Междуэтажное железобетонное перекрытие

курсовик.docx

Инженерно-строительный факультет
Расчетно-пояснительная записка
к курсовому проекту по ЖБКК на тему:
Междуэтажное железобетонное
Студент: Лебедев М.В.
Преподаватель: Протасов В.А.
Компоновка и выбор сборного варианта перекрытия 3
Проектирование плиты перекрытия 5
1 Особенности расчета и конструирования 5
2 Сбор нагрузок и статический расчет 6
3 Расчетные данные для подбора сечений . 6
4 Подбор сечения продольной арматуры (расчет прочности нормального сечения) 7
5 Расчет полки плиты на местный изгиб 8
6 Расчет прочности наклонного сечения 8
7 Расчет плиты по образованию трещин 9
8 Расчет плиты по раскрытию трещин 12
9 Расчет плиты по перемещениям 13
Проектирование ригеля сборного перекрытия 15
1 Сбор нагрузок . 15
2 Расчетные схемы и статический расчет балки . 15
3 Этапы расчета сечений по прочности и эпюра арматуры 19
4 Расчет прочности наклонного сечения .. 21
5 Проектирование стыка ригеля с колонной 22
Расчет колонны сборного перекрытия 24
1 Сбор нагрузок и определение усилий в средней колонне 24
2 Расчет средней колонны 24
3 Проектирование консолей колонны 25
Проектирование отдельного фундамента 27
Проектирование монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами 29
1 Расчет и конструирование плиты 29 7.2 Расчет и конструирование второстепенной балки 30
Список литературы 34
Компоновка и выбор сборного варианта перекрытия
а) с продольным расположением ригелей; б) с поперечным расположением ригелей;
– ригель; 2 – монолитный участок; 3 – рядовая плита (крайняя)
Расположение ригелей при проектировании возможно как в продольном так и в поперечном направлении. Показателем экономического сравнения является объем бетона в ригелях. Рассмотрим два варианта: (размеры на схемах в см)
5115117475h = 110 l2 = 58 см
вf = 17*2 + 232 = 572 см
S = 572*38 + (58-38)*232 = 26376 см2
lвв = l2 – Δc – 05hc +18=580 – 5 – 20 + 18 = 573 см
Δc = 50 мм – зазор между ригелем и колонной;
hc = 400 мм – ширина колонны.
lвm = l2 – 2Δc – hc = 580 – 2*5 – 40 = 530 см
V = 26376(573*4 + 530*8) = 172288032 см3 =
5115-3810h = 110 l1 = 76 см
вf = 17*2 + 304 = 644 см
S = 644*56 + (76-56)*304 = 42144 см2
lвв = l1 – Δc – 05hc +18=760 – 5 – 20 + 18 = = 753 см
lвm = l1 – 2Δc – hc = 760 – 2*5 – 40 = 710 см
V = 42144(753*10 + 710*5) = 46695552 см3 = 467 м3
Вывод: по расходу бетона на изготовление ригелей более экономичным является вариант а т.е. схема здания с продольным расположением ригелей.
Проектирование плиты перекрытия
1 Особенности расчета и конструирования
Вр = (5800 – 400 – 6*15)5 = 1062 мм
Расчетный пролет плиты:
- для средних: l0m = 7600 – 232 – 50 – 120 = 7198 мм
- для крайних: l0в = 7600 – 116 – 25 – 60 – 200 + 1203 = 7239 мм
h = l030 = 719830 = 0239 м
Принимаем: h = 240 мм
Расчетная схема плиты
Эквивалентное сечение для расчетов по первой группе предельных состояний
