Xreferat.com » Рефераты по строительству » Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО

ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНОГО ТРАНСПОРТА

МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ

ПУТЕЙ СООБЩЕНИЯ (МИИТ)

Кафедра "Строительные конструкции, здания и сооружения"


КУРСОВОЙ ПРОЕКТ

по дисциплине

"Строительные конструкции"

ПРОЕКТИРОВАНИЕ НЕСУЩИХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ МНОГОЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ


Разработала: ст.гр. ВЭС-311

Руководитель проекта: профессор Швидко Я.И.


МОСКВА - 2009

Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания


Исходные данные

Вариант №


Количество этажей 5
Расстояние между продольными разбивочными осями L =
м
Количество пролётов поперёк здания
4
Расстояние между поперечными разбивочными осями l =
м
Количество пролётов вдоль здания
13
Высота типового этажа 4,2 м
Нормативная временная нагрузка на перекрытие v =
кН/м2
Расчётная снеговая нагрузка на покрытие (г. Москва) 1,8 кН/м2
Классы арматуры для конструкций с напрягаемой арматурой А1000 (A-VI)

с ненапрягаемой арматурой А400 (A-III)

Классы бетона для

конструкций

с напрягаемой арматурой В40

с ненапрягаемой арматурой В25
Условное расчётное сопротивление основания 0,25 МПа
Глубина заложения фундамента 1,3 м


Варианты заданий

ВЭС-311 ВЭС-311

вар.

L= l,

м

v,

кН/м2

вар.

L= l,

м

v,

кН/м2

вар.

L= l,

м

v,

кН/м2

вар.

L= l,

м

v,

кН/м2

1 7,2 2 16 6 9,5 1 9 2 16 6,6 9,5
2 6 2,5 17 6,6 10 2 8,4 2,5 17 6 10
3 7,8 3 18 6 10,5 3 7,2 3 18 6,6 10,5
4 7,2 3,5 19 8,4 2 4 8,4 3,5 19 7,8 2
5 8,4 4 20 8,4 3 5 7,8 4 20 9 3
6 8,4 4,5 21 9 4 6 9 4,5 21 6 4
7 9 5 22 7,8 5 7 6 5 22 8,4 5
8 6 5,5 23 8 6 8 7,2 5,5 23 7,8 6
9 7,2 6 24 9 7 9 9 6 24 6,6 7
10 8,4 6,5 25 7,2 10 10 10 6,5 25 6 8
11 7,8 7 26 6 9 11 7,2 11 26 8,4 9
12 8,4 7,5 27 7,8 12 12 12 7,5 27 7,2 10
13 6,6 8 28 6,6 4,5 13 8,4 13 28 7,2 4,5
14 6 8,5 29 6,6 5,5 14 7,2 14 29 7,8 5,5
15 7,8 9 30 6,6 6,5 15 7,2 15 30 7,8 6,5
Номер варианта соответствует номеру в журнале группы.
Без задания работа не принимается.

Содержание


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

Введение

1. Компоновка конструктивной схемы каркаса здания

1.1 Объёмно-планировочные параметры здания

1.2 Состав и работа каркаса здания

1.3 Температурные швы

1.4 Колонны и наружные стены

1.5 Ригели

1.6 Панели перекрытия

1.7 План и поперечный разрез здания

2. Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса

2.1 Общие положения

2.2 Коэффициенты надежности по нагрузке

2.3 Нагрузки на перекрытие и покрытие

2.4 Статический расчёт панели перекрытия

2.4.1 Расчётная схема панели

2.4.2 Расчётная нагрузка

2.4.3 Внутренние усилия в панели

2.5 Статический расчёт поперечной рамы каркаса

2.5.1 Расчётная схема поперечной рамы

2.5.2 Нагрузка на ригель поперечной рамы

2.5.3 Внутренние усилия в ригеле

2.5.4 Продольные усилия в колонне 1-го этажа

3. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия

3.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

3.2 Предварительное напряжение арматуры

3.2.1 Методы натяжения арматуры

3.2.2 Способы натяжения арматуры

3.2.3 Величина предварительных напряжений в арматуре

3.3 Граничная относительная высота сжатой зоны бетона

3.4 Опалубочные размеры панели

3.4.1 Основные габаритные размеры панели

3.4.2 Ширина продольного ребра панели

3.4.3 Размеры полки (плитной части)

