Расчет и конструирование четырехэтажного железобетонного каркаса здания. Курсовая работа (т). Строительство.

⚡ 👉🏻👉🏻👉🏻 ИНФОРМАЦИЯ ДОСТУПНА ЗДЕСЬ ЖМИТЕ 👈🏻👈🏻👈🏻

Вы можете узнать стоимость помощи в написании студенческой работы.


Помощь в написании работы, которую точно примут!

Похожие работы на - Расчет и конструирование четырехэтажного железобетонного каркаса здания

Скачать Скачать документ
Информация о работе Информация о работе


Скачать Скачать документ
Информация о работе Информация о работе

Нужна качественная работа без плагиата?

Не нашел материал для своей работы?


Поможем написать качественную работу Без плагиата!

КУБАНСКИЙ
ГОСУДАРСТВЕННЫЙ АГРАРНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ


КАФЕДРА
СТОИТЕЛЬНЫХ МАТЕРИАЛОВ И КОНСТРУКЦИЙ
























«РАСЧЕТ И
КОНСТРУИРОВАНИЕ ЧЕТЫРЕХЭТАЖНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО КАРКАСА ЗДАНИЯ»








1. Расчет железобетонной ребристой
плиты перекрытия (покрытия)


.2 Расчет плиты покрытия по двум
предельным состояниям


.3 Расчет плиты по первой группе
предельных состояний


.4 Расчет плиты по второй группе
предельных состояний


.3 Расчет прочности нормальных
сечений


.4 Расчет прочности наклонных
сечений на поперечную силу


.5 Расчет прочности наклонных
сечений на изгибающий момент


.3 Расчет прочности нормального
сечения


1. Расчет железобетонной ребристой плиты
перекрытия (покрытия)




Здание 4-х этажное, с высотой этажа 4,5 м.
Габариты здания равны L=65 м, B=18,9 м. Сетка колонн: 6,5×6,3
м.


Геометрические характеристики плиты: h=250 мм, L=6500
мм, b=1200 мм.


Для начала расчета необходимо произвести сбор
нагрузок согласно СП 20.13330.2011 «Нагрузки и воздействия».




Таблица 1 - Сбор нагрузок на плиту перекрытия
(покрытия).




.2 Расчет плиты перекрытия по двум предельным
состояниям




Примем арматуру А-V
R s =680 Мпа R sc =500 Мпа E s =190000 Мпа


Р = 30+360/l =
30+360/6,5 = 85,38 кН




1.3 Расчет плиты по первой группе предельных
состояний




Усилия от постоянной +длительной
нагрузки:





Геометрические характеристики плиты:
=250 мм; h 0 =250-30=220 мм


Следовательно, сжатая зона не
выходит за пределы полки.


Коэффициент условий работы
напряженной арматуры:




Определим требуемую площадь сечения
арматуры:




Принимаем 2 стержня диаметром 20 мм
A s =628 мм 2 (арматура А-V).




 - конструктивные требования
соблюдены.




Потери предварительного напряжения
арматуры.
При определении потерь коэффициент точности натяжения арматуры принимают .




Потери от температурного перепада
между натянутой арматурой и упорами σ 2 =0, так как
при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием. При
электротермическом способе натяжения потери от деформации анкеров (σ 3 и форм σ 5 не
учитываются, так как они учтены при определении полного удлинения арматуры.


Тогда усилие в арматуре к началу
обжатия бетона составляют:




Для продолжения расчета необходимо
определить геометрические характеристики приведенного сечения.


Статический момент приведенного сечения
относительно нижней грани







Расстояние
от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения




Момент сопротивления сечения по
нижней зоне




Эксцентриситет усилия обжатия Р 1
относительно центра тяжести сечения
Напряжение в бетоне при обжатии на
уровне арматуры




Передаточную прочность бетона примем


Потери от быстронатекающей
ползучести при этом




Напряжение в бетоне на уровне
арматуры




Потери от усадки бетона σ 8 =35 Мпа


Суммарные потери принимаются не
менее 100 МПа


Усилие в арматуре с учетом всех
потерь:


Расчет
прочности наклонных сечений . Предварительно
поперечную арматуру примем по конструктивным требованиям: на приопорных
участках длиной l/4 устанавливаем 2ø5 Вр-1 (по одному каркасу в ребре) с шагом s=150 мм <
h/2. В средней части панели шаг можно увеличить до 3*h/14=265 мм.