в = 86*2 + 60 = 232 мм; вf’ = 1062 – 2*15 = 1032 мм
2 Сбор нагрузок и статический расчет
Коэффициент надежности γf
Плита с заливкой швов
γ = 2500 кгм3; red = 1165 см
γ = 2200 кгм3; t = 20 мм
γ = 1800 кгм3; t = 15 мм
Итого: длительно действующая нагрузка
q = 10296*Bp*γn = 10296*1062*095 = 1039 кНм
qn = 862*Bp*γn = 862*1062*095 = 87 кНм
gn = 3* Bp*γn = 3*1062*095 = 303 кНм
M1 = ql028 = 1039719828 = 6729 кН*м
Q1 = ql02 = 103971982 = 3739 кН
M1n = qnl028 = 87719828 = 5634 кН*м
Q1n = qnl02 = 8771982 = 3131 кН
M2n = gnl028 = 303719828 = 1962 кН*м
3 Расчетные данные для подбора сечений
Выбираем по Приложениям [1 c.735 – 739] характеристики для бетона и арматуры:
A-II: Rs = 280 МПа; Rsw = 225 МПа
Aт - VI: Rs = 815 МПа; Rsn = 980 МПа; Es = 19*105 МПа
235403346453.4 Подбор сечения продольной арматуры (расчет прочности нормального сечения)
Рабочая высота сечения:
h0 = h11 = 24011 = 2182 мм
Для нормального армирования сечения необходимо выполнение условия:
R = 01+s14001+011 – граничное значение относительной высоты сжатой зоны сечения
= 085 – 0008Rb = 085 – 0008*22 = 0674 МПа
Rsn + Δsp ≤ sp ≤ Rsn - Δsp
Принимаем sp = 640 МПа
Δsp = 005sp = 32 МПа
6 МПа ≤ sp = 640 МПа ≤ 948 МПа
s1= 815 + 400 – 640 = 575 МПа
R = 06741+5754001+067411 = 0203
Определяем положение нейтральной оси по отношению к тавровому сечению:
М1*103 ≤ Rbbf’(h0 – 05hf’)hf’
29*103 ≤ 22*1032*(2182-05*38)*38
290 МПа*см3 ≤ 1718602 МПа*см3
Условие выполняется т.е. нейтральная ось проходит в полке.
А0 = M1103Rbbf'h02 = = 672910322103221822 = 0062
По найденному параметру А0 из табл. III.1 [1 c.140] выбираем:
Производим проверку:
65 ≤ 0203 - условие выполняется
γs6= 0 – (0 – 1)(2R - 1) = 11 – (11 – 1)(200650203 - 1) = 114 - коэффициент условий работы арматуры;
Asp= M1103γs6Rsh0 = 672910311481509682182 = 343 см2
Принимаем 210 и 116 Aт–VI с общей площадью Аsf = 358 см2 (+44%)
5 Расчет полки плиты на местный изгиб
5115-635Mloc = qpllloc216
qpl = 1941 + 62 = 814 кНм2
погонная нагрузка: qpl = 814*1032 = 84 кНм
Mloc = 8404216 = 0084 кН*м
h0 = 38 – 15 = 23 см
R = 06741+2804001+067411 = 0317
А0 = Mloc103Rbbf'h02 = = 008410322100232 = 00072
1 ≤ 0317 - условие выполняется
As= Mloc103Rsh0 = 0084103280099523 = 0131 см2
Ввиду малой площади требуемой арматуры принимаем сетку с арматурой А-I 6 с шагом 200 мм. Продольная монтажная арматура расположена с шагом 250 мм.
6 Расчет прочности наклонного сечения
Проверим изгибаемый элемент на образование трещин в наклонном сечении:
39 кН≤06*14*232*2182=4252 кН
φb4 = 06 – коэффициент для тяжелого бетона.
Условие выполняется поэтому трещины в наклонном сечении не образуются и поперечное армирование в продольных ребрах назначаются конструктивно. Используется арматура 10 A-II. Шаг поперечной арматуры на приопорных участках S1 = 100 мм на остальном участке – S2 = 200 мм.
