Министерство образования и науки Украины

Одесская государственная академия строительства и архитектуры

Кафедра железобетонных и каменных конструкций

ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

к курсовому проекту по предмету:

«Железобетонные и каменные конструкции»

на тему: «Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания»

Одесса 2010

Оглавление

1. Сбор нагрузок

2. Расчёт и конструирование монолитного ребристого перекрытия

   1. Расчёт монолитной железобетонной плиты перекрытия

   2. Расчёт и конструирования второстепенной балки

3. Расчёт и конструирование монолитной железобетонной колоны

4. Расчёт и конструирование фундамента

1. Сбор нагрузок

Таблица 1

Нагрузка от веса конструкции совмещённой кровли на 1 м²

Вид нагрузки	Характер. значение нагрузки на кН/м2	Коэф. Надёжности по нагрузке, ϒfm	Предельно расчётное значение нагрузки, кН/м2
1. Рулонная кровля , 3слоя рубероида на битумной мастике	0,15	1,2	0,18
2.Цементно-песчаный раствор δ=30 мм, γ=18кН/м3	0,54	1,3	0,702
3.Утеплитель из пенобетона δ=20 мм, γ=5кН/м3	1	1,2	1,2
4.Пароизоляция 1 слой рубероида	0,05	1,2	0,06
5. Ж/б плита δ=70 мм, γ=25кН/м3	1,75	1,1	1,925
Суммарная постоянная нагрузка	gn=3,49	-	g=4,07
6.Снеговая нагрузка	Pn=0,88	1,14	p=1
Итого	рn + gn=4.37	-	p+g=5,07

Таблица 2

Нагрузка от веса конструкции перекрытия на 1 м²

Вид нагрузки	Характер. значение нагрузки на кН/м2	Коэф. Надёжности по нагрузке, ϒfm	Предельно расчётное значение нагрузки, кН/м2
1.Керамическая плитка δ=10 мм, γ=19кН/м3	0,19	1,1	0,21
2.Цементо-песчаный раствор δ=20 мм, γ=18кН/м3	0,36	1,3	0,47
3.Звукоизоляция

δ=30 мм, γ=18кН/м3	0,36	1,3	0,47
4.Ж/б плита δ=30 мм, γ=18кН/м3	1,75	1,1	1,925
Суммарная постоянная нагрузки	gn=2,66	-	g=3,08
5.Временная полезная нагрузка	рn=4	1,2	р=4,8
Итого	рn + gn=6,66	-	p+g=7,88

2. Расчёт и конструирование монолитного ребристого перекрытия

2.1 Расчёт монолитной железобетонной плиты перекрытия

Определение расчётных пролётов

Для расчётов плиты условно выделим полосу шириной b= 100 см и рассмотрим её как многопролётную не разрезную балку. Опорами которой, является второстепенные балки. Для определения расчётных длин задаёмся размером второстепенной балки.

Высота h=()×L_{вт. балк} =)×6000 = 500…333 мм

принимаем h =450 мм.

Ширина b=)×h_{вт.балк.} = )×450 = 225… 150 мм

принимаем b= 180мм.

Плиты опёртые на стены на 120мм – это расстояние от края стены до конца заделки плиты.

Расчётные длины плиты:

Крайний расчёт пролёта плиты – это расстояние от грани второстепенной балки до 1/3 площади опирания .

Крайние L₁=1800мм, L_0.1= L₁+ = 1800 + = мм;

средний расчётный пролёт плиты – это расстояние в свету между гранями второстепенных балок.

среднее L₂= L_0.2 -2× = 2000-2× = 1820 мм.

На рис. 1 изображена расчётная разбивка плиты перекрытия.

Рис. 1 Геометрические размеры и эпюра изгибающих моментов плиты

Вычисление расчётных усилий

Определяем изгибающий моменты в наиболее опасных сечениях плиты.

Момент в первом пролёте:

Момент в средних пролётах:

Момент на опоре С и В:

_M^c_{syp= -ML2= -1,63}

Определение минимальной толщины плиты

Необходимой толщиной плиты задаёмся с экономических размышлений % армирования плиты в пределах =0,5-0,8 % применяем =0,8% по maх пролётном момента. M_max =M_L,ex =2,19 кН/м при b=100 см.