3.5 Эквивалентное поперечное сечение панели

3.5 Подбор продольной рабочей арматуры панели

3.6 Конструирование поперечной рабочей арматуры панели

3.7 Расчет полки панели на местный изгиб

3.7.1 Общие соображения

3.7.2 Нагрузки на полку панели

3.7.3 Расчётная схема полки, внутренние усилия

3.7.4 Поперечное сечение полки

3.7.5 Подбор рабочей арматуры

3.7.6 Конструирование сеток

3.8 Рабочие чертежи панели перекрытия

4. Расчет и конструирование ригеля перекрытия

4.1 Прочностные и деформативные характеристики бетона и арматуры

4.2 Подбор продольной рабочей арматуры ригеля

4.3 Подбор продольной рабочей арматуры ригеля

4.4 Подбор поперечной рабочей арматуры ригеля

4.4.1 Конструирование поперечной арматуры

4.4.2 Общие соображения по расчёту прочности наклонных сечений

4.4.3 Расчет на действие поперечной силы по наклонной трещине

4.4.3 Проверка прочности на действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами

4.5 Обрыв продольной арматуры в пролёте

4.6 Определение несущей способности нормальных сечений ригеля

4.7 Определение длины заделки арматурных стержней

4.8 Определение экономического эффекта от снижения расхода арматуры

4.9 Конструктивное армирование ригеля, опорный узел

5. Расчёт и конструирование колонны

5.1 Подбор продольной арматуры

5.2 Конструирование поперечной арматуры колонны

6. Расчёт и конструирование фундамента

6.1 Общие соображения

6.2 Определение площади подошвы фундамента

6.3 Определение основных размеров фундамента

6.4 Расчёт фундамента на продавливание

6.5 Проверка прочности плиты по наклонному сечению

6.6 Подбор арматуры подошвы фундамента

Список литературы

Приложение

Краткие теоретические сведения


Введение


Многоэтажные промышленные здания служат для размещения различных производств: цехов лёгкого машиностроения, приборостроения, химической, электро- и радиотехнической промышленности, а также складов, холодильников, гаражей, предприятий железнодорожного транспорта и прочих объектов. Для всех названных производств характерны сравнительно небольшие вертикальные и горизонтальные нагрузки на конструкции здания.

Многоэтажные производственные здания целесообразно строить, когда технологический процесс организован по вертикальной схеме или когда площадь территории, выделенная для строительства, ограничена и стеснена.

Чаще всего многоэтажные производственные здания выполняют из железобетона, так как в настоящее время он является одним из основных материалов капитального строительства и реконструкции.

Основу многоэтажного производственного здания образует железобетонный каркас, состоящий из колонн, ригелей, плит перекрытия и элементов жесткости. Иногда здания проектируют с неполным каркасом, в котором колонны располагаются только внутри, а наружные стены исполняют роль несущих и ограждающих конструкций.

Требованиям индустриализации строительства в наибольшей степени отвечают сборные железобетонные конструкции, возведение которых на строительной площадке осуществляется из заранее заготовленных элементов. Их производство ведется на базе развитой сети высокомеханизированных и автоматизированных предприятий сборного железобетона, специализированных на выпуск определенного ассортимента изделий и конструкций. Вместе с тем, в настоящее время в строительстве широко применяется и монолитный железобетон.

В данной работе выполняется проектирование основных несущих конструкций сборного железобетонного каркаса многоэтажного производственного здания. Целью проектирования является разработка наиболее технологичных конструктивных решений, обеспечивающих несложное, быстрое и экономичное изготовление, транспортирование и монтаж конструкций, которые будут надёжны и безопасны в эксплуатации.

