Многоэтажное каркасное производственное здание в г. Волгоград

ПЗ.docx

ЗАДАНИЕ К КУРСОВОМУ ПРОЕКТУ №1
Исходные данные: 10010 (шифр 010).
Количество этажей (n): 4;
Высота этажа (hэт): 28 (м);
Количество пролётов: 3;
Район строительства: г. Волгоград Волгоградская область;
Пролёт здания (L м): 52 (м);
Шаг колонн здания (В): 54 (м);
Нормативная временная нагрузка на перекрытие (Р): 80 кНм2;
Условное расчётное сопротивление основания (R0): 021 МПа.
Задание на проектирование
Выбор типа балочной клетки 5
1. Расчет плоского стального настила .. 5
2. Компоновочные варианты балочной клетки 7
2.1. Балочная клетка нормального типа. Вариант 1 . 7
2.2. Балочная клетка нормального типа. Вариант 2 10
2.3. Балочная клетка нормального типа. Вариант 3 13
2.4. Сравнение вариантов и выбор экономичного решения 17
Расчет главной балки 18
1. Подбор сечения главной балки .. 20
1.1. Общая характеристика .. 20
1.2. Определение нагрузок и расчетных усилий . 20
1.3. Определение расчетных усилий M и Q 20
1.4. Подбор сечения главной балки и его компоновка .. 22
1.5 Проверка прочности по нормальным напряжениям 25
2. Изменение сечения балки по длине 26
3. Проверка местной устойчивости поясов и стенки 29
4. Расчет соединения поясов со стенкой балки . 29
5. Конструкция и расчет опорного ребра 33
6. Конструкция и расчет монтажного сварного стыка балки 35
7. Расчет и конструирование сопряжений балок 38
Расчети конструирование центрально сжатой колонны с базой .. 40
1. Общая характеристика подбор сечения и проверка устойчивости.. 40
2. Подбор сечения и проверка устойчивости сквозной колонны 40 40
3. Расчет планок сквозной 43 колонны ..43колонны .
4. Расчет и конструирование базы колонны 46
5. Расчет и конструирование оголовка колонн .. 49
Библиографический список .. 51
Выполнение курсового проекта начинается с выбора экономичного варианта балочной клетки на основе вариантного проектирования. Для курсового проектирования критерием оптимальности является расход стали.
Правильной последовательностью расчета конструкций балочной клетки является та по которой происходит передача нагрузки перекрытия до основания.
Временная нагрузка на балочную клетку принимается равномерно распределенной по всей площади. При этом все одноименные конструкции находятся в одинаковых условиях загружения поэтому расчет их сводится к расчету отдельной конструкции. При определении нагрузок на конструкцию целесообразно использовать грузовые площади.
ВЫБОР ТИПА БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ.
1.Расчет плоского стального настила.
Рис.1. К расчету листового настила.
Для определения расхода материалов в первую очередь необходимо выполнить подбор сечения стального настила. Рассмотрим для этого полосу шириной 1м вырезанную из средней части настила (рис. 1а).
Величина напуска е (рис.1.) принимается 20 30 мм что при наличии сварных швов создает некоторое защемление опор. Приварка настила к балкам делает невозможным сближение опор в результате чего появляется продольная растягивающая сила Н улучшающая работу настила в пролете. Фактический пролет настила на 40 60 мм меньше чем шаг а. Расчетная схема настила показана на рис.1.
Прочность настила обеспечивается с большим запасом поэтому отношение пролета к толщине листа определяется из условия жесткости по формуле
где Е1=Е(1-2)=2.06·105(1-032)=226·105 МПа=226·108 кНм2;
Е=2.06·105 МПа=206·108 кНм2 – модуль упругости ([1]);
n0 = - предельный относительный прогиб;
qн=рн – нормативная нагрузка на настил; рн=24 кНм2.
Распорное усилие H определяем по формуле
где =12 – коэффициент надежности по временной нагрузке ([2] табл.8.2).
Расчетная толщина углового шва длиной lw=1 м прикрепляющего настил к балке определяется формулой
где Rwf - расчетное сопротивление углового сварного шва на срез по металлу шва.(табл.4 [1]).
=09 – коэффициент для расчета углового шва по металлу шва ( [1] табл.39).
γс =1 – коэффициент условий работы ([1] табл.1).
2.Компоновочные варианты балочной клетки.
2.1. Балочная клетка нормального типа. Вариант 1.
Рис.2. К расчету балочной клетки нормального типа. (Вариант 1).
Назначается шаг балок настила а из условия кратности имея в виду что минимальный расход стали получается при а=600 800 мм.
Примем а=800 мм (рис.2).
а) Подбор толщины настила.
по ГОСТ 82-70* выбираем универсальный лист шириной 800 мм толщиной tн=9мм.
Расход стали на настил Gн=785·tн=785·09=7065 кгм2;
где tн принимается в см.
б) Подбор сечения балок настила.
Пренебрегая незначительным защемлением концов балок настила разностью между размером h и действительным пролетом (идущих в запас прочности) принимают расчетную схему балок настила с шарнирными опорами. ( рис 2 ).
Прогонная нормативная и расчетная нагрузки на 1 м. балки согласно грузовой площади ( рис2) будут:
qн=(pн+001Gн)а =(24+001·7065) ·08=1976 кНм (4)
q=( pн γfp+001 Gнγfq)а=(24·12+001·7065·105) ·08=23632 кН м (5)
где 001 – переходный коэффициент от кг. к кН;
γ fq = 105- коэффициент надежности для собственного веса металлических конструкций ([2] табл.7.1);
γfp = 12 – коэффициент надежности для временной нагрузки ([2]табл.8.2).
Расчетный изгибающий момент определяется по формуле
Ммах=23632·6228=11355 кНм=11355кНсм
Требуемый момент сопротивления сечения балки определяется по первому предельному состоянию из условия прочности балки:
Wтр=1135523·1=49369 см3
где Rу – расчетное сопротивление фасонной прокатной стали ([1] табл.В.5):
γс=1 – коэффициент условий работы ([1] табл.1).
Из сортамента по ГОСТ 26020-83 выбираем ближайший двутавр для которого Wx>Wтр.
h=346 мм; W м1=389кгм;
м1-масса погонного метра двутавра кгм.
в) Проверка прочности и жесткости балок настила.
Определим фактическую нагрузку и максимальный момент с учетом собственного веса балки G=001·м1=001·389=0389 кН.
qф=q+001· м1·105; (8)
qф=23632+001·389·105=2404 кНм;
Ммахф =2404· 6228=11551 кНм=11551 кНсм;
Проверку прочности производим по формуле
Аf=bf·tf=155·85=13155 мм2=13175 см2;
Аw=hw·tw=346·62=21452см2;
- коэффициент принимаемый равным ([1] с.25):
Q Аw = hw·tw=279·058=16182см2.
Rs – расчетное сопротивление стали сдвигу ( [1] табл.2);
Rs=058·Ry=058·23=1334кНсм2;
Процент недонапряжения:
Δ=(Ry-) ·100 Ry=(23-1812) ·10023= 212%
Минимальная высота балки определяемая условием жесткости вычисляется по формуле
где - относительный допустимый прогиб балки;
Ry – расчетное сопротивление стали ( [1] табл.В.5)
Ry =23 кНсм2·10=230МПа
Высота двутавра h=346 мм>h min =295 мм . Условие h> h min выполняется следовательно проверка жесткости не требуется т.к. жесткость будет обеспечена.
Расход стали от балок настила на 1 м2 площади будет:
Gб.н. =м1 а=38908=48625 кгм2 ;
Общий расход стали для 1 варианта в кгм2 вычисляется по формуле
Gn =G1 =Gн + Gб.н. =7065+48625=119275 кгм2 ; (12)
Количество балок на одну ячейку: К1 =la= 1608=20 (13)
2.2.Балочная клетка нормального типа. Вариант 2.
Рис.3. К расчету балочной клетки нормального типа. (Вариант 2).
Назначается шаг балок настила а из условия кратности и исходя из несущей способности настила а=800 1400 мм.
Примем а=1000 мм (рис.3).
по ГОСТ 82-70* выбираем универсальный лист шириной 1000 мм толщиной tн=11мм.
Расход стали на настил Gн=785·tн=785·11=8635 кгм2;
Пренебрегая незначительным защемлением концов балок настила разностью между размером h и действительным пролетом (идущих в запас прочности) принимают расчетную схему балок настила с шарнирными опорами. ( рис.3 ).
Прогонная нормативная и расчетная нагрузки на 1 м. балки согласно грузовой площади ( рис.3 ) будут:
qн=(pн+001Gн)а =(24+001·8635) ·1=2486 кНм (14)
q=( pн γfp+001 Gнγfq)а=(24·12+001·8635·105) ·1=29707 кН м (15)
γ fq = 105 - коэффициент надежности для собственного веса металлических конструкций ( [2] табл.7.1)
γfp = 12 – коэффициент надежности для временной нагрузки ( [2] табл.8.2).
Ммах=29707·6228=14274 кНм=14274 кНсм
Wтр=1427423·1=6206см3
где Rу =23 кНсм2– расчетное сопротивление фасонной прокатной стали ([1] табл.В.5 );
h=349 мм; W м2=433кгм;
м2-масса погонного метра двутавра.
Определим фактическую нагрузку и максимальный момент с учетом собственного веса балки G=001 ·м2=001·433=0433 кН.
qф=q+001· м2·105; (18)
qф=29707+001·433·105=30162 кНм;
Ммахф =30162·6228=14493 кНм=14493 кНсм;
Проверку прочности производим по формуле (20)
Аf=bf·tf=155·10=1550 мм2=1550 см2;
Аw=hw·tw=349·65=22685см2;
- коэффициент принимаемый равным ([1] с.25):
Q Аw = hw·tw=373·07=2611см2.
Rs – расчетное сопротивление стали сдвигу ([1]. табл.2);
Rs=058·Ry=058·23=1334кНсм2;
Δ=(Ry-) ·100 Ry=(23-1803) ·10023= 216%;
Ry – расчетное сопротивление стали ([1] табл.В.5)
Высота двутавра h=349 мм>h min =295 мм . Условие h>h min выполняется следовательно проверка жесткости не требуется.
Gб.н. =м2 а=4331=433 кгм2 ;
Общий расход стали для 2 варианта в кгм2 определяется по формуле:
G2 =Gн + Gб.н. =8635+433=12965 кгм2 ; (22)
Количество балок на одну ячейку: К2 =la= 1610=16 (23)
2.3.Балочная клетка усложненного типа. Вариант 3.
Рис.4. К расчету балочной клетки. ( Вариант 3).
Назначается шаг вспомогательных балок с=2 5 м из условия кратности к пролету.
а) Подбор толщины настила и шага балок настила.
Назначаем толщину настила tн=8 мм. и определяем пролет lн:
lн=tн ·Т=8·91428=731424 мм. (24) Учитывая условие кратности и округлив значение пролета lн до 0725 м
принимаем шаг балок а=628=0775 м.
Расход стали по настилу: Gн=785·tн=785·08=7065 кгм2. (25)
б)Подбор сечения балок настила.
С целью сокращения количества балок и большей экономии стали балки настила проектируем неразрезными.(рис.4).
Предельное состояние таких балок соответствует образование пластических шарниров в первом пролете и на второй опоре.
С учетом перераспределения момента расчетный изгибающий момент при этом равен
где q=( pн γfp+001 Gнγfq)а=(24·12+001·7065·105) ·0775=2289 кН м; (27)
Мmax=0095·2289·42=3479 кНм=3479 кНсм.
Вычисляем Wтр по формуле:
Wтр= МмахRуγс=3479 23·1 =15126 см3;
В соответствии со значением Wтр из сортамента по ГОСТ 8239-89 выбираем двутавр для которого Wx> Wтр .
Двутавр №20 имеющий следующие характеристики: h=200 мм; W м3=210кгм;
qн=pн+001Gн; qн=(24+001·7065)·058=1433кНм. (28)
Проверяем максимальный относительный прогиб от нормативных
Условие жесткости выполняется.
в) Подбор сечения вспомогательных балок.
Балки настила опираются на вспомогательные балки этажным способом передавая нагрузки в точках опирания. (рис.5).
Рис.5. К подбору сечения вспомогательных балок.
Сила Р представляет собой удвоенную опорную реакцию балок настила.
Так как в нашем случае количество сил больше пяти разрешается заменить их равномерно распределенной нагрузкой с интенсивностью
qн=[pн+(Gн+Gб.н.)·001]с=[24+(7065+(2100775))·001]·4=37968кНм. (31)
q=[12·pн+105·(Gн+Gб.н.)·001]с. (32)
q =[12·24+105(7065+(2100775))·001]·4=41307 кНм.
Определяем максимальный изгибающий момент по формуле
Ммах=41307·6228= =19848 кНм=198480 кНсм.
Вычисляем Wтр по формуле
Wтр=19848023·1=862956 см3
В соответствии со значением Wтр из сортамента по ГОСТ 26020-83 выбираем двутавр для которого Wx> Wтр .
Двутавр №100Б1 имеющий следующие характеристики:
h=990 мм; W I м4=2306 кгм;
Проверка прочности вспомогательной балки производиться по формуле:
qф=q+001 ·м4·105; (35)
qф=41307+001·2306·105=41549 кНм;
Ммахф =41549· 6228=199643 кНм=199643 кНсм;
Проводим проверку прочности по формуле:
Аf=bf·tf=320·220=7040 мм2=704 см2; Аw=hw·tw=946·160=15136см2;
Q Аw = hw·tw=946·16=15136 см2.
Rs – расчетное сопротивление стали сдвигу ([1] табл.2);
Процент недонапряженности:
Δ=(Ry-)·100 Ry=(23-19676)·10023= 144%;
Ry – расчетное сопротивление стали ([1] табл.В.5)
Высота двутавра h=990 мм>h min =295 мм . Условие h> h min выполняется следовательно проверка жесткости не требуется.
Общий расход стали для 1 варианта в кгм2 вычисляется по формуле
G3 =Gн + Gб.н. = Gн +; (39)
Количество балок на одну ячейку: (40)
( 8 балок настила 4 вспомогательных балок).
2.4.Сравнение вариантов и выбор экономичного решения.
Технико-экономические показатели рассмотренных вариантов балочной клетки сводятся в таблицу1.
Технико-экономические показатели вариантов. Таблица1.
Вспомогательных балок
На основании таблицы 1 принимаем 1-й вариант балочной клетки как наиболее экономичный по расходу стали. Это балочная клетка нормального типа для которой и производится дальнейший расчет.
Рис.6. Монтажная схема рабочей площадки.
Рис.6. Монтажная схема рабочей площадки. Сечение 1-1 2-2.
2.5.Расчет сварных швов прикрепляющих настил к балкам настила.
Распорное усилие H определяем по формуле (2)
где =12 – коэффициент надежности по временной нагрузке ([2] табл.8.2);
- предельный относительный прогиб;
Расчетная толщина углового шва длиной lw=1 м прикрепляющего настил к балке определяется формулой (3)
где Rwf – расчетное сопротивление углового сварного шва на срез по металлу шва ([1] табл.4)
где Rwun =410 Нмм2– нормативное сопротивление металла угловых швов ([1] табл.Г.2).
γwm = 125 – коэффициент надежности по металлу шва ([1] табл.4)
Кf=4 мм по конструктивным соображениям в соответствии с [1] табл. 38.
Размеры сварных швов должны удовлетворять следующим требованиям
Кf min≤Кf≤ Кf mаx (41)
где Кf min=4мм ([1] табл.38)
Кf mаx =12·t =12·85=102мм([1] с.72)
где t =85мм- наименьшая из толщин свариваемых элементов.
РАСЧЕТ ГЛАВНОЙ БАЛКИ.
1.Подбор сечения главной балки.
1.1.Общая характеристика.
Главные балки воспринимают значительно большие нагрузки поэтому их делают составного двутаврового сечения. Для экономии материала до 10 12% сечение балки изменяют по ее длине.
Сечение главных сварных балок компонуют из стандартных листов: стенку – по ГОСТ 19903 74 пояса – по ГОСТ 82-70
Высота главной балки определяется экономическими соотношениями (hорt) максимально допустимым прогибом (hmin) и согласуется со строительной высотой (hстр).
Если hб>=hmin то жесткость балки обеспечена.
1.2.Определение действующей нагрузки.
Тип балочной клетки – нормальный вариант1. Вид нагрузки (рис. 4).
Для нормального типа балочной клетки нагрузка равномерно распределена по всему пролету главной балки. Нормативная и расчетная интенсивность равномерной нагрузки в кНм соответственно определяются по формуле:
где G – общий расход стали принятого варианта кгм2;
1 – переходный коэффициент от кг. к кН.
1.3.Определение расчетных усилий M и Q.
Расчетная схема балки принимается с шарнирными опорами и пролетом равным шагу колонн l в продольном направлении (рис.6). Усилия в сечениях главной балки находим по правилам строительной механики: сначала определяем опорные реакции затем строим эпюры M и Q.
Для равномерной нагрузки (рис.5) будем иметь
Эпюры усилий строим по формулам:
Максимальное значение усилий Мmax и Qmax вычисляют по формулам
Расчетные усилия определяют с приближенным учетом собственного веса проектируемых главных балок вычисляют по формулам
М=104x596224=620073 кНм Q=104x149056=155018 кН
где α=103 105 (большее значение принимают при больших нагрузках и пролетах).
Рис.7. К расчету усилий М и Q в сечениях главной балки нормально типа.
1.4.Подбор сечения главной балки.
