Проектування несучих залізобетонних конструкцій

Міністерство освіти та науки України Харківський національний автомобільно-дорожній університет Кафедра мостів конструкцій та будівельної механіки

Курсова робота

на тему: «Проектування несучих залізобетонних конструкцій»

Харків 2009

Вступ

Інтенсивний розвиток в останні десятиріччя усіх різновидів місцевості промисловості забезпечено технічний прогрес і в області будівельних конструкцій. Зроблена заводська база для будування конструкцій, поліпшуються прочності характеристики матеріалів, з’являються нові форми конструкцій та їх елементів, підвищується ступінь їх заводського виготовлення. Велике поширення отримали залізобетонні конструкції, які більш широко використовуються в будівництві.

Залізобетонні конструкції мають високу міцність, довговічність, вогнестійкість. З них можна робити різноманітні конструктивні форми в залежності від типа споруди. Вони не потребують великих експлуатаційних витрат.

Спеціальність по монтажу залізобетонних та металевих конструкцій повинні добре знати основні конструктивні рішення споруд, фізико-механічні властивості матеріалів для залізобетону, повинні чітко уявляти розрахункову схему та характер нарушеного стану елементів конструкцій як в процесі монтажу, так і в стані експлуатації, а також вміти розраховувати неважкі конструктивні елементи.

Метою даного курсового проекту є закріплення теоретичних знань з розділу «Залізобетонні конструкції» та вироблення навичок з проектування залізобетонних елементів і виготовлення з застосуванням існуючих стандартів.

1. Варіантне проектування

Раціональне вирішення промислового будинку з точки зору як техніко-економічних, так і з експлуатаційних переваг, знаходимо після розробки декількох варіантів.

При варіантному проектуванні розглядаємо тільки несучі елементи будови, які сприймають силові та температурні дії та передають їх через фундаменти на ґрунтові основи.

Таблиця 1.1 — Витрати матеріалів за варіантами

На основі порівняння варіантів був прийнят варіант № 2.

2. Розрахунок основних конструктивних елементів

2.1 Розрахунок ребристої панелі перекриття

Розрахунок панелі розділяємо на три етапи: розрахунок плити, поперечних ребер, поздовжніх ребер. Для кожного елемента складаємо розрахункову схему та визначаємо розрахункові зусилля методами будівельної механіки. Визначення постійних навантажень згідно з нормами.

2.1.1 Розрахунок плити панелі перекриття

Переріз поздовжньої поперечної робочої арматури плити визначаємо за величинами розрахункових згинальних моментів.

Таблиця 2.1.1 — Визначення навантаження на 1 м² плити

Таблиця 2.1.2 — Збиране навантаження на 1 м² довжини повздовжніх ребер панелі

При наявності поперечних ребер плиту розглядають як обперту по контуру. В таких плитах моменти, віднесені до смуги шириною в=100см (в обох напрямках), визначаємо за формулою, яка враховує перерозподіл зусиль за рахунок створення пластичних шарнірів:

За цією формулою визначаємо додатні моменти в центральній частині плити та від'ємні моменти над опорами плити.

Розрахункова величина визначається за формулою:

Площу перерізу робочої арматури в плиті визначаємо із прямокутного перерізу з одиночною арматурної полоси шириною 100 см та висотою 6 см. Армування плити виконуємо стандартними сітками

Робочу висоту прямокутного перерізу плити в прольоті та опорах h0 визначаємо з умови створення для арматури необхідного захисного шару бетону. Відстань від розтягнутої грані перерізу до центра ваги арматури в плитах збірних панелей, тоді (захисний шар бетону 10мм).

Підбір потрібного перерізу поздовжньої робочої арматури починаємо із визначення коефіцієнта:

Виконуємо інтерполяцію коефіцієнта за таблицями А0, та (які наведені в підручниках визначають =0,078.

Потрібна площа арматури

За таблицями виходячи з Аs, підбираємо зварну сітку марки 200×200×5×5 з однаковою площею перерізу робочих стержнів в обох напрямках 65 АІІІ, з площею кожного стержня:

.

Розрахунок поперечного ребра панелі перекриття.

Максимальна інтенсивність навантажень в середині прольоту У формулах q — розрахункові навантаження на 1 м² плити.

Максимальний розрахунковий момент в середині поперечного ребра визначаємо за приблизною залежністю, яка враховує неповне затиснення його кінців у поздовжніх ребрах панелі:

деl2 -розрахунковий проліт панелі (поперечних ребер);

— розрахункове навантаження на 1пог.м.

