Проектирование конструкций многоэтажного производственного здания

Проектирование конструкций многоэтажного производственного здания

ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

к курсовому проекту на тему:

«Проектирование конструкций многоэтажного производственного здания»

Содержание

Введение

. Проектирование и расчёт монолитной плиты перекрытия балочного типа

. Проектирование и расчёт второстепенной балки

. Построение эпюры материалов для второстепенной балки

. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

. Проектирование и расчёт предварительно напряженной плиты

. Проектирование и расчёт неразрезного ригеля

. Расчёт и конструирование колоны первого этажа

Заключение

Литература

Введение

Принимаем конструктивную схему здания каркасного типа с несущими внешними стенами (так называемый неполный каркас). Так как длина здания составляет 78 м, то здание будет с деформационным швом.

Монолитное балочное перекрытие проектируем из главных, второстепенных балок и монолитной плиты, которая объединяет все балки.

1. Проектирование и расчёт монолитной плиты перекрытия балочного типа

Определим предварительные размеры сечения балок перекрытия

Принимаем толщину монолитной плиты hf’ = 90 мм.

. Главная балка.

мм

Принимаем = 500 мм.

мм

Принимаем bгл.б = 250 мм.

. Второстепенная балка

мм

Принимаем lвт.б = 400 мм.

мм

Принимаем b = 200 мм.

2. Проектирование и расчёт монолитной плиты перекрытия балочного типа

Проектируем два варианта армирование монолитной плиты: отдельными стержнями и сварными сетками.

Монолитная плита разделена системой балок на отдельные прямоугольные ячейки, каждая из которых опёрта по контуру. Определим соотношение сторон этих ячеек:

где: S - шаг второстепенных балок.

Так как 4,57 > 2, то расчёт монолитной плиты ведём в направлении короткого пролёта S.

Для статического расчёта монолитной плиты выделим часть плиты b = 1 м и рассмотрим её как многопролётную неразрезную балку, промежуточными опорами которой являются второстепенные балки.

Определим расчётные пролёты неразрезной балки

1. Крайний пролёт

мм

где: S’ - крайний пролёт плиты. S’ = 1400 мм.

а - привязка оси до внутренней грани стены. а = 200 мм.

с - длина операния плиты на стену здания. с = 150 мм.

. Средние пролёты

мм

Расчёт нагрузки на 1 погонный метр монолитной плиты

Для этого определим нагрузку на 1 м2 перекрытия. Расчёт сводим в таблицу 1.

Таблица 1

Определим расчётное значение нагрузки на 1 пог.м. перекрытия:

Расчётная схема

Определим изгибающие моменты

1. Для армирования отдельными стержнями

кНм

 кНм

где: м

 кНм

Назначение материалов для монолитной плиты

1. Принимаем тяжёлый бетон класса В15:

Rb = 8,5 МПа; Rbt = 0,75 МПа.

Для дальнейших расчётов принимаем:

Rb·γb2 = 8,5·0,9 = 7,65 МПа = 7,65·103 кПа;

Rbt·γb2 = 0,75·0,9 = 0,675 МПа = 0,675·103 кПа;

где: γb2 - коэффициент, учитывающий условия работы бетона. γb2 = 0,9.

. Для армирования отдельными стержнями принимаем класс арматурной стали А-I:

Rs = 225 МПа = 225·103 кПа.

Для армирования сварными сетками принимаем арматуру класса Вр-I:

Rs = 410 МПа = 410·103 кПа.

Расчёт необходимой площади армирования в расчётных сечениях

Определим рабочую высоту сечения:

мм

Коэффициент, характеризующий напряженность сечения определяем по формуле:

где: b - ширина расчётной полосы плиты. b = 1 м.

Требуемую площадь арматуры определяем по формуле:

где: η - значение относительного плеча внутренней пары сил (принимаем по таблице).

Процент армирования проверяем по формуле:

Расчёт необходимой площади арматуры при армировании отдельными стержнями

1. Сечение в первом пролёте (М1)

η = 0,969

м2

Принимаем по сортаменту: 5Æ6 А-I. 1,42 см2 > 1,36 см2

. Сечение в среднем пролёте (М3)

η = 0,977

м2

Принимаем по сортаменту: 5Æ6 А-I. 1,42 см2 > 1,01 см2

. Сечение на первой промежуточной опоре (М2)

η = 0,975

м2

Принимаем по сортаменту: 5Æ6 А-I. 1,42 см2 > 1,11 см2

Расчёт необходимой площади арматуры при армировании сварными сетками

1. Сечение в среднем пролёте (М3)

   →      η = 0,977

м2

Принимаем сетку: С-1

1,31 см2 > 0,55 см2

. Сечение в первом пролёте (М1) и на первой промежуточной опоре (М2)

     →      η = 0,969

м2

 см2

Принимаем сетку: С-2

(0,35 + 1,31) = 1,66 см2 > 1,522 см2

3. Проектирование и расчёт второстепенной балки

плита перекрытие балка этаж

Второстепенная балка при расчете рассматривается как неразрезная многопролётная балка, опорами которой служат главные балки.

