Железобетонные конструкции. жбк-1 климов. Расчет несущих конструкций многоэтажного гражданского здания

Название	Расчет несущих конструкций многоэтажного гражданского здания
Анкор	Железобетонные конструкции
Дата	09.02.2023
Размер	2.32 Mb.
Формат файла
Имя файла	жбк-1 климов.docx
Тип	Литература #927821
страница	1 из 5

1 2 3 4 5

РОССИЙСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ОТКРЫТЫЙ

ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ ПУТЕЙ СООБЩЕНИЯ

Факультет: « Транспортные здания и сооружения »

Кафедра:« »

КУРСОВОЙ ПРОЕКТ № 1

по дисциплине: «Железобетонные и каменные конструкции»

на тему: «Расчет несущих конструкций многоэтажного гражданского здания

Проверил: Выполнил:

проф. Кулакова Н.А. студент 5 курса

Лахманюк К.Е.

шифр:

0452-ПГС-1032

Москва 2008 г.

Содержание:

Исходные данные Зстр.
Компоновка сборного перекрытия и выбор перекрытия 7стр.
Проектирование и расчет ребристой плиты перекрытия 9стр.
Расчет ригеля 23стр.
Расчет сборной железобетонной колонны 33стр.
Расчет центрально - загруженного железобетонного

фундамента под колонну 39стр.

Расчет монолитного перекрытия ребристого с

балочными плитами 41стр.

Расчет кирпичного столба первого этажа 49стр.
Литература 51стр.

1. Задание на курсовой проект

Составить проект несущих конструкции много этажного промышленного или гражданского здания.

1.1 Исходные данные.

Схема здания, его план и разрез даны на рис. 1.

Ширина здания в осях - 21м.

Длинна здания в осях - 84м.

Количество этажей - 7

Высота этажа (от пола до пола) - 4,2м.

Расчетное сопротивление грунта ro - 0,25Мпа

Нормативная длительно действующая полезная нагрузка - 10кН/м²

Полезная кратковременная нагрузка 2кН/м²

Район строительства - Омск

Железобетонные конструкции: с ненапрягаемой арматурой

класс бетона - В 15

класс арматурной стали:

для изгибаемых элементов - А VI

для колонн и фундаментов – АII

предварительно напряженные:

класс бетона - В 40

класс арматурной стали – А_Т-V.

1.2 Данные о бетоне.

Вид бетона - тяжелый ρ = 2500кН/м³ Условия твердения естественные.

Проектная марка бетона на сжатие (табл.12 [2]) R_bи R_b_,_serдля конструкций с ненапрягаемой арматурой 11 МПа., для предварительно напряженных конструкций 22 МПа.

Растяжение осевое R_btи R_bt_._ser(табл. 12[2]) В15 - 1,15 МПа В40 – 2,1 МПа

Сжатие осевое R_b, (табл. 13 [2]) В15 - 8,5МПа. В40 -22,0 МПа.

Растяжение осевое R_bt (табл. 13 [2]) В15-0,75МПа В4О-1,4МПа.

Коэффициенты надежности по бетону при сжатии и растяжении для расчета конструкций по предельным состояниям (табл. 11 [2]).

Коэффициент условия работы (табл. 15 [2])

γ_br = 0,9

Начальные модули упругости бетона Е_в (табл. 18 [2])

В15 – 23000 МПа

В40 – 36000 МПа

1.3 Данные о ннапрягаемой арматуре

Класс арматуры для изгибаемых элементов для колонн и фундаментов A - V. Расчетное сопротивление арматуры по табл. 22 [2])/

R_sn=788МПа;

R_s = 680 МПа;

R_sw = 545 МПа;

R_sc = 500МПа.

Предварительное напряжение арматуры принимается равным

σ_s_р = 0,6∙R_sn=0,6*788= 472,8 МПа

Проверяем выполнение условия

σ_s_р+р₁≤ R_sn; р=30+360/L

Способ натяжения арматуры - электротермический.

Р=30+360/7=81,42МПа

σ_s_р+р=472,8+81,42=554,23 МПа

Условие выполняется.

1.4 Данные о ненапрягаемой арматуре

Нормативное сопротивление арматуры R_sn (табл. 19 [2]) A-IV- 590МПа A-II-295МПа.

Расчетное сопротивление арматуры по R_s (табл. 22 [2]) A-IV- 510МПа A-II-280МПа.