Проверяем достаточность принятых
размеров панели по условию обеспечения прочности наклонной полосы между
соседними трещинами




По опыту проектированию плитных
конструкций при расчете прочности по наклонной трещине на действие поперечной
силы проекцию наиболее опасного наклонного сечения принимают как Поперечная
сила в конце такого сечения


Коэффициент, учитывающий влияние
продольных сил (в нашем случае усилия обжатия)




Коэффициент, учитывающий влияние
продольных сил (в нашем случае усилия обжатия)




Прочность обеспечена ,
наклонные трещины не образуются, принятой по конструктивным требованиям
поперечной арматуры достаточно. Учитывая это, расчет прочности на изгиб по
наклонной трещине не делаем.




.4 Расчет плиты по второй группе предельных
состояний




Расчет по образованию трещин выполняем
для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. По условиям
эксплуатации к трещиностойкости панели предъявляются требования 3-й категории.
Поэтому расчет ведем на действие нормативных нагрузок


Вначале
проверим трещиностойкость среднего нормального сечения в стадии изготовления.
Максимальное напряжение в бетоне от усилия обжатия (без учета разгружающего
влияния собственной массы)




Тогда расстояние от ядровой точки,
наиболее удаленной от растянутой (верхней) зоны, до центра сечения мм


Упругопластические моменты
сопротивления по растянутой зоне для тавровых симметричных сечений при можно
определять как , в стадии
изготовления и , в стадии
эксплуатации. Тогда мм 3
и мм 3 .


При проверке трещиностойкости в
стадии изготовления коэффициент точности натяжения принимают
больше единицы на величину отклонения , а в стадии эксплуатации - меньше
на ту же величину.


Момент, воспринимаемый сечением при
образовании трещин в стадии изготовления, H*мм, здесь определяем
при помощи .


Момент от внецентренного обжатия,
вызывающий появление трещин.




где - коэффициент предварительного
натяжения арматуры


< - трещины при обжатии не образуются.


Максимальное сжимающее напряжение от
совместного действия нормативных нагрузок и усилия обжатия в бетоне верхней
зоны:




Момент, воспринимаемый сечением при
эксплуатации:




, отсюда следует, что трещины в
стадии эксплуатации не образуются.




Расчет прогиба панели. Прогиб
ребристой панели от действия постоянной и длительной нагрузок не должен
превышать 25мм. Определим параметры, необходимые для расчета прогиба панели без
трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от
постоянной и длительной нагрузок ; - усилие предварительного обжатия,
равное продольному усилию




Определим кривизну в середине
пролета при длительном действии нагрузок:







Кривизна, обусловленная выгибом
панели от усадки и ползучести бетона вследствие обжатия




Прогиб определяем по упрощенному
способу, как:




Для монтажа плиты при помощи крана
предусматриваем 4 петли из арматуры класса А-I d=12 мм. Устанавливаем их на
расстоянии 350 мм от края плиты.







В связевых каркасах ригели работают как свободно
опертые однопролетные балки. Расчетный пролет равен расстоянию между осями
опор:l 0 = l - 2•130/2, где l - проектная длина ригеля (рис. 1, б).
130 мм - длина площадок опирания на консоли колонн. Расчетными являются
нормальные сечения в середине пролета и наклонные у опор, начинающиеся в углах
подрезки (рис. 2).




Рисунок 3 - Расчетные схемы
ригеля по нормальному (а) и наклонному (б) сечениям




Требуется рассчитать и сконструировать ригель
среднего пролета перекрытия с пустотными панелями.




Длина ригеля l = 6280 мм, размеры сечения: b =
200 мм, h = 450 мм, b f = 400 мм, высота ребра 250 мм, откуда b f
= 450 - 250 = 200 мм.