Проектирование ведется в соответствии с действующими нормативными документами (СНиП, ГОСТ), составляющими техническую и юридическую основу проектных работ и обеспечивающими необходимую надёжность и экономичность строительных объектов.

1. Компоновка конструктивной схемы каркаса здания


1.1 Объёмно-планировочные параметры здания


Таблица 1.1.

Расстояние между продольными разбивочными осями L по заданию 7,8 м
Количество пролётов поперек здания n по заданию 4
Ширина здания (в осях) L0 L·n 31,2 м
Расстояние между поперечными разбивочными осями l по заданию 7,8 м
Количество пролетов вдоль здания m по заданию 13
Длина здания (в осях) l0 l·m 101,4 м
Высота этажа H по заданию 4,2 м
Количество этажей
по заданию 5

1.2 Состав и работа каркаса здания


Продольные и поперечные разбивочные оси образуют сетку, в узлах которой устанавливаются колонны. Расстояние между продольными разбивочными осями принято называть пролётом здания, между поперечными - шагом колонн.

Колонны по высоте имеют выступающие части - консоли, на которые устанавливаются балки - ригели. Сверху на ригели укладываются панели перекрытия.

На панели действуют вертикальные нагрузки (эксплуатационные), которые передаются затем через ригели на колонны, а с них через фундаменты на грунт основания. Горизонтальные нагрузки (ветровые) воспринимаются наружными стенами здания, которые выполняются из кирпича. На них передается также и часть вертикальных нагрузок.

Конструктивная система здания с использованием колонн и несущих стен носит название неполного каркаса.

1.3 Температурные швы


Чтобы в элементах каркаса не возникали дополнительные усилия от изменения температуры, здание в необходимых случаях разрезают на отдельные самостоятельные блоки (температурные отсеки) поперечными и продольными температурными швами.

По требованиям СНиП [2] наибольшая длина температурного отсека составляет 60 м.

Длина здания l0 = 101,4 м > 60 м, поэтому необходимо устройство поперечного температурного шва.

Предусматриваем шов в середине длины здания, тогда длина температурного отсека составит:

lt = l · 7= 7,8 · 7 = 54,6 м < 60 м.

Температурный шов представляет собой два ряда колонн, смещённых от разбивочной оси на 500 мм.


1.4 Колонны и наружные стены


Сечение колонн обычно принимают квадратным со стороной 300, 350, 400, 450 мм (в соответствии с требованиями унификации). С увеличением нагрузки увеличивается и сечение колонн.

Толщина наружной стены принимается кратной размерам кирпича (250ґ120 мм, высота 65 мм), с учётом 10 мм на вертикальный шов:


380 мм = 120+10+250 мм (1,5 кирпича)
510 мм = 250+10+250 мм (2 кирпича)
640 мм = 250+10+120+10+250 мм (2,5 кирпича)

Принимаем сечение колонн 450ґ450 мм, толщину кладки наружных стен 640 мм (постоянной на всех этажах).


1.5 Ригели


Принимаем поперечное направление ригелей, т.е. располагаем ригели поперёк здания. В этом случае они образуют вместе с колоннами раму с жесткими узлами, обеспечивая дополнительную пространственную жесткость каркаса в поперечном направлении.

Сечение ригеля принимаем прямоугольным, так как оно наиболее простое в изготовлении (а так же и в расчёте). Назначаем размеры сечения ригеля (рис.1.1 и прил.1):

высота hr = (1/10…1/15) ЧL = 780…520 мм; принимаем hr = 750 мм (кратно 50 мм);

ширина br = (0,3…0,4) Чhr = 225…300 мм; принимаем br = 250 мм (кратно 50 мм).

Чем больше высота сечения ригеля, тем лучше он работает на восприятие нагрузки, но строительная высота перекрытия при этом увеличивается.

