Проектирование железобетонного каркаса многоэтажного гражданского здания

Размещено на http://www.allbest.ru/

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ УКРАИНЫ

Национальная академия природоохранного и курортного строительства

Кафедра железобетонных конструкций

ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

к курсовому проекту

Тема: "Проектирование железобетонного каркаса многоэтажного гражданского здания"

Выполнил: студент гр. ПГС-402

Мещеряков С.В.

Проверил: доцент Морозов В.В.

Симферополь - 2007

Содержание

Исходные данные для проектирования

1. Разработка конструктивной схемы здания

2. Расчёт и конструирование сборной панели перекрытия

2.1 Расчёт по предельным состояниям первой группы

2.2 Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям второй группы

3. Расчёт и конструирование сборного неразрезного ригеля

3.1 Расчёт сечения ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

3.2 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

3.3 Проверка прочности наклонного сечения подрезки по поперечной силе

3.4 Проверка прочности наклонного сечения расположенного вне подрезки

3.5 Проверка прочности наклонной сжатой полосы консоли подрезки

4. Расчёт и конструирование колонны первого этажа

4.1 Определение продольных сил от расчётных нагрузок

4.2 Характеристики прочности бетона и арматуры

4.3 Консоль колонны

5. Расчёт сборного фундамента под колонну

6. Расчёт и конструирование плиты монолитного перекрытия

7. Расчёт элемента каменной конструкции

8. Вертикальная диафрагма жёсткости

8.1 Нагрузки

8.2 Расчёт вертикальных диафрагм высотой 30 м

8.3 Расчёт вертикальных диафрагм в пределах высоты этажа

Список литературы

Исходные данные для проектирования

Восьмиэтажное гражданское здание с подвалом в городе Херсоне.

Пролёт - 7,2 м.

Шаг - 6 м.

Пролётов - 4.

Шагов - 18.

Высота этажа - 3 м.

Количество этажей - 9.

Нормативная временная нагрузка - 8 кН.

Конструкция полов: Керамическая плитка, толщиной 10 мм.

Сопротивление грунта основания - 0,40 Мпа.

Характеристика каменной кладки:

Марка камня - М 150.

Марка раствора - М 100.

Нормативная нагрузка на перекрытие 8 кН/м².

Район строительства Симферополь.

Тин местности по ветровой нагрузки. - В.

Ширина окна 2,6 м.

1. Разработка конструктивной схемы здания

Восьмиэтажное каркасное здание с подвальным этажом имеет размеры в плане 28.8?108 м и сетку колон 7.2?6 м. Высота этажа 3 м. Принимаем навесные стеновые панели из лёгкого бетона, в торцах здания замоноличиваются совместно с торцевыми рамами, образуя вертикальные связевые диафрагмы. Стены подвала из бетонных блоков.

Нормативное значение временноё нагрузки , коэффициент надёжности по нагрузке , коэффициент надёжности по назначению здания . Снеговая нагрузка для района строительства (г. Симферополь) по IV снеговому району.

Ригели поперечных рам трёхпролётные, на опорах жёстко соединённые с крайними и средними колоннами. Плиты перекрытий предварительно напряжённые, шириной 1400 мм; связевые плиты размещаем по рядам колонн; доборные пристенные плиты опираются на ригели и опорные стальные столики, предусмотренные на крайних колоннах.

В продольном направлении жёсткость здания обеспечивается вертикальными связями, устанавливаемыми в одном среднем пролёте по каждому ряду колонн. В поперечном направлении жёсткость здания обеспечивается также по связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытия, работающие как горизонтальные жёсткие диски, передаётся на торцевые стены, выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм.

2. Расчёт и конструирование сборной панели перекрытия

2.1 Расчёт по предельным состояниям первой группы

Расчётный пролёт и нагрузки.

Ребристая плита (Рис. 1) высотой 300 мм, шириной 1,48 м и длиной 5,77 м состоит из полки толщиной 50 мм, двух продольных рёбер высотой 300 мм шириной понизу 70 мм и поверху 90 мм, трёх поперечных рёбер высотой 150 мм шириной понизу 50 мм и поверху 100 мм.

Рисунок 1. Ребристая плита

Плита изготавливается из тяжёлого бетона класса В 25; коэффициент условий работы бетона ;

.