Примем марку бетона В-40. Тогда: R b =22
Мпа R bt =1,4 МПа


Примем арматуру А-III
R s =365 Мпа R sc =290 Мпа E s =200000 МПа


Проектирование ригеля состоит из разделов:


3) 
расчет
прочности нормальных сечений;


4) 
расчет
прочности наклонных сечений на поперечную силу;


5) 
расчет
прочности наклонных сечений на изгибающий момент;


Расчетный пролет ригеля l 0 =
6280-2*130/2=6150 мм. Погонная нагрузка от собственного веса ригеля (при
объемном весе железобетона 25 кН/м 3 ): Полную расчетную нагрузку
определяем с использованием данных табл. 1 с учетом шага ригелей 6.5 м:




Таблица 2 - Сбор нагрузок на
ригель перекрытия




С учетом коэффициента надежности по назначению γ п
= 0,95 для зданий нормального уровня надежности расчетная нагрузка q = 110,83
кН/м∙0,95 = 105,3 Н/мм. Изгибающий момент в середине пролета М = q ∙
l 0 2 /8 = 105,3 ∙ 6150 2 /8= 497, 8 ∙
10 6 Н ∙ мм. Поперечная сила на опоре Q= q ∙ l 0 /2
= 105,3 ∙ 6150/2=323,9 ∙ 10 3 Н.




2.3 Расчет прочности нормальных
сечений




Задаемся а = 45 мм, а'= 30 мм. Тогда h=450 - 45
= 405 мм. Поскольку полка находится в растянутой зоне, сечение рассматриваем
как прямоугольное шириной b = 200 мм. Несущая способность сечения на изгиб М u
складывается из моментов относительно арматуры A s : воспринимаемых сжатым
бетоном М b и сжатой арматурой M' s . Условие прочности
имеет вид:




Вычисляем М b , задаваясь граничной
высотой сжатой зоны


где ξ
находим по таблице с учетом γ b2 =
0,9.


М b = R b b х
(h 0 - 0,5х) = 22*200*235,7*(405-0,5*235,7)=297,8∙ 10 6
Н ∙ мм .




M' s
= (497,8-297,8)∙10 6 = 200∙10 6 Н ∙ мм


Из суммы проекций сил на горизонтальную ось N s
- N b - N s ' = 0 находим площадь растянутой арматуры:




A's = M' s
/( R sc (h 0 - а'))=
200∙10 6 /450(405-30))=1185,2 мм 2 . s
=(N b + N s ' )/R s = (R b bx + R sc
A's) /R s = (22*200*235,7+290*1185,2)/365=3782,9 мм 2 .







Принимаем по сортаменту A s
= 4072 мм 2 (4 ø 36), A' s
=1232 мм 2 (2 ø 28).


х = (R S A S
- R sc A's)/(R b b) = (365*4072 -
290*1232)/(22*200)=256,6>235,7Н ∙ мм, прочность достаточна.




Защитные слои бетона: для нижней арматуры a -d s
/2 = 45 - 36 / 2 = 27 мм и, для верхней арматуры 30 - 28/2 = 16 мм т.е.
защитные слои следует увеличить, чтобы выполнялось условие a>d.


2.4 Расчет прочности наклонных
сечений на поперечную силу




Опасные наклонные сечения начинаются там, где
резко меняются размеры сечения ригеля, т.е. в углу подрезки (рис. 2, б). Высота
сечения здесь h 1 = 300 мм, ширина b = 200 мм. Продольная растянутая
арматура A s(1) , подобранная расчетом прочности нормальных сечений,
до опор не доходит, поэтому в опорных участках устанавливаем дополнительную
продольную арматуру A s(2) , диаметр которой определим в расчете
наклонных сечений на изгиб. Для надежного заанкеривания ее привариваем к
опорной закладной пластине толщиной 10 мм. С учетом этого предварительно
принимаем а= 20 мм, тогда h 0 = 280 мм.


Не приступая к расчету, определим минимальное
поперечное армирование по конструктивным требованиям. При h 1 = 300
мм шаг s поперечных стержней (хомутов) на длине, равной 1/4 пролета, должен
быть не более 150 мм и не более h 1 /2 = 150 мм. Принимаем s = 150 мм.
По условиям сварки диаметр хомутов принимаем d sw =10 мм, A sw
= 157 мм 2 .