Ригели, находящиеся у продольной наружной стены, опираются одним концом на эту стену, а другим - на консоль колонны. Глубину заделки ригеля в стену примем равной длине кирпича (250 мм).


1.6 Панели перекрытия


Выбор типа панелей производится на основе экономических и эксплуатационных критериев. В курсовой работе предлагается выбрать тип панели по собственному усмотрению и использовать рёбристые панели (рис.1.3, а), или панели типа "2Т" (рис.1.3, б). В данном примере расчёта применяются рёбристые панели перекрытия. Рекомендуемые размеры сечения и нагрузка от собственного веса для различных типов панелей представлены в Приложении 1.

Схема раскладки панелей. Принимаем наиболее распространённый вариант раскладки (подходит для любого типа панелей): между колоннами укладываются связевые панели, которые служат распорками, передающими горизонтальные нагрузки. Рядовые и связевые панели имеют одинаковую ширину; укладываемые у продольных стен доборные панели в два раза уже рядовых (рис.1.2).

Заделка панелей в стены:

в продольные стены панели не заделываются;

в поперечные стены заделка составляет 130 мм

(половина кирпича с учётом толщины раствора шва: 120 + 10 мм).

Привязка наружных стен к разбивочным осям:

к продольной оси: нулевая привязка

(внутренняя грань стены совмещена с разбивочной осью);

к поперечной оси: привязка 130 мм

(внутренняя грань стены смещена с разбивочной оси внутрь здания на величину заделки панели в стену).

Размеры сечения панели перекрытия:

высота hп = (1/20…1/30) l = 390…260 мм, принимаем hп = 350 мм (кратно 50 мм);

ширина панели bn назначается такой, чтобы в соответствии со схемой раскладки на длине пролёта можно было разместить целое число панелей. При этом ширина панели должна находиться в пределах 1200…1500 мм. Рекомендуемая ширина панелей представлена в таблице 2 Приложения 1.

Принимаем ширину панели bn = 1300 мм (кратно 100 мм), тогда между продольными осями укладывается 6 панелей.

1.7 План и поперечный разрез здания


Компоновка конструктивной схемы каркаса заканчивается изображением плана и поперечного разреза здания (масштаб М 1: 200).

Основные сборные конструктивные элементы каркаса на строительных чертежах принято обозначать марками (например: П-1, П-2, П-3 - панели перекрытия соответственно рядовые, связевые и доборные). Однотипные элементы получают одинаковые марки.

Колонны здания для удобства изготовления, транспортировки и монтажа разделяются по высоте на отдельные монтажные элементы. Длина монтажного элемента может составлять 1; 2 и 3 этажа (но не более 18 м для возможности перевозки).

Для удобства выполнения работ по замоноличиванию стыков и сварки выпусков арматуры стык колонн располагается выше пола перекрытия на 800 мм.

Для изображения на поперечном разрезе задают ориентировочные (предварительные) размеры консольного выступа колонн (напр.250ґ250 мм, скос под углом 45є) и фундамента (трёхступенчатый, высота ступени 350 мм). Глубина заложения подошвы фундамента df принимается по заданию.


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания


2. Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса


2.1 Общие положения


В Нормах проектирования (СНиП [1]) указаны нормативные значения нагрузок (qn), которые соответствуют условиям нормальной эксплуатации сооружений (за это их называют эксплуатационными).

Нормативные нагрузки приняты с обеспеченностью (доверительной вероятностью), равной 0,95. Это означает, что из 100 нагрузок 95 не будут превышать установленного нормативного значения.

В практических расчётах используются расчётные значения нагрузки (q), получаемые путём умножения их нормативной величины qn на коэффициент надёжности по нагрузке γf, учитывающий статистический характер изменчивости нагрузок:


q = qn · γf


Расчётные нагрузки имеют обеспеченность 0,997…0,999, что вполне достаточно для проведения расчётов по прочности.


2.2 Коэффициенты надежности по нагрузке


Таблица 2.1.

