Просмтор этого файла доступен только зарегистрированным пользователям. Но у нас супер быстрая регистрация: достаточно только электронной почты!

Текст из файла (страница 7)

Пролет 18-19:

Q_x= x=3,22 м

М_х=

Построение эпюры М_вр.1 при временной нагрузке по всему пролету производим путем умножения эпюры М_пост. на к, где

к=V/g=10,3/38,1=0,27

Построение эпюры М_вр.2:

Пролет 16-17:

М_х=

Построение эпюры М_вр.3:

Пролет 15-16:

М_х=

Пролет 18-19:

М_х=

Принимаем конструктивно М_у=М_х=-70,8 кНм

Плита №2.

Наибольший пролетный момент:

М_пр=75,4+26,0=101,4 кНм, М_х= кНм – пролетный момент в надколонной полосе;

М_у= кНм – опорный момент в пролетной полосе;

Плита №3.

Наибольший опорный момент:

М_оп=-127,6-34,5=-162,1 кНм,

Опорный момент в надколонной полосе: М_х= кНм

Принимаем конструктивно М_у=М_х=-116,0 кНм

Плита №4.

Наибольший пролетный момент:

М_пр=57,0+18,0=75,0 кНм

Пролетный момент в надколонной полосе: М_х= кНм

Опорный момент в пролетной полосе: М_у= кНм

Плита №5.

Наибольший опорный момент:

М_оп=-112,3-35,8=-148,1 кНм,

Опорный момент в надколонной полосе: М_х= кНм

Принимаем конструктивно М_у=М_х=-106,6 кНм

Расчет арматуры.

Принимаем бетон класса В25: R_b=14,5 МПа, R_bt=1.05 МПа, E_b=30000 МПа.

Рабочая арматура класса А-III d=10-40 мм с R_s=365 МПа, R_sc=365 МПа, E_s=200000 МПа.

Сечение расчетной полосы плиты: bxh=300x25 см, h₀=h-a=25-3=22 см

Коэффициент условий работы для бетона γ_b2=0,9

Надколонная плита:

Наибольший опорный момент в надколонной плите М_х=М_у=-116,0 кНм

По формуле (2.42 [ 2 ]) граничная высота сжатой зоны:

ξ_R ,

где ω=0,85-0,008R_bγ_b2

Находим:

A₀

По табл. 3.1. [2] η=0,971; ξ=0,067, условие ξ<ξ_R – соблюдается т.к. 0,061<0,604

Необходимая площадь сечения арматуры:

A_s см²

Наибольший пролетный момент в надколонной полосе М_х=52,7 кНм

A₀ , η=0,984

Необходимая площадь сечения арматуры:

A_s см²

Таким образом, плита армируется верхней сеткой из арматуры диаметром 12 А-III с шагом 150 мм и нижней сеткой из арматуры диаметром 10 А-III с шагом 150 мм.

Межколонная плита:

Опорный момент пролетной полосы М=-27,6 кНм

A₀ , η=0,992

Необходимая площадь сечения арматуры:

A_s см²

Принимаем арматуру диаметром 10 А-III с шагом 150 мм в обоих направлениях.

Наибольший пролетный момент в надколонной полосе М_х=52,7 кНм

A₀ , η=0,984

Необходимая площадь сечения арматуры:

A_s см²

Плита армируется нижней сеткой из арматуры диаметром 10 А-III с шагом 150 мм в обоих направлениях.

6.4 Расчет нижней части колонны по осям В-14

Грузовая площадь колонны: А м²

Постоянные нагрузки:

-от собственного веса покрытия кН

-от собственного веса 4-х перекрытий кН

-от собственного веса 5-ти колонн кН

Итого с учетом γ_n=0,95 кН

Временные полезные полные нагрузки:

-на покрытии кН

-на перекрытиях кН

Итого с учетом γ_n=0,95 кН

Полная нагрузка N кН

Длительная нагрузка N_дл кН

Изгибающий момент в колонне:

-от постоянной нагрузки М_п= +127,6-119,2=8,4 кНм

-от временной полной нагрузки М_вр= -25,4+10,6=-14,8 кНм

-от полной нагрузки М_п=-14,8+8,4=-6,4 кНм

-от длительных нагрузок М_дл кНм

Сечение колонны bxh=40x40 см, h₀=h-a=40-4=36 см. Расчетная длина колонны l₀=H=3,6 м.

Бетон класса В25, арматура класса А-III.

