Курсовая работа: Железобетонные конструкции многоэтажного здания
🛑 👉🏻👉🏻👉🏻 ИНФОРМАЦИЯ ДОСТУПНА ЗДЕСЬ ЖМИТЕ 👈🏻👈🏻👈🏻
Железобетонные конструкции многоэтажного здания
II.1 Расчет и конструирование панели сборного перекрытия 5
II.2 Расчет и конструирование сборно-монолитного многопролетного ригеля 10
II.III Расчет и конструирование колонны 17
II.IV Расчет и конструирование фундамента под колонну 22
Список использованной литературы 25
Нормативные нагрузки на перекрытия:
а) временная длительно действующая 7,8 кН/м 2
;
б) временная кратковременная 1,9 кН/м 2
;
Расчетное сопротивление основания 0,18 МПа;
Глубина заложения фундамента 1,4 м;
Классы бетона и стали принимаются по выбору студента.
Размеры в плане (номинальные)– 6х1,5 м; конструктивные – 5,97х1,49 м
План и поперечный разрез здания – см. Приложение 1
II.I Расчет и конструирование панели сборного перекрытия
· Бетон класса В20,
подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении (
R b
=11.5 МПа,
Rb,
ser = 15 МПа,
Rb
t
= 0.9 МПа,
Rbt,
ser =1,4 МПа,
E b
= 24 000 МПа,
γb2
= 0.9)
· Рабочая арматура сетки для армирования полки панели – класса А-
III
(при d<10 мм, Rs = 355 МПа
)
· Продольная арматура для армирования продольных ребер панели – сталь класса А-
II (
Rs = 280 Мпа,
Rs,
ser
=295 МПа,
Es = 2,1
x10)
· Поперечная арматура – из стали класса А-I
( Rsw= 175МПа,
Es = 2,1
x10
)
· Арматура подъемных петель - из стали класса А-I (
Rs = 225 МПа).
В расчетах: ρ = 2,5 т/м 3
. h red
= Асеч.п lн/bп*bн;
Высота сечения панели, удовлетворяющая условиям прочности и жесткости одновременно, определяется по формуле
с – коэффициент, с = 30 (ребристая панель)
l – расчетный пролет панели, l=l н
–0.5b = = 6000-0.5*250=5875 мм
R s
– расчетное сопротивление растяжению рабочей арматуры ребер, R s
= 280Мпа
Es – модуль упругости рабочей арматуры ребер, Es = 2,1·10 5
МПа
θ – коэффициент, θ = 1,5 (ребристая панель)
Форма и принятые размеры сечения – см. Приложение 2, рис.2.1
Расчетный пролет – см. Приложение 2, рис.2.2
Расчетная нагрузка на 1 м 2
при номинальной ширине панели 1,5 м с учетом γ
n
р′ =
q·b п
·
γ
n
= 13,0
·1,5
·0,95 = 18,525 кН/м
Наибольшие усилия определяются по формулам
M = р′
·l 2
/ 8 = 18,525
· 5,78 2
/ 8 = 77,46 кН/м
Q = р′
·l 2
/ 2 = 18,525 · 5,78 2
/ 2 = 53,537 кН/м
Эквивалентное фактическому тавровое сечение – см. Приложение 3, рис 3.1, б
h’ f
/ h = 50/330 = 0,15 > 0,1 следовательно, b’ f
= b п
– 40 = 1490-40 = 1450 мм.
Назначаем предварительную рабочую высоту сечения при однорядном расположении арматуры h п
= h – a = 330 – 30 = 300 мм
А 0
=
M / (γ
b 2
R b
·b’
f
h 0
2
)
h 0
–
рабочая высота сечения, h 0
=
300
А 0
= 77,46 / (0,9 11,5·1450 ·
300 2
) = 0,058
по [2, табл. III.1] определяем: ξ=0,06 η=0,97. Тогда х
= ξ· h 0
=0,06·300= 18
< h’
f
=50 мм – нейтральная ось проходит внутри полки, и сечение рассчитывается как прямоугольное с размерами b’
f
× h 0
(1450
х 300)
Требуемая площадь поперечного сечения продольной арматуры ребер определяется по формуле:
А 0
=
77,46 / 0,97·300·285 = 864 мм 2
Принимаем по сортаменту 2Ø 25 А-II (А
s =
9,82)
Нагрузку на 1 м 2
полки принимаем такой же, как для панели:
р 1
=
q·1
·
γ = 13
·1
·0.95 = 12,35 кН/м
Расчетный пролет полки при ширине ребер вверху 85 мм составит:
ℓ 0
=
b п
– 2(
b р
+∆ ) = 1490-2(85+20) = 1280 мм
Расчетный изгибающий момент с учетом упругой заделки полки в ребре в середине пролета и в заделке
М = р 1
· ℓ 2
0
/11= 12,35·1,28 2
/ 11 = 1,839 кН·м
Армируем полку стандартными сварными сетками с поперечным расположением рабочей арматуры из стали класса А-III, площадь сечения А s
:
А
s
= М / 0,9·
h 0
R s
= 1.839
·10 6
/ 0.9
·35
·335 = 174мм 2
где h 0
= h п
– а = 50 – 15 =35 мм – рабочая высота полки.
