Проектирование несущих конструкций многоэтажного каркасного дома

Содержание
Исходные данные (Строка 15, Тип пола 5) 5
1 Компоновка здания из сборных железобетонных конструкций. составление монтажного плана перекрытия 6
2 Расчет и конструирование предварительно напряженной многопустотной панели перекрытия 8
2.1 Задание на проектирование 8
2.2 Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям первой группы 10
2.2.1 Установление размеров сечения плиты 10
2.2.2 Характеристики прочности бетона и арматуры 11
2.2.3 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси 12
2.2.4 Расчет прочности плиты по сечению, наклонному к продольной оси 13
2.3 Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям второй группы 14
2.3.1 Геометрические характеристики приведенного сечения 14
2.3.2 Потери предварительного напряжения арматуры 15
2.3.3 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси 17
2.3.4 Расчет прогиба плиты 17
2.4 Конструирование панели 18
2.4.1Результаты расчета 18
2.4.2 Конструирование панели 19
3 Расчет и конструирование ригеля 20
3.1 Задание на проектирование 20
3.2 Расчет прочности нормальных сечений 20
3.3 Построение эпюры материалов 23
3.4 Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу 24
3.5 Расчет прочности наклонных сечении на изгибающий момент 27
3.6 Конструирование ригеля 28
4 Расчет и конструирование колонны 31
4.1 Задание на проектирование 31
4.2 Сбор нагрузок 31
4.3 Расчет прочности нормальных сечений 33
4.4 Расчет прочности консоли 35
4.5 Конструирование колонны 36
5 Расчет фундмента 39
5.1 Исходные данные 39
6.2 Определение размеров фундамента 39
6.3 Проверка прочности нижней ступени против продавливания 41
6.4 Расчет плиты фундамента на изгиб 42
6 Проектирование монолитного железобетонного перекрытия 43
6.1 Задание на проектирование 43
6.2 Разбивка балочной клетки 43
6.3 Расчет плиты перекрытия 45
6.3.1 Определение расчетных пролетов 45
6.3.2 Нагрузки на плиту 47
6.3.3 Определение толщины плиты 48
6.3.4 Расчет продольной арматуры в плите 50
6.4 Расчет второстепенной балки Б-1 51
6.4.1 Статический расчет 51
6.4.2 Определение размеров сечения второстепенной балки 53
6.4.3 Расчет продольной рабочей арматуры 54
6.4.4 Расчет по прочности наклонных сечений второстепенной балки 56
Приложения 63
Приложение 1 63
Список литературы 64

Постоянная и длительная 2,89+0,84 =3,73 кН/м.Величины расчетных изгибающих моментов в неразрезной балочной плите с равными или отличающимися не более чем на 20 % пролетами(= = 1,16 < 1,2) определяются с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций бетона и арматуры в соответствии с [3] по следующим формулам:в крайних пролетах: = = 1,37 кН·м;в средних пролетах и над средними опорами (см. Рис. 11, Рис. 12): = = ±1,54 кН·м;над второй от конца опорой при армировании рулонными сетками (непрерывное армирование): = = -2,24 кН·,где l– больший из примыкающих к опоре расчетный пролет.6.3.3 Определение толщины плитыДля монолитного железобетонного перекрытия принимаем бетон проектного класса по прочности на сжатие В15. С учетом соотношения длительных нагрузок к полным, равного = 0,63 < 0,9(в соответствии с п. 3.3 [3]) расчетные сопротивления определяютсяс коэффициентом условий работы b1 = 1; Rb = 1*8,5 = 8,5 МПа; Еb = 24000 МПа; Rbt = 1*0,75 = 0,75 Мпа.Арматуру в плите перекрытия принимаем для следующего варианта армирования:арматурой класса В500 с расчетным сопротивлениемRs = 415 МПа = 415 Н/мм2 при армировании рулонными сварными сетками (непрерывное армирование), Еs = 190000 МПа.Необходимую толщину плиты перекрытия определяем при среднем оптимальном коэффициенте армирования = 0,006 по максимальному моменту МВ= 3,2кН·м иширинеплиты b'f= 1000 мм.Расчетная высота сечения плиты при относительной ее высоте = = 0,29< = 0,502,где = 0,502– для арматуры класса В500; определяется по табл. 3.2 [3]и при и Мmax = 2,24кН·м: = 0,29*(1-0,5*0,29) = 0,248 – для арматуры класса В500; = = 34,7 мм.