Рациональная форма поперечного сечения главной балки – двутавр с двумя осями симметрии (рис.7) т.к. обеспечивает хорошие прочностные качества при относительной экономии металла.
a)Определим требуемый момент сопротивления сечения по формуле (48):
b)Определим оптимальную высоту балки по эмпирической формуле:
c)Определим минимальную требуемую высоту (Ry в МПа)
где - относительный предельный прогиб главной балки.
d)Примем в первом приближении высоту балки такой что бы удовлетворялись условия:
hm 122≤ 17 ≤20; 17166; h=170 м=170 см
e)Определим толщину стенки из условий:
- из условия прочности на срез в опорном сечении
где Rs – расчетное сопротивление стали сдвигу ([1] табл.2);
γс =1– коэффициент условий работы ([1] табл.1).
- из условия местной устойчивости при действии только нормальных напряжений (при этом продольные ребра жесткости не требуются)
- из условия экономичности
где при h=170 м λ=145– гибкость стенки по табл. 2[4];
На основании полученных данных по ГОСТ 19903-74* назначаем толщину
стенки в пределах от 8мм до 14 мм.
Толщина стенки tw= 120мм.=12 см.
f)Уточним оптимальную высоту балки по формуле:
Высота балки h=hw+2·tw .
Вычисляем высоту стенки по формуле
где tf =(15 3)tw и согласовываем с ГОСТ 82-70*;
hw= 170-2·24=1652 см.
В соответствии с ГОСТ 82-70* hw=1700мм.
Высота балки h=hw+2·tf=1700+2·24=17481750мм .
g)Определим требуемую площадь сечения поясов по формуле
Ширина полки bf=500 мм по ГОСТ 82-70*.
Рис.8. Сечение главной балки.
Проверяем условия местной устойчивости полки:
Условие выполняется следовательно местная устойчивость обеспечена.
1.5.Проверка прочности по нормальным напряжениям.
Вычислим фактические геометрические характеристики принятого сечения
и массу 1 погонного метра балки в кгм
m=(2bftf+12twhw)·1·1750=(2·060·0025+12 ·00125·18) ·1·1750=8659 кгм.
Расчетные значения усилий с учетом 1 погонного метра балки m вычисляем по формуле
Проводим проверку прочности по формуле
Аf=bf·tf=500·25=12500 мм2=1200 см2;
Аw=hw·tw=1700·120=20400мм= 204 см2;
2.Изменение сечения главной балки.
Изменение сечения главной балки выполняем в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. При равномерно распределенной нагрузке наивыгодней- шее место изменения сечения находится на расстоянии zu=l6 =267м. от опор. Изменение сечения выполняют в предположении упругой работы материала.
Изменение сечения балки выполняем за счет уменьшения ширины поясных листов при этом толщину пояса и высоту балки оставляют без изменения.
Рис.9. К расчету изменения сечения главной балки.
Расчет выполняем по следующему способу: назначаем место изменения т.е. вычисляем расчетные усилия и из условия прочности подбираем ширину поясных листов.
Определяем усилия в измененном сечении балки по формуле
Вычисляем характеристики уменьшенного сечения по формулам:
Требуемая площадь сечения пояса при опорных участков балки длиной 267 м определяется по формуле
По конструктивным соображениям должны быть соблюдены условия:
Ширина пояса b'f равна 25 см по ГОСТ 82-70*.
В сечениях с уменьшенными размерами (рис.10) совместно действуют большие нормальные и касательные напряжения поэтому необходимо выполнить проверку по приведенным напряжениям на уровне поясных сварных швов (рис.11).
Рис.10. К расчету по приведенным напряжениям на уровне поясных сварных швов.
Прочность проверяют по формуле:
В данном случае на верхний пояс балки действует местная нагрузка однако условие прочности удовлетворяется с большим запасом поэтому проверку по более точной формуле не выполняем.
3. Проверка общей устойчивости балки
В данной курсовой работе рассчитывается балочная клетка нормального типа с раскладкой балок настила по верхнему поясу с этажным сопряжением. При такой компоновке общая устойчивость главной балки обеспечивается поэтому проверка общей устойчивости не производится.
4. Проверка местной устойчивости поясов и стенки
Потеря местной устойчивости тонких листов возможна как при наличии нормальных и касательных напряжений в отдельности и при их совместном действии.
а) Сжатый пояс составной балки устойчив если выполняется условие:
Где bef – расстояние от грани стенки до кромки пояса т.е. величина свеса полки определяется по формуле
Устойчивость сжатого пояса обеспечена.
в) Местная устойчивость стенки балки обеспечивается если условная гибкость стенки
Так как 35 λw=454 6 то стенку необходимо укрепить односторонними поперечными ребрами. Максимальный шаг ребер жесткости при наличии местной нагрузки определяется по формуле :
·hw=2·170=340 см; (67)
Рис.11. Схема участка балки укрепленной ребрами жесткости.
Главная балка рассчитана с учетом развития пластических деформаций поэтому в средней части балки длинной 03·l ребра следует ставить под каждую балку настила так как местные напряжения в стенке недопустимы.
Рис.12. Места для определения
Устойчивость стенки на уровне поясных швов проверяют по формуле :
Проверяем устойчивость стенки второго от опоры отсека где действуют усилия и вычисляемые по формуле:
cr – критическое напряжения в отсеке вычисляемое по формуле:
где ссr – коэффициент определяемый по [1]табл. 17 в зависимости от параметра вычисляемого по формуле:
где =08 – коэффициент принимаемый по [1] табл.13;
bf tf - соответственно ширина и толщина сжатого пояса балки;
hef –расчетная высота стенки;
hw –полная высота стенки.
cr – критическое напряжения в отсеке вычисляемое по формуле:
d = 170 см – меньшая сторона отсека;
= ahw = 180170 = 12 – отношение большей стороны отсека к меньшей.
loccr – критическое напряжения в отсеке вычисляемое по формуле:
где с1 =245 – коэффициент определяемый по [1] табл.14 в зависимости
от отношения аhef и значения ρ=104·
аhef=180150=12; ρ=104·198180=01;
где h – размер равный сумме толщины верхнего пояса балки и катета поясного шва если нижняя балка сварная;
b – ширина пояса балки настила;
с2 =156 – коэффициент определяемый по [1] табл.15 в зависимости от отношения аhef и значения вычисляемого по формуле (72);
=481- условная гибкость стенки вычисляемая по формуле (66).
loc – местное напряжения в отсеке вычисляемое по формуле:
loc=F( lef· hw) (75)
где F – расчетное значение нагрузки (силы);
Местная устойчивость стенки обеспечена.
Размеры двухсторонних рёбер жесткости вычисляют соответственно по формулам:
Требуемая ширина ребра:
Требуемая толщина ребра:
Окончательно принимаем сечение ребра bр=110мм tр=8мм:
Ребра жесткости приваривают к стенке главной балки односторонними швами кf = 5 мм.
5. Расчет соединения поясов со стенкой балки.
Рис. 13. К расчету поясных швов
Поясные сварные швы обеспечивают монолитность составного элемента и совместную работу поясов и стенки. В результате этого в них возникают сдвигающие усилия которые определяем по формуле Д. И. Журавского.
Катет шва определяется из двух условий:
)Из условия среза по металлу шва:
T – сдвигающее пояс усилие на длину 1 см вызываемое поперечной силой Q;
f = 09 – коэффициент принимаемый по табл. 39[1];
Rwf =1804 МПа=1804кНсм2– расчётное сопротивление по металлу шва по табл.4[1];
)Из условия среза по металлу границы сплавления:
kf=T2z*Rwz*γwz*γc (78)
где z = 105 – коэффициент принимаемый по табл. 39[1];
Rwz=045Run=04536=162 кНсм2 – коэффициент принимаемый по табл. 4[1].
Run =360 Нмм2=36 Нсм2 – временное сопротивление стали соединенных элементов (табл.В.5[1]).
кf =4 мм по табл. 38 [1].
Размеры сварных швов должны удовлетворять следующим требованиям:
Кf min=4мм (табл.38[1]) Кf mаx =12·t =12·120=144мм([1] с.72)
где t =120мм- наименьшая из толщин свариваемых элементов.
6 Конструкция и расчет опорного ребра
Опорное ребро воспринимает большие усилия поэтому его сечение подбирают расчетом.
Требуемая площадь опорного ребра определяется из условия прочности его пристроганного торца на местное смятие по формуле:
где =149238 кН – опорная реакция главной балки;
- расчетное сопротивление стали смятию при наличии пригонки определяем по [1] табл.2
- нормативное сопротивление проката ( [1] табл.В5);
=1025 - расчетный коэффициент надежности по материалу определяем по [1] табл.3.
Размеры опорного ребра назначают по ГОСТ 82-70* с учетом следующих требований:
·25=50см2 > 4252 cм²
В соответствии с ГОСТ 82-70* bо.р.=25 см; tо.р.=20 см.
Далее проверяем опорное ребро на устойчивость из плоскости балки как центрально сжатый элемент длиной равной высоте стенки главной балки по формуле:
Рис.14. Узел сопряжения главной балки с колонной.
где - расчетная площадь сечения для торцевого опорного ребра вычисляется по формуле:
φy - коэффициент продольного изгиба находим по табл.Д1 [1] в зависимости
- условная гибкость сечения ([1] с.12):
=> φy =968001000=0968;
Проверим условие устойчивости:
7. Конструкция и расчет монтажного сварного стыка балки.
Разбивка балки на отправочные элементы диктуется возможностями транспортирования по весу и длине. Главную балку необходимо разбить на 2 отправочные марки расположив монтажный стык в середине пролета.
Стык растянутого нижнего пояса балки выполняют косым швом с уклоном
:2 (рис.14) т.е. увеличивают длину шва и тем самым обеспечивают прочность стыка с меньшим расчетным сопротивлением шва на растяжение при ручной сварке без применения физических методов контроля
Чтобы уменьшить сварочные напряжения и остаточные деформации сначала сваривают стык стенки далее придерживаются последовательности показанной цифрами на рис.14. Такой стык следует считать равнопрочным основному металлу сечения балки и может не рассчитываться.
Рис.15. Монтажный стык главной балки.
8. Расчет и конструирование сопряжений балок.
Так как рассчитывается балочная клетка нормального типа то принимаем поэтажное сопряжение балок настила с главной балкой.
При этажном сопряжении балки настила приваривают к поясу главной балки катет швов принимают конструктивно но не менее указанных в [1]табл.38.
Кf min=4мм (табл.38[1]) Кf mаx =12·t =12·85=102 мм([1] с.72)
Рис.16. Сопряжение балок настила с главными балками.
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТОЙ
1. Общая характеристика.
Колонна сплошная. Преимущественно работает на центральное сжатие и состоит из оголовка стержня базы.
Сплошные колонны легки в изготовлении но неэкономичны по затрате металла т.к. нет реализации равноустойчивости как у сквозных колонн.
Рис. 17. К расчёту центрально сжатой колонны
Основным требованием к центрально нагруженной колонне является равноустойчивость относительно осей х и y:
Для колонн двутаврового сечения это обеспечивается при h = 05·bf . Однако для того чтобы избежать неудобств при изготовлении на практике принимают h bf поэтому расчетной принимаем гибкость y т.к. она максимальна.
2. Подбор сечения и проверка устойчивости
Задаемся гибкостью 1 = 60 по табл. 72 [2] находим коэффициент продольного изгиба 1y = 0826.
Вычисляем требуемую площадь сечения по формуле:
где N=2Qф=2149238=298476 кН (Qф – опорная реакция главной балки)
Определяем приближенно ширину колонны:
= 024 – для двутаврового сечения;
h2=74 м –отметка верха настила;
hб = 06 м – высота базы;
hк=2105 м – конструктивная высота покрытия.
Принимаем bf = 410 см.
Приняв h bf компонуем сечение из трех листов по ГОСТ 82-70* так чтобы удовлетворялись условия:
Принимаю по ГОСТ 82-70* tf=14 мм.
Принимаем tw = 7 мм.
Вычисляем геометрические характеристики сечения:
А = 24114 + 38207 = 14154 см2;
ry=(IyA)05=(160815714154)05=10659
λy=lbfry=589510659=553
Из таблицы 72 [1] интерполяцией находим у = 096 и проверяем устойчивость колонны:
=298476096*14154=2197≤ 23.
Условие выполняется.
Проверяем местную устойчивость поясных листов и стенки соответственно:
bef=05(410-7)=2015 мм;
λ=553*(2320600)05=1847.
bbftf=201514=1439(036+01λ)*(ERy)05=(036+01*1847)*29927=1630
hwtw=3827=5457(036+08*1847)*29927=55
Проверка на местную устойчивость выполняется ребра не требуются.
Рис. 18. Поперечной сечение сплошной колонны
3. Расчет и конструирование базы колонны.
Нижняя развитая часть колонны называемая базой предназначена для передачи сосредоточенной нагрузки на бетонный фундамент и прикрепления колонны в соответствии с принятой расчетной схемой.
Рис. 19. База центрально сжатой колонны
а) Площадь плиты базы определяем по формуле:
Aф=2*1492381015=294065 см2.
Аф– площадь фундамента под плитой базы по обрезу;
Rb = 725 кНм2– призменная прочность бетона класса В125.
Обычно принимают =12 15.
Для базы колонны можно назначить и квадратную плиту с размерами
L=B=(294065)05=5423 см
округлив этот размер по ГОСТ 82-70* принимаем лист В =L=55 см.
Ширину плиты B можно определить из компоновочной схемы (рис. 19):
B=bf+2с+2tт=41+265+21=55 см.
Определяем фактическое напряжение смятия в бетоне под плитой:
=29847655*55=09871015
Плита работает на изгиб. В качестве опор для участков плиты служат полки и стенка колонны траверсы и ребра в результате получаем участки опертые на четыре три два канта и консольные.
б) Для каждого участка вычисляем максимальные изгибающие моменты действующие в полосе шириной 1 см.
- для консольного участка:
M1=*c22=0987*6522=2085 кН*см
- в участке с опиранием на 4 канта:
М4 = 1 ·б · a2 = 00972 0987 20152 = 3895 кНсм;
- в участке с опиранием на 3 канта:
вычисляем как для консольного участка т.к. а1d=019403:
М23=*a122=0987*722=2419 кНсм;
По наибольшему значению момента вычисляем требуемую толщину плиты:
tпл=(6MmaxRy*γc)05=(6*389523*1)05=3187
Принимаем tпл = 32 мм.
Определяем минимальный катет сварного шва траверсы
kf=11*(149238170*18)05= 0768. Принимаем kf = 8 мм.
Высоту траверсы вычисляем из двух условий:
ht=2984764*09*08*18*1*1=57576 ≥3964
ht=2984764*105*08*1665*1*1=4564 ≥3673
hт≤85fkf=850908=612 см.
Принимаем hт = 400мм. Толщина траверсы tт принимается по конструктивным соображениям 10-16 мм. Принимаем tт= 12 мм.
4. Расчет и конструирование оголовка колонны
Верхнюю часть колонны (оголовок) необходимо конструировать так чтобы сосредоточенные силы надежно и равномерно распределить по всему сечению стержня. При передаче опорной реакции главных балок на полки сплошной колонны швы прикрепления опорной плиты к полкам стержня колонны и к стенкам ветвей назначают расчетом из условия среза по металлу шва. Общая длина сварного шва- наружный периметр сечения колонны.
Из условия среза по металлу шва:
где: N=2Qф=2149238=298476 кНсм;
f = 09 – коэффициент принимаемый по табл. 34 [2];
Rwf =180 МПа– расчётное сопротивление по металлу шва. kf=2984761682*09*18=1095
Принимаем кf =12 мм. по табл. 38* [1].
Библиографический список.
СП 16.13330.2011. Стальные конструкции. Актуализированная редакция СНиП II-23-81*. М.: Стройиздат 2010.173с.
СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85* . М.: Стройиздат 2010.80с.
Металлические конструкции. Общий курс: Учебник для вузов Е.И. Беленя В.А.Балдин Г.С. Ведеников и др. ; Под общ. Ред. Е.И. Беленя. 6-е изд.доп. и перераб. М.: Стройиздат 1986.560с.
Металические конструкции: Нормативные и справочные материалы для курсового и дипломного проектирования Иван. гос. архит.-строит. акад.; Сост.: А.Л. Телоян. Иваново 2005.44с.
Строительные конструкции. Учебное пособие. Иван. гос. арх.-строит. унив.; Сост. С.А. Малбиев А.Л. Телоян Н.Л. Марабаев .Иваново 2006.173с.

