Проектирование сборного железобетонного многоэтажного здания

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ  И НАУКИ РФ

ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ  БЮДЖЕТНОЕОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ

ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО  ОБРАЗОВАНИЯ

«БРАТСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ  УНИВЕРСИТЕТ»

 

 

Курсовой  проект

«Строительные конструкции»

 

Проектирование  сборного железобетонного многоэтажного  здания

 

Пояснительная записка

            КП-20698929-СТ-08-221

 

 

Выполнил:

студент гр. СТ-08                                                                         Харасов Д.Р.

Проверил:

к. т. н., профессор        Сорока М.Д.

 

 

 

 

Братск 2012г

1. Содержание

Содержание 2

Введение 3

1.Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия 4

2.Расчет сборной ребристой железобетонной панели перекрытия. 5

2.1.Конструкция панели. 5

2.2.Сбор нагрузок на перекрытие. 7

2.3.Материалы для панели перекрытия 7

2.4. Расчет полки панели на местный изгиб 8

2.5. Расчет продольных ребер панели 12

2.6 Расчет прочности нормальных сечений 14

2.7 Расчет  прочности наклонных сечений 17

2.8 Геометрические характеристики приведенного сечения 20

2.9 Определяем потери предварительного напряжения 22

2.10 Расчет по образованию трещин 24

2.11 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси 25

2.12 Расчет прогиба плиты 26

3 Расчет сборного однопролетного ригеля перекрытия 28

3.1 Расчетный пролет, расчетная схема 28

3.2 Назначение размеров ригеля 29

3.3 Сбор нагрузок 29

3.4 Определение расчетных усилий 30

3.5 Характеристики материалов 30

3.6 Проверка достаточности размеров ригеля 30

3.7 Расчет прочности нормальных сечений 31

3.8 Расчет прочности наклонных сечений 32

3.9 Конструирование арматуры ригеля 34

4 Расчет сборной железобетонной колонны 38

4.1 Данные для проектирования 39

4.2 Нагрузки на колонну среднего ряда первого этажа 39

4.3 Определение усилий в колонне 40

4.4 Расчетная длина колонны 41

4.5 Гибкость колонны 41

4.6 Подбор продольной арматуры 41

4.7 Расчет консоли колонны 43

5 Расчет фундамента под среднюю колонну 46

5.1 Данные для проектирования 46

5.2 Определение размеров подошвы 47

5.3 Определение высоты фундамента 48

5.4 Прочность фундамента на продавливание 49

5.5 Расчет арматуры фундамента 50

Заключение 52

Список использованных источников 53

 

ВВЕДЕНИЕ

Целью выполнения данного  курсового проекта является приобретение навыков практического использования  теоретического материала, ознакомление с действующими нормами и специальной  литературой.

Предполагается запроектировать  железобетонные конструкции многоэтажного  здания с неполным каркасом – внутренними  железобетонными колоннами и  наружными несущими стенами из кирпича.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

1.Компоновка  конструктивной схемы сборного  перекрытия

В состав балочного перекрытия входят панели и поддерживающие их ригели. Ригели опираются на внутренние колонны и наружные несущие стены. Компоновка состоит из выбора сетки  колонн, направления ригелей (продольного  или поперечного), типа и ширины панелей.     Здание с неполным железобетонным каркасом, размеры здания в плане 19,2 м × 22,8 м. Принимаем поперечное расположение ригелей. Принимаем ширину рядовой панели 1,4 м. Раскладка панелей начинается со среднего пролета. В среднем пролете принимаем четыре рядовых панелей и две панели распорки шириной 0,8 м: 6,4 - 4·1,4 = 0,8 м. В крайнем пролете четыре рядовых панелей и доборный элемент шириной 0,2 м: 6,4 - 4·1,4-0,4-0,2=0,2м, где 0,2 м – привязка несущей стены. Для расчета принимаем рядовую панель номинальной шириной 1,4 м. Тип панели – ребристая.

Рис. 1. 1

2.Расчет сборной ребристой железобетонной  панели перекрытия

2.1.Конструкция  панели

Назначаем высоту панели h=(1/15….1/18)L_о=(1/15…1/18)×5700=372…310мм, где L_о=0,98×5700=5586 мм – расчетный пролет панели при опирании на ригель сверху.

