Железобетонные конструкции пятиэтажного здания в городе Хабаровск

два листа мой.dwg

КП-2069829-ГСХ-1915-07
Конструкции городских сооружений
Железобетонные конструкции пятиэтажного здания в г. Хабаровск
Схема расположения фундаментов
ригелей и плит прекрытия
Спецификация плиты П1
Бетон мелкозернистый В30
Спецификация арматурных изделий
Напрягаемая арматура класса
Изделия арматурные класса
Ведомость расхода стали на элемент
Схема расположения плит перекрытия

кгс-записка.doc

ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО ПО ОБРАЗОВАНИЮ
ГОСУДАРСТВЕННОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ
ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ
«БРАТСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ»
КАФЕДРА СТРОИТЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Конструкции городских сооружений
Железобетонные конструкции пятиэтажного здания в городе Хабаровск
Пояснительная записка
КП – 2069829 – ГСХ – 1915 - 07
студент гр. ГСХ-04-1Сокольникова О.О.
доцент к.т.н.Чевская Е.А.
РАСЧЕТ СБОРНОГО БАЛОЧНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ МНОГОЭТАЖНОГО ЗДАНИЯ4
1. Компоновка сборного балочного перекрытия4
2. Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям первой группы4
2.1. Расчетный пролет и нагрузки4
2.2. Усилия от расчетных и нормативных нагрузок5
2.3Установление размеров сечения плиты5
2.4Характеристики прочности бетона и арматуры5
2.5Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси6
3Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям второй группы7
3.1Геометрические характеристики приведенного сечения7
3.2Потери предварительного напряжения арматуры8
3.3Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси9
3.4Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси9
3.5. Расчет прогиба плиты10
РАСЧЕТ СБОРНОГО ОДНОПРОЛЕТНОГО РИГЕЛЯ ПЕРЕКРЫТИЯ12
1. Расчетный пролет12
2Назначение размеров ригеля12
4. Определение расчетных усилий12
5. Характеристики материалов12
6. Проверка достаточности размеров ригеля13
7. Расчет прочности нормальных сечений13
8. Расчет прочности наклонных сечений13
9. Конструирование арматуры ригеля14
РАСЧЕТ СБОРНОЙ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ КОЛОННЫ16
1. Данные для проектирования16
2. Нагрузки на колонну среднего ряда первого этажа16
3. Определение усилий в колоне16
4. Расчетная длина колонны17
5. Гибкость колонны17
6. Подбор продольной арматуры17
7. Расчет консоли колонн18
РАСЧЕТ ФУНДАМЕНТА ПОД СРЕДНЮЮ КОЛОННУ19
1. Данные для проектирования19
2. Определение размеров подошвы19
3. Определение высоты фундамента19
4. Прочность фундамента на продавливание20
5. Расчет арматуры фундамента20
СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ22
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ПЯТИЭТАЖНОГО ЗДАНИЯ
Курсовой проект выполняется с целью приобретения навыков практического использования теоретического материала ознакомления с действующими нормами и специальной литературой.
В ходе работы над проектом студент должен выполнить:
расчет и конструирование сборной предварительно напряженной железобетонной панели перекрытия;
расчет и конструирование сборного железобетонного однопролетного ригеля перекрытия;
расчет и конструирование железобетонной колонны и фундамента среднего ряда.
Пояснительная записка сопровождается графической частью (1 лист чертежей).
КП – 2069829 – ГСХ – 1915 – 07
РАСЧЕТ СБОРНОГО БАЛОЧНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ МНОГОЭТАЖНОГО ЗДАНИЯ
1. Компоновка сборного балочного перекрытия
Здание с неполным железобетонным каркасом размеры здания в плане 30х36м. Принимаем поперечное расположение ригелей.
Принимаем ширину рядовой панели 16 м. Раскладка панелей начинается со среднего пролета. В крайнем пролете 3 рядовых панели и доборный элемент 06м: 3х16+06+02+04=6м где 02 – привязка несущей стены. Тип панели – многопустотная.
2. Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям первой группы
2.1. Расчетный пролет и нагрузки
Для установления расчетного пролета плиты предварительно задаются размерами сечения ригеля: h =220мм – высота сечения плиты;
b = 250мм – ширина ригеля.
При опирании на ригель поверху расчетный пролет l0= l – b2=6–0252=588м.
Подсчет нагрузок на 1м2 перекрытия приведен в таблице.
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент надежности по нагрузке gf
вес конструкций пола
собственный вес панели
постоянная и длительная
Расчетная нагрузка на 1м длины при ширине плиты 16 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания gn = 1:
постоянная g = 4296161=6874кНм;
полная g+v = 15696161=25114 кНм;
временная v = 114161=1824 кНм.
Нормативная нагрузка на 1 м длины:
постоянная g = 381161 =6096кНм;
полная g+v = 133116 =21296кНм;
в том числе постоянная и длительная 931161 =14896 кНм.
2.2. Усилия от расчетных и нормативных нагрузок
От расчетной нагрузки M = (g+v)
Q = (g+v)l02 =251145882 = 7384 кН.
От полной нормативной нагрузки M = (g+v)
Q = (g+v)l02 = 212965882 =6261кН.
От нормативной постоянной и длительной нагрузки М = 1489658828 = 6438кНм.
2.3Установление размеров сечения плиты
Высота сечения многопустотной (8 круглых пустот диаметром 159мм) предварительно напряженной плиты h=220мм.
Рабочая высота сечения h0 = h – a = 220-30=190мм.
Размеры: толщина верхней и нижней полок 31мм и 30мм
Ширина ребер: средних – 35мм крайних – 415мм.
В расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина сжатой полки таврового сечения hf = 31мм; отношение hfh = 31220=014>01 при этом в расчет вводится вся ширина полки bf = 1570мм.
Расчетная ширина ребра b = 1570 – 8159 =298мм.
2.4 Характеристики прочности бетона и арматуры
Многопустотную предварительно напряженную плиту армируют стержневой арматурой класса К–7 c электротермическим натяжением на упоры форм. Изделие подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении.
Бетон мелкозернистый (гр. А) класса В 30 соответствующий напрягаемой арматуре.
Призменная прочность нормативная Rbn = Rbser =22Мпа.
Расчетная Rb = 17Мпа.
Коэффициент условий работы бетона gb2 =09.
Нормативное сопротивление при растяжении Rbtn = R btser =18Мпа.
Расчетное сопротивление при растяжении Rbt = 12Мпа.
Начальный модуль упругости бетона Еb = 26000МПа.
Передаточная прочность бетона Rbp устанавливается так чтобы при обжатии отношение напряжений sbpRbp ≤ 075.
Арматура продольных ребер - класса К-7.
Нормативное сопротивление Rsn =1450Мпа.
Расчетное сопротивление Rs =1210Мпа.
Модуль упругости Еs = 180000МПа.
Предварительное напряжение арматуры принимают равным ssp =075Rsn = 0751450 =10875МПа.
Проверяют выполнение условия при электротермическом способе натяжения:
ssp+Р Rsn 10875+90 = 11775 1370МПа – условие выполняется.
Вычисляют предельное отклонение предварительного напряжения при числе напрягаемых стержней np =6 по формуле:
Коэффициент точности натяжения по формуле: gsp = 1-gsp =1 – 006 = 094.
При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимают
Предварительные напряжения с учетом точности натяжения ssp = 10875094 =102225МПа.
2.5Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси
Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Вычисляют:
По табл. находим х = x =094.
Характеристика сжатой зоны: w = 08 – 0008Rb= 08 - 00081709 =068.
Граничная высота сжатой зоны:
Коэффициент условий работы учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести определяют по формуле:
Вычисляют площадь сечения растянутой арматуры:
принимают 610мм К - 7 с площадью АS = 471мм2.