Розрахунковий переріз як для поперечних, так і для поздовжніх ребер — тавровий. Компоновка таврових перерізів наведена.

Розрахунок на дію поперечної сили виконуємо тільки для поздовжніх ребер, оскільки в них поперечна арматура повинна ставитися тільки за розрахунком; поперечні ребра армують з конструктивних міркувань, а в плитах поперечні зусилля сприймаються стиснутим бетоном.

При визначенні довжини панелі компонують вузол обпирання панелі перекриття на ригель.

При сітці колон 69 м (Lриг=8м) та корисному навантаженні 18 000 Н/м2 приймаємо товщину панелі 5 см, висоту поперечного ребра hпп=20см, висоту ригеля hриг=80см, ширину ригеля вриг=30см.

Необхідну площу робочої арматури поперечного ребра обчислюємо для таврового перерізу при ширині полиці вf

Висота ребра hр=20см, робоча висота

Зусилля в ребрі

Визначаємо розрахунковий випадок для таврового перерізу, тобто місце розташування нижньої межі стиснутої зони бетону (в полиці або ребрі). Для цього обчислюємо максимальний згинальний момент, який сприймає полиця перерізу:

.

Оскільки, отже,, то розрахунок елемента виконуємо за формулами для прямокутного перерізу шириною :

визначаємо

Необхідна площа перерізу робочої арматури.

За сортаментом арматурної сталі приймаємо робочу арматуру поперечного ребра каркасу і 9 ІІ:

.

2.1.2 Розрахунок поздовжніх ребер

Визначаємо поздовжню та поперечну арматуру поздовжніх ребер.

Розрахунковий прольот дорівнює 545 см.

Робоча висота перерізу (мінімальний захисний шар бетону — 20мм).

Навантаження на 1 м довжини панелі, необхідне для розрахунку поздовжніх ребер, виконуємо у формі табл.2.1.2.

Згинальний момент в балці таврового перерізу поперечна сила Розрахунок виконуємо для прямокутного перерізу шириною :

По

.

Площа перерізу поздовжньої арматури в двох ребрах панелі приймаємо із чотирьох стержнів 220АІІІ+218 АІІІ.

Розрахунок поперечної арматури поздовжніх ребер панелі починають з перевірки достатності прийнятого перерізу за умови Прийняті розміри перерізу достатні.

Необхідність постановки поперечної арматури за розрахунком перевіряють в найбільш небезпечному бетонному перерізі за умови Умова не виконується, тому необхідно ставити поперечну арматуру за розрахунками.

Діаметр поперечних стержнів зварених каркасів призначаємо, виходячи з умови зварки dn0.25d (d — діаметр поздовжньої робочої арматури).

Призначаємо: dn=5мм0,2520=5мм, площа перерізу стержня — 0,196 см².

Із прийнятої схеми армування ребра випливає, що кількість поперечних стержнів в розрахунковому перерізі дорівнює 2 (з одним у кожному ребрі).

Площа перерізу прийнятих стержнів

АW=20,196=0,392 см².

Поперечні зусилля, які сприймаються поперечними стержнями на одиниці довжини балки рівною 1 см, визначаємо за залежністю:

дев2=2;

f — коефіцієнт, який враховує вплив стиснутих полиць обмеженої ширини:

;

Перевіряють виконання умови:

Оскільки умова не виконується, для подальших розрахунків використовують значення

Потрібний крок поперечних стержнів см Максимальний крок поперечних стержнів не повинен перевищувати Smax:

девн=1,5 .

За конструктивним розумінням відстань між поперечними стержнями приймаємо на приопорних ділянках (які дорівнюють при рівномірних навантаженнях? прольоту l0); при висоті перерізу h 450 мм. не більше 150 мм; на останній частині прольоту — не більше? h та не більше 500 мм.

Отже, приймаємо найменший з усіх значень, крок поперечних стержнів S=150мм на приопорних ділянках та в середині прольоту — S=¾ h=30 см.

При конструюванні каркасів поздовжніх ребер робоча поздовжня та поперечна арматура повинна ставитись за епюром матеріалів згідно з епюрами зусиль М та Q.

перекриття покриття арматура фундамент

2.2 Розрахунок нерозрізного ригеля

Згинальний момент визначаємо за формулою:

Де q — постійне навантаження;

р — корисне /тимчасове/ навантаження;

— коефіцієнт /визначається за додатком/.

