Железобетонные конструкции как база современного индустриального строительства, их структура и принципы формирования, предъявляемые требования. Изучение метода расчета сечений железобетонных конструкций по предельным состояниям, оценка его эффективности.
Допускается принимать размер крайнего проема плиты меньше среднего не более чем на 20%. Вычисляем расчетные пролеты и нагрузку на плиту. С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1 м плиты: Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий (рис. В состав сборного балочного междуэтажного перекрытия входят плиты и несущие их ригели, опирающиеся на колонны (рис. Тогда Площадь сечения растянутой арматуры определяется по формуле: Принимаем: 8O12 А-V с As=9,05 см2, Расчет прочности плиты по сечению, наклонному к продольной оси, Q=34,53 КНВ ходе выполнения данного курсового проекта, по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции», был произведен расчет железобетонных конструкций для многоэтажного производственного здания. Плита армируется рулонными сварными сетками с продольной рабочей арматурой, укладываемыми по направлению главных балок. Армирование второстепенных балок запроектировано в виде сварных каркасов с продольной рабочей арматурой заданного класса.
Введение
Железобетонные конструкции являются базой современного индустриального строительства. Из железобетона возводят промышленные одноэтажные и многоэтажные здания, гражданские здания различного назначения, в том числе жилые дома.
Бетон, как показывают испытания, хорошо сопротивляется сжатию и значительно хуже растяжению, а сталь имеет высокое сопротивление не только растяжению, но и сжатию. Поэтому включение стальной арматуры в растянутую зону железобетонных элементов существенно повышает их несущую способность.
Совместная работа бетона и стальной арматуры обуславливается выгодным сочетанием их физико-механических свойств.
Железобетон получил широкое распространение в строительстве благодаря его положительным свойствам: долговечности, огнестойкости, стойкости против атмосферных воздействий, высокой сопротивляемости к динамическим нагрузкам и др.
В ходе выполнения данного курсового, по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции», будет произведен расчет железобетонных конструкций для многоэтажного производственного здания.
Целью выполнения курсового проекта является овладение основами расчета и проектирования железобетонных конструкций, изучение метода расчета сечений железобетонных конструкций по предельным состояниям.
1. Проектирование монолитного варианта железобетонный конструкция индустриальный строительство
Главные балки располагаются обязательно в поперечном направлении здания, т.е. по наибольшему шагу колонн. Привязка наружных кирпичных стен должна быть равна 250 мм от разбивочных осей до внутренней грани стены. Расстояния между второстепенными балками назначаются с учетом проектирования плиты балочного типа. Допускается принимать размер крайнего проема плиты меньше среднего не более чем на 20%. Размеры поперечных сечений балок должны соответствовать унифицированным.
Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия: 1) высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок: , ;
2) высота и ширина поперечного сечения главных балок: , 3) толщину плиты примем - 70 мм
Вычисляем расчетные пролеты и нагрузку на плиту. Согласно рис. 1 и рис. 2 получим в коротком направлении:
;
;
а в длинном направлении .
Поскольку отношение пролетов - плита балочного типа
Рисунок 1 - Конструктивная схема монолитного перекрытия: 1 - главные балки; 2 - второстепенные балки; 3 - условная полоса шириной 1 м для расчета плиты
Рисунок 2 - К расчету неразрезной монолитной плиты: а - расчетные пролеты и схема армирования; б - расчетная схема; в - эпюра изгибающих моментов; г - расчетное сечение плиты
Для расчета плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу шириной 1 м (рис. 1). Плита будет работать как неразрезная балка, опорами которой служит второстепенная балка и наружные кирпичные стены. При этом нагрузка на 1 погонный метр плиты будет равна нагрузке на 1 м2 перекрытия. Подсчет нагрузок дан в табл. 1.