По сортаменту сварных сеток ( ГОСТ 8478 - 81
) подбираем сетку марки
4Вр=
I – 200 с 1
Площадь поперечных стержней на 1 м длины
Вычисляем: р = (A s
+ / bh 0
) · 100= 254·100/1000·35 = 0,72 % - процент армирования полки в пределах оптимальных значений (0,3…0,8%).
Полку армируем по схеме (Приложение 4, рис. 4.1, в).
Исходя из диаметра продольных стержней назначаем диаметр поперечных стержней d w
= 8 мм (d sw
= 50.3 мм 2
), по [2, Прил. IХ]. Каркасов в панели – 2, при этом A sw
= 2·50.3 = 101 мм 2
.
Проверяем выполнение условия Q ≤
φ
b
3
(1+
φ
f
)
γ
b
2
R bt
·bh 0
Влияние весов сжатых полок (при 2 ребрах)
φ
f
=
0,75(b’ f
- b)h’ f
/ b h 0
= 0,75(310 - 160)·50 / 160·300 = 0,117
и < 0,5
где b’
f
= b=3h’ f
= 160+3·50 = 310 мм
Вычисляем 1 +
φ
f
= 1 + 0,117 = 1,117
Q = 53 537 , 0.6
·1.117
·0.9
·0.9
·160
·300 = 26 057,4
– не выполнено, ставим поперечную арматуру по расчету.
Предварительно шаг поперечных стержней S принимаем 150 мм (по конструктивным требованиям: S ≤ h/2; S≤150 мм при h = 330мм≤450 мм)
S max
=
( φ
b
4
(1+
φ
f
)
γ
b
2
R bt
·bh 0
) /
Q = (1.5
·1.117
·09
·0.9
·160
·330 2
) / 53 537 = 441 мм
q sw
= R sw
·A sw
/ S = 175·101 / 150 = 117,8
кН
/м
q sw
≥ (
φ
b
3
(1+
φ
f
)
γ
b
2
R bt
·bh 0
) / 2
117,8 ≥ (0,6·1,117·0,9·0,9·160) / 2 = 43,4 кН/мм - выполнено
Определяем длину проекции с 0
опасной наклонной трещины на продольную ось элемента:
с 0
= [(
φ
b
2
(1+
φ
f
)
γ
b
2
R bt
·bh 0
) / q sw
] 1/2
= 2
·1,117
·0.9
·0.9
·160
·300 2
/ 117,8 = 470,3мм – 471 мм
с 0
< 2
h 0
= 2·300 = 600
H –
принимаем с 0
= 471 мм
Поперечная сила, воспринимаемая стержнями Q sw
=
q sw
·
c 0
= 117,8
·471 = 55 404
H
Q ≤
Q b
+
Q sw
=
φ
b
2
(1+
φ
f
)
γ
b
2
R bt
·bh 2
0
/ с +
q sw
·с 0
проверяем при с
= 2h=600 мм
1). 2·1,117·0,9·0,9·160·300 2
/ 600 + 117,8·471 = 98 912,76 Н
2). 2·1,117·0,9·0,9·160·300 2
/ 999 + 117,8·471 = 91 567,26 Н
Проверяем достаточность принятого сечения для обеспечения прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами (см. Приложение 5, рис. 5.1)
μ w
= А sw
/ bS = 101 / 160·150 = 0.0042; α = E s
/ E и
= 2,1·10 5
/ 24 000 = 8,75
φ
w
1
= 1+5αμ w
= 1+5·8.75·0.0042 = 1.184 < 1.3
φ
b
1
= 1-β γ b2
·R b
= 1-0,01·0.9·11,5 = 0,8965 – 0,9
Q < 0.3
·
φ
w
1
·
φ
b·
γ
b
2
R b
·bh 0
46 276 < 0.3
·1.12
·0.92
·0.9
·8.5
·160
·285 = 107 934
H –
выполняется
Окончательно назначаем шаг поперечных стержней
S 1
= 150 мм (на приопорных участках длиной ≥ ℓ н
/ 4 = 1,5 м)
В средней части пролета назначаем шаг поперечных стержней
S 1
= 225 мм (по конструктивным требованиям:
S 1
= 3
h/4 = 240<500 мм )
Назначаем диаметр продольного монтажного стержня каркаса ребра Ø10А-I.
II.II Расчет и конструирование сборно-монолитного многопролетного ригеля
Проектируем ригель прямоугольного сечения, ширину назначаем из условия нормального опирания панелей перекрытия: b = 250 мм. Высоту выбираем предварительно в пределах 1/8…1/14 номинального пролета с округлением до размера, кратного 50 мм. Принимаем размеры сечения bХh = 250Х600 мм.
Изготовляется ригель из бетона класса В25 ( R b
=14,5 МПа,
Rbt = 1,05 МПа,
E b
= 27 000 МПа,
γb2
= 0.9
), подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении; продольная арматура диаметром > 10 мм класса А-III ( Rs = 365 МПа,
E s
= 2·10 5
МПа),
поперечная арматура из стали класса А-I ( Rsw= 175МПа,
Es = 2.1
x10 5
МПа
)
g 1
= g’ℓ н
·γ п
= 2,775·6·0,95 =15,82
g 2
=b·h·ρ· γ п
· γ f
10 = 0,25·0,6·1,1·0,95·2500·10 = 3,92
v 1
= р н
д
·ℓ н
· γ f
· γ п
= 7,8·6·1,1·0,95 = 48,91
v 2
= р н
к
ℓ н
· γ f
· γ п
= 1,9·6·1,1·0,95 = 11,913
q =
g +
v = 19,74 + 60,82 = 80,56
определение изгибающих моментов и поперечных сил производим с учетом перераспределения усилий.
