Железобетонные конструкции

Железобетонные конструкции

Содержание

Задание

Пятиэтажное каркасное здание с подвальным этажом имеет размер в плане 16,8×32,4 м и сетку колонн 5,6×7,8 м. Высота этажей – Н_fl=4,0 м. стеновые панели из легкого бетона, в торцах здания замоноличиваются совместно с торцевыми рамами, образую вертикальные связевые диафрагмы. Размеры оконного проема - 3×1,8 м.

Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажное перекрытие  Р_врем=6000 Н/м², в том числе кратковременной нагрузки – 1800 Н/м². коэффициент надежности по нагрузке γ_f=1,1, коэффициент надежности по назначению здания γ_n=0,95.

Город – Павлодар.

Ветровая нагрузка – по III району.

Снеговая нагрузка – по II району.

Температурные условия нормальные, влажность воздуха выше 40 %.

Объемный вес грунта – γ=1700 кг/м³.

Нормативное давление на грунт - =4.5 кг/м².

Угол внутреннего трения – φ=35.

Класс бетона – В25.

Арматурная сталь для изгибаемых элементов – А-III;

Арматурная сталь для колонн и фундаментов – А-III.

Предварительно напряженные:

класс бетона – В30;

класс арматурной стали – А-VI.

Примечание:

1. Для ненапрягаемой арматуры предварительно напряженных элементов принимать арматурную сталь того же класса, что и для конструкций с ненапрягаемой арматурой.

2. Расчетные сопротивления арматуры и модули упругости даны в таблицах 22, 25, 29 СНиП 2.03.01-84^*.

3. Поперечную арматуру принимать из стали классов Вр-I, А-I, А-II,

А-III.

Введение

Железобетонные конструкции являются базой современной строительной индустрии. Их применяют: в промышленном, гражданском и сельскохозяйственном строительстве – для зданий различного назначения; в транспортном строительстве – для метрополитенов, мостов, туннелей; в энергетическом строительстве – для гидроэлектростанций, атомных реакторов и т.д. Такое широкое распространение в строительстве железобетон получил вследствие многих его положительных свойств: долговечности, огнестойкости, стойкости против атмосферных воздействий, высокой сопротивляемости статическим и динамическим нагрузкам, малых эксплуатационных расходов на содержание зданий и сооружений и др.

Каркас многоэтажного здания образуют основные вертикальные и горизонтальные элементы – колонны, заделанные в фундамент и ригели шарнирно или жестко соединенные с колоннами. В каркасном здании горизонтальные воздействия (ветровые, сейсмические и т.п.) могут восприниматься совместно каркасом и вертикальными связевыми диафрагмами, соединенными перекрытиями в единую пространственную систему, или же при отсутствии вертикальных диафрагм только каркасом как рамной конструкцией.

Для устройства фундаментов под сборные железобетонные колонны используются сборные железобетонные фундаменты. Фундаменты выполняют в виде массивных элементов с плоской нижней поверхностью – подошвой, устанавливаемых на уплотненный грунт или бетонную подготовку, с устройством сверху гнезда – стакана глубиной, равной 1 – 1,5 высоты сечения колонны, служащего для заделки колонны в фундаменте.

Колонны общественных зданий выполняют в основном в виде прямолинейных элементов сечением 300×300 и 400×400, длиной на один, два, три или четыре этажа.

Ригели каркасов зданий выполняют таврового сечения с полкой по низу или с приливами по боковым граням для опирания плит перекрытий.

Перекрытия зданий выполняют из сборных  железобетонных пустотных или ребристых плит.

Ребристые плиты изготовляют из тяжелого или легкого бетона П-образного сечения длиной до 8,8 м. шириной до 1,5 м, высотой до 400 мм, их масса до 4 т. При больших пролетах применяют ребристые плиты типа 2Т. Они выполняются длиной до 15 м, шириной до 3 м и высотой до 600 мм, масса до 11 т.

Выполнение и защита курсовой работы ставят своей целью:

1. закрепление и углубление знаний лекционного материала;

2. изучение на практике существующих методов расчета, норм проек­тирования и оформление строительных рабочих чертежей железобетонных конструкций.

При выполнении курсовой работы ставятся практические задачи реального проектирования – расчет и конструирование железобетонных конструкций перекрытия каркасного здания (колонны, плиты перекрытия).

