Железобетонные конструкции многоэтажного промышленного здания (длина здания - 36 м, ширина - 18 м)

Государственное образовательное учреждение высшего профессионального образования.

Петербургский государственный университет 

путей сообщения

Декан  факультета                      Заведующий  кафедрой                                   

''Мосты и тоннели''               ''Строительные конструкции''

д.т.н.  В.В.Егоров               д.т.н. профессор Ю.И Тетерин.

Расчетно-пояснительная записка

к курсовому проекту №1  ''Железобетонные

конструкции многоэтажного промышленного здания''

ПГУПС; ПГС-.

Руководитель

д.т.н. профессор                            Ю.И. Тетерин

Студент                                    

Санкт-Петербург

2005

Содержание.

Содержание.

Введение.

1.Проектирование сборных железобетонных конструкций.

1.1 Разработка компоновочной схемы здания и монтажного

плана перекрытия.

1.2. Проектирование ребристой панели перекрытия.

 1.2.1. Назначение размеров панели.

 1.2.2. Расчет полки панели

 1.2.3. Расчет продольных ребер панели по нормальным               сечениям.

 1.2.4. Расчет продольных ребер панели по наклонным сечениям.

 1.2.5 Определение прогиба панели.

 1.2.6 Расчет ширины раскрытия нормальных и наклонных к продольной оси трещин.

 1.2.7 Расчет панели на монтажные нагрузки.

   1.2.8 Определение диаметра строповочных петель.

1.3. Проектирование неразрезного ригеля.

 1.3.1. Назначение размеров ригеля и характеристик прочности бетона арматуры.

 1.3.2. Сбор нагрузок на 1 м ригеля.

 1.3.3. Статический расчет ригеля.

 1.3.4. Расчет ригеля по нормальным сечениям.

 1.3.5. Расчет ригеля по наклонным сечениям.

 1.3.6. Построение эпюры материалов.

1.4 Проектирование колонны.

1.4.1. Сбор нагрузок, определение усилий.

1.4.2. Проектирование стыка колонн.

1.4.3. Проектирование консоли.

1.5. Проектирование фундамента.

1.5.1. Выбор фундамента и определение его размеров.

1.5.2. Проверка прочности фундамента и расчет армирования. 2.Проект монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами.

2.1. Компоновка схемы перекрытия.

2.2. Расчет и проектирование плиты перекрытий.

2.3. Расчет и проектирование второстепенной балки Б-1.

3. Проектирование внутреннего армокаменного столба.

3.1. Определение расчетной нормальной силы в расчетном сечении столба первого этажа и предварительный расчет столба.       

3.2. Окончательный расчет столба.

Выводы по курсовому проекту.

Список литературы.

Введение.

Исходными данными  для проектирования является  следующие  параметры:

1.  длина здания в осях 6х6=36 м;

2.  ширина здания в осях 6х3=18 м;

3.  класс ответственности здания II;

4.  коэффициент надежности по назначению ν_m=0.95;

5.  здание с наружными несущими кирпичными стенами толщиной 640 мм;

6.  перекрытия железобетонные с внутренними колоннами;

7.  привязка внутренних поверхностей наружных стен к разбивочным осям δ=200 мм;

8.  высота этажей дается между отметками чистого пола 3,7 м

9.  высота 1-го этажа 4 м;

10.  нормативные нагрузки даются для каждого междуэтажного перекрытия одинаковые (временная длительно действующая 7 кН/м²;временная кратковременная 1,5 кН/м²;вес пола 0,8 кН/м²);

11.  кровельное покрытие опирается только на наружные кирпичные стены, промежуточные колонны доводятся до междуэтажного перекрытия 4-го этажа(см. схему на рис.1);

12. 

здание имеет жесткую конструктивную схему. Его пространственную жесткость обеспечивают  плоские диски железобетонного перекрытия, продольные и поперечные стены. В этой связи  железобетонные конструкции рассчитываются только на действие вертикальных нагрузок.

                             Рис. 1 Схема поперечника здания.

Состав и объем курсового проекта является следующим:

1) Расчетно-пояснительная записка

2) Графическая часть на 1,5 листах.

Проектом предусматривается разработка несущих конструкций каркаса многоэтажного промышленного здания.

Перекрытия рассматриваются в двух вариантах:1)Сборные

2) монолитные.

1.Проектирование сборных железобетонных конструкций.

1.1 Разработка компоновочной схемы здания и монтажного

плана перекрытия.