Максимальні поперечні сили при рівномірно розподіленому навантаженні визначаємо за такими значеннями:

На першій опорі ;

На другій опорі (зліва) ;

На другій опорі (справа) та для проміжних опор (зліва та справа) ;

Площу перерізу поздовжньої робочої арматури розраховуємо для крайнього та суміжного з ним прольотів на дію максимальних моментів. Арматуру ставимо за розрахунком з дотриманням конструктивних вимог норм .

Призначаємо розміри перерізу елемента /рис.2.2.1/.

В ребристих панелях перекриття розміри ригеля такі: в=30см, h=80см та

вf =65см, hf =40см.

Розрахункова довжина ригеля

крайнього прольоту середнього прольоту Розмір поперечного перерізу колониhк=40 см

L1 — розмір прольоту в осях.

Для прийнятих розмірів ригеля:

Навантаження, діюче на 1 м ригеля, обчислюємо у формі табл.2.2.1.

Таблиця 2.2.1 — Збирання навантаження на 1 м довжини ригеля

За діючими навантаженнями визначаємо моменти, за даними, наведеними в додатку, будуємо окреслену епюру моментів в кожному прольоті.

Для крайніх польотів (зліва)

;

Для першого перерізу:

.

За сортаментом визначаємо: 828+825=49,26 см² Аs =39,3 см².

Розміщуємо ці стержні по перерізу в два ряди по висоті у трьох каркасах. Захисний шар становить 2,5 см. Відстань у просвіті між рядами арматури прийнята d=25мм.

При цих значеннях Отже, перерахунок площі арматури виконувати не потрібно.

Для зменшення витрат арматури збірні ригелі над опорами об'єднуємо в нерозрізну систему. З цією метою верхню арматуру ригелів пропускаємо через отвори в колоні. Послідовність визначення робочої арматури на опорах наведена для точки 5.

Приймаємо з деякою похибкою, що робоча ширина полиці таврового перерізу ригеля

.

Тоді при х hf

За А0 — =0,31 визначаємо:

.

Приймаємо за сортаментом 725 АІІI и 625АIII ;

на .

Перевіряємо фактичну висоту стиснутої зони:

Для зменшення витрат арматури збірні ригелі над опорами об'єднуєм в нерозрізну систему. З цією метою верхню арматуру ригелів пропускаємо через отвори в колоні. Послідовність визначення робочої арматури на опорах наведена для точки 10.

За А0 — =0.24 визначаємо:

.

Приймаємо за сортаментом 825 АІІI;

.

Перевіряємо фактичну висоту стиснутої зони:

.

Розрахунок поперечної арматури ригеля.

Q6Ц1в1Кввh0=0.30.8851.114 503 082.5=1 048 094 Н в1=1−0,01R, Rв-в Мпа;

в1=1−0,0111.5=0,885;

W1=1.05−1.3

178 200<824 962

Прийняті розміри перерізу достатні.

Необхідність постановки поперечної арматури за розрахунком перевіряємо в найбільш небезпечному бетонному перерізу за умови

Qв3 (1+п)Rвt вh0 ,

дев3=0,6;

n — коефіцієнт, який враховує вплив поздовжніх сил.

При N=0 n=0

8 249 620,61203082.5=178 200 Н.

Умова не виконується, тому необхідно ставити поперечну арматуру (поперечні стержні каркасу у ригелі) за розрахунками.

Діаметр поперечних стержнів зварених каркасів призначаємо, виходячи з умови зварки dn0.25d / d — діаметр поздовжньої робочої арматури /.

Призначаємо: dn=6мм0,2525=6.25 мм.

Із прийнятої схеми армування ригеля випливає, що кількість поперечних стержнів nW в розрахунковому перерізі дорівнює 4.

Площа перерізу прийнятих стержнів:

АW=30.503=1.509см2.

Поперечні зусилля, які сприймаються поперечними стержнями на одиниці довжини ригеля рівною 1 см, визначаємо за залежністю:

дев2=2;

f — коефіцієнт, який враховує вплив стиснутих полиць обмеженої ширини (0)

Перевіряємо виконання умови:

qsW0.5В3 (1+n+f)Rвtв=0.50.6 112 030=1080Н/см <3472Н/см.

Умова виконується, для подальших розрахунків використовуємо значення

qsW =3472Н/см Потрібний крок поперечних стержнів:

Максимальний крок поперечних стержнів не повинен перевищувати Smax:

девн=1,5 .

