Реферат: Проектирование конструкций многоэтажного здания

Министерство образования и науки Российской Федерации

Саратовский Государственный Технический Университет

Кафедра: Промышленное и гражданское строительство

Пояснительная записка

к курсовому проекту по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции »

Выполнил: студент ПГС-31 АСФ

Проверил:

Саратов 2010

СОДЕРЖАНИЕ

ВВЕДЕНИЕ

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.

Исходные данные

№89

1 Длина здания, м – 28,8 м;

1. Ширина здания , м – 21,6 м;

2. Высота этажа, м – 4,2 м;

3. Высота подвала, м – 3,9 м;

4. Количество этажей – 5;

5. Временная нормативная нагрузка :

– длительно действующая ;

– кратковременная ;

6. Размеры оконного проема ;

7. Район строительства – г. Москва;

8. Величина условного расчетного сопротивления грунта ;

9. Конструкция пола – 6 ( рис.1);

10. Тип здания – промышленное;

11. Толщина наружных сплошных кирпичных стен:

– Вид кладки – из сплошного кирпича на тяжелом растворе;

– Объемная масса кирпича 18 кН/м³;

– 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.

Рис.1.

1. КОМПОНОВКА СБОРНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ

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

h_p =600_мм

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

b_p =300

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.

Рис.2.

2. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ

Для установления расчетного пролета предварительно задаемся размерами сечения ригеля: h=600 мм; b=300 мм. l₀ =7,05 м.

Подсчет нагрузок на 1 м² перекрытия приведен в табл.1.

Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м² перекрытия

Табл.1.

Расчетная нагрузка на 1 м при ширине плиты 1,4 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n =0,95:

постоянная

полная

Нормативная нагрузка на 1 м:

постоянная

полная

в том числе постоянная и длительная:

6,13·1,4·0,95=8,15 кН/м .

Усилия от расчетной нагрузки

,

от нормативной полной нагрузки

,

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:

Коэффициент точности натяжения:

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.

Граничная высота сжатой зоны

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 см²

Расчет полки плиты на местный изгиб

Расчетный пролет при ширине ребер вверху 10 см составит 116 см. Нагрузка на 1м² полки может быть принята (с несущественным превышением) такой же как и для плиты: 13,609*0,95=129,3кНм² . Изгибающий момент для полосы шириной 1 м определяется с учетом частичной заделки в ребрах: М=12,93*1,16² /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 см² .

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 /bh₀ =2·0,75·9·5·5/35,5·17=0,43<0,5.

Усилие предварительного обжатия:

Р₁ =А_s (σ_sp -σ₁ )=4,71·(495-14,85)100=226,15кН

σ₁ =0,03 σ_sp =0,03·495=14,85МПа

Влияние усилия обжатия :

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 bh² ₀ =2·1,5·1,2·35,5² ·17(100)=77,12 ·10⁵ Нсм.

В расчетном наклонном сечении принимаем с=2h₀ =71 см. Тогда Q_b =В/с=77,12 ·10⁵ /71=108,6 кН>63.8 кН, следовательно, условие прочности по поперечной силе удовлетворяется, другое условие при Q=Q_max -q₁ c=63,8*10⁰ -121,15*71=55,2*10³ Н и значении φ_{b 4} (1+ φ_n )R_bt bh₀ /c=1,5*1,31*0,9*1,2(100)*17*35,5² /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.

Рис.3.

3. ПРОЕКТИРОВАНИЕ РИГЕЛЯ ЗДАНИЯ

Крайний расчетный пролет ригеля определяем из выражения

Средний расчетный пролет ригеля

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 м² перекрытия приведен в табл.1.

Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля.

постоянная с учетом γ_n =0,95:

4,609·7,2·0,95=31,53 кН/м;

От веса ригеля сечением 0,3х0,6 (ρ=2500 кг/см³ ) 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.

Итого: g=31,53+4,7=36,23 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.

Полная нагрузка g+u=97,79 кН/м.

Определение усилий в ригеле

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*60³ *420/30*30³ *720=4,66, и принимаем его равным 5.

1-При постоянной схеме загружения (без учета временной нагрузки) :

М₁₂ =-0,033*31,53*7,2² =-53,94 кНм,

М₂₁ =-0,099*31,53*7,2² =-161,81 кНм,

М₂₃ =-0,090*31,53*7,2² =-147,11 кНм=М₃₂

2-При временной схеме загружения (без учета постоянной) в крайних пролетах:

М₁₂ =-0,042*61,56*7,2² =- 134,03 кНм,

М₂₁ =-0,063*61,56*7,2² =-201,05 кНм,

М₂₃ =-0,028*61,56*7,2² =-89,36 кНм=М₃₂

3-При временной схеме загружения(без учета постоянной) в среднем пролете:

М₁₂ =0,009*61,56*7,2² =28,72 кНм,

М₂₁ =-0,036*61,56*7,2² =-114,89 кНм,

М₂₃ =-0,062*61,56*7,2² =-197,86 кНм=М₃₂

4- При временной схеме загружения в одном крайнем и в среднем пролетах:

