Железобетонные конструкции многоэтажного здания с жёсткой конструктивной схемой
Проектирование многоэтажного здания. Разработка железобетонных перекрытий в сборном и монолитном вариантах. Расчёт предварительно напряжённой плиты, многопролётного ригеля, колонны, фундамента. Вычисление параметров монолитной плиты, второстепенной балки.
| Рубрика | Строительство и архитектура |
| Вид | курсовая работа |
| Язык | русский |
| Дата добавления | 20.09.2014 |
| Размер файла | 116,7 K |
Отправить свою хорошую работу в базу знаний просто. Используйте форму, расположенную ниже
Студенты, аспиранты, молодые ученые, использующие базу знаний в своей учебе и работе, будут вам очень благодарны.
Размещено на http://www.allbest.ru/
ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО ПО ОБРАЗОВАНИЮ
ГОСУДАРСТВЕННОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ
ВЫСШЕГО ПРОФЕССОИНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ
«БРАТСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ»
Кафедра «СК»
Курсовой проект
Расчет и проектирование железобетонных и каменных конструкций
Выполнил:
Амбалов К.Г.
студент гр. ПГС-11
Проверил:
к.т.н. доцент Сорока М.Д.
Братск 2014
Содержание
Введение
1.Проектирование монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами
1.1 Компоновка конструктивной схемы
1.2 Расчёт второстепенной балки
2.Проектирование балочных сборных перекрытий
2.1 Плита с круглыми пустотами
2.2 Расчёт плиты по предельным состояниям первой группы
2.3 Расчёт плиты по предельным состояниям второй группы
3.Проектирование неразрезного ригеля
4.Проектирование сборной железобетонной колонны и центрально нагруженного фундамента под колонну
4.1 Расчёт и проектирование колонны
4.2 Расчёт и проектирование фундамента
Заключение
Список использованных источников
Введение
При выполнении курсового проекта по дисциплине «Железобетонные конструкции» стоит задача освоить методики расчёта и проектирования таких конструкций как: монолитная и многопустотная плиты, сборная колонна и фундамент, основываясь не только на справочную литературу, но и на поддержку компьютерной программы Н.А. Бородачёва.
Курсовой проект состоит из 3 этапов таких как:
1.Требуется разработать проект железобетонных конструкций многоэтажного здания с жёсткой конструктивной схемой. Железобетонные перекрытия разрабатываются в двух вариантах: А - сборном, Б - монолитном;
2.Требуется выполнить расчёты: в варианте А - предварительно напряжённой плиты, многопролётного ригеля со стыком, колонны и фундамента; в варианте Б - монолитной плиты и второстепенной балки;
3.Выполнить рабочие чертежи проектируемых железобетонных конструкций и детали узлов сопряжения сборных элементов.
1.Проектирование монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами
1.1 Компоновка конструктивной схемы
Компоновка конструктивной схемы монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами принята с учётом требований.
Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия:
а)высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок:
h=(1/12…1/20)l = 1/15 · 5700 = 400мм;
b = (0.3…0.5)h = 0.5 · 400 = 200мм;
б)высота и ширина поперечного сечения главных балок:
h = (1/8…1/15)l = 1/12 · 7000 = 600мм; b = 250мм.
Толщину плиты примем 70мм.
Вычисляем расчётные пролёты и нагрузку на плиту. В коротком направлении определяем по формуле: l01 = l - b/2 - c + a/2 = 1400 - 200/2 - 250 + 120/2 = 910мм, l02 = l - b = 1400 - 200 = 1200мм, а в длинном направлении l0 = l - b = 5800 - 250 = 5450мм.
Рисунок 1.1 - Неразрезная монолитная плита
Поскольку отношение пролётов 5450/1200 = 4,54>2, то плита балочного типа.
Для расчёта плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу шириной 1м. Плита будет работать как неразрезная балка, опорами которой служат второстепенные балки и наружные кирпичные стены. При этом нагрузка на 1м плиты будет равна нагрузке на 1м2 перекрытия. Подсчёт нагрузок на плиту дан в табл.1.1.
Таблица 1.1 - Нагрузки на 1м2 плиты монолитного перекрытия
|
Вид нагрузки |
Нормативная нагрузка, кН/м2 |
Коэффициент надёжности по нагрузке |
Расчётная нагрузка, кН/м2 |
|
|
Постоянная (g): 1. собственный вес 2. массы пола |
0,07· 25 = 1,75 0,8 |
1,1 1,2 |
1,93 0,96 |
|
|
Итого: 2,55 2,89 |
||||
|
Временная (V): |
10 |
1,2 |
12 |
|
|
Полная нагрузка (q = g+V): |
12,55 |
- |
14,89 |
С учётом коэффициента надёжности по назначению здания расчётная нагрузка на 1м плиты q = (g+V)гn = 14,89·1 = 14,89кН/м.
Определим изгибающие моменты с учётом перераспределения усилий:
а)в средних пролётах и на средних опорах:
M = ql202/16 = 14,89·1,22/16 = 1,27кНм
б)в первом пролёте и на первой промежуточной опоре:
M = ql201/11 = 14,89·0,912/11 = 1,07кНм
Так как для плиты отношение h/l02 = 70/1200 = 0,05 >0,03, то в средних пролётах, окаймлённых по всему контуру балками, изгибающие моменты уменьшаем на 20%, т. е. они будут равны М1 = 0,8 · 1,27 = 1,01 кНм.
По приложению 1 или соответствующим таблицам [2,3] определим прочностные и деформативные характеристики бетона заданного класса с учётом влажности окружающей среды.