За конструктивним розумінням відстань між поперечними стержнями приймаємо на приопорних ділянках (які дорівнюють при рівномірних навантаженнях? прольоту l0); при висоті перерізу h 450 мм — не більше 150 мм; на останній частині прольоту — не більше? h та не більше 500 мм.

Отже, приймаємо найменший з усіх значень, крок поперечних стержнів S=150мм на приопорних ділянках та в середині прольоту — S=15 см.

При конструюванні каркасів ригелів робоча поздовжня та поперечна арматура повинна ставитись за епюром матеріалів згідно з епюрами зусиль М та Q.

2.3 Розрахунок середніх колон

Розрахунок колони починаємо із визначення навантажень, які припадають на одну колону.

Таблиця 2.3.1 — Збирання навантаження на колону

При чотирьох поверховій будівлі повне розрахункове навантаження на рівні обрізу фундаменту У тому числі тривало діюче навантаження

Відношення

Розрахункова довжина колони (на один поверх) ,

деН — висота поверху, =1 — коефіцієнт, який враховує умови закріплення кінців елемента.

м.

ак = вк ==40

Тоді де h — менша сторона перерізу колони (або).

Розрахунок колони проводимо на осьовий тиск за формулою:

.

Звідки площа перерізу поздовжньої арматури в перерізі колони

деm =1.0

A — площа перерізу елементу.

Виконуємо інтерполювання даних в таблицях: 12 2,15 визначаємо та ;

Приймаємо симетричне армування (рис. 2.3.1) 425AIII+416AIII;

Фактичний процент армування перерізу Розрахунок консолі

Для розрахунку консолі колони (рис. 2.3.2) визначаємо максимальну розрахункову реакцію, використавши при цьому епюри перерізуючих сил:

Мінімальний виліт консолі назначаємо із умови зминання під ригелем (рис. 2.3.2):

де — ширина опорної частини ригеля.

Виліт консолі з урахуванням зазору між торцем ригеля та гранню колони Остаточний розмір (кратний 5см) Відстань від грані колони до сили Q

Висота консолі в перерізі біля грані колони Біля вільного краю (де — висота ригеля).

Робоча висота перерізу консолі Оскільки консоль коротка.

Перевіряємо висоту перерізу короткої консолі на опорному перерізі за двома умовами:

оскільки умова виконується.

Згинальний момент консолі біля грані колони

Площу перерізу поздовжньої арматури консолі підбираємо за згинальним моментом біля грані консолі збільшеним на 25 :

де=0,9.

Короткі консолі висотою перерізу h>2.5а (тобто 75см) рекомендується армувати горизонтальними хомутами. та відігнутими стержнями. Крок хомутів приймають не більше 15 см і не більше

Діаметр відігнутих стержнів не більше 25 мм та не більше 1=(15) де — довжина відгину. Сумарне значення відігнутої арматури повинне бути не менше:

Приймаємо відгін 222 АIII:

Умова виконується. Довжина відгинів деа=3см — відстань до центра ваги арматури від грані перерізу:

=64.

Умова також виконується.

Горизонтальні хомути приймаємо 12 АІІ, крок хомутів S=15 см.

2.4 Розрахунок фундаменту

Розрахунок ступінчастого залізобетонного фундаменту під колони складається із визначення розмірів підошви — та, загальної висоти фундаменту — Н, висоти сходин — та площі перерізу арматури, яка розміщається по підошві фундаменту (рис. 2.4.1).

Площу підошви фундаменту розраховуємо з урахуванням глибини закладання підошви d та ваги ґрунту на його уступах за залежністю:

де — умовний розрахунковий опір ґрунту;

— середня питома вага матеріалу фундаменту та ґрунту на його уступах (дозволяється приймати рівною 20кН/м);

— розрахункове зусилля від колони.

— реактивне напруження в ґрунті від розрахункового навантаження;

— середнє арифметичне параметрів верхньої та нижньої підвалин піраміди продавлювання, Повну мінімальну робочу висоту фундаменту визначаємо з умови міцності бетону на продавленій поверхні зрізаної піраміди, грані якої нахилені під кутом 45.

Армування фундаменту по підошві визначаємо розрахунком на згин за нормальним перерізом 1−1, 2−2 та 3−3 (рис. 2.4.1). Значення розрахункових згинальних моментів у цих перерізах:

Зусилля, що діє в перерізі колони на рівні обрізу фундаменту.