2.6. Расчет прочности плиты по сечению наклонному к продольной оси Q = 7384кН
Влияние усилия обжатия P =07ssp АS= 358549Н
Проверяют требуется ли поперечная арматура по расчету. Условие: Qmax =73840≤25Rbtbh0 = 251209190298 =152874Н – не удовлетворяется.
При g = g+v2 = 6874+18242 = 15994 кНм =15994Нмм.
Поскольку 016jb4(1+jn)Rbtb=016*12(1+05)12*09*298=92690Нмм>15994Нмм – принимают с = 25;h0 = 25*190 =475мм.
Другое условие: Q = Qma
jb4(1+jn)Rbtbh02c = 12*15*12*298*1902475 =489197> 66243 – удовлетворяется.
Следовательно поперечная арматура по расчету не требуется.
На приопорных участках длиной l4 арматуру устанавливают конструктивно с шагом
s = h2 = 2202 =110мм; в средней части пролета поперечная арматура не применяется.
3 Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям второй группы
3.1 Геометрические характеристики приведенного сечения
Круглое очертание пустот заменяют эквивалентным квадратным со стороной
h = 09d = 09159 =1431мм.
Толщина полок эквивалентного сечения hf = hf = (220-1431)05 =3845мм.
Ширина ребра 1570-81431 =4252мм.
Ширина пустот 1570-4252 =11448мм.
Площадь приведенного сечения Аred =1570220-114481431 = 18157912мм2.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения y0 =h2 = 110мм.
Момент инерции сечения (симметричного) Ired=(157022038) – (11448143138)=167033748869мм4
Момент сопротивления сечения по нижней зоне Wred = Iredy0 =1518488626мм3.
Момент сопротивления сечения по верхней зоне Wred= 1518488626мм3.
Расстояние от ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны до центра тяжести сечения по формуле:
Расстояние от ядровой точки наименее удаленной от растянутой зоны rinf=7108мм.
Здесь jn = 16-sbpRbser = 16-075 =085.
Отношение напряжения в бетоне от нормативных нагрузок и усилия обжатия к расчетному сопротивлению бетона для предельных состояний второй группы предварительно принимают равным 075.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне согласно формуле:
Wpl = gWred = 151518488626= 2277732939мм3
здесь g = 15 – для двутаврового сечения при 2 bf`b = 15604152 = 3766.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия Wpl =2277732939мм3.
3.2 Потери предварительного напряжения арматуры
Коэффициент точности натяжения арматуры принимают gsp = 1.
Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения s1 = 003ssp = 00310875 = 32625МПа.
Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами s2 = 0 так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием.
Усилие обжатия Р1 = АS (ssp - s1) = 471(10875-32625) =496846125Н.
Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести сечения е0р =y0-a=110-30 =80мм.
Напряжение в бетоне при обжатии в соответствии с формулой:
Устанавливают значение передаточной прочности бетона из условия sbpRbp≤075;
Rbp =535075 =713 05 принимают Rbp=15МПа.
Тогда отношение sbpRbp = 53515 =036.
Вычисляют сжимающие напряжения в бетоне на уровне центра тяжести площади напрягаемой арматуры от усилия обжатия:
Потери от быстронатекающей ползучести при sbpRbp = 46415 =031 и при α > 031 sbp = =40031 = 124МПа.
Первые потери slos = s1 + sb =32625+124 =45025МПа.
Потери от усадки бетона s8 = 455МПа.
Потери от ползучести бетона s9 = 150085031 = 39525МПа.
Вторые потери slos2 = s8 + s9 = 455+39525 =85025МПа.
Полные потери slos = slos1 + slos2 = 85025+45025 =1305МПа > 100МПа.
Усилие обжатия с учетом полных потерь:
= 471(10875-1305) =450747Н.