Полка плиты армируется рулонными сетками из арматурной проволоки периодического профиля, укладываемыми между продольными рёбрами понизу и над ними поверху полки.

Арматура продольных рёбер из стали класса А-V ().

В плите перекрытия допустимо образование трещин, к ней предъявляется 3-я категория по трещиностойкости.

Плиты изготавливаются по поточно-агрегатной технологии с электротермическим способом натяжения арматуры на упоры формы.

Плита используется при строительстве здания, относящегося ко II классу, поэтому коэффициент надёжности по назначению .

Подсчёт нагрузок на перекрытие приведён в табл. 1.

Подсчёт нагрузок на покрытие приведён в табл. 2.

Таблица 1. Подсчёт нагрузок на 1 м² перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка,	Коэффициент надёжности по нагрузке ?f	Расчётная нагрузка,
Постоянная:
Ребристая плита	2,5	1,1	2,75
Слой цементного раствора ?=20 мм. (? = 2200 кг/м3)	0,44	1,3	0,57
Керамическая плитка ? = 13 мм (? = 1800 кг/м 3)	0,24	1,1	0,264
Общая постоянная нагрузка:	3,18		3,584
Временная В том числе: длительная кратковременная	8 4 4	1,2	9,6 4,8 4,8
Полная нагрузка:	11,18		13,18

Таблица 2. Подсчёт нагрузок на 1 м ² покрытие

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка,	Коэффициент надёжности по нагрузке ?f	Расчётная нагрузка,
Постоянная:
Гравийная мастика =20мм.	0,7	1,3	0,91
Три слоя руберойда	0,1	1,1	0,11
Стяжка =18мм.	0,45	1,3	0,885
Утеплитель	0,2	1,1	0,22
Ж/Б плита	2,5	1,1	2,75
Временная Обслуж. персонал	1,5	1,2	1,8
Снеговая нагрузка	0,5	1,2	0,7
Полная нагрузка:	5,95	1,2	7,07

Для установки расчётного пролёта предварительно задаём размерами сечения ригеля: . При опирании на ригель поверху, расчётный пролет равен .

Расчетная нагрузка на 1 м длины при ширине плиты 1,4 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания ?_n=0.95; постоянная g =3.584*1.4*0,95=14.76 кН/м; полная g+v=13.18*1,4* 0,95= 16,72 кН/м.

Нормативная нагрузка на 1 м: постоянная g=3,18*1,4*0,95=4,25 кН/м; полная g+v=11,18*1,4*0,95=13,9 кН/м, в том числе постоянная и длительная 7,18*1,4* 0,95=9 кН/м.

Усилия от расчетных и нормативных нагрузок. От расчетной нагрузки: M=(g+v)l²/8=16,72*5.88² /8=56 kH; Q=(g+v)l₀/2=12,72*5,88/2=37,5 кН.

От нормативной полной нагрузки: М = 13,9*5,88²/8 = 57,3 кНм; Q =13,9*5,88/2=40 кН. От нормативной постоянной и длительной нагрузки: M=9*5,88²/8=38.5 кНм.

Установление размеров сечения плиты (рис. 1). Высота сечения ребристой предварительно напряженной плиты ; рабочая высота сечения .

В расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина сжатой полки таврового сечения hf=5 см; отношение 1, при этом в расчет вводится вся ширина полки = 136 см.; расчётная ширина ребра =2*7= 14 см.

Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси, M=56 кН*М. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Вычисляем:

.

Из табл. находим- нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки; 0,98.

Вычисляем характеристику сжатой зоны = 0,85-0,008R_b = 0,85-0,008 *0,9*14,5=0,75.

Граничное значение высоты сжатой зоны:

, где

; в знаменателе принято 500МПа, т.к. . каркас многоэтажное проектирование гражданское

Коэффициент условия работы:

Площадь сечения арматуры:.

.

Принимаем арматуру 2O 14 мм A-V с площадью A_s=3.08 см².

Расчёт полки на местный изгиб. Расчётный пролёт между осями опор:

.

Нагрузка на 1м² полки может быть принята (с несущественным прерыванием) такой же, как и для плиты (g+v)?_n=13.18*0.95=12.5 kH/m².