Бетон тяжёлый, твердение при тепловой обработке, класса В15, при влажности 70%: гb2 = 0,9; Rbt=0,75·0,9 = 0,675Мпа; Rb=8,5·0,9 = 7,65Мпа;
Еb = 23000Мпа.
Выполним подбор сечений продольной арматуры сеток.
В средних пролётах, окаймлённых по контуру балками, и на промежуточных опорах:
h0 = h - a = 70 - 12,5 = 57,5мм; бm = M/(Rbbh20) = 1,01·106/(7,65·1000·57,52) = 0,039; по приложению IV находим о = 0,04<оR = 0,654, з = 0,983, тогда RsAs = M/(зh0) = 1,01·106/(0,983·57,5) = 17924Н; по приложению III принимаем сетку С1 номер 31 марки.
В первом пролёте и на первой промежуточной опоре:
h0 = 70 - 16,5 = 53,5мм, бm = 1,07·106.(7,65·1000·53,52)=0,048, о = 0,048<оR, з = 0,975; RsAs = 1,07·106/(0,975·53,5) = 20513Н; дополнительная сетка должна иметь несущую способность продольной арматуры не менее 20513 - 17924 = 2589Н; принимаем сетку С2 номер 31 марки
1.2 Расчёт второстепенной балки
Вычисляем расчётный пролёт для крайнего пролёта балки, который равен расстоянию от оси опоры на стене до грани главной балки.
L01 = l - c/2 - b/2 = 5700 - 250/2 - 250/2 = 5450мм.
Рисунок 1.2 - К расчету второстепенной балки
Определимрасчётную нагрузку на 1м второстепенной балки, собираемую с грузовой полосы шириной, равной максимальному расстоянию между осями второстепенных балок (1,6м). Данные сведены в таблицу 1.2
Таблица 1.2 - Нагрузки на 1м второстепенной балки
|
Вид нагрузки |
Расчётная нагрузка, кН/м |
|
|
Постоянная (g): 1.собственный вес плиты и пола 2.от веса ребра балки |
2,89·1,4 = 4,046 0,2(0,4 - 0,07)25·1,1= 1,82 |
|
|
Итого: |
5,866 |
|
|
Временная (V): |
12·1,4 = 16,8 |
Итого с учётом коэффициента надёжности по назначению здания: q = (g+V)гn = (5,87+16,8)·1 = 21,54кН/м
Изгибающие моменты с учётом перераспределения усилий в статически неопределимой системе будут равны:
а)в первом пролёте: M = ql201/11 = 21,54·5,452/11 = 58,16 кНм;
б)на первой промежуточной опоре: M = ql201/14 = 21,54·5,452/14 = 45,69кНм.
Максимальная поперечная сила (на первой промежуточной опоре слева) равна Q = 0,6ql01 = 0,6·21,54·5,45 = 70,43кН
Согласно задания продольная рабочая арматура для второстепенной балки класса А-II (Rs=280мПа).
По формуле (3.19) [1] проверим правильность предварительного назначения высоты сечения второстепенной балки:
или h0 + a = 322 + 35 = 357мм< 400мм, то есть, увеличить высоту сечения плиты не требуется.
Выполним расчёты прочности сечений, нормальных к продольной оси балки, на действие изгибающих моментов.
Рисунок 1.3 а - расчетное сечение в пролете; б - расчетное сечение на опоре
Сечение в пролёте (рис. 1.3 а) М = 58,16кНм.
Определим расчётную ширину полки таврового сечения согласно п. 3.16 [2]: при hґf/h = 70/400 = 0,2>0,1 и 2·1/6·l01 +b = 2·1/6·5450+200 = 2016мм>1600мм (расстояние между осями второстепенных балок) принимаем bґf = 1600мм. Вычислим h0 = h - a = 400 - 30 = 370мм.
Так как Rbb'fh'f(h0 - 0,5h'f) = 7,65·1600·70(370- 0,5·70) = 361,6·106кНм >М = 58,16кНм, то граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b = b'f = 1600мм.
Вычислим бm = M/(Rbbh20) = 58,16·106/(7,65·1600·3702) = 0,03<бR = 0,44(по приложению IV). По бm = 0,03 находим з=0,845, тогда требуемая по расчёту площадь продольной рабочей арматуры будет равна
As = M/(зRsh0) = 58,16·106/(0,845·280·370) = 664мм2.
Принимаем по приложению II 2Ш20 А- II(As = 628мм2).
Сечение на опоре В, М = 45,69кНм. Вычислим h0 = h - a = 400 - 35 = 365мм; бm = M/(Rbbh20) = 45,69·106/(7,65·200·3652) = 0,224<бR = 0,44, то есть сжатая арматура не требуется.
По бm = 0,224 находим з=0,87, тогда
As = M/(зRsh0) = 45,69·106/(0,87·280·365) = 514мм2.
Принимаем по приложению II 5Ш12А- II(As = 565мм2).
Выполним расчёт прочности наиболее опасного сечения балки на действие поперечной силы у опоры В слева. По приложению II из условия сварки принимаем поперечные стержни диаметром 5мм класса Вр-I (Rsw=260Мпа, Еs=170000Мпа), число каркасов - два (Asw= 39,2м2).
Назначаем максимально допустимый шаг поперечных стержней s=150мм согласно требованиям п. 5.27 [2].
Поперечная сила на опоре Qmax=71кН, фактическая равномерно распределённая нагрузка q1 = 21,54кН/м.