1 Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

Ригели поперечных рам – трехпролетные, на опорах жестко соединены с крайними и средними колоннами. Плиты перекрытий предварительно напряженные ребристые. Плиты принимаем номинальной шириной 1400 мм. Связевые плиты размещают по рядам колонн, доборные пристенные плиты опирают на ригели и опорные стальные столики, предусмотренные на крайних колоннах.

В продольном направлении жесткость здания обеспечивается вертикальными связями, устанавливаемыми в двух средних пролетах по каждому ряду колонн.

В поперечном направлении жесткость здания обеспечивается по рамно-связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытия, работающие как горизонтальные жесткие диски, передается на торцевые стены, выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм, и поперечные рамы.

В малоэтажных каркасных зданиях высотой до 5 этажей, как показали исследования, жесткость поперечных диафрагм намного превышает жесткость поперечных рам, и в этих условиях горизонтальная нагрузка практически полностью передается на диафрагмы. Поперечные же рамы работают только на вертикальную нагрузку 2 Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям первой группы

2.1 Расчетный пролет и нагрузки

Для установления расчетного пролета плиты предварительно задаемся размерами сечения ригеля:

см;

см.

При опирании на ригель поверху расчетный пролет

см.

Подсчет нагрузок на 1м² перекрытия сводим в таблицу 1.1.

Таблица 2.1 – Нормативные и расчетные нагрузки на 1м² перекрытия

Вид нагрузки

Нормативная

нагрузка,

Н/м²

Коэффициент

надежности

по нагрузке

Расчетная

нагрузка,

Н/м²

Постоянная:

собственный вес ребристой плиты

2500

1,1

2750

то же  слоя цементного раствора        =20 мм, p= 2200 кг/м³

440

1,3

570

то же керамических плиток, =13 мм, p = 1800 кг/м³

240

1,1

264

Итого

3180

3584

Временная:

кратковременная

1800

1,2

2160

длительная

4200

1,2

5040

Итого

6000

7800

Полная нагрузка:

постоянная и длительная

7380

–

кратковременная

1800

–

Итого

9180

11384

Расчетная нагрузка на 1 м при ширине плиты 1,4м с учетом коэффициента надежности по значению здания ; постоянная кН/м; полная кН/м; кН/м.

Нормативная нагрузка на 1 м: постоянная кН/м; полная кН/м; в том числе постоянная и длительная кН/м.

2.2 Усилия от расчетных и нормативных нагрузок

Определяем усилия от расчетной нагрузки

кН·м;

кН.

Определяем усилия от нормативной полной нагрузки

кН·м;

кН.

От нормативной постоянной и длительной нагрузок

кН·м.

2.3 Установление размеров сечения плиты

Высота сечения ребристой  предварительно напряженной плиты

 см;

рабочая высота сечения

 см,

 ширина продольных ребер понизу 7 см; ширина верхней полки 136 см.  В расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина сжатой полки двутаврового сечения см; отношение , при этом в расчет вводится вся ширина полки см; расчетная ширина ребра  см.

2.4 Характеристики прочности бетона и арматуры

Ребристую предварительно напряженную плиту армируют стержневой арматурой класса А-V с  электротермическим натяжением на упоры форм. К трещиностойкости плиты предъявляют требования 3-й категории. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении.

Бетон тяжелый класса В40, соответствующий напрягаемой арматуре. Призменная прочность нормативная МПа,

расчетная МПа;

коэффициент условий работы бетона ;

нормативное сопротивление при растяжении МПа,

расчетное МПа;

начальный модуль упругости бетона МПа. Передаточная прочность бетона R_bp устанавливается так, чтобы при обжатии отношение напряжений

Арматура продольных ребер  – класса  А-V, нормативное сопротивление МПа,

расчетное сопротивление МПа;

модуль упругости МПа. Предварительное напряжение арматуры равно: МПа. При электротермическом способе натяжения

МПа;

МПа – условие выполняется. Вычисляем предельное отклонение предварительного напряжения  по формуле

,

где n=2 – число напрягаемых стержней плиты.

Коэффициент точности натяжения при благоприятном влиянии предварительного напряжения по формуле: . При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимают . Предварительные напряжения с учетом точности натяжения МПа.

2.5 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси.

 М=56,6 кН·м

Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Вычисляем

.

По табл. 3.1 (1) находим ; см<5см –нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки; .

Характеристика сжатой зоны: .