- растяжение продольной арматуры

r_sw (табл. 22 [2]) A-IV- 405МПа A-II-225МПа. - растяжение поперечной арматуры

R_sc(табл. 22 [2]) A-IV- 450МПа A-II-280МПа- сжатие арматуры

Модуль упругости арматуры по E_s(табл. 29[2]) A-IV- 190000МПа A-II-210000МПа

Способ натяжения арматуры - электротермический.

Все элементы армируются сварным каркасом. Марка стали закладных деталей С38/23(ВСтЗкп).

Требования второй группы:

все элементы третьей категории допускаемое ограничение по ширине непродолжительное раскрытие трещин (а_crc₁ - 0,4мм) и продолжительное раскрытие трещин (a_crc₂ - 0,3мм),

нагрузки и коэффициенты надежности по нагрузке γ₁, принимаемые при расчете ( см. табл. 3[2]);

предельно допустимые прогибы конструкций (для перекрытий с ребристыми потолками) 5< l<10 f= 2,5 см.

2. Компоновка сборного перекрытия и выбор варианта для разработки.

Выбор производится на основании предварительной разработки и сравнения технико - экономических показателей нескольких возможных вариантов перекрытия

Вариант	Наименование конструкции	Приведённая толщина плиты, м	Высота сечения ,м	Объём един,м³	Количество штук, шт	Общее количество, м³	ИТОГО
1	Ригель 7×0,28	-	0,5	0,5	30	15	114
1	Плита 1,2×6	0,1	-	0,72	137,5	99	114
2	Ригель 6×0,24	-	0,6	0,864	22	19,008	118,008
2	Плита 1,2×5	0,1	-	0,6	165	99	118,008

Схема решения сборного балочного перекрытия с поперечным расположением ригелей.

Перекрытие с поперечным расположением ригелей дороже, так как поперечное расположение повышает жесткость здания и является наиболее удобным в технологических целях - принимаем для проектирования перекрытие с поперечным расположением ригелей.

3 Проектирование и расчет ребристой плиты перекрытия.

Панель опирается сверху на прямоугольный ригель bxh = 240 x 700 мм. Длина панели l = 7000 – (240/2) = 5880 мм.

Ширина плиты 1,2 м.

Подсчет нагрузок на 1м панели:

_{Нагрузка}	_{Нормативная нагрузка, кН/м2}	_{Коэффициент надежности по нагрузке}	_{Расчетная нагрузка, кН/м2}
_{I. Постоянная:} _{1. Масса пола}
_{—керамическая плитка} ₍_δ_=15мм;_γ_{=1600кН/м3)}	_0,24	_1,2	_0,288
_{—цементно-песчаная стяжка} ₍_δ_=20мм;_γ_{=1800кг/м3)}	_0,36	_1,2	_0,38
_{—песчаная засыпка (}_δ_=60мм; _γ_{=1600кг/м3)}	_0,96	_1,2	_1,15
_{2. Собственная масса панели}	_2,5	_1,1	_2,75
_Итого:	_{qH = 4,02}	_—	_{q = 4,568}
_{II. Временная полезная:}
_{—длительная}	₁₀	_1,2	₁₂
_{—кратковременная}	_1,5	_1,2	_1,8
_Итого:	_{рн =11,5}	_—	_{р = 13,8}
_{Полная нагрузка}	_15,52	_—	_18,368

Статистический расчет плиты перекрытия

Статистический расчет заключается в определении усилий:

изгибающих моментов

M=g*l²/8 (3.1)

поперечных сил:

Q=g*l/2 (3.2)

Расчетные моменты и поперечная сила от полной нагрузки:

от постоянной длительно действующей

от постоянной и длительно действующей временной

от кратковременной

Высота поперечного сечения панели может быть принята не менее 1/20 - 1/30 пролета. h=350 мм. Толщина верхней полки принимается из условия обеспечения прочности на продавливание при действии сосредоточенных нагрузок не менее 50 мм - принимаем 80 мм. Ширина ребер: по низу назначается из условия обеспечения толщины защитного слоя бетона- 100 мм..

При расчете ребристой плиты перекрытия по первой группе предельных состояний бетон растянутой зоны не учитывается, поэтому фактическое поперечное сечение плиты перекрытия заменяется расчетным сечением в форме тавра с полкой в сжатой зоне, ширина ребра которой равна суммарной.

a_s - площадь ненапрягаемой арматурой

A_sp - площадь растянутой напрягаемой арматуры

А’_sp - площадь сжатой напрягаемой арматуры по ширине ребер плиты перекрытия.