Изгибающий момент для полосы шириной 1 м определяется с учетом частичной заделки в ребрах; кНм. Рабочая высота сечения h₀=5-1,5=3,5 см. Арматура 4 Вр-I с =370 МПа; A₀=158000/0,9*14,5*100*3,6²(100)=0,083;

= 0,96; As=158000/370*3,5*0,96(100)=1.13 см ²-9 4Вр-1 с А ₀ = 1.13 см ². Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой 4 Вр-I с шагом s=125 мм.

Расчет прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси, Q = 37,5кН. Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось с. Влияние свесов сжатых полок (при двух ребрах).

.

Влияние продольного усилия обжатия N = P=105 кН.

.

Вычисляем принимаем 1,5;

.

В расчётном наклонном сечении , отсюда:

.

Принимаем

Тогда Q_b=B/c=32*10⁵/54=60*10³ H=60 kH>Q=37.5kH.

Следовательно, поперечная арматура по расчёту не требуется, на приопорных участках длиной l/4 устанавливаем конструктивно 4Вр-I с шагом s=h/2=30/2=15 см. В средней части пролёта шаг s=3h/4 =3*30/4=25 см.

2.2 Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям второй группы

Геометрические характеристики приведённого сечения.

Сечение плиты приводим к эквивалентному тавровому (Рис. 2) с размерами:

.

Площадь сечения бетона:

.

Площадь продольной арматуры:

.

Рис. 2. Приведенное сечение плиты

Отношение модулей упругости v=E_s/E_b=190000/30000=6.35. Площадь приведенного сечения:

.

Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани .

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани:

.

Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести:

.

Момент сопротивления приведенного сечения для крайнего нижнего волокна:

.

.

Расстояние от ядровой точки, наиболее удалённой от растянутой зоны (верхней), до центра тяжести приведенного сечения:

.

.

.

Отношение напряжения в бетоне от нормативных нагрузок и усилия обжатия к расчётному сопротивлению бетона для предельных состояний второй группы предварительно принимаем 0,75.

Определение потерь предварительного напряжения. Проверяем принятое предварительное напряжение арматуры с учётом допустимых отклонений р при коэффициенте .

Первые потери:

· От релаксации напряжений стержневой арматуры при электротермическом способе натяжения: .

· От температурного перепада при агрегатно-поточной технологии изготовления плит:, так как арматура и форма нагреваются одновременно, то перепада температуры нет.

Усилие предварительного обжатия:

.

Эксцентриситет приложения усилия Р относительно центра тяжести приведенного сечения: .

Принимаем .

Сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести арматуры при:

.

При вычислении значения напряжениями от веса плиты пренебрегаем, так как они уменьшают напряжения.

.

Вычисляем сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия обжатия Р ₁ и с учетом -изгибающего момента от веса плиты M=2500*1,4*5,88²/8 = 1 500 000 Н-см=15кНм. Тогда:

Потерь от ползучести бетона:

.

.

Первые потери:С учётом потерь напряжение Мпа.

Потери от усадки бетона .

Потери от ползучести бетона при .

.

Вторые потери:

.

Суммарные потери:

.

Усилие обжатия с учётом полных потерь:

.

Расчёт по образованию трещин, нормальных к продольной оси. Расчёт производим для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. При этом, для ребристой плиты к которой предъявляются требования 3-й категории по трещиностойкости, принимаем значение коэффициента надёжности по нагрузке ; M=47 kHм.

Вычисляем момент образования трещин по приближённому способу ядровых моментов по формуле:

, где

.

Поскольку , то трещины в растянутой зоне образуются. Следовательно, необходим расчёт по раскрытию трещин.

Проверим, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при её обжатии, при ?_sp=1.16 Изгибающий момент от веса плиты М = 15 кНм.

Расчётное условие:

.

.

- условие выполняется, начальные трещины не образуются, здесь - сопротивление бетона растяжению, соответствующее передаточной прочности бетона .

Расчёт по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси. Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси, при ?_sp=1. Предельная ширина раскрытия трещин: непродолжительная a_crc= [0,4 мм], продолжительная a_crc =(0,3 мм). Изгибающие моменты от нормативных нагрузок: постоянной и длительной M=;38,5 кНм; суммарной M=47,3 кН-м .

здесь принимается: z₁=h₀-0.5=27-0.5*5=24.5 см-плечо внутренней пары снл;

е _0n=0; Ws=A_s z₁= 3,08*24,5=75,5 см³.