3.3 Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси
Выполняют для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. При этом для элементов к трещиностойкости которых предъявляют требования 3 категории принимают значение коэффициентов надежности по нагрузке gf =1
Вычисляют момент образования трещин по приближенному способу ядровых моментов по формуле: 182277732939+6401292535= 10501211825Нмм=9085кНм
Здесь gsp =094; Mrp = P2(e0p + r) = 094*450747(80+7108)=6401292535Нмм.
Поскольку М =9204>Mcrc=9085кНм трещины в растянутой зоне не образуются. Следовательно требуется расчет по раскрытию трещин.
Проверяют образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при ее обжатии при значении коэффициента точности натяжения gsp = 106.
Расчетное условие: P1 (eop-r
RbtpW`p - условие удовлетворяется начальные трещины не образуются.
3.4Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси
Предельная ширина раскрытия трещин: непродолжительная acrc =03мм продолжительная acrc =02мм. Изгибающие моменты от нормативных нагрузок: постоянной и длительной – М =6438кНм; полной – М =9204кНм. Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия постоянной и
длительной нагрузок определяют по формуле:
(64380000-450747*18039)8496369=1993МПа
где z1 = ho-05h`f = 190-05(38452) =18039 мм – плечо внутренней пары сил;
Ws = As*z1 = 471*18039=8496369мм3 – момент сопротивления сечения по растянутой арматуре. Приращение напряжений в арматуре от действия полной нагрузки
ssp=(92040000-450747*18039)8496369=12629МПа
Вычисляют по формуле:
-ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки
-ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок
а`crc1 = 20(35-100*0008)*1*1*1(1993180000)*1013 = 0013мм;
-ширину раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок
аcrc2 = 20(35-100*0008)*1*1*15(1993180000)*1013 = 0019мм.
Непродолжительная ширина раскрытия трещин:
acrc = аcrc1 - а`crc1 + аcrc2 =0086 03мм;
Продолжительная ширина раскрытия трещин:
acrc = аcrc2 = 0019мм.
3.5. Расчет прогиба плиты
Прогиб определяют от постоянной и длительной нагрузок.
Предельный прогиб f = l200 = 294мм.
Вычисляют параметры необходимые для определения прогиба плиты с учетом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок М = 6438кНм; суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь и при gsp = 1; Ntot = P2 = 450747Н.
Эксцентриситет etot = M Ntot = 64380000450747 =14283мм.
по формуле >принимаем jm=1
Коэффициент характеризующий неравномерность деформации растянутой арматуры на участке между трещинами по формуле 065 ≤ 1.
Вычисляют кривизну оси при изгибе по формуле:
Вычисляют прогиб по формуле: f = (5298)5882*454*10-6 = 2632мм f = 294мм.
Учет выгиба от ползучести бетона вследствие обжатия бетона по формуле несколько уменьшает прогиб.
РАСЧЕТ СБОРНОГО ОДНОПРОЛЕТНОГО РИГЕЛЯ ПЕРЕКРЫТИЯ
Ригель среднего ряда рассчитывается на действие равномерно распределенной нагрузки как однопролетная балка с шарнирным опиранием на консоли колонн. Расчетный пролет ригеля – расстояние между осями опор.
Lo = 6-2(005+0504+0502) =53м
где 05 – зазор между торцами ригеля и гранью колонны м;
– ширина сечения колонны м;
– площадка опирания ригеля на консоль м.
2Назначение размеров ригеля
Высота h = (110 115)lo =600мм
Ширина b = (03 05)h =250мм.
Нагрузки на ригель собираются с грузовой площади шириной 6м.
Постоянная нагрузка:
от веса пола и панели: q = 429661 =2286кНм;
от собственного веса ригеля (сечение м плотность железобетона с учётом коэффициентов надёжности и ); qсв. = 0250625111 =4125кНм.
Временная нагрузка: р = 1146 =57кНм.
q = q + qсв + p =8399кНм.