Проверим прочность наклонной полосы на сжатие по условию (72) [2]. Определяем коэффициенты цw1 и цb1: мw=Asw/(bs) = 39,2/(200·150) = 0,0013; б = Es/Eb = 170000/23000 = 7,39; отсюда цw1 = 1+5б мw = 1+5·7,39·0,0013 = 1,05<1,3; цb1=1-вRb=1-0,01·7,65=0,923.
Тогда 0,3цw1цb1Rbbh0=0,3·1,05·0,923·7,65·200·370=164600Н = 164,6кН>Qmax= 78кН, то есть прочность наклонной полосы ребра обеспечена.
По условию (75) [2] проверим прочность наклонного сечения по поперечной силе. Определим величины Мbи qsw: цb2=2 (см.[2,с.39]); так как b'f - b=1400 - 200=1200мм>3h'f = 3·70=210мм, принимаем b'f - b=210мм, тогда цf = 0,75(b'f - b)h'f/(bh0) = 0,75·210·70/(200·370)=0,149<0,5;
Mb= цb2(1+ цf)Rbtbh02 = 2(1+0,149)0,675·200·3702 = 42,5·106Нмм = 42,5кНм; qsw=RswAsw/s = 260·39,2/150=67,9Н/мм(кН/м).
Определим значение Qb,min, принимая цb3=0,6(см.[2,с.39]):
Qb,min = цb3(1+ цf)Rbtbh0 = 0,6(1+0,149)·0,675·200·370 = 34435Н = 34,435кН.
Поскольку Qb,min/(2h0) = 34,435/2·0,37= 46,5кН<qsw = 67,9кН/м, следовательно, значениеMb не корректируем.
Согласно п. 3.32 [2] определена длина проекции опасного наклонного сечения С. Так как
,
значение С определено только по формуле:
.
Поскольку , принято .
Длина проекции наклонной трещины равна
.
Так как , принято , тогда
.
Затем проверено условие (75) [5]
,
то есть прочность наклонного сечения по перечной силе обеспечена.
Требования п. 3.32 [5] так же выполнены, поскольку
.
2.Проектирование балочных сборных перекрытий
2.1 Плита с круглыми пустотами
По результатам компоновки конструктивной схемы перекрытия принята номинальная ширина плиты 1600мм. Расчётный пролёт плиты при опирании на ригель поверху l0 = l - b/2
l0 = 5700 - 250/2 = 5575мм = 5,575м.
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 надёжностипо нагрузке |
Расчётная нагрузка,кН/м2 |
|
Постоянная (g):3. собственный вес4. массы пола |
0,092*25 = 2,30,8 |
1,11,2 |
2,530,96 |
|
|
Итого: 3,39 - 3,49 |
||||
Временная (V):в том числе:§ длительная§ кратковременная |
108,51,5 |
1,21,21,2 |
1210,21,8 |
|
|
Полная нагрузка (q = g+V): |
13,1 |
- |
15,49 |
|
В том числе постояннаяи длительная |
11,6 |
- |
Для расчётов по первой группе предельных состояний:
q = 15,49·1,4·1 = 21,686кН/м
Для расчётов по второй группе предельных состояний:
полная: qtot = 13,1·1,4·1 = 18,34кН/м
длительная: ql = 11,6·1,4·1 = 16,24кН/м
Расчётные усилия:
для расчётов по первой группе предельных состояний:
M = ql02/8 =(21,686·5,5752)/8 = 84,25кНмQ = ql0/2 =(21,686·5,575)/2 =60,44кН
для расчётов по второй группе предельных состояний:
Mtot = qtotl02/8 = (13,42·5,6752)/8 = 54,02кНм
Ml = qll02/8 =(11,02·5,6752)/8 = 44,36кНм
Назначаем геометрические размеры сечения плиты:
Согласно табл. 8[2], не требуется корректировать заданный класс бетона В30.
Нормативные и расчётные характеристики лёгкого бетона класса В30, марка по плотности D1800 на плотном заполнителе. Твердеющего в условиях тепловой обработкипри атмосферном давлении гb2 =0,9 (для влажности 65%):
Rbn = Rb,ser = 22Мпа Rbt = 1,2·0,9 = 1,08 Мпа
Rb = 15,3 Мпа Eb = 29000 Мпа
Rbtn = Rbt,ser = 1,8 Мпа
Нормативные и расчётные характеристики напрягаемой арматуры класса Ат-VI:
Rsn = Rs,ser = 980Мпа
Rs = 815Мпа
Es = 190000 Мпа
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры:
уsp= 600Мпа.
Проверяем условие (1) [2] р=0,05уsp = 0,05·413 = 20,65Мпа (для механического способа натяжения арматуры).
Так как уsp+р=413+20,65=433,65Мпа<Rs,ser=590Мпа и
уsp-р=413-20,65=392,35Мпа>0,3·590=177Мпа;Rs,ser=0,3·980=294Мпа, следовательно условие выполняется.
Предварительное напряжение при благоприятном влиянии с учётом точности натяжения арматуры будет равно:
уsp(1 - Дгsp) =600(1 - 0,11) = 534Мпа,
где Дгsp=0,11 согласно п.1.27 [2].
2.2 Расчёт плиты по предельным состояниям первой группы
Выполняем расчёт прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси, М=84,25кНм. Сечение таврового профиля (см. рис.2.2) с полкой в сжатой зоне.
Согласно п.3.16[2] при hґf/h = 25/220 = 0,11>0,1 расчётная ширина полки bґf = 1360мм. Вычислим h0 = h - a = 220 - 30 = 190мм.
Проверяем условие (44) [4]: Rbb'fh'f(h0 - 0,5h'f) = 15,3·1360·25(190 - 0,5·25) = 92,33·106кНм >М = 84,25кНм, то граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b = b'f = 1360мм согласно п.3.11 [4].
