Введение
Железобетон в строительстве России занимает ведущее место. Масштабность применения железобетона обусловлено его высокими физико-механическими показателями, долговечностью, хорошей сопротивляемостью температурным и влажностным воздействиям.
При прохождении курса «ЖБК и каменные конструкции» необходимо закрепление приобретенных знаний и получение практического опыта в расчете железобетонных конструкций.
Целями выполнения курсового проекта является:
- закрепление пройденного теоретического материала;
- освоение практических методов самостоятельного расчета и конструирования наиболее распространенных видов конструкций: монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами, балочного сборного перекрытия, сборной железобетонной колонны и фундамент под колонну;
- развитие начальных навыков оптимального проектирования конструкций с использованием ЭВМ.
1 Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами.
Шаг колонн в продольном направлении – 6.00 м;
|
|
Шаг колонн в поперечном направлении – 6.60 м;
Врем. нормат. нагр. на перекрытие – 6,0 кН/м2;
Пост. нормат. нагр. от массы пола – 1,2 кН/м2;
Класс бетона монол. констр. и фундамента – В15;
Класс арм-ры монол. констр. и фундамента – А-II;
Влажность окружающей среды – 70%;
Класс ответственности здания – I.
1.1 Компоновка конструктивной схемы
Монолитные ребристые перекрытия состоят из плит, второстепенных балок и главных балок, которые бетонируются вместе и представляют собой единую конструкцию. Плита опирается на второстепенные балки, а второстепенные балки - на главные балки, опорами которых служат колонны и стены.
Проектирование монолитного перекрытия включает в себя компоновку конструктивной схемы, расчет плит, второстепенных и главных балок, их конструирование. [7, стр. 176]
При компоновке конструктивной схемы главные балки располагаются в поперечном направлении здания, т. е. по наибольшему шагу колонн. Привязка наружных кирпичных стен - 250 мм от разбивочных осей до внутренних граней стен, ширина полосы опирания плиты на стену равна 120 мм.
Расстояния между второстепенными балками назначаются с учетом проектирования плиты балочного типа. Размеры поперечных сечений балок соответствуют унифицированным.
Принимаем конструктивную схему монолитного ребристого перекрытия согласно рис. 1.1.
Рисунок. 1.1 Конструктивная схема монолитного перекрытия
1 – главные балки; 2 – второстепенные балки;
3 – условная полоса шириной 1 м для расчета плиты
Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия:
|
|
- высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок
,
;
- высота и ширина поперечного сечения главных балок
- толщину плиты примем 70 мм при максимальном расстоянии между осями второстепенных балок 2200 мм.
1.2. Расчет балочной плиты
Вычисляем расчетные пролеты и нагрузки на плиту.
Согласно рис. 1.1 и 1.2 получим в коротком направлении:
,
;
а в длинном направлении
.
Рисунок-1.2 К расчету неразрезной монолитной плиты:
а – расчетные пролеты и схема армирования; б – расчетная схема;
в – эпюра изгибающих моментов.
Поскольку отношение пролетов > 2, то плита балочного типа.
Для расчета плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу шириной 1м (см. рис. 1.1). Плита будет работать как неразрезная балка, опорами которой служит второстепенная балка и наружные кирпичные стены. При этом нагрузка на 1 пог. м. плиты будет равна нагрузке на 1 м2 перекрытия. Подсчет нагрузок дан в таблице 1.
Таблица 1.1-Нагрузки на 1 м2 плиты монолитного перекрытия
Вид нагрузки | Нормативная нагрузка, кН/м2 | Коэффициент надежности | Расчетная нагрузка, кН/м2 |
Постоянная: - от массы плиты h=0,07 м, (ρ=25кН/м2) | 1.75 | 1,1 | 1.925 |
- от массы пола | 0,8 | 1,2 | 0,96 |
Итого: | 2.55 | - | g = 2,88 |
Временная | 6 | 1,2 | 7,2 |
Всего: | 8,55 | - | 10,08 |
С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1 м плиты равна кН/м (так как класс ответственности здания по заданию - 1, то ).
Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий (рис. 1.2):
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 .
По [2] определяем прочностные и деформативные характеристики бетона заданного класса с учетом влажности окружающей среды.
Бетон тяжелый, естественного твердения, класса В15, при влажности 70%:
Подбор сечений продольной арматуры сеток.
- в средних пролетах, окаймленных по контуру балками, и на промежуточных опорах:
,
по приложению IV находим
,
тогда
по приложению III принимаем сетку С1 номер 37 марки с фактической несущей способностью .
- в первом пролете и на первой промежуточной опоре:
по приложению IV находим
,
тогда
,
дополнительная сетка должна иметь несущую способность продольной арматуры не менее 64761.99 – 36598 = 28163 Н; принимаем сетку С2 номер 33 марки с фактической несущей способностью .
1.3. Расчет второстепенной балки
Второстепенную балку рассчитывают как неразрезную конструкцию, опирающуюся на главные балки и наружные стены на равномерно распределенную нагрузку, передаваемую плитой, и нагрузку от собственной массы балки.
Вычисляем расчетный пролет для крайнего пролета балки, который равен расстоянию от оси опоры на стене до грани главной балки (рис. 1.3):
.
Рисунок-1.3 К расчету второстепенной балки.
Определим расчетную нагрузку на 1 пог. м второстепенной балки, собираемую с грузовой полосы шириной, равной максимальному расстоянию между осями второстепенных балок (2,4 м).
Постоянная нагрузка:
от собственного веса плиты и пола (см. расчет плиты) кН/м;
от веса ребра балки кН/м;
Итого: g = 8,16 кН/м.
Временная нагрузка: кН/м;
Итого с учетом коэффициента надежности по назначению здания
кН/м.
(так как класс ответственности здания по заданию - 1, то )
Изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий в статически неопределимой системе (рис.1.3, б) будут равны:
- в первом пролете
- на первой промежуточной опоре
Максимальная поперечная сила (на первой промежуточной опоре слева) равна
Согласно задания продольная рабочая арматура для второстепенной балки класса А-II( МПа).
|
|
Проверим правильность предварительного назначения высоты сечения
или .
Расчет прочности сечений, нормальных к продольной оси балки, на действие изгибающих моментов.
Рисунок-1.4
а – расчетное сечение в пролете
б – расчетное сечение на опоре
Сечение в пролете (рис.1.4, а) М=71,39 кН·м.
Определим расчетную ширину полки таврового сечения согласно п. 3.16 [2]:
при
и (расстояние между осями второстепенных балок), так как
принимаем
Вычислим
Так как ,
то граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной .
Вычислим
.
По находим , тогда требуемая по расчету площадь продольной рабочей арматуры будет равна
Принимаем по приложению II 2Ø22А- II (AS = 982мм)
Сечение на опоре В (рис. 1.4, б), М=56,06 кН·м.
Вычислим
т.е. сжатая арматура не требуется.
По находим , тогда требуемая по расчету площадь продольной рабочей арматуры будет равна
Принимаем 5Ø14 A-II (AS=769мм2).
Расчет прочности наиболее опасного сечения балки
на действие поперечной силы.
Выполним расчет прочности наиболее опасного сечения балки на действие
поперечной силы у опоры В слева (рис. 1.5.).
Рисунок-1.5 К расчету прочности наклонного сечения у опоры В слева
По приложению II из условия сварки принимаем поперечные стержни диаметром 8 мм класса A - I (Rsw=175МПа, Es=210000МПа), число каркасов - два (Asw=101мм2). Назначаем максимально допустимый шаг поперечных стержней S = 150 мм согласно требованиям п. 5.27. [2].
Поперечная сила на опоре Qmax=82 кН, фактическая равномерно распределенная нагрузка q1=24 кН/м.
Проверим прочность наклонной полосы на сжатие по условию (72) [2].
Определяем коэффициенты :
,
,
отсюда
,
для тяжелого бетона
Тогда
т.е. прочность наклонной полосы балки обеспечена.
По условию (75) [2] проверим прочность наклонного сечения по поперечной силе. Определим величины Мb и qsw:
(см. [2, с. 39]);
так как принимаем , тогда
;
;
Определим значение Qb,min, принимая (см. [2, с. 38])
|
|
Поскольку
,
следовательно, значение Mb не корректируем.
Согласно п. 3.32 [3] определяем длину проекции опасного наклонного сечения С. Так как
0,56qsw = 0,56·117,83 = 65,98кН/м>q1=29,53кН/м
значение С определяем только по формуле
.
Поскольку
с=1,98м>(φb2/φb3)h0 = (2/0,6)0,37 = 1,23м.
Принимаем С = 1,23 м.
Тогда
;
Q=Qmax-q1c=78-10,08·1,23= 64,77кН.
Длина проекции наклонной трещины будет равна
Так как
с0=0,799м<2h0 = 0,74м,
принимаем c0=0,774м.
Тогда
Qsw= qswс0 = 66,5·0,74 = 49,21кН.
Проверим условие (75) [2]:
Qsw+ Qb = 49,21+34,43=83,64кН>Q=49,21кН;
т.е. прочность наклонного сечения по поперечной силе обеспечена.
Требования п. 3.32 [2] также выполняются, поскольку
2 Проектирование балочных сборных перекрытий
(Плита с круглыми пустотами)
По результатам компоновки конструктивной схемы перекрытия принята номинальная ширина плиты 2200мм. Расчётный пролёт плиты при опирании на ригель поверху l0 = l – b/2 l0 = 5900 – 250/2 = 5775мм = 5,775м.
Подсчёт нагрузок на 1м2 плиты перекрытия приведен в таблице 2.1
Таблица 2.1
Нагрузки на 1м2 плиты перекрытия
Вид нагрузки | Нормативная нагрузка, кН/м2 | Коэффициент надежности по нагрузке | Расчетная нагрузка, кН/м3 |
Постоянная: | |||
- от массы плиты с круглыми пустотами | 2,76 | 1,1 | 3,036 |
- от массы пола (по заданию) | 1,2 | 1,2 | 1,44 |
Итого | 3,96 | - | 4,476 |
Временная (по заданию) | 6,0 | 1,2 | 7,2 |
В т. ч.: длительная | 3,5 | 1,2 | 4,2 |
кратковременная | 1,5 | 1,2 | 1,8 |
Полная нагрузка | 9,46 | - | 11,676 |
В т. ч. постоянная и длительная | 7,46 | - | - |
Для расчётов по первой группе предельных состояний:
q = 11,676·2,2·1 = 25,69кН/м
Для расчётов по второй группе предельных состояний:
полная: qtot = 9,96·2,2·1 = 21,912кН/м
длительная: ql =7,46·2,2·1 = 16,41кН/м
Расчётные усилия:
для расчётов по первой группе предельных состояний:
,
;
для расчётов по второй группе предельных состояний:
,
;
Нормативные и расчётные характеристики тяжелого бетона класса В35 естественного твердения при атмосферном давлении γb2 = 0,9 (для влажности 70%):
Rbn = Rb,ser = 25,5МПа Rbt = 1,3·0,9 = 1,17 МПа
Rb = 17·1 = 17,55 МПа Eb = 20500 МПа
Rbtn = Rbt,ser = 1,95 МПа
Нормативные и расчётные характеристики напрягаемой арматуры класса
A-VI:
Rsn = Rs,ser = 980МПа Rs = 815 МПа Es = 190000 МПа
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры: σsp= 900МПа.Проверяем условие (1) [2] р=0,05·σsp = 0,05·900 = 45МПа (для механического способа натяжения проволочной арматуры).Так как σsp+р=900+45=945МПа<Rs,ser=980МПа и
σsp–р=900–45=855МПа>0,3· Rs,ser=0,3·980=294МПа, следовательно условие выполняется.
Предварительное напряжение при благоприятном влиянии с учётом точности натяжения арматуры будет равно:
σsp(1 – Δγsp) = 900(1 – 0,1) = 810МПа,
где Δγsp=0,1 согласно п.1.27 [2].
2.1 Расчёт плиты по предельным состояниям первой группы
Выполняем расчёт прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси, М=110,08. Сечение таврового профиля (см. рис.2.1) с полкой в сжатой зоне.
Рис. 2.1
Согласно п.3.16[2] при h´f/h = 31/220 = 0,14>0,1 расчётная ширина полки
b´f = 2160мм. Вычислим
h0 = h – a = 220 – 30 = 190мм.
Проверяем условие (44) [4]:
то граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b = b’f = 2160мм согласно п.3.11 [4].
Определим значение
.
Пользуясь приложением IV, находим и .
Вычислим относительную граничную высоту сжатой зоны ξR по формулам п.3.12.[2]. Находим характеристику сжатой зоны бетона
ω = α-0,008·Rb = 0,8 - 0,008·17,55 = 0,660,
где α=0,88 для тяжелого бетона.
Тогда
где (предварительное напряжение принято с учётом полных потерь равным σsp=0,7·705,6=793,92МПа); σsс,и=500МПа при γb2<1.
Так как , то согласно п. 3.7 , коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести можно принимать равным .
Вычисляем требуемую площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры
.
Принимаем 12Ø6Вр - II(Asр = 679).
2.2 Расчёт полки плиты на местную прочность
Проверка прочности плиты по сечениям, наклонным к продольной оси:
Qmax=75,46кН q1 = q = 25,69кН
Поскольку п.5.26.[2] допускает не устанавливать поперечную арматуру в многопустотных плитах, то выполним сначала проверку прочности сечения плиты на действие поперечной силы при отсутствии поперечной арматуры согласно п.3.32.[2] или п.3.30.[4].
Проверяем условие (92)[4].
Так как , то условие выполняется.
Проверяем условие (93)[4], принимая приближённо значение Qb1=Qb,min и с=2,5h0=2,5·0,19=0,475м.
Находим усилие обжатия от растянутой продольной арматуры
.
Вычисляем ,
принимаем φп=0,5. Согласно φb3=0,4. Тогда
;
Qb1=Qb,min = 53,7кН.
Так как Q= Qmax - q1с = 75,46 – 25,69·0,475 = 63,26кН>Qb1=53,7кН, то для прочности наклонных сечений по расчёту требуется поперечная арматура. Устанавливаем 6Ø3 Вр-I (Asw=42,4мм2, Rsw=270МПа, Es=170000МПа) с шагом S=100мм.
Согласно формуле (72) , проверяем прочность по наклонной полосе ребра плиты между наклонными трещинами. Определяем коэффициенты и :
,
,
отсюда ; , ( для тяжелого бетона).
Тогда , т.е. прочность бетона ребер плиты обеспечена.
Прочность наклонного сечения по поперечной силе проверяем из условия (75) . Определяем величины Mb и qsw. Так как для одного ребра имеем , то принимаем ; тогда ; поскольку , принимаем ;
Проверяем условие ; поскольку , условие не выполняется, следовательно, Mb, корректируем:
.
Так как , принимаем с0=0,38м.
Определим длину проекции опасного наклонного сечения с: так как , то значение с вычислим по формуле
; поскольку , принимаем с=0,63м и Qb=Qb,min=84,34кН.
Так как и , то прочность наклонного сечения обеспечена.
При этом , т.е. выполнены требования п. 3.32 . Кроме того, удовлетворены требования п. 5.27 , поскольку S < h/2 = 110мм.
2.3 Расчёт плиты по предельным состояниям второй группы
Согласно табл.2.[2], пустотная плита, эксплуатируемая в закрытом помещении и армированная напрягаемой арматурой класса A-VI должна удовлетворять 3-й категории требований по трещиностойкости, то есть допускается непродолжительное раскрытие трещин шириной аcrc1=0,3мм и продолжительное аcrc2=2мм. Прогиб плиты от действия постоянных и длительных нагрузок не должен превышать fu = 29,6мм (см. табл. 19.[8]).
Определяем первые потери предварительного напряжения арматуры табл.5.[2]:
q потери от релаксации напряжений в арматуре
q потерь от температурного перепада нет, так как условие твердения бетона естественное;
q потери , σ4 и σ5 отсутствуют.
Таким образом, усилие обжатия с учётом потерь по поз. 1-5 табл.5.[2] равно Р1=(σsp-σ1)Asp = (900-27)679 = 592,77·103 = 592,77кН, а его эксцентриситет относительно центра тяжести приведенного сечения равен еор= у0 – а = 108 – 30 = 78мм.
Определим потери от быстронатекающей ползучести бетона согласно поз. 6 табл.5.[2]. Для этого вычислим напряжение в бетоне σbp в середине пролёта от действия силы Р1 и изгибающего момента Мw от массы плиты. Нагрузка от массы плиты шириной 2,2м равна qw=2,76·2,2=6,072кН/м, тогда
.
Напряжение σbp на уровне напрягаемой арматуры (то есть при у = еор=78мм) будет равно:
.
Напряжения σ’bp на уровне крайнего сжатого волокна при эксплуатации равны:
Назначаем передаточную прочность бетона Rbp = 20МПа (), удовлетворяющую требованиям п. 2.6.[2].