Вид нагрузки γf пункт СНиП [1]

Постоянная:

собственный вес конструкций

железобетонных 1,1 табл.1

изоляционных, выравнивающих и отделочных слоев, выполняемых на строительной площадке 1,3
Временная снеговая 1,4 п.5.7

технологическая v ≥ 2 кН/м2 1,2 п.3.7

Расчётные значения нагрузок также принято умножать на коэффициент надёжности по назначению здания γn, учитывающий степень ответственности зданий и сооружений, которая характеризуется значимостью экономических, социальных и экологических последствий отказов этих объектов.

Здание в данном проекте, как и большинство зданий, относится ко II-му уровню ответственности (нормальному), которому соответствует коэффициент γn = 0,95 (прил.7* СНиП [1]).


2.3 Нагрузки на перекрытие и покрытие


Таблица 2.2.

Вид нагрузки Толщина слоя, м Объемный вес, кН/м3 Нагрузка, кН/м2



нормативная γf расчётная






Нагрузка на перекрытие:

Постоянная

(собственный вес конструкций):

Рёбристая панель перекрытия (Прил.1)

2,5 1,1 2,750

Стяжка из цем. раствора 0,015 18 0,27 1,3 0,351

Плиточный пол 0,015 20 0,3 1,3 0,390

Временная (по заданию)

8,0

1,2 9,600

Полная (постоянная + временная) Р0

11,07
13,091
Нагрузка на покрытие:

Постоянная

(собственный вес конструкций):

Рёбристая панель покрытия (Прил.1) 2,5 1,1 2,750

Пароизоляция: 2 слоя рубероида на мастике 0,1 1,3 0,130

Утеплитель: плиты минераловатные 0,15 3 0,45 1,3 0,585

Стяжка из цем. раствора 0,02 18 0,36 1,3 0,468

Гидроизоляция: 3 слоя рубероида на мастике 0, 20 1,3 0,260

Слой гравия на мастике 0,02 20 0,40 1,3 0,520

Временная (снеговая, по заданию)

1,29 1,4

1,800

Полная (постоянная + временная) Р1

5,30
6,513

2.4 Статический расчёт панели перекрытия


2.4.1 Расчётная схема панели

Расчётной схемой панели перекрытия является балка, свободно лежащая на двух опорах (рис.2.1).

Расчётный пролёт панели - это расстояние между центрами её опорных площадок:


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания,


где br - ширина ригеля (п.1.5).


2.4.2 Расчётная нагрузка

Панель воспринимает нагрузку, действующую в пределах её номинальной ширины bп = 1,3 м (п.1.6).

Полная расчетная нагрузка на панель:


q = Р0 bn gn = 13,091Ч1,3Ч0,95 = 16,167 кН/м.


2.4.3 Внутренние усилия в панели

Наибольшие внутренние усилия в панели перекрытия от действия полной расчётной нагрузки вычисляются по формулам сопротивления материалов:

изгибающий момент (в середине пролёта):


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания,


поперечная сила (на опоре):


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания.


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

Рис.2.1.

Конструктивная (а) и расчётная (б) схема панели перекрытия; эпюры внутренних усилий (в).


2.5 Статический расчёт поперечной рамы каркаса


2.5.1 Расчётная схема поперечной рамы

Многоэтажная многопролётная поперечная рама каркаса здания является сложной статически неопределимой системой. При расчете её делят на ряд простых, размещая шарниры посередине высоты стоек рамы, и рассматривают отдельно рамы верхнего, первого и типового этажа (рис.2.2). Усилия во всех ригелях средних пролетов будут одинаковыми, поэтому достаточно рассматривать трёхпролётные рамы. Расчёт проведём для рамы типового этажа (рис.2.2, б).

Средний пролёт рамы равен расстоянию между продольными разбивочными осями L = 7,8 м.

Величина крайнего пролета рамы - это расстояние от оси крайнего ряда колонн до центра опорной площадки ригеля на стене:


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания,


где а = 250 мм - глубина заделки ригеля в стену.