Таблица 1 - Нагрузки на 1 м2 монолитного покрытия
Вид нагрузки Нормативная нагрузка, КН/м2 Коэффициент надежности по нагрузке, гf Расчетная нагрузка, КН/м2
Постоянная: от массы плиты n=0,07 м (с=2500 КН/м3) 0,07·25=1,75 1,1 1,93 от массы пола (по заданию) 1,2 1,2 1,44
Итого: - - g=3,36
Временная нагрузка (по заданию) 7,5 1,2 J = 9
Всего: 9,25 - 12,36
С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1 м плиты: Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий (рис. 2): в средних пролетах и на средних опорах: ;
в первом пролете и на первой промежуточной опоре: ;
Так как для плиты отношение , то в средних пролетах, окаймленных по всему контуру балками, изгибающие моменты уменьшаем на 20%, т.е. они будут равны: .
Определим харакиеристики прочности бетона с учетом заданной влажности окружающей среды.
Бетон легкий, естественного твердения, класса В20, гb2=1; Rb=11,5·0,9=13,05МПА; Rbt=0,9МПА; Eb=17000МПА.
В состав сборного балочного междуэтажного перекрытия входят плиты и несущие их ригели, опирающиеся на колонны (рис. 3)
При компоновке сборного балочного перекрытия необходимо: - выбрать сетку колонн;
- выбрать направление ригелей, их форму поперечного сечения и размеры;
- выбрать тип и размеры плит.
Сетка колонн назначается в зависимости от размеров плит и ригелей. Расстояние между колоннами должно быть кратно 100 мм, и приниматься в пределах (4,2…6,6) м.
Направление ригелей может быть продольным и поперечным. Это обуславливается технико-экономическими показателями. Выбор типа поперечного сечения ригелей зависит от способа опирания на них плит. Высота ригеля , (l - пролет ригеля), а ширина bh = 20 (30) см.
Тип плит перекрытия выбирается по архитектурно-планировочным требованиям и по величине действия временной нагрузки. Так при временной нагрузке Н/м2 используются многопустотные плиты, высота которых равна (20…24) см.
Плиты выполняются преимущественно предварительно напряженными, как более экономичные по расходу стали.
Количество типоразмеров плит должно быть минимальным: рядовые шириною (1,2…2,4) м, связевые плиты-распорки - (0,6…1,8) м, фасадные плиты-распорки - (0,6…0,95) м.
Для курсового проектирования принято следующее: - конструктивная схема с поперечным расположением ригелей и шагом колонн (5,8?7,2) м (рис. 3);
- ригель таврового сечения шириною bh = 20 см и высотою см (рис. 4) без предварительного напряжения арматуры;
- плиты многопустотные предварительно напряженные высотою 22 см (рис. 3) (ширина расчетной плиты 2 м, а плиты-распорки 1 м).
Рисунок 3 - Компоновка сборного перекрытия
Рисунок 4 - К расчету плиты перекрытия
2.2 Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной плиты перекрытия при временной нагрузке 1500 Н/м2
Исходные данные
Таблица 1 - Нагрузки на 1 м2 перекрытия
Вид нагрузки Нормативная нагрузка, КН/м2 Коэффициент надежности по нагрузке, гf Расчетная нагрузка, КН/м2
? Постоянная и длительная нормативная 4,89·1,2·1,1 =6,46 КН/м.
Рисунок 5 - Расчетное значение плиты
Рисунок 6 - Расчетная схема плиты перекрытия
Материалы для плиты: Бетон - тяжелый, класса прочности на сжатие В20. , [прил. 1, табл. 1,3]; , [прил. 1, табл. 1,2]; коэффициент условия работы бетона . Плита твердеет в естественных условиях. Начальный модуль упругости [прил. 1, табл. 4].
К трещиностойкости плиты предъявляются требования 3-ей категории. Технологий изготовления плиты - агрегатно-поточная. Натяжение напрягаемой арматуры осуществляется механическим способом.
Арматура: - продольная напрягаемая класса А-V; ; ; ;
- ненапрягаемая класса Вр-I; ; ; .