Схема армирования плиты:
Арматурный каркас К-1:
7 Расчет плиты по образованию трещин
Вычисление геометрических характеристик
Эквивалентное сечение для расчетов по второй группе предельных состояний
Коэффициент приведения:
vp=EspEb=19*105325*103=5846;
Площадь приведенного сечения:
Ared = A + pAsp = 12168 + 5846*358 = 12377 см2
Статический момент приведенного сечения:
Sred = ΣS + pΣSsp = 143489+ 5846*1074 = 144117 см3
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани:
У0 = SredAred = 14411712377 = 1166 см
Момент инерции приведенного сечения относительно горизонтальной оси проходящий через центр тяжести сечения:
Ired = Jb + pAspzp2 = 445*1032*94352 + 232*1575312 + 232*1575*06652 + 38*1032*10442 + + 5846*358*9482 = 973016 см4
Упругий момент сопротивления приведенного сечения относительного крайнего растянутого (сжатого) волокна:
Wred = Iredy0 = 9730161166 = 83449 см3
W’red = Ired(h0 – y0) = 973016(2182 – 1166) = 95769 см3
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки наиболее (наименее) удаленной от растянутой зоны:
r = φn(WredAрred) = 085*8344912377 = 553 см
rinf = φn(W’red Ared) = 085*9576912377 = 635 см
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне:
Wpl = γWred = 15*83449 = 1251735 см3
W’pl = γW'red = 15*95769 = 1436535 см3
Вычисление потерь предварительного напряжения
Потери от релаксации напряжений в арматуре
= 01Rsn – 20 = 01*980 – 20 = 78 МПа
Потери от температурного перепада при пропаривании
= 125*Δt = 125*65 = 8125 МПа
Δt = 650 – разность между температурой рабочей арматурой и среды цеха
Потери от деформации анкеров:
= λEsl = 0002*19*1057248 = 524 МПа
λ = 0002 м – при обжатии опрессованных шайб или смятии высаженных головок
l = 7248 м – длина натягиваемой арматуры
Потери от трения арматуры об огибающие приспособления:
= 0 т.к. арматура в плитах проектируется прямолинейной
Потери от деформации стальных форм:
Потери от быстронатекающей ползучести бетона:
Усилие предварительного обжатия:
P1 = (sp – 1 – 2 – 3 – 4 – 5)Asp = (640 – 78 – 8125 – 524 – 0 – 25)*106*358*10-4 = 1444 кН
Эксцентриситет усилия Р1:
eop = y0 – cp – 05dp = 1166 – 3 – 05*16 = 786 см
Передаточная прочность бетона:
Rbp ≥11 МПа≥155 МПа Принимаем Rbp = 155 МПа
α = 025 + 0025*Rbp = 0637
= 525 – 0185*Rbp = 2383
Напряжение обжатия в бетоне на уровне крайнего сжатого волокна с учетом изгибающего момента от веса плиты:
bp = P1Ared + (P1eop – M)eopIred = 1444012829 + (1444*00786 – 2001)*007860000973016 = = 426 кПа = 0426 МПа
где M = gnpl*BN*l028 = 291*1062*719828 = 2001 кНм
bpRbp = 0426155 = 0027 α = 0637
= 40 bpRbp = 40*0027 = 108 МПа * 085 = 0918 МПа
Суммарные потери происходящие до окончания обжатия бетона:
loc1 = 1 + 2 + 3+ 4 + 5 + 6 = 78 + 8125 + 524 + 0 + 25 + 0918 = 23757 МПа
Потери от натяжения на бетон:
Потери от усадки бетона при натяжении на упоры:
Потери от ползучести бетона:
P1 = (640 – 23757)*106*358*10-4 = 1441 кН
bp = P1Ared + (P1eop – M)eopIred = 1441012829 + (1441*00786 – 2001)*007860000973016 = = 422 кПа = 0422 МПа
bpRbp = 0422155 = 0027 075
= 150*085 bpRbp = 344 МПа
Суммарные потери после окончания обжатия:
loc2 = 7 + 8 + 9 = 0 + 40 + 344 = 4344 МПа
Полные потери напряжений:
loc = loc1 + loc2 = 23757 + 4344 = 28101 МПа
Величина предварительного напряжения в арматуре за вычетом всех потерь:
sp2 = sp – loc = 640 – 28101 = 35899 МПа
Усилие обжатия с учетом всех потерь:
P2 = (sp – loc)*Asp = 35899*106*358*10-4 = 1285 кН
Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси плиты
Момент усилия обжатия относительно оси проходящей через ядровую точку:
Mгр = γspP2(eop + r)
Δγsp = 05spsp1+1np= 05326401+13=0039
γsp = 1 - Δγsp = 1 - 0039 = 0961
Mгр = γspP2(eop + r) = 0961*1285*(00786 + 00553) = 1654 кНм
Момент образования трещин:
Мcrc = Rbtn*Wpl + Mгр = 21*106*0012517 + 1654*103 = 4283 кНм
Mi = 5634 кНм > Мcrc = 4283 кНм – трещины в растянутой зоне образуются. Необходимо проверить ширину их раскрытия.