Граничная высота сжатой зоны вычисляется по формуле:

;

где  МПа;

      ; в знаменателе принято 500 МПа, поскольку .

Коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести, определяем согласно формуле

.

Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры

, см².

Исходя из расчета принимаем 2 Ø 16 А-V с общей площадью см².

2.6 Расчет полки плиты на местный изгиб

Расчетный пролет при ширине ребер вверху  9см составит

см.

 Нагрузка на 1м² полки может быть принята такой же как для плиты:

кН*м².

Изгибающий момент для полосы шириной 1 м  определяют с учетом частичной заделки в ребрах:

.

 Рабочая высота сечения

см.

 Арматура Ø 4 Вр-1 с МПа,

, , см² - 10 Ø4 Вр-1 с см²   . Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой Ø4 Вр-1 с шагом s=125мм.

2.7 Геометрические характеристики приведенного сечения

Отношение  модулей упругости

Площадь приведенного сечения

см².

Статический момент  площади приведенного сечения относительно нижней грани

см³

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения см. Момент инерции сечения

, см⁴.

Момент сопротивления приведенного  сечения по нижней зоне

, см³.

Расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней), до центра тяжести приведенного  сечения:

, см;

то же, наименее удаленной от растянутой зоны (нижней) см.

Отношение напряжения в бетоне от нормативных нагрузок и усилия обжатия к расчетному сопротивлению бетона для предельных состояний второй группы предварительно принимают равным 0,75.

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне

см³,

здесь  – для таврового сечения с полкой в сжатой зоне. Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия

см³.

2.8 Потери предварительного напряжения арматуры

Коэффициент точности натяжения арматуры при расчете принимают . Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения МПа. Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами , так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием.

Усилие обжатия

Н.

 Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного  сечения

см.

 Напряжение в бетоне при обжатии определяем по формуле

, МПа.

Устанавливаем значения передаточной прочности бетона из условий

;

;

Принимаем МПа. Тогда отношение

.

Вычисляем сжимающие напряжения в бетоне на уровне центра тяжести площади напрягаемой арматуры от усилия обжатия и с  учетом момента от веса плиты:

Н*см.

Тогда

, МПа.

При

(что<0,8) потери от быстронатекающей ползучести будут

, МПа.

Суммарное значение первых потерь

, МПа.

С учетом первых потерь  напряжение  будет

, Н;

 МПа;

.

Определяем вторые потери. От усадки бетона  МПа. От ползучести бетона при   для бетона, подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении:

МПа.

Вторые потери напряжений составляют МПа.

Суммарные потери предварительного напряжения арматуры составляют

МПа, то есть больше установленного минимума потерь.

Усилие обжатия с учетом всех потерь напряжений в арматуре

 кН.

2.9 Расчет прочности плиты по сечению, наклонному к продольной оси Q=41,4 кН

Влияние продольного усилия обжатия  кН:

.

Проверяем требуется ли поперечная арматура по расчету. Условие:

,Н - удовлетворяется. При кН/м = 85,2Н/см и поскольку

Н/см> 85,2Н/см,

принимаем см. Другое условие при

Н и значении

удовлетворяется. Следовательно, поперечная арматура   требуется по расчету.

На приопорных участках длиной  арматуру устанавливаем в каждом ребре плиты поперечные стержни Ø 5 Вр-1 с шагом  см; в средней части пролета с шагом см. Принимаем s=25см

;;

.

Влияние свесов сжатых полок (при двух ребрах):

,

 принимаем 1,5.

Условие  - удовлетворяется.

Требование  - удовлетворяется.

Для расчета прочности вычисляют

.

Поскольку , значение   вычисляем по формуле

; принимаем с=90см.

Тогда

Поперечная сила в вершине наклонного сечения . Длительность проекции расчетного наклонного сечения , принимаем . При этом ,

Условие прочности  - обеспечивается.

Прочность проверяем по сжатой наклонной полосе ;

 ;

 ; ;

.

Условие прочности  - удовлетворяется.

2.10 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

Выполняем для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. При этом для элементов, к трещиностойкости которых предъявляют требования 3-й категории, принимают значения коэффициента надежности по нагрузке ; М=45,7 кН*м. По формуле .  Вычисляем момент образования трещин по приближенному способу ядровых моментов:

Н·см = 49,1кН·м.

Здесь ядровый момент усилия обжатия при , равен

 Н·см.

Поскольку кН·м, трещины в растянутой зоне не  образуются.

