Проектирование конструкций многоэтажного здания

     W₁=W₂= 70 cм>20d=50 cм - длина анкеровки в сечении первого и крайнего пролетов;

          W₃=W₄= 84 см>20d=64 cм - длина анкеровки в сечении на средних опорах;

         W₅=58 см>20d= 36 см - длина анкеровки в сечении среднего пролета;

     W₆=W₇= 50 см>20d=32 см- длина анкеровки в сечении на крайних опорах; 
 
 
 

Рис.6. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

    4. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЁТ КОЛОННЫ 

Определение продольных сил от расчетных нагрузок

    Грузовая  площадь средней колонны при сетке колонн 7,2х7,2=51,84 м².

    Постоянная  нагрузка от перекрытия одного этажа  с учетом коэффициента надежности по назначению γ_n=0,95:

    4,609·51,84·0,95=226,98 кН;

    от  ригеля (4,7/7,2) 51,84=33,84 кН;

    от  стойки сечением 0,3х0,3,l=4,2, ρ=2500 кг/м³; γ_f=1,1 и γ_n=0,95:

0,3·0,3·4,2·25·1,1·0,95=9,88 кН.

    Итого G=270,7 кН.

    Временная нагрузка от перекрытия одного этажа  с учетом γ_n=0,95:

    Q=9,0·51,84·0,95=443,23 кН,

    в том числе длительная

    Q=2,64·51,84·0,95=130,01 кН,

    кратковременная

    Q=6,36·51,84·0,95=313,22 кН.

    Постоянная  нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 5 кН/м² составит

5·51,84·0,95=246,24 кН; от ригеля -33,84 кН, от стойки-9,88 кН. Итого: G=289,96 кН.

    Временная нагрузка- снег для   снегового района при коэффициентах надежности по нагрузке γ_f=1,4 и по назначению здания γ_n=0,95:

    Q=1,8·1,4·51,84·0,95=124,10 кН,

    в том числе длительная

    Q=0,5·124,1=62,05 кН,

    кратковременная

    Q=0,5·124,1=62,05 кН.

    Продольная  сила колонны первого этажа от длительной нагрузки :   N=289,96+62,05+(270,7+130,01)4=1954,85 кН. Тоже от полной нагрузки : N=1954,85+62,05+313,22*4=3269,78кН. 
        Продольная сила колонны подвала от длительных нагрузок : N=1954,85+(270,7+130,01)=2355,56 кН, то же от полной нагрузки N=2355,56+62,05+313,22*5= 3983,71кН. 

Определение изгибающих моментов  от расчетных нагрузок 

Вычисляем опорные  моменты ригеля перекрытия подвала-первого  этажа рамы. Определяем максимальный момент колонн –при загружении 1+2 без перераспределения моментов. При действии длительных нагрузок М₂₁=-(0,1*36,23+0,062*18,06)*7,2²=-245,83 кНм; М₂₃=-(0,091*36,23+0,03*18,06)*7,2²=-199,07 кНм, при действии полной нагрузки М₂₁=-245,83-0,062*43,5*7,2²=-385,67 кНм; М₂₃=-199,07-0,03*43,5*7,2²=-266,72 кНм. Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы: при длительных нагрузках – М₁=245,83-199,07=46,76 кНм, при полной нагрузке – М₁=385,67-266,72=118,95 кНм. 

 Изгибающий  момент колонны подвала от  длительных нагрузок М=0,4*46,76=18,7 кНм, от полной нагрузки – М=0,4*118,95=47,6 кНм;

 Изгибающие  моменты колонны, соответствующие  максимальным продольным силам:  от длительных нагрузок: М= (0,1-0,091)*54,29*7,2²=25,32 кНм, колонн подвала М=0,4*25,32=10,13 кНм, первого этажа – М=0,6*25,32=15,19 кНм;

От полных нагрузок М=(0,1-0,091)*97,79*7,2²=45,62 кНм, колонн подвала М=0,4*45,62=18,25 кНм, первого этажа – М=0,6*45,62=27,37 кНм. 