М₁₂ =-0,032*61,56*7,2² =-102,12 кНм,

М₂₁ =-0,115*61,56*7,2² =-367,00 кНм,

М₂₃ =-0,104*61,56*7,2² =-331,89 кНм,

М₃₂ =-0,046*61,56*7,2² =-146,80 кНм

Пролетные моменты ригеля:

1) В крайнем пролете - схемы загружения 1+2, опорные моменты М₁₂ =-187,97 кНм, М₂₁ =-362,86 кНм, нагрузка-97,79 кН/м, поперечные силы Q₁ =97,79*7,2/2-(-187,97+362,86)/7,2=327,75 кН, Q₂ =376,33 кН, максимальный пролетный момент М=327,75² /2*97,79-187,97=361,27 кНм

2) В среднем пролете - схемы загружения 1+3, опорные моменты М₂₃ =М₃₂ =-344,97 кН/м, максимальный пролетный момент М=97,79*7,2² /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 М₂₁ =М₂₃ 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 : М₁₂ =(-53,94-102,12)-52,94=-209 кНм, М₂₁ =-370,17 кНм, М₂₃ =-335,3 кНм, М₃₂ =-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

Q₂ =97,79*7,2/2-(-370,17+209/7,2=352,04+22,38=374,42 кН, Q₁ =329,66кН, М₍₂₁₎₁ =370,17-374,42*0,3/2=314 кНм;

2) по схеме загружения 1+3 Q₂ =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 Q₁ =329,66 кН, на средней слева по схеме загружения 1+4 Q₂ =97,79*7,2/2-(-528,81+156,06)/7,2=403,82 кН, справа Q₂ =97,79*7,2/2-(-479,00+293,91)/7,2=377,75 кН;

Рис.4.

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;

модуль упругости E_b =27000 МПа.

Арматура продольная рабочая класса А-III, расчетное сопротивление R_s =365 МПа, модуль упругости E_s =200000 МПа.

Определение высоты сечения ригеля.

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 А₀ =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,

σ₁ =R_s =365 МПа.

, так как пролетный момент М=361,27>314 кНм, то проверяем сечение по нему (h₀ =63 см), получаем, что

h=h₀ +а=63+4=67см, принимаем h=68 см.

Сечение в первом пролете

М=361,27кНм

h₀ =h-а=68-6=62 см; вычисляем

->η=0,815

Принимаем 4Ø25 А-Ш с А_S =19,63 см² ;

Сечение в среднем пролете

М=288,71 кНм

->η=0,86

Принимаем 6Ø18А-Ш с А_S =15,27см² >14,83 см²

Арматуру для восприятия отрицательного момента в пролете устанавливаем по эпюре моментов, принимаем 2Ø12 А-Ш с А_S =2,26 см² .

Сечение на средней опоре

М=314 кНм

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 см² >15,72 см² , 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 . 2h 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 см² . При классе А – IIIR ­ _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:

условие удовлетворяется.

Армирование ригеля

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.

Рис.5.

Сечение первого пролета. Арматура 4Ø25 А-Ш с А_S =19,63 см²

В месте теоретического обрыва арматура 2Ø12 А-Ш с А_S =2,26 см² , 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:

W₁ =W₂ = 70 cм>20d=50 cм - длина анкеровки в сечении первого и крайнего пролетов;

W₃ =W₄ = 84 см>20d=64 cм - длина анкеровки в сечении на средних опорах;

W₅ =58 см>20d= 36 см - длина анкеровки в сечении среднего пролета;

W₆ =W₇ = 50 см>20d=32 см- длина анкеровки в сечении на крайних опорах;

Рис.6.

4. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЁТ КОЛОННЫ

Определение продольных сил от расчетных нагрузок

Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 7,2х7,2=51,84 м² .

Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению γ_n =0,95:

4,609·51,84·0,95=226,98 кН;

от ригеля (4,7/7,2) 51,84=33,84 кН;

от стойки сечением 0,3х0,3,l=4,2, ρ=2500 кг/м³ ; γ_f =1,1 и γ_n =0,95:

0,3·0,3·4,2·25·1,1·0,95=9,88 кН.

Итого G=270,7 кН.

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом γ_n =0,95:

Q=9,0·51,84·0,95=443,23 кН,

в том числе длительная

Q=2,64·51,84·0,95=130,01 кН,

кратковременная

Q=6,36·51,84·0,95=313,22 кН.

Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 5 кН/м² 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:

Q=1,8·1,4·51,84·0,95=124,10 кН,

в том числе длительная

Q=0,5·124,1=62,05 кН,

кратковременная

Q=0,5·124,1=62,05 кН.

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 М₂₁ =-(0,1*36,23+0,062*18,06)*7,2² =-245,83 кНм; М₂₃ =-(0,091*36,23+0,03*18,06)*7,2² =-199,07 кНм, при действии полной нагрузки М₂₁ =-245,83-0,062*43,5*7,2² =-385,67 кНм; М₂₃ =-199,07-0,03*43,5*7,2² =-266,72 кНм. Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы: при длительных нагрузках – М₁ =245,83-199,07=46,76 кНм, при полной нагрузке – М₁ =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*7,2² =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*7,2² =45,62 кНм, колонн подвала М=0,4*45,62=18,25 кНм, первого этажа – М=0,6*45,62=27,37 кНм.

