , нормативная временная (полезная) нагрузка на сборное междуэтажное перекрытие .
Сечение колонн всех этажей здания назначаем .
Для определения длины колонны первого этажа принимаем расстояние от уровня чистого пола до обреза фундамента .
Тогда .
Типовые колонны для многоэтажных зданий имеют разрезку через 2 этажа. Следовательно, необходимо выполнять расчет ствола колонны для 1-го и 2-го этажей.
Таблица 10 - Нагрузки на колонну
Наименование и подсчет нагрузок 1-го этажаРасч. нагрузкаНагрузка от конструкций покрытий и перекрытий:
1351,46Нагрузка от собственного веса колон всех этажей:
56,5Временная нагрузка на перекрытия над 1-6 этажами:
1653,12Снеговая нагрузка на покрытие:
53,76 Принимая в качестве доминирующей временную нагрузку на перекрытие, расчётная продольная сила основной комбинации от действия постоянных и временных нагрузок на колонну первого этажа будет равна:
где - коэффициент сочетания нагрузок;
- коэффициент уменьшения для неблагоприятно действующей постоянной нагрузки, принимаемый 0,85 по [1, прил. А]
Расчётная продольная сила, вызванная действием постоянных нагрузок на колонну первого этажа:
2.3.2 Расчет колонны на прочность
При продольной сжимающей силе, приложенной со случайным эксцентриситетом () и при гибкости , расчет сжатых элементов с симметричным армированием разрешается производить из условий 7.22 [1].
где: - коэффициент, учитывающий влияние продольного изгиба и случайных эксцентриситетов.
Заменив величину через условие 7.22 [1] примет вид:
Необходимая площадь сечения колонны без учета влияния продольного изгиба и случайных эксцентриситетов, т.е. при = 1 и эффективном значении коэффициента продольного армирования для колонны 1-ого этажа из условия будет равна:
см2
Принимаем квадратное сечение колонны, размером Тогда.
Расчет продольного армирования
Величина случайного эксцентриситета:
e_a {█(l_col/600=(H_c1-h_p/2)/600=(2350-800/2)/600=3,25 мм;@20 мм;@h/30=300/30=10 мм;)┤
Принимаем e_a=20 мм;
Расчетная длина колонны l_0=β∙l_w=1∙2,35=2,35м;
где β - коэффициент, учитывающий условия закрепления, для колонны принимается равным 1;
l_w - высота элемента в свету. Принимается равной высоте колонны;
Условная расчетная длина колонны:
l_eff=l_0∙√k=2,35∙√1,73=3,2м;
где k=1+0,5 N_(sd,lt)/N_sd Φ(∞,t_0)=1+0,5∙2250,65/2887,52∙2=1,78 м;
гибкость колонны: λ=l_eff/h=3,2/0,3=10,6;
относительная величина эксцентриситета: e_0/h=20/300=0,067;
Интерполируя, получим величину φ=0,829;
Необходимое сечение продольной арматуры:
A_(s,tot)=(N_sd/φ-α∙f_cd∙A_c)/f_yd =(2887,52∙〖10〗^3/0,829-1∙16,67∙〖10〗^6∙〖0,3〗^2)/(435∙〖10〗^6 )=45,58 〖см〗^2
Принимаем 8∅28S400 A_(s,tot)=49,26 〖см〗^2, в качестве поперечной арматуры для армирования колонны принимаем стержни Ø10 мм из стали класса S500 см с шагом 200 мм по П14 [3].
2.3.3 Расчет консоли колонны
Консоль колонны воспринимает поперечную силу ригеля от одного междуэтажного перекрытия. Наибольшая поперечная сила действует на опоре B слева и равна V_sd=((q_d+g_d)∙l_eff)/2=(43,22∙6,4)/2=138,3 кНм;
Минимально допустимая длина площадки опирания ригеля на колонну из условия прочности бетона на смятие:
l_sup=V_sd/(α∙f_cd∙b)=(1383∙〖10〗^3)/(1∙16,67∙100∙25)=3,4см;
Принимаем расстояние от торца сборного ригеля до грани колонны δ=5 см;
Тогда требуемый вылет равен: l_0=l_sup+δ=3,5+5=8,5 см;
С учетом возможной неравномерности распределения давления по опорной плоскости, а также неточности при монтаже принимаем l_1=25 см; При предварительно принятом η=0,95, требуемая высота сечения консоли у грани колонны из условия прочности наклонного сечения по сжатой полосе может быть определена как:
d≥V_sd/(0,25∙η∙α∙f_cd∙b_c )=(138,3∙〖10〗^3)/(0,25∙0,95∙1∙16,67∙100∙30)=13,97см;
Полную высоту консоли у основания принимаем равной 50 см. Тогда d=h-c=50-35=465 см;
Условие l_1=25<0,9∙46,5=41,85 выполняется;
Нижняя грань консоли у ее основания наклонена под углом 〖45〗^0, поэтому высота свободного конца консоли:
h_1=h-l_1 tg〖45〗^0=50-25=25>1/3∙h=1/3∙50=17
2.3.4 Армирование консоли колонны
Ригель опирается на консоль на длине площадки, равной 190 мм, так как зазор между торцом ригеля и гранью колонны принят 60 мм, а длина пластины по верху 250 мм.
Расчетный изгибающий момент силы относительно грани колонны:
где: см - расстояние от силы до грани примыкания консоли к колонне. кН·м
Требуемую площадь сечения продольной арматуры подбираем по изгибающему моменту , увеличенному на 25%.
Определяем:
Тогда
см2
Принимаем 2Ø10 S400 с . Эти стержни привариваются к закладным деталям консоли.