ЖБК 10010 ПЕЧАТЬ.dwg

производственное здание
Сварные сетки и каркасы изготовить с использованием
контактной точечной сварки по ГОСТ
Предварительно напрягаемую арматуру плиты натянуть
электротермическим способом на упоры
Изделия закладные МН4
Каркас пространственный КП
Изделия закладные МН2
Изделия закладные МН
Каркасы плоские КР-1
Сварные сетки и каркасы изготовить с использованием контактной
точечной сварки по ГОСТ
разложить по всей длине здания
Данный лист смотреть с листом
Монолитное перекрытие
Напрягаемая арматура
Схема монолитного перекрытия на отм. +2800 М1:200
Маркировочная схема перекрытия на отм. +2
Многоэтажное каркасно-панельное производственное
здание в городе Волгоград
Вспомогательная балка
Спецификация на изделие
Предварительно напрягаемую арматуру опустить при
передаточной прочности бетона R=11

ПЗ по КП№1 по ЖБиКК.docx

Исходные данные: 10010 (шифр 010).
Количество этажей: 4;
Количество пролетов: 3;
Район строительства: г. Волгоград Волгоградская область;
Пролет здания: L=52 м;
Шаг колонн здания: В=54 м;
Нормативная временная нагрузка на междуэтажное перекрытие:
Условное расчетное сопротивление основания: R0=021 МПа.
Проектирование перекрытия и каркаса здания из сборных жб элементов.
Компоновка каркаса и обеспечение пространственной
Расчет многоэтажной рамы 6
1. Назначение размеров элементов рамы и определение нагрузок
действующих на раму .6
2. Определение усилий в элементах рамы 12
Расчет и конструирование ребристой панели перекрытия ..19
1.Назначение размеров и выбор материалов ..19
2.Расчет панели по первой группе предельных состояний 20
3. Расчет продольных ребер панели по второй группе предельных состояний 30
Расчет и конструирование ригеля перекрытия ..33
1.Назначение размеров сечения ригеля и выбор материалов 33
2.Расчет прочности ригеля по нормальному сечению ..33
3.Расчет прочности ригеля по наклонному сечению .35
5.Построение эпюры материалов .36
Расчет и конструирование колонны 42
1.Расчет продольной и поперечной арматуры 42
2.Расчет консоли колонны 46
3.Расчет стыка ригеля с колонной 48
Проектирование монолитного перекрытия
Расчет и конструирование монолитной железобетонной плиты .52
1.Компановка конструктивной схемы перекрытия 52
2.Определение шага второстепенных балок 52
3.Выбор материалов ..53
4.Расчет и армирование плиты .53
Расчет по прочности второстепенных балок ..58
1.Назначение размеров второстепенной балки и статический расчет 58
2.Расчет прочности по нормальному сечению ..59
3.Расчет прочности по наклонному сечению 65
Библиографический список 69
Каркас проектируемого здания сборный железобетонный и состоит из колонн и ригелей образующих многоэтажные поперечные рамы с жесткими узлами. Конструктивными элементами здания являются также панели перекрытий соединяющие рамы в единую пространственную систему стеновое ограждение (стеновые панели и панели остекления) и фундаменты.
Привязка колонн принимается в соответствии с 4: разбивочные оси совмещаются с геометрическими осями средних колонн и с наружными гранями крайних колонн. Колонны изготавливаются высотой на два этажа.
Перекрытие состоит из предварительно напряженных ребристых панелей с номинальной шириной 1500 мм. Ширина доборных панелей cocтавляет 950 мм.
Ригели пролетом 52 м - без предварительного напряжения.
Наружные стены – навесные. Высота керамзитобетонных стеновых панелей – 09; 12; 18 м толщина – 300 мм высота панелей остекления – 12 м.
План и поперечный разрез представлены на рис. 1 и рис.2 соответственно.
Рис.1.1. Монтажная схема каркаса и перекрытия.
Рис.1.2. Поперечный разрез здания.
Расчет многоэтажной рамы.
В соответствии с 4 рассчитывается трех пролетная рама нижнего этажа.
1. Назначение размеров элементов рамы и определение нагрузок действующих на раму.
1.1. Назначение предварительных размеров элементов рамы.
Рис.2.1. Поперечное сечение ригеля.
Предварительно принимаем ригель таврового сечения с полкой внизу высотой hр = 700мм шириной bр = 300 мм.
Предварительно размеры сечения колонны принимаем в соответствии с 4: 400х400 мм.
1.2. Определение нагрузок.
Нагрузка на ригель рамы принимается равномерно распределенной т.к. количество сосредоточенных сил в пролете больше трех.
Вычисление нагрузок от покрытия и перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ = 10 приведено в табл. 2.1.
Вычисление нагрузок от покрытия и перекрытия.
Наименование нагрузки
Нормативная нагрузка кНм2
Коэф. Надежности по нагрузке γf
Расчетная нагрузка кНм2
Стяжка из цементно-песчаного раствора
Утеплитель: пенополистирол
=120 мм; ρ=1000 кгм3
Пароизоляция: 1 слой рубероида
Ребристая жб панель покрытия с бетоном замоноличивания
ИТОГО: qпок=q1+q2+q3 +q4+q5
Выравнивающий слой из бетона
Продолжение таблица 2.1.
Жб ребристые панели с бетоном замоноличи- вания
ИТОГО: qпер=q1+q2+q3 +q4
ВСЕГО: qпер = qпер+ Vпер
Вычисляем расчетные нагрузки на 1 погонный метр ригеля:
-от кровли и плит: кНм
ИТОГО: 3422 + 578 = 4000 кНм.
б) временная (снеговая):
Полная расчетная нагрузка:
22 + 578 + 603 = =4603 кНм
-от пола и панелей: кНм
-от массы ригеля: кНм;
ИТОГО: 22788+578= 28568 кНм.
-от перегородок: 055·54 = 297 кНм
-полезная: (48 + 42)·54 = 486 кНм
7 + 035·486= 1998 кНм
ИТОГО: 297+486 = 5157 кНм.
Полная расчетная нагрузка: 22788+ 578 + 297 + 486 = 80138 кНм.
1.3.Уточнение размеров элементов рамы.
Для уточнения предварительно принятых размеров сечения ригеля вычисляется требуемая высота на основании упрощенного расчета. Опорный момент приближенно принимаем равным:
где М0 = Рпер·L28 – изгибающий момент в ригеле вычисленный как для однопролетной балки.
М0 = 80138·5228 = 27087 кН·м
М = 07·27087 = 18961 кН·м
Рабочая высота ригеля:
где 03·(1-05·03) = 0255
Rb =115МПа – для бетона класса В20
γb2 =09 – коэффициент условий работы бетона.
hр = h0 + as = 4894 + 5 =5394 см.
Принимаем ригель высотой 700 мм из бетона класса В20.
Определение размеров сечения колонн:
Нагрузку на колонну нижнего этажа:
Nср = Pпок·L+ Pпер·L·(n-1)=4603 ·52+80138·52·(4-1)= 148951 кН;
Nкр =Nср2= 1489512 = 74476 кН;
где n – количество этажей.
Требуемая площадь сечения средней колонны нижнего этажа:
Аср = 11 (74476·103)09·145·100 = 62777 см2 (для класса В25);
Задаемся стандартной шириной колонны bco
Требуемая высота сечения колонны:
Так как кроме бетона нагрузку воспринимает арматура окончательные размеры сечения средних колонны в соответствии требованиями унификации принимаем 400х600 мм из бетона класса В25.
Средние колонны верхних этажей а также крайние колонны всех этажей принимаем сечением 400х400 мм так как на них действуют нагрузки значительно меньшие по значению.
Для крайних колонн сечением 400х400 мм принимаем бетон класса В25.
Расчетные пролеты ригелей принимаются равными расстоянию между осями колонн:
Расчетные пролеты ригелей:
В крайних пролетах 01 = 5200– 4002 = 5000 мм;
В средних пролетах 02 = 5200 мм.
1.4. Определение жесткостей элементов рамы.
Длина стоек вводимых в расчет принимается равной высоте этажа hэт = 28м. Расчетная длина ригелей
= (5000 + 5200)2 = 5100 мм.
Вычисляется расстояние от центра тяжести сечения до нижней грани сечения ригеля:
где Ap - площадь поперечного сечения ригеля;
S – статический момент относительно нижней грани сечения.
Ap = bp·hp = 03·07=021 м2
S = bp·hp22 =03·072 2=0074 м3
Y = 0074021 = 035 м.
Далее определяются жесткости ригеля и стоек а также их соотношения:
Момент инерции сечения ригеля относительно центра тяжести равен
Ip = bp·hp312 = 03·07312 = 00086 м4;
Погонная жесткость ригеля:
где Eb = 27·106 кНм2 – для бетона класса В20.
Момент инерции сечения стойки: Is3 = bco
Вследствие того что сечения крайних стоек и ригелей одинаковы со средними имеем
87 (для крайних стоек).
2. Определение усилий в элементах рамы.
Усилия в элементах рамы определяются при помощи программы RAMA2. Распечатка прилагается.
Исходные данные для расчёта по программе « RАМА 2»
Рис.2.2. Эпюры М в упругой стадии.
Выравнивание эпюры 1+2:
601-11782 = 3819 кНм
Ординаты выравнивающей эпюры:
3819 = 2864 0315601 =4680 кНм. => МВлев=3819 кНм.
МА= 38193 = 1273 кНм.
Выравнивание эпюры 1+3:
(17161-9926)2 = 3618 кНм1716103=5148 кНм.- условие выполняется. => ординаты выравнивающей эпюры:
Выравнивание эпюры 1+4:
542-9874 = 10668 кНм
Ординаты выравнивающей эпюры в первом пролёте:
10668 = 8001 0320542 = 6163 кНм. - условие не выполняется =>
МВлев=6163 кНм тогда МА = 61633 = 2054 кНм
Ординаты выравнивающей эпюры во втором пролёте:
(20426-6661)2 = 6883 кНм 2042603=6128 кНм.- условие не выполняется. => ординаты выравнивающей эпюры:
Рис.2.3.Выравнивание эпюры 1-2.
Рис.2.4.Выравнивание эпюры 1-3.
Рис.2.5.Выравнивание эпюры 1-4.
Рис.2.6.Огибающая эпюра моментов.
Рис.2.7.Эпюры поперечных сил.
Рис.2.8.Огибающая эпюра поперечных сил.
Продольные силы в колоннах определяются в уровне первого этажа.
Собственная масса колонн
Нагрузка от навесных стеновых панелей
Нагрузка от остекления
Суммарная нагрузка от навесных стеновых панелей и остекления
Продольная сила действующая на крайнюю колонну
Продольная сила действующая на среднюю колонну
Рпок – погонная нагрузка на ригель покрытия;
Nст – нагрузка от навесных стеновых панелей и остекления;
Расчет и конструирование ребристой панели перекрытия
При выполнении курсового проекта принимается ребристая панель перекрытия с предварительно напряженной арматурой.
1. Назначение размеров и выбор материалов
Продольное ребро свободно опирается на ригель и рассматривается как балка свободно опертая на двух опорах и загруженная равномерно распределенной нагрузкой.
Рис. 3.1. Расчетная схема работы панели и эпюры усилий.
Определяем длину панели:
=30мм – зазор между гранью ригеля и торцом панели;
bр – ширина поперечного сечения ригеля.
Определяем конструктивную ширину панели:
Принимаем ширину рядовой панели 1300 мм.
Высоту продольного ребра назначаем h = 400 мм ширина: внизу – 70 мм вверху – 100 мм. Ширина поперечных ребер: внизу – 50 мм вверху – 70 мм. Толщина полки принимается hf = 50 мм.
Панель изготавливается из тяжелого бетона класса В25. Напрягаемая арматура класса А800 ненапрягаемая продольная арматура – А400 диаметром 8мм.
Полка панели армируется сварными сетками из арматурной проволоки Вр500.
2. Расчет панели по первой группе предельных состояний
2.1. Расчет продольного ребра
2.1.1. Расчет прочности ребра по нормальному сечению
Конструктивная ширина bf = 1300 – 20 = 1280мм.
Расчетный пролет панели равен:
lр = lп – lоп = 5000 – 120 = 4880 мм.
Полная расчетная нагрузка на 1 п.м:
Р = gпер·bп = 1387·130 = 18031 кНм.
Максимальные усилия:
Qmax = 18031·4882 = 4399 кН.
Ширина полки эквивалентного приведенного таврового сечения:
bf = 1280 + 20 = 1300 мм.
Ширина ребра: b=2bр+20;
b = 2·70 + 20 = 160 мм.
где: h0 = h – as = 40 –5 = 35 мм – высота рабочей зоны;
Rb = 145 МПа – расчетное сопротивление бетона класса В25 сжатию;
γb2 = 09 – коэффициент условия работы бетона
По значению А0 определяем = 0041 * = 0979 (табл. III.I [5]).
Тогда высота сжатой зоны:
х = · h0 = 0041·35 = 1435 см hf=5 см.
Граничное значение высоты сжатой зоны определяется по формуле:
где - относительная деформация арматуры растянутой зоны вызванная внешней нагрузкой при достижении в этой арматуре напряжения равного ;
- относительная деформация сжатого бетона при напряжениях равных принимаемая равной 00035.
Для арматуры с условным пределом текучести значение определяют по формуле
где - предварительное напряжение в арматуре с учетом всех потерь и = 09; 400 - в МПа.
Величину предварительного натяжения арматуры принимаем:
5·Rsser = 085·800 = 680 МПа;
где Rsser = 800 МПа – для арматуры класса А800.
Величина отклонения натяжения арматуры:
где l = 62 м – длина напрягаемого стержня.
В соответствии с 1 должны выполняться условия:
+ р Rsser ; 680+8806=76806 800;
– р 03Rsser ; 680-8806=59194 > 240
Следовательно разрушение начнется со стороны растянутой зоны.
Коэффициент условия работы учитывающий повышенную несущую способность арматуры напряженной выше предела текучести найдем по формуле:
где для арматуры класса A800.
Определим требуемую площадь напрягаемой арматуры:
Принимаем по сортаменту 2 12 А800 ; АSP = 2262 см2 .
2.1.2. Определение геометрических характеристик приведенного сечения.
Рис.3.2. К определению геометрических характеристик приведенного сечения.
Площадь бетонной части поперечного сечения панели
Площадь приведенного сечения
Статический момент площади приведенного сечения
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
Моменты инерции приведенного сечения
Момент инерции приведенного сечения
Момент сопротивления приведенного сечения по нижней и по верхней зонам
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии эксплуатации изготовления и обжатия
где γ = 175 как для таврового сечения с полкой расположенной в сжатой зоне.
2.1.3. Определение потерь предварительного напряжения.
Расчет потерь предварительного напряжения арматуры:
т.к. при тепловой обработке изделия нагрев арматуры и формы происходит одновременно.
Усилие предварительного обжатия:
Эксцентриситет приложения усилия предварительного обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения:
Передаточная прочность бетона:
Суммарные первые потери напряжений:
Потери от усадки бетона определяют по формуле