Сечения нормальные к продольной оси, рассчитываются по прочности на действие изгибающего момента. Расчетным поперечным сечением плиты является тавровое сечение с полкой, расположенной в сжатой зоне.

Относительная высота сжатой зоны бетона ξ=x/h₀, должны удовлетворять условию ξ ≤ ξ_R, где ξ_R – граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона, при которой предельное состояние элемента наступает одновременно с достижением в растянутой зоне арматуре напряжения, равного расчетному сопротивлению R_s, определяется по формуле:

(3.4)

где ω - характеристика сжатой зоны бетона

σ_SR - напряжение в арматуре, принимаемое согласно (п. 3.12[2]) в зависимости от класса арматуры

= 1210∙1,2 + 400 - 870 = 982 МПа;

σ_scu - предельное напряжение в арматуре сжатой зоны, принимаемое равным 500 МПа

0,85 - 0,008∙22,0 = 0,674

α - для тяжелого бетона - 0,85

При расчете тавровых сечений различают два случая положения границы сжатой зоны в пределах полки и ниже полки. Расчетный случай можно установить при проверке условия:

М ≤ γ_b₂∙R_b∙b’_f∙h’_f∙(h₀ - 0,5∙h’_f) + R_s∙A_s (h₀ - a) = 0,9∙22,0∙102∙145∙8²∙(32 - 0,5∙8) + 400∙102∙6,16∙(32 - 3) = 61224800 H∙см

12900000 H см< 61224800 H см

Нейтральная ось пересекает полку эквивалентного поперечного сечения. Расчет рабочей продольной арматуры, ведем как прямоугольного сечения b'_fxh'_f = 145 х 8 см.

Продольная арматура при отсутствии напрягаемой арматуры в сжатой зоне подбирается следующим образом

(3-5)

где А_о – относительный статический момент сечения.

По таблице 2.11 [3] находим η= 0,977 (где η – относительное плечо внутренней пары сил).

ξ = 0,0456 < ξ_R= 0,383

Площадь напрягаемой продольной арматуры в растянутой зоне при известной ненапрягаемой растянутой арматуре, принятой по конструктивным соображениям определяется по формуле:

(3.6)

см².

По таблице II 3 приложения [4] принимаем арматуру класса А_т-II (А_s_р = 3,62 см²).

3.4.3 Расчет на прочность наклонных сечений к продольной оси.

Влияние свесов сжатых полок:

(3,7)

Влияние продольных усилий обжатия

(3.8)

Вычисляем 1 + φ_f + φ_n = 1 + 0,45 + 0,11 = 1,56 > 1,5 - принимаем 1,5.

B = φ_b₂∙(l + φ_f+φ_n)∙R_bt∙b∙h_o²= 2∙1,5∙1,2∙100∙8∙32² =

= 2949120 Н∙см² = 29,5∙10⁵ Н∙см² (3.9)

В расчетном наклонном сечении

Q_b= Q_sw = 0.5∙Q, отсюда

(3.10)

см > 2∙h_o = 2∙32 = 64 см - принимаем С = 2∙h_о = 64 см

Тогда Q = B/С = 29,5∙10⁵ /64 = 46093 < 88000Н, следовательно, поперечная арматура не требуется. На приопорных участках длинной l/4 устанавливается конструктивно Ø4 Вр I с шагом S = h/2 = 17,5 см. В средней части пролета шаг:

S = (3/4)∙h = (3/4)∙35 = 27 см.

3.4.4 Расчет верхней полки на местный изгиб

М по формуле (3.1)

кН∙м.

Для чего определяем ао по формуле (3.5)

По таблице 2.11 [3] находим η = 0,979, ξ = 0,042,

см².

Принимаем 7Ø6 Вр -1 с A_sp = l,98 см²

Армируется плита сетками согласно ГОСТу. Принимаем по приложению II [3] сварные сетки с поперечной рабочей арматурой Ø6 Вр -1 с шагом 178 мм.

3.5 Расчет плиты перекрытия по предельным состояниям II группы.

3.5.1 Геометрические характеристики сечения

(3.11)

Площадь приведенного сечения : A_red= A + α∙A_s (3.12)

A_red= 8∙145 + 20∙27 + 5,5∙5,09∙3 = 1728 см

Статистический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:

S_red= 8∙145∙32 + 20∙27∙5 + 5,5∙5,09∙3 = 39904 см³

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения

см (3.13)

Момент инерции приведенного сечения

см⁴.