    Расчет  прочности средней  колонны 

    В данной курсовой работе рассчитывается наиболее нагруженная колонна подвального этажа. Колонну рассматриваем как центрально сжатый элемент и рассчитываем с учетом случайного эксцентриситета.  

Материалы

Колонну выполняем  из бетона класса В30:

Рабочая продольная арматура класса А–III:

 

1. N_max=3983,71 кН, в том числе от длительных нагрузок N_l=2355,56 кН
2. M=18,25 кНм, в том числе от длительных нагрузок М=10,13 кНм, max M=47,6 кНм, в том числе М_i=18,7 кНм и соответствующее загружению 1+2 значение N=3983,71-443,23/2=3762,1 кН, в том числе N_i=2355,56-130,01/2=2290,56 кН.

    Рабочая высота сечения h₀=h-а=30-4=26 см, ширина b=30 см, эксцентриситет силы е₀=4760/3762,1=1,27 см

    Случайный эксцентриситет e₀=h/30=30/30=1 см или e₀=lcol/600=420/600=0,7 см , но не менее 1см.

    Поскольку эксцентриситет  силы e₀=1,27 см больше случайного эксцентриситета e₀=1 см, то для расчета статически неопределимой системы принимаем e₀=1,27 см.

    Найдем  значение моментов в сечении относительно оси, проходящей через центр тяжести  наименее сжатой (растянутой) арматуры. При длительной нагрузке М_1l=М_l+N_l(h/2-a)=18,7+2290,56(0,30/2-0,04)=270,66 кНм;

при полной нагрузке М₁=47,6+3762,1·0,11=461,43 кНм.

    l₀/r=420/8,67=48,44>14=>следует учитывать влияние прогиба колонны.

где r=0,289h=8,67 см-радиус ядра сечения.

    Расчетная длина колонн многоэтажных зданий при жестком соединении ригелей с колоннами в сборных перекрытиях принимается равной высоте этажа l₀=l=4,2 м.

    Для тяжелого бетона φ_l=1+М_1l/М₁=1+270,66/461,43=1,59. Значение

δ= e₀/h=1,27/30=0,042< δ_min=0,5-0,01l₀/h-0,01R_b=0,5-0,01·420/30-0,01·17=0,19; принимаем δ=0,19. Отношение модулей упругости ν=E_s/E_b=200000/27000=7,4.

    Задаемся  коэффициентом армирования  и вычисляем критическую силу:

    

    Вычисляем η=1/(1-N/N_cr)=1/(1-3762,1/43248,36=1,095,

    Значение  e=e₀η+h/2-а=1,27·1,095+30/2-4=12,39 см.

    Определяем  граничную высоту сжатой зоны:

    

    где ω=0,85-0,008·0,9·17=0,73.

 

Определяем площадь арматуры:

A_s=A^/_s=

Принимаем 3Ø25 А-Ш с As=14,73 см².

     - перерасчёт не требуется

    Конструирование и расчёт консоли  колонны

    Усилие, действующее в сечении консоли  на грани колонны Q = 403,82кН

    При ширине ригеля 30 см принимаем длину опорной площадки l=20 cм, вылет консоли с учетом зазора 5 см составит l₁=25 см, при этом расстояние от грани колонны до силы Q a=l₁-l/2=15 cм

=45 см,- принимаем высоту сечения  консоли у грани колонны; при угле наклона сжатой грани f=45 высота консоли у свободного края h₁=22,5 см, рабочая высота сечения консоли h₀=45-3=42 cм и поскольку l₁=25см<0.9h₀, то консоль короткая.

Определим площадь  сечения рабочей арматуры.

Определим требуемую  площадь армирования А_s:

Принимаем 4Æ14 А – III общей площадью A_s = 6,16 см².

Площадь сечения  отогнутой арматуры (отгибы)

 

принимаем 2Æ14 А – III общей площадью A_s = 3,08 см².

Консоль армируют горизонтальными хомутами Æ6 A – I, шаг хомутов принимается , при высоте h = 45 см принимаем шаг хомутов 10 см. 

