рефераты, курсовые

Опубликовать

Продать работу

Проектирование многоэтажного здания

Категория: Строительство
Тип: Контрольная работа
Размер: 104.3кб.
скачать
1. Расчет многопустотной плиты перекрытия.
Составим расчетную схему плиты перекрытия:
 

       ℓ= 4000мм                              ℓ – расстояние между осями колонн
      ℓк = 4000-2Ч15=3970мм       ℓК– конструктивная длина элемента
      ℓр = 3970-120=3850мм         ℓр– расчетная размер элемента
                                 
1.1  Сбор нагрузок на панель перекрытия.
Вид нагрузки
Нормативная кН\м2
Коэффициент запаса прочности γf
Расчетная кН/м2
Постоянная нагрузка:
- вес ЖБК
- пол деревянный
- утеплитель
- звукоизоляция
Временная нагрузка:
-кратковременная
- длительная
                           S
 
 
2.75
0.16
1.04
0.3
 
 
1.5
11.5
17.25
 
 
1.1
1.1
1.2
1.2
 
 
1.2
1.3
 
 
3.025
1.176
1.248
0.36
 
 
0.36
1.95
21.709
 
1.2 Определение нагрузок и усилий.
1.2.1 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                  34.734Ч3.852Ч0.95
            8        =                8                = 61137 Н/м
коэффициент запаса прочности γn=0.95
Мн= qЧℓ2PЧγn            27.6Ч3.852Ч0.95
             8             =               8                 = 48580 Н/м
Qн= qЧℓPЧγn     =    27.6Ч3.85Ч0.95
             2                         2               = 50473 Н/м
Q= qЧℓPЧγn   =  34.734Ч3.85Ч0.95  = 63519 Н/м       
           2                        2     
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(высота полки)
     bn¢=1600-2´15=1570
     b = bn¢- n´h1= 1570-7´14.3=149.6мм
     h0 = h ─ а = 22 - 3 = 19см
     Бетон В30: коэффициент по классу бетона  Rв=17.0мПа (значение взято из
     СНиПа);
     М[RвYnВnhn(h020.5hn)=17.030.95315733.85 (1920.533.8) = 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:  
          aм   =           м                   =          61137              =  0.11
                 Rв´в¢n´h02´gВ            17.0´157´192´0.9          
                                               Х – высота сжатой зоны бетона
                                               Х = ξ Ч h0
                                               ξ– коэффициент берется по таблице
                                               ξS = 0.945
                                               ξ = 0.104
                                               Х = 0.104Ч 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 Ч h0            360 Ч 0.945 Ч 19         
Возьмем 4 стержня арматуры диаметром 18мм, класса А-III
1.5  Расчет плиты по наклонному сечению продольной оси элемента
Проверяем прочность по наклонной  сжатой зоны бетона, по условию :
Q £ 0.3 ´ gwe ´ gbe ´ gb ´ b ´ h0, где
gwe=1- для тяжелого бетона;
b =0.01- для тяжелых бетонов.
gbe=1-b ´ g b ´ Rb = 1– 0.01Ч 0.9 Ч 17.0 = 1.51
45849 ≤ 0.3Ч1Ч 1.51Ч0.9Ч21.2Ч1900Ч17.0 = 118518
50473 ≤ 118518— условие прочности выполняется, прочность бетона обеспечена.
По она по расчету не требуется.
1=h/2 - шаг поперечной арматуры
1= 220/2 = 110 мм
принимаем ℓ1=100мм
2=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;
QBB
gb2=2;   g1=0.4
Rbt - расчет напряжения на растяжение
Rbt=1.2 мПа для бетона класса В30:
МB=gb2´(1+gf ) ´ Rbt ´ b ´ h20= 2 Ч (1+0.4)Ч1.2Ч21.2Ч192 =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 Ч C0
qSW=    RSWЧASW
              S
RSW — расчетное сопротивление стали на растяжение
АSW — площадь хомутов в одной плоскости
S — шаг поперечных стержней
qSW = 360 Ч 0.85 Ч(100)   = 30600 Н/м
                    0.1                                                 
С0=√  MB      = √   61137       = 1.41 м
         qSW               30600
QSW = qSWЧC0 = 30600 Ч 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:
ѓmax=[ѓ]
ѓ – предельно допустимый прогиб
ѓ = 2 (для 4 метров )
  1     кривизна панели в середине пролета
  γС 
1     =       1                  МДЛ – R2ДЛ Ч h2 Ч b Ч1.8
γС      Еа Ч АС Ч h20   Ч                 R1ДЛ              
Еа — модуль упругости стали (Еа=2.1Ч105мПа)
АS=9.45см2
       