Определим расчётные пролёты неразрезной балки

1. Крайний пролёт

мм

мм

Расчёт нагрузки на второстепенную балку

Нагрузка на второстепенную балку передаётся с полосы перекрытия ширина, которой равняется шагу второстепенных балок S. Полную расчётную нагрузку определим по формуле:

где: γf - коэффициент надёжности по нагрузке. γf = 1,1

ρжб - плотность железобетона. ρжб = 25 кН/м3

кН/м

Расчёт усилий во второстепенной балке

Назначение материалов для второстепенной балки

1. Принимаем бетон того же класса, что и для монолитной плиты - В15:

Rb = 7,65·103 кПа; Rbt = 0,675·103 кПа.

(С учётом коэффициента условия работы γb2 = 0,9.)

. Продольную арматуру принимаем класса А-III:

Rs = 365 МПа = 365·103 кПа.

Поперечную арматуру принимаем класса А-I:

Rsw = 175 МПа = 175·103 кПа.

Проверка достаточности принятых размеров сечения второстепенной балки

1. Проверка высоты по отрицательным моментам.

,

Принимаем

Прочность наклонного сечения на действие поперечной силы:

условие выполняется

 Принимаем

;

Окончательно принимаем размеры второстепенной балки:

Расчёт рабочей продольной арматуры второстепенной балки

Расчет прочности по сечениям, нормальным к продольной оси.

Принимаем

сечение в 1-ом пролете - М=97,8;

, -нейтральная ось проходит в полке

- характеристики сжатой зоны бетона

 - напряжение в арматуре

- предельное напряжение в арматуре сжатой зоны

 Условие выполняется

принимается 2Æ16+1Æ18 А-III с Аs=6,545cм2.

Процент армирования:

сечение на 1-ой промежуточной опоре - М=68.55;

Принимаем 2Æ14+ 1Æ18 А-III с Аs=5,625cм2.

Процент армирования:

сечение в среднем пролете - М3 = 59,98;

Определяем табличные данные: арматура для хомутов класса А1, Rsw=175 мПа, Ев=21000 мПа, Rb=8,5 мПа, Rbt=0,75 мПа, Еs=210000 мПа, коэффициенты для тяжелого бетона φВ2=2,0, φВ3=0,6, β=0,01, φВ1=1- βхRb1=1-0,01х8,5х0,9=0,9235, φВ4=1,5 для таврового сечения:

;

принимаем 3Æ14А-III с Аs=4,62cм2

Процент армирования:

сечение на 2-ой промежуточной опоре - М=59,98;

принимаем 3Æ14 А-III с Аs=4,62cм2

Определение диаметра и шага хомутов

Граничная поперечная сила, которую может воспринять бетон сечения балки без учета поперечной арматуры:

,

где необходимо выполнения условия

Принимаем

Интенсивность поперечного армирования:

Шаг поперечных стержней:

Принимаем арматуру 2Æ8 А-I с Аs = 1.01cм2.

Определяем максимальный шаг поперечных стержней при условии прочности наклонных сечений:

Принимаем

Величина проекции наклонной трещины:

Принимаем

Принимаем на протяжении 0,5L от опоры,  в середине пролета.

. Построение эпюры материалов для второстепенной балки

Цель построения эпюры материала - определение теоретического места обрыва стержней.×l012 = 26.06×6,122 =976.06кН×м×l022 = 26.06×6,12 = 969.69 кН×м

 где:

- значение полной нагрузки на1 пог.м второстепенной балки

- постоянная нагрузка на 1 пог.м второстепенной балки(без учета временной)

Определение Моментов сечения

а- защитный слой бетона принимаемый 40 мм

Определяем моменты сечения в пролетах:

в сечении 1-1 в расстянутой зоне находятся 2Æ16+1Æ18 А-III с Аs=6,545cм2.

сечении 2-2 в растянутой зоне находятся 2Æ16А-III с Аs = 4,02cм2.

сечении 3-3 в расстянутой зоне находятся 3Æ14 А-III с Аs = 4,62cм2.

сечении 4-4 в расстянутой зоне находятся 2Æ14 А-III с Аs = 3,08cм2.

сечении 5-5 находятся 2Æ10 А-III с Аs = 1,57cм2.