Так как поперечная сила ригеля приложена от грани колонны на расстоянии , то согласно п.7.2.2.28 [1] прочность наклонных сечений на действие главных растягивающих усилий можно не производить.
При см консоль армируется отогнутыми и поперечными стержнями.
Площадь сечения отогнутой арматуры можно определить по эффективному коэффициенту поперечного армирования:
см2
Отогнутую арматуру устанавливаем в двух наклонных сечениях по два стержня в каждом сечении, т.е. 4Ø10 S500 ().
Поперечные стержни принимаем по двум граням консоли из стали класса S500 Ø10 мм (). Шаг поперечных стержней, исходя из требований П14 [3] - не более 15 см и не более см. Принимаем в пределах консоли шаг поперечных стержней S = 100 см.
2.3.5 Расчет стыка колонн
Из условия производства работ стыки колонн назначены на расстоянии 0,45 м выше перекрытия. При выбранных конструкциях и условиях работы колонны наиболее целесообразным является стык с ванной сваркой продольных стержней.
Для замоноличивания стыка принимаем бетон класса С12/15 и выпуски арматуры длиной 30 см и диаметром 40 мм из стали S400.
Стык рассчитываться для стадий:
до замоноличивания как шарнирный на монтажные (постоянные) нагрузки, после замоноличивания как жёсткий с косвенным армированием на эксплуатационные (полные) нагрузки.
Рассмотрим устройство стыка на втором этаже.
Нагрузка на колонну первого этажа в уровне стыка:
От полных нагрузок: где - соответственно нагрузка на колонну в уровне первого и второго этажей.
Таблица 11- Нагрузки на колонну в уровне стыка
Наименование и подсчет нагрузокРасчетная нагрузкаНагрузка от конструкций покрытий и прекрытия:
871,21Нагрузка от собственного веса колон всех этажей:
56,5Временная нагрузка на перекрытия над 6-ым этажом:
1102,08Снеговая нагрузка на покрытие:
53,76
Тогда
При расчете стыка до замоноличивания усилие от нагрузки воспринимается бетоном выступа колонны, усиленным сетчатым армированием () и арматурными выпусками, сваренными ванной сваркой (). Поэтому условие прочности стыка имеет вид:
где:
- коэффициент, учитывающий неравномерность распределения напряжений под центрирующей прокладкой;
- площадь смятия, принимаемая равной площади центрирующей прокладки или, если она приваривается при монтаже к распределительному листу и толщина листа не менее 1/3 расстояния от края листа до центрирующей прокладки, площади листа;
- коэффициент продольного изгиба выпусков арматуры;
- площадь сечения всех выпусков арматуры;
- приведенная призменная прочность бетона, определяется по формуле 7.150 [1].
Размеры сечения подрезки из условия размещения медных форм принимаем, , а расстояние от грани сечения до оси сеток косвенного армирования в пределах подрезки ; за пределами подрезки Тогда площадь части сечения, ограниченная осями крайних стержней сетки косвенного армирования:
Центрирующую прокладку и распределительные листы в торцах колонн назначаем толщиной 2 см, а размеры в плане:
центрирующей прокладки - , что не превышает 1/4 ширины колонны, т.е.;
распределительных листов .
За площадь сечения принимаем площадь распределительного листа, поскольку его толщина 20 мм превышает 1/3 расстояния от края листа до центрирующей прокладки, то .
Принимаем .
Коэффициент, учитывающий повышение прочности бетона при смятии:
где:
;
- коэффициент для элементов с косвенным армированием по табл. 7.6 [1]; Сварные сетки конструируем из проволоки Ø6 S400 с fyd = 367МПа и см2. Размеры ячеек сетки должны быть не менее 45 мм, не более 1/4×bк и не более 100 мм. Принимаем шаг 45 мм.
Шаг сеток следует принимаем не менее 60 мм, не более 150 мм и не более 1/3 стороны сечения. Шаг сеток с учетом ограничения принимаем 70 мм.
В каждом направлении сетки число длинных стержней - 6, коротких - 8. Расчетная длина длинных стержней - 28,5 см, коротких - 9,0 см.
Коэффициент косвенного армирования:
Коэффициент эффективности косвенного армирования:
где: Значение , определяемое по формуле 7.150 [1]:
где: Тогда: Для вычисления усилия определяем радиус инерции арматурного стержня диаметром Ø28 мм:
Расчетная длина выпусков арматуры равна длине выпусков арматуры, т.е. . Гибкость выпусков арматуры:
Коэффициент продольного изгиба арматуры Усилие, воспринимаемое выпусками арматуры:
Предельная продольная сила, воспринимаемая незамоноличенным стыком:
Таким образом, прочность колонны в стыке до замоноличивания намного больше усилий, вызванных нагрузкой даже в стадии эксплуатации. Проверку прочности стыка в стадии эксплуатации можно не производить, т.к. добавится еще прочность замоноличенного бетона. Список использованных источников
1 СНБ 5.03.01-02. "Бетонные и железобетонные конструкции". - Мн.: Стройтехнорм, 2003 г. - 274 с.
2 Волик А.Р, Гаврильчик М.Н. Методические указания к выполнению курсового проекта "Многоэтажное каркасное здание". Монолитное железобетонное ребристое перекрытие (часть 1) - (электронная версия).
3 Волик А.Р. Методические указания к выполнению курсового проекта "Многоэтажное каркасное здание". Сборный вариант (часть 2) - (электронная версия).
2
Документ
Категория
Рефераты
Просмотров
646
Размер файла
2 198 Кб
Теги
жбк
1/--страниц
Пожаловаться на содержимое документа