Проектирование многоэтажного здания

1. Расчет многопустотной плиты перекрытия. Составим расчетную схему плиты перекрытия: ℓ= 4000мм ℓ – расстояние между осями колонн ℓк = 4000-2×15=3970мм ℓК– конструктивная длина элемента ℓр = 3970-120=3850мм ℓр– расчетная размер элемента Сбор нагрузок на панель перекрытия. Вид нагрузки Нормативная кНм2 Коэффициент запаса прочности γf Расчетная кН/м2

Постоянная нагрузка:  вес ЖБК  пол деревянный  утеплитель  звукоизоляция Временная нагрузка: кратковременная  длительная  1.2 Определение нагрузок и усилий. 2.1 Определение нагрузок, действующих на 1 погонный метр. Полная нормативная нагрузка: qн=17.25 1.6=27.6 кН/м2 Расчетная нагрузка: Q=21.7091.6=34.734 кН/м2 1.2.2.

Определение усилий. М=qℓ2P γn 34.734×3.852×0.95 8 = 8 = 61137 Н/м коэффициент запаса прочности γn=0.95 Мн= q×ℓ2P×&# 947;n 27.6×3.852×0.95 8 = 8 = 48580 Н/м Qн= q×ℓP×&#9 47;n = 27.6×3.85×0.95 2 2 = 50473 Н/м Q= q×ℓP×&#9 47;n = 34.734×3.85×0.95 = 63519

Н/м 1.3 Определим размеры поперечного сечения панелей перекрытий: панели рассчитываем как балку прямоугольного сечения с заданными размерами bh=1600220, проектируем панель восьми пустотную при расчете поперечного сечения пустотной плиты приводим к эквивалентному двутавру, для этого заменяем площадь круглых пустот прямоугольниками той же площади и моментом инерции точек h1=0.9d =14.3мм hn = hn’=hh1/2=22-14.3/2=3.85мм(в ысота полки) bn=16002&

#61 620;15=1570 b = bn nh1= 1570714.3=149.6м м h0 = h ─ а = 22  3 = 19см Бетон В30: коэффициент по классу бетона Rв=17.0мПа (значение взято из СНиПа); МRвnВnhn(h0& #61490;0.5hn)=17.00.95&# 61491;1573.85 (190.53.8) = 16692

М = 61137 61137 166927 1 .4 Расчет плиты по нормальному сечению к продольной оси элемента: Для определения нижней границы сжимаемой толщи бетона. Находим коэффициент: м = м = 61137 = 0.11 Rввn h02В 17.0157192&# 61620;0.9 Х – высота сжатой зоны бетона Х = ξ × h0 ξ– коэффициент берется

по таблице ξS = 0.945 ξ = 0.104 Х = 0.104× 19 = 2.66 Х = 2.66 < 3.85 Так как нижняя граница в сжимаемой толще бетона проходит в полке, то двутавр рассматриваем как прямоугольную. Определяем площадь рабочей продольной арматуры по формуле RS = 360 мПа (значение коэффициента взято из СНиПа для стали класса А-III ) АS = М = 61137 = 9.45 см2 RS  ξS × h0 360 × 0.945 &

#215; 19 Возьмем 4 стержня арматуры диаметром 18мм, класса А-1.5 Расчет плиты по наклонному сечению продольной оси элемента Проверяем прочность по наклонной сжатой зоны бетона, по условию : Q  0.3  e  be  b  b  h0, где e=1 для тяжелого

бетона;  =0.01 для тяжелых бетонов. be1& amp;#61538;   b  Rb = 1– 0.01× 0.9 × 17.0 = 1.51 45849 ≤ 0.3×1× 1.51×0.9×21.2&#215 ;1900×17.0 = 118518 50473 ≤ 118518— условие прочности выполняется, прочность бетона обеспечена. По она по расчету не требуется. ℓ1=h/2 

шаг поперечной арматуры ℓ1= 220/2 = 110 мм принимаем ℓ1=100мм ℓ2=1/4ℓ , в остальных принимаем шаг 500мм. Этот шаг устанавливается на механизм поперечной действующей силы на опорах. перечную арматуру усматриваем из конструктивных соображений, так как =1/4  эту арматуру принимаем класса АI (гладкую) с диаметром d=6мм. Прочность элемента по наклонному сечению на действие поперечной силы

обеспечиваем условием: Q  QВQSW Q поперечная сила воспринимаемая бетоном сжатой силой; QSW  сумма осевых усилий в поперечных стержнях, пересекаемых наклонным сечением; Q  поперечная сила в вершине наклонного сечения от действия опорной реакции и нагрузки; QB=МB/с b2=2; 1=0.4 Rbt  расчет напряжения на растяжение

Rbt=1.2 мПа для бетона класса В30: МB=b2&#61480 ;f )  Rbt  b  h20= 2 × (1+0.4)×1.2×21.2&# 215;192 =25714 С=√МВ = √ 25714 = 2.7 q 34.73 QB = 25714/2.7 = 95237 RSW = 360 мПа (по СНиПу) расчетное сопротивление на растяжение QSW= qSW × C0 qSW= RSW×ASW S RSW — расчетное сопротивление стали на растяжение

АSW — площадь хомутов в одной плоскости S — шаг поперечных стержней qSW = 360 × 0.85 ×(100) = 30600 Н/м 0.1 С0=√ MB = √ 61137 = 1.41 м qSW 30600 QSW = qSW×C0 = 30600 × 1.41 = 43146 кН — условие прочности элемента по наклонному сечению выполняется. Q ≤ QB+QSW 63519 ≤ 95237 + 43146 63519 ≤ 138383 — условие прочности выполняется, сечение подобрано правильно 1.6

Расчет панели перекрытия по прогибам Прогиб в элементе должен удовлетворять условию: ƒmax=[ƒ] ƒ – предельно допустимый прогиб ƒ = 2 (для 4 метров ) 1 кривизна панели в середине пролета γС 1 = 1 МДЛ – R2ДЛ × h2 × b ×1.8 γС Еа × АС × h20 × R1ДЛ Еа — модуль упругости стали (Еа=2.1×105мПа) АS=9.45см2 МДЛ = q × ℓ2 × γn = 6.11 × 3.852×0.95

= 10754Нм 8 8 Коэффициент по СНиПу = 1.7 по сетке 150×150 Для определения RДЛ найдем коэффициент армирования: γ = (b΄n–b)hn = ( 157–14.69)× 3.8 = 1.96 b×h0 14.69 × 19 Еb— модуль тяжести бетона, равный 30000 μ×α = AS×Eа = 9.45× 2.1 × 105 = 2.37 b×h0×Eb 14.69×19&

#215;30000 R1ДЛ=0.34; R2ДЛ=0.28 1 1 10754–0.28×222×14.69&a mp;#215;1.8 = 2.9 × 10–5 см–1 γС = 2.1×105×9.45× 192 × 0.34 ƒmax= 5 × ℓ2P = 5 × 3.85 × 2.9 × 10–5= 1.16см 48 γC 48 ƒmax ≤ 3 – условие прочности выполняется 2.Расчет монолитной центрально нагруженной. 2.1.Сбор нагрузок на колонны. Колонны предназначены для поддержания железобетонного перекрытия.

Будучи жестко связанными с главными балками, они фактически представляют собой стойки рамной конструкции. Поэтому в них в общем случае возникают сжимающие усилия, изгибающие моменты и поперечные силы. Грузовая площадь ℓ01= 0.7 × H=0.7× (3.5+0.6)=2.87 м, расчетная длина первого этажа где Н– высота этажа; 0.7 – понижающий коэффициент; Задаем сечение (колонну) равную h × b=35 × 35 hK × bK=35 × 35см=0.35

× 0.35м ℓ = 4м; b = 6м; АГР = 4×6 =24м2 hР = b × 0.1 = 4×0.1=0.4м — высота ригеля; bР = 0.4× hР=0.4×0.4 = 0.16м — ширина ригеля; mP= hP × bР×р = 0.4×0.16×2500= 160 кг — масса на один погонный метр; М = 160/6= 60кг — на один квадратный метр; Вид нагрузки Нормативная нагрузка, qН кН/м Коэффициент запаса прочности γf

Расчетная нагрузка q, кН/м2 I. Нагрузка от покрытия: 1.Постоянная: — рулонный ковер из трех слоев рубероида — цементная стяжка — утеплитель — паризол — панель ЖБ перекрытия — ригель Σ 2.Временная: – кратковременная – длительная Полная нагрузка от покрытия II.Нагрузка от перекрытия 1.Постоянная: -собственный вес ЖБ конструкций 25кН/м3×0.11м – пол деревянный 0.02×8 – утеплитель 0.06×5

– ригель –звукоизоляция 0.06×5 Σ 2.Временная: – длительнодействующая – в том числе кратковременно действующая Σ Всего перекрытия 0.12 0.4 0.48 0.04 2.75 0.625 qН=4.415 0.7 0.3 5.415 2.75 0.16 1.04 0.625 0.3 qН=4.875 11.5 1.5 qН=13 17.875 1.2 1.3 1.2 1.2 1.1 1.1 1.4 1.4 1.1 1.1 1.2 1.1 1.2 1.3 1.3 0.144 0.52 0.576 0.048 3.025 0.687 q=5 0.98 0.42 6.4 3.025 0.176 1.248 0.687 0.36 q=5.496 14.95 1.95 q=16.9 22.396 Этажи От перекрытия и покрытия Собственный вес колонны

Расчетная суммарная нагрузка Длительная Кратковременная NДЛ NКР NПОЛН 4 3 2 1 1171 1659 2147 2635 325 470 615 760 52 70 88 104 1223 1729 2235 2743 325 470 615 760 1549 2200 2850 3504 Расчет нагрузки колонны Подсчет расчетной нагрузки на колонну. 2.2 Расчет колонны первого этажа N=3504кН; ℓ 01=2.87 Определим гибкость колонны. λ= ℓ0 = 2.87 =8.2см hK 35 8.2>4 значит, при расчете

необходимо учитывать случайный эксцентриситет ℓСЛ = hК = 35 =1.16см 30 30 ℓ/600 = 287/600 = 0.48 ℓСЛ≥ℓ/600 1.16 ≥ 0.48 Принимаем наибольшее, если=1.16см. Рассчитанная длинна колонны ℓ0=3.22см, это меньше чем 20×hK, следовательно, расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле: АS = N – AB × Rb×γb φ ×

RS RS φ=φB+2×(& #966;E +φB)×α φE и φВ – берем из таблицы φℓ=0.91 φB=0.915 α= μ× RS = 0.01× 360 = 0.24 RB×γB 17.0×0.9 NДЛ/N=2743/3504=0.78 ℓ0/h=2.87/35=8.2 φ= 0.915 + (0.91– 0.915) × 0.24 = 0.22 Проверяем коэффициент способности NСЕЧ = φ(RbAB×γB+ASR

S)= 0.22(17.0×0.01×0.9+41. 24×360)= 4997 Проверяем процентное расхождение оно должно быть не больше 10% N = 4997000 – 3504000 × 100% = 4.2 % 3504000 4.2 %<5 % — условие выполняется AS = 3504000 17.0×0.9 0.9×360×100 35×35× 360 = 41.24см2 Возьмем пять стержней диаметром 32 мм, AS = 42.02см

М = АS = 42.02 × 100% = 3.40% AБЕТ 1225 2.3 Расчет колонны второго этажа. N= 2850 кН; ℓ01= 2.87 м Определим гибкость колонны: λ= ℓ0 = 287 = 8.2см 9.2>4 – значит при расчете необходимо hK 35 учитывать случайный эксцентриситет ℓСЛ = hK/30=35/30=1.16см ℓСЛ ≥ ℓ = 287 = 0.47 600 600 ℓ — высота колонны

Принимаем наибольшее, значение если =1.16см Рассчитанная длина колонны ℓ0=287см, это меньше чем 20×hК, следовательно расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле: AS = N Rb× γВ φ×RS AB × RS φ= φВ+2 × (φЕ – φB)×α α= М×RS = 0.01× 360 = 0.23

RB×γB 17.0×0.9 φE и φВ – берем из таблицы NДЛ/N = 2235/2850 = 0.82 ℓ0/h = 287/35=8.2 φE = 0.91 φB = 0.915 φ= 0.915 + (0.91– 0.915) × 0.22 = 0.20 АS = 285000 35×35 × 17.0×0.9 = 43.26 см2 0.9×360×100 360 Возьмем семь стержней диаметром 28мм, АS = 43.20см М = АS = 43.20 × 100%= 3.3%

AБЕТ 1225 Проверка экономии: NCЕЧ = φ× (RВ×γΒ&#2 15;AБЕТ +AS×RS) = 0.87×(17.0×0.9&#21 5;1225×100+43.20×360&a mp;#215;100)=2983621 кН Проверяем процентное расхождение 2983621 – 2850000 × 100% = 4.6% 2850000 4.6% < 5% условие выполняется 2.4Расчет монтажного стыка колонны. Стык рассчитывается между первыми и вторыми этажами.

Колонны стыкуются сваркой стальных торцевых листов, между которыми при монтаже вставляют центрирующую прокладку толщиной 5мм. Расчетные усилия в стыке принимаем по нагрузке второго этажа NСТ=N2=2852 кН из расчета местного сжатия стык должен удовлетворять условие : N ≤ RПР×FСМ RПР – приведенная призменная площадь бетона; FСМ – площадь смятия или площадь контакта Для колонны второго этажа колонна имеет наклонную 4 диаметром 20мм,

бетон В30 т.к продольные арматуры обрываются в зоне стыка то требуется усиление концов колон сварными поперечными сетками. Проектируем сетку из стали АIII.Сварку торцевых листов производим электродами марки Э-42, RСВАРКИ =210мПа Назначаем размеры центрирующей прокладки С1 = C 2 = bK = 350 = 117мм 3 3 Принимаем прокладку 117×117×5мм.

Размеры торцевых листов: b=h=b–20=330мм Усилие в стыке передается через сварные швы по периметру торцевых листов и центрирующую прокладку. Толщина опорной пластины δ=14мм. NCТ = NШ + Nп Определим усилие, которые могут воспринимать сварные швы NШ = NСТ × FШ FK FШ – площадь по контакту сварного шва; FK – площадь контакта; FK = FШ + FП F= 2 × 2.5 × δ × (h1+в1–5&

#948;)=2 × 2.5 × 1.4 × (35 + 35–5 × 1.4) = 504 см2 FП = (C1+3δ) × (C2+3δ ) = (11.7+3×1.4) × (11.7+3 × 1.4) = 252.81см2 FK = 504+252.81= 756.81см2 NШ = (2850×504) / 756.81 = 1897 кН NП = NCТ –NШ = 2850–1897 = 953 кН Находим требуемую толщину сварочного шва, по контуру торцевых листов ℓШ = 4 × (b1–1) = 4 × (35–1) = 136см hтребш =

NШ = 1897000 = 0.66см ℓШ × RСВ 136 × 210 × (100) Принимаем толщину сварного шва 7мм Определим шаг и сечение сварных сеток в торце колонны под центральной прокладкой. По конструктивным соображениям у торцов колонны устраивают не менее 4-х сеток по длине не менее 10d (d ― диаметр рабочих продольных стрежней), при этом шаг сеток должен быть не менее 60мм и не более 1/3 размера меньшей стороны сечения и не более 150см.

Размер ячейки сетки рекомендуется принимать в пределах от 45–150 и не болей 1/4 меньшей стороны сечения элемента. Из стержней Ø 6мм, класс А-III, ячейки сетки 50×50, шаг сетки 60мм. Тогда для квадратной сетки будут формулы: 1) Коэффициент насыщения сетками: MCK = 2×fa = 2×0.283 = 0.023 а×S 4×6 fa — площадь 1-ого арматурного стержня а — количество сеток 2) Коэффициент αC=

MCK× Ra = 0.23×360 = 5.7 Rb× m b 17.0×0.85 Коэффициент эффективности армирования К = 5 + αС = 5 + 5.7 = 1.12 1 + 1.5αС 1 + 8.55 NСТ ≤ RПР×FCМ RПР=Rb×mb×γb+ k×MCK×Ra×&amp ;#947;K γb= 3√ FК = 3√ 1225 = 1.26 FСМ 756.81 γК= 4.5 – 3.5 × FCM = 4.5 – 3.5 × 756.81 = 1.55

FЯ 900 RПР=17.0× 0.85 ×1.26 + 1.12 × 0.023 × 360 ×1.55 = 2617 мПа 2850 ≤ 2617× 756.81 кН 2850 кН ≤ 1980571 кН 2.5Расчет консоли колонны. Опирание ригеля происходит на железобетонную колонну, она считается короткой если ее вылет равен не более 0.9 рабочий высоты сечения консоли на грани с колонной. Действующая на консоль опорная реакция ригеля воспринимается бетонным сечением консоли и определяется

по расчету. Q= q×ℓ = 22.396 ×4 × 6 = 268.75 кH 2 2 Определим линейный вылет консоли: ℓКН = Q = 223960 = 9.6 см bP × Rb × mb 16 × 17.0 × (100) × 0.85 С учетом величины зазора между торцом ригеля и граней колонны равняется 5см, ℓК=ℓКН + 5= 9.6+ 5=14.6 ― должно быть кратным 5  ℓКН=15см ℓКН=15см

(округлили) Высоту сечения консоли находим по сечению проходящему по грани колонны из условия: Q ≤ 1.25 × К3 × K4 × Rbt × bk × h20 а а ― приведенная длина консоли h0 ≤ Q 2.5 × Rbt × bК × γb — максимальная высота колонны h0 ≤ Q 2.5 × Rbt × bК × γb — максимальная высота колонны h0 ≥&

#8730; Q× a минимальная высота 1.25×K3×K4×Rb t×bK×γb а=bK Q = 15 223960 = 22.14 см 2×bK×Rb×mb 2 × 35×17.0× (100)×0.85 h0 MAX ≤ 223960 = 24 см 2.5 ×1.2 × (100)×5 × 0.85 h0 MIN =√ 223960×22.14 = 18 см 1.25×1.2×1×1. 2(100)×3.5×0.85 Принимаем высоту h = 25см ― высота консоли.

Определяем высоту уступа свободного конца консоли, если нижняя грань наклонена под углом 45° h1=h–ℓК×tgα = 25– 15× 1=10см h1 > ⅓ h 10 > 8.3 условие выполняется 2.6 Расчет армирования консоли. Определяем расчетный изгибающий момент: М=1.25 × Q × (bK– Q )= 1.25×Q× a= 1.25 × 223960 × 22.14 = 61.98

к 2 × b × Rb × m b Определим коэффициент AO : А0 = М = 6198093 = 0.12 Rb × mb × bK × h20 17.0 × 0.85 × 35 ×322 ×100 h0 = h – 3 = 35 – 3 = 32 см ξ = 0.94 η = 0.113 Определяем сечение необходимой продольной арматуры : F = M = 6198093 = 2.55 см2 η × h0 ×

RS 0.113×32 × 360 × 100 Принимаем 4 стержня арматуры диаметром 9 мм. Назначаем отогнутую арматуру : Fa = 0.002 × bK × h0 = 0.002 × 35 × 32 = 2.24 см2 Определяем арматуру Fa = 2.24 см2 — 8стержня диаметром 6 мм Принимаем хомуты из стали A–III, диаметром 6 мм, шаг хомутов назначаем 5 см.

3. Расчет монолитного центрально нагруженного фундамента Расчетная нагрузка на фундамент первого этажа : ∑ N1ЭТАЖА =3504 кН b×h = 35×35 Определим нормативную нагрузку на фундамент по формуле : NH = N1 = 3504/1.2 = 2950 кН hСР где hСР — средний коэффициент нагрузки Определяем требуемую площадь фундамента FTPФ = NH = 2950000 = 7.28 м2

R0 – γСР × hƒ 0.5 ×106 – 20 × 103× 2 γСР — средний удельный вес материала фундамента и грунта на его уступах равен: 20кН/м3 аСТОРОНА ФУНДАМЕНТА =√FСРФ = √ 7.28 = 2.453 м = (2.5 м ) так как фундамент центрально нагруженный, принимаем его в квадратном плане, округляем до 2.5 м Вычисляем наименьшую высоту фундамента из условий продавливания его колонной по поверхности пирамиды

продавливания, при действии расчетной нагрузки : Наименьшая высота фундамента: σГР = N1 = 3504 481.3 кН/м2 FФ 7.28 σ — напряжение в основании фундамента от расчетной нагрузки h0 MIN = ½ × √ N1 hK + bK 0.75 × Rbt × σTP 4 h0 MIN = ½ × √ 2916 0.35 +0.35 = 2.25 см 0.75 × 1.3 × 1000 × 506.3 4 М0

MIN = h0 MIN + a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м Высота фундамента из условий заделки колонны : H = 1.5 × hK + 25 = 1.5 × 35 + 25 = 77.5 см h0 MIN = ½ × √ N1 hK + bK 0.75 × Rbt × σTP 4 h0 MIN = ½ × √ 2916 0.35 +0.35 = 2.25 см 0.75 × 1.3 × 1000 × 506.3 4 М0

MIN = h0 MIN + a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м Высота фундамента из условий заделки колонны : H = 1.5 × hK + 25 = 1.5 × 35 + 25 = 77.5 см Из конструктивных соображений, из условий жесткого защемления колонны в стакане высоту фундамента принимаем : Н3 = hСТ + 20 = 77.5 + 20 = 97.5 см — высота фундамента. При высоте фундамента менее 980 мм принимаем 3 ступени назначаем из условия обеспечения бетона достаточной

прочности по поперечной силе. Определяем рабочую высоту первой ступени по формуле : h02 = 0.5 × σГР × (а – hK – 2 × h0) = 0.5 × 48.13 × (250 – 35 – 2×94 ) = 6.04 см √ 2×Rbt×σГР √2×1.2 × 48.13 × (100) h1= 26.04 + 4 = 30.04 см Из конструктивных соображений принимаем высоту 300 м.

Размеры второй и последующей ступени определяем, чтобы не произошло пересечение ступеней пирамиды продавливания. Проверяем прочность фундамента на продавливание на поверхности пирамиды. Р ≤ 0.75 × Rbt × h0 × bCP bCP — среднее арифметическое между периметром верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания в пределах h0 bСР = 4× (hК +h0) = 4 × (35 +94)= 516 cм P = N1 – FОСН × σГР = 3504 × 103 – 49.7 × 103

× 48.13 = 111.2 кН 0.75 × 1.2 × (100) × 94 × 516 = 4365.1 кН. Расчет арматуры фундамента. При расчете арматуры в фундаменте за расчетный момент принимаем изгибающий момент по сечением соответствующим уступам фундамента. MI = 0.125 × Р × (а–а1)2 × b = 0.125×111.2×(2.5– 1.7)2 × 2.4 = 5337 кН MII = 0.125 × Р × (а–а2)2 × b = 3755 кН

МIII =0.125 × Р × (а–а3)2 × b = 1425 кН Определим необходимое количество арматуры в сечении фундамента : Faℓ = МI = 5337 = 17.52 см2 0.9 × h ×RS 0.9 × 0.94 × 360 Faℓ = МII = 3755 = 12.32 см2 0.9 × h × RS 0.9 ×0.94 × 360 Faℓ =

МIII = 1425 = 4.72 см2 0.9×h0×RS 0.9 × 0.94 × 360 Проверяем коэффициент армирования (не менее 0.1%) M1 = 17.52 × 100 % = 0.53% 35 × 94 M1 = 12.32 × 100 % = 0.37% 35 × 94 M1 = 4.72 × 100 % = 0.14% 35 × 94 Верхнею ступень армируем конструктивно-горизонтальной сеткой из арматуры диаметром 8мм, класса

А-I, устанавливаем через каждые 150 мм по высоте. Нижнею ступень армируем по стандартным нормам

Понравилась статья? Поделиться с друзьями:
allbest-referat.ru
Добавить комментарий

;-) :| :x :twisted: :smile: :shock: :sad: :roll: :razz: :oops: :o :mrgreen: :lol: :idea: :grin: :evil: :cry: :cool: :arrow: :???: :?: :!:

Этот сайт использует Akismet для борьбы со спамом. Узнайте, как обрабатываются ваши данные комментариев.