Для сочетания 1+4 максимальная величина опорного отрицательного изгибающего момента М В
, полученного при расчете по упругой схеме на 30%. М=0,3М В
=0,3*327,25=98,18 кН·м
Уточняем величины поперечных сил для сочетания 1+4 при g = 19,74; v = 60,82; M´ B
= 229,08; М C
= 143,31.
Q А
= 0,5(g+v)·ℓ - M´ B
/ℓ = 0,5(19,74+60,82)·6 – 229,08/6 = 203,5 кН
Q Л
В
= - [0,5(g+v)·ℓ + M´ B
/ℓ] = - [0,5(19,74+60,82)·6 + 229,08/6] = - 279,86 кН
Q П
В
= 0,5(g+v)·ℓ + [M´ B
– М С
]/ℓ = 0,5(19,74+60,82)·6 + [229,08 – 143.31]/6 =255,97
Наибольшие расчетные усилия Таблица 5
С учетом перераспределения усилий (1+4)
М Вгр
= М´ В
- Q П
В
·h k
/2= 229,07 – 255,97·0,3/2 = 190,68 кН
При и = 250 мм, ξ= 0,35: А о
= ξ(1 - 0,5·ξ) = 0,289
Рабочая высота ригеля определится как h o
= [М Вгр
/ Ao·γ b
2
·
R b·
b] 1/2
= [190,68/0,289·0,9·14,5·250] 1/2
= 450 мм
Полная высота сечения ригеля при двухрядном расположении стержней продольной арматуры: h = ho+ a = 450 + 70 = 520 мм.
Округляем до кратного 50: h = 550 мм
Требуемая площадь сечения продольной арматуры в расчетных сечениях ригеля
Ao = M/γ b2
·R b
bh 2
o
≤A R
= 0,422
Результаты вычислений и схемы армирования сведены в таблицу
Исходя из наибольшего диаметра продольных стержней по условиям сварки назначаем диаметр поперечных стержней dw = 10 мм, n = 2, Asw = 157 мм 2
.
Поперечная сила на опоре А Q А
= 211 590 кН.
Q ≤
φ
b
3
γ
b
2
R bt
·bh 0
0,6·0,9·1,05·250·490 = 69 457,5<211 590 – не выполнено, поперечная арматура ставится по расчету.
наибольшее расстояние между поперечными стержнями
S max
=
(
φ
b
4
γ
b
2
R bt
·bh 2
0
) /
Q
=
1,5·0,9·1,05·250·490 2
/ 211590 = 403 мм
Назначаем на приопорном участке ℓ оп
= ¼ℓ = 1,5 м шаг поперечных стержней s = 150 мм (отвечает конструктивным требованиям).
Усилия в поперечных стержнях на единицу длины элемента в пределах наклонного сечения:
q sw
= R sw
·A sw
/ S
= 175·157/150 =183,17 Н/мм
q sw
≥ (
φ
b
3
γ
b
2
R bt
·bh 0
) / 2
=
0,6·0,9·1,05·250/2 = 70,88 Н/мм
- выполнено
Длина проекции опасной наклонной трещины на продольную ось c о
:
с 0
= [(
φ
b
2
γ
b
2
R bt
·bh 0
) /
q sw
] 1/
2
= 787 мм, 2h o
= 980 мм c o
= 787 мм
Поперечная сила, воспринимаемая поперечными стержнями
Qsw =
q sw
·c o
= 183,17·787 = 144 153,16 Н
Q ≤
Q b
+
Q sw
для наклонного сечения :
Q b
=
φ
b
2
(1+
φ
f
)
γ
b
2
R bt
·bh 0
/ с
с=с 1
=2h =980 мм; Q b
= 114 593,2 Н Q b
+ Q sw
= 258746,36 Н
с=с 2
=2,5h=1225 мм; Q b
= 92 610 Н Q b
+ Q sw
= 236763,16 Н
с=с 3
=3,33h=1631,7 мм Q b
= 69 527 Н Q b
+ Q sw
= 213680,16 Н
Считаем, что прочность любого наклонного сечения у опоры А обеспечена.
Поперечная сила на опоре В Q Л
В
= 279 860 кН.
Q ≤
φ
b
3
γ
b
2
R bt
·bh 0
0,6·0,9·1,05·250·495 = 70 166,25<211 590 – не выполнено, поперечная арматура ставится по расчету.
наибольшее расстояние между поперечными стержнями
S max
=
(
φ
b
4
γ
b
2
R bt
·bh 2
0
) /
Q
=
1,5·0,9·1,05·250·495 2
/ 279860 = 311 мм
Назначаем на приопорном участке ℓ оп
= ¼ℓ = 1,5 м шаг поперечных стержней s = 100 мм (отвечает конструктивным требованиям).