Полная высота сечения плиты при диаметре арматуры d = 10 мм и толщине защитного слоя 10 мм: = 34,7+15 = 49,7 мм,где а = 10+5 = 15 мм.Уменьшаем принятую ранее толщину плиты. Принимаемh'f= 60 мм и расчетную высоту сечения = 60-15 = 45 мм.Таблица 3. Расчет рабочей арматуры в многопролетной неразрезной плите монолитного перекрытияРасчетныесеченияРасчетные характеристикиПринятые сварные сетки сплощадью сечениярабочей арматуры As, мм2/мМ,Н·ммb,ммh0, мм;Rb=8,5 МПаАрматура классаВ500 с Rs=415Мпа,1234567На крайних участках между осями 1-2 и 8-9В крайнихпролетах1,37*1061000450,08076,9+ = 100,5+35,3 = 135,8 см2У опор В2,24*1061000450,130128,8+ = 100,5+35,3 = 135,8 см2В среднихпролетах1,54*1061000450,08986,0, = 100,5 см2У опор С1,54*1061000450,08986,0, = 100,5 см2На средних участках между осями 2-8В крайнихпролетах1,37*1061000450,08076,9+, = 83,8+62,8 = 146,6 см2У опор В2,24*1061000450,130128,8+, = 83,8+62,8 = 146,6 см2В среднихпролетах1,23*1061000450,07167,9, = 83,8 см2У опор С1,23*1061000450,07167,9, = 83,8 см26.3.4 Расчет продольной арматуры в плитеРасчеты по определению необходимого количества рабочей арматуры в многопролетной неразрезной плите монолитного перекрытия сведены в таблицу(Таблица 3) для двух вариантов армирования – непрерывного, сварными рулонными сетками из арматуры класса В500 и раздельного, плоскими сварными сетками из арматуры класса А400 (рис. 4, 5). В курсовом проекте достаточно расчета по одному из вариантов армирования.При расчете продольной арматуры в плите перекрытия на средних участках между осями 2-8 учтено указание[11] о том, что для плит, окаймленных по всему контуру монолитно связанными с ними балками, в сечениях промежуточных пролетов и у промежуточных опор величины изгибающих моментов, а, следовательно, и необходимое количество рабочей продольной арматуры разрешается уменьшать до 20 %.На участках в средних пролетах и над средними опорами = ±0,8*1,54 = ±1,23 кН·м.Рис. 13. Схема армирования монолитной плиты перекрытия.При выборе сеток в таблице (Таблица 3) учтено указание п. 1.6 ГОСТ 8478-81 о том, что вследствие ограниченной номенклатуры стандартных сеток, разрешается изготовление нестандартных, при условии, что диаметры всех продольных рабочих стержней будут одинаковыми, не превышающими 5 мм в рулонных сетках, диаметры всех поперечных стержней будут также одинаковыми, не превышающими 8 мм, как в рулонных, так и в плоских сетках. При армировании разрешается разрезка сеток.6.4 Расчет второстепенной балки Б-16.4.1 Статический расчетВторостепенная балка, крайними опорами которой служат стены, а промежуточными – главные балки, работает и рассчитывается как неразрезная многопролетная конструкция.Расчетные средние пролеты исчисляются как расстояния в свету между гранями главных балок, а за расчетные крайние пролеты принимаются расстояния между гранями главных балок и серединами площадок опирания на стены (Рис. 14).Рис. 14. К определению расчетного пролета второстепенной балки.При ширине ребер главных балок (ориентировочно) 250 мм и глубине заделки второстепенных балок и стены на 250 мм.lкр = 5230-0,5*250+0,5*250 = 5230 мм;lср = 5800-2*0,5*250 = 5550 мм.Расчетные нагрузки на наиболее нагруженную второстепенную балку Б-1 с грузовой площадью шириной 2,1 м, равной расстоянию между осями балок, кН/м:постоянная:от веса пола и плиты:(0,73+2,16)*2,1 = 6,07;от веса балки с ориентировочными размерами сечения 200500 мм при плотности вибрированного железобетона 2500 кг/м3: = 2,37;временная по заданию (Таблица 1):длительная = 0,84*2,1 = 1,76; кратковременная = 2,16*2,1 = 4,54.Полная расчетная нагрузка:g + v= (6,07+2,37)+1,76+4,54 = 14,74 кН/м.Постоянная и временная длительная:(6,07+1,37)+1,76 = 9,20 кН/м.С учетом коэффициента надежности по ответственности = 0,95:полная расчетная нагрузка: 14,74*0,95 = 14,0 кН/м;постоянная и временная длительная: 9,2*0,95 = 8,74 кН/м.Рис. 15.