МДЛ = q Ч ℓ2 Ч γn     =    6.11 Ч 3.852Ч0.95 = 10754Нм
                8                                  8
 Коэффициент по СНиПу = 1.7 по сетке  150Ч150
 Для определения RДЛ найдем коэффициент армирования:
γ = (b΄n–b)hn    =   ( 157–14.69)Ч 3.8   = 1.96
           bЧh0                14.69 Ч 19
Еb— модуль тяжести бетона, равный 30000
μЧα = ASЧEа       =    9.45Ч 2.1 Ч 105        = 2.37
           bЧh0ЧEb             14.69Ч19Ч30000
R1ДЛ=0.34;   R2ДЛ=0.28
 1                       1                              10754–0.28Ч222Ч14.69Ч1.8     = 2.9 Ч 10–5 см–1  
 γС   =     2.1Ч105Ч9.45Ч192          Ч                  0.34                  
ѓmax=  5  Ч ℓ2P      =  5      Ч 3.85 Ч 2.9 Ч 10–5= 1.16см
          48     γC         48
ѓmax ≤ 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
 

01= 0.7 Ч H=0.7Ч (3.5+0.6)=2.87 м, расчетная длина первого этажа
где Н– высота этажа; 0.7 – понижающий коэффициент;
Задаем сечение (колонну) равную
h Ч b=35 Ч 35
hK Ч bK=35 Ч 35см=0.35 Ч 0.35м
ℓ = 4м; b = 6м; АГР = 4Ч6  =24м2
hР = b Ч 0.1 = 4Ч0.1=0.4м — высота ригеля;
bР = 0.4Ч hР=0.4Ч0.4 = 0.16м — ширина ригеля;
  mP= hP Ч bРЧр =  0.4Ч0.16Ч2500= 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/м3Ч0.11м
     – пол деревянный 0.02Ч8
    – утеплитель 0.06Ч5
    – ригель

   –звукоизоляция 0.06Ч5

                                 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= ℓ = 2.87     =8.2см    
     hK      35
8.2>4 значит, при расчете необходимо учитывать случайный эксцентриситет
СЛ = hК      =   35     =1.16см
        30            30  
ℓ/600 = 287/600 = 0.48
СЛ≥ℓ/600
1.16 ≥ 0.48
Принимаем наибольшее, если=1.16см.
Рассчитанная длинна колонны ℓ0=3.22см, это меньше чем 20ЧhK,
следовательно, расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле:
АS =  N       – AB Ч RbЧγb
       φ Ч RS               RS
φ=φB+2Ч(φE B)Чα
φE  и φВ – берем из таблицы
φ=0.91
φB=0.915
α= μЧ     RS       =  0.01Ч   360        = 0.24
         RBЧγB          17.0Ч0.9
NДЛ/N=2743/3504=0.78
0/h=2.87/35=8.2
φ= 0.915 + (0.91– 0.915) Ч 0.24 = 0.22
Проверяем коэффициент способности
NСЕЧ = φ(RbABЧγB+ASRS)= 0.22(17.0Ч0.01Ч0.9+41.24Ч360)= 4997

Проверяем процентное расхождение оно должно быть не больше 10%

  N =       4997000 – 3504000 Ч 100% = 4.2 %
                       3504000
4.2 %<5 % — условие выполняется
AS = 3504000                               17.0Ч0.9
       0.9Ч360Ч100       35Ч35Ч     360      =  41.24см2
Возьмем пять  стержней диаметром 32 мм,
AS = 42.02см
М =  АS        = 42.02        Ч 100% = 3.40%
        AБЕТ         1225
2.3 Расчет колонны второго этажа.
N= 2850 кН;
01= 2.87 м
Определим гибкость колонны:
λ=  ℓ0     =  287    = 8.2см                9.2>4 – значит при расчете необходимо
      hK          35                                  учитывать случайный эксцентриситет
СЛ = hK/30=35/30=1.16см
СЛ  ≥ ℓ      =  287  = 0.47    
600       600
ℓ — высота колонны
Принимаем наибольшее, значение если =1.16см
Рассчитанная длина колонны ℓ0=287см, это меньше чем 20ЧhК, следовательно расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле:
A= N                    RbЧ γВ
        φЧRS            AB Ч    RS
φ= φВ+2 Ч (φЕ – φB)Чα
α=     МЧRS    =  0.01Ч 360        = 0.23
         RBЧγB             17.0Ч0.9
φE  и φВ – берем из таблицы
NДЛ/N = 2235/2850 = 0.82
0/h = 287/35=8.2
φ= 0.91
φB = 0.915
φ= 0.915 + (0.91– 0.915) Ч 0.22 = 0.20
АS =     285000                  35Ч35 Ч   17.0Ч0.9   = 43.26 см2
0.9Ч360Ч100                            360
Возьмем семь стержней диаметром 28мм,
АS = 43.20см   
М = АS    = 43.20    Ч 100%= 3.3%
      AБЕТ      1225
Проверка экономии:
NCЕЧ = φЧ (RВЧγΒЧAБЕТ +ASЧRS)  =       0.87Ч(17.0Ч0.9Ч1225Ч100+43.20Ч360Ч100)=2983621 кН
Проверяем процентное расхождение
2983621 – 2850000           Ч 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 ≤ RПРЧFСМ
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 117Ч117Ч5мм.