Проверяем прочность наклонной полосы на сжатие
по формуле







Коэффициент, учитывающий влияние поперечной
арматуры:




φ w1 =
1 + 5 α
µ w
=1+5 ∙7,4∙0,0052= 1,19<1,3; здесь α
= E s /E b = 20 ∙ 10 4 /27 ∙ 10 3
= 7,4;
Коэффициент φ b2
= 1 - βR b
= 1 - 0,01 ∙22= 0,78, где β=
0,01 для тяжелого бетона. Прочность полосы 0,3 ∙1,19∙0,78∙22∙200∙280
= 343 ∙ 10 3 Н > Q = 323,9 ∙ 10 3 Н. Условие
выполнено.


Проверяем прочность по наклонной трещине из
условия


При этом прочность сжатого бетона на срез


где М b = φ b2 (1
+ φ f
+ φ n
)R bt bh 0 = 2*(1+0+0)*1,4∙200∙280 2
= 43,9∙ 10 6 Н ∙ мм. Прочность поперечной арматуры,
пересекающей наклонную трещину,


где q sw = R sw A sw /
s = 290*157/150=303,5 Н/мм.


Поскольку наклонная трещина начинается в углу
подрезки, т.е. почти у грани опоры, проекцию опасной наклонной трещины находим
по формуле







с 0 = √(M b /q sw
) = √(43,9 ∙ 10 6 /303,5) = 380,3 мм < 2h 0 =
560 мм.




Проекция расстояния от грани опоры до конца
трещины, или пролет среза


Тогда Q b = M b /c = 43,9∙
10 6 /380,3 = 115435,2 Н


sw
=q sw c 0 =
303,5*380,3=115421,05 Н Q u =Q b + Q s w =
230856,25 Н.




Внешняя нагрузка q приложена к полкам ригеля,
т.е. по одну сторону от наклонного сечения, в то время как опорная реакция Q max
- по другую. Поэтому на участке проекции наклонного сеч. значение поперечной
силы постоянно: Q=Q max =323900 Н;


.5 Расчет прочности наклонных
сечений на изгибающий момент




Подрезка бетона в опорных участках не позволяет
завести продольную арматуру за грани опор, поэтому, как отмечалось выше,
устанавливаем по два дублирующих горизонтальных стержня, анкеруя их на опорах
приваркой к закладным пластинам. Сечение стержней класса А-III
подбираем расчетом наклонных сечений на изгибающий момент из условия М< М и
= M s1 + M sw , где М- внешний изгибающий момент
относительно точки приложения равнодействующей усилий в сжатой зоне, M s1 =
R s A s z s1 - момент усилия в продольной арматуре
относительно той же точки, M sw = q sw c 0 2
/ 2- то же усилий в хомутах.


Проекция опасного наклонного сечения с 0 =Q max
/q sw =323900/303,5=1067 мм >2 h 0 =560 мм. Принимаем с 0
= 560 мм.







М = Q max l x
= 323900*645 = 208∙10 6 Н∙мм,




Величина М определена без учета разгружающего
действия q (нагрузка приложена не к верхней грани ригеля, а к полкам).


M sw = 303,5∙560 2 /2
= 47,58∙ 10 6 Н ∙ мм. M s1 = М - M sw
= 208∙ 10 6 - 47,58 ∙ 10 6 =160,42∙ 10 6
H
∙
мм.


Требуемая площадь арматуры A s1 =M s1
/(R S z s1 ) = 160,42 ∙ 10 6 / (365 ∙
250) = 1758 мм 2 (здесь z s1 принято приближенно равным
расстоянию между осями сжатой и растянутой арматуры).


Ближайшие по сортаменту стержни 2 ø
36 мм, A s1 =2036 мм 2 .


Стержни должны быть заведены в
бетон на длину не менее


an =
(ω аn
R s /R b +λ an
)d s = (0,7 ∙ 365 /22+11) ∙ 36 = 814 мм = 820 мм.