Расчетные изгибающие моменты в неразрезных балках (Рис. 15) с равными или отличающимися не более чем на 10 % пролетами:= = 1,06 1,10в соответствии с [11] с учетом перераспределения усилий, в следствие пластических деформаций, определяются по формулам:в крайних пролетах: = = 34,81кН·м;в средних пролетах и над средними опорами:= = ±27,0 кН·м;над вторыми от конца промежуточными опорами В:= = -30,8кН·м,где l – больший из примыкающих к опоре В расчетный пролет.Величины значений возможных отрицательных моментов в средних пролетах при невыгоднейшем загружении второстепенной балки временной нагрузкой в соответствии с [11] определяются по огибающим эпюрам моментов для неразрезной балки в зависимости от соотношения временной и постоянной нагрузок по формуле:где – коэффициент, принимаемый по приложению (Приложение 1).При = 6,3/8,44 = 0,75 для сечений на расстоянии 0,2l от опоры В во втором пролете: II = -0,015и 0,2l от опоры С в третье пролете:III =0,008.Соответствующие значения расчетных изгибающих моментов:minMII = = -6,47кН·м;minMIII = = -3,45кН·м.Расчетные поперечные силы:= 0,4*14,0*5,23 = 29,29 кН; = -0,6*14,0*5,23 = -43,93 кН; = 0,5*14,0*5,55 = 38,85 кН;= -0,5*14,0*5,55 = -38,85 кН.6.4.2 Определение размеров сечения второстепенной балкиПринимаем для балки бетон класса В15 (как для плиты). Поскольку отношение постоянных и длительных нагрузок к полным = 0,62< 0,9, принимаем коэффициент γb1 = 1,0. Тогда характеристики бетона:Rb = 8,5 МПа;Rbt = 0,75 МПа; Еb = 24000 МПа, Rbtser = 1 МПа.В качестве рабочей в каркасах используем стержневую арматуру периодического профиля класса А400 с Rs = 355 МПа и сварные сетки из обыкновенной арматурной проволоки класса В500 с Rs = 415 МПа.Поперечная и монтажная арматура – класса А 240 с характеристиками: Rs = 215 МПа; Rsw = 170 МПа. Необходимую высоту балки определяем по максимальному опорному моменту, задавшись шириной ребра b = 200 мм и приняв относительную высоту сжатой зоны = 0,3, поскольку в соответствии с [11] расчетные усилия в балке подсчитаны с учетом перераспределения усилий и возможного образования в опорных сечениях пластических шарниров.При = 0,3, αm= 0,3*(1-0,5*0,3) = 0,255; расчетная высота сечения:= = 283,4 мм.Полная высота сечения при однорядном расположении стержней продольной арматуры:= 283,4+35 = 318,4 мм.Принимаем высоту второстепенной балки h = 400 мм, ширину ребраb = 200 мм.Тогда расчетная высота сечения балки будет равна: = 400-35 = 365 мм.Проверка достаточности принятых размеров сечения производится согласно п. 3.30 [3] из условия обеспечения прочности балки по наклонной полосе между наклонными трещинами с учетом поперечного армирования.6.4.3 Расчет продольной рабочей арматурыВ соответствии с эпюрами моментов плита, работающая совместно с балкой, в пролетах располагается в сжатой зоне, поэтому за расчетное принимается тавровое сечение с полкой в сжатой зоне.В опорных сечениях плита расположена в растянутой зоне и при образовании в ней трещин из работы выключается. Поэтому вблизи опор за расчетное принимается прямоугольное сечение с шириной равной 200 мм.При действии в средних пролетах отрицательных моментов плита в них также оказывается в растянутой зоне, поэтому за расчетное сечение балки также принимается прямоугольное сечение.Расчетная ширина полки в элементе таврового сечения при:= 60/400 = 0,15 > 0,1в соответствии с п. 3.26 [3] принимается меньшей из двух величин:= 2100 мм;= 5230/6*2+200 = 1943 мм.Округляя, принимаем bf= 1900 мм.Рис. 16. Схема армирования второстепенной балки.Расчет продольной арматуры в пролетных и опорных сечениях второстепенной балки, выполненной для двух вариантов армирования, сведен в таблицу (Таблица 4). В опорных сечениях предусмотрено армирование сварными сетками с рабочей арматурой класса А400 сRs = 355 МПа. В пролетных сечениях арматура класса А400.Монтажная и поперечная арматура – класса А240 (Рис. 16). При расчете продольной арматуры в пролете второстепенной балки при расчетное сечение принимаем прямоугольнымс шириной, а при– тавровым (п. 3.23, 3.24 [3]).