Определим значение бm = M/(Rbbh20) = 84,25·106/(15,3·1360·1902) = 0,112. Пользуясь приложением IV, находим з=0,12 и о=0,94.
Вычислим относительную граничную высоту сжатой зоны оR по формулам п.3.12.[2]. Находим характеристику сжатой зоны бетона щ = б-0,008·Rb = 0,72, где б=0,8.
Тогда
(2.1)
где
уSR=Rs+400-уsp =510+400-0,7·372=650Мпа; уsс,u=500Мпа;Находим коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести:
гs6= з= 1,1.
Вычисляем требуемую площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры Asр = M/(зRsh0 гs6) = 84,25·106/(1,1·815·0,94·190) = 725 мм2.
Принимаем 4Ш16Aт - VI (Asр = 804мм2).
Поперечная сила на опоре Qmax=51,82кН, фактическая равномерно-распределенная нагрузка q1 =q=18,59кН/м.
Поскольку п.5.26(2) допускает не устанавливать поперечную арматуру в многопустотных плитах, выполним 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 2,5Rbbh0 = 2,5·1,08·155·190 = 79500Н >Qmax=44,6кН, то условие выполняется.
Проверим условие (93) (4), принимая упрощенное значение Qb1 = Qb,min и c = 2,5h0 = 2,5·0,19 = 0,475. Находим усилие обжатия от растянутой продольной арматуры P=0,7•уSP•АSР
P=0,7·600·804=337680Н; вычисляем
цn = 0,1P/(Rbtbh0) = 0,1·337680·103/(1,08·155 ·190) = 1,061<0,5; принимаем цn = 0,5 и цb3 = 0,6.
ТогдаQb,min= цb3(1+ цn) Rbtbh0 = 0,6·(1+0,5)1,08·155·190 = 28,6кН; поскольку Qb1 = Qb,min=28,6кН
Q = Qmax - q1c =51,82 - 18,59·0,475 = 43<Qb1 =129,03кН
Следовательно, по расчету поперечная арматура не требуется.
2.3 Расчёт плиты по предельным состояниям второй группы
Согласно табл. 2 [2] плита с круглыми пустотами, эксплуатируемая в закрытом помещении и армированная напрягаемой арматурой класса А-VI диаметром 1мм, должна удовлетворять 3-й категории требований по трещиностойкости, т.е. допускается непродолжительное раскрытие трещин шириной acrc1 = 0,3мм и продолжительное - acrc2 = 0,2мм. Прогиб плиты от действия постоянных и длительных нагрузок не должен превышать предельного значения fu = 2,92см, вычисленного по требованиям табл. 19 [8].
Определяем первые потери предварительного напряжения арматуры табл.5.[2]:
потери от релаксации напряжений в арматуре
Потери у2, у3, у4 и у5 отсутствуют.
Таким образом, усилие обжатия с учётом потерь по поз. 1-5 табл.5.[2] равно Р1=(уsp-у1-у2- у3)Asp = (600-18)•804 =467,928 кН, а его эксцентриситет относительно центра тяжести приведенного сечения равен
еор= у0 - а = 112-30=73мм.
Определим потери от быстронатекающей ползучести бетона согласно поз. 6 табл.5.[2]. Для этого вычислим напряжение в бетоне уbp в середине пролёта от действия силы Р1 и изгибающего момента Мw от массы плиты. Нагрузка от массы плиты равна qw=2,3.1,4=3,22кН/м, тогда
.
Напряжение уbp на уровне напрягаемой арматуры (то есть при у =
еор=73мм) будет равно:
Напряжения у'bp на уровне крайнего сжатого волокна при эксплуатации равны:
(2.5)
Назначаем передаточную прочность бетона Rbp = 20Мпа (), удовлетворяющую требованиям п. 2.6.[2].
Потери от быстронатекающей ползучести бетона равны:
на уровне растянутой арматуры б = 0,25+0,025Rbp = 0,25+0,025?20 = 0,75<0,8; железобетонный перекрытие многоэтажный здание
так как уbp/Rbp=3,28/20= 0,164<б = 0,75, то
на уровне крайнего сжатого волокна у'6 =4,828 МПа.
Первые потери уlos1=у1 +у2 + у3+у6=18+4,85=22,85 Мпа
Тогда усилие обжатия с учётом первых потерь будет равно
Р1=(уsp-уlos1)Asp=(600-22,85)?804=464,028 кН.
Вычислим максимальное сжимающее напряжение в бетоне от действия силы Р1 без учёта собственной массы, принимая у = у0 = 108мм:
(2.6)
.
Так как уbp/Rbp=0,364<0,95, требования п. 1.29.[2] удовлетворяются.
Определим вторые потери предварительного напряжения по позициям 8 и 9 табл.5.[2]:
потери от усадки тяжелого бетона: у8 = у'8 = 35Мпа
потери от ползучести бетона:
Вторые потери уlos2=у8+у9 =35+18,56=53,56Мпа.
Суммарные потери уlos= уlos1+ уlos2
уlos= уlos1 + уlos2 = 22,85+ 53,56 = 76,41 МПа > 100МПа.
поэтому согласно п.1.25.[2] потери увеличиваем.
Усилие обжатия с учётом суммарных потерь будет равно
Р2=(уsp-уlos)Asp=(600-100)·804=402·103Н.
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.