По формуле 18.1 [2]:

Эксцентриситет силы: e₀

Случайный эксцентриситет: e₀ или e₀

Поскольку случайный эксцентриситет e₀=1,33 см больше эксцентриситета силы e₀=1,33 см, его и принимаем для расчета.

При отношении , следует учитывать влияние продольного изгиба.

Находим значения моментов в сечении относительно оси, проходящей через центр тяжести наименее (сжатой) растянутой арматуры.

При длительной нагрузке:

М_1l

При полной нагрузке:

М₁

Находим коэффициент, учитывающий влияние длительного действия на погиб элемента в предельном состоянии по формуле 4.19 [2]:

φ_l

Значение δ

Принимаем δ=0,265

Отношение модулей упругости α

Задаемся коэффициентом армирования μ₁

Вычисляем критическую силу по формуле 18.5 [2]:

N_cr

Вычисляем коэффициент η по формуле 4.17 [2]:

η

Эксцентриситет e

По формуле 18.1, 18.2, 18.3 [2]:

ξ

α_s ,

где δ^{^}=a/h₀=4/36=0,11

Армирование конструктивное. Принимаем по 2 диаметром 22 А-III c каждой стороны, тогда

μ₁

6.5 Расчет стыка колонны с надколонной плитой

Стык на поперечную силу Q рассчитывается по формуле: Q=∑R_aF₀sinα+Q_б.

При α=45º (угол наклона отгибов) и угле наклона пирамиды продавливания, также равном 45º, получим Q_б=0,15R_ub_срh_0. В этих формулах F₀-сечение отгибов по каждой грани колонны;

b_ср=b_в+b_н/2- средний периметр оснований пирамиды продавливания.

Расчетная поперечная сила принимается по колонне по оси “14” нижнего этажа:

Q= кН

На каждую грань колонны Q=308,6/4=77,1 кН

Проверяем условие формулы III.16 [1, стр. 49]: Q≤0,2R_ub_срh₀; h₀=22 см

b_ср= см; Q= кН

Требуемое сечение отгибов по каждой стороне колонны:

F₀= ,

отгибы ставятся конструктивно. Принимаем 4Ø12 А-I с каждой стороны колонны.

6.6 Расчет на воздействие сейсмической нагрузки

Район строительства относится к восьмибальному по сейсмическому воздействию.

Фундаменты здания свайные, опирающийся на тугопластичные глины, поэтому по грунтам сейсмичность не изменяется.

Расчетные нагрузки: постоянные

-от покрытия g^р1= 9,098 кН/м² 9, 10 кН/ м^2;

-от перекрытия g^р2= 8,902 кН/м² 8,90 кН/м^2.

Расчетные полезные нагрузки: длительные

-на покрытие g_дл1 = 0 кН/м^2;

-на перекрытие g_дл2 = 1,20 кН/м².

Расчетные полезные нагрузки: кратковременные

-на покрытие g_кр1 =0,70кН/м^2;

на перекрытие g_кр2 =1,20кН/м².

Ярусные расчетные нагрузки складываются из веса конструкции перекрытия, веса колонн, веса ограждающих стен и полезных нагрузок.

Так как сейсмическое воздействие относится к особым сочетаниям нагрузок, то применяются следующие коэффициенты сочетаний:

-для постоянных нагрузок _с=0,9;

-для временных длительных _с=0,8;

-для кратковременных _с=0,8.

При особых сочетаниях нагрузок ветровая нагрузка не учитывается.

Расчетный вес колонн (29 шт.):

кН

Расчетный вес стен с оконными проемами с усредненным объемным весом =15,0 кН/м², при толщине 0,3 м и длине 85 м:

кН.

При общей площади этажа здания:

м²

Находим ярусные нагрузки по этажам:

-от покрытия

кН.

Ярусные массы:

Находим жесткости железобетонных диафрагм здания вдоль цифровых осей:

-для Д-1 -3 шт

-для Д-2 -1 шт.

Жесткость диафрагм при бетоне В25 (Ев=30000 Мпа=3000000 Н/см²=300000 кН/м²)

В=0,85 Ев

Находим тон свободных колебаний по формуле:

,

где ₁=1,8; ₂=0,3; ₃=0,1, соответственно формулам колебаний.

Н_о=3,6 - высота здания;

n=5 – число этажей;

L=3,6 м – высота этажа.

Тон свободных колебаний определяется по формуле:

,

т.к. Т₁ > 0,4 с, то необходимо определить тон для всех трех форм колебаний.