Компоновочная  схема и монтажный план перекрытий разработаны в интересах определения размеров железобетонных элементов в плане. В компоновочной схеме расположение ригелей поперечное (см. рис.2 и рис.2а).На основании компоновочной схемы и монтажного плана перекрытия устанавливаем число и размеры панелей. Принимаем в одном пролете пять панелей. Длина панелей-l_n равна шагу колонн-В, l_n=6000 м. Ширину панелей установим на основании количества панелей в пролете: b_n=L/5=6000/5=1200 мм.

 

Панели перекрытий принимаем ребристые с ребрами вниз. Стремимся к наименьшему числу типоразмеров панелей. Номинальные размеры унифицированы , но в курсовом проекте они отличаются  по учебно-методическим соображениям.

1.2 Проектирование ребристой панели.

     1.2.1. Назначение размеров панели.

Из монтажного плана нами установлены номинальные размеры панели П1: : b_n=1200 мм; l_n=6000 мм. Для определения конструктивных размеров, учитываем размеры швов замоноличивания. По  длине плит  шов составляет 30 мм; по ширине 10 мм. В этой связи конструктивные размеры следующие:  l_к=6000-30=5970 мм b_к=1200-10=1190 мм. В панелях кроме двух продольных ребер должны быть два поперечных ребра у торцов. Плиты в данном курсовом проекте являются балочными, т.к. соотношение длины и ширины больше трех: l_n/b_n=6000/1200=5>3.

Рассмотрим продольное и поперечное сечения панели(см. рис.3)

Предварительно принимаем высоту панели:

h=(1/15….1/20)*l_n=(1/15….1/20)*6000≈300 мм.

1.2.2 Расчет полки панели.

Статический расчет.

 Расчетная схема – это балочный элемент с частично защемленными концами:

                

                    Расчетный пролет полки при ширине

               ребер вверху 80 мм составит:

       b₀ = b_k- 2*(b’_p+20)=

                  =1190-2*(80+20)= 990 мм.

Установим действующие на плиту нагрузки. Подсчет нагрузок на 1 м²  плиты сведены в таблицу 1.

Нагрузки на 1 м² перекрытия.

                                                                                                          Таблица 1.

Вид нагрузки	Нормативная,Н/м2	γf	Расчетная,Н/м2
Постоянная: а)от массы пола б)от массы панели	gнп=800 hred=p*10=0,05*2,5*10= =1250	1,3 1,1	gп=1040 1375
Итого: Временная а)длительная б)кратковременная	gн=2050 pндл =7000 pнкр=1500	1,2 1,3	g=2415 pдл =8400 pкр=1950
Итого: Всего: а) длительная б)кратковременная в)полная	pн=8500 qндл= gн+ pндл=2050+ +7000=9050 qнкр= pнкр=1500 qн= qндл+ qнкр=9050+ +1500=10550		p=10350 qдл=g+pдл=2415+ +8400=10815 qкр= pкр=1950 q=qдл+qкр=1950+ +10815=12765

Для расчета необходимо учесть коэффициент надежности по назначению здания γ_n=0.95.Тогда полная нагрузка равна:

q=0.95*12765=12126.75 Н/м².

Определим усилие(статический расчет):                     

M=q*l₀²/11=12126.75*(990)²/11=1080.49 Нм.

Конструктивный расчет.

Назначение основных материалов:

Для панели принимаем бетон класса  B15. Характеристики бетона:

 R_b=0.9*8.5=7.65 Мпа;

    R_bt=0.9*0.75=0.675 Мпа;

                      R_b,ser= 11 Мпа; 

                      R_bt,ser=1,15 Мпа;

                      E_b=23000 мПа.

Армируем полку стандартными сварными сетками с поперечным расположением рабочей арматуры из стали класса А400(R_s=355 Мпа т.к d<10мм; E_s=200000 мПа),площадь сечения которой может быть найдена по формуле:  

  A_s=M/η*h₀*R_s=1080.75*10³/0.884*35*355=98,37мм

(где h₀=h-a=50-15=35 мм-высота рабочей зоны; μ=0.03…0.08, тогда  ξ=μ*R_s/R_b=0.05*355/7.65=0.232;η=1-0.5*ξ=0.884).

По сортаменту подбираем сетку:                    ;

шаг 200 ═›5 стержней; A_sф=142мм².

    Проверяем коэффициент армирования μ=142*100/1190*35=0,34٪;

Процент армирования находится в пределах оптимальных значений (μ=0,3…0,8), значит сетка подобрана рационально.

Опорную арматуру в плите над продольными ребрами армируют из той же сетки. Схема армирования панели представлена на рис.4.

В продольных ребрах арматура в виде плоских сварных каркасов диаметром более 10 мм, т.е. используем А400 (R_s=365мПа).

Поперечная арматура класса А240 (R_sw=170 мПа; E_s=200000 мПа).