Полезная высота сечения плиты при

ξ= μ*RsRb*γb2=0.00836514.5*0.9=0.22

где R_b=14.5 МПа - расчётное сопротивление бетона на сжатие ( для класса В-25);

R_s=365 МПа расчётное сопротивление арматуры при растяжении (для класса А 400С);

γ_b2 =0.9 – коэффициент условия работы бетона.

Используем таблицу коэффициентов для расчёта изгибающих элементов армированных одиночной арматурой, по величине ξ находим соответствующие ему коэффициент α_m=0,196

Определяем полезную расчётную высоту сечения плиты(min 6 см)

Полная высота плиты (округляем до 1 см)

h= h₀ +1.5=2,28+1,5=3,78 см применяем h= 6 см ;

Тогда рабочая толщина плиты h₀=6-1,5=4,5 см.

Выбор площади сечения арматуры в плите показан ниже в таблице 3.

Подбор арматуры плиты перекрытия

Сечение	М, кН*см		ξ	Необходимая арматура	Необходимая арматура
					Количество и тип сеток	As,, см2
Пр1	219		0,952			1,70
Оп В	228		0,955			1,70
Пр2	163		0,966			1,13
Оп С	163		0,966			1,13

1.2 Расчёт и конструирования второстепенной балки

Второстепенные балки монолитного ребристого перекрытия по своей статистической схеме представляет собой многопролётные неразрезные балки

Рис.2 Геометрические размеры и опоры усилий второстепенной балки.

Расчёт таких балок, выполняется так же как и для плит, учётом перераспределения в следствии пластических деформаций. Для вычисления пролётов второстепенных балок задаёмся размерами главноё балки:

высотой:

_{hгл.б.=(1/10….1/16)lгл.б.=(1/10….1/16)*600=60…37.5 см.}

принимаем h_гл=50 см

считаем ширину b_гл.б=(1/2….1/3)h_гл.б=(1/2….1/3)*50=25…16 см.

принимаем =25 см.

Расчётные пролёты второстепенных балок

L_0.0=6000 - 125 - 200 + =5760 мм

L_0.1=6000-250 = 5750 мм

Расчёт нагрузки на 1 м погонный балки постоянная:

Постоянная нагрузка от плиты и пола:

q = 3.08 кН/м²

b = 2 м

q^пл =3,08×2= 6,16 кН/м

от собственного веса второстепенной балки :

q^вт.б.=( h_вт.б. –h_пл. )× b_вт.б×× γ_{fm =} (0,45 – 0,06) ×25×0,18×1,1= 1,9305 кН/м

где:

- удельный вес железобетона 25 кН/м³

b - ширина второстепенной балки

γ_fm – коэффициент надёжности по нагрузки 1,1

полезная нагрузка:

p^пол = р + b =4×2 =8 кН/м

полная расчётная нагрузка на 1 погонныё метр :

q = q^пол +p^пол = 8+8,0905 =16,095 кН/м

Вычисление расчётных усилий.

У статистических расчётов второстепенных балок с разными пролётами или такими, которые отличаются не более чем 20%, расчётные моменты определяют, используя метод гранитного равновесия.

Момент в первом пролёте:

M₁= кН*м

Момент на опоре В:

Момент в средних пролётах и на опоре С:

M₂= кН*м

_{Мс=- 33.25 кН ·м}

_{Определение поперечных сил Q}

_{на крайней опоре:}

_{QА=(q×а1)= 16.0905 × 5.76x0.4=37.07 кН}

_{на средней опоре:}

_{QB=-(q×а2)= 16.0905 × 5.75x0.6=-55.51 кН}

в остальных опорах:

_{QB=(q×а3)= 16.0905 × 5.75x0.5=46.26 кН}

Уточнение размеров второстепенных балок.

Необходимой толщиной плиты задаёмся с экономических размышлений % армирования плиты в пределах µ=0,8-1% принимаем µ=0,8% по max пролётном моменте. M_max=M₁= 64.97кН/м при b =100 см.