железобетонный ригель консоль
прочность







3. Расчет и конструирование колонны




В связевых каркасах горизонтальные нагрузки
передаются на диафрагмы жесткости, поэтому колонны воспринимают только
вертикальные нагрузки. Если соседние пролеты и нагрузки одинаковы, то
допускается приложение вертикальных сил N на колонну учитывать только со
случайным эксцентриситетом е 0 . Значение е принимается большим из
трех величин: h/30, l 0 /600 и 10 мм (где h - высота сечения колонны,
l 0 - расчетная длина). Поскольку случайный эксцентриситет может быть
и справа, и слева от оси, армирование колонны принимается симметричным: A s -
A s '. Для элементов прямоугольного сечения при расчетной длине l 0
< 20h и симметричной арматуре классов А-I, АII, А-IV и А-V расчет на
внецентренное сжатие со случайным эксцентриситетом допускается заменять расчетом
на центральное сжатие; при этом напряжения в бетоне принимают равными R b ,
а в арматуре - R sc .


Требуется рассчитать и сконструировать среднюю
колонну первого этажа перекрытия с пустотными панелями.




Высота этажа - 4,5 м; количество этажей 4; сетки
колонн - 6,5 х 6,3 м; сечение колонны - 350 х 350 мм. Бетон тяжелый класса В40,
расчетные характеристики приняты по приложению: R b = 22 МПа, при γ b2
= 0,9. Рабочая арматура класса А-III,
расчетные сопротивления приняты по приложению: R s = R sc
=365 МПа, E s = 20 ∙ 10 4 МПа. Расчетная длина
колонны равна высоте этажа l 0 = 4,5м.


Проектирование колонны состоит из разделов:


2) 
расчет
прочности нормального сечения;


Грузовая площадь колонны А c =
6,5*6,3= 40,95 м 2 .


Расчетная нагрузка от перекрытия одного этажа (с
учетом данных табл. 1):


1
= (q+р) А c = 16,5*40,95=675,6 кН,




в том числе постоянная и
длительная 1.t =8,44*40,95=345,62 кН.


Расчетная нагрузка от собственного веса ригеля:


N 2 =
[(0,2·0,45+0,2·0,25)·6,15+0,2·0,3·0,31]·25·1,1= 24,2 кН.


Расчетная нагрузка от собственного веса колонны:



N 3 = (0,3∙0,3∙4,5+2∙0,3∙0,15∙0,15)
25 ∙ 1,1 = 11,5 кН.


Расчетная нагрузка от покрытия на колонну:


В том числе постоянная и длительная:


Суммарная продольная сила в колонне (с учетом
коэффициента надежности по назначению γ п =
0,95):


=(4N 1 +5N 2 +5N 3 +N 4 )γ п =(4*675,6+5*24,2+5*11,5+345,62)0,95=3065,2кН




От постоянных и длительных нагрузок:


l =(4N 1 l +5N 2 l +5N 3 l +N 4 l )γ п =(4*345,6+5*24,2+5*11,5+345,62)0,95=1811,2кН





3.3 Расчет прочности
нормального сечения




где А b = 350 • 350 =
122500 мм 2 - площадь бетонного сечения, φ-
коэффициент, учитывающий гибкость колонны и длительность действия нагрузок.


(A s
+ A' s
)
>(N - φR b A b
)
/(φR s
),


φ
= φ 1 +
2(φ 2 -
φ 1
) R sc (A s + A' s )/(R b A b )
<φ 2 ,





где φ 1
и φ 2
коэффициенты, принимаемые по таблице.


Коэффициент φ
определяем последовательными приближениями. В первом приближении принимаем φ
= φ 2


В нашем случае, при l 0 / h =4500/300
= 15 и N l
/ N = 0,59 коэффициент φ
1
= 0,816; φ 2
= 0,856.


При φ
= φ
2
определяем (A s + A' s )= (3065,2∙ 10 3 -
0,856 ∙22∙ 122500) / (0,856*365)= =2426,96 мм 2 .


φ
= 0,816 + 2·(0,856 - 0,816) ∙365∙2463/ (22∙122500) = 0,842≤0,856.


Результаты сходятся, площадь арматуры
подобрана верно.