Приращение напряжений в арматуре от действия полной нагрузки:

МПа.

ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки:

;

здесь диаметр продольной арматуры.

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок: .

Ширина раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок:

Непродолжительная ширина раскрытия трещин:

.

Продолжительная ширина раскрытия трещин:

.

Расчёт прогиба плиты. Прогиб плиты определяем от нормативного значения постоянной и временной длительной нагрузок, предельный прогиб . Вычисляем параметры, необходимые для определения прогиба плиты. Вычисляем параметры, необходимые для определения прогиба плиты с учетом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок М = 38,5 кНм; суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь и при ?_sp=1 N_tot=105 kH эксцентриситет , коэффициент _t=0.8 - при длительном действии нагрузи:

,

Вычисляем кривизну оси при изгибе:

, где:

- при длительном действии нагрузок.

при и допущением, что

.

Определим прогиб плиты:

.

Определённый прогиб плиты меньше допустимого.

3. Расчёт и конструирование сборного неразрезного ригеля

3.1 Расчёт сечения ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон тяжёлый класса В 25, расчётное сопротивление при сжатии , при растяжении ; коэффициент работы бетона ; модуль упругости .

Арматура продольная рабочая класса А-III, расчётное сопротивление , модуль упругости .

Расчётная нагрузка на 1 м.п. длины ригеля.

Постоянная q_n=0.95*4.64*7.2*0.95=31.7kH/m.

От веса ригеля с учётом коэф. надежности .

.

Временная нагрузка с учётом .

V=9.6*7.2*0095=65.7kH/m.

В том числе длительная и кратковременная.

4,8*7,2*0,95=32,8 kH/m.

Полная нагрузка q+v=36.8+65.7=102.5 kH/m.

M=(q+v)l²/8=102.5*7.2²/8=664.2 kHm.

Q=(q+v)l/2=102.5*7.2/8=369 kH.

3.2 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

Определяем граничную высоту сжатой зоны:

, где

.

.

Коэф. .

Вычисляем:

.

. Принимаем . .

.

арматура в сжатой зоне по расчёту не требуеться, при .

Сечение продольной рабочей арматуры:

.

; , вычисляем:

.

Принимаем 5 O 28 А-III с .

Определяем сечение верхней арматуры, необходимой для восприятия опорного момента.

M=55 kHm. в стадии монтажа. h₀=700-30=670 мм.

Коэф. .

При .

Сечение верхней арматуры:

.

Принимаем 2 O 4 А-III с .

3.3 Проверка прочности наклонного сечения подрезки по поперечной силе

Полезная высота сечения h_o=700-30=670 мм.

Принимаем , для тяжело бетона.

.

Усилие, воспринимаемое поперечными стержнями на единицу длины элемента:

.

При для тяжелого бетона:

.

.

Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения:

.

Следовательно, поперечная сила воспринимается бетоном.

.

Поперечная сила в конце наклонного сечения:

Q=Q_min-q_1c=369-102.5*1.3=235.7 kH.

Длина проекции наклонной трещины:

.

Принимаем с ₀=987 мм, тогда Q_sw=q_sw*c₀=184*981=181608H= 181.6 kH.

Проверка условия прочности:

, т.е. прочность подрезки по поперечной силе обеспечена даже без учёта отгибов, установленных у конца подрезки по условию:

.

.

где .

Q₁=369-102.5*0.07=3618 kH.

Проверка прочности наклонного сечения подрезки на действие изгибающего момента.

Невыгоднейшее значение:

Продольная арматура.

.

(2 ₁₄ A-III), т.к. х=0, то z_s=h_o1-a'=670-30=640 мм.

a=30мм - расстояние от начала наклонного сечения до начала отгиба.

Проверим условие прочности по наклонной трещине на действие изгибающего действия.

.

Необходимая длина заведения продольно растянутой арматуры за конец подрезки:

3.4 Проверка прочности наклонного сечения расположенного вне подрезки

h_o=h₀₁=820-670=150 мм. от торца балки.

Тогда l_x =150-10=140 мм.

Длина анкеров для нижней арматуры l_ан =_an =29*28=812 мм.>l_x=140 мм.

Усилие в продольной арматуре:

.