Таблица 4. Расчет продольной арматуры второстепенной балкиРабочаяарматураРасчетныесеченияРасч.усилиеМ, Н·ммbf, ммb, ммh0, ммαmКласс арм.Расч.арм.Принятая арматура As, мм2В нижней зонев крайних пролетах34,81*1061900–3650,015А4002642 14А400As = 308в двух плоских каркасахв средних пролетах27,0*1061900–3650,012А4002112 12А400As = 226в двух плоских каркасахВ верхней зонево втором пролете6,47*106–2003650,029А400512 10А400As = 157в двух каркасахво всех средних пролетах3,45*106–2003650,015А400302 10А400As = 157в двух каркасахна опоре В30,8*106–2003650,136А4002572 14А400As = 308в одной П-образной сеткена опоре С27,0*106–2003650,121А4002262 14А400As = 308в одной П-образной сетке6.4.4 Расчет по прочности наклонных сечений второстепенной балкиПри = 29,29 кН > 0,5Rbtbh0 = 0,5*0,75*10^3*0,2*0,365 == 27,38 кН, поперечная арматура в балке должна ставиться по расчету.Принимаем поперечную арматуру класса A240 с Rsw = 170 МПа (см. табл. 2.6 [3]). В двух плоских каркасах при диаметре стержней продольной арматуры 14 мм поперечные стержни из условия технологии сварки принимаем диаметром 6 мм (dw ≥ 0,25·d, см. п. 9. ГОСТ 14098-91).У опоры А имеем:Asw= 2*28,3 = 57 мм2 (26А240), = 29,29 кН.Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с п. 5.21 [3] при h0 = 400-35 мм = 365 мм:s 0,5h0 = 0,5*365 = 183 мм; s 300 мм.Кроме того, в соответствии с п. 3.35 [3]:= = 0,68 м.Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах s = 150 мм.Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями.Расчет прочности по наклонной полосе между наклонными сечениями производим из условия 3.43 [3]:, где Q принимается на расстоянии не менее h0 от опоры: = = 186,2 кН;= 29,29-14,0*0,365 = 24,18 кН,т. е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонномусечению:= = 64,60 кН/м,см. формулу (3.48) [3].Так как:= 64,6 кН/м > = 0,25*0,75*1000*0,2 = 37,50 кН/м,= = 29,98 кН·м,см. п. 3.31 и формулу (3.46) [3].Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения c.При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q значение c принимают равным , а если при этом < или , следует принимать: (см. п. 3.32 [3]); = = 0,431 < 2.Так как: = = 1,46 м > = = 0,931 м, = 1,46 м, но не более 3h0 = 3*0,365 = 1,095 м (см. п. 3.32 [3]).Поскольку = 1,45 > = 1,095 м, принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения равной = 1,095 м.Длину проекции наклонной трещины c0принимают равным c, но не более 2h0 = 0,365*2 = 0,730 м (см. п. 3.31 [3]).Принимаем длину проекции наклонной трещины =0,73 м. Тогда: = 0,75*64,6*0,73 = 35,37 кН.Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяют по формуле , но не болееи не менее(см. п. 3.31 [3]).Имеем:= = 27,4 кН; = = 136,9 кН=27,4 кН < = 29,98/0,73 = 41,07 кН < =136,9 кН.Принимаем = 41,07 кН.Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия ,где Q – поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции c; при вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение Q принимается в нормальном сечении, проходящем на расстоянии c0 от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длиной c0: = 29,29-6,6*0,73 = 24,47 кН.При = 35,37+41,07 = 76,44 кН > Q = 24,47 кН, т. е. прочность наклонных сечений у опоры А обеспечена (см. п. 3.31 [3]). У опор В и С при Аsw = 28,3*2 = 57 мм2 (2 6 А240) и поперечной силе = 43,93 кН; QВп=QCл= 38,85 кН.Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с п. 5.21 [3] при h0 = 365 мм:= 0,5*365 = 183 мм; s 300 мм.Кроме того, в соответствии с п. 3.35 [3]:= = 0,455 м.Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах s = 150 мм.Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями.Расчет прочности по наклонной полосе между наклонными сечениями производим из условия 3.43 [3]:, где Q принимается на расстоянии не менее h0 от опоры: = 186,2 кН>= 43,93-14,0*0,365 = 38,82 кН,т. е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.