Усилия в поперечных стержнях на единицу длины элемента в пределах наклонного сечения:
q sw
= R sw
·A sw
/ S
= 175·226/100 =395,5 Н/мм
q sw
≥ (
φ
b
3
γ
b
2
R bt
·bh 0
) / 2
=
0,6·0,9·1,05·250/2 = 70,88 Н/мм
- выполнено
Длина проекции опасной наклонной трещины на продольную ось c о
:
с 0
= [(
φ
b
2
γ
b
2
R bt
·bh 0
) /
q sw
] 1/
2
= [2·0.9·1.05·250·495 2
/ 395.5] 1/2
= 541 мм, 2h o
= 990 мм c o
= 541 мм
Поперечная сила, воспринимаемая поперечными стержнями
Qsw =
q sw
·c o
= 395,5·541 = 213 983 Н
Q ≤
Q b
+
Q sw
для наклонного сечения :
Q b
=
φ
b
2
(1+
φ
f
)
γ
b
2
R bt
·bh 0
/ с
= 2·0,9·1,05·250·495 2
/ c
с=с 1
=2h =990 мм; Q b
= 116 943,8 Н Q b
+ Q sw
= 330 926,8Н
с=с 2
=2,5h=1237,5 мм; Q b
= 93 555 Н Q b
+ Q sw
= 307538Н
с=с 3
=3,33h=1648,4 мм Q b
= 70 234,4 Н Q b
+ Q sw
= 284217,4Н
Считаем, что прочность любого наклонного сечения у опоры В слева обеспечена.
В средней части первого пролета принимаем при диаметре поперечных стержней d sw
= 12 мм s = 250 мм, что не превышает ¾ h = ¾·550 = 412,5 и 550 мм.
Поперечная сила на опоре В Q П
В
= 255 970 кН.
Q ≤
φ
b
3
γ
b
2
R bt
·bh 0
0,6·0,9·1,05·250·495 = 70 166,25<255 970 – не выполнено, поперечная арматура ставится по расчету.
наибольшее расстояние между поперечными стержнями
S max
=
(
φ
b
4
γ
b
2
R bt
·bh 2
0
) /
Q
=
1,5·0,9·1,05·250·495 2
/ 255 970 = 339 мм
Назначаем на приопорном участке ℓ оп
= ¼ℓ = 1,5 м шаг поперечных стержней s = 75 мм (отвечает конструктивным требованиям).
Усилия в поперечных стержнях на единицу длины элемента в пределах наклонного сечения:
q sw
= R sw
·A sw
/ S
= 175·101/75 =236 Н/мм
q sw
≥ (
φ
b
3
γ
b
2
R bt
·bh 0
) / 2
=
0,6·0,9·1,05·250/2 = 70,88 Н/мм
- выполнено
Длина проекции опасной наклонной трещины на продольную ось c о
:
с 0
= [(
φ
b
2
γ
b
2
R bt
·bh 0
) /
q sw
] 1/
2
= [2·0.9·1.05·250·495 2
/ 236] 1/2
= 701 мм, 2h o
= 990 мм c o
= 541 мм
Поперечная сила, воспринимаемая поперечными стержнями
Qsw =
q sw
·c o
= 236·701 = 165 412,8 Н
Q ≤
Q b
+
Q sw
для наклонного сечения :
Q b
=
φ
b
2
(1+
φ
f
)
γ
b
2
R bt
·bh 0
/ с
= 2·0,9·1,05·250·495 2
/ c
с=с 1
=2h =990 мм; Q b
= 116 438 Н Q b
+ Q sw
= 282 356,6 Н
с=с 2
=2,5h=1237,5 мм; Q b
= 93 555 Н Q b
+ Q sw
= 258 968 Н
с=с 3
=3,33h=1648,4 мм Q b
= 70 234,4 Н Q b
+ Q sw
= 235 647,2 Н
Для с = с 3
Q = Q П
B
– gc 3
= 255 970 – (19,74+60,82)·1648,4 = 123 174,9 - выполнено
Считаем, что прочность любого наклонного сечения у опоры В справа обеспечена.
В средней части второго пролета назначаем s = 250мм, что не превышает ¾ h = ¾·550 = 412,5 и 550 мм.
Проверим достаточность принятого сечения ригеля для обеспечения прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами.
μ w
= А sw
/ bS = 226 / 250·100 = 0.00904;
α = E s
/ E и
= 2,1·10 5
/ 27 000 = 7,78
φ
w
1
= 1+5αμ w
= 1+5·7,78·0.00904 = 1,35 > 1,3 – принимаем 1,3
φ
b
1
= 1-β γ b2
·R b
= 1-0,01·0.9·14,5 = 0,872
Q < 0.3
·
φ
w
1
·
φ
b·
γ
b
2
R b
·bh 0
279 860 < 0.3·1.3·0,872·0.9·14,5·250·495 = 549 208 H – выполняется
II.III Расчет и конструирование колонны
Назначаем для изготовления колонны бетон класса В20 ( R b
=11,5 МПа,
R bt
= 0,9 МПа,
E b
= 24 000 МПа,
γ
b2
= 0,9
), подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении;
Продольная арматура из стали класса А-III ( R s
-
R s
с
= 365 МПа,
E s
= 2·10 5
МПа
Коэффициент надежности по назначению здания – γ п
= 0,95
Грузовая площадь F
= ℓ·В = 6·6 = 36 м 2
g 1
= g·F·γ п
= 2,233·36·0,95 =110,57
g 4
=h 2
к
·ρ·γ п
· γ f
·10·H = 0,3 2
·2,5·1,1·0,5·10·4=4,95 (1 эт.)