Определяем моменты сечения на опорах:

сечении 6-6 в сжатой зоне находятся 1Æ18+2Æ14 А-III с Аs = 5,625cм2.

сечении 7-7 в сжатой зоне находятся 1Æ18+1Æ14 А-III с Аs = 4,084cм2.

сечении 8-8 в сжатой зоне находятся 2Æ14 А-III с Аs = 3,08cм2.

сечении 9-9 в сжатой зоне находяться 3Æ14 А-III с Аs = 4.62cм2.

Находим точки обрыва стержней

где , S - шаг поперечной арматуры в данном сечении

Стержень 1 Ǿ18 A-III:

Стержень 1 Ǿ14 A-III:

5. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

Сборное перекрытие проектируем из неразрезных трехпролётных ригелей и ребристых плит.

Определим предварительные размеры сечения несущих конструкций

1. Неразрезной ригель.

высота ригеля

ширина ригеля

2. Колонна.

Принимаем сечение колонны bк = hк = 500 мм.

6. Проектирование и расчёт предварительно напряженной плиты

Проектируем ребристую плиту перекрытия.

Назначение материалов для преднапряжённой плиты

1. Принимаем тяжёлый бетон класса В20:

Rb = 11,5 МПа; Rbt = 0,9 МПа.

Для дальнейших расчётов принимаем:

Rb·γb2 = 11,5·0,9 = 10,35 МПа = 10,35·103 кПа;

Rbt·γb2 = 0,9·0,9 = 0,81 МПа = 0,81·103 кПа;

где: γb2 - коэффициент, учитывающий условия работы бетона. γb2 = 0,9.

. Принимаем класс арматурной стали:

а) напрягаемой - Ат-VI:

Rs = 815 МПа;

б) поперечной - А-I:

Rsw = 175 МПа;

в) для армирования полки принимаем проволоку класса Вр-I:

Rs = 410 МПа.

Расчёт нагрузки на плиту перекрытия

Полную нагрузку на 1 м2 плиты перекрытия определяем по формуле:

где: γf - коэффициент надёжности по нагрузке. γf = 1,1;

h’f - толщина монолитной плиты перекрытия. h’f = 80 мм;

gnпл - нормативная нагрузка от собственного веса плиты. gnпл = 1,75 кН/м2.

Определим нагрузку на 1 пог.м. плиты перекрытия:

Назначение размеров сечения плиты и выбор расчётного сечения

Высоту сечения принимаем согласно соотношению:

мм.

Принимаем h = 250 мм.

Принимаем as = 40 мм.

Расчёт внутренних усилий в плите перекрытия

Определим расчётный пролёт

мм.

где: lкон = lпл - 20·2 = 6400 - 40 = 6360 мм;

с - длина опирания плиты на ригель. с = 130 мм.

кНм

кН

Расчёт продольной арматуры рёбер плиты

1. Определим коэффициент, характеризующий напряженность сечения

 → ξ = 0,34; η = 0,83

где:

.

Принимаем мм.

. Определим высоту сжатого бетона по формуле

x = ξ·h0 = 0,34·0,21 = 0,0714 м < h’f = 0,05 м.

Значит, нейтральная ось проходит в полке плиты.

. Проверим условие ξ ≤ ξR

Определим относительную высоту сжатой зоны бетона ξR по формуле:

а) Характеристика сжатой зоны бетона ω, определяем по формуле:

ω = α - 0,008·Rb = 0,85 - 0,008·10,35 = 0,767

(здесь α - коэффициент, учитывающий влияние вида бетона. α = 0,85, для тяжёлого бетона);

б) Напряжение в арматуре σsR определяем по формуле:

σsR = Rs + 400 - σsp -Δσsp

Определим предварительное напряжения σsp в напрягаемой арматуре.

Принимаем способ натяжения арматуры электротермический.

МПа

Допустимые отклонения σsp

максимальное: σsp + p ≤ Rs,ser ; σsp = Rs,ser - p = 815 - 90 = 725 МПа;

минимальное: σsp - p ≥ 0,3·Rs,ser ; σsp = 0,3·Rs,ser + p = 0,3·815 + 90 = 335 МПа.

Принимаем σsp = 750 МПа.

Уточним σsp с учётом коэффициента точности натяжения арматуры γsp

γsp = 1 - Δ γsp = 1 - 0.179 = 0,821

где:

(здесь np - число стержней напрягаемой арматуры. np = 2)

Тогда σsp равно:

σsp = σsp · γsp = 750·0,821 = 616 МПа

Определим Δσsp по формуле:

МПа

Принимаем Δσsp = 0 (т.к. Δσsp < 0).