Полезная высота сечения плиты при

_{ξ =μ*(RS/RB*γb2)=0.01*(365/14.5*0.9)=0.279}

где R_b=14.5 МПа - расчётное сопротивление бетона на сжатие ( для класса В-25);

R_s=365 МПа расчётное сопротивление арматуры при растяжении (для класса А 400С);

γ_b2 =0.9 – коэффициент условия работы бетона.

Используем таблицу коэффициентов для расчёта изгибающих элементов армированных одиночной арматурой, по величине ξ находим соответствующие ему коэффициент α_m=0,241

b- ширина второстепенной балки

Полная высота сечения

h= h₀ +а=29.25+3=32.35 см ;

принимаем h = 35см и b = 18 см

Подбор арматуры плиты перекрытия

Сечение	М, кН*см		ξ	Необходимая арматура	Необходимая арматура
					Количество и тип сеток	As,, см2
Пр1	4853		0,9036		4014	6.16
Оп В	4844		0,9036		3016	6.03
Пр2	3325		0,9364		4012	4.52
Оп С	3325		0,9364		3012	3.39

Расчёт наклонных сечений на поперечную силу:

При максимальном диаметре продольной арматуры Ø14 из условия свариваемости принимаем для расчёта поперечную арматуру, принимаем Ø6А240С (А_sw1= 0.283см²) при 2-х каркасах (n=2) (А_sw=2 ×А_sw1=2×0.283=0.566 см²)

По конструктивным требованиям шаг поперечных стержней:

Проверяем условия по проценту армирования:

Определяем единичные усилия воспринимаемые поперечными стержнями

R_sw=175 МПа

Длина проекции наибольшего невыгодного сечения

h₀=h-a=30-3=27см, с≤2h₀

Определяем усилие, воспринимаемое поперечными стержнями

Q_sw= q_sw × c=660,3×107,4=70916=70,92kH

Определяем усилие, воспринимаемое бетоном

Определяем условие прочности

Q_max< Q_sw+ Q_b

74,3kH<70,92+70,95=141,87 kH Поперечная арматура для второстепенной балки применяется Ø6А240С с шагом S₁ =15cм на приопорных участках длиной 1/4длины пролёта, а в середине пролёта с шагом S₂=30см.

2. Расчёт и конструирование монолитной железобетонной колоны

Исходные данные:

бетон класса В30; R_b=17 МПа;

арматура продольная класса А400С, R_s=365 МПа;

арматура поперечная класса А240С;

высота этажа Н_эт=4,2 м;

Выбор расчётной схемы

Закрепление колоны первого этажа при вычислении расчётной длины и коэффициента продольного отгиба φ принимают шарнирно-неподвижным на уровне перекрытия и защемлённой в соединении с фундаментом.

Вычисление усилий в колоне первого этажа

Нагрузка на колону передаётся от главных балок с учётом их нераздельности. Постоянная нагрузка составляется с собственного веса элементов перекрытия и веса колон. Временная нагрузка вычисляется из условия технологического процесса и принимается в соответствии к заданию на курсовой проект.

Собираем грузовую площадь на колону:

А_гр=6×6=36 м²

Расчётная длина колоны

L₀¹=h_эт+0,15=4,2+0,15=4,35 м; L₀²= L₀³= L₀⁴=4,2 м.

Сечение колоны принимаем 400×400 мм

Вычисление нагрузок на колону

Вес колон 1-й этаж

G¹_c =a_col*b_col*l₀¹ *ρ*y_fm=0.4*0.4*4.35*25000*1.1=17.4 кН

2-ой этаж

G²_c….. G⁴_c=0.4*0.4*4.2*25000*1.1=14.4+3*16.8=16.8 кН

Общий вес колон

G_c=Σ Gⁿ_c= G¹_c+(n-1)* G²_c=17.4+3*16.8=67.8 кН/

Расчётные нагрузки.