Конструирование арматуры колонны 

Колонна армируется пространственными каркасами, образованными  из плоских стальных каркасов. Диаметр  поперечных стержней при диаметре продольной арматуры Ø28 в подвале и первом этаже здания равен 8 мм. Т.к. шаг арматуры должен быть менее 20·d=20·28=560 мм и менее 2b=2·300=600 мм,принимаем Ø 8 А-Ш с шагом s=300 мм по размеру стороны сечения колонны b=300 мм. Колонна членится на 3 элемента. Стык колонн выполняется на ванной сварке выпусков стержней с обетонировкой, концы колонн усиливаются поперечными сетками.

Рис.7. 
5. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА КОЛОННЫ

    Сечение колонны 30×30см. Усилия колонны у заделки в фундаменте: 1) N=3983,71 кН, М=18,25/2=9,125 кНм, е₀=М/N=0,23 см; 2) N=3762,1 кН, М=47,6/2=23,8 кНм,е₀=0,63 см. В данной курсовой работе фундамент рассчитывается как центрально загруженный.

    N=3983,71 кН - расчетное усилие, γ_n=1,15 – усредненное значение коэфф. надежности по нагрузке, нормативное усилие N_n=3983,71/1,15=3464,1 кН.

Материалы

Условное расчетное  сопротивление грунта по заданию R₀ = 0,28 МПа

Материал фундамента – бетон тяжелый класса В20,

Арматура класса А – II, R_s = 280 МПа. Вес единицы объема фундамента и грунта на его обрезах .

Определение размеров фундамента

Площадь подошвы фундамента определяем предварительно без поправок R₀ на ее ширину и заложение:

    Размеры сторон квадратной подошвы  .Принимаем а=3,6 м.Давление на грунт от расчетной нагрузки р=N/A=3983,71/3,6·3,6=307,39 кН/м².

Рабочая высота фундамента из условия продавливания:

    Полная высота фундамента устанавливается из условий:

1. продавливания Н=79+4=83 см;
2. заделки колонны в фундаменте  Н=1,5 h_соl+25=1,5·30+25=70 см;
3. анкеровки сжатой арматуры колонны 2Ø28 А-Ш в бетоне колонны класса В20 Н=24d+25=24·2,8+25=90 см.

    Принимаем окончательно фундамент высотой  Н=90 см, h₀=86 см-трехступенчатый. Толщина дна стакана 20+5=25 см.

    Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента

 h₀₂=30-4=26 см условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении.Q=0,5(а-h_col-2h₀)p=0,5(3,6-0,3-2·0,86)307,39=242,84 кН;

Q=242840>0,6γ_b2R_bth₀₂b=0,6·0,9·0,9·26·100·100=126360Н-условие прочности не удовлетворяется, значит поперечное армирование  в наклонном сечении необходимо.

    Расчетные изгибающие моменты:

    М₁=0,125р(а-h_col)²b=0,125·307,39(3,6-0,3)²3,6=1506,36 кНм;

М₂=0,125р(а-а₁)²b=0,125·307,39(3,6-0,9)²3,6=1008,39 кНм.

Площадь сечения  арматуры

А_s1=М₁/0,9h₀R_s=150636000/0,9·86·280·100=69,5 см²

А_s2=М₂/0,9h₀₁R_s=100839000/0,9·56·280·100=71,5см²

Принимаем нестандартную сварную  сетку  с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 9Æ32 А-II с шагом 200мм (A_S = 72,38cм²).

, что больше   
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

Рис.8. 
 
 
 
 
 
 

6. РАСЧЁТ ПРОСТЕНКА  КАМЕННОЙ СТЕНЫ 
 

     В курсовой работе требуется рассчитать наиболее загруженный простенок  первого этажа. Размеры простенка  в плане 1200×640 мм. Стену рассчитываем как расчлененную по высоте на однопролетные балки с расположением шарниров в плоскостях опирания перекрытий. Нагрузку от верхних этажей принимаем приложенной к центру тяжести сечения вышележащего этажа, а нагрузка в пределах данного этажа считается приложенной с фактическим эксцентриситетом.

Сбор  нагрузок на простенок

 На  стену действуют постоянные (собственный  вес) и временные нагрузки. Рассчитываем  сечение, расположенное в уровне  подоконника первого этажа.

Полная  нагрузка в расчетном сечении, приложенная  в центре тяжести