4. Определение расчетных усилий
Изгибающий момент в середине пролета:кНм.
Поперечная сила на опоре: кН.
5. Характеристики материалов
Продольная арматура класса А – III: Rs = 365МПа.
Поперечная арматура класса Вр – I: Rs = 375 МПа Rsw = 270МПа Es = 170000МПа.
6. Проверка достаточности размеров ригеля
Определяем граничную высоту сжатой зоны бетона: w = 08-0008Rb= 08-000811509 =071.
по таблице определяем Аr = 042.
Полная высота h = ho + a =52093+ 70=59093мм 600мм. Ранее принятая высота h =600м достаточна. Рабочая высота сечения ho = h – a =600–70=530мм.
7. Расчет прочности нормальных сечений
По таблице определяем = 0779.
Требуемая площадь рабочей арматуры: мм2
Принимаем 2 ряда продольных стержней: нижний - 228 А–III верхний - 222 А–III с суммарной площадью АS =760+ 1232 =1992мм2 >195697мм2.
8. Расчет прочности наклонных сечений
Проверяем прочность на действие наклонных сжимающих усилий:
При высоте h =600мм > 450мм на приопорных участках по конструктивным требованиям принимается S ≤ 50см S ≤ h3 = 6003 =200мм.
Назначаем S = 150мм диаметр поперечной арматуры 10мм по условию свариваемости с продольной арматурой.
jb1 = 1-001Rb = 1-00111509 = 0897;
jw1 = 1 + 5αsw = 1 + 512590004 =1252;
Q=22257кН 03jw1jb1Rbbho = 031252089711509250530=462034Н=46203кН – условие выполняется.
Проверяем необходимость расчета поперечной арматуры: Q ≤ 06gb2Rbtbho
Q=22257кН> 060909250530=64395Н=644кН – необходим расчет поперечной арматуры.
Задаемся величиной проекции наклонной трещины: мм.
Определяем погонное усилие воспринимаемое поперечными стержнями: 2826Нмм.
Находим величину Со: 63448мм.
Принимаем Csw =63448мм (минимальное из трех значений С =176667мм Со =63448мм 2ho = 1060мм).
Проверяем прочность наклонных сечений. Прочность обеспечена если Q ≤ Qb + Qsw
где Qb - сила воспринимаемая бетоном; Qsw – сила воспринимаемая хомутами.
Qsw = qswCo =282663448=17930401Н=17930кН;
Q =22257кН 6439+17930=24369кН – прочность наклонных сечений обеспечена.
В средней части пролета шаг хомутов увеличиваем до S≤36004=450мм принимаем S=400мм.
9. Конструирование арматуры ригеля
В целях экономии арматуры один ряд стержней обрывают не доведя до опор так как арматура рассчитана на максимальный момент в середине пролета. Уточняем расстояние до центра тяжести всей арматуры и арматуры доводимой до опор. Арматуру размещаем в соответствии с конструктивными требованиями.
Обрываем верхний ряд стержней. Определяем момент который воспринимают оставшиеся стержни:М232 = Аs1RS1ho1.
По таблице определяем = 0845;
М232 = 12323650845555 =210888678Нмм=21089кНм.
Определяем момент воспринимаемый всей арматурой: М = АsRsho
М =199236507355265=2813636007Нмм=28136кНм.
Определяем расстояние до точек теоретического обрыва верхнего ряда стержней y. Изгибающий момент на расстоянии y от опоры . Преобразуя это выражение получаем
Здесь МY = М232=21089кНм
Стержни заводятся за точки теоретического обрыва на величину w:
где Qy - поперечная сила в точке теоретического обрыва;
qsw – интенсивность поперечного армирования в точке теоретического обрыва;
d – диаметр обрываемого стержня.
где S – шаг поперечных стержней в точке теоретического обрыва мм.
w ³ 2022 =440мм; назначаем w = 440мм.