.

Высота сжатой зоны:

Невыгоднейшее значение:

.

Изгибающий момент в нормальном сечении. Проходящего через конец наклонного сечения:

с учётом того что:

.

.

3.5 Проверка прочности наклонной сжатой полосы консоли подрезки

l_sup=120 мм. a₁=30 мм. h₀₁-a'=670-30=640 мм.

sin² = .

Проверка условия прочности по наклонной сжатой полосе:

.

Проверим достаточность продольной арматуры консоли подрезки приняв .

h₀=670 мм. A_s=308 мм².

Продольной арматуры в короткой консоли подрезки достаточно!

4. Расчёт и конструирование колонны первого этажа

4.1 Определение продольных сил от расчётных нагрузок

Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 7,2?6 м = 43,2 м²

Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учётом коэффициента надёжности по назначению по назначению здания : от перекрытия - ;

от ригеля - ; от колонны - (сечением 0,4?0,4; ; ; ; ) - 12,54 кН.

ИТОГО .

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учётом : , в том числе длительная , кратковременная .

Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 5 кН/м ² составит ; от ригеля - 47,02 кН; от колонны - 12,54 кН.

ИТОГО .

Временная нагрузка - снег для I снегового района при коэффициенте надёжности по нагрузке и по назначению здания : .

Продольная сила колонны первого этажа рамы от длительных нагрузок:

.

то же от полной нагрузки: .

Расчётная длина колонн многоэтажных зданий при жёстком соединении ригелей с колоннами в сборных перекрытиях принимается равной высоте этажа.

Случайный эксцентриситет: или но не менее 1 см.

Поскольку эксцентриситет силы > эксцентриситета , то для расчёта принимаем эксцентриситет 1,33 см.

4.2 Характеристики прочности бетона и арматуры

Класс тяжёлого бетона В 20;

;; .

Арматура А-III ; .

Рабочая высота сечения: , ширина b = 40 см.

Так как отношение > 14 то следует учитывать влияние прогиба колонны, где - радиус ядра сечения.

Для тяжёлого бетона ; значение ;

.

Поскольку < то принимаем .

Задаёмся коэффициентом армирования и вычисляем критическую силу по формуле:

.

Вычисляем коэффициент по формуле:

.

Значение е равно .

Определяем граничную высоту сжатой зоны по формуле:

Характеристика сжатой зоны бетона:

, где

; .

- для тяжёлого бетона.

Вычисляем:

> ;

.

> .

Определяем площадь арматуры:

В результате подбора площади по двум сочетаниям принимаем 6 O 36 А-III с ;

- перерасчёт можно не делать.

4.3 Консоль колонны

Опорное давление ригеля .

Момент воспринимаемый консолью:

,

где с- плечо силы:

с=,

где c₁=1.5 см. - зазор между торцом ригеля и колонны.

.

Плечо внутренней пары сил:

z=h_c-a-?-d=15-25-20-20=85 мм,

где d=20-предварительно принятые стержней.

Требуемая площадь сечения поясов:

.

Принимаем 2 O 32 А-III с .

5. Расчёт сборного фундамента под колонну

Сечение колоны 40?40 см. Ввиду относительно малых значений эксцентриситета фундамент колонны рассчитываем как центрально загруженный. Расчётное усилие ; усреднённое значение коэффициента надёжности по нагрузке ; нормативное усилие .

По заданию сопротивление грунта основания ; бетон тяжёлый класса В 20 (; ); арматура класса А-III; . Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах .

Высоту фундамента предварительно принимаем равной ;

Предварительно определяем площадь подошвы фундамента без поправок R₀ на её ширину и глубину заложения:

.

Размер стороны квадратной подошвы . Принимаем размер а = 3,9 м.

Давление на грунт от расчётной нагрузки .

Рабочая высота фундамента из условия продавливания:

.

Устанавливаем полную высоту фундамента из условий:

- продавливания ;

- заделки колоны в фундаменте ;

- анкеровки сжатой арматуры колонны O 36 А-III в бетоне класса В 20

;

рис. 4

Принимаем окончательно фундамент высотой Н = 120 см, - четырёхступенчатый (Рис. 4).

Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающемся в сечении IV - IV. Для единицы ширины этого сечения (b = 100 см):

.