Внутренние усилия в раме определяют от совместного действия постоянной (q) и временной (v) нагрузки, рассматривая три комбинации с различными схемами действия временной нагрузки (рис.2.2, б).

Если построить все три эпюры моментов на одном чертеже и учитывать только максимальные по абсолютной величине значения, можно получить так называемую огибающую эпюру моментов и использовать её в расчете (рис.2.2, б).

Определение внутренних усилий можно производить:

вручную с помощью специальных таблиц (такой метод в настоящее время представляет в основном академический интерес);

с помощью IBM (что в основном и имеет место в реальной практике проектирования).

В данной работе мы не будем пользоваться ни одним из этих способов, а проведем расчет упрощённо, как делают старые опытные проектировщики: на действие полных нагрузок.


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного зданияПроектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного зданияПроектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

Рис.2.2.

а - расчётная схема поперечной рамы здания;

б - условная рама типового этажа, схемы её загружения и эпюры внутренних усилий;

в - определение поперечных усилий на участке стержня из условий равновесия.


При определении нагрузок от собственного веса конструкций часто используют понятие объёмного веса материала. Его следует отличать от объёмной массы (плотности). Например, объёмная масса железобетона r = 2500 кг/м3, по этой величине путём несложного преобразования можно найти объёмный вес железобетона: g0 = 25 кН/м3.


2.5.2 Нагрузка на ригель поперечной рамы

Ригель воспринимает нагрузку, действующую на грузовой площади шириной, равной расстоянию между поперечными разбивочными осями l = 7,8 м, а также нагрузку от собственного веса.

Расчётная линейная нагрузка на ригель от его собственного веса:


qr = br hr gb gf = 0,25Ч0,75Ч25Ч1,1 = 5,156 кН/м,


где

br, hr - размеры поперечного сечения ригеля (п.1.5);

γb = 25 кН/м3 - объёмный вес конструкций из тяжелого бетона;

γf = 1,1 - коэффициент надёжности по нагрузке (табл.2.1).

Продольная расчетная линейная нагрузка на ригель:


q = (P0l + qr) Чgn = (13,091Ч7,8 + 5,156) Ч0,95 = 101,90 кН/м.


2.5.3 Внутренние усилия в ригеле

По данным методических указаний доцента Н.А. Тимофеева [6], значения ординат огибающей эпюры моментов в ригеле обычно не превышают следующих величин:


в крайнем пролёте:

Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания,

на левой средней опоре: M21 = M23 = 0,085 qL2 = 0,085Ч101,90 Ч (7,8) 2 = 526,97 кНЧм,
в среднем пролёте: M22 = 0,055 qL2 = 0,055Ч101,90 Ч (7,8) 2 = 340,98 кНЧм,
на правой средней опоре: M32 = 0,065 qL2 = 0,065Ч101,90 Ч (7,8) 2 = 402,97 кНЧм.

Значения поперечных сил на опорах определяются методами строительной механики (рис.2.2, в):


QA = Qq + QM, QB = Qq - QM,


где:

Qq - поперечная сила от действия равномерно распределённой нагрузки:


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания;


QM - поперечное усилие от действия опорных изгибающих моментов:


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания.


В крайнем пролёте:


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания,Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания,

Q12 = 403,78 + ( - 66,49) = 337,29 кН, Q21 = 403,78 - ( - 66,49) = 470,27 кН.


В среднем пролёте:


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания, Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания,

Q23 = 397,41 + 15,77 = 413,18 кН,Q32= 397,41 - 15,77 = 381,64 кН.


Расчетный изгибающий момент на средней опоре определяется в сечении ригеля по грани колонны; величину этого момента можно вычислить по формуле:


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания,


где hк - ширина колонны: hк = 450 мм (п.1.4).