РАСЧЕТ СБОРНОЙ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ КОЛОННЫ
1. Данные для проектирования
продольная арматура класса А – III
поперечная арматура класса Вр– I
высота этажа H = 39м
количество этажей n =5 .
Район строительства – г. Хабаровск относится к II району по весу снегового покрова.
Расчетная нагрузка от веса кровли 1400 Нм2.
Нормативный вес снегового покрова 1500 Нм2.
2 Нагрузки на колонну среднего ряда первого этажа
Нагрузки собираются с грузовой площади 66 =36м2.
Нагрузки от перекрытия:
Постоянные: от веса пола и панели перекрытия – 429636= 15466кН; от веса ригеля перекрытия – 41256 =2475кН.
Итого: G1 =15466+2475=17941кН.
Временные: длительные – P1 = 6636=2376кН; кратковременные – Р2 =4836= 1728кН.
Нагрузки от покрытия:
Постоянные: от веса кровли и панели покрытия – (14 + 3036) 361 =159696кН; от ригеля покрытия – 2475кН.
Итого: G2 =159696+2475=184446кН.
Временная (снеговая): длительная – Р3 = (15-07) 1436=4032кН; кратковременная Р4 = 0714361=3528кН.
Собственный вес колонны первого этажа размером bхh = 400400мм: G3 = 0404 (39+ 06) 112475=19602кН.
Собственный вес колон средних этажей: G4 = 030339112475=9556кН.
3 Определение усилий в колоне
Усилие от постоянной нагрузки:
Усилие от длительно действующей временной нагрузки на перекрытие:
(n – 1)P1 = (5-1)2376=9504кН.
Усилие от кратковременной нагрузки на перекрытие:
(n - 1)P2 =(5-1)1728=6912кН.
Усилие от длительно действующей снеговой нагрузки: Р3 =4032кН.
Усилие от кратковременной снеговой нагрузки: Р4 =3528кН.
Составляем основные сочетания нагрузок. Основное сочетание первой группы (постоянные длительные одна кратковременная):
N =959912+9504+4032+6912=2641832кН;
N =959912+9504+4032+3528=1985912кН.
Основные сочетания второй группы (постоянные длительные две кратковременные с коэффициентом сочетания 09):
N =959912+9504+4032+(6912+3528)09 =2604464кН.
Максимальное усилие в колонне N=2592228кН в том числе длительно действующее
Ne =959912+9504+4032=1950632кН.
4. Расчетная длина колонны
Lo = H + 06 = 39+06=45м – при податливой заделке в фундаменте.
6. Подбор продольной арматуры
Так как армирование и сечение колонны симметричны арматура класса А – III и l = 1125 20 расчет можно выполнять на условное центральное сжатие.
Площадь продольной арматуры находим из условия прочности:
где m – коэффициент условия работы m = 1; при h > 20 см;
j - коэффициент учитывающий гибкость длительность загружения и характер армирования:
Определяем jb = 08и jr = 088 по таблице в зависимости от l =1125и NeN =075
Задаемся коэффициентом армирования = А`sА = 002.
Определяем площадь продольной арматуры:
где А = bh = 400400= 160000мм2.
Проверяем что близко к ранее принятому m=2%
Принимаем 436 А – III А`S =4072мм2.
Поперечную арматуру принимаем конструктивно. Диаметр назначаем по условию свариваемости с продольными стержнями. Поперечная арматура класса Вр – I диаметр 6 мм. Шаг S≤ 500мм S≤ 20d = 2036=720мм S>h=400 S=500
7. Расчет консоли колонн
Принимаем длину опорной площадки L = 200мм
тогда МПа gb2Rb = 09115 =1035МПа.
Вылет консоли L1 = L + c = 200+ 50= 25мм;
а = L1 – L2 = 250 – 20020 = 150м.
Принимаем h = (07 – 08)hриг =450мм;
высота консоли у свободного края h1 =450-250=200мм.
Консоль короткая т.к. L1 = 250мм 09ho = 09420 =378мм где ho = h – a = 450– 30=420мм.
Проверяем высоту сечения короткой консоли:
Q =22257кН ≤ 25gb2Rbtbho = 250909400420=3402кН
Изгибающий момент в консоли М = Qa =22757015 =3414кНм.
Требуемая площадь продольной арматуры:мм2.
Принимаем 214 А – III АS = 308мм2.
Поперечное армирование при h =450мм > 25а = 25150=375мм принимаем горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями.
Максимальное сечение отогнутой арматуры Аi = 0002bho = 0002400420=336мм2. Принимаем 216 А – III Аi =402мм2.
Хомуты принимаем из стали Вр – I диаметром 6 мм. Шаг хомутов S ≤ 150 мм
S ≤ h4 =4504 = 1125мм. Принимаем S = 100мм.
РАСЧЕТ ФУНДАМЕНТА ПОД СРЕДНЮЮ КОЛОННУ
Бетон –В20 Rbt = 09МПа
Арматура – А – III Rs = 365МПа.
Глубина заложения фундамента H1 = 123м
g = 20 кНм3 – средний удельный вес материала фундамента и грунта на его уступах.
Ro = 038МПа – условное расчетное сопротивление грунта.
2. Определение размеров подошвы
Требуемая площадь фундамента: м2 м принимаем а =3м (кратно 300мм).
3. Определение высоты фундамента
Минимальная высота фундамента определяется из условия продавливания его колонной по поверхности пирамиды при действии расчетной нагрузки:
Высота фундамента H = ho + a =570+ 40=610мм
где а= 40мм при наличии бетонной подготовки под подошвой.
Из условия заделки колонны в фундаменте H = 15hc + 250=850мм.
Из условия анкеровки H = 25d + 250= 2536 + 250 =1150мм.
Принимаем Н = 1200мм (кратно 100мм). ho = H – a = 1200– 40=1160мм.
Глубина заложения H1 = 12 + 06 = 18м. Фундамент трехступенчатый так как Н> 900мм.
Принимаем конструктивно h1 = 450мм h2 = 450мм h3=300мм. Размеры принимают так чтобы грани пирамиды продавливания не пересекали фундамент.
Проверяем прочность по Q без поперечного армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого сечения:
Q=4051кН0609094001160=225504кН – условие выполняется.
4. Прочность фундамента на продавливание
Проверяется по поверхности пирамиды грани которой расположены под углом 45о к грани колонны на отметке верха фундамента.
Условие продавливания:
где P – продавливающая сила
Um – среднее арифмитическое между периметрами верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания.
P = N – pA1 = 2604464 – 289384973984=463479кН
где A1=мм2 – площадь основания пирамиды продавливания. Um = 4(hc + ho) = 4(400+1160) =6240мм.
p =463479кН 0909116062401000=5863104кН – условие против продавливания выполняется.
5. Расчет арматуры фундамента
Расчетные усилия определяются в сечениях как и в консолях с защемленным концом:
Требуемая площадь арматуры:
Принимаем сетку состоящую из стержней 120 А – III с шагом S = 200мм.
=100%= 04% > min = 01%.
Курсовой проект представлял собой самостоятельную работу студента по расчёту и проектированию железобетонных конструкций.
Целью и задачей курсового проекта являлось:
)Расширить и закрепить знания полученные из курса «Конструкции городских сооружений»;
)Приобрести навыки в постановке и решении задач конструкций и расчёта при проектировании многоэтажного здания;
СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов. – 5-е изд.перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1991. – 767 с.: ил.
Сборные балочные перекрытия многоэтажного здания с неполным железобетонным каркасом: Методические указания Сорока. – Братск: БрГТУ 1997. – 39 с.
СНиП 2.03.01 – 84* «Бетонные и железобетонные конструкции»
СНиП 2.01.07 – 85 «Нагрузки и воздействия»