Проверяем, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при ее обжатии при значении коэф­фициента точности натяжения γ_sp=1,14. Изгибающий момент от веса плиты М = 13234 Н∙м.

Расчетное условие

                                      ,                                     (3.3.3)

здесь R_btn=1,5 МПа – сопротивление бетона растяжению, соответствующее передаточной прочности бетона R_bp=40 МПа.

(Н·см).

(Н·см).

1147928 < 2061600 – условие удовлетворяется, начальные трещины не образуются.

 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси

γ_sp=1. Предельная ширина раскрытия трещин: продолжительная а_crc=0,4 мм, продолжительная а_crc=0,3 мм. Изгибающие моменты от нормативных нагрузок: постоянной и длительной М=36,7 кН∙м; суммарной М=45,7 кН∙м. Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия посто­янной и длительной нагрузок определяем по формуле (3.4.1):

                                           ,                                         (3.4.1)

здесь принимаем (см) - плечо внутренней пары сил;

e_sn=0, так как усилие обжатия Р приложено в центре тяжести площади нижней напрягаемой арматуры;

 - момент сопротивления сечения по растянутой арматуре.

;

(см³);

(МПа).

Приращение напряжений в арматуре от действия пол­ной нагрузки

(МПа).

По формуле (3.4.2) вычисляем ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки

                                   ,                    (3.4.2)

где ;

δ=1;

η=1;

φ_l=1;

d=16 мм.

(мм).

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок

(мм).

Ширина раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок при .

(мм).

Непродолжительная ширина раскрытия трещин

(мм), 0,1 < 0,4.

(мм), 0,05 < 0,3.

2.11 Расчет прогиба плиты

Прогиб определяют от нормативного значения постоянной и длительной нагрузок, предельный прогиб составляет см. Вычисляем параметры, необходимые для определения прогиба плиты с учетом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок М=36,7 кН*м, суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь и при ;  ; эксцентриситет ; коэффициент  - при длительном действии нагрузки. По формуле

.

Коэффициент, характеризующий неравномерности деформаций растянутой арматуры на участке между трещинами, определяем по формуле

.

Вычисляем кривизну оси при изгибе по формуле:

,

где ;

       – при длительном  действии нагрузки;

       – при А^’_s=0.

Вычисляем прогиб по формуле

Учет выгиба от ползучести бетона вследствие обжатия несколько уменьшает прогиб.

3 ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В СРЕДНЕЙ КОЛОННЕ        

3.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок

Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 5,6×7,8=43,68 (м²).

Постоянная нагрузка от перекрытий одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n=0,95, (кН).

От ригеля ;

;

γ_f=1,1.

(кН∙м);

(кН).

От стойки сечением 30×30 см, l=4 м

(кН).

Итого: (кН).

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом γ_n=0,95; (кН).

В том числе длительная (кН).

Кратковременная (кН).

Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 5 кН/м² составляет (кН); от ригеля – 30 (кН); от стойки – 9,2 (кН).

Итого G=246,8 (кН).

Временная нагрузка – снег для II снегового района при коэффициенте надежности по нагрузке γ_f=1,4 и по назначению здания γ_n=0,95.

(кН).

В том числе длительная (пятьдесят процентов от временной) - (кН).

Кратковременная - (кН).

Продольная сила колонны первого этажа рамы от длительной нагрузки

(кН).

Продольная сила колонны первого этажа рамы от полной нагрузки

(кН).

Продольная сила колонны подвала от длительной нагрузки

(кН).

Продольная сила колонны подвала от полной нагрузки

(кН).

Продольная сила колонны второго этажа от полной нагрузки

 (кН).

Продольная сила колонны третьего этажа от полной нагрузки

 (кН)

Продольная сила колонны четвертого этажа от полной нагрузки

(кН)

3.2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок

Определяем значение коэффициента k – отношения погонных жесткостей ригеля и колонны

                                                  ,                                                

где , b и h – соответственно ширина и высота сечения элемента.

.

.

Определяем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля.

Постоянная:

от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n=0,95 - (кН/м);

от веса ригеля – 2,1 (кН/м).

итого – (кН/м).

Временная:

(кН/м);

в том числе длительная - (кН/м);

кратковременная - (кН/м).

Полная нагрузка - (кН/м).

Определяем максимальный момент колонн – при загружении 1+2 без перераспределения моментов.

                                          ,                                         

где α и β – коэффициенты, определяемые оп СНиП 2.03.01-84^* в зависимости от k₁ и выбранной схемы загружения.

При действии длительных нагрузок

(кН∙м).

(кН∙м).

При действии полной нагрузки

(кН∙м).

(кН∙м).

Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы:

при длительных нагрузках - (кН∙м);

при полной нагрузке - (кН∙м).

Изгибающий момент  колонны подвала от длительных нагрузок (сорок процентов) - (кН∙м);

от полной нагрузки - (кН∙м);

Изгибающий момент  колонны первого этажа от длительных нагрузок (сорок процентов) - (кН∙м);

от полной нагрузки - (кН∙м);

Вычисляем изгибающие моменты колонны, соответствующие максимальным продольным силам. Для этой цели используем загружение пролетов ригеля по схеме 1.

От длительных нагрузок:

(кН∙м);

изгибающие моменты колонн подвала - (кН∙м):

изгибающие моменты колонн первого этажа - (кН∙м).

От полных нагрузок:

(кН∙м);

изгибающие моменты колонн подвала - (кН∙м):

изгибающие моменты колонн первого этажа - (кН∙м).

4 РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ СРЕДНЕЙ КОЛОННЫ

4.1 Методика подбора сечений арматуры внецентренно сжатой колонны при  - второй случай

Расчетные фор­мулы для подбора симметричной арматуры a_s=a’_s по­лучaют из совместного решения системы трех уравнений: уравнения равновесия продольных усилий, моментов и эмпирической зависимости для σ_s Последовательность расчета по этим формулам для элементов из бетона класса В30 и ниже следующая:

1 Определяют

;

;

; ;

; .

2 При α_s ≤ 0 принимают a_s=a’_s конструктивно по минимальному проценту армирования.

3 При α_s > 0 определяют

                                .                                    (5.1.7)

4.2 Характеристики прочности бетона и арматуры

Класс тяжелого бетона В15, класс арматуры А-III.

Комбинации расчетных усилий (для колонны подвала):

max N=2721 (кН), в т.ч. от длительных нагрузок N_l=2252 (кН) и соответствующий момент М=9.16 (кН∙м), в т.ч. от длительных нагрузок М=7 (кН∙м).

Max M=55.8 (кН∙м), в т.ч. M_l=40 (кН∙м) и соответствующее нагружению 1+2 значение N=2721-323.7/2=2559 (кН), в том числе N_l=2252-209.1/2=2147 (кН).

4.3 Подбор сечений симметричной арматуры

Выполняем по двум комбинациям усилий и принимаем большую площадь сечения. Анализом усилий часто можно установить одну расчетную комбинацию и по ней выполнять подбор сечений арматуры. Приведем расчет по второй комбинации усилий.

Рабочая высота сечения , ширина b=40 см.

Эксцентриситет силы определяем по формуле

                                                       .                                                

(см).

Случайный эксцентриситет: (см) или (см), но не менее 1 см.

Поскольку эксцентриситет силы е_о =2.18 см больше случайного эксцентриситета е_о= 1.33 см, его и принимаем для расчета статически неопределимой системы.

Находим значение моментов в сечении относительно оси, проходящей через центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры.

При длительной нагрузке (кН∙м); при полной нагрузке кН ·м.

Отношение , где (см) – радиус ядра сечения.

Выражение для критической продольной силы при прямоугольном сечении с симметричным арми­рованием A_s=A’_s; (без предварительного напряжения) с учетом, что , ,  имеет вид

                    .                   

Расчетную длину колонн многоэтажных зданий при жестком соединении ригелей с колоннами в сборных перекрытиях принимают равной высоте этажа l₀=l. В расчете l₀=l ≈ 4 м.

Для тяжелого бетона .

Значение .

.

Принимаем δ=0,42.

.

Задаемся коэффициентом армирования .

Вычисляем критическую силу по формуле

(кН).

По формуле  определяем значение коэффициента η

                                                        .                                          

.

Значение эксцентриситета е находим по формуле

                                                      .                                       

(см).

Определяем граничную относительную высоту сжатой зоны по формуле

;

.

По формулам  вычисляем значения

;

Условие выполняется.

;

Условие выполняется.

;

Условие выполняется.

По формуле  определяем площадь арматуры

(см²).

Принимаем 2 Æ 36 А-III с A_s=25.12.

.

Для определения критической силы было принято , перерасчет не требуется.

Проектируем консоль колонны

Определяем опорное давление ригеля.

Таблица 4.3 – Опорные моменты ригеля при различных схемах загружения.

Ординаты выравнивающей эпюры моментов:

ΔМ₂₁=0,3∙364=109 (кН∙м);

(кН∙м).

ΔМ₂₃=18 (кН∙м);

Опорные моменты на эпюре выровненных моментов составляют:

М₁₂=(-79-149)-36= -264(кН∙м);

М₂₁= -364+109= -255;

М₂₃=-273+18=255;

М₃₂=-112-161-6=-279.

Определяем поперечные силы ригеля:

(кН).

 (кН).

(кН)

Опорное давление ригеля Q=261 (кН).

Бетон класса В15, R_b=8,5 МПа, γ_b2=0,9 МПа; арматура класса A-III, R_s=365 МПа.

Принимаем длину опорной площадки l=15см при ширине ригеля l_bm=20 см и проверяем условие согласно формуле

                                                .                                                

;

8,4 < 8,5 – условие выполняется.

Вылет консоли с учетом зазора 5 см составляет 1₁=20 см, при этом согласно формуле расстояние (см).

Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной (см); при угле на­клона сжатой грани γ=45⁰.

Высота консоли у свободного края h₁=40-20=20 см, при этом см.

Рабочая высота сечения консоли h_o=h-а=40-3=37 см. Поскольку 1₁=20 cм меньше 0,9h_o=0,9·37=33 см, консоль короткая.

Консоль армируем горизонтальными хомутами Æ 6 А-I с см², шагом s= 10 см (при этом см и s<15 см) и отгибами 2 Æ 16 А- III с А_s=4,02 см² .

Проверяем прочность сечения консоли по условию  

                                                   .                            

Правая часть условия при­нимается не более Н.

;

;

;

;

;

(Н).

Следовательно, Q = 261·10³ Н < 309·10³ Н – ­прочность обеспечена.

Изгибающий момент консоли у грани колонны определяем по формуле  

                                                         .                                            

(Н·м).

Площадь сечения продольной арматуры вычисляем по формуле  при ξ=0,9.

                                                      .                                         

(см²).

Принимаем 2 Æ 14 A-IV, с A_s=3,08 см².

5  КОНСТРУИРОВАНИЕ АРМАТУРЫ КОЛОННЫ

Колонна армируется пространственными каркасами, образованными из плоских сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной армату­ры 28 мм в подвале и первом этаже здания равен 10 мм.

Принимаем Æ 10А- III с шагом s=400 мм по размеру стороны сечения колонны b=400 мм, что менее 20d=20·28=560 мм.

Колонну пятиэтажной рамы членим на два элемента длиной в два этажа каждый и один элемент длиной в один этаж. Стык колонн выполняется на ванной сварке выпусков стержней с обетонированием. Концы колонн усиливаются поперечными сетками. Элементы сборной колонны должны быть проверены на усилия, возникающие на монтаже от собственного веса с учетом коэффициента динамичности и по сечению в стыке до его обетонирования.

Заключение

В курсовом проекте были поставлены практические задачи реального проектирования – расчет и конструирование железобетонных конструкций перекрытия каркасного здания (колонны, плиты перекрытия).

Расчет конструкций был произведен по методу предельных состояний.

Предельными называются состояния, при которых конструкции перестают удовлетворять предъявляемым к ним в процессе эксплуатации требованиям, т.е. теряют способность сопротивляться внешним нагрузкам и воздействиям или получают недопустимые перемещения или местные повреждения.

При расчете по методу предельных состояний устанавливаются предельные состояния конструкций и используется система расчетных коэффициентов, введение которых гарантирует, что такое состояние не наступит при самых неблагоприятных сочетаниях нагрузок и наименьших прочностных характеристик материала.

Железобетонные конструкции должны удовлетворять требованиям расчета по двум группам предельных состояний:

-  по несущей способности;

-  по пригодности к нормальной эксплуатации.

Список использованных источников

1 В.Н. Байков, Э.Е. Сигалов Железобетонные конструкции. Общий курс. – М.: Стройиздат, 1991. – 767 с.

2 СНиП 2.03.01-84^* Бетонные и железобетонные конструкции – М.: ЦИТП Госстрой СССР, 1989. – 90с.

3 СНиП 2.01.07-85^* Нагрузки и воздействия