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 Ч FШ
              FK
FШ – площадь по контакту сварного шва;
FK – площадь контакта;
FK = FШ + FП
F= 2 Ч 2.5 Ч δ Ч (h11–5δ)=2 Ч 2.5 Ч 1.4 Ч (35 + 35–5 Ч 1.4) = 504 см2
FП = (C1+3δ) Ч (C2+3δ ) = (11.7+3Ч1.4) Ч (11.7+3 Ч 1.4) = 252.81см2
FK = 504+252.81= 756.81см2
NШ = (2850Ч504) / 756.81 = 1897 кН
NП = NCТ –NШ = 2850–1897 = 953 кН

Находим требуемую толщину сварочного шва, по контуру торцевых листов

Ш = 4 Ч (b1–1) =  4 Ч (35–1) = 136см
hтребш  =  NШ           =          1897000              = 0.66см  
            ℓШ Ч RСВ          136 Ч 210 Ч (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 Ш 6мм, класс А-III, ячейки сетки 50Ч50, шаг сетки 60мм. Тогда для квадратной сетки будут формулы:
1) Коэффициент  насыщения сетками:
MCK = 2Чfa               = 2Ч0.283     = 0.023
            аЧS                4Ч6
fa  — площадь 1-ого арматурного стержня
а — количество сеток
 

2)    Коэффициент
αC= MCKЧ Ra       =  0.23Ч360     = 5.7
       RbЧ m b                17.0Ч0.85                                                     
Коэффициент эффективности армирования
К = 5 + αС       = 5 + 5.7  = 1.12
     1 + 1.5αС     1 + 8.55
NСТ ≤ RПРЧF
RПР=RbЧmbЧγb+kЧMCKЧRaЧγK
γb= 3√ FК    = 3√ 1225       = 1.26
        FСМ            756.81
γК= 4.5 – 3.5 Ч   FCM  = 4.5 – 3.5 Ч 756.81   = 1.55
                             FЯ                          900       
RПР=17.0Ч 0.85 Ч1.26 + 1.12 Ч 0.023 Ч 360 Ч1.55 = 2617 мПа
2850 ≤ 2617Ч 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= qЧℓ       =  22.396 Ч4 Ч 6   = 268.75 кH
        2                    2
Определим линейный вылет консоли:
 
КН =        Q               =                     223960                  = 9.6 см
           bP Ч Rb Ч mb           16 Ч 17.0 Ч (100) Ч 0.85
С учетом величины зазора между торцом ригеля и граней колонны равняется 5см,
К=ℓКН + 5= 9.6+ 5=14.6 ― должно быть кратным 5 Þ ℓКН=15см
КН=15см (округлили)
Высоту сечения консоли находим по сечению проходящему по грани колонны из условия:
Q ≤ 1.25 Ч К3 Ч K4 Ч Rbt Ч bk Ч h20
                     а
а ― приведенная длина консоли
h0 ≤ Q
     2.5 Ч Rbt Ч bК Ч γb   — максимальная высота колонны
h0 ≤ Q
     2.5 Ч Rbt Ч bК Ч γb   — максимальная высота колонны
 

h0 ≥√ QЧ a                                     минимальная высота
        1.25ЧK3ЧK4ЧRbtЧbKЧγb                                                                          
а=bK        Q                   = 15                    223960                      = 22.14 см
             2ЧbKЧRbЧmb                    2 Ч 35Ч17.0Ч (100)Ч0.85
h0 MAX ≤           223960                 = 24 см     
              2.5 Ч1.2 Ч (100)Ч5 Ч 0.85
 

h0 MIN =√           223960Ч22.14                          = 18 см
             1.25Ч1.2Ч1Ч1.2(100)Ч3.5Ч0.85
Принимаем высоту h = 25см ― высота консоли. Определяем высоту уступа свободного конца консоли, если нижняя грань наклонена под углом 45°
                            h1=h–ℓКЧtgα = 25– 15Ч 1=10см
                             h1 > ⅓ h
                            10 > 8.3 условие выполняется
                          