Принимаем h = 350 мм. Панель проектируется без промежуточных поперечных ребер.

Номинальные размеры панели

В=1400мм      L=5700мм

Конструктивные размеры  панели

В=1400-10=1390 мм      L=5700-20=5680мм

Назначаем толщину полки 60 мм. Ширину продольных ребер 70 мм.

Конструкция и размеры  панели приведены на рис. 2.1

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

  Конструкция  и размеры панели

 

 

 

 

 

Рис. 2. 1

 

2.2.Сбор нагрузок  на перекрытие

Таблица 2.1- Нагрузки на 1 м² плана здания

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м2
1.Постоянная: вес плиты вес пола	2,5 1,5	1,1 1,2	2,75 1,8
Итого	gn = 4,0		g = 4,55
2.Временная: кратковременная длительная	2,0 2,5	1,2 1,2	2,4 3
Итого	р = 4,5		р =5,4
3.Полная	qn = 8,5		q = 9,95

2.3.Материалы  для панели перекрытия

     Бетон тяжелый класса В 45 с объемным весом 25000 Н/м³. Расчетное сопротивление бетона сжатию R_в= 25,0 МПа. Расчетное сопротивление бетона растяжению R_вt = 1,45 МПа. Нормативные сопротивления бетона сжатию и растяжению R_вn = 32 МПа; R_вtn = 2,2 МПа. Коэффициент условий работы бетона

    Бетон подвергается  тепловой обработке при атмосферном  давлении. Начальный модуль упругости  бетона Е_в = 37500 МПа.

Напрягаемая арматура класса   В_р -II  натягивается механическим способом на упоры. Технология изготовления панели перекрытия – агрегатно-поточная.

 Расчетное сопротивление арматуры растяжению R_s = 850 МПа. Нормативное сопротивление арматуры растяжению R_sn = 1020 МПа. Модуль упругости арматуры Е_s = 200000 МПа. Ненапрягаемая арматура в полке панели В_р- I , в ребрах – В_р- I. Е_s = 170000 МПа. R_s = 370 МПа.

   Расчетное сопротивление  на действие поперечной силы  R_sw = 265 МПа. Панель будет эксплуатироваться в закрытом помещении при влажности воздуха выше 40 %.

 

2.4. Расчет полки  панели на местный изгиб

    Полка рассчитывается как балочная плита на изгиб в коротком направлении, так как соотношение длиной и короткой стороны больше двух. Полка рассматривается как частично защемленная в продольных ребрах.

Расчетный пролет полки –  расстояние в свету между продольными  ребрами.

                               L₀₁ = 1350 - 2·80 =1190 мм = 1,19 м

 

                                                Расчетная схема полки

 

 

 

 

Рис.2.2 

 

 

    Для расчета выделяем полосу 1 м. погонная нагрузка на балку собирается с грузовой площади шириной 1 м:

q₁ = (1800+1650+5400)·1·1 = 8850 Н/м,

где  – коэффициент надежности по назначению здания;

g₁ = 1650 Н/м² – собственный вес полки;

  Момент в середине пролета с учетом возможного образования пластического шарнира;

    Расчет прочности нормальных сечений. Ширина расчетного сечения  в₁ = 100 см, высота h^/_f = 6 см, полезная высота сечения h₀₁ = h^/_f –а = 6 - 1,5 =4,5 см. находим коэффициент

 

    По таблице 4.5 [1.стр. 54 ] находим ξ = 0,02 и η =0,990. Определяем граничное значение относительной величины сжатой зоны бетона:

Характеристика сжатой зоны бетона:

   

Напряжение в арматуре:

Для арматуры В_р – I d=4 мм    R_S =370 МПа

    Поскольку ξ = 0,02< ξ _R =0,4 , площадь арматуры на пог.м. ширины полки находим по формуле:

     По таблице 6.22 [2.стр.307] принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой диаметром 3 мм, шагом 200 мм. Площадью на 1 пог. м. А_S = 0,35 см². Распределительная арматура (продольная) принимается по таблице 6.24 [2.стр. 308 ] диаметром  3 мм, шагом    400  мм.

