Читайте данную работу прямо на сайте или скачайте

Скачайте в формате документа WORD


Проектирование сборного железобетонного многоэтажного здания

Федеральное Агентство по Образованию

Государственное Образовательное чреждение Высшего Профессионального Образования

Братский государственный ниверситет

Кафедра Строительных конструкций

Курсовой проект

Строительные конструкции

Проектирование сборного железобетонного многоэтажного здания

Пояснительная записка

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

Выполнил:

ст. гр. СТ-01-2 С.В. Рожнев

Проверил:

к. т. н., профессор Г.В. Коваленко

Братск 2004

Содержание

<

<

<

Целью выполнения данного курсового проекта является приобретение навыков практического использования теоретического материала, ознакомление с действующими нормами и специальной литературой.

Предполагается запроектировать железобетонные конструкции многоэтажного здания с неполным каркасом - внутренними железобетонными колоннами и наружными несущими стенами из кирпича.

<

В состав балочного перекрытия входят панели и поддерживающие их ригели. Ригели опираются на внутренние колонны и наружные несущие стены. Компоновка состоит из выбора сетки колонн, направления ригелей (продольного или поперечного), типа и ширины панелей.

Здание с неполным железобетонным каркасом, размеры здания в плане 16,830 м.принимаем поперечное расположение ригелей (рис 1.1). Ширина рядовой панели 1,4 м. Раскладка панелей начинается со среднего пролета. В среднем пролете принимается 2 рядовых панели и 2 связевые:

<0x01 graphic
м

В крайнем пролете 3 рядовых панели и доборный элемент шириной 0,5 м.: 31,4+0,5+0,7+0,2=5,6 м, где 0,2 м. - привязка несущей стены. Для расчета принимаем рядовую панель номинальной шириной 1,4 м. Тип панели - ребристая.

<0x01 graphic

Рис. 1. 1

<

2.1.Конструкция панели.

Назначаем высоту панели

<0x01 graphic
мм,>

где <0x01 graphic
мм - расчетный пролет панели при опирании на ригель сверху.>

Принимаем h=390 мм. Панель проектируется без промежуточных поперечных ребер.

Номинальные размеры панели

<0x01 graphic
мм.>

Конструктивные размеры панели

<0x01 graphic
мм.>

Назначаем ширину полки 60 мм, ширину продольных ребер 70 мм.

Конструкция и размеры панели приведены на рис. 2.1

Конструкция и размеры панели

<0x01 graphic

Рис. 2. 1

2.2.Сбор нагрузок на перекрытие.

<

Нагрузки на 1м2 плана здания

Вид нагрузки

Нормативные нагрузки, Н/м2

Коэффициент надежности по нагрузки,

Расчетная нагрузка, Н/м2

1. Постоянная:

от плиточного пола

=15 мм, =2 кг/м3

от слоя цементного раствора

=20 мм, =2 кг/м3

собственный вес панели

300

400

2500

1,1

1,3

1,1

330

520

2750

ИТОГО

gn=3200

g=3600

2. Временная:

кратковременная

длительная

1500

6500

1,2

1,2

1800

7800

ИТОГО

n=8

=9600

3. Полная

qn=gn+ n

qn=11200

q=g+

q=13200

2.3.Материалы для панели перекрытия

Бетон тяжелый класса В30 с объемным весом 2500 Н/м3.

Расчетное сопротивление бетона сжатию Rb=17,0 Па.

Расчетное сопротивление бетона растяжению Rbt=1.30 Па.

Нормативное сопротивление бетона сжатию и растяжениюRbn(Rb,ser)=22,0 Па; Rbtn(Rbt,ser)=1,80 Па.

Коэффициент словной работы бетона b2=0,9.

Бетон подвергается тепловой обработке при атмосферном давление. Начальный модуль пругости бетона Eb=29,0103 Па.

Передаточная прочность бетона станавливается так, чтобы <0x01 graphic

Напрягаемая арматура класса К - 7 натягивается механическим способом на поры. Технология изготовления панелей перекрытия агрегатно-поточная.