Момент трещиностойкости в верхней зоне:
M’crc = RbtpW’pl = 11*106*0014365 = 158 кНм
Mi = γ’spP1(eop + rinf) – М = 1039*1441*(00786 + 00635) – 2001 = 127 кНм
Mi = 127 кНм М’crc = 158 кНм – начальные трещины в верхней зоне бетона не образуются
8 Расчет плиты по раскрытию трещин
Проектируемая плита относится к третьей категории трещиностойкости и рассчитывается на непродолжительное acrc1 acrc2 и продолжительное acrc3 раскрытие трещин.
acrc = acrc1 - acrc2 + acrc3 ≤ 04 мм
Определяем непродолжительное раскрытие трещин от воздействия всей нормативной нагрузки:
acrc1 = 20(35 - 100)φl(s1Es)3d
= Aspbh0 = 358(232*2182) = 0007 – коэффициент армирования сечения;
= 1 – для изгибаемых элементов;
= 1 – для стержневой арматуры периодического профиля;
= (M1n + P2esp)(bh02Rbn) = 5634*103(0232*021822*29*106) = 0176
φf = (b’f – b)h’f bh0 = (1032 – 0232)*0038(0232*02182) = 06
estot1 = (M1n + P2esp)Ntot = M1nP2 = 56341285 = 0438 м
T = φf(1 - h’f 2h0) = 06(1 – 00382*02182) = 0548
=118+1+5(1+T)10p+15 + φf115estot1h0 = 118+1+5(0176+0548)1000075846+15 + 06115043802182-5 = 0193 1
z11 = h0(1 – ((h’f h0) φf + 12)2(φf + 1)) = 02182*(1 – ((0038 02182) 06+01932)2(06 +0193))= = 0199 м
s1 = (M1n – P2(z11 – esp)) (Aspz11) = (5634 – 1285*0199)*103 (358*10-4*0199) = 4319 МПа
acrc1 = 20(35 – 100*0007)*1*1*1*(431919*105)312 = 0292 мм
Определяем непродолжительное раскрытие трещин от воздействия постоянной длительной нагрузки:
acrc2 = 20(35 - 100)φl(s2Es)3d
= (M2n + P2esp)(bh02Rbn) = 1962*103(0232*021822*29*106) = 0061
estot2 = (M2n + P2esp)Ntot = M2nP2 = 19621285 = 0153 м
=118+1+5(2+T)10p+15 + φf115estot2h0 = 118+1+5(0061+0548)1000075846+15 + 06115015302182-5 = 0771 1
z12 = h0(1 – ((h’f h0) φf + 22)2(φf + 2)) = 02182*(1 – ((0038 02182) 06+07712)2(06 +0771))= = 0163 м
s2 = (M2n – P2(z12 – esp)) (Aspz12) = (1962 – 1285*0163)*103 (358*10-4*0163) = -2271 МПа
Так как s2 0 то трещины не образуются и acrc2 = acrc3 = 0
acrc = acrc1 - acrc2 + acrc3 = 0292 – 0 + 0= 0292 мм ≤ 04 мм – условие выполняется
9 Расчет плиты по перемещениям
Полный прогиб предварительно-напряженной плиты определяется с учетом непродолжительного продолжительного действия постоянной и временной нормативных нагрузок а также с учетом выгиба элемента от усадки и ползучести бетона в результате воздействия усилия обжатия.
f = f1 – f2 + f3 - fcsc
f1 – прогиб от непродолжительного действия всей нагрузки:
lr1=M1nh0z11s1EsAsp+bλb1EbAb1-Ntoth0s1EsAsp
Ab1 = (φf+1)bh0 = (06 + 0193)*0232*02182 = 004 м2
φm1 = RbtnWpl (M1n – Mrp) = 21*106* 0012517 (3131*103 – 1654*103) = 178 > 1.
s1=125-φl1φm1-1-φm1235-18estot1h0 = 125-111-1-1235-180007043802182 = 015
lr1=563410302182019901519101135810-4+09045325109004-12851030218201519101135810-4 = 00035 м-1
f1 = 5*71982*00035 48 = 0019 м
f2 – прогиб от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок:
lr2=M2nh0z12s2EsAsp+bλb2EbAb2-Ntoth0s2EsAsp
Ab2 = (φf+2)bh0 = (06 + 0771)*0232*02182 = 007 м2
φm2 = RbtnWpl (M2n – Mrp) = 21*106* 0012517 (1962*103 – 1654*103) = 853 > 1.