Количество стержней на 1 м длины (выделенной полосы):

        стержней на 1 м

 

Армирование полки панели производим в соответствии с эпюрой моментов (рис. 2.2)

 

 

 

 

 

 

 

 

Армирование полки панели

 

 

 

Рис. 2. 3

 

 

 

 

 

 

 

 

2.5. Расчет продольных  ребер панели

 

Расчетная схема панели

Рис. 2. 4

 

Расчет пролет панели при  опирании на ригель сверху

   L₀ = 0,98· L = 0,98·5,7=5,59 м (расстояние между осями опор)

   Нагрузки собираем с грузовой площади шириной 1,4 м.

Нагрузка на 1 пог.м. панели: расчетная

Нормативная полная:

Нормативно длительно  действующая ( постоянная + длительная временная)

Нормативная кратковременная:

Изгибающие моменты в  середине пролета:

от нагрузки q:

от нагрузки qⁿ:

от нагрузки qⁿ_е:

от нагрузки qⁿ_sh:

Поперечная сила на опоре  от расчетной нагрузки

Приведенное сечение панели – тавровое с полкой в сжатой зоне.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Приведенное сечение панели

Рис. 2. 5

 

Ширина ребра приведенного сечения равна суммарной продольных ребер панели. Средняя ширина продольных ребер (70+80)/2=75 мм.

_{0,17 > 0,1 – расчет вводится  вся полка , в^/f = 117 см.}

 

2.6. Расчет прочности нормальных сечений

Определяем положение  нейтральной оси:

Момент воспринимаемый полкой:

М = 54,2 кН·м  <  508,9 кН·м  - нейтральная ось проходит в полке. Расчет ведем как для прямоугольного сечения шириной в^/_f =117 см.

Назначаем величину предварительного напряжения

 

Проверяем соблюдение условий 

где ρ – допустимое отклонение значения предварительного напряжения при электротермическом способе натяжения арматуры.

L – длина натягиваемого стержня ( расстояния между наружными гранями упоров), м.

714 + 93,1= 807,1   <   1020 МПа

714 – 93,1= 620,9 МПа   >  0,3·1020 =306 МПа

Условия выполняются.

Вычисляем

Δ

где n_р – число стержней напрягаемой арматуры.

Δ

Коэффициент прочности натяжения  арматуры при благоприятном действии предварительного напряжения:

Величина предварительного напряжения с учетом точности натяжения  арматуры:

   Подбор продольной напрягаемой арматуры

Определяем коэффициент

По таблице 4.5 [1. стр. 45] находим ξ = 0,02 и η =0,990. Граничная относительная высота сжатой зоны бетона

Здесь   принято с учетом потерь предварительного напряжения:

ξ = 0,02 <     ξ_R = 0,4

Площадь напрягаемой арматуры

где       - коэффициент, учитывающий работу высокопрочной арматуры выше условного предела текучести.

где     = 1,15 для арматуры В_р- II

 

 

 
Принимаем     1,15.        Тогда

Принимаем   4 d 8  В_р - II , [4.стр. 188. ]

А_sp=  2,01 см²    >  1,7  см²

 

Напрягаемую арматуру размещаем  в растянутой зоне продольных ребер панели по два стержня в каждом ребре.

2.7. Расчет прочности наклонных сечений

Проверяем прочность панели на действие наклонных сжимающих  усилий:

где — коэффициент, учитывающий влияние поперечной арматуры.

,

где

 — коэффициент армирование  поперечной арматуры.

По конструктивным требованиям  на приопорных участках:

 см

 см

Принимаем поперечные стержни  из стали класса Вр - I диаметром 4 мм и шагом на приопорных участках 15 см. Поперечная арматура объединяется в каркасы и располагается в продольных ребрах панели.

 Количество каркасов  в поперечном сечении равно  двум.

 см²

 -   прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.

Влияние свесов сжатых полок

Влияние усилий обжатия