2.3 Расчет плиты по предельным состояниям первой группы
Высота сечения многопустотной (6 крупных пустот диаметром 159 мм) предварительно напряженной плиты ;
Рабочая высота сечения ;
Размеры: толщина верхних и нижних полок (в расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина сжатой полки таврового сечения принимается );
Ширина ребер: средних - 2,6 см; крайних - 5,3 см;
Отношение при этом в расчет вводится вся ширина полки расчетная ширена ребра .
Усилия от расчетных и нормативных нагрузок
Усилия от расчетной полной нагрузки: - изгибающий момент в середине пролета:
- поперечная сила в опорах:
Усилия от нормативной нагрузки: - полной:
- постоянной и длительной:
2.4 Характеристики прочности бетона и арматуры
Предварительное напряжение арматуры равно:
р = 30 360/l = 30 360/9 = 70МПА;
Принимаем
Вычисляем предельное отклонение предварительного напряжения при чиселе напрягаемых стержней np=4:
Коэффициент прочности натяжения:
При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимают Предварительные напряжения с учетом точности натяжения
Расчет по прочности плиты по сечения, нормальному к продольной оси М=74.08 КН•м
Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Вычисляем:
При бм=0,172, о=0,19 и ж=0,905.
Х = о?h0; х=0,19?19=3,61>3 см - принимаем сечение тавровое с полкой в ребре;
Принимаем другое значение:
Граничная относительная высота сжатой зоны определяется по формуле:
где - характеристика сжатой зоны бетона
Тогда Площадь сечения растянутой арматуры определяется по формуле:
Принимаем: 8O12 А-V с As=9,05 см2, Расчет прочности плиты по сечению, наклонному к продольной оси, Q=34,53 КН
Влияние весов сжатых полок (при 7 ребрах):
Влияние усилия обжатия Р=630 •9,05 = 570,15 КН
? условие не выполняется, принимаем
В расчетном наклонном сечении
, отсюда
Принимаем с=38 см. Тогда .
Следовательно, поперечная арматура по расчету не требуется. На приопорных участках l/4 арматура устанавливается конструктивно ?4 Вр - I с шагом . В средней части пролета арматура не принимается.
2.5 Расчет многопустотной плиты по определенным состояниям второй группы
Геометрические характеристики приведенного сечения. Круглое сочетание пустот заменяют эквивалентным квадратным со стороной
Толщина полок эквивалентного сечения
Ширина ребра 116 - 6•14,31 = 30,34 см. Ширина пустот 116 - 30,34 =85,6 см;
Площадь приведенного сечения
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
Момент инерции сечения (симметричного)
=140619 ;
Момент сопротивления сечения по нижней зоне:
то же, по верхней зоне: Расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней), до центра тяжести сечения: то же, наименее удаленной от растянутой зоны (нижней) здесь
;
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне: .
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия .
Коэффициент точности напряжения арматуры при расчет потерь .
Потери от релаксации напряжений в арматуре при электотермическом способе натяжения
Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами так как, при пропаривании форма с упорами нагревается вместе изделием.
Усилия обжатия . Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести сечения
Напряжение в бетоне при обжатии: Устанавливают значение передаточной прочности бетона из условия: Принимают тогда Принимаем
Вычисляют сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести площади напрягаемой арматуры от усилия обжатия (без учета момента от веса плиты) (614495/1327 (614495• /140619))/100
Потери от быстронатекающей ползучести при и при
Первые потери .
С учетом напряжение Потери от усадки бетона . Потери от ползучести бетона . Вторые потери
Полные потери - больше минимального значения;
Усилие обжатия с учетом полных потерь
2.5 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси
Выполняют для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. При этом для элементов, к трещиностойкости которых предъявляют требования 3 категории, принимаю значение коэффициентов надежности по нагрузки
Момент образования трещин по приближенному способу ядровых моментов:
Ядровый момент усилия обжатия:
, то трещины в растянутой зоне не образуются. Следовательно, необходимый расчет по раскрытию трещин не требуется.