Проверяем условие:

- условие удовлетворяется.

Определяем расчётные изгибающие моменты в сечениях I-I, II-II и III-III по формулам:

.

.

Определяем площадь сечения арматуры:

.

.

Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой и стержней 26 O 18 А-III с шагом 15 см (). Проценты армирования расчётных сечений:

.

.

Проценты армирования расчётных сечений больше .

6. Расчёт и конструирование плиты монолитного перекрытия

Монолитное ребристое перекрытие компонуем с поперечными главными балками и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещаем по осям колонн и в четвертях пролёта главной балки.

Предварительно задаёмся размером сечения балок: главная балка ,

; второстепенная балка , .

Расчётный пролёт и нагрузки. Расчётный пролёт плиты равен расстоянию в свету между гранями рёбер , и в продольном направлении .

Отношение пролётов: - плиту рассчитываем, как работающую по короткому направлению. Принимаем толщину плиты .

Для расчёта многопролётной плиты выделяем полосу шириной 1 м, при этом расчётная нагрузка на 1 м длины плиты 8,47 кН/м (см. таблицу 1). С учётом коэффициента надёжности по назначению здания нагрузка на 1 м будет .

Изгибающие моменты определяем как для многопролётной плиты с учётом перераспределения моментов:

- в средних пролётах и на средних опорах:

.

- в первом пролёте и на первой промежуточной опоре:

Средние пролёты плиты окаймлены по всему контуру монолитно связанными с ними балками, и под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты уменьшаются на 20 %, если:

. При условие не соблюдается.

Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон тяжёлый класса В 15 имеет призменную прочность , прочность при осевом растяжении . Коэффициент условий работы бетона . Арматура - проволока класса Вр-I диаметром 4 мм в сварной рулонной сетке, .

Подбор сечений продольной арматуры. В средних пролётах и на средних опорах:

.

.

По таблице находим значение .

.

Принимаем 10 O 4 Вр-I с и соответствующую рулонную сетку марки:

.

В первом пролёте и на первой промежуточной опоре: .

.

По таблице находим значение .

.

Принимаем две сетки - основную и той же марки доборную с общим числом 20 O4 Вр-I с .

7. Расчёт элемента каменной конструкции

Общие данные. Расчётная длина каменного столба равна высоте этажа .

Принимаем пролёт шириной 2600 мм. -2*6,5=13см (четверти в опорах - запас прочности,) 1600-130=1470 мм.

Площадь сечения: 1,47*0,51=0,75 м².

Расстояние между осями, смежных с проёмом 3,6м.

Грузовая площадь, с которой передаётся нагрузка от перекрытия и покрытия.

A=0.5*6.8/1*3.6=12.258м².

Нагрузка:

· от покрытия; полная 7075*12,3=87 kH.

· от перекрытия; постоянная 12350*12,3=152 kH.

Вес 1м² стены толщиной 510 мм, состоящий из веса кладки 0,51*6*18000=9180 kH/m² и веса штукатурки 0,02*1*2200=440 kH/m².

Вес 1м² стены=9180*1,1+440*1,3=10670 kH/m².

Расчётные постоянные нагрузки:

· расположенные выше низа покрытия, т.е. выше отметки 2,84 м.

9180*1,1*(30,65*28,4)*3,6=81,8 kH;

· от участка, расположенного от низа покрытия до низа перекрытия: 10670*3,6*(28,4-28,17)=8,8 kH;

· от простенка 10670*2,47*1,52=40,06 kH;

· от участка стены, расположенной от низа перекрытия до низа вышележащего проёма: 10670*3,4*0,23=8,3 kH; 10670*3.4*1.05=38.1 kH.

· от участка стены, расположенного от низа пролёта первого этажа, до низа перекрытия над подвалом: 10670*3,4*(1,26+0,3)=56,6 kH.

Глубина заделки панелей перекрытия в стену с=11 см.

Тогда равнодействующая усилий от перекрытий будет приложена на расстоянии 11/3=3,7 см. от внутр. грани стены, а экстриситент e₀=0.5*51-3.7=21.8см.

Изгибающий момент, вызываемый в сечении II-II:

M₁=F1*e0=152*0.218=33.14 kHм.

Конструктивный расчёт.

Начинают с наиболее нагруженного I этажа для сечения II-II:

,

.