Определяем напряжение в арматуре:

σsR = 815 + 400 - 461- 0 = 754 МПа

в) σsc,u - предельное напряжение в арматуре сжатой зоны. σsc,u = 500 МПа

Определим ξR

,34 < 1,5. Условие выполняется.

. Определим требуемую площадь арматуры

см2

где:

(здесь η - коэффициент, зависящий от класса арматуры. η = 1,2).

Принимаем γs6 = 1,2 (т.к. γs6 > 1,2).

Принимаем по сортаменту: 2ÆАт -VI.

= 6,28 см2 > 5,98см2

. Проверим процент армирования по формуле:

где: Ab = h0·b + h’f·l01 = 21·14 + 5·161 = 1099 см2

Проверка достаточности принятых размеров сечения плиты

Проверка условия прочности наклонного сечения по поперечным усилиям.

а) определим коэффициент учитывающий влияние хомутов по формуле:

где:

(здесь s - шаг поперечной арматуры. мм. Принимаем s = 0,1 м)

б)

где: β - коэффициент, учитывающий влияние вида бетона. β = 0,01 (для тяжёлого бетона)

кН

,98кН < 93,563 кН.

Условие выполняется. Окончательно принимаем размеры поперечного сечения плиты перекрытия.

Расчёт поперечной арматуры рёбер плиты

Принимаем 2Æ8 А-I. = 1,01 см2

. Определим предельное поперечное усилие, которое может воспринимать бетон по формуле:

При этом должно выполняться условие:

где: c - длина проекции наиболее опасного наклонного сечения на продольную ось элемента, определяется по формуле:

с = 0,25l0 = 0,25·5,79 = 1,35 м;

φn - коэффициент, учитывающий влияние продольных сил, определяется по формуле:

(здесь N = p = 90кПа);

φb3 и φb4 - коэффициенты, учитывающие влияние вида бетона. φb3 = 0,6 и φb4 = 1,5 (для тяжёлого бетона).

кН

кН

кН

,408 ≤ 7,76 ≤ 59,535. Условие не выполняется.

Принимаем =20,408 кН.

. Сравним  с = 63,98 кН- Условие не выполняется, следовательно, сечение бетона не может воспринимать поперечное усилие без поперечного армирования.

. Определим поперечную силу, которую способен воспринимать бетон, расположенной над наклонной трещиной.

где: φf - коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок в тавровых и двутавровых элементах, определяется по формуле:

(здесь b’f ≤ b + 3h’f = 140 + 3·50 = 290 мм);

Принимаем с = 0,947 м

(здесь φb2 - коэффициент, учитывающий влияние вида бетона. φb2 = 2, для тяжёлого бетона).

кН

. Определим необходимую интенсивность поперечного армирования.

 кН/м

При этом должно выполняться условие:

qsw ≥ 0,5Rbt·bвт.б = 0,5·0,81·103·0,14 = 56,7 кН/м

≥ 56,7 кН/м. Условие выполняется.

. Определим величину проекции наклонной трещины.

м

При этом должно выполняться условие:

м

,294 > 0,108 м. Условие выполняется.

6. Уточним интенсивность поперечного армирования.

 кН/м

где:

. Принимаем с = 0,204 м.

Окончательно принимаем qsw = 183,8 кН/м

. Определим шаг поперечных стержней.

м

. Определим максимальный шаг поперечных стержней.

9. Принимаем шаг поперечных стержней на длине 0,25l0 от опоры с учётом конструктивных требований норм.

Принимаем S1 = 100 мм.

. Принимаем шаг поперечных стержней в середине пролёта 0,5l0 исходя из условий:

Принимаем S2 = 150 мм.

Расчёт полки рёбер плиты на местный изгиб

lдл/ lкор = 6,4 /1,4 = 4,57 > 2.

Следовательно, расчёт полки плиты ведём в коротком направлении

. Определим расчётную нагрузку

кН/м

. Расчётный пролёт l01 = 1,21 м

. Определим момент, возникающий в полке плиты

кНм

4. Определим коэффициент, характеризующий напряженность сечения

Принимаем as = 15 мм, следовательно, рабочая высота сечения плиты, равна:

h0 = h’f - as = 50 - 15 = 35 мм.

 → ξ = 0,265; η = 0,872

5. Проверим условие ξ ≤ ξR

Определим относительную высоту сжатой зоны бетона ξR по формуле:

где:

ω = α - 0,008·Rb = 0,85 - 0,008·10,35 = 0,767;

σsR - напряжение в арматуре. σsR = Rs = 410 МПа;

σsc,u - предельное напряжение в арматуре сжатой зоны. σsc,u = 500 МПа

,265 < 0,615. Условие выполняется.

г) определим требуемую площадь сварной сетки

м2

Принимаем сетку: С-1 = 2,51 см2 > 2,085 см2

Расчёт передаточной прочности бетона Rbp и начального контрольного напряжения σcon для плиты

1. Расчётная передаточная прочность Rbp

Rbp = 11 МПа

. Начальное контрольное напряжение σcon

σcon = σsp - σ3 = 616 МПа

где: σ3 - деформация анкеров расположенных у натяжных устройств. σ3 = 0, т.к. способ натяжения арматуры электротермический.

7. Проектирование и расчёт неразрезного ригеля

Расчётная схема и расчётные пролёты ригеля

Проектируем неразрезной трехпролётный ригель.

где: l1 - номинальный пролёт ригеля. l1 = 5600 мм.

а - привязка оси до внутренней грани стены. а = 200 мм.

с - длина операния ригеля на стену здания. с = 210 мм.

Расчёт нагрузки на ригель

Полная расчетная нагрузка

Временная нагрузка

Постоянная нагрузка

Расчёт внутренних усилий

Статический расчёт ригеля выполнен в программе RIGEL-3, разработанный кафедрой ЖБК. При этом рассмотрены 5 схем загружения неразрезной балки: постоянная нагрузка g расположена во всех пролётах и все возможные схемы расположения временной нагрузки p по длине неразрезной балки.

Статический расчёт ригеля выполнен с учётом перераспределения усилий за счёт развития в железобетоне пластических деформаций с образованием шарнира пластичности.

Результаты расчёта приведены далее.

Назначение материалов для ригеля

1. Принимаем тяжёлый бетон класса В30:

Rb = 17 МПа; Rbt = 0,9 МПа.

Для дальнейших расчётов принимаем:

Rb·γb2 = 17·0,9 = 15,3МПа = 10,35·103 кПа;

Rbt·γb2 = 1,2·0,9 = 0,81 МПа = 1,08·103 кПа;

где: γb2 - коэффициент, учитывающий условия работы бетона. γb2 = 0,9.

. Принимаем класс арматурной стали:

а) продольной - А-III: Rs = 365 МПа;

б) поперечной - А-I: Rsw = 175 МПа;

 Проверка достаточности принятых размеров ригеля

1. Определим граничный момент оп формуле:

+4

+3

1+5

+2

Принимаем

. Проверка высоты по отрицательным моментам.

м

. Проверка высоты по положительным моментам.

Принимаем ξ = 0,45 → B0 = 0,349

м

. Принятые размеры сечения ригеля

Принимаем h=600 мм

. Рабочая высота ригеля для дальнейших расчетов

Расчёт рабочей продольной арматуры ригеля

1. Сечение в 1-ом пролете при МI=351,95 кНм.

Проверка условия

- характеристики сжатой зоны бетона

 - напряжение в арматуре

- предельное напряжение в арматуре сжатой зоны

 Условие выполняется

Принимаем (4Ǿ28) A-III с ASфакт=24,63 см2

Проверяем процент армирования

Сечение в средних пролетах при МII=241,3кНм.

Принимаем 4Ǿ22 A-III с ASфакт=15,2см2

Проверяем процент армирования

Сечение на 1-й промежуточной опоре при М=311,9кНм.

Принимаем 4Ǿ25 A-III с ASфакт=19,63см2

Сечение М’II=81,1 кН.

Принимаем конструктивно 2Ǿ25 AIII с ASфакт=9,82 см2

Расчёт поперечной арматуры неразрезного ригеля

1.  Рассчитываем граничную поперечную силу, которая воспринимается бетоном сечения балки без учета поперечной арматуры

, где необходимо выполнения условия

.       

Принимаем

.       

где с принимаем равным с=1,4м

Для силы QBлев=395,88 кН

4.  Определяем необходимую интенсивность поперечного армирования.

.        Проверяем условие

Условие выполняется

6.  Рассчитываем величину проекции наклонной трещины

Для дальнейших расчетов принимаем

Принимаем С0=0,458м

7.  Уточняем интенсивность поперечного армирования

8.  Рассчитываем шаг поперечных стержней

;

Принимаем арматуру с ASW=4.02 см2 2Ǿ16 A-I

9.  Определяем максимальный шаг поперечных стержней из условия прочности

10.     Назначаем шаг поперечных стержней

Принимаем шаг арматуры S=100 мм

В середине пролета принимаем шаг S2=250 мм

Для силы QBПР=427,97 кН

1.  Определяем необходимую интенсивность поперечного армирования.

.        Проверяем условие

Условие выполняется

3.  Рассчитываем величину проекции наклонной трещины

Для дальнейших расчетов принимаем

Принимаем С0=0.508м

4.  Уточняем интенсивность поперечного армирования

5.  Рассчитываем шаг поперечных стержней

Принимаем арматуру с ASW=4,02 см2 2Ǿ16A-I

6.  Определяем максимальный шаг поперечных стержней из условия прочности

7.  Назначаем шаг поперечных стержней

Принимаем шаг арматуры S=100 мм

В середине пролета принимаем шаг S2=250 мм

Для силы QBА=302,2 кН

1.  Определяем необходимую интенсивность поперечного армирования.

.        Проверяем условие

Условие выполняется

3.  Рассчитываем величину проекции наклонной трещины

Для дальнейших расчетов принимаем

Принимаем С0=0.687м

4.  Уточняем интенсивность поперечного армирования

5.  Рассчитываем шаг поперечных стержней

Принимаем арматуру с ASW=4.02см2 2Ǿ16 A-I

6.  Определяем максимальный шаг поперечных стержней из условия прочности

7.  Назначаем шаг поперечных стержней

Принимаем шаг арматуры S=100мм

В середине пролета принимаем шаг S2=250 мм

Построение эпюры материалов для неразрезного ригеля

а- защитный слой бетона принимаемый 25 мм

4Ǿ28 A-III

2Ǿ28 A-III

4Ǿ22 A-III

2Ǿ22 A-III

Ǿ25 A-III

Ǿ25A-III

Находим точки обрыва стержней

где , S - шаг поперечной арматуры в данном сечении

Стержень 2 Ǿ28 A-III:

Стержень2Ǿ25 A III:

Стержень2Ǿ22 A III:

Проектирование стыка неразрезного ригеля на колонне

Принимаем не обетонированный стык ригеля с колонной.

1.  Определяем расчетное усилие, которое будут воспринимать стыковые стержни.

 - плечо внутренней пары сил, которые действуют в стыке.

2.  Определяем требуемую площадь стыковых стержней.

Принимаем 2Ǿ25 A-III с

3.  Определяем расчетную длину верхних сварных швов для сваривания стыковых стержней с закладными деталями в ригеле

 Принимаем t1=8мм

Принимаем

. Определяем необходимую площадь поперечного сечения верхней закладной деталиМ-1

4.  По величине А назначить размеры сечения пластины детали М-1

Принимаем δ=6мм.

5.  Определение расчетной длины нижних сварных швов, которые прикрепляют ригель к колонне

 - коэффициент трения при трении металла по металлу

8. Расчёт и конструирование колонны первого этажа

Проектируем здание с наличием подвала.

Определение расчётных продольных усилий

1. Определим полное расчётное продольное усилие в опорном сечении колонны по формуле:

где: - нормативная нагрузка от снега на 1 м2. = 1,5 кН/м2;

кН

. Определим кратковременную составляющую нагрузки:

кН

. Определим длительную составляющую нагрузки:

Nдл = N - Nк = 4768,1 -1295 = 3474 кН

Гибкость колонны

1. Определим расчётную длину колонны

l0 = μ·H1 = 0,7*4,7=3,29 м

где: μ - коэффициенты расчётной длины сжатых элементов. μ = 1.

. Определим гибкость колонны

Назначение материалов для колонны

1. Принимаем тяжёлый бетон класса В35:

Rb = 19,5 МПа; Rbt = 1,3 МПа.

Для дальнейших расчётов принимаем:

Rb·γb2 = 19,5·0,9 = 17,55 МПа = 17,55·103 кПа;

Rbt·γb2 = 1,3·0,9 = 1,17 МПа = 1,17·103 кПа;

где: γb2 - коэффициент, учитывающий условия работы бетона. γb2 = 0,9.

. Принимаем класс арматурной стали:

а) продольной - А-III: Rsс = 365 МПа;

б) поперечной - А-I.

Расчёт продольной арматуры тела колонны

1. Принимаем коэффициенты m = 1 и φ = 1.

. Принимаем коэффициент армирования μ = 0,01.

. Определим требуемую площадь сечения колонны.

4. Определим требуемые размеры сечения колонны.

м

Принимаем =550 мм.

Определяем условный эксцентриситет из условия:

Принимаем

. Определяем коэффициент ,который учитывает влияние долговременной нагрузки на изгиб колонны

Где:  - момент от длительного воздействия

 - момент от полной нагрузки

6.  Определяем относительный эксцентриситет

Принимаем

7.  Определяем момент инерции площади сечения продольной арматуры относительно центра тяжести колонны

.        Определяем коэффициент

.        Определяем критическую продольную силу по ф (58) п.3.24 Норм[1]:

 - момент инерции бетона сечения колонны

.        Проверяем условие

Условие выполняется.