Определим ядровые расстояния
При действии внешней нагрузки в стадии эксплуатации максимальное напряжение в сжатом бетоне будет равно:
(2.7)
тогда >1; принимаем ц=1; соответственно
(2.8)
Так как при действии усилия обжатия Р1 в стадии изготовления минимальное напряжение в бетоне (в верхней зоне), равное:
(2.9)
т.е. будет сжимающим, следовательно верхние начальные трещины не образуются.
Согласно п.4.5 [2] принимаем: Mr= Mtot = 71,25кНм,
Mrp= P2(eop+rsup) = 402·103·(73+54) = 51,054 Нмм;
Mcrc= Rbt,serWinfpl + Mrp= 1,8•12131·103 + 51,054·106= 72,89кНм.
Так как Mcrc=72,89кНм>Mr=71,25 кНм, то трещины в растянутой зоне не образуются.
Вычисляем кривизну от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузок:
Вычисляем прогиб по формуле (269):
3.Проектирование неразрезного ригеля
Назначаем предварительные размеры поперечного сечения ригеля. Высота сечения h=(1/10…1/12)l = 500мм. Ширина сечения ригеля b=(0.3…0.4)h= =200мм.
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 5,8м.
Постоянная нагрузка на ригель будет равна:
1. от перекрытия ;
2. от веса ригеля (сечение 0,6x0,2м);
ИТОГО: g=22,21+2,75=24,0,15кН/м
Временная нагрузка х=72кН/м
Полная нагрузка q=96,015кН/м.
В результате диалога с ЭВМ получила уточнённые размеры ригеля и ординаты огибающих эпюр в талончике: h=700мм, b=200мм.
Характеристики бетона и арматуры для ригеля:
Бетон тяжёлый, класса В35, гb2 = 0,9 (для влажности 70%), Rb = 17,55 МПа, Rbt = 1,17 МПа. Продольная рабочая арматура класса А-II, Rs=365 МПа. По приложению IV для элемента из бетона класса В30 с арматурой класса А-II при гb2 = 0,9 находим бR = 0,405 и оR=0,564.
Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси
Рисунок 3.1- сечение в пролёте
Сечение в пролёте, М=432,1кНм, h0=700-60=640мм.
Подбор продольной арматуры производим согласно п.3.18[3].
Вычисляем бm = M/(Rbbh20) = 432,1·106/(17,55·250·6402) = 0,240<бR = 0,405, следовательно, сжатая арматура не требуется. По приложению IV при бm =0,226 находим з=0,86, тогда требуемую площадь растянутой арматуры определим по формуле As=M/(Rsзh0)= 432,1·106/(365·0,86·640) = 2150мм2. Принимаем 4Ш28 А-II (As=2463мм2).
Рисунок 3.2 - сечение на опоре
Сечение на опоре, М=310,1кНм, h0=700-45=655мм.
Вычисляем бm = M/(Rbbh20) = 310,1·106/(17,55·250·6552) = 0,164<бR = 0,405, з=0,91, тогда требуемую площадь растянутой арматуры определим по формуле As=M/(Rsзh0)= 310,1·106/(365·0,91·655) = 1425мм2. Принимаем 2Ш32А-III (As=1609мм2).
Монтажную арматуру принимаем 2Ш12 А-III (As=226мм2).
Расчёт прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси, Qmax=364,9кН q1=q=96,015кН/м.
Определим требуемую интенсивность поперечных стержней из арматуры класса А-I (Rsw=175МПа, Es=210000МПа) согласно п.3.33,б [3], принимая в опорном сечении h0=658мм.
По формуле (52) [3] при цf=0 и цb2=2 получим
Mb=цb2Rbtbh02=2·1,17·250·6582=253,283·106Нмм.
Находим Qb1= Так как Qb1/0,6 = 311,88/0,6 =519,8кН >Qmax=364,9 кН, то требуемую интенсивность поперечных стержней определим по формуле:
(3.1)
Так как
(Qmax-Qb1)/(2h0) = (364,9-311,88)/(2·0,658)=40,28кН/м>qsw=35кН/м,
то принимаем qsw=40,28кН/м.
Проверяем условие (57) [3]: Qb,min=цb3Rbtbh0=0,6·1,17·250·658 = 115,4·103кН; так как qsw=40,28 кН/м<Qb,min/(2h0) = 115,4/(2·0,658) =87,68кН/м, то корректируем значение qsw по формуле:
(3.2)
Согласно п.5.27[2], шаг s1 у опоры должен быть не более h/3=600/3=200мм и 500мм, а в пролёте - 3/4h = 450мм и 500мм. Максимально допустимый шаг у опоры по п.3.32[2] будет равен
smax= цb4Rbtbh02/Qmax=1,5·1,17·250·6582/364,9·103=520,58мм.
Принимаем шаг поперечных стержней у опоры s1=250мм, а в пролёте - s2=500мм, отсюда Asw=qsws1/Rsw=(68,26·200)/175=78,01мм2; принимаем в поперечном сечении два поперечных стержня диаметром 8мм с учётом диаметра продольной арматуры (Asw=101мм2).
Таким образом, принятая интенсивность поперечных стерней у опоры и в пролёте будет соответственно равна:
- qsw1= RswAsw/s1=175·101/200=88,38Н/мм;
- qsw2= RswAsw/s2=175·101/500=35,55Н/мм.
Проверим условие (57) [3]. Так как qsw1=88,38Н/мм >Qb,min/(2h0)= 87,68Н/мм, а qsw2=35,55Н/мм<Qb,min/(2h0) =87,68Н/мм, то, согласна п.3.34[3], для вычисления l1(длины участка ригеля с интенсивностью поперечных стержней qsw1) корректируем значения Mb и Qb,min по формулам:
(3.3)
(3.4)
Вычисляем с01=
Так как q1<qsw1- qsw2 , 96,015<=104,3
тогда l1 будет равно:
(3.6)
Тогда L1=l1+0,2м=2,43+0,2=2,63м>1/4l=(1/4)6,4=1,6м.