s2=125-φl2φm2-1-φm2235-18estot2h0 = 125-111-1-1235-180007015302182 = 015
lr2=196210302182016301519101135810-4+09045325109007-12851030218201519101135810-4 = 00004 м-1
f2 = 5*71982*00004 48 = 0002 м
f3 – прогиб от продолжительного воздействия постоянной и длительной нагрузок:
lr3=M3nh0z13s3EsAsp+bλb3EbAb3-Ntoth0s3EsAsp
s3=125-φl3φm3-1-φm2235-18estot2h0 = 125-081-1-1235-180007015302182 = 045
lr3=196210302182016304519101135810-4+09015325109007-12851030218204519101135810-4 = 00011 м-1
f3 = 5*71982*00011 48 = 0006 м
Расчет выгиба предварительно-напряженной плиты:
fcsc=(6+8+9)l028h0Es = (0918+40+344)10671982802182191011 = 0007 м
f = 0019 – 0002 + 0006 – 0007 = 0016 м= 16 см
f = 16 см [l0200] = [7198200] = [359 см] - условие выполняется.
Проектирование ригеля сборного перекрытия
Вес ригеля γ = 2500 кгм3
Расчетные нагрузки с учетом γn = 095:
g = 3838*095 = 3646 кНм
= 456*095 = 4332 кНм
2 Расчетные схемы и статический расчет балки
Влияние постоянной нагрузки g кНм2
Влияние временной нагрузки кНм2
3 Этапы расчета сечений по прочности и эпюра арматуры
Класс бетона – В25; Rb = 145 МПа; Rbt = 105 МПа
арматура – А- Rs = 280 МПа; Rsc = 280 МПа.
Опорные моменты Msid и поперечные силы Qsid по грани колонны:
QsidA = QA(d0 – 05hc)d0 = 19479(348 – 02)348 = 18359 кН
hс = 04 м – высота сечения колонны;
d0 – расстояние от оси колонны до нулевой точки на эпюре поперечных усилий.
QлsidВ = QВ(d0 – 05hc)d0 = 2821(418 – 02)418 = 2686 кН
QпрsidВ = QВ(d0 – 05hc)d0 = 26008(406 – 02)406 = 24727 кН
MлsidB = MB – 05hcQB = 30344 – 02*2821 = 24702 кНм
MпрsidB = MB – 05hcQB = 30344 – 02*26008 = 25142 кНм
QлsidC = QC(d0 – 05hc)d0 = 24394(336 – 02)336 = 22942 кН
QпрsidC = QC(d0 – 05hc)d0 = 25289(377 – 02)377 = 23947 кН
MлsidC = MC – 05hcQC = 26005 – 02*24394 = 21126 кНм
MпрsidC = MC – 05hcQC = 26005 – 02*25289 = 20947 кНм
Проверка принятых размеров ригеля
04465-635 h0 ≥ 18MsidRbbf
h0 = h – 005 = 048 – 005 = 043 м
h0 = 043 м > 18251421031451060532 = 032 м – условие выполняется
Расчет нормальных сечений по изгибающему моменту
Аs расч = Mрасчh0Rs
4 Расчет прочности наклонного сечения
21 кН ≤ 06*105*192*48 = 5806 кН
Условие не выполняется поэтому трещины в наклонном сечении образуются. Принимаем арматуру 10 A-II с Asw = 0785 см2
Число каркасов 2 при этом Asw = 2*0785 = 157 см2
Принимаем шаг поперечной арматуры на приопорном участке – S1 = 160 мм;
Интенсивность поперечного армирования:
qsw=Q24φb2Rbtbh02(1+φn+φf) = 282121042105192432(1+05) = 178 кНсм
Коэффициент учитывающий наличие полок таврового сечения:
φf = 075(bf'-b)hf'bh0 = 075(532-192)4819243 = 148. Принимаем φf = 05
Вычисляем шаг поперечных стержней из условия восприятия ими погонного усилия:
S2=RswAswnqsw10 = 22507852178 10 = 1984 см
S3 = 075φb2(1+φn+φf)Rbtbh02Q(10) = 2973 см
Из всех значений выбираем наименьшее – S1 = 160 мм.
На остальном участке принимаем шаг поперечной арматуры – S2 = 360 мм.