Для 2-го тона: Т₂ = 0,88 с > 0,4 с

Для 3-го тона: Т₃ = 0,29 с < 0,4 с

Динамические коэффициенты:

β₁ = 0,28 < 0,8 β₁ = 0,8

принято

β₂ = 1,70 < 2,0 β₂ = 1,92

β₃ = 5,17 > 2,0 β₃ = 2,0

Коэффициент формы колебаний:

X_i (X_j) = Sin (α_i - 1) ňξ_j , где i = 1,2,3.

Таблица 6.6

Таблица 6.7. Коэффициенты форм колебаний

К дальнейшему расчету принимаем нагрузки по 1-й форме колебаний.

Расчетная сейсмическая нагрузка по формуле 2.5 СниП II-7-81 "Строительство в сейсмических районах".

S_i = K₁ K₂ K_Ψ α β_i η_i Q_i,

где К₁ = 0,25 - для зданий, в конструкциях которых могут быть допущены остаточные деформации и трещины, при обеспечении безопасности людей и сохранности оборудования;

К₂ = 0,9 - учет конструктивных решений здания с числом этажей до пяти;

K_Ψ = 1,0 - для каркасных зданий;

α = 0,2 - для сейсмичности 8 баллов.

Сейсмические силы:

Σ S₅ = 0,25·0,9·1,0·0,2·0,8·1,27·540 = ~ 25 кН

Σ S₄ = 0,25·0,9·1,0·0,2·0,8·1,21·685 = ~ 30 кН

Σ S₃ = 0,25·0,9·1,0·0,2·0,8·1,09·685 = ~ 25 кН

Σ S₂ = 0,25·0,9·1,0·0,2·0,8·0,75·685 = ~ 19 кН

Σ S₁ = 0,25·0,9·1,0·0,2·0,8·0,382·685 = ~ 10 кН

Эти нагрузки распределяются пропорционально жесткостям диафрагм:

- для Д-1 коэффициент распределения

К₁ =

- для Д-2 соответственно

К₂ =

Нагрузки: на Д-1, на Д-2

S₅ = 7,9 кН S₅ = 1,3 кН

S₄ = 9,5 кН S₄ = 1,5 кН

S₃ = 7,9 кН S₃ = 1,3 кН

S₂ = 6,0 кН S₂ = 1,0 кН

S₁ = 3,2 кН S₁ = 0,9 кН

Изгибающие моменты в диафрагме Д-1 на уровне пола 5-го этажа рамы:

М₅ = 7,9·3,6 = 28,44 кН·м

на уровне пола 4-го этажа рамы:

М₄ = 7,9·7,2+9,5·3,6 = 91,08 кН·м

на уровне пола 3-го этажа рамы:

М₃ = 7,9·10,8+9,5·7,2+7,9·3,6 = 182,16 кН·м

на уровне пола 2-го этажа рамы:

М₂ = 7,9·14,2+9,5·10,8+7,9·7,2+6,0·3,6 = 294,84 кН·м

на уровне пола 1-го этажа рамы:

М₁ = 7,9·17,8+9,5·14,2+7,9·10,8+6,0·7,2+3,2·3,6 = 419,04 кН·м

Диафрагма располагается на собственном свайном фундаменте, поэтому дополнительную вертикальную нагрузку от изгибающего момента воспринимают колонны, с которыми диафрагма связана монолитно, на уровне пола 1-го этажа:

N_доп = ± кН

Вертикальная нагрузка, приходящаяся на колонну по осям 14-В составляет: N = 1486 кН с грузовой площади 6,0х4,5 = 27,0 м².

На колону по осям 14-Г с грузовой площадью А = 6х3 = 18 м² с учетом сейсмической нагрузки, будет действовать нагрузка:

N = кН < 1486 кН

Армирование колонн с диафрагмами принимаем аналогично армированию колонн рам без диафрагм.

7. Технология строительного производства

7.1 Технология строительно-монтажных работ

7.1.1 Определение номенклатуры и объемов внутриплощадочных подготовительных и основных строительно-монтажных работ

Подсчет объемов строительно-монтажных работ осуществляется в соответствии с правилами исчисления объемов работ технической части каждой главы СНиП IV-2-82.

Исходными данными служат архитектурно-строительная часть и сметная документация.

Таблица 7.1 Ведомость объемов работ

7.1.2 Калькуляция трудовых затрат и машиносмен на подготовительные и основные строительно-монтажные работы в целом по объекту

Характеристики

Список файлов ВКР