Принимаем L1=1,6м.
Проверяем прочность по наклонной полосе ригеля между наклонными трещинами:
мw= Asw/(bs) = 101/(250·200) = 0,002; б = Es/Eb=210000/34500 =6,09;
цw1 =1+5бмw=1+5·6,09·0,002 = 106; цb1 = 1-вRb= 1-0,01·17,55 = 0,824 тогда 0,3цw1цb1bh0 =0,3·1,06·0,824·17,55·250·658 = 756,479·103Н >Qmax=206,6кН, следовательно, прочность наклонной полосы обеспечена.
Построение эпюры материалов выполняем с целью рационального конструирования продольной арматуры ригеля в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов.
Определяем изгибающие моменты, воспринимаемые в расчётных сечениях, по фактически принятой арматуре:
Сечение в пролёте с продольной арматурой 2Ш28А-II, Аs=1232мм2;
Рисунок 3.3
х=RsAs/(Rbb) =365·1232/(17,55·250) = 102,49мм, о = х/h0 =102,49/658 = 0,155< оR=0,564; тогда M=RsAs(h0-0,5x)=365·1232·(658-0,5·102,49)=272кНм;
Рисунок 3.4
Сечение в пролёте с продольной арматурой 4Ш25А-II, Аs=1963мм2; х=RsAs/(Rbb) = 280·1963/(17·200) =161,7мм, о = х/h0 = 161,7/532 =0,304<оR=0,573; тогда M=RsAs(h0-0,5x)=280·1963·(532-0,5·161,7)=247,9кН/м;
Сечение в пролёте с арматурой в верхней зоне 2Ш12А-II, Аs=226мм2; х=RsAs/(Rbb) =280·226/(17·200) = 18,6мм, M=RsAs(h0-0,5x)= 280·226·(558-0,5·18,6)=34,7кНм;
Рисунок 3.5
Сечение у опоры с арматурой в верхней зоне 2Ш28 А-II, Аs=1232мм2; х=RsAs/(Rbb) = 280·1232/(17·200) =101,4мм, о = х/h0 = 101,4/558 = 0,18< оR=0,573; тогда M=RsAs(h0-0,5x)=280·1232·(558-0,5·101,4)=174,99кНм
Рисунок 3.6
Вычисляем необходимую длину анкеровки обрываемых стержней для обеспечения прочности наклонных сечений на действие изгибающих моментов в соответствии с п. 3.46[3].
Для нижней арматуры по эпюре Q графическим способом находим поперечную силу в точке теоретического обрыва стержней диаметром 25мм Q=100кН, тогда требуемая длина анкеровки будет равна W1=Q/(2qsw)+5d=100·103/(2·88,38)+5·25=690мм=69см.
Для верхней арматуры у опоры диаметром 25мм при Q=81,3кН соответственно получим Wb=81,3·103/(2·88,38)+2·28=516мм=51,6см.
4.Проектирование сборной железобетонной колонны и центрально нагруженного фундамента под колонну
Определим нагрузку на колонну с грузовой площади, соответствующей заданной сетке колонн 6,4х5,8=37,12м2 и коэффициентом надёжности по назначению здания равным 1:
Постоянная нагрузка от конструкций одного этажа:
1 от перекрытия 3,83·37,2·1=142,2кН;
2 от собственного веса ригеля сечением 0,2х0,6 длиной 6,4м 0,2·0,6·6,4·25·1,1·1= 26,4кН;
3 от собственного веса колонн сечением 0,3х0,3м и при высоте этажа 3,0м
0,3·0,3·3,0·25·1,1·1=7,43кН.
ИТОГ: 142,2+26,4+7,43=176,03кН.
Временная нагрузка от перекрытия одного этажа 9·37,12·1=222,7кН, в том числе длительная - 4,2·37,12·1=155,9кН.
Постоянная нагрузка от покрытия при нагрузке от кровли и плит 5кН/м2 составит 5·37,12·1=185,6кН, то же с учётом нагрузки от ригеля и колонны верхнего этажа 185,6+26,4+7,43=219,43кН.
Временная нагрузка от снега для города Москва (III снеговой район) s=1,0кН/м2 при коэффициенте надёжности по нагрузке 1,4 будет равна 1,0·1,4·37,12·1=51,97кН, в том числе длительная составляющая - 0,3·51,97=15,6кН.
Таким образом, суммарная (максимальная) величина продольной силы в колоне первого этажа (при заданном количестве этажей - 5) будет составлять N=(176,03+222,7)•(5-1)+219,43+51,97=1866,32кН; в том числе длительно действующая Nl=(176,03+155,9)•(5-1)+219,43 +15,6=1563кН.
4.1 Расчёт и проектирование колонны
Бетон класса В30, Rb=17,0МПа. Продольная рабочая арматура класса А-II, Rsс=280МПа.
Расчёт прочности сечения колонны выполняем по формулам п.3.64[3] на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом, поскольку класс бетона ниже В40, а l0=3000мм<20h=20·300=6000мм.
Принимая предварительно коэффициент ц=0,8 вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры по формуле (119) [3]:
(4.1)
Принимаем 4Ш28 А-II (As,tot=2463мм2).
Выполним проверку прочности сечения колонны с учётом площади сечения фактически принятой арматуры.
При Nl/N=1563/1866=0,84;
l0/h=3000/300=10 и а'=40мм<0,15h=45мм по приложению IV находим цb= 0,8968, цsb=0,9168.