Расчетное сопротивление арматуры растяжению Rs=1100 Па. Нормативное сопротивление арматуры растяжению Rsn=1335 Па.

Модуль пругости арматуры Es=1,8105 Па.

Ненапрягаемая арматура в полке панели Bp-I, в ребрах - Bp-I. Es=1,7105 Па, Rs=365 Па.

Расчетное сопротивление на действие поперечной силы Rsw=265 Па.

Панель будет эксплуатироваться при влажности окружающей среды 75%.

2.4. Расчет полки панели на местный изгиб

<

Расчетный пролет полки - расстояние в свету между продольными ребрами.

<0x01 graphic
мм =1,19 м

Расчетная схема полки

<0x01 graphic

Рис. 2. 2

Для расчета выделяем полосу шириной 1 м. (см. рис. 1.1.). Погонная нагрузка на балку собирается с грузовой площади шириной 1 м. (см. табл. 2.1):

<0x01 graphic
Н/м,>

где n=0,95 - коэффициент надежности по назначению здания

q1=1650 Н/м2 - собственный вес полки,

q1=h'ff=250,061,1=1650 Н/м2

Момент в середине пролета с четом возможного образования пластического шарнира

<0x01 graphic
Нм

Расчет прочности нормальных сечений.

Ширина расчетного сечения b1=100 см, высот h'f=6 см, полезная высот сечения

<0x01 graphic
см

Находим коэффициент m:

<0x01 graphic

По табл. 3.1 [3] находим =0,04 и =0,98

Определяем граничное значение относительной величины сжатой зоны бетона:

<

где <0x01 graphic
- характеристика сжатой зоны бетона>

<0x01 graphic
- напряжение в арматуре.>

<0x01 graphic
, площадь арматуры на 1пог.м. ширины полки находим по формуле:>

<0x01 graphic
см2

По табл. 6.22 [4] принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой Вр-I d=4мм, шагом 150 мм, площадью на 1 пог.м. AS=1,01 см2. Распределительная арматура (продольная) принимается по табл. 6.2. [4], d=3 мм, шагом 200 мм.

Армирование полки панели производим в соответствии с эпюрой моментов (рис. 2.2)

Армирование полки панели

<0x01 graphic

Рис. 2. 3

2.5. Расчет продольных ребер панели

<

<0x01 graphic

Рис. 2. 4

Расчетный пролет панели при опирании на ригель сверху:

<0x01 graphic
м (расстояние между осями опор)>

Нагрузки собираем с грузовой площади шириной 2 м.

Нагрузки на 1 пог.м. панели:

расчетная

<0x01 graphic
кН/м

нормативная полная

<0x01 graphic
кН/м>

нормативная длительно действующая постоянная + длительная временная)

<0x01 graphic
кН/м

нормативная кратковременная

<0x01 graphic
кН/м

Изгибающие моменты в середине пролета:

от нагрузок q: <0x01 graphic
кНм

от нагрузок qn: <0x01 graphic
кНм

от нагрузок qne: <0x01 graphic
кНм

от нагрузок qshn: <0x01 graphic
кНм

Поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки

<0x01 graphic
кН

Приведенное сечение панели - тавровое с полкой в сжатой зоне.

<

<0x01 graphic

Рис. 2. 5

Ширина ребра приведенного сечения равна суммарной продольных ребер панели. Средняя ширина продольных ребер (70+80)/2=75 мм.

<0x01 graphic
- в расчет вводится вся полка>

<0x01 graphic
135 см.>

2.6 Расчет прочности нормальных сечений

Определяем положение нейтральной оси:

Момент, воспринимаемый полкой:

<0x01 graphic
кНм

<0x01 graphic
— нейтральная ось проходит в полке.>

Расчет ведем как для прямоугольного сечения <0x01 graphic
135 см.>

Назначаем величину предварительного напряжения <0x01 graphic
Па.>

Проверяем соблюдение словий

<0x01 graphic

<0x01 graphic
Па

<0x01 graphic
Па

Условия выполняются.

Предельное отклонение предварительного напряжения <0x01 graphic

Коэффициент прочности натяжения арматуры при благоприятном действии предварительного напряжения:

<0x01 graphic

Величина предварительного напряжения с четом точности натяжения арматуры:

<0x01 graphic
Па

Подбор продольно напрягаемой арматуры

Определяем коэффициент

<0x01 graphic

По табл. 3.1 [3] находим =0,042 и =0,979. Граничная относительная высот сжатой зоны бетона

<

где <0x01 graphic
Па.>

Здесь <0x01 graphic
с четом потерь предварительного напряжения: 0x01 graphic
Па

<0x01 graphic

Площадь напрягаемой арматуры

<0x01 graphic

где <0x01 graphic
— коэффициент, учитывающий работу высокопрочной арматуры выше словного предела текучести.>

<0x01 graphic

где <0x01 graphic
=1,15>

<0x01 graphic

Принимаем <0x01 graphic
=1,15. Тогда>

<0x01 graphic
см2

По приложению 2[1] принимаем 2 d15 К - 7

<0x01 graphic
см20x01 graphic
2,46 см2

Расчетное сопротивление арматуры К - 7 d15 растяжению Rs=1080 Па. Нормативное сопротивление арматуры растяжению Rsn=1295 Па.

Модуль пругости арматуры Es=1,8105 Па.

Величина предварительного напряжения <0x01 graphic
Па

Напрягаемую арматуру размещаем в растянутой зоне продольных ребер панели по одному стержню в каждом ребре.

2.7 Расчет прочности наклонных сечений

Проверяем прочность панели на действие наклонных сжимающих силий:

<0x01 graphic

где <0x01 graphic
— коэффициент, учитывающий влияние поперечной арматуры.>

<0x01 graphic
,>

где <0x01 graphic

<0x01 graphic
— коэффициент армирование поперечной арматуры.>

По конструктивным требованиям на приопорных частках:

<0x01 graphic
см

<0x01 graphic
см

Принимаем поперечные стержни из стали класса Вр-I диаметром 4 мм и шагом на приопорных частках 15 см. Поперечная арматура объединяется в каркасы и располагается в продольных ребрах панели. Количество каркасов в поперечном сечении равно двум.

<0x01 graphic
см2

<

<0x01 graphic
0x01 graphic

<0x01 graphic

<0x01 graphic
кН

Прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.

Влияние свесов сжатых полок

<0x01 graphic

Влияние силий обжатия

<0x01 graphic
0x01 graphic

<0x01 graphic
<1,5>

Вычисляем

<0x01 graphic
Нсм=66,4 кНм

В расчетном наклонном сечении

<0x01 graphic
м > 0x01 graphic
м

Принимаем С=72 см

Тогда сила, воспринимаемая бетоном:

<0x01 graphic
Н=92,2 кН>73,8 кН расчет поперечной арматуры не нужен.>

В средней части пролета <0x01 graphic
см

<0x01 graphic
см. Принимаем S=30 см.

Армирование продольного ребра

<0x01 graphic

Рис. 2. 6

<

<0x01 graphic
— для арматуры К-7>

Площадь приведенного сечения (см. рис. 2.5)

<0x01 graphic

<0x01 graphic
см2

Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:

<0x01 graphic

<0x01 graphic
см3

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:

<0x01 graphic
см

Момент инерции сечения относительно центра тяжести:

<0x01 graphic

<0x01 graphic

Момент сопротивления по нижней зоне:

<0x01 graphic
см3

То же по верхней зоне:

<0x01 graphic
см3

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки:

<0x01 graphic
см

То же до нижней ядровой точки:

<0x01 graphic
см

<0x01 graphic

Упругопластический момент сопротивления приведенного сечения по растянутой зоне:

<0x01 graphic
см3

где <0x01 graphic
— коэффициент, зависящий от формы поперечного сечения. Для таврового сечения с полкой в сжатой зоне 0x01 graphic
=1,75.>

В стадии изготовления

<

здесь <0x01 graphic
=1,5 для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при>

<0x01 graphic
и 0x01 graphic

2.9 Определяем потери предварительного напряжения

Потери от релаксации напряжений в арматуре

<0x01 graphic
Па

Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и порами <0x01 graphic
, так как при пропаривание форма с порами нагревается вместе с изделием.>

Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных стройств:

<0x01 graphic
Па

Потери от трения об огибающие приспособления <0x01 graphic
, т.к. напрягаемая арматура прямолинейна и трение отсутствует.>

Потери от деформации стальных форм <0x01 graphic
Па

Предварительное напряжение с четом вычисленных потерь

<0x01 graphic
Па

Усилие обжатия с четом потери <0x01 graphic
:>

<0x01 graphic
Н

Эксцентриситет силия обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения

<0x01 graphic

Напряжение в бетоне при обжатие

<0x01 graphic

Передаточная прочность бетона из словия <0x01 graphic
:>

<0x01 graphic
Па

<0x01 graphic
. Принимаем 0x01 graphic
0x01 graphic

Определяем сжимающие напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры с четом изгибающего момента о веса плиты

<0x01 graphic
Нм=14,37 кНм

<0x01 graphic

<0x01 graphic

Потери <0x01 graphic
от быстронатекающий ползучести:>

<

Первые потери: <0x01 graphic
Па

Усилие обжатия с четом первых потерь

<0x01 graphic
Н=227,4 кН

Напряжение в бетоне при обжатие с четом первых потерь

<0x01 graphic

Тогда <0x01 graphic

Потери от садки бетона <0x01 graphic
Па

Потери от ползучести бетона

<0x01 graphic
Па

Вторые потери: <0x01 graphic
Па

Полные потери: <0x01 graphic
Па > 100 Па, т.е. больше становленного минимального значения потерь. Принимаем 0x01 graphic
Па

Усилие обжатия с четом полных потерь

<0x01 graphic
Н=198,7 кН

2.10 Расчет по образованию трещин

Конструкция относится к третьей категории трещиностойкости (табл. 2.2 [3]). Расчет ведется на нормативные нагрузки

Момент трещинообразования

<0x01 graphic
,>

где <0x01 graphic
ядровый момент силий обжатия.>

При <0x01 graphic
0x01 graphic
Нсм =51 кНм

<0x01 graphic
Нсм = 66,9 кНм

<0x01 graphic
в растянутой зоне образуются трещины.>

2.11 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси

Расчет производим при <0x01 graphic
. По табл. 2.1[3] предельная ширина раскрытия трещин:>

Непродолжительная <0x01 graphic
=0,3, продолжительная 0x01 graphic
=0,2 мм.>

Приращение напряжений в раскрытой арматуре от постоянной и длительной временной нагрузки

<0x01 graphic

где <0x01 graphic
см плечо внутренней пары сил;>

<0x01 graphic
см3 момент сопротивления сечения по растянутой арматуре.>

<0x01 graphic
Па

<

<0x01 graphic
Па

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки

<0x01 graphic
,>

где <0x01 graphic
<0,02 коэффициент армирования сечения продольной арматурой;>

<0x01 graphic
для изгибаемых элементов>

<0x01 graphic
для канатов>

<0x01 graphic
коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки;>

<0x01 graphic
диаметр продольной арматуры, мм.>

<0x01 graphic
мм

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия длительной нагрузки

<0x01 graphic
мм

Ширина раскрытия трещин от продолжительного действия длительной нагрузки

<0x01 graphic
мм

<0x01 graphic

Непродолжительная ширина раскрытия трещин

<0x01 graphic
мм

<0x01 graphic

2.12 Расчет прогиба плиты

Предельный прогиб по табл. 2.3[3] <0x01 graphic
см.>

Прогиб определяем от длительных нагрузок с четом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен <0x01 graphic
кНм. Продольная сила 0x01 graphic
Н.>

Эксцентриситет

<0x01 graphic
см

<0x01 graphic

Коэффициент, характеризующий неравномерность деформаций растянутой арматуры между трещинами

<0x01 graphic

где <0x01 graphic
при длительном действии нагрузки;>

<

Вычисляем кривизну оси при изгибе

<0x01 graphic

где <0x01 graphic
коэффициент, учитывающий неравномерность распределения деформаций крайнего сжатого волокна на частке с трещинами;>

<0x01 graphic
при длительном действии нагрузки, характеризует пругопластическое состояние бетона сжатой зоны;>

<0x01 graphic
см2.>

<0x01 graphic

Прогиб в середине пролета

<0x01 graphic

Таким образом, панель перекрытия довлетворяет расчету по первой второй группам предельных состояний.

3 Расчет сборного однопролетного ригеля перекрытия

<

Ригель среднего ряда рассчитывается на действие равномерно распределенной нагрузки как однопролетная балка с шарнирным опиранием на консоли колонн (см. рис. 3.1). Расчетный пролет ригеля расстояние между осями опор.

<0x01 graphic
м

где 0,5 зазор между торцом ригеля и гранью колонны, м;

0,4 ширина сечения колонны, м;

0,2 площадка опирания ригеля на консоль, м.

Расчетная схема

<0x01 graphic

Рис. 3. 1

Высот <0x01 graphic
мм

Ширина <0x01 graphic
мм

3.2 Сбор нагрузок

Нагрузки на ригель собираются с грузовой площади шириной 6 м. (см. рис. 1.1)

Постоянная нагрузка:

От веса пола и панели (см. табл. 2.1):

<0x01 graphic
Н/м

от собственного веса ригеля:

<0x01 graphic
Н/м

Временная нагрузка (см. табл. 2.1):

<0x01 graphic
Н/м

Полная нагрузка:

<0x01 graphic
Н/м

3.3 Определение расчетных силий

<

<0x01 graphic
Нм

Поперечная сила на опоре

<0x01 graphic
Н

3.4 Характеристики материалов

Бетон тяжелый класса В 20

<0x01 graphic
Па, 0x01 graphic
Па, 0x01 graphic
, 0x01 graphic
Па

Продольная арматура класса А <0x01 graphic
Па

3.5 Проверка достаточности размеров ригеля

<0x01 graphic

где <0x01 graphic

<0x01 graphic

По табл. 3.1[3] определяем <0x01 graphic

Рабочая высота

<0x01 graphic
м = 43 см

Полная высот <0x01 graphic
м

Принимаем высоту ригеля 0,5 м.

3.6 Расчет прочности нормальных сечений

<0x01 graphic

<0x01 graphic

<0x01 graphic

По табл. 3.1[3] определяем <0x01 graphic

Требуемая площадь рабочей арматуры

<0x01 graphic
см2

Принимаем два ряда продольных стержней: нижний 2 d25 А- (As=9,82 см2), верхний 2 d22 А- (As=7,6 см2)

3.7 Расчет прочности наклонных сечений

<

При высоте ригеля <0x01 graphic
м на приопорных частках принимаем шаг 0x01 graphic
см,>

<0x01 graphic
см

Назначаем шаг <0x01 graphic
мм, диаметр поперечной арматуры определяем из силий свариваемости с продольной арматурой>

<0x01 graphic
0x01 graphic
0x01 graphic
мм

Принимаем диаметр поперечной арматуры 6 мм. класс А-I.

Так как <0x01 graphic
мм. принимаем по ширине ригеля 2 каркаса>

<0x01 graphic
см2

Проверяем прочность по наклонной сжатой полосе

<0x01 graphic
,>

где <0x01 graphic

<0x01 graphic

<0x01 graphic

<0x01 graphic

<0x01 graphic
словие выполняется, 0x01 graphic
прочность обеспечена.>

Проверяем необходимость расчета поперечной арматуры

<0x01 graphic

<0x01 graphic
словие не выполняется, 0x01 graphic
необходим расчет поперечной арматуры.>

Задаемся величиной проекции наклонной трещины

<0x01 graphic
м

Определяем погонное силие, воспринимаемое поперечными стержнями:

<0x01 graphic
Н/м

Необходимое словие

<0x01 graphic

<0x01 graphic
Н/м

Невыгодная проекция наклонной трещины

<0x01 graphic
м

Принимаем <0x01 graphic
(минимальное из трех значений: 0x01 graphic
, 0x01 graphic
, 0x01 graphic
)>

Проверяем прочность наклонных сечений

<

<0x01 graphic

где <0x01 graphic
сила, воспринимаемая бетоном;>

<0x01 graphic
сила, воспринимаемая хомутами.>

<0x01 graphic
Н

<0x01 graphic
Н

<0x01 graphic

Условие выполняется <0x01 graphic
прочность наклонных сечений обеспечена.>

В средней части пролета шаг хомутов величиваем до <0x01 graphic
см при словиях 0x01 graphic
см и 0x01 graphic
м

Армирование ригеля

<0x01 graphic

Рис. 3. 2

3.8 Конструирование арматуры ригеля

<

<0x01 graphic

Рис. 3. 3

Обрываем верхний ряд стержней. Определяем момент, который воспринимают оставшиеся стержни:

<0x01 graphic

<0x01 graphic

По табл. 3.1[3] определяем <0x01 graphic

<0x01 graphic
Н

Определяем момент, воспринимаемый всей арматурой:

<0x01 graphic

<0x01 graphic

По табл. 3.1[3] определяем <0x01 graphic

<0x01 graphic
Н

Определяем расстояние до точек теоретического обрыва верхнего ряда стержней <0x01 graphic
. Изгибающий момент на расстояние 0x01 graphic
от опоры.>

<0x01 graphic

<0x01 graphic

<0x01 graphic

<0x01 graphic

<0x01 graphic
; 0x01 graphic
точки теоретического обрыва верхнего ряда арматурных стержней.>

Стержни заводятся за точки теоретического обрыва на величину <0x01 graphic
:>

<

<0x01 graphic

где <0x01 graphic
поперечная сила в точке теоретического обрыва;>

<0x01 graphic
интенсивность наружного армирования в точке теоретического обрыва>

<0x01 graphic
диаметр обрываемого стержня (0x01 graphic
мм)>

<0x01 graphic
Н

<0x01 graphic
Н/м

<0x01 graphic
м

<0x01 graphic
м

Назначаем <0x01 graphic
м

Эпюра материалов ригеля и эпюры M и Q представлены на рис.3.4

Эпюра материалов ригеля и эпюры M и Q

<0x01 graphic

Рис. 3. 4

<

4.1 Данные для проектирования

Бетон класса В 20, продольная арматура класса А -, поперечная арматура класса А - I, высот этажа h = 4,2 м, количество этажей n = 5. Район строительства - г. Оренбург (3 район по весу снегового покрова <0x01 graphic
[2]). Расчетная нагрузка от веса кровли 1,5 кН/м2.

4.2 Нагрузки на колонну среднего ряда первого этажа

Нагрузки собираются с грузовой площади <0x01 graphic
(см. рис. 1.1)>

<0x01 graphic

Нагрузки от перекрытия

от веса пола и панели перекрытия

<0x01 graphic
Н

от веса ригеля перекрытия

<0x01 graphic
Н

Итого: <0x01 graphic
Н

Временная:

длительная <0x01 graphic
Н

кратковременная <0x01 graphic
Н

Нагрузки от покрытия

Постоянная:

от веса кровли и панели перекрытия

<0x01 graphic
Н

Итого: <0x01 graphic
Н

Временная (снеговая):

длительная <0x01 graphic
Н

кратковременная Р4 =7001,433,60,95= 31281,6 Н.

1,4 коэффициент надежности

Собственный вес колонны первого этажа размером <0x01 graphic
(обрез фундамента находится на отметке 0,6 м)>

<0x01 graphic
Н

Собственный вес колонны средних этажей

<0x01 graphic
Н

<0x01 graphic

4.3 Определение силий в колонне

Усилия от постоянной нагрузки:

<0x01 graphic

Усилия от длительно действующей временной нагрузки на перекрытие:

<0x01 graphic
Н

Усилие от кратковременной нагрузки на перекрытие

<0x01 graphic
Н

Усилие от длительно действующей снеговой нагрузки: Р3 = 17875,2 Н

Усилие от кратковременной снеговой нагрузки: Р4 =31281,6 Н.

Составляем основные сочетания нагрузок. Основное сочетание первой группы(постоянная, длительная, кратковременная )

<

N = 717560+995904+17875,2+31281,6 = 1762620,8 Н.

Основные сочетания второй группы (постоянные, длительные, две кратковременные с коэффициентом сочетания 0,9):

N = 717560+995904+17875+(229824+31281,6)0,9= 1966334,04 Н.

Максимальное силие в колонне N = 1966334,04 Н, в том числе длительно действующие

Ne = 717560+ <0x01 graphic
+17875,2 = 1731339,2 Н.>

4.4 Расчетная длина колонны

<0x01 graphic
м

4.5 Гибкость колонны

<0x01 graphic

4.6 Подбор продольной арматуры

Так как армирование и сечение колонны симметричны, арматура класса А - и =12<20, расчет можно выполнять на словное центральное сжатие.

Площадь продольной арматуры находим из словия прочности:

<0x01 graphic

где m - коэффициент словия работы,

m = 1; при h>20 см;

коэффициент, учитывающий гибкость, длительность загружения и характер армирования:

Задаем в первом приближение коэффициент <0x01 graphic
>

<0x01 graphic

<0x01 graphic
см2

Принимаем 4 d=18 A (<0x01 graphic
см2)>

Проверяем коэффициент армирования

<0x01 graphic

<0x01 graphic

Уточняем коэффициент <0x01 graphic

Определяем <0x01 graphic
и 0x01 graphic
по табл. 26[6] в зависимости от 0x01 graphic
и 0x01 graphic

<0x01 graphic

<0x01 graphic

Окончательный подбор арматуры

<

Принимаем 4 d=20 A (<0x01 graphic
см2)>

Проверяем коэффициент армирования

<0x01 graphic

<0x01 graphic

Поперечную арматуру принимаем конструктивно. A I с d6 мм шаг хомутов <0x01 graphic
и 0x01 graphic

<0x01 graphic

Армирование колонны

<0x01 graphic

Рис. 4 1

4.7 Расчет консоли колонны

Принимаем длину опорной площадки <0x01 graphic
.>

<0x01 graphic

где <0x01 graphic
коэффициент, учитывающий неравномерное давление ригеля на опорную консоль.>

<0x01 graphic

<0x01 graphic

Вылет консоли <0x01 graphic
м

<0x01 graphic
м

Принимаем <0x01 graphic
м

Высот консоли у свободного края

<

<0x01 graphic
м

Консоль короткая, т.к. <0x01 graphic
м

Проверяем высоту сечения короткой консоли

<0x01 graphic

<0x01 graphic

<0x01 graphic

<0x01 graphic

Высот сечения короткой консоли довлетворяет требованиям прочности, т.к. все словия выполнены.

Изгибающий момент в консоли

<0x01 graphic
Н

Требуемая площадь продольной арматуры

<0x01 graphic
см2

<0x01 graphic

Принимаем 2 d=16 A (<0x01 graphic
см2)>

Поперечное армирование принимаем горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями

Отогнутые стержни принимаем конструктивно 2 d=10 A (<0x01 graphic
см2) >

Хомуты принимаем d6 A I с <0x01 graphic
мм2,>

<0x01 graphic
см 0x01 graphic
см

Окончательно принимаем шаг хомутов <0x01 graphic
мм

Армирование консоли показано на рис. 4.2

Армирование консоли

<

Рис. 4 2

5 Расчет фундамента под среднюю колонну

5.1 Данные для проектирования

Бетон тяжелый класса В20 <0x01 graphic
, 0x01 graphic
;>

Арматура A , <0x01 graphic

Глубина заложения фундамента <0x01 graphic

Средний дельный вес материала фундамента и грунта на его ступах <0x01 graphic

Условное расчетное сопротивление грунта <0x01 graphic

5.2 Определение размеров подошвы фундамента

<0x01 graphic
0x01 graphic
Н

где <0x01 graphic
коэффициент надежности по нагрузке>

Заделка колонны в фундамент

<0x01 graphic
см

Из словий анкеровки рабочей арматуры в теле фундамента

<0x01 graphic
мм

принимаем 600 мм

5.3 Высот фундамента

<

Исходя из продавливания считаем рабочую высоту фундамента

<0x01 graphic

<0x01 graphic
м

<0x01 graphic
Н/м2

<0x01 graphic
м2

<0x01 graphic
м

Принимаем <0x01 graphic
(кратно 100 мм)>

<0x01 graphic
мм

<0x01 graphic

Принимаем двухступенчатый фундамент. <0x01 graphic
мм

<0x01 graphic

Проверяем отвечает ли рабочая высот нижней ступени фундамента словию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающимся в сечении для единицы ширины этого сечения.

<0x01 graphic

<0x01 graphic
Н

<0x01 graphic

<0x01 graphic
мм

<0x01 graphic
Н словие выполняется>

Фундамент средней колонны

<0x01 graphic

Рис. 5. 1

<

<0x01 graphic
Прочность фундамента на продавливание определяется по поверхности пирамиды под глом 450 к грани колонны на отметке верха фундамента.>

Условие продавливания:

<0x01 graphic

где <0x01 graphic
продавливающая сила;>

<0x01 graphic
среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания.>

<0x01 graphic
Н

где <0x01 graphic
площадь основания пирамиды продавливания.>

<0x01 graphic

<0x01 graphic
Н словие против продавливания выполняется.>

5.5 Расчет арматуры фундамента

Поперечные силия определяются в сечениях I I и II II, как в консолях с защемленным концом:

<0x01 graphic

<0x01 graphic
Нм

<0x01 graphic
Нм

Требуемая площадь сечения фундамента:

<0x01 graphic
см2

Принимаем сварную сетку, состоящую из 10 стержней d12 А-(<0x01 graphic
мм2) с шагом 200 мм 0x01 graphic
мм2 (см. рис. 5.2)>

Армирование фундамента

<0x01 graphic

Рис. 5. 2

<

В ходе работы над проектом было выполнено:

1. расчет и конструирование сборной предварительно напряженной железобетонной панели перекрытия;

2. расчет и конструирование сборного железобетонного однопролетного ригеля перекрытия;

3. расчет и конструирование железобетонной колонны и фундамента среднего ряда.

Список использованных источников

  1. <

  2. Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие/ под ред. А.Б. Голышева. К.: Будiвельник, 1985. 1а496 с.

  3. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. М.: Стройиздат, 1985. 352 с.

  4. Зайцев Ю.В. Строительные конструкции заводского изготовления. М.: Высш.шк., 1987 352 с.

  5. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к НиП 2.03.01 84). ЧI II/ЦНИИ промзданий Госстрой Р, НИИЖБ Госстроя Р. М.: ЦИТП Госстроя Р, 1988. 192 с. 144 с.

  6. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к НиП 2.03.01 84)/ЦНИИ промзданий Госстроя Р, НИИЖБ Госстроя Р. М.: ЦИТП Госстроя З, 1989. 192 с.

Кафедра СК

33

Листов

Стадия

С.В. Рожнев

Студент

Г.В. Коваленко

Руковод.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

3

Лист

Дата

Подпись

№ док.

Кол. ч

Изм.

КП

2906 СК 00 КР 00 ПЗ

4

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КР 00 ПЗ

5

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КР 00 ПЗ

6

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

7

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

8

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

9

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

10

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

11

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

12

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

13

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

14

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

15

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

16

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

17

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

18

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

19

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

20

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

21

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

22

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

23

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

24

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

25

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

26

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

27

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

28

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

29

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

30

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

31

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

32

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.

2906 СК 00 КП 00 ПЗ

33

Лист

Дата

Подпись

Лист № док.

Кол. ч

Изм.