Розмір перерізу колони

Глибина закладання фундаменту d=1,2 м.

Ґрунти — суглинки з умовним розрахунковим опором ґрунту; клас бетону В25.

Площа підошви фундаменту в першому приближенні

Ширина та довжина підошви квадратного фундаменту, округляємо розміри сторін до значень, кратних 30см:

Форма та прийняті розміри фундаменту показані на (рис. 2.4.1).

Розрахункове напруження в ґрунтовій підвалині по підошві фундаменту від навантаження ваги фундаменту Мінімальна робоча висота фундаменту Захисний шар бетону — 70 мм, а 80 мм.

Згинальні моменти у перерізі фундаменту :

Необхідна площа перерізу робочої арматури на всю ширину фундаменту:

Приймаємо крок стержнів 100 мм. Фактична площа перерізу

358 AIII 17,605 см² 17,6 см².

Мінімальний діаметр стержнів, які укладаються на рівні підошви фундаменту, повинен бути не менше як 10 мм.

2.5 Розрахунок попередньо-напруженої двосхилої балки покриття

Розрахунковий проліт балки по осях опор Визначення розрахункового навантаження на балку виконуємо у вигляді таблиці.

Таблиця 2.5.1 — Визначення навантаження на 1 м довжини балки покриття

Визначаємо розрахунковий максимальний згинальний момент та перерізуючу силу:

Приймаємо: а=5см; тоді

Визначаємо положення нижньої межі стиснутої зони при =0 із умови

Отже, нижня межа стиснутої зони находиться в межах верхньої полиці, а переріз розраховуємо як прямокутний при .

деw=0,734

— для арматури класу ВІІ при будь-яких способах попереднього напруження

=5000МПа — для елементів із важкого бетону при 1,0.

Обчислюємо коефіцієнт і по ньому, за допомогою таблиць, визначаємо або :

Оскільки, до розрахункового опору на розтягування напруженої арматури вводимо коефіцієнт умов роботи:

де=1,15 — максимальне значення коефіцієнта для арматури класу В11 п. 13.3

Тоді

Приймаємо в нижній зоні335ВII =6.47 та нижні ненапружені стержні зварених каркасів 210АІІ

Розрахунок похилих перерізів на дію поперечної сили починаємо з перевірки прийнятого перерізу по умові.

дев3=0,6.

Умови не виконуються, тому потрібно поперечну арматуру встановлювати по розрахунку.

Діаметр поперечних стержнів приймаємо конструктивно 5 мм, площа перерізу стержня =0.0,196 см².

З прийнятої схеми армування балки слідує, що кількість поперечних стержнів nw=2. Площа перерізу прийнятих стержнів:

Поперечне зусилля, котре сприймається на одиницю довжини балки (1см), поперечними стержнями, визначаються в залежності:

деf — коефіцієнт враховуючий вплив стиснених колон обмеженою шириною:

Приймаємо

Потрібний шаг поперечних стержнів:

Максимальний шаг поперечних стержнів;

Отже приймаємо шаг поперечних стержнів 10 см на приопорних ділянках довжиною 3 м, та в середині прольоту шаг стержнів 120 см.

Література

1. Кожушко В. П., Краснов С. Н., Лукин Н. П. Методические указания по оформлению учебно-конструкторской документации в дипломных и курсовых проектах для студентов специальности 1211.-Харьков: ХАДИ, 1987.

2. Справочник проектировщика. Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для промышленного строительства. — М.: Стройиздат., 1981.

3. СНиП 2.03.01−84 Бетонные и железобетонные конструкции М.: Стройиздат, 1985.

4. СНиП 2.01.07−85 Нагрузки и воздействия. — М.: Стройиздат, 1986.

5. Лопатто А. Э. Проектирование элементов железобетонных конструкций. — Киев: Выща шк. Головное изд-во, 1987.

6. Мандриков В. П. Примеры расчёта железобетонных конструкций зданий. — М.: Стройиздат, 1989.

7. Байков В. Н. Железобетонные конструкции. — М.: Стройиздат, 1985.

8. СНиП 2.02.01−83 Основания зданий и сооружений. — М.: Стройиздат, 1983.

9. Методичні вказівки до курсового проекту з несучих залізобетонних конструкцій для студентів спеціальності 29.10 / Упоряд. А.В.Більченко та ін. — Харків: ХДАДТУ, 1994.