Поперечное ребро.

Принимаем высоту поперечного ребра 200 мм, ширину поверху

80 мм, ширину понизу 60 мм.

Армирование выполняем конструктивно плоскими сварными каркасами(см. рис.5).

1.2.3 Расчет продольных ребер панели по нормальным  

                    сечениям.

В целом панель с ребрами рассчитывается как балочный элемент, балка, свободно опертая, загруженная равномерно распределенной нагрузкой(см. рис.6). Балка рассматривается как тавровый элемент профиля.

Определим расчетный пролет панели, при этом ширину ригеля предварительно принимаем b=25 см.

l_p=l_n-b/2=6000-125=5875 мм.

Рис.6 К расчету продольного ребра панели.

Для сбора нагрузок вычислим приведенную толщину панели:

                 _{объем бетона     Fсеч*ln    100500}

h_red=h_np= ───────────── = ──────── = ────── = 8.375 см

              ^{номин. площ. панели  bn*ln      1200}

F_сеч=990*50+2*85*300=100500 мм²

Определяем нагрузки на панель.

Подсчет нагрузок сведен в таблицу 2.

Нагрузки на 1 м² перекрытия для расчета панелей.

                                              Таблица 2.

Вид нагрузки	Нормативная, Н/м2	γf	Расчетная, н/м2
Постоянная: а)от массы пола б)от массы панели	gнп=800 hred*p*10=0,08375*2,5*10= =2051,9	1,3 1,1	1040 2257,1
Итого: Временная а)длительная б)кратковременная	gн=2851,9 pндл =7000 pнкр=1500	1,2 1,3	g=3297,1 pдл =8400 pкр=1500
Итого: Всего: а) длительная б)кратковременная в)полная	pн=8500 qндл= gн+ pндл=2851,9+ +7000=9851,9 qнкр= pнкр=1500 qн= qндл+ qнкр=9851,9+ +1500=11351,9		p=10350 qдл=11697,1 qкр= 1950 q=13647,1

Статический расчет панели.

Расчетная нагрузка на 1 м² при номинальной ширине панели 1,2 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n=0.95 :              q=0.95*13647.1=12964.7 Н/м²

M=q*b_n*l_p²/8=12964.7*1.2*(5.875)²/8=67122.7 Нм

Q=q*b_n*l_p/2=12964.7*1.2*5.875/2=45700.6 Н.

Конструктивный расчет.

Высота сечения панели вычисляется по эмпирической формуле, исходя из обеспечения жесткости панели:

h=

c-коэффициент; для ребристых панелей с полкой в сжатой зоне с=30…34; принимаем c=30;

l_р=5,875 м - расчетный пролет панели;

θ-коэффициент, учитывающий снижение жесткости при длительном действии нагрузок=1,5;

q^н_дл=9,852 кН/м²-суммарная длительная нормативная нагрузка;

q^н_кр= 1,5 кН/м²-нормативная кратковременная нагрузка;

q^н=11,352 кН/м²-полная нормативная суммарная 

h= мм

Принимаем h=450 мм.

При расчете фактическое сечение панели заменяется тавровым(см. рис.7).

Значение b’_f, вводимое в расчет, при отношении h’_f/h=50/450= =0.111>0.1, равно всей ширине полки, т.е  b’_f =b_к-40=1190-40=

= 1150 мм, т.к в этом случае ширина свеса полки в каждую сторону от ребра может быть принята равной 1/2 расстояния в свету  между продольными ребрами, но не более 1/6 пролета элемента (1/6*l=976.2 мм).

Расчетная ширина ребра эквивалентного таврового сечения: b=2*b_p=2*80=160 мм;

Назначаем предварительно рабочую высоту сечения при однорядном расположении арматуры  h₀=h-a=450-35=415 мм;(при двух рядном расположении 50...70 мм).

Определяем положение нейтральной оси (Rb=7.65 Мпа)

A₀=    =

ξ=1-√1-2*A₀  =0.0453 ;

η=1-0.5* ξ =0,977

Вычисляем x=ξ*h₀=0.0453*415=18.8 < h’_f =50 мм; т.е нейтральная ось действительно проходит внутри полки и сечение должно рассчитываться как прямоугольное с размерами

b=b’_f =1150 мм; h₀=415 мм.

Требуемая площадь поперечного сечения продольной арматуры  ребер находится по формуле:

A_s=M/(η*h₀*R_s)=67122.7*10³/(0.977*415*355)=466.18 мм²

      Принимаем по сортаменту арматуры 2ø18 A400(A_s=508 мм²).

При этом число  принятых   стержней для ребристых панелей должно быть четным, для того, чтобы распределить их поровну