У опоры ВQBл= 43,93 кН. При прочих равных параметрах (см. расчет по наклонному сечению у опоры А) проверим достаточность принятой поперечной арматуры по условию , где =43,93-6,6*0,73 = 39,11 кН.При = 76,44 кН > Q = 39,11 кН, т. е. прочность наклонных сечений у опоры B достаточна (см. п. 3.31 [3]). Нет необходимости в изменении диаметра/шага поперечных стержней.Таким образом, окончательно устанавливаем во всех пролетах на приопорных участках длиной l/4 поперечную арматуру диаметром 6 мм с шагом 150 мм, а на средних участках с шагом 300 мм.У опоры В справа и у опоры С слева и справа прии одинаковой поперечной арматуре прочность наклонных сечений также обеспечена.Проверка прочности наклонного сечения у опоры А на действие момента.Поскольку продольная растянутая арматура при опирании на стену не имеет анкеров, расчет наклонных сечений на действие момента необходим. Принимаем начало наклонного сечения у грани опоры.Отсюда = 250-10 = 240 мм.Опорная реакция балки равна Fsup = 29,29 кН, а площадь опирания балки = 200*250 = 50000 мм2, откуда:= = 0,6 МПа, = 0,6/8,5 = 0,071 < 0,25,следовательно, α = 1. Из табл. 3.3 [3] при классе бетона В15, классе арматуры А400 и α = 1 находим λan=47. Тогда, длина анкеровки при ds = 14 мм будетравна = 47*14 = 658 мм; = = 39881 Н.Рис. 17. К проверке наклонного сечения на действие изгибающего момента.Поскольку к растянутым стержням в пределах длины ls приварены 4 вертикальных и 1 горизонтальный поперечных стержня, увеличим усилие Ns на величину Nw.Принимая dw= 6 мм, nw = 5, φw = 200 (см. табл. 3.4 [3]), получаем: = = 18900 Н.Отсюда Ns= 39881+18900 = 58781 Н.Определяем максимально допустимое значение Ns. Из табл. 3.3 [3] при α = 0,7 находим λan=33; тогда: = = 56800 Н <58781 Н,т. е.принимаем= = 56800 Н.Определим плечо внутренней пары сил: = = 348,3 мм > = 365-30 = 335 мм.Тогда момент, воспринимаемый продольной арматурой, равен: = 56800*348,3 =19783440Н·мм.По формуле 3.48 [3] вычислим величину qsw: = = 64,6 Н/мм.Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения по формуле 3.76 [3], принимая значение Qmax равным опорной реакции балки: = = 372,6 мм < 2h0 = 730 мм.Тогда момент, воспринимаемый поперечной арматурой, равен: = =4484234Н·мм.Момент в наклонном сечении определяем как момент в нормальном сечении, расположенном в конце наклонного сечения, т е. на расстоянии от точки приложения опорной реакции, равной: = 250/3+372,6 = 455,9 мм; = =11940218Н·мм.Проверяем условие 3.69 [3]: = 19783440+4484234= 24267674Н·мм > = 11940218Н·мм,т. е. прочность наклонных сечений по изгибающему моменту обеспечена.ПриложенияПриложение 1Значения коэффициентов β для определения ординат отрицательных моментов во втором и третьем пролетах в зависимости от отношения временной и постоянной нагрузок v/gv/gβ0,51,01,52,02,53,03,54,04,55,0Во втором пролете–0,010–0,020–0,026–0,030–0,033–0,035–0,037–0,038–0,039–0,040В третьем пролете–0,003–0,013–0,019–0,023–0,025–0,028–0,029–0,030–0,032–0,033Список литературыСНиП 2.01.07-85. Нормы проектирования. Нагрузки и воздействия.СП 52-101-2003. Нормы проектирования. Бетонные и железобетонные конструкции. М.: 2004 – 59 с.Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). М.: ОАО «ЦНИИПромзданий», 2005. – 214 с.Байков В.М., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. М:Стройиздат, 1991. 767 с.Расчет и конструирование частей жилых и общественных зданий / Под ред. П.Ф. Вахненко. Киев: Будивэльник, 1987. 424 с.ГОСТ Р 21.1101–92. СПДС. Основные требования к рабочей документации. М.: Изд-во стандартов. 1993. 24 с.ГОСТР 21.1501–92. СПДС. Правила выполнения архитектурно-строительных рабочих, чертежей. М.: Изд-во стандартов, 1993.40 с.Рабочая документация для строительства. Вып. 1: Общие требования. М.: АПП ЦИТП, 1992. 240 с.СНиП II-23-81 * Нормы проектирования. Стальные конструкции.Бондаренко, В. М. Железобетонные и каменные конструкции. Учеб. для студентов вузов по спец «Пром. и гражд стр-во». / В.М. Бондаренко, Д.Г. Суворкин – М Высш. шк, 1987 – 384 с. – ил.