Так как бs= RscAs,tot/(RbA) = 280·1963/(17,0·300·300) = 0,359 тоц = цb+2·(цsb-цb)·бs
0,8968+2·(0,9168-0,8968)·0,359=0,911>цsb=0,892.
Тогда фактическая несущая способность расчётного сечения колонны будет равна Nu= ц·(RbA-RscAs,tot) = 0,911·(17,0·300·300+280·2463) = 2022кН>N=1866кН, следовательно, прочность колонны обеспечена. Так же удовлетворяются требования п. 5.16[2] по минимальному армированию, так как
Поперечную арматуру в колонне конструируем в соответствии с требованиями п. 5.22[2] из арматуры класса Bp-I диаметром 5мм, устанавливаемую с шагом s. Принимаем шаг 400мм.
4.2 Расчёт и проектирование фундамента
Фундамент проектируем под рассчитанную выше колонну сечением 350х350мм с расчётным усилием в заделке N=1866кН.
Для определения размеров подошвы фундамента вычислим нормативное усилие от колонны, принимая среднее значение коэффициента надёжности по нагрузке 1,15: Nn=N/гfm=1866/1,15=1623кН.
По заданию грунт основания имеет условное расчётное сопротивление R0=0,2МПа, а глубина заложения фундамента Нf=1,2м.
Фундамент должен проектироваться из тяжелого бетона класса В15 (Rbt=0,675МПа) и рабочей арматурой класса А-II, Rs=280МПа.
Принимая средний вес единицы объёма бетона фундамента на обрезах гft=20кН/м3=20·10-6мм3, вычислим требуемую площадь подошвы фундамента по формуле (XII.I) [1]:
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее а=
Назначаем размер а=3,1м, при этом давление под подошвой фундамента от расчётной нагрузки будет равно P's=N/Af,tot=1866·103/31002=0,194МПа.
Рабочую высоту фундамента определяем по условию прочности на продавливание по формуле (XII.4) [1]:
, то есть Н=h0+а=583+50=633мм.
По условию заделки колонны в фундаменте полная высота фундамента должна быть не менее Н=1,5hс+250=700мм.
По требованию анкеровки сжатой арматуры колонны Ш25А-II в бетоне класса В30 Н=лапd+250=16·25+250=650мм. Принимаем Н=700мм.
С учётом удовлетворения всех условий принимаем окончательно
фундамент высотой Н=700мм, двухступенчатый, с высотой нижней ступени h1=400мм. С учётом бетонной подготовки под подошвой фундамента будем иметь рабочую высоту h0= Н-а=700-50=650мм и для первой ступени h01=400-50=350мм.
Выполним проверку условия прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого сечения (b=1мм)
Q=0,5(a-hc-2h0)bP's=0,5(3100-300-2·650) ·1·0,194=145,5Н.
Так как Qb,min= 0,6Rbtbh01 =0,6·0,675·1·350=141,7Н>Q=145,5Н, то прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.
Площадь сечения арматуры подошвы квадратного фундамента определим из условия расчёта фундамента на изгиб в сечениях I-I и II-II.
Изгибающие моменты определим по формуле (XII.7) [1]:
МI=0,125P's(а- hc)2b=0,125·0,194·(3100-300)2·3100=589,4·106Нмм;
МII=0,125P's(а- а1)2b=0,125·0,194·(3100-1000)2·3100=331,5·106Нмм.
Сечение арматуры одного и другого направления на всю ширину фундамента определим из условий:
As1=M1/(0,9h0Rs)=378,378·106/(0,9·650·280)=17,7см2;
As11=M1/(0,9h01Rs)=193,050·106/(0,9·350•280)=16,79см2.
Нестандартную сварную сетку конструируем с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 20Ш16А-II (As =201,1мм2), с шагом стержней 100мм. Фактическое армирование расчётных сечений будет равно:
Заключение
При выполнении курсового проекта по дисциплине «Железобетонные конструкции» я освоила методики расчёта и проектирование конструкций, получила представление о том, что просто так ничего не построишь. Ведь оттого, что ты сделаешь, будет зависеть не только твоя жизнь, но и других людей. Поэтому любой расчёт и проектирование конструкций должно основываться на справочную литературу: СниПы и ГОСТы.
Список использованных источников
1. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс.-М.: Стройиздат, 1985.
2. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции.
3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов ( к СНиП 2.03.01-84). ЧастьII.-М.: ЦИТП, 1986.
4. Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). ЧастьI.-М.: ЦИТП, 1986.
5. Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). ЧастьII.-М.: ЦИТП, 1986.
6. СНиП II-27-81. Каменные и армокаменные конструкции.
7. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия.
8. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. Дополнение. Раздел 10. Прогибы и перемещения Госстрой СССР.-М.: ЦИТП, 1989.
9. СНиП 2.02.01-83. Основания зданий и сооружений.
10. Бородачёв Н.А. Программная система для автоматизированного обучения по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции» АОС-ЖБК. В 4-х томах/СамАСИ, 1990.
11. Проектирование железобетонных конструкций: Справ. пос./А.Б. Голышев, Б.Я. Бачинский и др.; Под ред. А.Б. Голышева.-К.: Будивельник,1990.
Размещено на Allbest.ru
...Подобные документы
Проектирование и расчёт монолитной плиты перекрытия балочного типа и второстепенной балки, предварительно напряженной плиты, неразрезного ригеля. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия. Расчёт и конструирование колоны первого этажа.