где - деформации усадки бетона значения которых можно приближенно принимать в зависимости от класса бетона равными:
002 - для бетона классов В35 и ниже;
0025 - для бетона класса В40;
003 - для бетона классов В45 и выше.
Потери от ползучести бетона определяют по формуле
где - коэффициент ползучести бетона определяемый согласно п. 2.1.2.7
СП 52-102-2004. Для бетона В25 и для относительной влажности воздуха 40-75%
- напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры.
- расстояние между центрами тяжести сечения напрягаемой арматуры и приведенного поперечного сечения элемента.
- площадь приведенного сечения элемента и ее момент инерции относительно центра тяжести приведенного сечения.
- коэффициент армирования равный A где A и - площади поперечного сечения соответственно элемента и рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры.
Полные значения первых и вторых потерь предварительного напряжения арматуры по СП 52-102-2004 определяют по формуле:
2.1.4. Расчет прочности ребра по наклонному сечению
Поперечная сила от расчетной нагрузки в опорных сечениях ребра
Определение диаметра и шага поперечной арматуры производится в соответствии с блок-схемой.
Коэффициент учитывающий влияние сжатых полок:
где bf b + 3hf = 016 + 3·005 = 031м.
Коэффициент учитывающий влияние продольных сил:
где Р – сила обжатия в арматуре
+ f + n = 1 + 010 + 028 = 138 15;
Qb* = Q2 = 43992 = 2199 кН;
Проверяем условие Qb* b3(1 + f + n)·Rbt·b·h0
b3(1 + f + n)·Rbt·b·h0 = 06·138·09105·10-1 ·16·35 = 4382 кН;
Принимаем Qb* = 4382 кН;
с = ВQb* = 383405410-1 4382 = 875 см > 2h0 = 70 см;
Принимаем с = 70 см;
Qb = Вс = 383405410-170 см = 548 кН;
Проверяем условие Q Qb ; 4399 кН 548 кН
следовательно поперечная арматура по расчёту не требуется и её подбор осуществляется по конструктивным требованиям.
Принимаем поперечную арматуру 5 Bр500 продольную арматуру 8 А400
Так как h=400 мм 450 мм задаемся шагом S1
Принимаем количество поперечных стержней в сечении элемента n=2.
Принимаем 5 Bр500 c
При h=400 мм 450 мм шаг стержней на приопорном участке должен быть
На остальной части пролета:
Рис. 3.3. Каркас КР1 продольного ребра панели перекрытия.
2.2. Расчет полки панели.
Рис. 3.4. Схема панели перекрытия
Определяем расчетный случай:
Следовательно полка работает как плита опертая по контуру.
Вычисление нагрузок на полку панели перекрытия.
I. Постоянная (qпер ).
Собственный вес полки =50 мм;
q = 12147·1 = 12147 кНм;
Изгибающие моменты в полке:
М1 = МI = МI = кН·м;
МII = МII = 075·М1 = 075·0378 = 028 кН·м;
М2 = 05·М1 = 05·0378 = 0189 кН·м;
Определяем площадь и подбираем диаметр и шаг рабочих стержней сетки в поперечном направлении:
А0 = М(Rb·bf·h02γb2)= 0378·105(145·100 ·100·352 ·09) = 0024.
где М = 0378 кН·м; h0 = h – as = 50 – 15 = 35мм.
По таблице определяем = 0986 (табл. III.I [5]).
Аs = М(Rs·h0 ·)= 0378·105(415·100·35·0986) = 0264 см2
Принимаем шаг стержней S = 200 мм тогда количество рабочих стержней приходящихся на расчетную полосу шириной 1 метр n = 1000200 + 1 = 6;
Аs = 02646 = 0044 см2;
Принимаем 4 Вр500; Аs = 0126 см2.
Аналогично определяем и шаг рабочих стержней в продольном направлении.
А0 = М(Rb·bf·h02γb2)= 028·105(145·100 ·100·352 ·09) = 0018;
где М = 028 кН·м; h0. = h – as = 50 – 15 = 35мм.
По таблице определяем =0989 (табл. III.I [5])
Аs = М(Rs·h0 ·)= 028·105(415·100·35·0989) = 0195 см2
Принимаем шаг стержней S = 300 мм тогда n = 1000300 + 1 = 4;
Аs =01954 = 0049 см2;
Сварную сетку С1 для армирования полки выбираем по сортаменту
( ГОСТ 8478-81). Принимаем сетку .
Для восприятия растягивающих напряжений от действия изгибающих моментов МI и М1 вдоль продольных ребер укладываются сетки с рабочими стержнями 4 Вр500 в поперечном направлении с шагом S = 200 мм.
Армирование поперечных ребер выполняется сварными каркасами КР2 с продольными стержнями диметром 8 мм из стали класса А400 с поперечными стержнями диаметром 4 мм из стали класса Вр500 устанавливаемыми с шагом S = 200 мм.
Рис. 3.5. Сварные сетки С1 и С2 для армирования полки панели.
3. Расчет продольных ребер панели по второй группе предельных состояний
Расчет панели по II группе предельных состояний включает расчеты по образованию и раскрытию трещин а также расчет по деформациям. Расчеты произведены с помощью компьютерной программы «Плита1обуч». Исходные данные для расчета представлены в таблице 3.2:
Наименование величины
Фамилия и номер варианта
Расчетная погонная нагрузка
Нормативная погонная нагрузка
Нормативная длительно-действующая нагрузка
Ширина сжатой полки плиты
Высота сжатой полки плиты
Ширина растянутой полки плиты
Высота растянутой полки плиты
Расчетный пролет плиты
Длина площадки опирания плиты
Расстояние от торца плиты до места установки строповочных петель
Передаточная площадь бетона
Расчетное сопротивление напрягаемой арматуры
по первой группе предельных состояний
Начальное напряжение в напрягаемой арматуре
Модуль упругости сжатой арматуры
Модуль упругости напрягаемой арматуры
Площадь сжатой арматуры
Площадь напрягаемой арматуры
Диаметр напрягаемой арматуры
Расстояние от центра тяжести сжатой арматуры до верхней грани плиты
Расстояние от центра тяжести напрягаемой арматуры до нижней грани плиты
Расстояние от центра тяжести нижнего ряда напрягаемой арматуры до нижней грани плиты
Предельно-допустимый прогиб
Обработка результатов расчета.
Расчет по раскрытию трещин не производится. Трещины в сечении не образуются.
Проверяем условие где .
-00000947 м 001952 м – условие выполняется.
Таким образом прогиб панели меньше допустимого. Расчет закончен.
Расчет и конструирование ригеля перекрытия.
1. Назначение размеров сечения ригеля и выбор материалов
Согласно заданию рассчитывается ригель в первом пролете только по первой группе предельных состояний. Ригель (рис. 4.1.) таврового сечения со свесами в растянутой зоне с ненапрягаемой продольной рабочей арматурой. Расчетное сечение ригеля – прямоугольное. Площадь сечения консольных свесов в расчет не вводим т.к. она вне сжатой зоны бетона. Принимается бетон класса В20 арматура – класса А400.
Рис. 4.1. Поперечное сечение ригеля.
Определяем длину ригеля:
2. Расчет прочности ригеля по нормальному сечению
Пролетные и опорные изгибающие моменты принимаем в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов (рис. 2.6.)
h0 = h – as = 70 – 5 = 65 см – рабочая высота сечения;
По значению А0 определяем по (табл. III.I [5]).
= 0125 =0531 следовательно сжатая арматура в пролетном сечении принимается по конструктивным требованиям. Принимаем 3 10 А400; Аsс = 236 см2.
Принимаем по сортаменту 5 14 А400; Аsпр = 769 см2
h0 = 70 – 6 = 64 см – рабочая высота сечения;
= 0147 =0531 следовательно сжатая арматура в опорном сечении принимается по конструктивным требованиям. Принимаем 3 10 А400; А’s = 236 см2.
Принимаем 2 20 А400 c As = 628 см2 и 1 22 А400 c As = 3801 см2.
Рис. 4.2. Схема армирования ригеля продольной арматурой.
3. Расчет прочности ригеля по наклонному сечению
Расчет ригеля по наклонному сечению производится с целью определения диаметра и шага поперечных стержней. Численные значения перерезывающей силы принимаются по огибающей эпюре поперечных сил.
Проверяем размеры поперечного сечения из условия прочности по бетонной полосе между трещинами
97160548 – условие выполняется.
Вычисляем изгибающий момент воспринимаемый ригелем над наклонной трещиной
Вычисляем минимальную поперечную силу воспринимаемую бетоном
97127043 – условие выполняется поперечная арматура по конструктивным требованиям.
Назначаем шаг поперечной арматуры по конструктивным требованиям
S(S1)05h=05·700=350 мм
S(S1)300 мм назначаем S(S1)=300 мм.
Вычисляем максимальный шаг поперечной арматуры
Smax=550 мм > S=300 мм принимаем окончательно S =300 мм.
Принимаем по сортаменту dsw = 6 мм А400; Asw = 085 cм2 (т.к в сечении находятся 3 стержня);
Проверяем условие свариваемости:
dsw = 6 мм ≥ 14·22 = 55 мм принимаем окончательно dsw = 6 мм
Границу шагов S и S1 не устанавливаем т.к. S = S1=300 мм.
4. Построение эпюры материалов
4.1. Определение мест фактического обрыва нижних стержней
В целях экономии арматурной стали часть продольной рабочей арматуры обрывают в пролете не доводя до опоры. Для определения мест обрыва строится эпюра материалов (арматуры). Места теоретического обрыва стержней допускается определять графическим способом на огибающей эпюре изгибающих моментов.
Аsпр = 769 см2 ; 514 А400.
Момент Msпр который может воспринять нормальное сечение ригеля в пролете:
Количество доводимых за край опоры стержней должно быть не менее двух и не менее 50% от общего числа стержней в пролете. Принимаем 314 А400 Аs = 462 см2.
Точки пересечения ординаты Ms1 с огибающей эпюрой моментов Т1 и Т2 (рис. 4.3.) представляют собой места теоретического обрыва стержней.
Для нахождения мест действительного (фактического) обрыва стержней отстоящих от теоретических на величину W определяем последнее из условий:
где: Q1 = 77247 кН – поперечная сила в точке теоретического обрыва стержней;
ds = 14 см – диаметр обрываемых стержней;
Принимаем W1 = 550 мм.
где: Q2= 92348 поперечная сила в точке теоретического обрыва стержней;
Принимаем W2 = 650 мм
Длина обрываемых стержней: l1 = 2200+550+650=3400 мм.
4.2. Определение мест фактического обрыва верхних стержней
Аsоп = 10081 см2 ; 220 А400+122 А400+310 А400 = 12441 см2.
Момент Msоп который может воспринять нормальное сечение ригеля на опоре:
As2 (122 А400+310 А400)=6161 см2:
Местам теоретического обрыва стержней соответствуют точки Т3 и Т4 (рис. 4.3).
Определяем места фактического обрыва стержней:
где: Q3 = 1440354 кН – поперечная сила в точке теоретического обрыва стержней;
ds = 20 см – диаметр обрываемых стержней;
Принимаем W3 = 1000 мм.
Длина обрываемого стержней: l3 = 145+1000 = 1145 мм
где: Q4 = 1539302 кН – поперечная сила в точке теоретического обрыва стержней;
Принимаем W4 = 1050 мм.
Длина обрываемых стержней: l4 = 325+1050 = 1375 мм.
Рис. 4.3. К построению эпюры материалов.
В целях унификации каркасы принимаем симметричными принимая увеличение длины стержней в запас прочности.
Рис.4.4 Плоские каркасы КР3 и КР4 ригеля перекрытия.
Расчет и конструирование колонны.
Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечной рамы. Расчет колонн производится по нескольким комбинациям усилий и принимается наибольшая площадь сечения арматуры. Вычисляется арматура колонн первого и последнего этажей. Колонны принимаются двухэтажной разрезки. Армирование колонн принимается симметричным.
1. Расчет продольной и поперечной арматуры
Колонны многоэтажного каркасного здания с жесткими узлами рассматриваются как элементы поперечной рамы и рассчитываются как внецентренно сжатые элементы от совместного действия изгибающих моментов и продольных сил.
Рассматривается нижняя колонна крайнего ряда сечением 400400 мм изготавливаемая из тяжелого бетона класса В25.
Максимальный изгибающий момент в ригеле Mmax = 12194 кНм возникает при схеме загружения 1 + 4. тогда для крайней колонны получим одну комбинацию расчетных усилий: N = 71234 кН
и М = 0612194=7316 кНм.
Вычисляем площадь продольной рабочей арматуры класса А400.
Расчетная высота колонны принимается равной высоте этажа т.е. l0 = 28 м.
где h0 = 36 см – расстояние от наиболее сжатой грани колонны до центра тяжести наименее сжатой продольной арматуры;
= 4 см – то же до центра тяжести наиболее сжатой продольной арматуры;
продольное усилие от длительной нагрузки;
где кНм – длительная нагрузка от покрытия;
кНм – длительная нагрузка от перекрытия;
- изгибающий момент от длительной нагрузки;
где - опорный момент в ригеле от действия постоянной и временной длительной нагрузки;
- опорный момент в ригеле от действия постоянной нагрузки;
- опорный момент в ригеле от действия временной длительной нагрузки при 2-ой схеме нагружения;
изгибающий момент от длительной нагрузки;
где: = 1 – коэффициент принимаемый в зависимости от вида бетона.
т.к. е еmin то принимаем е = 0295.
= ash0 = 436 = 0111;
Арматуру принимаем по конструктивным требованиям по сортаменту: 216 А400;
Проверяем условие min :
=0006 min = 0001 так как
S 20ds = 2016 = 320 мм;
Принимаем S = 300 мм.
где: ds – диаметр продольных стержней.
Диаметр поперечных стержней в свариваемых каркасах назначается из условия свариваемости:
dsw 14ds = 1416 = 4 мм;
Принимаем dsw = 6 мм А400; Аsw=0283 см2.
Рис. 5.1. Схема армирования колонны.
2. Расчет консоли колонны.
Длина площадки опирания ригеля принимается равной:
где: Q = 19098 кН – максимальная опорная реакция ригеля;
bbm= 30 см – ширина площадки опирания ригеля на консоль.
Принимаем вылет консоли l = 300 мм.
Тогда расстояние от точки приложения силы до опорного сечения консоли:
Высота консоли в сечении у грани колонны: h=08hp=08700=560 мм
Принимаем h = 600 мм
Высота консоли у свободного края принимаем h1 ≥ 6003 = 200 мм.
Принимаем h1 = 300 мм
Требуемая высота консоли у грани колонны:
Принимаем h0 = h – as= 600 – 50 = 550 мм.
Изгибающий момент в опорном сечении консоли:
Требуемая площадь сечения продольной арматуры:
По сортаменту принимаем 216 А400; As = 402 см2.
Для определения необходимого количества поперечной арматуры вычисляем параметры консоли:
Ширина наклонной полосы:
Поперечное армирование консоли выполняется горизонтальными или наклонными хомутами под углом 45.
Проверяем условие h 25a:
см 252756= 689 см следовательно консоль армируется только наклонными хомутами по всей высоте.
Суммарная площадь наклонных хомутов (отгибов):
Принимаем Ainc 0002bh0 = 00024055 = 44 см2.
Требуемая площадь сечения одного хомута:
Ainc1 Ainc(2n) = 44(23) = 0733 см2
где n = 3 – число наклонных хомутов.
По сортаменту принимаем отгибы 10 А400; Ainc1 = 0785 см2.
Горизонтальные хомуты принимаем по конструктивным требованиям:
Вр500; шаг S = h4 = 6004 = 150 мм.
Рис. 5.2. Схема армирования консоли колонны.
3. Расчет стыка ригеля с колонной.
Расчет стыка ригеля с колонной заключается в определении площади сечения и длины стыковых стержней размеров нижней закладной детали; длины и высоты сварных швов.
Требуемая площадь сечения стыковых стержней колонны:
Zs = h0 – ason = 64 – 7= 57 см.
Соединение стыковых стержней с выпусками опорной арматуры ригеля производится дуговой ванной сваркой с применением желобчатой подкладки диаметры и количество их должны быть равны.
Такая конструкция стыка является равнопрочной с сечением ригеля и не требует проверки расчетом. Исходя из этого принимаем стыковые стержни 220А400 и 22 А400.
Требуемая площадь сечения нижней опорной пластины ригеля:
Ry = 215 МПа (С 235).
Требуемая толщина пластины:
где: bриг – ширина ригеля.
пл Кf12 = 612 = 5 мм.
где Кf =6 мм – минимальная величина катета углового шва;
Принимаем пл = 5 мм.
Сечение пластины 3005 мм.
Требуемая суммарная длина швов прикрепления закладных деталей ригеля к стальной пластине консоли:
где: F = Qf = 19098015 = 2865 кН;
Q – поперечная сила на опоре ригеля;
f = 015 – коэффициент трения стали по стали;
Rwz = 1575 МПа – расчетное сопротивление угловых сварных швов.
Требуемая длина сварного шва с каждой стороны ригеля:
Величина вылета консоли достаточна.
Рис. 5.3. Стык ригеля с колонной.
Проектирование монолитного перекрытия.
Расчёт и конструирование монолитной плиты.
1. Компоновка конструктивной схемы перекрытия.
Монолитное перекрытие состоит из монолитной плиты главных и второстепенных балок. Компоновка конструктивной схемы перекрытия с указанием элементов приведена на рисунке 6. 1.
Рис. 6. 1. Компоновка монолитного перекрытия.
2. Определение шага второстепенных балок.
Из условия экономичного армирования принимаем толщину монолитной плиты hпл = 60 мм.
Расстояние между второстепенными балками из условия обеспечения жесткости равно
L3 ≤ 40hпл = 4060 = 2400 мм.
Минимальное количество шагов второстепенных балок в одном пролёте:
принимаем количество шагов n = 4.
Тогда шаг второстепенных балок равен
3. Выбор материалов.
Назначаем для плиты тяжелый бетон класса В15. b2= 09; Rb= 85 МПа; Rbser=11 МПа; Rbt= 075 МПа; Rbtser= 115 МПа; Eb=24104 МПа. Бетон естественного твердения.
При армировании полки плиты сварными рулонными сетками используется арматурная проволока В500; Rs = 415 МПа.
При армировании полки плиты раздельными плоскими сетками используется стержневая арматура класса А400; Rs = 355 МПа.
4. Расчёт и армирование плиты.
Плита рассчитывается на действие нагрузки на полосу шириной 1 м (рис. 6. 1). Расчётная схема плиты принимается как многопролётная неразрезная балка опорами которой являются второстепенные балки. При вычислении нагрузок на 1 м2 перекрытия использованы результаты сбора нагрузок приведённые в табл. 6. 1.
Нормативная нагрузка
Коэф. надежности по нагр. γf
Собственный вес пола
Собственный вес монолитной плиты
Таблица 6.1. (продолжение).
Предварительно назначаются высота и ширина сечения второстепенной балки из условий
hвб = (118. . . 116)L1 = (118. . . 116)54 = 037. . . 041;
принимаем hвб = 04 м.
Ширина второстепенной балки
bвб = (035. . . 045) hвб = 014. . . 018 м; принимаем bвб = 015 м.
Расчётный пролёт плиты равен
L03 = L3 – bвб = 13 – 015 = 115 м.
Выровненные изгибающие моменты:
-в средних пролётах и над средними опорами
- в первом пролёте и на первой промежуточной опоре соответственно:
Рис. 6.2. Эпюра изгибающих моментов в плите.
Монолитные плиты армируются сетками. Расстояние от центра тяжести арматуры сеток до ближайшей грани сечения принимаем as = 15 см. Тогда рабочая высота сечения h0 = hпл – as = 6 – 15 = 45 см.
Вначале расчёт прочности по нормальному сечению ведётся по моменту M2 в следующей последовательности:
Принимаем количество сеток в одном шаге колонн n = 3.
Длину нахлеста принимаем предварительно а0 = 01м.
Принимаем длину выпуска поперечных стержней а = 005м.
Ширина сетки между крайними продольными стержнями:
м; принимаем В0 = 20 м.
Принимаем защитный слой бетона а3 = 005 м;
Ширина здания состоящего из 3 пролетов равна:
Способ армирования зависит от диаметра рабочей продольной арматуры.
Принимаем шаг продольных стержней равный 100мм. Тогда количество стержней в 1м ширины сетки равно 10. Требуемая площадь сечения 1 стержня равна:
По сортаменту арматуры принимаем 3 В500; Аs=0071 см2.
Армирование производится рулонными сетками с продольным расположением рабочей арматуры. Подбираем марку сетки:
Рис. 6.3. Сварная сетка С1 для армирования монолитной плиты.
Изгибающий момент для определения марки сетки С2 (в запас прочности) составит:
Принимаем шаг продольных стержней равным 100 мм. Тогда количество стержней в 1 м ширины сетки равно 10. Требуемая площадь сечения 1 стержня равна:
По сортаменту арматуры принимаем проволоку 3 В500; Аs= 0071 см2.
Параметры сетки: В0 = 2500 мм a = 0025м.
Принимаем L = 1850 мм.
Подбираем марку сетки:
Рис. 6.4. Сварная сетка С2 для армирования монолитной плиты.
Рис. 6.5.Армирование плиты рулонными сетками.
Расчёт по прочности второстепенной балки.
1. Назначение размеров второстепенной балки и статический расчёт.
Высота главной балки равна:
Принимаем hгб = 650 мм;
Ширина главной балки равна:
Принимаем bгб = 200 мм;
Расчетный пролёт второстепенной балки составляет:
Предварительные размеры второстепенной балки:
hвб = 400 мм; bвб = 150 мм.
Расчетная нагрузка на 1 п.м. балки составляет:
Изгибающие моменты равны:
- пролетные моменты в средних пролетах опорные моменты в промежуточных опорах у грани главной балки
- пролетный момент в первом пролете; опорный момент на первой промежуточной опоре у грани главной балки
- отрицательный момент во втором пролете на расстоянии 025·L01 от опоры
где α=00454 т.к pg=927627 = 325.
Поперечные силы определяются по формулам:
- перерезывающая сила у первой опоры
- перерезывающая сила у второй опоры слева
- перерезывающая сила у всех остальных опор
Далее уточняются размеры сечения второстепенной балки:
Окончательно принимаем: =05м; м.
2. Расчёт прочности по нормальному сечению
Расчет прочности второстепенной балки производится в четырех сечениях а так же в пятом сечении (первая промежуточная опора средней второстепенной балки) в точке действия момента М.
Балка в общем случае рассматривается как элемент таврового сечения с расчетным армированием растянутой зоны ().
Уточняем размеры таврового сечения.
Так как величина свеса полки тавра определяется из условий:
Из полученных значений выбирается наименьшее кратное 25 мм.
Окончательно принимается в дальнейших расчетах мм.
Следовательно приведенная ширина полки равна:
Рис. 7.1. Параметры приведенного таврового сечения.
Зная класс бетона и размеры рассчитанного таврового сечения приступают к армированию второстепенной балки сварными каркасами.
Продольные стержни (1 и 2) плоских каркасов КР1 и КР4 принимают из расчета второстепенной балки на действие моментов М1 и М2.
Рис. 7. 2. Эпюра изгибающих моментов и поперечных сил.
Рассматриваем как тавровое сечение (учитывая знак действующего в сечении момента). Определяем положение нейтральной оси исходя из максимального момента на эпюре. Проверяется условие:
9 кНм 09850013006(045-05006) кНм;
Условие выполняется следовательно нейтральная ось находится в полке.
Далее ведем расчет сечения как элемента прямоугольного профиля.
Граничная высота сжатой зоны определяется по формуле:
Условие выполняется следовательно сжатая арматура в данном сечении устанавливается по конструктивным требованиям принимаем 2 12 А400.
Требуемая площадь растянутой рабочей арматуры находится по формуле:
По сортаменту арматуры принимаем: 2 14 А400; АS = 308см2.
Рассматриваем как тавровое сечение. Определяем положение нейтральной оси исходя из максимального момента на эпюре. Проверяем условие:
Условие выполняется следовательно сжатая арматура в данном сечении устанавливается по конструктивным требованиям.
Принимаем 2 12 А400. см2;
По сортаменту арматуры принимаем: 2 12 А400; АS = 226 см2.
Сечение по грани главной балки рассматривается как прямоугольное. Учитывается знак действующего в сечении момента.
Условие выполняется следовательно сжатая арматура в опорном сечении не требуется. Определяется требуемая площадь растянутой рабочей арматуры:
По сортаменту арматуры принимаем: 2 14 А400; АS = 308 см2.
Рис. 7. 3. Расчётное сечение второстепенной балки в местах сопряжения с главной балкой. (сечения II-II).
Рис. 7. 4. Расчётное сечение второстепенной балки в местах сопряжения с главной балкой. (сечения V-V).
В сечении проверяется прочность балки в точке теоретического обрыва рабочей арматуры. Расчет ведется как для прямоугольного элемента с одиночной арматурой (стержень 1 каркаса КР4).
Действующее значение момента М3 = 2142 кНм;
Проверяем условие: ;
Условие выполняется следовательно прочность выбранных параметров сечения достаточна.
3. Расчёт прочности по наклонному сечению.
Расчёт в 1-ом пролёте в сечении 2 – 2 на перерезывающую силу.
4420655 – условие выполняется.
446392 – условие не выполняется следовательно прочности бетона недостаточно для обеспечения прочности наклонного сечения. Усиливается сечение армированием поперечной арматурой.
Расчет поперечной арматуры ведется по формулам:
qsw > b3 (1 + f + n)·Rbt·
qsw =13552 0609075100202=405 Нсм.
qsw принимается равным 405 Нсм.
Так как h 500 мм то определяется шаг поперечных стержней S1 в приопорных участках балки исходя из следующих условий:
Принимаем S1 = 300 мм.
Шаг поперечных стержней S2 в средней части пролета принимаем из следующих условий:
S2 ≤ ·h = ·500 = 375 мм.
Принимаем S2 =500 мм.
Количество стержней в одном сечении принимается n = 2.
Требуемая площадь одного стержня:
Rsw = 285 МПа = 285 кНсм2 – для А400.
По сортаменту подбирается 24 Вр500 с фактической As =025cм2.
Проверяем условие свариваемости:
dsw > 14·18 = 45мм. (сечение 1-1).
Окончательно принимаем 25 Вр500 с фактической As =039 cм2.
Эскиз каркаса КР1 приведен на рис. 7.5.
Расчёт в среднем пролёте на перерезывающую силу в сечении 3 -3
3720655 – условие выполняется.
376392 – условие выполняется назначаем шаг поперечной арматуры по конструктивным требованиям.
S075h0=075·450=337 мм назначаем 300 мм
S1500 мм назначаем S1=500 мм.
Назначаем диаметр поперечной арматуры из условия свариваемости
dsw = 5 мм ≥ 14·13 =30 мм принимаем окончательно dsw = 3 мм В500.
Эскиз каркаса КР4 приведен на рис. 7.7.
Рис. 7.5. Эскиз каркаса КР1.
Рис. 7.6. Эскиз каркаса КР2.
Рис. 7.7. Эскиз каркаса КР3.
Рис. 7.7. Эскиз каркаса КР4.
Рис. 7.8. Эскиз каркаса КР5.
Библиографический список.
СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85* . М.: Стройиздат 2010.80с.
СП 16.13330.2011. Стальные конструкции. Актуализированная редакция СНиП II-23-81*. М.: Стройиздат 2010.173с.
СП 52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры.
СП 52-102-2004 Предварительно напряженные железобетонные конструкции.
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. М. : Стройиздат 1985. 728 с.
Расчет несущих конструкций каркаса многоэтажного производственного здания Компоновка статический расчет многоэтажной рамы расчет и конструирование панели перекрытия; Методические указания для курсового и дипломного проектирования для студентов специальности 2903Иванов. инж. –строит. Ин-т; Сост. И. Т. Мирсаяпов. Иваново 1989. 51 с.
Железобетонные конструкции. Примеры расчета несущих конструкций каркаса многоэтажного производственного здания Компоновка каркаса статический статический расчет многоэтажной рамы расчет и конструирование панели перекрытия: Методические указания для курсового и дипломного проектирования для студентов специальности 2903Иванов. Инж. –строит. Ин-т; Сост. И. Т. Мирсаяпов Н.Г. Палагин. Иваново 1990. 40 с.
Железобетонные конструкции. Примеры расчета несущих конструкций каркаса многоэтажного производственного здания Расчет и конструирование ригеля перекрытия колонны и узлов сопряжения элементов: Методические указания для курсового и дипломного проектирования для студентов специальности 2903 – Промышленное и гражданское строительство Иванов. Инж. –строит. Ин-т; Сост. И. Т. Мирсаяпов Н.Г. Палагин. Иваново 1991. 27 с.
Проектирование монолитных перекрытий каркасных зданий. Методические указания к курсовому проекту «Проектирование железобетонного перекрытия многоэтажного каркасного здания» для студентов спец. 1202 – «промышленное и гражданское строительство» Иванов. Инж. –строит. Ин-т; Сост. к.т.н. доц. Н.Л. Марабаев редактор: к.т.н. доц. В.А. Никифоров. Иваново 1988. 32 с.
СниП II-23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования. М.: Стройиздат 1982. 96 с.