g 4
=h 2
к
·ρ·γ п
· γ f
·10·H = 0,3 2
·2,5·1,1·0,5·10·3,6=4,46
Р = (Р дл
+Р кр
)·F·γ п
= (9,36+2,47)·36·0,95 =404,59
Расчетная длина колонны: ℓ 01
= H 1
= H·h· 1
·∆ = 4-0,7+0,5 = 3,8 м
ℓ 02
= ℓ 03
= ℓ 04
= H 2 - 4
3,6 м
(см. рис.)
Вычисляем продольные сжимающие усилия в выбранных сечениях:
N дл
i
= (Yi+Р дл
·
F·γ п
)(n-i) + g(n-i+1) N k I
= P k
·F·γ n
(n-1)
N 4
= Y 4
+ P 4
= 138,5 + 404,59 = 543,14 кН
N3
= 2·N 4
= 2·543,14 = 10886,28 кН
N 1
= 3·N 4
+ Y 1
+ P = 1629,42 + 139,04 + 404,59 = 2173,05 кН
Продольное сжимающе е усилие
N′ 1
и изгибающий момент М 1
в сечении 5-5
N врем
= 3,5 Р = 3,5·404,59 = 1416,07 кН
N′ 1
= 554,69+1416,07-4,95 = 1965,81 кН
М
1
= [v·ℓ 2
/ 2]·[i 1
/ 7i p
+ 4i 1
+ 4i 2
]
i 1
=
I k
/ H 1
= 0,3 4
/ 12·3,8 = 0,0001776 м 3
i р
=
I k
/ H 2
= 0,3 4
/ 12·3,6 = 0,0001875 м 3
i 1
=I k
/ H 1
= 0,25·0,5 3
/ 12·6 = 0,000434 м 3
М 1
= [60,82·36/2]·[0,0001776/7·0,000434+4(0,0001776+0,0001875)] = 43,22 кН·м
Размеры поперечного сечения колонны:
А =
N 1
/0,9(
γ b
2
·R b
+0,01
R sc
)
= 2173500/0,9(0,9·11,5+0,01·365) = 172500 мм2
откуда h k
= √A = 415 мм
; принимаем сечение 400 Х 400 мм
.
Подбираем в расчетном сечении 4-4
симметричной продольной арматуры по комбинации усилий М 1
= 43,22 кН·м
, N′ 1
=
1965,81 кН.
Расчетный эксцентриситет продольной силы ℮= М 1
/
N′ 1
=
43,22/1965,81 =0,022>
℮ а
=0,3/30= 0,01
и более ℓ 01
/600
= 3,8/600= 0,006
, следовательно, случайный эксцентриситет в расчете не учитывается .
Вся временная нагрузка принимается длительно действующей.
Подбор площади сечения продольной симметричной арматуры ведем как для внецентренно сжатого элемента в соответствии с указаниями [3, п. 3.62]
Отношение ℓ 01
/h к
= 3,8/0,4 = 9,5>4 следовательно расчет колонны производится по
недеформированной схеме, но с учетом влияния прогиба на прочность путем умножения эксцентриситета ℮ 0
на коэффициент η>1.
η = 1/(1 - N/N сч
)
N = N´ 1
= 1965,81 кН
N сч
= 1,6 Е
b
b k
h k
/ (ℓ 01
/
h k
) 2
· [(0,1+0,11/(0,1+δ е
)) / 3Y е
+ μ·α(
h 0
–
a´) 2
/
h 2
k
]
Y е
= 1+β·M e
/ M =
1+1 = 2 (
M e
=M )
δ
e
= ℓ 0
/h k
= 0,022/0,4 = 0,073< δ
e,min
δ e,min
= 0,5 - 0,01·ℓ 01
/ h k
– 0,01R b
= 0,5 – 0,01·3,8/0,4 – 0,01·11,5 = 0,29 – к расчету
α = Е
s
/Е
b
= 2·10 5
/ 0,24·10 5
= 8,33
N сч
= (1,6·24000·400 2
/ 3800/400 2
)·[(0,1+0,11/(0,1+0,29)) / 3·2 + 0,01·8,33·(365-35) 2
/400 2
]= 9171,7731 кН
℮ = ℮ 0
·
η + (
h 0
–
a´)/2
= 22·1,27(365-35)/2 = 192,94 мм
α n
= N´ 1
/γ b2
·R b
b k
·h 0
=
2173500/0,9·11,5·400·365 = 1,44
α m1
= ℮·N´ 1
/γ b2
·R b
b k
·h 2
0
= 2173500·192,94/0,9·11,5·400·365 2
= 0,760
α s
= [
α m
1
-
α n
·(1 – 0,5
α n
)] / [1-
δ]
= [0,76-1,44(1-0,5·1,44)] / [1-0,09] = 0,395>0
арматура устанавливается по расчету.