11.     Определяем коэффициент η, который учитывает влияние изгиб элемента на эксцентриситет силы N:

12.     Определяем эксцентриситет усилия N относительно центра тяжести растянутой арматуры

13.     Определяем граничную высоту сжатой зоны.

, где

- характеристики сжатой зоны бетона

 - напряжение в арматуре

- предельное напряжение в арматуре сжатой зоны

14.     Определяем высоту сжатой зоны бетона.

15.     Проверка условия

Условие не выполнено.

16.     Определяем по первому приближению площадь сечения арматуры.

арматуру принимаем конструктивно

-по табл. 38 СНиП

Принимаем стержни 4Ǿ32А-III с

Расчёт поперечной арматуры колонны

Расстояние между поперечными стержнями назначаем по требованию граничной гибкости продольных стержней:

Назначаем шаг поперечных стержней 500 мм

Диаметр поперечных стержней принимаем по условию свариваемости:

Принимаем диаметр стержней 12мм.

Проектирование консоли колонны

1. Определим расчётную длину площадки операния ригеля, которая обеспечивает прочность бетона консоли.

м

. Определим расчётный вылет консоли

l1 ≥ lsup + c = 0,098+ 0,045 = 0,142 м.

где: с - зазор между торцом ригеля и гранью колонны.

. Назначим окончательный вылет консоли исходя из условий:

. Принимаем lк = 250 мм.

. Определим плечо усилия относительно грани колонны

a = lк - 0,5lsup = 0,25 - 0,5·0,098 = 0,201 м

. Определим требуемую рабочую высоту консоли исходя из условия прочности наклонного сечения от действия поперечного усилия.

м

При этом должно выполняться условие:

м

м

,153 < 0,23 < 1,337 м. Условие выполняется.

6 Назначаем полную высоту консоли колонны с учетом конструктивных требований.

Принимаем

.

7. Проверим условие lк ≤ 0,9h0

Условие выполняется, запроектированную консоль можно считать короткой.

. Определим требуемую площадь продольной арматуры консоли.

где:

Mmax = Q·a = 428·0,208 = 41,91 кНм.

Принимаем 2Æ16 A-III. As = 4,02 см2 > 3,88 см2

. Определим схему армирования консоли в зависимости от условия:

h ≤ 2,5a

,5a = 2,5·0,208 = 0,52 м.

,45 < 0,52 м.

Условие выполняется, следовательно, армируем консоль наклонными хомутами по всей высоте консоли.

. Назначим шаг поперечных стержней.

. Принимаем S = 100 мм.

.Назначим диаметр поперечных стержней.

Asw ≥ 0,002·b·h0 = 0,002·0,45·0,411 = 3,69см2

Принимаем 4Æ12 A-III. As = 4,69 см2 > 3,69 см2

. Проверим достаточность принятых размеров и армирования консоли, исходя из условия прочности наклонного сечения от действия поперечного усилия.

При этом должно выполняться условие:

Определим коэффициент  по формуле

где:

Определим длину наклонной линии lb

lb = lsup·sin θ = 62,4·0,8944 = 55,812 мм

где:

Подставим найденные значения в формулу

кН

кН

 кН

,022 < 340,46 < 659,295 кН. Условие выполняется.

,5 < 340,46. Условие выполняется.

Проектирование стыка сборных железобетонных колон

Принимаем сварной стык колон с торцевыми листами и центрирующими прокладками. Располагаем стык двух колон на высоте 0,7 м от уровня перекрытия. Благодаря тому, что усилия с колонны на колонну передаются только через элементы, которые их объединяют, напряжения в торцевых участках превышают расчётные значения. Поэтому расчёт торцевых участков колонны ведём исходя из условия прочности на местное сжатие. Чтоб обеспечить прочность этих участков, применяем непрямое армирование сварными сетками.

Принимаем размеры центрирующей прокладки 120×120 мм, толщиной 4 мм.

Принимаем на торцах колонн закладные детали, состоящие из стальных листов размером 520×520 мм, толщиной 16 мм и анкерных стержней: 4Æ32 A-III, длиной 250 мм.

Принимаем в торцах колонны сварные сетки шагом 60 мм, изготовленные из стержней Æ6 A-I, Rs = 225 МПа.

Определим катет сварных швов по периметру торцевых листов

1. Определим площадь контакта колонны по периметру сварных швов.

Aшв = 5δ·(h1 + b1 - 5δ) = 5·0,016·(0,52 + 0,52 - 5·0,016) = 0,0608 м2

где: h1, b1 и δ - соответственно длина, ширина и толщина пластинки закладной детали.