Расчет прочности средней колонны

В данной курсовой работе рассчитывается наиболее нагруженная колонна подвального этажа. Колонну рассматриваем как центрально сжатый элемент и рассчитываем с учетом случайного эксцентриситета.

Материалы

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 h₀ =h-а=30-4=26 см, ширина b=30 см, эксцентриситет силы е₀ =4760/3762,1=1,27 см

Случайный эксцентриситет e₀ =h/30=30/30=1 см или e₀ =lcol/600=420/600=0,7 см , но не менее 1см.

Поскольку эксцентриситет силы e₀ =1,27 см больше случайного эксцентриситета e₀ =1 см, то для расчета статически неопределимой системы принимаем e₀ =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 М₁ =47,6+3762,1·0,11=461,43 кНм.

l₀ /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 l₀ =l=4,2 м.

Для тяжелого бетона φ_l =1+М_{1 l} /М₁ =1+270,66/461,43=1,59. Значение

δ= e₀ /h=1,27/30=0,042< δ_min =0,5-0,01l₀ /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=e₀ η+h/2-а=1,27·1,095+30/2-4=12,39 см.

Определяем граничную высоту сжатой зоны:

где ω=0,85-0,008·0,9·17=0,73.

Определяем площадь арматуры:

A_s =A^/ _s =

Принимаем 3Ø25 А-Ш с As=14,73 см² .

- перерасчёт не требуется

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 l₁ =25 см, при этом расстояние от грани колонны до силы Qa=l₁ -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 h₁ =22,5 см, рабочая высота сечения консоли h₀ =45-3=42 cм и поскольку l₁ =25см<0.9h₀ , то консоль короткая.

Определим площадь сечения рабочей арматуры.

Определим требуемую площадь армирования А _s :

Принимаем 4Æ14 А – III общей площадью A_s = 6,16 см² .

Площадь сечения отогнутой арматуры (отгибы)

принимаем 2Æ14 А – III общей площадью A_s = 3,08 см² .

Консоль армируют горизонтальными хомутами Æ6 A – I, шаг хомутов принимается , при высоте h = 45 см принимаем шаг хомутов 10 см.

Конструирование арматуры колонны

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, е₀ =М/N=0,23 см; 2) N=3762,1 кН, М=47,6/2=23,8 кНм,е₀ =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.

Материалы

Условное расчетное сопротивление грунта по заданию R₀ = 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 .

Определение размеров фундамента

Площадь подошвы фундамента определяем предварительно без поправок R₀ 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/м² .

Рабочая высота фундамента из условия продавливания:

Полная высота фундамента устанавливается из условий:

1) продавливания Н=79+4=83 см;

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, h₀ =86 см-трехступенчатый. Толщина дна стакана 20+5=25 см.

Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента

h₀₂ =30-4=26 см условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении.Q=0,5(а-h_col -2h₀ )p=0,5(3,6-0,3-2·0,86)307,39=242,84 кН;

Q=242840>0,6γ_{b 2} R_bt h₀₂ b=0,6·0,9·0,9·26·100·100=126360Н-условие прочности не удовлетворяется, значит поперечное армирование в наклонном сечении необходимо.

Расчетные изгибающие моменты:

М₁ =0,125р(а-h_col )² b=0,125·307,39(3,6-0,3)² 3,6=1506,36 кНм;

М₂ =0,125р(а-а₁ )² b=0,125·307,39(3,6-0,9)² 3,6=1008,39 кНм.

Площадь сечения арматуры

А_{s 1} =М₁ /0,9h₀ R_s =150636000/0,9·86·280·100=69,5 см²

А_{s 2} =М₂ /0,9h₀₁ R_s =100839000/0,9·56·280·100=71,5см²

Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 9Æ32 А-II с шагом 200мм (A_S = 72,38cм² ).

, что больше

Рис.8.

6. РАСЧЁТ ПРОСТЕНКА КАМЕННОЙ СТЕНЫ

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.

Сбор нагрузок на простенок

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

Рис.9.

Размеры грузовой площади для простенка 7,2×4,2м, высота стены над расчетным сечением 21,0 м, тогда

Площадь кладки

Vкл=V-Vок=68,8-27,65=41,15 м³

Vок=4,8·1,8·0,64·5=27,65 м³

нагрузка от собственной массы кладки

Расчетная нагрузка от веса остекления

изгибающий момент в расчетном сечении

Проверка прочности каменной кладки

К простенку в расчетном сечении приложены усилия M и N и он рассчитывается как внецентренно сжатый элемент в соответствии с основными положениями СНиП.

Рис.10.

Прочность кладки при внецентренном сжатии определяется по формуле

здесь

где м.

Принимаем кирпич марки М150 и раствор марки М200

R = 2,6МПа.

По таблицам СНиП находим

Для кладки прямоугольного сечения

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.

СПИСОК ИСПОЛЬЗУЕМЫХ ИСТОЧНИКОВ

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.