ζ =
α n
(1-
ζ R
)+2
ζ R
·α s
=[1,44(1-0,627)+2·0,395·0,627]/[1-0,627+2·0,395]= 0,888
А
s = А´
s = [
γ b
2
·R b
b k
·h 0
/
Rs]
·[ α
m1
- ζ(1-0,5ζ)] /(1- δ)
=
[0,9·11,5·400·365/365]·[0,76-0,888(1-0,5·0,888)] / (1-0,096) = 1220 мм 2
Коэффициент армирования μ = (As+A´s) /b k
·h k
= 2·1220/400 2
= 0,015
Назначаем продольное армирование в виде стержней 4 Ø20 из стали класса А-III, Аs = A´s = 1256 мм 2
.
Принятую продольную арматуру пускаем по всей длине рассчитываемой монтажной единицы без обрыва. Поперечные стержни в сварном каркасе назначаем Ø6мм класса А-I с шагом S = 350 мм, что не превышает 20 наименьших диаметров продольных сжатых стержней и 500 мм [1, п. 5.22].
Применяем колонны с одноэтажным членением, стыки расположены в пределах второго и третьего этажей соответственно. Рассчитываем стык, расположенный в пределах второго этажа.
Расчет производится на усилие Nc
= 1,5N 2
= 1,5·1629,42 = 2444,13
kH
Принимаем, что напряжения в бетоне по всей площади контакта одинаковы и равны призменной прочности бетона R b
,
red
, а вне площади контакта напряжения равны нулю.
h 1
=
b 1
=
h k
– 20
= 400 – 20 = 380 мм
.
N ш
- усилие, воспринимаемое сварными швами
А ш
= 5
δ(
b 1
+
h 1
- 5
δ)
= 5·10·(380+380 – 5·10) = 35500 мм 2
А п
= (с+3δ)·(
d+3δ) = (
134+30) 2
= 26896 мм 2
А ℓос1
= А ш
+А п
=
35500+26896 = 62396 мм 2
N ш
= 2444,13·25500/62396 = 1390,6 кН
Сварку выполняем электродами марки Э42.
Требуемая высота сварного шва по контуру торцевых листов для восприятия рассчитанного усилия: h ш
=
N ш
/γ с
·R ω
f
·ℓ ω
ℓ ω
= 2(
h 1
+
b 1
)
= 2(2·380) = 1510 мм
h ш
=
1390600 / 1·180·1510 = 5,12 мм
< δ = 10 мм
Проверяем прочность бетона, усиленного поперечными сварными сетками, на смятие.
R b
,
red
·A ℓ
oc1
= (
Y b
·γb2
·Rb +
Y·μ xy
·R s
,
xy
·Y s
)
A ℓ
oc1
Проектируем сварные сетки из арматуры класса А-III Ø6 мм с R s
,
xy
= 355 МПа
Y b
·= (
h 2
k
/
A ℓ
oc1
) 1/3
= (160 000/62 396) 1/3
= 1,37
Площадь бетона, заключенная внутри контура сеток косвенного армирования, считая по крайним стержням:
A ef
= ℓ 1
·ℓ 2
= 360·360 = 129 600 мм 2
Y
s = 4,5 – 3,5·
A ℓ
oc1
/
A ef
= 4,5 – 3,5·62 396/139 600 = 2,8
Размеры ячеек сетки принимаем 60×60 см. Шаг сеток S = 80 см ( не менее 60 см, не более 360/3=120 см и не более 150 см). Сетки выполняются из стержней Ø6 А-III (Аs=28,3 мм 2
). Стержней в одном направлении n = 7.
Для сетки при ℓ 1
= ℓ 2
= ℓ = 360 мм
μ ху
= 2
n·А
s·ℓ / А
ef
·
S =
2·7·28,3·360 / 129600·80 = 0,0137
ψ = μ хγ
·
R s
,
xy
/ (
γ b
2
·R b
+10)
= 0,0137·355/(0,9·11,5+10) = 0,239
коэффициент эффективности косвенного армирования
Y = 1/(0,23+ ψ)
= 1/(0,23+0,239) = 2,13
R b
,
red
·A ℓ
oc1
= (1,37
·0,9
·11,5+2,13
·0,0137
·355
·2,8)
·62396 = 2694,597
kH
Nc = 2444,13
kH –
выполнено, прочность стыка на смятие достаточна.
Конструируются и рассчитываются короткие консоли с вылетом ℓ≤h 0
, скошенные под углом 45˚. Минимально допустимая длина площадки опирания ригеля на консоль колонны из условия обеспеченности прочности консоли и ригеля на смятие при ширине ригеля b р
= 250 мм:
ℓ
sup
=
Q/
γ b
2
·R b
·
b p
= 279 860/0,9·11,5·250 = 109 мм
Наименьший вылет консоли с учетом зазора между торцом ригеля и гранью колонны:
по конструктивным соображениям [6, с.302] принимаем ℓ=200 мм,
тогда ℓ sup
=150 мм
Назначаем расчетную высоту консоли из условия Q≤3,5
γ b
2
·R bt
·b·h 0
h 0
≥Q/3,5γ b
2
·R bt
·b=279860/3,5·0,9·0,9·400 = 247 мм
Принимаем высоту консоли h = 400 мм
, что составляет 0,8 от полной высоты ригеля. При этом h 0
= h – a = 400 – 35 = 365 мм .