2.5.4 Продольные усилия в колонне 1-го этажа

Колонны здания работают в составе поперечной рамы каркаса, поэтому в них возникают продольные силы и изгибающие моменты. Последние обычно невелики, поэтому мы ограничимся только определением продольных усилий. Наибольшая продольная сила в колонне возникает на уровне пола 1-го этажа (сечение "к" на рис.2.2, а).

Колонна воспринимает со всех этажей нагрузку, действующую на её грузовой площади размером Lґl, а также нагрузку от собственного веса.

Нагрузка от собственного веса колонны

Нормативная нагрузка:


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания,


где

nэ = 5 - число этажей (табл.1.1); H = 4,2 м - высота этажа; hk - ширина колонны.

Расчётная нагрузка:


Gk = Gk,nЧgf = 106,31Ч1,1 = 116,94 кН.


Продольная сила в колонне на уровне пола 1-го этажа:

От нормативной нагрузки:


Nk,n = Gk,n + LЧlЧ [P0,nЧ (nэ - 1) + P1,n] =

= 106,31 + 7,8Ч7,8Ч [11,07Ч (5 - 1) + 5,30] = 3 123 кН.


От расчётной нагрузки:


Nk = gnЧ (Gk + LЧlЧ [P0 Ч (nэ - 1) + P1]) =

= 0,95Ч (116,94 + 7,8Ч7,8Ч [13,091Ч (5 - 1) + 6,513]) = 3 514 кН.

3. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия


3.1 Характеристики прочности бетона и арматуры


Бетон

Применяем тяжелый бетон класса В40 (по заданию), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.

Расчётное сопротивление сжатию Rb = 22,0 МПа (табл.13 СНиП [2]).

Бетон находится под воздействием длительной нагрузки, поэтому в расчетах умножаем его расчётное сопротивление на коэффициент условий работы γb2 = 0,9 (табл.15 СНиП [2]).

Арматура

Продольная рабочая арматура панели - предварительно напрягаемая, класса А-VI (А1000) - по заданию.

Сопротивление растяжению:

нормативное Rsn = 980 МПа (табл. 19* СНиП [2]),

расчётное Rs = 815 МПа (табл.22* СНиП [2]).

Полка панели армируется сеткой из проволочной арматуры класса Вр-I (В500).

Расчётное сопротивление растяжению Rs = 410 МПа (табл.23* СНиП [2]).


3.2 Предварительное напряжение арматуры


Предварительно напряженная арматура - это арматура, получающая начальные (предварительные) напряжения в процессе изготовления конструкций до приложения внешних нагрузок в стадии эксплуатации.

3.2.1 Методы натяжения арматуры

Существуют два метода натяжения арматуры: натяжение на упоры и натяжение на бетон. Натяжение на бетон применяется, как правило, только в монолитных конструкциях.

Используем метод натяжения арматурына упоры, так как он наиболее целесообразен в условиях заводского изготовления железобетонных конструкций.

Арматура до бетонирования натягивается и затем фиксируется в натянутом состоянии на жестком стенде или форме. После укладки в форму бетона и набора им необходимой передаточной прочности арматура освобождается от натяжных приспособлений. Арматура, стремясь сократиться, обжимает бетон, а сама остается растянутой.


3.2.2 Способы натяжения арматуры

Существует 4 способа натяжения арматуры (из них получили распространение только первые два):

Механический (с помощью домкратов, рычагов, грузов).

Электротермический (с помощью эл. тока).

Электротермомеханический (комбинированный).

Физико-химический (самонапряжение).

Используем электротермический способ натяжения, так как он является наиболее распространённым благодаря своей простоте, малой трудоёмкости и сравнительно низкой стоимости оборудования.

Стержни арматуры нагревают до температуры 300…350єС с помощью электротока и в нагретом состоянии закрепляют в упорах формы. При остывании стержни, стремясь сократиться, натягиваются, что используется для обжатия бетона. Точность этого метода по сравнению с остальными более низкая. Кроме того, этот способ достаточно энергоёмкий и не может применяться для натяжения арматуры классов Aт-VII, B-II, Bр-II, К-7, К-19.