курсовая работа [1,5 M], добавлен 03.04.2014Расчёт монолитной плиты перекрытия, многопролётной второстепенной балки, прочности кирпичного простенка, ребристой плиты сборного перекрытия по первой группе предельных состояний, рамы, ригеля, колонны, фундамента отдельного монолитного столбчатого.
курсовая работа [673,6 K], добавлен 10.04.2017Компоновка конструктивной схемы сборного балочного перекрытия. Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной плиты перекрытия. Определение параметров однопролетного ригеля. Этапы конструирования колонны. Высота подошвы фундамента.
курсовая работа [1,6 M], добавлен 11.10.2022Компоновка монолитного перекрытия промышленного здания. Расчет монолитной плиты перекрытия, второстепенной балки, кирпичного простенка и фундамента. Компоновка сборного здания. Нагрузка на стену и простенок первого этажа от междуэтажных перекрытий.
курсовая работа [774,0 K], добавлен 14.09.2015Элементы железобетонных конструкций многоэтажного здания. Расчет ребристой предварительно напряжённой плиты перекрытия; трехпролетного неразрезного ригеля; центрально нагруженной колонны; образования трещин. Характеристики прочности бетона и арматуры.
курсовая работа [1,0 M], добавлен 21.06.2009Проект сборного железобетонного перекрытия многоэтажного здания с жёсткой конструктивной схемой и сопряженных с ним элементов: колонны, фундамента. Расчет на прочность ребристой панели из преднапряженного железобетона, ригеля прямоугольного сечения.
дипломная работа [116,3 K], добавлен 28.12.2011Проектирование основных несущих конструкций сборного железобетонного каркаса многоэтажного производственного здания. Проектирование железобетонных конструкций, на примере проекта железобетонной плиты перекрытия, неразрезного ригеля, колонны и фундамента.
курсовая работа [2,4 M], добавлен 12.05.2019Проектирование, компоновка и конструирование балочной монолитной плиты железобетонного междуэтажного ребристого перекрытия многоэтажного промышленного здания с использованием проектно-вычислительного комплекса Structure CAD. Выбор бетона и арматуры.
методичка [3,8 M], добавлен 14.09.2011Расчет и конструирование монолитного ребристого перекрытия. Определение расчетных размеров монолитной железобетонной плиты перекрытия и второстепенной балки. Выбор площади сечения арматуры в плите. Геометрические размеры и опоры второстепенной балки.
курсовая работа [352,1 K], добавлен 18.12.2010Компоновка перекрытия, определение размеров и расчетных пролетов, их элементы. Расчет и конструирование плиты перекрытия, колонны, главной и второстепенной балки. Определение прочности нормальных и наклонных сечений. Построение эпюры материалов.
курсовая работа [782,8 K], добавлен 30.01.2012Компоновка конструктивной схемы каркаса здания. Нагрузки и статический расчёт элементов каркаса. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия, ригеля перекрытия, колонны. Основные размеры фундамента, подбор арматуры подошвы.
курсовая работа [2,0 M], добавлен 11.12.2010Конструктивная схема здания, сборного перекрытия. Расчёт многопустотной плиты по предельным состояниям первой группы. Усилия в сечениях ригеля. Построение эпюры материалов. Размеры формы колонны. Проектирование монолитного перекрытия. Армирование кладки.
курсовая работа [1,9 M], добавлен 23.04.2015Определение арматуры монолитной балочной плиты для перекрытия площади. Расчет и конструирование второстепенной балки, ребристой плиты перекрытия, сборной железобетонной колонны производственного здания и центрально нагруженного фундамента под нее.
дипломная работа [798,0 K], добавлен 17.02.2013Проектирование монолитного ребристого перекрытия, предварительно напряженных плит, сборной железобетонной колонны и центрально нагруженного фундамента под колонну. Расчет ребристой и многопустотной плиты перекрытия, кирпичного простенка первого этажа.
методичка [6,3 M], добавлен 17.02.2022Рассмотрение особенностей разработки конструкции многоэтажного здания с неполным каркасом с несущими наружными стенами и внутренним железобетонным каркасом. Этапы расчета и конструирования второстепенной балки. Способы построения огибающей эпюры моментов.
курсовая работа [2,4 M], добавлен 13.05.2015Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия. Расчет и конструирование предварительно-напряженной ребристой панели перекрытия. Вычисление параметров сборного неразрезного ригеля, сборной железобетонной колонны, фундамента, простенка наружной стены.
курсовая работа [4,3 M], добавлен 14.10.2012Расчет и конструирование балочной плиты, второстепенной балки и рабочей арматуры продольных ребер. Проверка прочности плиты по сечениям, в стадии изготовления, транспортирования и монтажа. Расчет центрального нагруженного фундамента и наружной стены.
курсовая работа [1,2 M], добавлен 18.06.2011Проектирование основных железобетонных конструкций и стены подвала многоэтажного здания: расчет прочности ребристой плиты, построение эпюры продольного армирования, определение изгибающих моментов в колонны, проверка несущей способности объекта.
дипломная работа [565,7 K], добавлен 17.09.2011Проектирование плиты перекрытия и сборной колонны здания. Расчётный пролёт и нагрузки. Компоновка поперечного сечения плиты. Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальных к продольной и наклонной осям. Конструирование арматуры ригеля и фундамента.
курсовая работа [465,1 K], добавлен 02.06.2013Расчет плиты монолитного ребристого перекрытия. Расчет рабочей арматуры продольных ребер. Проверка прочности плиты по сечениям, наклонным к ее продольной оси. Конструирование сборной железобетонной колонны. Расчет центрально нагруженного фундамента.
курсовая работа [94,8 K], добавлен 21.03.2016