2.6 Расчет прогиба плиты
Кривизну оси изгибаемых и внецентренно загруженных ж/б элементов на участках, где образуются трещины определяют как для сплошного приведенного сечения в I стадии НДС.
Находим кривизну от действующей постоянной и длительной нагрузок
, ,
Прогиб без учета выгиба от усадки ползучести бетона при предварительном обжатии будет равен: .
3. Расчет и конструирование однопролетного ригеля
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 перекрытия принимаются те же, что и при расчете панели перекрытия. Ригель шарнирно оперт на консоли колонн, hв=1/13 6,6=50 см. Расчетный пролет (рис. 3): , где ld - пролет ригеля в осях; b - размер колонны; 20 - зазор между колонной и торцом ригеля, 140 - размер площадки опирания.
Расчетная нагрузка на 1 м длины ригеля определяется с грузовой полосы, равной шагу рам, в данном случае шаг рам 7 м.
Постоянная (g): - от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания гп=1,1; g=4150·6,6·1,1=30129 Н/м=30,1 КН/м;
- от веса ригеля: gвп=(0,2·0,45 0,2·0,25)·2500·10-2=3,35 КН/м, где 2500 кг/м3 - плотность железобетона.
С учетом коэффициентов надежности по нагрузке гf=1,1 и по назначению здания гп=1,1; gв=3,35·1,1·1,1=4,05 КН/м.
Итого: g gв=30,1 4,05=34,15 КН/м.
Временная нагрузка (х) с учетом коэффициента надежности по назначению здания гп=1,1 и коэффициента снижения временной нагрузки в зависимости от грузовой площади:
где А1=2·5,6=112 м2; А=5,6·6,6 =36,96 м2 - грузовая площадь.
Полная нагрузка
3.1 Определение усилий в ригеле
Расчетная схема ригеля - однопролетная шарнирно опертая балка пролетом lo. Вычисляем значения максимального изгибающего момента М и максимальной поперечной силы Q от полной расчетной нагрузки: ;
.
Характеристики прочности бетона и арматуры: - бетон легкий класса В30, расчетное сопротивление при сжатии Rb=17МПА, при растяжении Rbt=1,2МПА; коэффициент условий работы бетона гb2=0,9;
- арматура продольная рабочая класса A-III ?10 - 40 мм, расчетное сопротивление Rs=365МПА и поперечная рабочая класса A-III ?6-8 мм, Rsw=285МПА.
3.2 Расчет прочности ригеля по сечению, нормальному к продольной оси
Определяем высоту сжатой зоны x=о·ho, ho - рабочая высота сечения ригеля; о - относительная высота сжатой зоны, определяемая по бт.
,
При бм=0,01, о=0,01 и ж=0,995. Высота сжатой зоны: x=о·ho=0,391·45=17,96 см.
Граничная относительная высота сжатой зоны: , где , где б=0,8 - для мелкозернистого бетона;
Принимаем Так как о=0,391<OR=0,583, то площадь сечения растянутой арматуры определяется по формуле: ;
В связи с большим количеством требованием арматуры увеличиваем до A-III класса арматуры. Принимаем 2O20 A-III (As=628 мм2) и 2O25 A-III (As=928 мм2); общая As=1556 мм2
3.3 Расчет прочности ригеля по сечению, наклонного к продольной оси
Расчет производится рядом с подрезкой в месте изменения сечения ригеля. Поперечная сила на грани подрезки на расстоянии 10 см от торца площадки опирания: .
Проверяем условие обеспечения прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами: .
Коэффициент, учитывающий влияние хомутов:
Коэффициент поперечного армирования: ;
Ориентировочно принимаем: mw=0,001, тогда Коэффициент , где в=0,01 для мелкозернистого бетона.
Следовательно, условие прочности удовлетворяется.