Потери от быстронатекающей ползучести бетона равны:
на уровне растянутой арматуры α = 0,25+0,025Rbp = 0,25+0,025·20 = 0,75<0,8;
так как σbp/Rbp=3,3/20= 0,165<α = 0,8, то
(здесь коэффициент 0,85 учитывает тепловую обработку при твердении бетона)
на уровне крайнего сжатого волокна .
Первые потери σlos1=σ1+σ6=27+5,61=32,61МПа. Тогда усилие обжатия с учётом первых потерь будет равно Р1=(σsp-σlos1)Asp=(900-32,61)·1357,2= 589,07кН.
Вычислим максимальное сжимающее напряжение в бетоне от действия силы Р1 без учёта собственной массы, принимая у = у0 = 108мм:
.
Так как σbp/Rbp=5, 5/20=0,275<0,95, требования п. 1.29.[2] удовлетворяются.
Определим вторые потери предварительного напряжения по позициям 8 и 9 табл.5.[2]:
q потери от усадки тяжелого бетона: σ8 = σ’8 = 45,5МПа
q напряжения в бетоне от действия силы Р1 и изгибающего момента Мw будут равны σbp =6,19МПа и σ’bp =0,34МПа.
Так как σbp/Rb<0,75, то σ9=150α(σbp/Rbp)=150·0,31·0,85=21,03МПа и σ’9=150α(σ’bp/Rbp)=150·0,017·0,85=5,1МПа.
Вторые потери σlos2=σ8+σ9 =45,5+21,03=66,53МПа.
Суммарные потери σlos= σlos1+ σlos2= 32,61+66,53=99,14МПа<100МПа, поэтому согласно п.1.25.[2] потери не увеличиваем.
Усилие обжатия с учётом суммарных потерь будет равно
Р2=(σsp-σlos)Asp=(900-100)·679=543,2·103Н=543,2кН.
Проверку образования трещин в плите выполняем по формулам п.4.5 [2] для выявления необходимости расчёта по ширине раскрытия трещин и выявления случая расчёта по деформациям.
При действии внешней нагрузки в стадии эксплуатации максимальное напряжение в сжатом бетоне будет равно:
,
тогда >1; принимаем φ=1; соответственно
Так как при действии усилия обжатия Р1 в стадии изготовления минимальное напряжение в бетоне (в верхней зоне) составит:
Согласно п.4.5 [2] принимаем: Mr = Mtot = 94,4кНм,
Mrp = P2(eop+rsup) = 543,2·103·(78+56,6) = 73,1·106Нмм = 73,1кНм;
Так как Mcrc =115,4кНм > Mr =73,1кНм, то трещины в нижней зоне не образуются, т.е. не требуется расчет ширины раскрытия трещин.
Расчет прогиба плиты выполняем согласно п. 4.24, 4.25 при условии отсутствия трещин в растянутой зоне бетона.
Находим кривизну от действия постоянной и длительной нагрузок (M=Ml=70,8, ).
Прогиб плиты без учета выгиба от усадки и ползучести бетона при предварительно обжатии будет равен
3 Проектирование неразрезного ригкля
Назначаем предварительные размеры поперечного сечения ригеля. Высота сечения h=(1/10…1/12)l = (1/10…1/12)6600 = 600мм. Ширина сечения ригеля b=(0.3…0.4)h = 250мм.
Вычисляем расчётную нагрузку на 1м длины ригеля. Нагрузка на ригеле от многопустотных плит считается равномерно распределённой. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу колонн в продольном направлении здания 5,9м.
Постоянная нагрузка на ригель будет равна:
- от перекрытия 4,476·6,0·1=26,856кН/м;
- от веса ригеля (сечение 0,25x0,60м) 0,25·0,6·25·1,1·1=3,92кН/м;
ИТОГ: g=26,856+3,92=30,776кН/м
Временная нагрузка υ=6,0·1·7,2=43,2кН/м
Полная нагрузка q=31,73+70,8=63,54кН/м.
В результате диалога с ЭВМ получил уточнённые размеры ригеля и ординаты огибающих эпюр в талончике: h=700мм, b=250мм.
Характеристики бетона и арматуры для ригеля
Бетон тяжёлый, класса В35, γb2 = 0,9 (для влажности 70%), Rb = 17,55МПа, Rbt = 1,17МПа. Продольная рабочая арматура класса А-III, Rs=365 МПа. По приложению IV для элемента из бетона класса В35 с арматурой класса А-III при γb2 = 0,9 находим αR = 0,409 и ξR=0,573.