1.от веса покрытия

G_пок=g_пок*А_гр=4,07*36=146,52 кН

2.от веса всех перекрытий

G_пок=g_пер*А_гр*(n-1)=3,08*36*3=332,64 кН

3.от веса второстепенных балок

G_вт.бал.=n(b_вт.бал.*l_вт.б.*3*γ_fm)=4(0.35*0.18*6*25*3)=113.4 кН

4.от веса главных балок

G_гл.бал=4(0,5*0,25*6*25)=75кН

Итого :

G=ΣG=67.58+146.52+332.64+113.4+75=735.14 кН

Кратковременная нагрузка

P=4*36+0.7*36=169.2 кН

Полная нагрузка:

N_tot=G+P=735,14+169,2=904,34 кН

Площадь поперечной арматуры при φ= 0,9

A_s.tot=((N_tot/φ)-R_b*a_col*b_col))/R_sc=((90434/0.9)-1700*40*40)/36500= -71.76 см².

Армирование принимаем конструктивно :

Продольную арматуру колоны колонн на всех этажах принимаем 4Ø16А400С2.

Поперечную арматуру принимаем конструктивно, из условия свариваемости Ø6. Шаг поперечных стержней назначаем в пределах:

S≤(15…20)d и S = 200

3. Расчёт и конструирование фундамента

Исходные данные:

Бетон класса В20 R_b=11.5 МПа, R_bt=0.9 МПа

Арматура класса А400С, R_s=365 МПа

Расчётное сопротивление грунта R₀=0.2 МПа

Глубина сезонного промерзания грунта H_r=0.63см

Вычисление размеров подошвы фундамента

Плаща подошвы фундамента вычисляется по формуле:

Где N_n=N_tot/1.1=904.34/1.1=822.13 кН продольное усилие по второй группе предельных состояний передаваемое фундаменту колонной;

γ_m =20 кН/м³ средний вес единицы объема фундамента и грунта над ним;

H₁=m_zH_r=0.7×0.9=0.63 см глубина заложения фундамента.

Таким образом:

A_f=822.13*10³/(0.2-0.02*0.63)*10⁶=4.39 м²

Размеры подошвы фундамента в плане принимаются кратными 30см

a_f=b_f=

Принятые размеры a_f=b_f=2,1 м A_f=a_f*b_f=4.41м²

Вычисление высоты фундамента

Рабочая высота разреза плитной части фундамента вычисляется из условия продавливания по формуле:

Где N= 904,34 kH продольное усилие, которое действует с коэффициентом надёжности по нагрузке γ_m>1;

Давление на грунт под подошвой фундамента от действия продольного расчётного усилия вычисляется по формуле:

P=N/A_f=904.34/4.41=205.07 кН/м²=0,20507 МПа

Таким образом

H₀=0.5*=0.452329315-0.2=0.252 м.

Полная высота фундамента при наличии бетонной подготовки вычисляется по формуле:

Н=Н₀+а =25+3,5=28,5 см

Оптимальную высоту фундамента, исходя уз условия конструирования

Н_min=b_col+25=30+20=55см, принимаем Н=60 см выполняет его двухступенчатых с высотой ступеней по 30см

Вычисление изгибающих моментов

В разрезе 1-1

_{M1=0.125*p*(af-acol)}²_{*bf=0.125*0.205(210-40)}²_*210*10²_{=15551812.5 кН*см.}

В разрезе 2-2

_{M1=0.125*p*(af-a1)}²_{*bf=0.125*0.319(210-110)}²_*210*10²_{=5381250 кН*см.}

Вычисление площади сечения арматуры

В разрезе 1-1

_{As1=M1/0.9*H0*Rs=15551812.5/0.9*365*56,5*10}²_{=8.4 см}²

H₀=60 – 3.5=56.5 см

В разрезе 2-2

_{As2=M2/0.9*H01*Rs=5381250/0.9*365*26,5*10}²_{=6,2 см}²

h₀₁=30 – 3.5=26.5 см

Количество рабочих стержней в каждом направлении вычисляем по большим значениям А_s=8,4 см²_, исходя из максимального допустимого расстояния между стержнями S=20 см.

Таким образом

_{N=(af - 2*5/S)+1=((210-10)/20)+1=11 стержней}

Принимаем 12стержней Ø14А400С, A_s=9,23 см² с шагом 200см.