Автор работы: Пользователь скрыл имя, 30 Мая 2012 в 00:44, курсовая работа
Необходимо выполнить расчет основных несущих конструкций трёхпролетного пятиэтажного здания шарнирно-связевой системы с сеткой колонн 6×6 м и высотой этажа 4,8 м. Для проектирования применяется рядовая ребристая панель номинальной шириной bn =1500 мм с опиранием на полки ригелей тавровой формы (рис 1). Конструктивные размеры плиты приведены на рисунке 2.
1. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ 4
2. РАСЧЕТ РЕБРИСТОЙ ПАНЕЛИ. 5
2.1. Исходные данные 5
2.2. Конструкция панели 5
2.3. Сбор нагрузок 6
2.4. Определение усилий в элементах панели 7
2.5. Расчет прочности панели в продольном направлении по нормальным сечениям 8
2.6. Расчет прочности панели в продольном направлении на поперечную силу по наклонной трещине 10
2.7. Проверка прочности наклонной сжатой полосы 10
2.8. Расчет плиты панели на местный изгиб 11
2.9. Расчет поперечных ребер 11
2.10.Геометрические характеристики приведенного поперечного сечения панели 11
2.11.Потери предварительного напряжения арматуры 12
2.12.Вычисление изгибающего момента образования трещин 13
2.13.Расчет на образование трещин 13
2.14.Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси элемента 14
2.15.Расчет по деформациям 15
2.16.Указания по конструированию панели 16
3. РАСЧЕТ НЕРАЗРЕЗНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО РИГЕЛЯ. 18
3.1. Исходные данные 18
3.2. Расчетные пролеты и нагрузки 18
3.3. Изгибающие моменты и поперечные силы 18
3.4. Расчет прочности нормальных сечений 19
3.5. Расчет прочности по поперечной силе 20
3.6. Расчет полки ригеля 22
3.7. Построение эпюры материалов 23
3.8. Длина анкеровки обрываемых стержней 25
3.9. Расчет необетонированного стыка ригеля с колонной 25
4. РАСЧЕТ КОЛОННЫ 27
4.1. Исходные данные 27
4.2. Сбор нагрузок 27
4.3. Расчет внецентренно сжатой колонны со случайным эксцентриситетом 28
4.4. Расчет консоли 29
4.5. Расчет колонны на транспортные и монтажные нагрузки 32
5. РАСЧЕТ ЦЕНТРАЛЬНО НАГРУЖЕННОГО ФУНДАМЕНТА 33
5.1. Исходные данные 33
5.2. Определение размеров фундамента 33
5.3. Расчет фундамента на изгиб 34
6. РАСЧЕТ МОНОЛИТНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ 36
6.1. Исходные данные 36
6.2. Статический расчет монолитной плиты 36
6.3. Подбор сечений арматуры в плите 37
6.4. Армирование плиты 37
6.5. Статический расчет второстепенной балки 37
6.6. Расчет прочности балки по нормальным сечениям 38
6.7. Прочность наклонных сечений по поперечной силе 39
7. РАСЧЕТ КИРПИЧНОГО СТОЛБА 42
Схема сборного междуэтажного перекрытия. Поперечный разрез здания……..………44
Предварительно напряженная ребристая плита перекрытия. Армирование плиты…....45
Конструкция ригеля крайнего пролета. Армирование ригеля………..………………….47
Сборная железобетонная колонна и ее армирование……………..………………………48
Монолитный железобетонный фундамент и его армирование…….…………………….49
8. СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ 44
g´ = g∙l1 + Gbδ = 4,118∙2 + 0,2∙(0,5-0,07)∙25∙1,1 = 6,483 кН/м;
υ´ = υ∙ l1 = 7,2∙2 = 14,4 кН/м.
Полная погонная нагрузка:
q´ = g´ + υ´ = 6,483 + 14,4 = 20,88 кН/м.
Изгибающие
моменты в крайних пролетах и
над первыми промежуточными опорами:
Изгибающие
моменты в средних пролетах и
над первыми промежуточными опорами:
Поперечная
сила на крайней шарнирной опоре:
Поперечная
сила у первой промежуточной опоры
со стороны крайнего пролета:
Поперечная сила у средних промежуточных опор:
При
определении площади продольной
арматуры в пролетных сечениях, где
действуют положительные
h0 = 0,9∙h = 0,9∙50 = 45 см.
В первом и среднем пролетах внешний изгибающий момент М < . Следовательно, нейтральная ось находится в полке. Коэффициент αm определяем по формуле прямоугольных сечений при b= b´f = 200 см.
В первом пролете:
ζ = 0,987;
Принимаем: 212 A-II + 218 A-II (As = 2,26+5,09 =7,35 см2)
В средних пролетах:
ζ = 0,99;
Принимаем: 218 A-II (As = 5,09 см2).
При
расчете опорных сечений на отрицательные
моменты необходимо учитывать, что
полка находится в растянутой
зоне и сопротивление ее свесов не
учитывается. Расчет ведем по формулам
прямоугольных сечений с
ζ = 0,838;
Сечения над опорами армируем двумя сетками с рабочей арматурой, параллельной оси второстепенных балок и распределенной по ширине, равной шагу балок, т. е. 2 м. Принимаем над крайней опорой две сетки С-7 с рабочей арматурой 6 мм с шагом 150 мм. Площадь арматуры на 1 м ширины сетки:
AS = 1,84 см2 > 4,36/(2∙2) = 1,09 см2
Над средними опорами:
ζ = 0,895;
Принимаем две сетки С-8 с рабочей арматурой 5 мм с шагом 200 мм.
As = 0,98 см2 > 2,81/(2∙2) = 0,7 см2
А. Расчет хомутов
Условная распределенная нагрузка:
q1 = g´ + 0,5∙υ´ = 6,5 + 0,5∙14,4 = 13,7 кН/м = 0,137 кН/см – сечение у крайней опоры.
Свесы полок расположены в растянутой зоне и φf = 0. Проверяем необходимость расчета хомутов при:
С = Сmax = 2,5∙h0 = 112,5 см; (q1<< φb4∙Rbt∙b/(Cmax/h0)2);
Qmax = 71,4 кН > 2,5 ∙ γb2 ∙ φb3 ∙ Rbt ∙ b ∙ h0 = 2,5 ∙ 0,9 ∙ 0,6 ∙ 0,075 ∙ 20 ∙ 45 = 91 кН
Qmax – q´ ∙ Сmax = 71,4 – 0,209 ∙ 112,5 = 47,88 кН ≥ 36,45 кН
γb2 ∙ φb4 ∙ Rbt ∙ b ∙ h02 / С = 0,9 ∙ 1,5 ∙ 0,075 ∙ 20 ∙ 452 / 112,5 = 36,45 кН
Т.е.
оба условия не выполняются, поэтому расчет
хомутов необходим.
Так как Qmax = 71,4 кН < то
При этом принимается не менее
Кроме того, следовательно,
вычислять будем по формуле:
Из
условия свариваемости
Для
приопорных участков:
Должно
выполняться условие
Принимаем S1 = 150 мм < h/3 = 167 мм.
Фактическое
значение :
В средней части пролета:
S2
= 3∙h/4 = 375мм
Т.к. то вычисляем M´b и Q´b,min .
M´b = 2 ∙ ∙ qsw2 ∙ φb2 / φb3 = 2 ∙ 452 ∙0,235 ∙2 / 0,6 = 3172,5 кН/см;
Q´b,min=2
∙ h0 ∙ qsw2
= 2 ∙ 45 ∙ 0,235 = 21,15 кН;
Q´b,min+qsw2 ∙ C01 = 21,15 + 0,235 ∙ 73,45 = 38,41кН > Qb,min = 36,45 кН;
Длина l1 участка установки хомутов с шагом S1:
Так как , то
Б.
Расчет прочности
наклонной сжатой
полосы
Условие
прочности имеет вид:
Прочность
наклонной полосы обеспечена.
Рисунок 10. Монолитное перекрытие.
Рассчитаем, как вариант колонны многоэтажного здания, кирпичный столб в уровне первого этажа.
Величину продольной сжимающей силы по аналогии с расчетом колонны принимаем 1901,8 кН. Расчетная длина l0 = 4,8 м. Столб выкладывается из красного кирпича пластического формования марки М200; марка раствора - М100; R = 2,7 МПа (0,27 кН/см2). Рекомендуется при марке камня (кирпича) не ниже 100 и марке раствора не ниже 50 задаваться размером поперечного сечения столба в зависимости от величины продольной силы N:
При N = 1000 кН: b = h = 56…64 см; при 2000кН > N > 1000кН: b = h = 64…77 см; при N ≥ 2000кН b = h = 77…90 см.
Принимаем b = h = 80 см. Упругая характеристика кирпичной кладки α при марке раствора М100 равна 1000, гибкость λh = 480/80 = 6, φ = 0,96 – коэффициент продольного изгиба. Коэффициент, учитывающий влияние длительной нагрузки при λh ≤ 10 и h или b не менее 30 см, mg = 1.
Напряжение в нормальных сечениях столба:
< 2∙R = 2∙0,27 = 0,54 кН/см2.
Так как σ > R, то делаем вывод о необходимости сетчатого армирования или усиления стальными обоймами поперечных сечений кирпичного столба.
Вариант с сетчатым армированием
Объемный
коэффициент сетчатого
Расчетное значение эксцентриситета е продольной силы принято равным нулю, а коэффициент условия работы сетчатой арматуры класса Вр-I γcs = 0,6. Величину Rs принимаем согласно СНиП 2.03.01-84 равной 370 МПа, что соответствует диаметру проволоки 4 мм.
Величину требуемого значения коэффициента армирования μтр можно определить из выражения: , в котором в левой части вместо расчетного сопротивления армированной каменной кладки подставляем фактическую величину напряжений .
<
Задаемся размером ячеек С=50 мм и диаметром стержней d=5 мм (Аst=0,196 см2).
Из
формулы определяем шаг сеток S:
Округляем
это значение в меньшую сторону
до величины, кратной высоте ряда кладки
из красного кирпича, т. е. принимаем
S = 29 см. Проверяем несущую способность
столба:
Временное
сопротивление каменной кладки:
Упругая характеристика армированной каменной кладки и коэффициент продольного изгиба:
φ = 0,956;
Условие
прочности выполняется. Поэтому
стальные обоймы можно не применять.
Рисунок 11. Поперечное (сетчатое) армирование каменных конструкций.
1 - арматурная сетка; 2 - выпуск арматурной сетки для контроля ее укладки.