. Определим площадь контакта колонн под центрирующей прокладной.

Aпр = (d + 3δ)·(c + 3δ) = (0,12 + 3·0,004)·(0,12 + 3·0,004) = 0,017 м2

где: d, c и δ - соответственно длина, ширина и толщина центрирующей прокладки.

. Определим общую площадь контакта в стыке.

Aloc,1 = Aшв + Aпр = 0,0608 + 0,017 = 0,0778 м2

. Определим долю усилия, которое передаётся через сварные швы.

кН

. Определим требуемый катет сварного шва вдоль периметра торцевых листов.

м

где: Rwf - расчётное сопротивление сварного шва. Rwf = 200 МПа;

∑lшв - суммарная длина сварных швов, определяется по формуле:

∑lшв = 2·(b1 - 0,01) + 2·(h1 - 0,01) = 2·(0,42 - 0,01) + 2·(0,42 - 0,01) = 1,64 м.

Принимаем t = 10 мм.

Расчёт прочности бетона на местное сжатие

1. Определим коэффициент φb, который учитывает повышение несущей способности бетона при местном сжатии

где: Aloc,2 - площадь сечения колонны. Aloc,2 = hк·bк = 0,55·0,55 = 0,3025 м2

. Определим коэффициент φs, который учитывает влияние непрямое армирование на прочность зон местного сжатия

где: Aef - площадь бетона, которая находится в середине контура сетки между осями крайних сеток. Aef = 0,52·0,52 = 0,2704 м2

. Определим коэффициент непрямого армирования

где: nx, Asx, lx - соответственно количество, площадь сечения и длина стержней в направлении оси x и y;

S - шаг сеток в торцевой части колонны. S = 60 мм.

. Определим коэффициент эффективности непрямого армирования

где:

. Определим приведенную прочность бетона с учётом непрямого армирования.

Rb,red = Rb·φb + φ·μxy·Rs,xy·φs

= 17,55·1,445+ 2,793·0,01572·225·2,96 = 74,6 МПа

. Проверим прочность сечения колонны на местное сжатие

N ≤ Rb,red· Aloc,1

,red· Aloc,1 = 74,6·103·0,0778 = 5804 кН

4768,1< 6248 кН. Условие выполняется.

Окончательно принимаем размеры сетки, и их шаг в торцевой части колонны.

Заключение

В ходе выполнения курсовой работы были изучены и применены на практике следующие разделы дисциплины «Технология строительного производства»: производство земляных работ в зимнее время, основные способы размораживания грунта, основные формулы для расчета производительности техники и подбор наиболее экономичной техники для производства земляных работ.

При выполнении курсовой работы были рассчитаны объемы земляных работ и вычислено среднее расстояние перемещения грунта которое равно l=263.7м.

Строительная площадка 300х400 м подлежит планировке под «нулевой баланс». Для снижения глубины промерзания грунта производится до начала зимнего периода его вспахивание плугом на глубину 0,25м на территории в половину площади строительной площадки (60000 м2), на которой будет производиться разработка грунта. Ее разбиваем на три захватки примерно по 20000 м2. На каждом из них планируем размораживание грунта выполнять участками по 24х10=240 м2. За первую захватку принимается та часть участка, на которой находится котлован.

При подборе техники и расчете ее производительности принимались такие условия, что при данном объеме грунта и производительности техники, все земляные работы были закончены в срок(работы на захватках ведутся параллельно).

Размораживание грунта будем производить холодной водой, т.к. расчет расхода материальных ресурсов показал нам, что этот вариант является наиболее экономически выгодным. Воду можно исплользовать для разморозки т.к она содержит скрытую теплоту льдообразования - 335кДж тепла. Грунт при этом из твердомерзлого состояния переходит в мерзлопластичное, при котором поддается разработке землеройной техникой.

При выполнении всех вышеуказанных условий земляные работы будут закончены раньше срока на 4 дня и к 12 февраля работы по разработке котлована прекращаются и можно начинать работы по возведению запланированного здания или сооружения.

Использованная литература

1. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования. М.: 2010.

. Голышев А.Б. - Проектирование железобетонных конструкций. Справочник проектировщика. - М.: 2009.

. Барашиков А.Я. - Железобетонные конструкции. Курсовое и дипломное проектирование. - Киев, 2007.

. Методические указания к выполнению курсового проекта №1 по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции». - Макеевка, ДонНАСА, 2010.

. Методические указания к построению эпюры материалов для железобетонных балок в курсовом и дипломном проектировании по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции». - Макеевка, ДонНАСА, 2011.