Титульный лист.docx

Министерство образования и науки Российской Федерации
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение высшего профессионального образования
«Ивановский государственный политехнический университет»
Факультет Инженерно-строительный
Кафедра Технологии строительного производства
Направление 653500 Строительство
Специальность 270102 Промышленное и гражданское строительство
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовому проекту №1 на тему:
«Многоэтажное каркасное производственное здание в г. Волгоград»
«ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ И КАМЕННЫЕ КОНСТРУКЦИИ»

Курсовой проект №1 ЖБК.dwg

Мастика клеящая "Эласт" ТУ 6-15-1571-87 5
Цементно-песчаный раствор ГОСТ 28013-98 q=1800кгм 30
Паркет мазаячный ГОСТ 862.1-85 10
Рубероид на битумной мастике ГОСТ 10923-93 10
Плиты древесноволокнистые ГОСТ 4598-86 q=150кгм 25
Железобетонная плита В7
Цементно песчаный раствор 1:2
Линолеум ГОСТ 18108-80 5
Стяжка из легкого бетона В7
Железо-бетонная плита В7
Пенополистерол ГОСТ 15588-86 q=40кгм 25
Рубероид на битумной мастике ГОСТ 10923-93 20
Мастика клеящая "Эласт" ТУ 6-15-1571-87 10
Бетонная подготовка В7
Керамзит по уклону ГОСТ 9759-71 q=600кгм 60
Жесткие минераловатные плиты ГОСТ 9573-72 q=250кгм 40
Цементно-песчаный раствор ГОСТ 28013-98 q=1800кгм 20
Гидроизол ГОСТ 7415-86 2слоя 10
слоя гидроизола на битумной мастике
Плита (пенополистирол)
Фартук из кровельной оцинкованной стали
Слив из оцинкованной кровелиной стали
Обличовочная плитка 9
Цементный раствор 20
Обмазка горячим битумом за 2 раза
Металлический лоток
разработка мероприятий по безопасности труда
схема движения крана
грузовысотная характеристика
потребность в основных машинах
13-ИВГПУ-ИСФ-290300- 10153-ТСП.-КП1
Разработка технологической карты монтаж колонн многоэтажного промышленного здания
Нормативные затраты труда рабочих
Нормативные затраты машинного времени
Время прибывания машины на объекте
Продолжительность выполнения работ
Заработная плата рабочих
Заработная плата механизаторов
Средняя заработная плата рабочего в смену
Выработка на одного рабочего в смену
Схемы строповки колонн
Грузовысотная характеристика
- грузовая характеристика
- высотная характеристика
Календарный график выполнения работ
Затраты труда чел-дн
Продолжительность работ
Заделка колонн в стаканах фундаментов и между собой
Сварка стыков колонн
Обслуживание монтаж- ного крана марки МКГ-40 БСО
Электросварщик 5 разряд
Машинист крана 6 разряд
Установка конструкций на колонны
опирающиеся на фундаменты стаканного типа допускается только после замоноличивания колонн в стаканах и достижения бетоном прочности
а при отсутствии таких указаний-не ниже 70% проектной. Высотные отметки при монтаже колонн в стаканы фундаментов должны обеспечиваться за счет колиброванных армобетонных подкладок
прочность которых определяется проектом
а так же за счет применения специальных закладных устройств. 1)Смещение осей колонн в нижнем сечении относительно разбивочных осей нижеустановленных конструкций +-5мм. 2)Смещение осей колонн многоэтажных зданий в верхнем сечении относительно разбивочных осей дна колонн свыше 4.5 м +-15мм
Правильность складирования. Наличие паспортов. Соответствие форм и геометрических размеров. Внешние дефекты. Нанесение разбивочных осей и рисок
размеры площадок опирания. Наличие и правильность расположения закладных деталей Подготовка мест установки колонн
Подготови- тельные работы.
Визуально. Визуально
рулетка стальная. Нивелир
метр стальной. Визуально
ГОСТ21506-87 СП 70.13330.2012 П4.2 ГОСТ21506-87
Правильность и надежность строповки. Вертикальность установки.Соостность колонн в нижнем и верхнем сечении.Отметки опорных площадок кронштейнов и др. Надежность временого закрепления.Правильность технологии монтажа. Точность фиксирования оснастки (соотв.проекту)
Визуально. Нивелир Визуально.
СП 70.13330.2012 п.6
Качество сварных швов. Соответствие проекту
Визуально. Метр стальной.
Приварка металлических деталей
ГОСТ14098-85 Акт на скрытые работы
Качество нанесения антикорозионого слоя
До замоно- личивания
Антикор- розионная защита.
СП 70.13330.2012 Акт на скрытые работы
Замоноли- чивание швов.
Чистота и увлажнение стыкуемых поверхностей. Соответствие марки раствора проектной. Качество замоноличивания.
Визуально. Стандартный конус. Визуально.
В процессе замоноли- чивания.
Мастер. Лаборатория. Прораб.
СП 70.13330.2012 п.6.9
Приемочно- сдаточные работы.
Соответствие проекту.
тех. надзор заказчика.
Акты на скрытые работы Журнал работ
Наименование процессов подлежащих контролю.
Инструмент и способ контроля.
Время и периодич- ность контроля.
Ответствен- ный за контроль.
Технические критерии качества.
Схема операционного контроля качества
Акты на скрытые работы: 1) электросварочные работы 2) антикорозионное покрытие
Потребность в основных машинах
инструментах и приспособлениях
Полуавтоматический захват
Промстальконстр. №2008-09
Технологическая карта на монтаж колонн
Схема производства работ М1:200
Потребность в основных материалах
Щиты из досок толщиной 25мм
Электроды диаметром 6мм Э42
Раствор готовый кладочный цементный М200
Сетка из проволоки холоднотянутой
Техническая карта разработана на монтаж колонны марки К25-3-1 в трехэтажном промышленном здании с высотой этажа 6м
размеры в плане 36*30м
сетка колонн 9*6м. Строительство производится в г.Курск
бригадой из 6 человек с 12.03.2013. Монтаж производится краном МКГ- 40 БСО в течении 19 рабочих дней Перечень работ
учтенных в технологической карте? 1. Выгрузка колонн 2. Монтаж колонн в стаканы фундаментов и на нижестоящие колонны 3. Сварка выпусков арматуры колонн нижнего и верхнего яруса 4. Заделка стыков колонн с фундаментами 5. Бетонирование стыков колонн нижнего и верхнего яруса
Направление движения крана
К3 - индивидуальные кондукторы
Условные обозначения
Разработка мероприятий по безопасному ведению работ
СНиП 12-03-2001 "Безопасность труда в строительстве. Часть 1." 4.10 Место временного или постоянного нахождения работников должны располагаться за пределами опасных зон. 6.12Производственное оборудование
приспособления и инструмент.
применяемые для организации рабочего места
должны отвечать требованиям безопасности труда. 6.3.4 Между штабелями (стелажами) на складах должны быть предусмотрены проходы шириной не менее 1м и .проезды
ширина которых зависит от габаритов транспортных средств и погрузочно-разгрузочных механизмов
обслуживающих склад. 8.2.19 Способы строповки грузов должны исключать возможность падения или скольжения застропованного груза. Установка (укладка) грузова на транспортные средства должна обеспечивать устойчивое положение груза при транспортировании и разгрузке. СНиП 12-04-2002 "Безопасность труда в строительстве. Часть 2." 8.13 На участке (захватке)
где ведутся монтажные работы
не допускается выполнение других работ и нахождение посторонних лиц. 9.13 Места производства электросварочных и газопламенных работ на данном
а так же на нижележащем ярусах должны быть освобождены от сгораемых материалов в радиусе не менее 5м
а от взрывоопасных материалов и оборудования - не менее 10м.
13-ИВГПУ-ИСФ-270102-10010-ЖБК-КР1
13-ИВГПУ-АСИ-ИСФ-270102-10010-МК-КР1
Шарниры пластичности
14-ИВГПУ-АСИ-ИСФ-290300-10010-ЖБиКК-КР1
Выравнивающая эпюра:
Выравненная эпюра 1-3:
Выравненная эпюра 1-4:
Эпюры поперечных сил:

Таблица сортамента арматуры.docx

Таблица сортамента арматуры
№ профиля арматуры диаметр в мм
Площадь поперечного сечения кв.см.
Масса погонного метра профиля кг
Для удобства наших клиентов по ряду наиболее ходовых сечений арматуры приведем значения веса одного прутка и количества метров т.е. общей длины арматуры в одной тонне профиля. Это позволит сориентироваться в необходимом объеме закупок исходя из потребностей Вашего строительства в погонных метрах данного вида металлургического проката.
Дополнительные габаритные и весовые характеристики арматуры для наиболее востребованных сечений
Вес одного прутка кг
Метров арматуры в тонне
Характеристики арматурных сталей: горячетканная стержневая и холоднотянутая проволочная сталь
Конечно не только от толщины прута арматурной стали зависят характеристики получаемой арматуры. Во многом механическиесвойства арматуры связаныс ее структурой на молекулярном уровне зависят от технологического процесса ее производства. Соответственно оттипа арматурной стализависит и сфера применения того или иного типа рассматриваемого металлопроката.
Рассмотрим как влияют на характеристики арматуры особенности технологического процесса ее производства. Возрастание прочности и снижение удлинения при разрыве строительная горячекатаная арматура достигаетдобавлением в ее состав углерода и различных легирующих добавок: кремния марганца хрома и т.д. Для ряда строительных мероприятий допускается купить арматуру строительную и использовать для строительства только с определенными параметрами. Например при возведении фундамента истроительстве баниили рубленого дома требуется выбирать толщину прута исходя из массы будущего сруба.
Содержание углерода свыше 03—05 % снижает пластичность и ухудшает свариваемость строительных арматурных конструкций.
Для повышения прочности арматура изготавливается из стали сдобавлением марганцабез снижения пластичности изделия в то время как кремний повышая прочность изделия ухудшает его свариваемость.
Сущностьупрочнения холодным деформированием арматурной сталисостоит в следующем. При искусственной вытяжке в холодном состоянии до напряжения превышающего предел текучести под влиянием структурных изменений кристаллической решетки арматурная сталь упрочняется. При повторной вытяжке поскольку пластические деформации уже выбраны напряжение становится новым искусственно поднятым пределом текучести.
Таким образом с использованиемвытяжки в холодном состоянииизготавливается продуктвысокой прочности и большого диаметра. Многократное волочение (через несколько последовательно уменьшающихся в диаметре отверстий) в холодном состоянии позволяет получать высокопрочную проволоку –купить арматуру строительнуюпредлагается только самого высокого качества.
Пластические свойства арматуры строительной имеют большое значение для работы железобетонных конструкций под нагрузкой механизации арматурных работ удобства натяжения напрягаемой арматуры и др.
К слову арматура строительная используется при изготовлении большинства железобетонных изделий и конструкций при этом реализуя роль каркаса усиливающего их прочностные характеристики. Указанный тип сортового металлопроката включает гибкую стальную арматуру с достаточно демократичной стоимостью: это пруты сваренные из них каркасы или сетки. Для более серьезных сооружений применяют более жесткую но и более дорогую арматуру: стальные уголки двутавры и другие профили. Но в обиходе под арматурой наши заказчики обычно понимают именно рифленые пруты различного диаметра от 6 до 80 мм.
Арматурная сталь обладает достаточной пластичностью однако понижение ее пластических свойств может стать причиной того что стержень разорвется в конструкциях под нагрузкой а так же причиной хрупкого излома напрягаемой арматуры в местах резкого перегиба или при закреплении в захватах и т. п. Пластические свойства арматуры характеризуются относительным удлинением при испытании на разрыв образцов длиной равной пяти диаметрам стержня или 100 мм а также оцениваются испытанием на загиб в холодном состоянии вокруг оправки толщиной 3—5 диаметров стержня. Испытаниям подвергаются все виды продукции которые предлагается купить (арматура строительная отвечает всем стандартам качества и надежности).
Свариваемость сталей характеризуется надежным соединением отсутствием трещин в швах и прилегающих зонах.
Свариваемость имеет существенно важное значение для механизированного изготовления сварных сеток и каркасов выполнения стыков стержневой строительной арматуры . Хорошо свариваются горячекатаные малоуглеродистые и низколегированные изделия. Упрочненный термической обработкой или вытяжкой прут арматуры не допускается к сварке так как при сварке утрачивается эффект упрочнения — происходит потеря закалки.
Предел выносливости арматурной стали в железобетонных конструкциях зависит от числа повторений нагрузки качества сцепления и наличия трещин в бетоне растянутой зоны и др. С увеличением числа циклов предел выносливости уменьшается. Термически упрочненные арматурные стали имеют пониженный предел выносливости.

ЖБК 10010 ПЕЧАТЬ.dwg

производственное здание
Сварные сетки и каркасы изготовить с использованием
контактной точечной сварки по ГОСТ
Предварительно напрягаемую арматуру плиты натянуть
электротермическим способом на упоры
Изделия закладные МН4
Каркас пространственный КП
Изделия закладные МН2
Изделия закладные МН
Каркасы плоские КР-1
Сварные сетки и каркасы изготовить с использованием контактной
точечной сварки по ГОСТ
разложить по всей длине здания
Данный лист смотреть с листом
Монолитное перекрытие
Напрягаемая арматура
Схема монолитного перекрытия на отм. +2800 М1:200
Маркировочная схема перекрытия на отм. +2
Многоэтажное каркасно-панельное производственное
здание в городе Волгоград
Вспомогательная балка
Спецификация на изделие
Предварительно напрягаемую арматуру опустить при
передаточной прочности бетона R=11