5 Проектирование стыка ригеля с колонной
Nc = Nt = Msidz = 25142046 = 5466 кН
Длина сварных угловых швов соединяющих нижние закладные детали ригеля и колонны:
а) по металлу границы сплавления:
lw≥13(Nc-F)10zhwRwzγwzγc=13(5466-371)10111601 = 414 см
F = Qsid* = 24727*015 = 371 кН – сила трения
= 015 – коэффициент трения стали по стали
z = 1 – коэффициент для ручной и полуавтоматической сварки
Rwzγс = 160 МПа – расчетное сопротивление срезу по металлу границы сплавления
γwz = 1 коэффициент условий работы
lw≥13(Nc-F)10fhwRwfγwfγc=13(5466-371)100711801 = 526 см
f = 07 – коэффициент для ручной и полуавтоматической сварки
Rwf γс = 180 МПа – расчетное сопротивление срезу по металлу границы сплавления
γwf = 1 коэффициент условий работы
Принимаем Σ lw = 54 см
Площадь сечения стыковых стержней
As = Nt10Rs = 546610280 = 1952 см2
Принимаем 236 с Asf = 2036 см2
Расчет колонны сборного перекрытия
1 Сбор нагрузок и определение усилий в средней колонне
Расчетная длина колонны – l0 = Hэ = 36 м сечение – 40х40 см
Грузовая площадь средней колонны – l1 x l2 = 76 x 58 = 4408 м2
Длительная снеговая нагрузка – 03*07*14*4408 = 1296 кН
Кратковременная снеговая нагрузка – 07*07*14*4408 = 3024 кН
Кратковременная нагрузка на покрытие – 075*4408 = 3306 кН
Кратковременная нагрузка – 3024 + 3306 = 633 кН
Постоянная нагрузка:
от перекрытия – 32*4408 = 14106 кН
от ригеля – 57*725 = 4133 кН
от колонны – 36*04*04*25*11 = 1584 кН
Итого от постоянной – 19823 кН
Кратковременная нагрузка кН
Длительная расчетная нагрузка кН
Постоянная расчетная нагрузка кН
3 + 1*4408*2*13 = 17791
96 + 1*4408*3*12 = 17165
3 + 2*4408*2*13 = 29252
96 + 2*4408*3*12 = 33034
3 + 3*4408*2*13 = 40712
96 + 3*4408*3*12 = 48902
3 + 4*4408*2*13 = 52173
96 + 4*4408*3*12 = 64771
3 + 5*4408*2*13 = 63634
96 + 5*4408*3*12 = 80640
3 + 6*4408*2*13 = 75095
96 + 6*4408*3*12 = 96509
3 + 7*4408*2*13 = 86556
96 + 7*4408*3*12 = 112378
Nmax = 86556 + 112378 + 158584 = 357518 кН
Усилие с учетом γn = 095: N = 357518*095 = 339642 кН
2 Расчет средней колонны
N(10) ≤ φ[RbA+RscAs+As']
As+As'= N10φRsc-RbARsc
=1 – коэффициент условий работы
φ=φb+2φr-φbRsc(As0+As0')RbA≤φr
φr= 0909 (по NlN = 257414339642 = 076 и l0h = 3604 = 9)
φb= 0902 (по NlN = 257414339642 = 076 и l0h = 3604 = 9)Rsc = 365 МПа
Принимаем (As0+As0')A=001 As0+As0'=001*1600=16 см2
φ=0902+20909-0902*365*16145*1600=0906≤0909
As+As'= 339642101*0906*365-145*1600365 = 3915 см2
Принимаем 436 с Asf = 4072 см2
3 Проектирование консолей колонны
Опорное давление ригеля: Q = 2821 кН
Длина опорной площадки:
l=Q(10)Rbbb = 282114540 = 486 см
Наименьший вылет консоли: l1 = l + с = 486 + 5 = 986 см.
Принимаем наименьший вылет консоли – l1 = 20 см.
Плечо силы Q: а = 15 см
Рабочая высота консоли у грани колонны определяется из условия:
h0 ≥ Q(10)25Rbtb = 282125*105*40 = 2687 см
h0=aQ(10)15Rbtb = 15*282115*105*40 = 2592 см
А0 = МRbbh2 = 24702145*40*272 =0004 = 0995
Площадь сечения продольной арматуры:
As = 125Q10aRsh0 = 125*2821*15280*0995*27 = 703 см2. Принимаем 222 A-II с Аsf = 76 см2
т.к h = 30 см 25*15 = 375 см то консоль армируется только наклонными хомутами по всей высоте .
Суммарная площадь сечения наклонных хомутов:
Aw = 0002bh0 = 0002*40*27 = 216 см2
Принимаем 212 A-II с Аsf = 226 см2
Верхняя часть стыкуемой колонны опирается на выступ бетона нижней части а выпуски арматуры сваривают встык ванной сваркой. Полость между выступами зачеканивают раствором. После сварки стержней устанавливают хомут и замоноличивают стык. В таком стыке нет стального оголовка из пластин и накладных стержней и на такой стык расходуется меньше металла.