Проверяем необходимость постановки расчетной поперечной арматуры из условия:
Коэффициент цb3=0,6 для тяжелого бетона. цf =цn =0, так как рассчитывается ригель прямоугольного сечения без предварительного напряжения арматуры.
Так как поперечная арматура необходима по расчету.
Расчет для обеспечения прочности по наклонной трещине производится по наиболее опасному наклонному сечению из условия: .
Поперечное сечение, воспринимаемое бетоном: , Определяем максимальную длину проекции опасного наклонного сечения на продольную ось ригеля смах (для легкого бетона цb2=1): С max .
Поперечное…усилие, воспринимаемое…хомутами:
Приняв со=смах, усилия в хомутах на единицу длины ригеля:
При этом должно выполняться условие: .
Так как qsw=1895,67 Н/см > 648 Н/см, принимаем qsw=1895,67Н/см. Определяем длину проекции опасной наклонной трещины на продольную ось ригеля:
Поскольку 2ho=2·45=90 см<116,19<смах=150 см, принимаем со=90 см.
Уточняем величину Qsw, исходя из условия, что при с=со=2ho=90 см, .
При этом
Окончательно принимаем qsw=688,11Н/см.
Из условия сварки с продольной арматурой (dmax=8 мм) принимаем поперечную арматуру 2O8 A-III. При двух каркасах Asw=1,01см2.
Шаг поперечных стержней на приопорных участках:
Из условия обеспечения прочности наклонного сечения в пределах участка между хомутами максимально возможный шаг поперечных стержней:
Кроме того, по конструктивным требованиям поперечная арматура устанавливается: - на приопорных участках, равных 1/4 пролета, при h>45 см с шагом: ; s?16 см;
- на остальной части пролета при h>30 см с шагом: ; s?50 см.
Окончательный шаг поперечных стержней принимаем: - на приопорных участках длиной 1,5 м s=16 см;
- на приопорных участках в подрезке s=8 см;
- на остальной части пролета s=40 см.
3.4 Построение эпюры материалов
Продольная рабочая арматура в пролете 2O20 A-III As=9,28 см2 и 2O25 A-III As=6,28 см2 Площадь этой арматуры As определена из расчета на действие максимального изгибающего момента в середине пролета. В целях экономии арматуры по мере уменьшения изгибающего момента к опорам два стержня обрываются в пролете, а два других доводятся до опор.
Площадь рабочей арматуры As(2O20)= As(2O25)=15,56 см2.
Определяем изгибающий момент, воспринимаемый ригелем с полной запроектированной арматурой: ;
(рис. 7).
Из условия равновесия , где x=о·ho: , z = 0,835,
Изгибающий момент, воспринимаемый сечением, больше изгибающего момента, действующего в сечении: 203КН·м > 192,80 КН·м
Графически по эпюре моментов определяем место теоретического обрыва стержней 2O25 A-III. Эпюра моментов для этого должна быть построена точно с определением значений изгибающих моментов в 1/8, в 2/8 и в 3/8 пролета.
Изгибающий момент в 1/8 пролета:
Изгибающий момент в 1/4 пролета:
Изгибающий момент в 3/8 пролета:
Откладываем на этой эпюре М(2O20)=141,2 КН·м в масштабе. Точка пересечения прямой с эпюрой называются местом теоретического обрыва арматуры (рис. 8).
Момент, воспринимаемый сечением ригеля с арматурой 2O25 A-III и 2O20 A-III, также откладывается по следующей зависимости: .
Поперечная сила Q определяется графически в месте теоретического обрыва Q=65КН.
Поперечные стержни 2O8 A-III с Asw=1,1см2 в месте теоретического обрыва имеют шаг 15 см.
.
Принимаем w=50 см. Шаг хомутов в приопорной зоне s1 принимается равным 0,5s на участке длиной 0,5 м.
Место теоретического обрыва арматуры можно определить аналитически. Для этого общее выражение для изгибающего момента нужно приравнять к моменту, воспринимаемому сечением ригеля с арматурой 4O40 A-III М(2O25)=141,2КН·м.