Поскольку ℓ = 200 мм < 0,9 h 0
= 0,9·365 = 328,5 мм, консоль короткая. При наклоне нижней грани под углом α = 45˚ высота консоли достаточна:
h 1
=h - ℓ·tg α = 400 - 200·1 = 200 мм = h/2
Рассчитываем консоль на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной сжатой полосе из условия:
Q ≤ 0,8·
Y w
2
·γ b
2
·R b
·b·ℓ
b
·sinθ
где θ – угол наклона расчетной сжатой полосы к горизонтали: tgθ = h/ℓ = 400/200 = 2, θ = 63˚26′, sinθ = 0,8945
ℓ b
= ℓ sup
·sinθ = 150·0,8945 = 134 мм
Поперечное армирование консоли осуществлено горизонтальными хомутами по всей высоте. Шаг горизонтальных хомутов консоли принят S w
= 100 мм, что не более h/4 400/4 = 100мм и не более 150 мм
Коэффициент, учитывающий влияние хомутов, расположенных по высоте консоли
Y w2
= 1+5 α μ w1
α = E s
/E b
= 210 000/24 000 = 8,75
μw1 = Asw / b·Sw
= 57/400·100 = 0,0014
279 860 Н ≤ 0,8 ·1,06·0,9·11,5·400·134·0,8945 = 467 562 Н – выполнено
В соответствии с [3, п. 3.99] левая часть условия принимается не более 3,5γ b2
·R b
·b·h 0
=3,5·0,9·0,9·400·365 = 413 910 Н, а правая не менее 2,5γ b2
·R b
·b·h 0
=2,5·0,9·0,9·400·365 = 295 650 Н. выполнено.
Площадь сечения верхней продольной рабочей арматуры
М = 1,25Q(ℓ - 0,5ℓ sup
) = 1,25·279860(200 – 0,5·150) = 43 728 125
Аs = М / 0,9h 0
·Rs = 43 728 125/0,9·365·365 = 365 мм 2
Принимаем 2Ø16 А-III (Аs = 402 мм 2
)
II.IV Расчет и конструирование фундамента под колонну
Поперечное сечение колонны, заделанной в стакан фундамента, 400×400 мм, бетон класса В20 (R b
= 11,5 МПа), продольная арматура 4Ø20 А-III. Расчетные усилия в сечении 1-1
N – 2175,05 кН, М = 0, ℮ 0
= М/N = 0.
Для изготовления фундамента принимаем
· бетон класса В15 (R b
=8,5 МПа, R bt
=0,75Мпа.
· армирование подошвы фундамента – арматура класса А-III (при Ø≥10 мм Rs=365МПа)
Расчетное сопротивление грунта основания – R=R 0
= 0,18 Мпа.
Под подошвой фундамента предусмотрена бетонная подготовка.
При допущении, что реактивный отпор грунта распределяется равномерно по всей подошве фундамента размеры подошвы фундамента определяются по формуле
A = a 2
= N н
/(К
– γ·
H)
= 1810875 / (0,18·10 6
– 20·10 3
·1,4) = 8,7
м 2
N н
=
N/
γ
f
= 2173050/1,2 = 1810875 Н
Принимаем а = 3 м
, тогда окончательно А = 3 2
= 9,0 м 2
Напряжения в основании фундамента от расчетной нагрузки без учета собственного веса фундамента и грунта на его уступах:
р =
N/
A =
2173050/9 = 241450 H = 0,241 МПа
· Длина анкеровки продольной арматуры колонны (сталь класса А-III, R sc
=365МПа)
ℓ
an
= (
ω an
·R sc
/
R b
+
Δλ an
)
·d
= (0,5·365/11,5 + 8)·20 = 477 мм
ℓ
an
= λ
an
·d =
12·20 = 240>200 мм
Тогда полная высота фундамента с учетом минимальной толщины днища стакана 200 мм и зазора под торцом колонны 50 мм
h ф
·= ℓ
an
+ 250
= 477+250
= 727 мм
· Глубина заделки колонны в стакан фундамента
h з
≥ h к
= 400 мм (см. [4, табл.18])
h ф
·=
h к
+250
= 400+250 = 650 мм
· Рабочая высота плитной части фундамента
h 0
= - (
h k
+
b k
)/4 +0,5
·[
N/(
γ b
2
·
R bt
+
p)] 1/2
= -(0,4+0,4)/4+0,5[2173,05/(1·0,75+0,241)·10 3
] 1/2
= 0,54 м. Тогда
Таким образом, назначаем полную высоту фундамента из условия анкеровки продольной арматуры колонны Ø20 А-III
в бетоне колонны класса
В20
с учетом минимальной толщины днища стакана 200 мм
и зазора под торцом колонны 50 мм
. Округляя в большую сторону до размера, кратного 100 мм, окончательно принимаем h ф
=800 мм.
Проектируем фундамент двухступенчатым, имеющим только плитную часть, и назначаем высоту верхней и нижней части одинаковой (h 1
= h 2
= 400 мм). Условие ℓ к
<2
h 1
650≤2
·400 = 800
(обеспечение равномерного распределения давления грунта) выполнено.