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:

см³ (3.14)

Момент сопротивления приведенного сечения по верхней зоне:

см³

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

(3.16)

(3.17)

Отношение σ_b/R_b_,_ser для предельных состояний II группы предварительно принимаем равным 0,75.

см.

Наибольшее удаление от растянутой зоны (нижней)

см.

Упруго пластический момент сопротивления по растянутой зоне:

W_pl= γ∙W_red (3.18)

W’_pl = γ∙W’_red (3.19)

γ =1,5 — для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при — b_f/b > 2 и при – h_f/h < 0,2.

W’_pl = 1,5∙30930,6 = 46395,9 см³ - по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия » элемента γ = 1,75 для таврового сечения с полкой в сжатой зоне W_pl= 1,75∙14176,6 = 24809см³ в растянутой зоне.

3.5.2 Потери предварительного напряжения арматуры.

Релаксация напряжений

σ₁ = 0,05∙σ_sp= 0,05∙870 = 43,5МПа

0,05 - для канатов.

Температурный перепад

σ₂ = 1,0∙Δt = 1,0∙65 = 6,5 МПа

Деформация анкеров σ₃ = 0.

Трение арматуры σ₄ = 0.

Деформация стальной формы σ₅ = 0.

Быстростекающая ползучесть.

Напряжение в бетоне при обжатии

(3.20)

P₁ - усилие обжатия

Р₁ = A_s∙(σ_sp - σ_l - σ₂) = 4,02∙(810 - 43,5 - 65)∙100 = 306123 Н.

Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного сечения l_op=у₃- d= 24 - 3 = 21 см

H/см²= 6,31 МПа

Устанавливаем величину передаточной прочности бетона из условия σ_bp/R_bp ≤ 0,75

принимаем R_BP=11 МПа.

Вычисляем сжимающие напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия обжатияP₁ и с учетом изгибающего момента от веса плиты

Н∙м.

где 2500 кгс/м³ – вес одного м³ железобетона;

1,5 м – расчетная ширина плиты в м.

тогда

Н/см² = 3,66 МПа.

Потери от быстронатекающей ползучести при

МПа.

Релаксация напряжений арматуры

σ₇ = 0

Усадка бетона, по табл. 2.10 [3]

σ₈=40 МПа

Ползучесть бетона при

МПа.

Первые потери σ_los₁

σ₁ + σ₂ + σ₃ + σ₄ + σ₅ + σ₆ = 43,5 + 65 +11 = 119,5 МПа

Вторые потери σ_los₂

σ₇ + σ₈ + σ₉= 40 + 50 = 90 МПа

Полные потери σ_los= 119,5 + 90 = 209,5 МПа больше установленного минимального значения потерь,

Усилия обжатия с учетом полных потерь:

P₂=A_s∙(σ_sp – σ_los) (3.21)

Р₂= 4,02∙(870 - 209,5)∙10² =265521 Н = 265,5 кН

3.5.3 Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси

Производится для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. При этом для элементов, к трещиностойкости которых предъявляются требования 3^ей категории, принимаются значения коэффициента напряженности по нагрузке γ_f ≤ 1. По формуле 2.84[3].

M ≤ M_crc (3.22)

М - момент внешних сил

М_сгс -момент образования трещин, вычисляется по приближенному способу ядровых моментов по формуле 2.85 [3]

M_crc=R_bt,ser∙W_pl + M_г_p (3.23)

М_г_p - момент усилия обжатия Р относительно оси, проходящей через условную ядровую точку 2 наиболее удаленную от растянутой зоны 1.

М_гр=(l_op + г)∙Р₀₂

l_op - эксцентриситет усилия обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения,

М_гр = 0,84∙265521∙(21 + 7) = 6245053 Н∙см

М_сгс = 1,8∙24809∙10² + 6245053 = 10710673 Н∙см = 107,1 кН∙м

М = 107,5 кН-м > 107,1 кН-м, следовательно, трещины в растянутой зоне образуются, необходим расчет по раскрытию трещин.
Проверим, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при ее обжатии, при значении коэффициента точности натяжения по формуле

(3.25)

расчетное условие

P₁∙(l_op – r_inf) – M ≤R_btp∙W’_pl. (3.26)

1,1∙306123∙(21 - 15,4) - 1604180 = 28153,8 Н∙см

R_btp∙W’_pl = 1,2∙46395,9∙100 = 5567508 Н∙см т.к. условие удовлетворяется, начальные трещины не образуются.