Проектирование отдельного фундамента
Расчетная нагрузка на обрез фундамента: N = 339642 кН
Требуемая глубина заделки колонны в стакан:
hw1=05RsRb+12d= 05280145+1236=7796 мм = 80 см
hw1 > 12d = 12*36 = 432 мм
С учетом большего размера поперечного сечения колонны:
hw2 ≥ 15hс = 15*40 = 60 см
Глубина стакана – hw maR0 = 03 МПа – условное расчетное сопротивление грунта под подошвой фундамента.Размер стороны квадратной подошвы: а = А = 1074 =328 м. Принимаем (кратно 03) а = 33 мДавление на грунт под фактической площадью подошвы: p = NAf = 295341089 = 2712 кНм2Рабочая высота фундамента из условия продавливания:h0=-025hc+bc+05NRbt103+p = -02504+04+0529534105103+2712 = 055 мВысота фундамента – Н = h0 + al = 055 + 004 = 059 мОкончательная высота фундамента выбирается максимальной из трех условий:1) продавливания – Н = 059 м2) заделки колонны в фундаменте – Н = 085 м3) анкеровки сжатой арматуры в бетоне колонны – Н = 105 мМаксимальной является Н = 105 м 11 м (03+04+04)Высота нижней ступени фундамента принимается такой чтобы соблюдалось условие прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении начинающемся в сечении III-III.h01≥p10-3l24φb2Rbt = 271210-3039242105 = 007 мl = 05(a – hc – 2h0) = 05(33 – 04 – 2*106) = 039 мАрмирование фундамента по подошве определяется расчетом на изгиб по нормальным сечениям I-I и II-II где изгибающие моменты равны:MI = 0125p(a – hc)2b = 0125*2712*(33 – 04)2*33 = 9408 кН*мMII = 0125p(a – a1)2b = 0125*2712*(33 – 12)2*33 = 4933 кН*мMIII = 0125p(a – a2)2b = 0125*2712*(33 – 2)2*33 = 1891 кН*мПлощадь сечения арматуры:AsI=MI(103)09h0Rs=9408(103)09106280 = 3522 см2AsII=MII(103)09h0Rs=4933(103)09106280 = 1847 см2AsIII=MIII(103)09h0Rs=1891(103)09106280 = 708 см2Принимаем сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стрежней 2116 A-II с шагом 160 мм (Asf = 4223 см2)
Проектирование монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами
l1 = 76 м – пролет главной балкиlpl = 763 = 253 мhгл.б. = (18 110)l1 = 80 см bгл.б. = (04 05) hc = 40 см
l2 = 58 м – пролет второстепенной балкиhвт.б. = (112 115)l2 = 40 см bвт.б. = (04 05) hc = 20 см
hpl = 135 lpl = 8 см 7.1 Расчет и конструирование плитыНагрузки на 1 м2 перекрытия
γ = 2500 кгм3; red = 8 см
γ = 800 кгм3; red = 10 см
γ = 2200 кгм3; t = 5 см
γ = 1800 кгм3; t = 15 см
q = 11114*1*095 = 1056 кНм
Расчетная величина крайнего пролета:
l01 = lpl – 05(dpl + bвт.б.) = 253 – 05(12 + 20) = 237 смРасчетная величина среднего пролета: l02 = lpl - bвт.б. = 253 – 20 = 233 смИзгибающий момент в крайнем пролете и на первой промежуточной опоре:Mb = ql01211 = 1056237211 = 539 кН*мИзгибающий момент в средних пролетах пролете и на средних промежуточных опорах:Mm = ql02211 = 1056233216 = 358 кН*мРабочая высота сечения плиты:h0 = hpl – al – 05d = 8 – 1 – 05*06 = 67 смal = 10 мм – защитный слой бетонаd = 6 мм – ориентировочный диаметр рабочей арматурыА0 = Mb103Rbbh02 = = 539103145100672 = 0083 = 0956As= Mb103Rsh0 = 539103355095667 = 237 см2
% = 100Asbh0 = 237(100*67) = 035%Принимаем сварную сетку 5 Bp-1-2008 AIII-2002370 x 5720 1015А0 = Mm103Rbbh02 = = 358103145100672 = 0055 = 0972As= Mb103Rsh0 = 358103355097267 = 155 см2
% = 100Asbh0 = 155(100*67) = 023%