Расчет на продавливание
в соответствии с требованиями [1, п. 3.47] производится из условия:
h 01
=
h 1
–(
c+1,5
·d)
= 400 – (35+1,5·20) = 335 мм
u m
·= 4(а 1
+
h 01
)
= 4(1700+335) = 6 940 мм
F =
N –
p·A 1
=
N –
p(
a 1
+ 2
h 01
) 2
= 2173050 – 0,241(1700+2·335) 2
= 819 377,1 Н
819 377,1<1
·1
·0,75
·9140
·335 = 2 296 425
H –
выполнено, высота нижней ступени фундамента h 1
= 400 достаточна.
Расчет на срез (поперечную силу)
производится из условия
Q = p·c·a =
241·0,315·3 = 227,75
кН
с = 0,5(а – а 1
= 2
h 01
)
= 0,5(3 – 1,7 – 2·0,335) = 0,315 м
227 750 ≤ 0,6
·0,9
·0,75
·3000
·335 = 407 025
H
выполнено, высота нижней ступени фундамента отвечает условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования
Вычисляем величины изгибающих моментов в сечениях I-I и II-II:
M 1
= 0,125p(a – h k
) 2
·a =
0,125·241(3 – 0,4) 2
·3 = 610,94
кНм
M 1I
= 0,125p(a – a 1
) 2
·a =
0,125·241(3 – 1,95) 2
·3 = 99,64
кНм
Определяем требуемую площадь сечения арматуры на всю ширину подошвы фундамента в том направлении, в котором рабочая высота ступени и плитной части фундамента наименьшая
A s1
= M 1
/(0,9·h 0
·R s
) =
610,94/(0,9·735·365) = 2 530,32
мм
2
A sI1
= M 1I
/(0,9·h 0
·R s
) =
99,64/(0,9·735·365) = 412,67
мм
2
h 0
=
h 01
+
h 2
=
335+400 = 735 мм
Окончательно принимаем по большему результату 20Ø12 (
As = 2 626 мм 2
)
Армируем подошву фундамента нестандартной сварной сеткой, одинаковой в двух направлениях, с шагом стержней 150 мм (см. Приложение 11, рис. 11.1)
Определяем процент армирования расчетных сечений:
P I
=
A s
·100/(
a 1
·h 0
)
= 2626·100/(1700·735) = 0,21% >Р
min = 0,05%
P I I
= As·100/(a1·h 01
)
=2626·100/(3000·335) = 0,261% > Рmin = 0,05%
1. СНиП 2.03.01 – 84*. Бетонные и железобетонные конструкции. / Госстрой СССР.
2. СНиП 2.01.07 – 85*. Нагрузки и воздействия. / Госстрой СССР.
3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01 0 84*). ЦНИИпромзданий Госстроя СССР.
4. Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения. – М.:Стройиздат, 1978.
5. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции (общий курс). – М.: Стройиздат, 1985 г.
6. Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных контрукций. – М.: Стройиздат, 1989 г.
Название: Железобетонные конструкции многоэтажного здания
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: курсовая работа
Добавлен 14:09:50 04 сентября 2011 Похожие работы
Просмотров: 124
Комментариев: 15
Оценило: 3 человек
Средний балл: 5
Оценка: неизвестно Скачать
Срочная помощь учащимся в написании различных работ. Бесплатные корректировки! Круглосуточная поддержка! Узнай стоимость твоей работы на сайте 64362.ru
Привет студентам) если возникают трудности с любой работой (от реферата и контрольных до диплома), можете обратиться на FAST-REFERAT.RU , я там обычно заказываю, все качественно и в срок) в любом случае попробуйте, за спрос денег не берут)
Да, но только в случае крайней необходимости.
Курсовая работа: Железобетонные конструкции многоэтажного здания
Реферат: Способности и возраст
Шрифт Таймс Нью Роман Курсова Робота
Отчет По Практике На Предприятии Магазина
Курсовая Работа На Тему Договор Купли Продажи Auto.Ru
Реферат: География Польши. Скачать бесплатно и без регистрации
Тематика Дипломных Работ По Фармакологии Для Фармацевтов
Курсовая работа: Прибор КСМ3-ПИ1000
Контрольная работа по теме Самоорганизация живой и неживой природы
Артасов Историческое Сочинение
Курсовая работа по теме Розробка технічного проекту землесосного снаряда для днопоглиблювальних робіт на барах сибірських річок
Сочинение На Тему Средневековый Город 6 Класс
Эффект Бора
Курсовая работа по теме Уникальность повести Чехова "Три года"
Кз – 2030. Послание президента страны народу.
Дипломная работа по теме Организация торговли в ОАО 'ГУМ'
Задание Эссе На Геншин
Курсовая работа: Самооцінка й рівень домагань
Реферат по теме Сутність витрат та методи їх зниження
Реферат по теме Санитарно-гигиенические требования при работе с ПЭВМ
Дипломная работа по теме Оценка рыночной стоимости однокомнатной квартиры
Шпаргалка: Термохимические реакции
Курсовая работа: Производственный аутсорисинг: понятие и функции
Контрольная работа: Контрольная работа по Философии 3