Так как площадь сечения арматуры вышла
минимальной, принимаем наименьший допустимый диаметр по сортаменту 4 ø
28 А-III (A s
+ A' s = 2426,96 мм 2 ). Заметим, что если бы проверка не
сошлась, то во втором приближении следовало принять значение φ
среднее между назначенным вначале и полученным в итоге расчета. Полученный
процент армирования от рабочей площади бетона составляет:
Скрытые консоли имеют малые размеры, поэтому их
армируют жесткой арматурой, которую рассчитывают на воздействие опорных реакций
ригелей Q без учета работы бетона.


Усилия в наклонных пластинах определяем из
условия равенства нулю проекций сил на вертикаль:


n
= Q / sin 45° = 303500 / 0,707 = 429278,6 Н.




Сечение пластин из стали ВСт3пс2: 2δh n =
2 ∙ 12 ∙ 120 = 2880 мм 2 , где δ
- толщина пластины, h n - ее ширина по горизонтали. Площадь
нормального сечения пластин А п = 2880 ∙ sin 45° = 2036,16 мм 2 ,
сжимающие напряжения




σ= N n / А п
= 429278,6 / 2036,16 = 210,8 < R = 245 МПа.




Откуда
A s = N s / R s =303500 / 365 = 831 мм 2 .


Принимаем 2 ø
25 А-III (A s
= 982 мм 2 ). Нижние сжатые и распределительные стержни принимаем того
же сечения, что и верхние: ø
25 А-III.







1. СП
20.13330.2011. Нормы проектирования. Нагрузки и воздействия. - М.: Министерство
регионального развития Российской Федерации, 2011.


2. СП
52-103-2007. Нормы проектирования. Железобетонные монолитные конструкции
зданий. - М.: Министерство регионального развития Российской Федерации, 2007.


3. СП
27.13330.2011. Нормы проектирования. Бетонные и железобетонные конструкции. -
М.: Министерство регионального развития Российской Федерации, 2011.


4. Пособие
по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких
бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01 -84). - М.:
Министерство строительства Российской Федерации, 1989. - 193 с.


5. Байков
В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. - М.: Стройиздат,
1991. - 767 с.


6. Попов
Н.Н., Забегаев А.В. Проектирование и расчет железобетонных и каменных
конструкций. М.: Высшая школа, 1989. - 402 с.


7. ГОСТ
Р 21.1101 -92. СПДС. Основные требования к рабочей документации. - М.: Изд-во
стандартов. 1993. - 24 с.


8. ГОСТ
Р 21.1501 -92. СПДС. Правила выполнения архитектурно-строительных рабочих
чертежей. - М.: Изд-во стандартов, 1993. - 40 с.


9. Рабочая
документация для строительства. Вып. 1: Общие требования. - М.: АПП ЦИТП, 1992.
- 240 с.


10.СНиП
11-23-81*. Нормы проектирования. Стальные конструкции.






Похожие работы на - Расчет и конструирование четырехэтажного железобетонного каркаса здания Курсовая работа (т). Строительство.
Культуры Клеток Реферат
Контрольная Работа На Тему Язычество И Христианство Германских Племён
Реферат по теме Новый мир в творчестве деятелей культуры 1920–1930 годов
Список Сочинений Фипи
Реферат по теме Понятие доказательства, относимость и допустимость доказательств, источники доказательств
Реферат: Reconstruction Through Black Suffrage And Women
Контрольная работа по теме Психологические проблемы общения
Контрольная работа по теме Зональные системы земледелия в колхозе 'Искра' Кильмезского района
Сочинение Самые Дорогие Слова
Документы После Защиты Диссертации
Дипломная работа по теме Правовые вопросы заключения трудового договора в России и за рубежом
Комплекс Упражнений С Гантелями Реферат По Физкультуре
Административно Правовой Статус Гражданина Курсовая
Сравнительное правоведение как наука и учебная дисциплина
Реферат: Таблица по химии
Дипломная Работа Управляющая Компания
Виды Вступлений К Декабрьскому Сочинению
Дипломная работа по теме Налоги и их роль в производственно-хозяйственной деятельности предприятия
Коммуникативная Сторона Общения Реферат
Реферат: Учет труда и его оплаты
Похожие работы на - Понятие о воспалении
Реферат: Рекомендации по организации предпрофильной подготовки с ориентацией на естественно-математический профиль
Курсовая работа: Анализ фонда заработной платы 6