Эксцентриситет силы: .

Марка кирпича М 150.

Марка раствора М 100 R=2.2 Мпа.

Определяют высоту сжатой зоны: h_c=h-2e₀=51-2*1.2=48.6 см.

Отношение .

.

.

Площадь сжатой зоны:

.

коэффициент .

Требуемое сопротивление.

.

8. Вертикальная диафрагма жёсткости

Поперечная сила:

.

Эти усилия воспринимаются двумя диафрагмами, расположенные между средними колоннами поперечных рам и собираемыми из панелей размером 5,6х 6,0 м. при толщине 0,2 м. из бетона класса В 10.

Вес ж/б панели .

Вес диафрагм из 9 панелей N=9*76,2=685,8 kH.

8.1 Нагрузки

Суммарные усилия в сечении по обрезу фундамента от ветровой нагрузки, действующий в направлении продольной оси здания на фасадную стену длиной L=108+0.4+2*0.3=109 м. и высотой H=27+0.6=27.6 м.

8.2 Расчёт вертикальных диафрагм высотой 30 м

Расчётная длина консоли l₀=2M=2*27=54 м. Для бетона класса В 10 R_b=6МПа; R_bt=0.57 МПа; Е_b=16000МПа; ?_b2=0,9.

Арматура кл. A-III 10…40 с R_s=R_sc=365МПа; E_s=200 000 МПа.

Коэффициент приведения площади арматуры к площади бетона =200/16=12,5.

В нижнем сечении диафрагмы действуют усилия N=N_t=685.8kH, Q=1800/2=900kH, M=12804/2=6402 kHм, эксцентриситет e₀=6402000/762=8401мм. e_ol=0.

Вспомогательные величины и коэффициенты:

.

.

Для приведенного двутаврового сечения за вычетом пустот .

.

Минимальное армирование, определяемое с помощью при гибкости =54000/5940=9,1.

.

Условная критическая сила:

.

Требуемое симметричное армирование

.

Принимаем арматуру 622 A-III; с A_s=2281 мм².

Расчёт по прочности сечения диафрагмы, наклонного к продольной оси. Q=900 kH; N=685.8 kH.

Проверка условия прочности:

.

8.3 Расчёт вертикальных диафрагм в пределах высоты этажа

Расчётная длина консоли l₀=H=6 м. N=N_t=685.8kH, M=0kH.

Случайный эксцентриситет e_a1=6000/600=10мм.> e_a2=200/30=67 мм.

Вспомогательные величины и коэффициенты: .

.

Минимальное армирование при гибкости: =6000/200=30.

.

Относительная высота сжатой зоны бетона:

.

Требуемое симметричное армирование:

.

По расчёту арматура не требуется, но назначаться по конструктивному соображениям.

2355мм².

Проверка по прочности сечения. Наклонного к продольной оси панели: при случайном эксцентриситете e_a=10 мм. изгибающий момент M=Ne_a=685500*10=6855000 Hмм, по величине его можно определить поперечную силу для балки, свободно лежащей на опорах при l₀=6000мм. Q=4M/l₀=4*6855000/6000=4570H.

Коэффициент .

.

Поперечная арматура, параллельная узким граням панели, по расчёту не требуется. Необходимо только поставить конструктивную поперечную арматуру 3 Вр-I в плоскости диафрагмы с шагом s=400мм. Сборные панели диафрагмы должны быть проверены на усилие, возникающее при их подъёме, транспортирование и монтаже.

Список литературы

1. СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции / Госстрой СССР - М.:ЦИТП Госстроя СССР, 1989. - 80 с.

2. СНиП II-22-81. Каменные и армокаменные конструкции / Госстрой СССР - М.: Стройиздат, 1983. - 40 с.

3. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. Учебник для вузов. - 4-е изд., перераб. - М.: Стройиздат, 1985. - 728 с., ил.

4. Железобетонные конструкции: Курсовое и дипломное проектирование / Под ред. А.Я. Барашикова. - К.: Вища шк. Головное изд-во, 1987. -416 с.

5. Бондаренко В.М., Судницын А.И. Расчёт строительных конструкций. Железобетонные и каменные конструкции: Учеб. пособие для строит. вузов. - М.: Высш. шк., 1984. -176 с., ил.

Размещено на Allbest.ru

...