3.5.4 Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси.

Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия постоянной и длительной нагрузок по формуле вычисляем:

(3.27)

z₁ = h₀ - 0,5∙h_f - плечо внутренней пары сил (3.28).

z₁ = 32 - 0,5∙8 = 28 см.

l_SN= 0, т.к. усилие обжатия Р приложена в центре тяжести площадки нижней напрягаемой арматуры.

W_s = A_s∙z₁ - момент сопротивления сечения на растянутой арматуре

W_s =4,02∙28 = 112,56 см³

Приращение напряжений в арматуре от действия полной нагрузки:

МПа

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки.

(3.30)

где δ - коэффициент, принимаемый равным 1,0 для изгибаемых элементов;

φ_l - коэффициент, принимаемый равным 1,0 при учете кратковременных нагрузок и непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок;

η - коэффициент, равный 1,0 при стержневой арматуре периодического профиля;

μ - коэффициент армирования сечения, принимаемый равным отношению площади сечения бетона, но не более 0,02;

d- диаметр арматуры, мм

мм.

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок

МПа

мм

Ширина раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок (φ_l = 1,5)

а_с_r_с3=1∙1∙1,5∙а_с_r_с2= 0,3мм

Непродолжительная ширина раскрытия трещин

a_с2 = а_с_rc₁ - а_с_rc₂ + а_с_rc₃= 0,24 - 0,2 + 0,3 = 0,34 < 0,4 мм.

Продолжительная ширина раскрытия трещин

a_crc = а_с_r_с3,

а_с_r_с = 0,3 мм.

3.5.5 Расчет по образованию трещин наклонных к продольной оси.

Так как Q < Q_b.+Q_sw; (3.34)

73500 < 88000, то расчет по образованию трещин не производится.

3.5.6 Расчет по деформациям.

Расчет плиты перекрытия по деформациям заключается в определении ее прогиба с учетом длительности их действия и в сравнении с величиной предельного прогиба

f ≤ f_nped (3.35).

Прогиб определяется от постоянной и длительной нагрузок.

Вычисляем кривизну оси при изгибе по формуле

(3.36)

где M_s - момент изгибающий от постоянной и длительной нагрузок;

φ_s - коэффициент, характеризующий неравномерность деформации растянутой арматуры на участке между трещинами;

(3.37)

(3.38)

φ_l = 0,8 - при длительном действии нагрузки

эксцентриситет

37 см

см,

φ_b = 0,9;

λ_b = 0,15 - при длительном действии нагрузок

(3.40)

А_b=135-8 = 1080

Прогиб вычисляется по формуле:

(3.41)

см < 2,5 см.

3.6 Расчет плиты перекрытия на монтажные усилия.

При расчете на усилия, возникающие при подъеме и монтаже, плиту перекрытия рассматриваем как двухконсольную балку с расстоянием между ее опорами равным расстоянию между подъемными петлями. Расчет ведем на нагрузку от собственного веса, вводимого с коэффициентом динамичности.

Требуемая площадь поперечного сечения петли:

(3.42)

qⁿ_св - нормативный собственный вес плиты

qⁿ_св= 2500∙(1,5∙0,08 + 0,2∙0,28) = 440 кН/м

см².

На одну петлю 1,61 см²Принимаем арматурную сталь ВСтЗкп А-I Ø16 (A_s = 2,011 см²)

4 Расчет ригеля

4.1 Расчетная схема и нагрузки

Ригель принимается многопролетным неразрезным. Количество пролетов ригеля - 3.

Размеры крайних пролетов

, (4.1)

где l - расстояние между разбивочными осями;

0,3 - величина заделки в стену, м.

l₀=8,0 + 0.15 = 8,15 м.

Размер среднего пролета l₀ = l = 8,0 м. (4.2)

Форма поперечного сечения ригелей может быть различной. Высота сечения ригеля в первом приближении hназначается равной 1/8 - 1/12 (в среднем 1/10) пролета ригеля.

Принимаем h = 0,8 м. Ширина b = (0,3-0,4)∙h. Принимаем b= 0,3 м.

Нагрузка на ригель принимается равномерно распределенной, т.к. число ребер в пролете ригеля больше 4.

Подсчет нагрузок производим в табличной форме (см. табл. 4.1).

Таблица 4.1

1 2 3 4 5