                         2.6  Расчет армирования консоли.
Определяем расчетный изгибающий момент:
М=1.25 Ч Q Ч (bK–         Q          )= 1.25ЧQЧ a= 1.25 Ч 223960 Ч 22.14 = 61.98 к
                               2 Ч b Ч Rb Ч m b
Определим коэффициент AO :                               
А0 =          М                    =            6198093                       =  0.12
Rb Ч mb Ч bK Ч h20     17.0 Ч 0.85 Ч 35 Ч322 Ч100
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 Ч h0 Ч RS             0.113Ч32 Ч 360 Ч 100
Принимаем 4 стержня арматуры диаметром 9 мм. Назначаем отогнутую арматуру :
Fa = 0.002 Ч bK Ч h0 = 0.002 Ч 35 Ч 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
bЧh = 35Ч35
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 Ч hѓ        0.5 Ч106 – 20 Ч 103Ч 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 = Ѕ Ч √         N1                                 hK + bK               
                            0.75 Ч Rbt Ч σTP                   4   
 

h0 MIN = Ѕ Ч √         2916                                                0.35 +0.35  = 2.25 см               
                         0.75 Ч 1.3 Ч 1000 Ч 506.3              4   
М0 MIN = h0 MIN + a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м
Высота фундамента из условий заделки колонны :

H = 1.5 Ч hK + 25 = 1.5 Ч 35 + 25 = 77.5 см

 

h0 MIN = Ѕ Ч √         N1                                 hK + bK               
                            0.75 Ч Rbt Ч σTP                   4   
 

h0 MIN = Ѕ Ч √         2916                                                0.35 +0.35  = 2.25 см               
                         0.75 Ч 1.3 Ч 1000 Ч 506.3              4   
М0 MIN = h0 MIN + a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м
Высота фундамента из условий заделки колонны :

H = 1.5 Ч hK + 25 = 1.5 Ч 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 Ч σГР Ч (а – hK – 2 Ч h0) =   0.5 Ч 48.13 Ч (250 – 35 – 2Ч94 )    = 6.04 см
         
         √ 2ЧRbtЧσГР                                               √2Ч1.2 Ч 48.13 Ч (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 Ч Rbt Ч h0 Ч bCP
bCP — среднее арифметическое между периметром верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания в пределах h0
bСР = 4Ч (hК +h0) = 4 Ч (35 +94)= 516 cм
P = N1 – FОСН Ч σГР = 3504 Ч 103 – 49.7 Ч 103 Ч 48.13 = 111.2 кН
0.75 Ч 1.2 Ч (100) Ч 94 Ч 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 Ч Р Ч (а–а1)2 Ч b = 0.125Ч111.2Ч(2.5– 1.7)2 Ч 2.4 = 5337 кН
MII = 0.125 Ч Р Ч (а–а2)2 Ч b = 3755 кН
МIII =0.125 Ч Р Ч (а–а3)2 Ч b = 1425 кН
Определим необходимое количество арматуры в сечении фундамента :
Faℓ =         МI            =   5337               = 17.52 см2
         0.9 Ч h ЧRS       0.9 Ч 0.94 Ч 360
Fa=      МII                    =      3755              = 12.32 см2
         0.9 Ч h Ч RS      0.9 Ч0.94 Ч 360


Похожие работы:
Проектирование многоэтажного здания 2
Проектирование многоэтажного здания 2 Проектирование площадки
Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания
Проектирование оснований и фундаментов многоэтажного гражданского здания
Сборное проектирование многоэтажного промышленного здания с неполным каркасом
Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания
Конструирование и расчет элементов железобетонных конструкций многоэтажного здания без подвала
Проектирование фундаментов здания
Проектирование малоэтажного здания

Рейтинг@Mail.ru
© Права на базу данных защищены
При копировании материала укажите ссылку