переносим в левую часть свободный член и делим все на 21,28, получаем: ;
х1=6,95 м, х2=-0,95 м - это точки теоретического обрыва арматуры.
4. Расчет и конструирование колонны
Нагрузка на 1 м2 перекрытия принимается такой же, как и в предыдущих расчетах, нагрузка на 1 м2 покрытия приводится в таблице.
Таблица 3 - Сбор нагрузок
Вид нагрузки Нормативная нагрузка, Н/м2 Коэффициент надежности по нагрузке, гf Расчетная нагрузка, Н/м2
Характеристики прочности бетона и арматуры: - бетон тяжелый класса В20, расчетное сопротивление при сжатии Rb=11,5МПА;
- арматура продольная рабочая класса A-I, расчетное сопротивление Rs=225МПА.
Принимаем размер сечения колонны 40?40 см.
4.1 Определение усилий в колонне
Грузовая площадь средней колонны. А=6·4=24 м2. Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению здания гп=1,1: Нагрузка от ригеля: 4,05·6,02=25,11 КН, где 4,05КН/м - погонная нагрузка от собственного веса ригеля; 6,02 м - длина ригеля;
Нагрузка от собственного веса колонны типового этажа: 0,4·0,4·3·2500·1,1·1,1·102=14,52 КН
Постоянная нагрузка на колонну с одного этажа: 110 25,11 14,52=149,63КН
Постоянная нагрузка от покрытия, приходящаяся на колонну: 1,1·6000·24=158КН
Общая нагрузка на колонну от покрытия: 158 25,11=183,11КН
Временная нагрузка, приходящаяся на колонну с одного этажа: 1,1·1950·24=51,48КН
Временная нагрузка, приходящаяся на колонну с покрытия: 1,1·1800·24=47,52КН.
Коэффициент снижения временных нагрузок в многоэтажных зданиях:
где п=5 - число перекрытий, от которых учитывается нагрузка.
Нормальная сила в средней колонне на уровне первого этажа:
4.2 Расчет прочности колонны
Расчет прочности сжатых элементов из тяжелого бетона класса В20 на действие продольной силы, приложенной со случайным эксцентриситетом, при lo<20hcol допускается производить из условия: , где ; цb, цsb - коэффициенты, принимаемые в зависимости от и .
, где As - площадь всей арматуры в сечении элемента.
При бs>0,5 можно принимать ц=цst. В первом приближении принимаем: м=0,01;
Ab=40·40=1600см2;
As=0,01·1600=16см2;
Свободная длина колонны подвала lo=0,7·(3 0,15)=2,21 м, h=0,4 м (размер сечения колонны), Временная кратковременно действующая нагрузка на колонну с одного этажа: Временная кратковременно действующая нагрузка на колонну с покрытия: Временная кратковременно действующая нагрузка на колонну: Остальная нагрузка на колонну - длительно действующая:
Определяем коэффициенты цb=0,92, цsb =0,92.
Минимальная продольная арматура в ж/б элементах 0,10%
Аб=0,4?0,4=0,16м2
As=16 мм.
Принимаем 4?16 А-I, As=804 мм.
, что больше .
Учитывая, что при таких отношениях и цb и цsb равны, уточнение делать не нужно, т.к. коэффициент армирования не влияет на ц.
4.3 Расчет и конструирование фундамента под колонну
Условное расчетное сопротивление грунта основания Ro=0,3МПА.
Бетон тяжелый класса В20, Rbt=0,9МПА. Арматура класса A-I, Rs=225МПА.
Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезках гт=20КН/м3.
Высоту фундамента принимаем равной 120 см, глубина заложения фундамента Н1=140 см. Расчетное усиление, передающееся с колонны на фундамент, N=1236,71КН. Усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке гf =1,15.
.