3.2.3 Величина предварительных напряжений в арматуре

Допустимое отклонение значения предварительного напряжения при электротермическом способе натяжения определяются по формуле (2) СНиП [2]:


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания,


где l - длина натягиваемого стержня (расстояние между наружными гранями упоров): l = 7,8 м.

В соответствии с формулой (1) СНиП [2] установим пределы, в которых можно назначать величину предварительного напряжения в арматуре:


ssp і 0,3 Rsn + p = 0,3Ч980 + 76,15 = 370,15 МПа;

ssp Ј Rsn - p = 980 - 76,15 = 903,85 МПа.


Границы этого интервала установлены на основе следующих соображений:

при высоких значениях предварительных напряжений существует опасность разрыва арматурной стали или её проскальзывания в захватах при натяжении; опасность разрушения бетона или образования в нём трещин вдоль напрягаемой арматуры.

низкие значения предварительных напряжений неэффективны, т.к. почти всё напряжение будет утрачено в результате потерь.

Величина предварительного напряжения назначается обычно близкой к верхнему пределу: σsp Ј 0,9Rsn = 0,9Ч980 = 882 МПа. Принимаем σsp = 800 МПа.

Передаточная прочность бетона Rbp - это прочность бетона к моменту его обжатия усилием натяжения арматуры.

Передаточная прочность бетона назначается не менее (п.2.6* СНиП [2]):


Rbp і 0,5 B = 0,5Ч40 = 20 МПа, где В - класс бетона, В = 40 МПа.

Rbp і 15,5 МПа.


Принимаем Rbp = 20 МПа.

Возможные производственные отклонения от заданного значения предварительного напряжения арматуры учитываются в расчётах коэффициентом точности натяжения арматуры γsp:

gsp = 0,9 - при благоприятном влиянии предварительного напряжения;

gsp = 1,1 - при неблагоприятном влиянии предварительного напряжения.

Значение gsp = 1,1 соответствует случаю, когда увеличение усилия обжатия сверх проектного неблагоприятно сказывается на работе конструкции, например, при расчёте прочности железобетонного элемента в стадии обжатия.


3.3 Граничная относительная высота сжатой зоны бетона


Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона определяется по формуле (25) СНиП [2]:


Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания,


где

ω - характеристика сжатой зоны бетона, определяемая по формуле (26) СНиП [2]:


ω = a - 0,008 Rbgb2 = 0,85 - 0,008 Ч 22 Ч 0,9 = 0,6916;


a - коэффициент, учитывающий вид бетона; для тяжелого бетона a = 0,85;

Rb здесь следует брать в МПа.

σsR - напряжение в арматуре, определяемое по формуле:


σsR = Rs + 400 - σspgsp = 815 + 400 - 800Ч0,9 = 495 МПа;


здесь используется значение gsp = 0,9.

σsc,u - предельное напряжение в арматуре сжатой зоны, принимаемое при gb2 < 1,0 равным σsc,u = 500 МПа.


ТогдаПроектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания


3.4 Опалубочные размеры панели


Опалубочные размеры необходимы для изготовления опалубочных форм сборных железобетонных элементов. Обычно предусматривается применение типовых опалубочных форм. Чертежи железобетонных элементов, на которых показано не армирование, а

Если Вам нужна помощь с академической работой (курсовая, контрольная, диплом, реферат и т.д.), обратитесь к нашим специалистам. Более 90000 специалистов готовы Вам помочь.
Бесплатные корректировки и доработки. Бесплатная оценка стоимости работы.

Поможем написать работу на аналогичную тему

Получить выполненную работу или консультацию специалиста по вашему учебному проекту
Нужна помощь в написании работы?
Мы - биржа профессиональных авторов (преподавателей и доцентов вузов). Пишем статьи РИНЦ, ВАК, Scopus. Помогаем в публикации. Правки вносим бесплатно.

Похожие рефераты: