Реферат: Проектирование конструкций многоэтажного здания

💣 👉🏻👉🏻👉🏻 ВСЯ ИНФОРМАЦИЯ ДОСТУПНА ЗДЕСЬ ЖМИТЕ 👈🏻👈🏻👈🏻

Министерство образования и науки Российской Федерации
Саратовский Государственный Технический Университет
Кафедра: Промышленное и гражданское строительство
к курсовому проекту по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции »
плиты перекрытия......................………………………………………………..
Целью выполнения курсовой работы является закрепление теоретических знаний по курсу “Железобетонные конструкции”, развитие практических навыков проектирования, конструирования и расчета железобетонных и каменных конструкций.
В курсовой работе необходимо запроектировать основные несущие конструкции многоэтажного здания неполным железобетонным каркасом и жесткой конструктивной схемой. Внутренний каркас – железобетонный, наружные несущие стены – каменные.
Расчет конструкций производится в соответствии с положениями СНиП по первой группе предельных состояний.
5. Временная нормативная нагрузка
:
7. Район строительства – г. Москва;
8. Величина условного расчетного сопротивления грунта
;
11. Толщина наружных сплошных кирпичных стен:
– Вид кладки – из сплошного кирпича на тяжелом растворе;
– Объемная масса раствора 17 кН/м³;
– Толщина кладки стен 64 см
при расчетной температуре, -20 °C

12. Снеговой покров 1,8 кН/м² для района.
Примечание:

За расчетную температуру принять среднюю температуру наиболее холодной пятидневки по СНиП 2.01.01-82. Строительная климатология и геофизика/ Госстрой СССР.- М.: Стройиздат, 1983.-136 с.
В состав сборного балочного перекрытия входят: ригель (балки), панели перекрытия и колонны.
Высоту сечения ригеля принимаем в пределах h=(1/8-1/12)l, l=7,2м
Т.к. h p
>450 , то в целях унификации размер высоты ригеля назначают кратной 100 мм.
Ширину сечения ригеля принимаем в пределах b=(1/2-1/3)h, кратным 50 мм

Ширина плит перекрытия назначается от 1м до 2м с номинальными размерами кратными 100 мм .
, плиты П1, принимаем равными П1=1400 (для промышленных зданий); связевые плиты размещают по рядам колонн, доборные пристенные опирают на ригели и опорные стальные столики, предусмотренные на крайних колоннах.
Размеры колонн принимаем конструктивно равными 300х300 мм.
Толщину наружных сплошных кирпичных стен принимаем 0,64.
2. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ

Для установления расчетного пролета предварительно задаемся размерами сечения ригеля: h=600 мм; b=300 мм. l 0
=7,05 м.
Подсчет нагрузок на 1 м 2
перекрытия приведен в табл.1.
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м 2
перекрытия
керамзитобетон (ρ=12 кН/м 3
,h=60 мм)
Расчетная нагрузка на 1 м при ширине плиты 1,4 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ n
=0,95:
в том числе постоянная и длительная:
от нормативной постоянной и длительной нагрузок
Высота сечения ребристой предварительно напряженной плиты принимаем 400 мм; рабочая высота сечения hо принимаем 355мм, ширину продольных ребер поверху по 100мм, снизу 85мм, высоту ребер снизу 90мм, ширину по верхней полке 1360мм, в расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина сжатой полки таврового сечения 5см; при этом отношение 5/40=0,125>0,1,а расчетная ширина ребра b=2*8.5=17см.
Ребристая предварительно напряженная плита армируется стержневой арматурой класса А-V с электротермическим натяжением на упоры форм. К трещиностойкости плиты предъявляются требования 3-й категории. Изделие подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении.
Бетон тяжелый класса В30, соответствующий напрягаемой арматуре. Призменная прочность нормативная R bn
=R b
,
ser
=22 МПа, расчетная R b
=17 МПа, коэффициент условий работы бетона γ b
2
=0,9; нормативное сопротивление при растяжении R btn
=R bt
,
ser
=1,8 МПа, расчетное R bt
=1,2 МПа; начальный модуль упругости бетона E b
=32500 МПа. Передаточная прочность бетона R b
р
устанавливается так, чтобы при обжатии отношение σ bp
/R p
≤0,75.
Арматура продольных ребер класса А-V, нормативное сопротивление R sn
=785 МПа, расчетное сопротивление R s
=680 МПа; модуль упругости E s
=190000 МПа. Предварительное напряжение арматуры равно
При электротермическом способе натяжения
Вычисляем предельное отклонение предварительного напряжения при числе напрягаемых стержней n p
=6 по формуле:
При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимаем Предварительное напряжение с учетом точности натяжения
Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

М=112,45 кНм. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне.
; - нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки; η=0,975
.

Характеристика сжатой зоны: ω=0,85-0,008R b
=0,85-0,008·0,9·17=0,73.
где σ s
1
=Rs+400-σ sp
=680+400-495=585 МПа;
в знаменателе формулы приняли 500 МПа, т.к. γ b
2
=0,9<1;
Коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести
η=1,15- для арматуры класса А-V; принимаем .
Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры:
принимаем 6 Ø10А-V с площадью А s
=4,71 см 2

Расчет полки плиты на местный изгиб

Расчетный пролет при ширине ребер вверху 10 см составит 116 см. Нагрузка на 1м 2
полки может быть принята (с несущественным превышением) такой же как и для плиты: 13,609*0,95=129,3кНм 2
. Изгибающий момент для полосы шириной 1 м определяется с учетом частичной заделки в ребрах: М=12,93*1,16 2
/11=1,58кНм.

Рабочая высота сечения равна 3,5 см, принимаем арматуру диаметром 4 Вр-1с R s
=365 МПа; , η=0,96;

принимаем 10 Ø4 Вр-1 с площадью А s
=1,26 см 2
.
Расчет прочности плиты по сечению, наклонному к продольной оси.

Q=63,8 кН,-это условие. Вычислим проекцию расчетного наклонного сечения.
Влияние свесов сжатых полок (при 2 ребрах) φ f
=2·0,75·3h /
f
/bh 0
=2·0,75·9·5·5/35,5·17=0,43<0,5.
Р 1
=А s
(σ sp
-σ 1
)=4,71·(495-14,85)100=226,15кН
1+φ f
+φ n
=1+0,43+0,31=1,74>1,5, принимаем 1,5;
В=φ b
2
(1+φ f
+φ n
)R bt
bh 2
0
=2·1,5·1,2·35,5 2
·17(100)=77,12 ·10 5
Нсм.
В расчетном наклонном сечении принимаем с=2h 0
=71 см. Тогда Q b
=В/с=77,12 ·10 5
/71=108,6 кН>63.8 кН, следовательно, условие прочности по поперечной силе удовлетворяется, другое условие при Q=Q max
-q 1
c=63,8*10 0
-121,15*71=55,2*10 3
Н и значении φ b
4
(1+ φ n
)R bt
bh 0
/c=1,5*1,31*0,9*1,2(100)*17*35,5 2
/71=55,2кН<64,04кН-не удовлетворяется, следовательно поперечная арматура требуется по расчету.
На приопорном участке длиной l/4 устанавливаем в каждом ребре плиты поперечные стержни Ø4 Вр-1 с шагом s=h/2=40/2=20 см, в средней части пролёта с шагом s=3h/4=30 cм. Поперечные стержни объединяем с продольной монтажной напрягаемой арматурой или рабочей ненапрягаемой в плоские сварные каркасы, размещаемые в ребрах плиты.
Крайний расчетный пролет ригеля определяем из выражения
Усилия в ригеле определяем при помощи огибающей эпюры моментов.
Нагрузка на ригель от ребристых плит считается равномерно распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу продольных рам и равна 7,2 м. Подсчет нагрузок на 1 м 2
перекрытия приведен в табл.1.
Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля.
От веса ригеля сечением 0,3х0,6 (ρ=2500 кг/см 3
) с учетом коэффициентов надежности γ f
=1,1 и γ n
=0,95: 0,3·0,6·25·1,1·0,95=4,7 кН/м.
Временная с учетом γ n
=0,95 u=9·7,2·0,95=61,56 кН/м,
в том числе длительная 2,64·7,2·0,95=18,06 кН/м
и кратковременная 6,36·7,2·0,95=43,50 кН/м.
Вычислим моменты для ригелей по формуле: , где табличные коэффициенты зависят от схем загружения и коэффициента k-отношения погонных жесткостей ригеля и колонны. Сечение ригеля принято равным 30*60 см, сечение колонны-30*30 см, длина колонны-4,2 м, вычисляем k =30*60 3
*420/30*30 3
*720=4,66, и принимаем его равным 5.
1-При постоянной схеме загружения (без учета временной нагрузки) :
М 12
=-0,033*31,53*7,2 2
=-53,94 кНм,
М 21
=-0,099*31,53*7,2 2
=-161,81 кНм,
М 23
=-0,090*31,53*7,2 2
=-147,11 кНм=М 32

2-При временной схеме загружения (без учета постоянной) в крайних пролетах:
М 12
=-0,042*61,56*7,2 2
=- 134,03 кНм,
М 21
=-0,063*61,56*7,2 2
=-201,05 кНм,
М 23
=-0,028*61,56*7,2 2
=-89,36 кНм=М 32

3-При временной схеме загружения(без учета постоянной) в среднем пролете:
М 12
=0,009*61,56*7,2 2
=28,72 кНм,
М 21
=-0,036*61,56*7,2 2
=-114,89 кНм,
М 23
=-0,062*61,56*7,2 2
=-197,86 кНм=М 32

4- При временной схеме загружения в одном крайнем и в среднем пролетах:
М 12
=-0,032*61,56*7,2 2
=-102,12 кНм,
М 21
=-0,115*61,56*7,2 2
=-367,00 кНм,
М 23
=-0,104*61,56*7,2 2
=-331,89 кНм,
М 32
=-0,046*61,56*7,2 2
=-146,80 кНм
1) В крайнем пролете - схемы загружения 1+2, опорные моменты М 12
=-187,97 кНм, М 21
=-362,86 кНм, нагрузка-97,79 кН/м, поперечные силы Q 1
=97,79*7,2/2-(-187,97+362,86)/7,2=327,75 кН, Q 2
=376,33 кН, максимальный пролетный момент М=327,75 2
/2*97,79-187,97=361,27 кНм
2) В среднем пролете - схемы загружения 1+3, опорные моменты М 23
=М 32
=-344,97 кН/м, максимальный пролетный момент М=97,79*7,2 2
/8-344,97=288,71 кНм;
Постоянная нагрузка по схеме загружения 1 участвует во всех комбинациях: 1+2,1+3,1+4.
К эпюре моментов схем загружения 1+4 добавляем выравнивающую эпюру моментов так, чтобы уравнялись опорные моменты М 21
=М 23
и были обеспечены удобства армирования опорного узла, в этом заключается практический расчет, и при этом намечается образование пластических шарниров на опоре. Ординаты выравнивающей эпюры следующие:
М 21*
=0,3*528,81=158,64 кНм, М 23*
=143,7 кНм, при этом М 12*
=-М 21*
/3=-158,81/3=-52,94 кНм, М 32*
=-М 23*
=-143,7/3=-47,9 кНм, отсюда опорные моменты на эпюре выравненных моментов составят : М 12
=(-53,94-102,12)-52,94=-209 кНм, М 21
=-370,17 кНм, М 23
=-335,3 кНм, М 32
=-341,81 кНм;
На средней опоре при схеме загружения 1+4 опорный момент ригеля не всегда оказывается расчетным, т.е. максимальным по абсолютному значению, необходимую схему загружения устанавливают сравнительным анализом значений опорных моментов.
Опорный момент ригеля по грани средней колонны слева М (21)1
(абсолютные значения): 1) по схеме загружения 1+4 и выравненной эпюре
Q 2
=97,79*7,2/2-(-370,17+209/7,2=352,04+22,38=374,42 кН, Q 1
=329,66кН, М (21)1
=370,17-374,42*0,3/2=314 кНм;
2) по схеме загружения 1+3 Q 2
=31,53*7,2/2-(-276,7+25,22)/7,2=148,44 кН, М (21)1
=276,7-148,44*0,3/2=254,43 кНм;
3) по схеме загружения 1+2 М (21)1
=362,86-374,42*0,3/2=306,7 кНм;
Опорный момент ригеля по грани средней колонны справа М (23)1
:
1) по схеме загружения 1+4 и выравненной эпюре Q=97,79*7,2/2-(-335,3+341,81)/7,2=352,94 кН, М (23)1
=335,3-352,94*0,3/2=282,36 кНм; следовательно расчетный опорный момент ригеля по грани средней колонны М=314 кНм, по грани крайней колонны по схеме загружения 1+4 и выравненной эпюре М (12)1
=209-329,66*0,3/2=159,55 кНм.
Поперечные силы ригеля: для расчета прочности по сечениям, наклонным к продольной оси, принимают значения поперечных сил ригеля, большие из двух расчетов: упругого и с учетом перераспределения моментов. На крайней опоре принимаем Q 1
=329,66 кН, на средней слева по схеме загружения 1+4 Q 2
=97,79*7,2/2-(-528,81+156,06)/7,2=403,82 кН, справа Q 2
=97,79*7,2/2-(-479,00+293,91)/7,2=377,75 кН;
Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон тяжелый класса В20, расчетные сопротивления при сжатии R b
=11,5 МПа, при растяжении R bt
=0,9 МПа; коэффициент условия работы бетона γ b
2
=0,9;
Арматура продольная рабочая класса А-III, расчетное сопротивление R s
=365 МПа, модуль упругости E s
=200000 МПа.
Высоту сечения подбираем по опорному моменту при ξ=0,35, т.к. на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. Принятое же сечение ригеля следует затем проверить по пролетному моменту (если он больше опорного) так, чтобы относительная высота сжатой зоны была ξ <ξ у
и исключалось переармированное неэкономичное сечение. При ξ=0,35 находим значение А 0
=0,289 и находим граничную высоту сжатой зоны:
Характеристика сжатой зоны: ω=0,85-0,008R b
=0,85-0,008·0,9·11,5=0,77,
, так как пролетный момент М=361,27>314 кНм, то проверяем сечение по нему (h 0
=63 см), получаем, что
h=h 0
+а=63+4=67см, принимаем h=68 см.
Принимаем 4Ø25 А-Ш с А S
=19,63 см 2
;
Принимаем 6Ø18А-Ш с А S
=15,27см 2
>14,83 см 2

Арматуру для восприятия отрицательного момента в пролете устанавливаем по эпюре моментов, принимаем 2Ø12 А-Ш с А S
=2,26 см 2
.
Арматура расположена в один ряд, принимаем защитный слой 4 см, тогда рабочая высота ригеля .
Вычисляем требуемую площадь арматуры
принимаем 2Æ32 А-III. Фактическая площадь А
s

= 16,08 см 2

>15,72 см 2
, аналогично рассчитываем сечение на крайней опоре (М=159,55 кНм).
Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

Максимальное значение перерезывающей силы Q
= 403,82 кН
Проекция расчетного наклонного сечения на продольную ось ригеля
В расчетном наклонном сечении , отсюда
c
=
B
/0,5
Q
=
221,2 / 201,91= 1,10 м
. 2 h
0

= 128см. Условие с < 2
h
0

удовлетворяется.
Диаметр поперечных стержней устанавливается из условия сварки с продольной арматурой диаметром d
= 28 мм и принимается равным d sw

= 8мм с площадью А s
=0,503 см 2
. При классе А – III R
­
sw

= 285 МПа, так как вводим коэффициент условий работы . Число каркасов 2 при этом .
Шаг поперечных стержней . В соответствии со СНиП ,принимаем 25 см. На приопорных участках поперечная арматура устанавливается с шагом 200 мм, в средней части пролета шаг , принимаем 500 мм.
Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами:
Стык ригеля с колонной выполняется на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель армируется двумя сварными каркасами, часть продольных стержней каркасов обрывается в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре арматуры (материалов). Обрываемые стержни заводятся за место теоретического обрыва на длину анкеровки.
Сечение первого пролета.

Арматура 4Ø25 А-Ш с А S
=19,63 см 2

В месте теоретического обрыва арматура 2Ø12 А-Ш с А S
=2,26 см 2
, определяется изгибающий момент для неё и принимается поперечная сила Q соответствующая изгибающему моменту по огибающей эпюре. И так,- по каждому пролету и по принятой арматуре определяется поперечная сила Q в месте теоретического обрыва. По поперечной силе определяем длину анкеровки обрываемых стержней. Так получаем:
W 1
=W 2
= 70 cм>20d=50 cм - длина анкеровки в сечении первого и крайнего пролетов;
W 3
=W 4
= 84 см>20d=64 cм - длина анкеровки в сечении на средних опорах;
W 5
=58 см>20d= 36 см - длина анкеровки в сечении среднего пролета;
W 6
=W 7
= 50 см>20d=32 см- длина анкеровки в сечении на крайних опорах;
4. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЁТ КОЛОННЫ

Определение продольных сил от расчетных нагрузок

Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 7,2х7,2=51,84 м 2
.
Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению γ n
=0,95:
от ригеля (4,7/7,2) 51,84=33,84 кН;
от стойки сечением 0,3х0,3,l=4,2, ρ=2500 кг/м 3
; γ f
=1,1 и γ n
=0,95:
Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом γ n
=0,95:
Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 5 кН/м 2
составит
5·51,84·0,95=246,24 кН; от ригеля -33,84 кН, от стойки-9,88 кН. Итого: G=289,96 кН.
Временная нагрузка- снег для снегового района при коэффициентах надежности по нагрузке γ f
=1,4 и по назначению здания γ n
=0,95:
Продольная сила колонны первого этажа от длительной нагрузки : N=289,96+62,05+(270,7+130,01)4=1954,85 кН. Тоже от полной нагрузки : N=1954,85+62,05+313,22*4=3269,78кН. Продольная сила колонны подвала от длительных нагрузок : N=1954,85+(270,7+130,01)=2355,56 кН,то же от полной нагрузки N=2355,56+62,05+313,22*5= 3983,71кН.
Определение изгибающих моментов от расчетных нагрузок

Вычисляем опорные моменты ригеля перекрытия подвала-первого этажа рамы. Определяем максимальный момент колонн –при загружении 1+2 без перераспределения моментов. При действии длительных нагрузок М 21
=-(0,1*36,23+0,062*18,06)*7,2 2
=-245,83 кНм; М 23
=-(0,091*36,23+0,03*18,06)*7,2 2
=-199,07 кНм, при действии полной нагрузки М 21
=-245,83-0,062*43,5*7,2 2
=-385,67 кНм; М 23
=-199,07-0,03*43,5*7,2 2
=-266,72 кНм. Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы: при длительных нагрузках – М 1
=245,83-199,07=46,76 кНм, при полной нагрузке – М 1
=385,67-266,72=118,95 кНм.
Изгибающий момент колонны подвала от длительных нагрузок М=0,4*46,76=18,7 кНм, от полной нагрузки – М=0,4*118,95=47,6 кНм;
Изгибающие моменты колонны, соответствующие максимальным продольным силам: от длительных нагрузок: М= (0,1-0,091)*54,29*7,2 2
=25,32 кНм, колонн подвала М=0,4*25,32=10,13 кНм, первого этажа – М=0,6*25,32=15,19 кНм;
От полных нагрузок М=(0,1-0,091)*97,79*7,2 2
=45,62 кНм, колонн подвала М=0,4*45,62=18,25 кНм, первого этажа – М=0,6*45,62=27,37 кНм.
В данной курсовой работе рассчитывается наиболее нагруженная колонна подвального этажа. Колонну рассматриваем как центрально сжатый элемент и рассчитываем с учетом случайного эксцентриситета.
Колонну выполняем из бетона класса В30:
Рабочая продольная арматура класса А–III:
1. N max
=3983,71 кН, в том числе от длительных нагрузок N l
=2355,56 кН
2. M=18,25 кНм, в том числе от длительных нагрузок М=10,13 кНм, maxM=47,6 кНм, в том числе М i
=18,7 кНм и соответствующее загружению 1+2 значение N=3983,71-443,23/2=3762,1 кН, в том числе N i
=2355,56-130,01/2=2290,56 кН.
Рабочая высота сечения h 0
=h-а=30-4=26 см, ширина b=30 см, эксцентриситет силы е 0
=4760/3762,1=1,27 см
Случайный эксцентриситет e 0
=h/30=30/30=1 см или e 0
=lcol/600=420/600=0,7 см , но не менее 1см.
Поскольку эксцентриситет силы e 0
=1,27 см больше случайного эксцентриситета e 0
=1 см, то для расчета статически неопределимой системы принимаем e 0
=1,27 см.
Найдем значение моментов в сечении относительно оси, проходящей через центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры. При длительной нагрузке М 1
l
=М l
+N l
(h/2-a)=18,7+2290,56(0,30/2-0,04)=270,66 кНм;
при полной нагрузке М 1
=47,6+3762,1·0,11=461,43 кНм.
l 0
/r=420/8,67=48,44>14=>следует учитывать влияние прогиба колонны.
где r=0,289h=8,67 см-радиус ядра сечения.
Расчетная длина колонн многоэтажных зданий при жестком соединении ригелей с колоннами в сборных перекрытиях принимается равной высоте этажа l 0
=l=4,2 м.
Для тяжелого бетона φ l
=1+М 1
l
/М 1
=1+270,66/461,43=1,59. Значение
δ= e 0
/h=1,27/30=0,042< δ min
=0,5-0,01l 0
/h-0,01R b
=0,5-0,01·420/30-0,01·17=0,19; принимаем δ=0,19. Отношение модулей упругости ν=E s
/E b
=200000/27000=7,4.
Задаемся коэффициентом армирования и вычисляем критическую силу:
Вычисляем η=1/(1-N/N cr
)=1/(1-3762,1/43248,36=1,095,
Значение e=e 0
η+h/2-а=1,27·1,095+30/2-4=12,39 см.
Определяем граничную высоту сжатой зоны:
Принимаем 3Ø25 А-Ш с As=14,73 см 2
.
Конструирование и расчёт консоли колонны


Усилие, действующее в сечении консоли на грани колонны Q
= 403,82кН
При ширине ригеля 30 см принимаем длину опорной площадки l=20 cм, вылет консоли с учетом зазора 5 см составит l 1
=25 см, при этом расстояние от грани колонны до силы Qa=l 1
-l/2=15 cм
=45 см,- принимаем высоту сечения консоли у грани колонны; при угле наклона сжатой грани f=45 высота консоли у свободного края h 1
=22,5 см, рабочая высота сечения консоли h 0
=45-3=42 cм и поскольку l 1
=25см<0.9h 0
, то консоль короткая.
Определим площадь сечения рабочей арматуры.
Определим требуемую площадь армирования А
s

:
Принимаем 4Æ14 А – III общей площадью A s

= 6,16 см 2
.
Площадь сечения отогнутой арматуры (отгибы)
принимаем 2Æ14 А – III общей площадью A s

= 3,08 см 2
.
Консоль армируют горизонтальными хомутами Æ6 A – I, шаг хомутов принимается , при высоте h
= 45 см принимаем шаг хомутов 10 см.
Колонна армируется пространственными каркасами, образованными из плоских стальных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры Ø28 в подвале и первом этаже здания равен 8 мм. Т.к. шаг арматуры должен быть менее 20·d=20·28=560 мм и менее 2b=2·300=600 мм,принимаем Ø 8 А-Ш с шагом s=300 мм по размеру стороны сечения колонны b=300 мм. Колонна членится на 3 элемента. Стык колонн выполняется на ванной сварке выпусков стержней с обетонировкой, концы колонн усиливаются поперечными сетками.
Рис.7. 5. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА КОЛОННЫ

Сечение колонны 30×30см. Усилия колонны у заделки в фундаменте: 1) N=3983,71 кН, М=18,25/2=9,125 кНм, е 0
=М/N=0,23 см; 2) N=3762,1 кН, М=47,6/2=23,8 кНм,е 0
=0,63 см. В данной курсовой работе фундамент рассчитывается как центрально загруженный.
N=3983,71 кН - расчетное усилие, γ n
=1,15 – усредненное значение коэфф. надежности по нагрузке, нормативное усилие N n
=3983,71/1,15=3464,1 кН.
Условное расчетное сопротивление грунта по заданию R 0
= 0,28 МПа
Материал фундамента – бетон тяжелый класса В20,
Арматура класса А – II, R s
= 280 МПа. Вес единицы объема фундамента и грунта на его обрезах .
Площадь подошвы фундамента определяем предварительно без поправок R 0
на ее ширину и заложение:
Размеры сторон квадратной подошвы .Принимаем а=3,6 м.Давление на грунт от расчетной нагрузки р=N/A=3983,71/3,6·3,6=307,39 кН/м 2
.
Рабочая высота фундамента из условия продавливания:
Полная высота фундамента устанавливается из условий:
2) заделки колонны в фундаменте Н=1,5 h со
l
+25=1,5·30+25=70 см;
3) анкеровки сжатой арматуры колонны 2Ø28 А-Ш в бетоне колонны класса В20 Н=24d+25=24·2,8+25=90 см.
Принимаем окончательно фундамент высотой Н=90 см, h 0
=86 см-трехступенчатый. Толщина дна стакана 20+5=25 см.
Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента
h 02
=30-4=26 см условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении.Q=0,5(а-h col
-2h 0
)p=0,5(3,6-0,3-2·0,86)307,39=242,84 кН;
Q=242840>0,6γ b
2
R bt
h 02
b=0,6·0,9·0,9·26·100·100=126360Н-условие прочности не удовлетворяется, значит поперечное армирование в наклонном сечении необходимо.
М 1
=0,125р(а-h col
) 2
b=0,125·307,39(3,6-0,3) 2
3,6=1506,36 кНм;
М 2
=0,125р(а-а 1
) 2
b=0,125·307,39(3,6-0,9) 2
3,6=1008,39 кНм.
А s
1
=М 1
/0,9h 0
R s
=150636000/0,9·86·280·100=69,5 см 2

А s
2
=М 2
/0,9h 01
R s
=100839000/0,9·56·280·100=71,5см 2

Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 9Æ32 А-II с шагом 200мм ( A S

= 72,38cм 2
).
В курсовой работе требуется рассчитать наиболее загруженный простенок первого этажа. Размеры простенка в плане 1200×640 мм. Стену рассчитываем как расчлененную по высоте на однопролетные балки с расположением шарниров в плоскостях опирания перекрытий. Нагрузку от верхних этажей принимаем приложенной к центру тяжести сечения вышележащего этажа, а нагрузка в пределах данного этажа считается приложенной с фактическим эксцентриситетом.
На стену действуют постоянные (собственный вес) и временные нагрузки. Рассчитываем сечение, расположенное в уровне подоконника первого этажа.
Полная нагрузка в расчетном сечении, приложенная в центре тяжести
Размеры грузовой площади для простенка 7,2×4,2м, высота стены над расчетным сечением 21,0 м, тогда
нагрузка от собственной массы кладки
Расчетная нагрузка от веса остекления
изгибающий момент в расчетном сечении
К простенку в расчетном сечении приложены усилия M
и N
и он рассчитывается как внецентренно сжатый элемент в соответствии с основными положениями СНиП.
Прочность кладки при внецентренном сжатии определяется по формуле
Принимаем кирпич марки М150 и раствор марки М200
Определим нагрузку, которую несет кладка с принятыми параметрами
> N
= 2379,5 кН – условие удовлетворяется, оставляем принятые материалы.
Проектирование узла опирания ригеля на кирпичную кладку

В местах опирания ригеля на кирпичную стену происходит местное сжатие кладки. Расчет сечения на смятие при распределении нагрузки на части площади сечения следует производить по формуле
В соответствии с очертанием эпюры давления от местной нагрузки ψ
= 0,5.
Площадь смятия, на которую передается нагрузка
Расчетное сопротивление кладки на смятие
В качестве N
принимаем опорную реакцию ригеля (см п 4).
Проверяем условие > N
= 234,04 кН – условие выполняется, значит, место опирания ригеля на стену усиления не требует.
1. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. Учебник для вузов.– М.:Стройиздат, 1985.– 728 с.
2. Еремин А.П., Кизимова О.В. Железобетонные и каменные конструкции. Методические указания к выполнению курсовой работы.– СГТУ, 2004.–38 с.
3. СНиП 2.03.01 – 84 Бетонные и железобетонные конструкции / Госстрой СССР. – М.: Стройиздат, 1983. – 79с.
4. СНиП II – 22 – 81 Каменные и армокаменные конструкции / Госстрой СССР. – М.: Стройиздат, 1983. – 40с.
5. Маилян Р.Л. Строительные конструкции: учебное пособие /Р.Л. Маилян, Д.Р. Маилян, Ю.А. Веселев. Изд.2-е.- Ростов н/Д: Феникс, 2005.-880 с.

Название: Проектирование конструкций многоэтажного здания
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: реферат
Добавлен 15:24:44 28 июня 2011 Похожие работы
Просмотров: 170
Комментариев: 15
Оценило: 2 человек
Средний балл: 5
Оценка: неизвестно   Скачать

Введение……………….…………………………………………………………
Исходные данные………………………………………………..........................
1. Компоновка сборного перекрытия…………………………..........................
3. Проектирование ригеля здания …………………………..........................
4. Конструирование и расчёт колонны ………………………………………...
5. Проектирование фундамента колонны……………………………………...
6. Расчёт простенка каменной стены………...…………………………………
Список используемых источников……………………………………………..
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.

Реферат: Проектирование конструкций многоэтажного здания
Реферат: Система антикризисного менеджмента организаций. Скачать бесплатно и без регистрации
Контрольная работа по теме Центросоюз маркетинг вариант 15
Курсовая работа по теме Недостойные наследники
Пирамида Качества Реферат
Контрольная работа: Особенности развития и размещения скотоводства России в период формирования рыночных отношений на селе
Реальные Итоговые Сочинения 2022
Контрольная работа по теме Экспертная оценка систем
Ответ на вопрос по теме Большая коллекция шпор для МАТАНа (1 семестр 1 курс)
Сборник Эссе По Обществознанию Егэ
Сочинение Золотая Осень Автор Левитан
Реферат по теме Интенсивная терапия тяжелой черепно-мозговой травмы
Курсовая работа по теме Спрос на гостиничный продукт
Реферат На Тему Политические Режимы Советского Государства
Реферат: Международные туристские организации 2
Курсовая работа по теме Современные информационные технологии по управлению инвестиционным портфелем
Реферат На Тему Контроллер Прямого Доступа К Памяти
Отчет По Практике Бухгалтерский Финансовый Учет
Сложный План Сочинения Описание Класса
Дипломная работа по теме Институты и дефекты экономической политики
Реферат по теме Философская концепция А. С. Хомякова
Реферат: На Руси московской
Контрольная работа: Государственный страховой надзор за деятельностью страховых организаций
Реферат: Этические проблемы глобализма