4.4 Определение размера стороны подошвы фундамента
Площадь подошвы центрально загруженного фундамента определяем по условному давлению на грунт Ro без учета поправок в зависимости от размеров подошвы фундамента и глубины его заложения: А где Nn - нормативное усилие, передающееся с колонны на фундамент;
Ro - условное давление на грунт, зависящее от вида грунта; гт=20КН/м3 - усредненная нагрузка от единицы объема фундамент и грунта на его уступах; Н1 - глубина заложения фундамента.
Размер стороны квадратной подошвы: .
Принимаем, а=2,1 м.
Давление на грунт от расчетной нагрузки:
Рабочая высота из условия продавливания по подколоннику:
где hc, bc - размеры подколонника.
Полная высота фундамента устанавливается из условий: 1) продавливания: - высота части фундамента под подколонником;
2) заделки колонны в фундаменте: ;
3) анкеровки сжатой арматуры: см;
Принимаем полную высоту фундамента 120 см, в том числе высота подколонника 90 см, монолитной части 30 см (рис. 11).
Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней части h02=30-4=26 см условию прочности при действии поперечной силы без поперечного армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого сечения должно выполняться условие:
Поперечная сила от давления грунта в сечении по грани подколонника:
где а - размер подошвы фундамента; а1 - размер подколонника; h0 - рабочая высота фундамента; р - давление на грунт от расчетной нагрузки.
Поперечная сила, воспринимаемая нижней ступенью фундамента без поперечного армирования:
Проверяем монолитную часть на прочность против продавливания:
где Rbt - расчетное сопротивление бетона осевому растяжению; ит=2·(1,2 1,2 2·0,26)=5,84 м - среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания в пределах полезной высоты; h02 - рабочая высота нижней части.
Продавливающая сила Р=N-A1·p=1236,71-2,96·309,18=405,02 КН. где N - расчетное усилие, передающееся с колонны; А1= (1,2 2·0,26)2=2,96м2 - площадь нижнего основания пирамиды продавливания; р - давление на грунт.
Следовательно, прочность монолитной части против продавливания обеспечена.
4.6 Определение площади арматуры фундамента
Расчетная схема нижней части фундамента принимается в виде консоли с равномерно распределенной нагрузкой, равной давлению на грунт.
Расчетный изгибающий момент по грани подколонника определяется по формуле: Площадь сечения арматуры определяется по формуле:
Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковым в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 10O12 A-III с As=11,31см2 с шагом 200 мм.
, что больше чем .
Вывод
В ходе выполнения данного курсового проекта, по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции», был произведен расчет железобетонных конструкций для многоэтажного производственного здания.
Монолитное перекрытие запроектировано из легкого бетона В15.
Толщина монолитной плиты равна 80 мм. Плита армируется рулонными сварными сетками с продольной рабочей арматурой, укладываемыми по направлению главных балок. Армирование второстепенных балок запроектировано в виде сварных каркасов с продольной рабочей арматурой заданного класса.
Компоновка балочного сборного перекрытия выполнена круглопустотными плитами шириной 2000 мм, а также неразрезным ригелем многопролетного перекрытия, представляющим собой элемент рамной конструкции.
Сборная железобетонная колонна высотой 3000 м рассчитана на действие силы со случайным эксцентриситетом. Размеры колонны приняты 400 ? 400 мм. Колонна армируется продольной арматурой A-II.
Поперечная арматура принята A-II.
Расчет конструкций многоэтажного производственного здания выполнен с учетом нормативной литературы, приведенной ниже.
Список литературы
1. Железобетонные и каменные конструкции: учебник для вузов / под общ. ред. В.М. Бондаренко. - М., ВШ, 2008. - 512 с.
2. Байков, В.Н., Железобетонные конструкции: Общий курс: учеб. для вузов: - 5-е изд., перераб. и доп. Сигалов, Э.Е. - М.: Стройиздат, 2007. - 641 с.
Размещено на .ru
Вы можете ЗАГРУЗИТЬ и ПОВЫСИТЬ уникальность своей работы