Принимаем сварную сетку 5 Bp-1-2006 AIII-2002330 x 5720 1015
Расчет и конструирование второстепенной балкиhвт.б. = 40 см
l01 = 58 – 02 + 02 – 2502 = 5675 мl02 = 58 – 04 = 54 мРасчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки:постоянная:- собственный вес плиты и пола: 4914*253 = 1243 кНм- собственный вес балки сечением 04 х 02: 04*02*25*11 = 22 кНмИтого: g = 1463*095 = 1389 кНмвременная: = 253*62*095 = 149 кНмполная нагрузка: q = g + = 2879 кНмусловная постоянная нагрузка: q’ = g + 025 = 17615 кНм
М1 = ql01211 = 8429 кН*м - максимальный момент в первом пролетеМ2 = ql01214 = 6623 кН*м - опорный момент по грани опоры ВМ3 = ql01211 = 8429 кН*м - минимальный момент в первом пролетеМ4 = ql0i216 = 5247 кН*м - максимальный момент в средних пролетахQA = 04ql01 = 6535 кНQВл = 06ql01 = 9802 кНQВпр = 05ql01 = 8169 кНРасчет прочности нормальных сеченийbвт.б. = 20 смbf’ = lpl + bвт.б. = 253 + 02 = 273 мbf’ ≤ 586 = 096 м. Принимаем bf’ = 95 смM1(103) = 84290 кН*см ≤ bf’ hf’(h0 – hf’2)Rb = 95*8*(365 – 82)*145 = 358150 кН*смУсловие выполняется т.е. нейтральная ось проходит в полке.
Расчет прочности выполняется как для прямоугольного сечения с размерами bf’ х hвт.б.
) сечение в 1-ом пролете:
А0 = M1103Rbbf'h02 = 8429103145953652 = 0046
Asp= M1103Rsh0 = 84291032800976365 = 845 см2
Принимаем 224 A–II с общей площадью Аsf = 904 см2 2) сечение на первой промежуточной опоре:
А0 = M1103Rbbf'h02 = 6623103145953652 = 0036
Asp= M1103Rsh0 = 66231032800988365 = 656 см2
Принимаем 222 A–II с общей площадью Аsf = 76 см23) сечение в середине среднего пролета:А0 = M1103Rbbf'h02 = 5248103145203652 = 0136
Asp= M1103Rsh0 = 52481032800912365 = 563 см2
Принимаем 220 A–II с общей площадью Аsf = 628 см2Расчет прочности наклонных сеченийQmax = 9802 кН
02 кН ≤ 06*105*20*365 = 4599 кН
Принимаем шаг поперечной арматуры на приопорном участке – S1 = 150 мм;
qsw=Q24φb2Rbtbh02(1+φn+φf) = 980221042105203652(1+05) = 029 кНсм
φf = 075(bf'-b)hf'bh0 = 075(95-20)820365 = 062. Принимаем φf = 05
S2=RswAswnqsw10 = 22507852029 10 = 1218 см
S3 = 075φb2(1+φn+φf)Rbtbh02Q(10) = 6422 см
Из всех значений выбираем наименьшее – S1 = 150 мм.
На остальном участке принимаем шаг поперечной арматуры – S2 = 360 мм
Список литературы1. Протасов В.А. Междуэтажное железобетонное перекрытие. Методические указания к курсовому проекту. – Псков 1986. – 121 с.: ил.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс - Учебник для вузов. 5-е изд. перераб. и доп. - М.: Стройиздат 1991. - 767 с.: ил.
СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции

курсач.dwg

Маркировочный план М1:200
Армирование плиты М1:10
Сечения ригеля М1:20
Армирование ригеля М1:50
Спецификация арматуры
Стык ригеля с колонной М1:20
План монолитного перекрытия М1:200
Схема армирования плиты М1:20
Схема армирования второстепенной балки М1:20
Второстепенная балка
Армирование плиты М1:20
I вар. - продольное расположение ригелей
II вар. - поперечное расположение ригелей
-этажное производственное здание
План перекрытия М 1:200
Плита перекрытия П-1 М 1:50
Арматурный чертёж М 1:20
Спецификация на сборные ЖБ элементы
Фундамент Ф-1 М 1:50
Эпюра арматуры ригеля М 1:50
План монолитного перекрытия М 1:200
Монолитное перекрытие