ПЗ по КП№1 по ЖБиКК.docx

Исходные данные: 10010 (шифр 010).
Количество этажей: 4;
Количество пролетов: 3;
Район строительства: г. Волгоград Волгоградская область;
Пролет здания: L=52 м;
Шаг колонн здания: В=54 м;
Нормативная временная нагрузка на междуэтажное перекрытие:
Условное расчетное сопротивление основания: R0=021 МПа.
Проектирование перекрытия и каркаса здания из сборных жб элементов.
Компоновка каркаса и обеспечение пространственной
Расчет многоэтажной рамы 6
1. Назначение размеров элементов рамы и определение нагрузок
действующих на раму .6
2. Определение усилий в элементах рамы 12
Расчет и конструирование ребристой панели перекрытия ..19
1.Назначение размеров и выбор материалов ..19
2.Расчет панели по первой группе предельных состояний 20
3. Расчет продольных ребер панели по второй группе предельных состояний 30
Расчет и конструирование ригеля перекрытия ..33
1.Назначение размеров сечения ригеля и выбор материалов 33
2.Расчет прочности ригеля по нормальному сечению ..33
3.Расчет прочности ригеля по наклонному сечению .35
5.Построение эпюры материалов .36
Расчет и конструирование колонны 42
1.Расчет продольной и поперечной арматуры 42
2.Расчет консоли колонны 46
3.Расчет стыка ригеля с колонной 48
Проектирование монолитного перекрытия
Расчет и конструирование монолитной железобетонной плиты .52
1.Компановка конструктивной схемы перекрытия 52
2.Определение шага второстепенных балок 52
3.Выбор материалов ..53
4.Расчет и армирование плиты .53
Расчет по прочности второстепенных балок ..58
1.Назначение размеров второстепенной балки и статический расчет 58
2.Расчет прочности по нормальному сечению ..59
3.Расчет прочности по наклонному сечению 65
Библиографический список 69
Каркас проектируемого здания сборный железобетонный и состоит из колонн и ригелей образующих многоэтажные поперечные рамы с жесткими узлами. Конструктивными элементами здания являются также панели перекрытий соединяющие рамы в единую пространственную систему стеновое ограждение (стеновые панели и панели остекления) и фундаменты.
Привязка колонн принимается в соответствии с 4: разбивочные оси совмещаются с геометрическими осями средних колонн и с наружными гранями крайних колонн. Колонны изготавливаются высотой на два этажа.
Перекрытие состоит из предварительно напряженных ребристых панелей с номинальной шириной 1500 мм. Ширина доборных панелей cocтавляет 950 мм.
Ригели пролетом 52 м - без предварительного напряжения.
Наружные стены – навесные. Высота керамзитобетонных стеновых панелей – 09; 12; 18 м толщина – 300 мм высота панелей остекления – 12 м.
План и поперечный разрез представлены на рис. 1 и рис.2 соответственно.
Рис.1.1. Монтажная схема каркаса и перекрытия.
Рис.1.2. Поперечный разрез здания.
Расчет многоэтажной рамы.
В соответствии с 4 рассчитывается трех пролетная рама нижнего этажа.
1. Назначение размеров элементов рамы и определение нагрузок действующих на раму.
1.1. Назначение предварительных размеров элементов рамы.
Рис.2.1. Поперечное сечение ригеля.
Предварительно принимаем ригель таврового сечения с полкой внизу высотой hр = 700мм шириной bр = 300 мм.
Предварительно размеры сечения колонны принимаем в соответствии с 4: 400х400 мм.
1.2. Определение нагрузок.
Нагрузка на ригель рамы принимается равномерно распределенной т.к. количество сосредоточенных сил в пролете больше трех.
Вычисление нагрузок от покрытия и перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ = 10 приведено в табл. 2.1.
Вычисление нагрузок от покрытия и перекрытия.
Наименование нагрузки
Нормативная нагрузка кНм2
Коэф. Надежности по нагрузке γf
Расчетная нагрузка кНм2
Стяжка из цементно-песчаного раствора
Утеплитель: пенополистирол
=120 мм; ρ=1000 кгм3
Пароизоляция: 1 слой рубероида
Ребристая жб панель покрытия с бетоном замоноличивания
ИТОГО: qпок=q1+q2+q3 +q4+q5
Выравнивающий слой из бетона
Продолжение таблица 2.1.
Жб ребристые панели с бетоном замоноличи- вания
ИТОГО: qпер=q1+q2+q3 +q4
ВСЕГО: qпер = qпер+ Vпер
Вычисляем расчетные нагрузки на 1 погонный метр ригеля:
-от кровли и плит: кНм
ИТОГО: 3422 + 578 = 4000 кНм.
б) временная (снеговая):
Полная расчетная нагрузка:
22 + 578 + 603 = =4603 кНм
-от пола и панелей: кНм
-от массы ригеля: кНм;
ИТОГО: 22788+578= 28568 кНм.
-от перегородок: 055·54 = 297 кНм
-полезная: (48 + 42)·54 = 486 кНм
7 + 035·486= 1998 кНм
ИТОГО: 297+486 = 5157 кНм.
Полная расчетная нагрузка: 22788+ 578 + 297 + 486 = 80138 кНм.
1.3.Уточнение размеров элементов рамы.
Для уточнения предварительно принятых размеров сечения ригеля вычисляется требуемая высота на основании упрощенного расчета. Опорный момент приближенно принимаем равным:
где М0 = Рпер·L28 – изгибающий момент в ригеле вычисленный как для однопролетной балки.
М0 = 80138·5228 = 27087 кН·м
М = 07·27087 = 18961 кН·м
Рабочая высота ригеля:
где 03·(1-05·03) = 0255
Rb =115МПа – для бетона класса В20
γb2 =09 – коэффициент условий работы бетона.
hр = h0 + as = 4894 + 5 =5394 см.
Принимаем ригель высотой 700 мм из бетона класса В20.
Определение размеров сечения колонн:
Нагрузку на колонну нижнего этажа:
Nср = Pпок·L+ Pпер·L·(n-1)=4603 ·52+80138·52·(4-1)= 148951 кН;
Nкр =Nср2= 1489512 = 74476 кН;
где n – количество этажей.
Требуемая площадь сечения средней колонны нижнего этажа:
Аср = 11 (74476·103)09·145·100 = 62777 см2 (для класса В25);
Задаемся стандартной шириной колонны bco
Требуемая высота сечения колонны:
Так как кроме бетона нагрузку воспринимает арматура окончательные размеры сечения средних колонны в соответствии требованиями унификации принимаем 400х600 мм из бетона класса В25.
Средние колонны верхних этажей а также крайние колонны всех этажей принимаем сечением 400х400 мм так как на них действуют нагрузки значительно меньшие по значению.
Для крайних колонн сечением 400х400 мм принимаем бетон класса В25.
Расчетные пролеты ригелей принимаются равными расстоянию между осями колонн:
Расчетные пролеты ригелей:
В крайних пролетах 01 = 5200– 4002 = 5000 мм;
В средних пролетах 02 = 5200 мм.
1.4. Определение жесткостей элементов рамы.
Длина стоек вводимых в расчет принимается равной высоте этажа hэт = 28м. Расчетная длина ригелей
= (5000 + 5200)2 = 5100 мм.
Вычисляется расстояние от центра тяжести сечения до нижней грани сечения ригеля:
где Ap - площадь поперечного сечения ригеля;
S – статический момент относительно нижней грани сечения.
Ap = bp·hp = 03·07=021 м2
S = bp·hp22 =03·072 2=0074 м3
Y = 0074021 = 035 м.
Далее определяются жесткости ригеля и стоек а также их соотношения:
Момент инерции сечения ригеля относительно центра тяжести равен
Ip = bp·hp312 = 03·07312 = 00086 м4;
Погонная жесткость ригеля:
где Eb = 27·106 кНм2 – для бетона класса В20.
Момент инерции сечения стойки: Is3 = bco
Вследствие того что сечения крайних стоек и ригелей одинаковы со средними имеем
87 (для крайних стоек).
2. Определение усилий в элементах рамы.
Усилия в элементах рамы определяются при помощи программы RAMA2. Распечатка прилагается.
Исходные данные для расчёта по программе « RАМА 2»
Рис.2.2. Эпюры М в упругой стадии.
Выравнивание эпюры 1+2:
601-11782 = 3819 кНм
Ординаты выравнивающей эпюры:
3819 = 2864 0315601 =4680 кНм. => МВлев=3819 кНм.
МА= 38193 = 1273 кНм.
Выравнивание эпюры 1+3:
(17161-9926)2 = 3618 кНм1716103=5148 кНм.- условие выполняется. => ординаты выравнивающей эпюры:
Выравнивание эпюры 1+4:
542-9874 = 10668 кНм
Ординаты выравнивающей эпюры в первом пролёте:
10668 = 8001 0320542 = 6163 кНм. - условие не выполняется =>
МВлев=6163 кНм тогда МА = 61633 = 2054 кНм
Ординаты выравнивающей эпюры во втором пролёте:
(20426-6661)2 = 6883 кНм 2042603=6128 кНм.- условие не выполняется. => ординаты выравнивающей эпюры:
Рис.2.3.Выравнивание эпюры 1-2.
Рис.2.4.Выравнивание эпюры 1-3.
Рис.2.5.Выравнивание эпюры 1-4.
Рис.2.6.Огибающая эпюра моментов.
Рис.2.7.Эпюры поперечных сил.
Рис.2.8.Огибающая эпюра поперечных сил.
Продольные силы в колоннах определяются в уровне первого этажа.
Собственная масса колонн
Нагрузка от навесных стеновых панелей
Нагрузка от остекления
Суммарная нагрузка от навесных стеновых панелей и остекления
Продольная сила действующая на крайнюю колонну
Продольная сила действующая на среднюю колонну
Рпок – погонная нагрузка на ригель покрытия;
Nст – нагрузка от навесных стеновых панелей и остекления;
Расчет и конструирование ребристой панели перекрытия
При выполнении курсового проекта принимается ребристая панель перекрытия с предварительно напряженной арматурой.
1. Назначение размеров и выбор материалов
Продольное ребро свободно опирается на ригель и рассматривается как балка свободно опертая на двух опорах и загруженная равномерно распределенной нагрузкой.
Рис. 3.1. Расчетная схема работы панели и эпюры усилий.
Определяем длину панели:
=30мм – зазор между гранью ригеля и торцом панели;
bр – ширина поперечного сечения ригеля.
Определяем конструктивную ширину панели:
Принимаем ширину рядовой панели 1300 мм.
Высоту продольного ребра назначаем h = 400 мм ширина: внизу – 70 мм вверху – 100 мм. Ширина поперечных ребер: внизу – 50 мм вверху – 70 мм. Толщина полки принимается hf = 50 мм.
Панель изготавливается из тяжелого бетона класса В25. Напрягаемая арматура класса А800 ненапрягаемая продольная арматура – А400 диаметром 8мм.
Полка панели армируется сварными сетками из арматурной проволоки Вр500.
2. Расчет панели по первой группе предельных состояний
2.1. Расчет продольного ребра
2.1.1. Расчет прочности ребра по нормальному сечению
Конструктивная ширина bf = 1300 – 20 = 1280мм.
Расчетный пролет панели равен:
lр = lп – lоп = 5000 – 120 = 4880 мм.
Полная расчетная нагрузка на 1 п.м:
Р = gпер·bп = 1387·130 = 18031 кНм.
Максимальные усилия:
Qmax = 18031·4882 = 4399 кН.
Ширина полки эквивалентного приведенного таврового сечения:
bf = 1280 + 20 = 1300 мм.
Ширина ребра: b=2bр+20;
b = 2·70 + 20 = 160 мм.
где: h0 = h – as = 40 –5 = 35 мм – высота рабочей зоны;
Rb = 145 МПа – расчетное сопротивление бетона класса В25 сжатию;
γb2 = 09 – коэффициент условия работы бетона
По значению А0 определяем = 0041 * = 0979 (табл. III.I [5]).
Тогда высота сжатой зоны:
х = · h0 = 0041·35 = 1435 см hf=5 см.
Граничное значение высоты сжатой зоны определяется по формуле:
где - относительная деформация арматуры растянутой зоны вызванная внешней нагрузкой при достижении в этой арматуре напряжения равного ;
- относительная деформация сжатого бетона при напряжениях равных принимаемая равной 00035.
Для арматуры с условным пределом текучести значение определяют по формуле
где - предварительное напряжение в арматуре с учетом всех потерь и = 09; 400 - в МПа.
Величину предварительного натяжения арматуры принимаем:
5·Rsser = 085·800 = 680 МПа;
где Rsser = 800 МПа – для арматуры класса А800.
Величина отклонения натяжения арматуры:
где l = 62 м – длина напрягаемого стержня.
В соответствии с 1 должны выполняться условия:
+ р Rsser ; 680+8806=76806 800;
– р 03Rsser ; 680-8806=59194 > 240
Следовательно разрушение начнется со стороны растянутой зоны.
Коэффициент условия работы учитывающий повышенную несущую способность арматуры напряженной выше предела текучести найдем по формуле:
где для арматуры класса A800.
Определим требуемую площадь напрягаемой арматуры:
Принимаем по сортаменту 2 12 А800 ; АSP = 2262 см2 .
2.1.2. Определение геометрических характеристик приведенного сечения.
Рис.3.2. К определению геометрических характеристик приведенного сечения.
Площадь бетонной части поперечного сечения панели
Площадь приведенного сечения
Статический момент площади приведенного сечения
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
Моменты инерции приведенного сечения
Момент инерции приведенного сечения
Момент сопротивления приведенного сечения по нижней и по верхней зонам
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии эксплуатации изготовления и обжатия
где γ = 175 как для таврового сечения с полкой расположенной в сжатой зоне.
2.1.3. Определение потерь предварительного напряжения.
Расчет потерь предварительного напряжения арматуры:
т.к. при тепловой обработке изделия нагрев арматуры и формы происходит одновременно.
Усилие предварительного обжатия:
Эксцентриситет приложения усилия предварительного обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения:
Передаточная прочность бетона:
Суммарные первые потери напряжений:
Потери от усадки бетона определяют по формуле
где - деформации усадки бетона значения которых можно приближенно принимать в зависимости от класса бетона равными:
002 - для бетона классов В35 и ниже;
0025 - для бетона класса В40;
003 - для бетона классов В45 и выше.
Потери от ползучести бетона определяют по формуле
где - коэффициент ползучести бетона определяемый согласно п. 2.1.2.7
СП 52-102-2004. Для бетона В25 и для относительной влажности воздуха 40-75%
- напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры.
- расстояние между центрами тяжести сечения напрягаемой арматуры и приведенного поперечного сечения элемента.
- площадь приведенного сечения элемента и ее момент инерции относительно центра тяжести приведенного сечения.
- коэффициент армирования равный A где A и - площади поперечного сечения соответственно элемента и рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры.
Полные значения первых и вторых потерь предварительного напряжения арматуры по СП 52-102-2004 определяют по формуле:
2.1.4. Расчет прочности ребра по наклонному сечению
Поперечная сила от расчетной нагрузки в опорных сечениях ребра
Определение диаметра и шага поперечной арматуры производится в соответствии с блок-схемой.
Коэффициент учитывающий влияние сжатых полок:
где bf b + 3hf = 016 + 3·005 = 031м.
Коэффициент учитывающий влияние продольных сил:
где Р – сила обжатия в арматуре
+ f + n = 1 + 010 + 028 = 138 15;
Qb* = Q2 = 43992 = 2199 кН;
Проверяем условие Qb* b3(1 + f + n)·Rbt·b·h0
b3(1 + f + n)·Rbt·b·h0 = 06·138·09105·10-1 ·16·35 = 4382 кН;
Принимаем Qb* = 4382 кН;
с = ВQb* = 383405410-1 4382 = 875 см > 2h0 = 70 см;
Принимаем с = 70 см;
Qb = Вс = 383405410-170 см = 548 кН;
Проверяем условие Q Qb ; 4399 кН 548 кН
следовательно поперечная арматура по расчёту не требуется и её подбор осуществляется по конструктивным требованиям.
Принимаем поперечную арматуру 5 Bр500 продольную арматуру 8 А400
Так как h=400 мм 450 мм задаемся шагом S1
Принимаем количество поперечных стержней в сечении элемента n=2.
Принимаем 5 Bр500 c
При h=400 мм 450 мм шаг стержней на приопорном участке должен быть
На остальной части пролета:
Рис. 3.3. Каркас КР1 продольного ребра панели перекрытия.
2.2. Расчет полки панели.
Рис. 3.4. Схема панели перекрытия
Определяем расчетный случай:
Следовательно полка работает как плита опертая по контуру.
Вычисление нагрузок на полку панели перекрытия.
I. Постоянная (qпер ).
Собственный вес полки =50 мм;
q = 12147·1 = 12147 кНм;
Изгибающие моменты в полке:
М1 = МI = МI = кН·м;
МII = МII = 075·М1 = 075·0378 = 028 кН·м;
М2 = 05·М1 = 05·0378 = 0189 кН·м;
Определяем площадь и подбираем диаметр и шаг рабочих стержней сетки в поперечном направлении:
А0 = М(Rb·bf·h02γb2)= 0378·105(145·100 ·100·352 ·09) = 0024.
где М = 0378 кН·м; h0 = h – as = 50 – 15 = 35мм.
По таблице определяем = 0986 (табл. III.I [5]).
Аs = М(Rs·h0 ·)= 0378·105(415·100·35·0986) = 0264 см2
Принимаем шаг стержней S = 200 мм тогда количество рабочих стержней приходящихся на расчетную полосу шириной 1 метр n = 1000200 + 1 = 6;
Аs = 02646 = 0044 см2;
Принимаем 4 Вр500; Аs = 0126 см2.
Аналогично определяем и шаг рабочих стержней в продольном направлении.
А0 = М(Rb·bf·h02γb2)= 028·105(145·100 ·100·352 ·09) = 0018;
где М = 028 кН·м; h0. = h – as = 50 – 15 = 35мм.
По таблице определяем =0989 (табл. III.I [5])
Аs = М(Rs·h0 ·)= 028·105(415·100·35·0989) = 0195 см2
Принимаем шаг стержней S = 300 мм тогда n = 1000300 + 1 = 4;
Аs =01954 = 0049 см2;
Сварную сетку С1 для армирования полки выбираем по сортаменту
( ГОСТ 8478-81). Принимаем сетку .
Для восприятия растягивающих напряжений от действия изгибающих моментов МI и М1 вдоль продольных ребер укладываются сетки с рабочими стержнями 4 Вр500 в поперечном направлении с шагом S = 200 мм.
Армирование поперечных ребер выполняется сварными каркасами КР2 с продольными стержнями диметром 8 мм из стали класса А400 с поперечными стержнями диаметром 4 мм из стали класса Вр500 устанавливаемыми с шагом S = 200 мм.
Рис. 3.5. Сварные сетки С1 и С2 для армирования полки панели.
3. Расчет продольных ребер панели по второй группе предельных состояний
Расчет панели по II группе предельных состояний включает расчеты по образованию и раскрытию трещин а также расчет по деформациям. Расчеты произведены с помощью компьютерной программы «Плита1обуч». Исходные данные для расчета представлены в таблице 3.2:
Наименование величины
Фамилия и номер варианта
Расчетная погонная нагрузка
Нормативная погонная нагрузка
Нормативная длительно-действующая нагрузка
Ширина сжатой полки плиты
Высота сжатой полки плиты
Ширина растянутой полки плиты
Высота растянутой полки плиты
Расчетный пролет плиты
Длина площадки опирания плиты
Расстояние от торца плиты до места установки строповочных петель
Передаточная площадь бетона
Расчетное сопротивление напрягаемой арматуры
по первой группе предельных состояний
Начальное напряжение в напрягаемой арматуре
Модуль упругости сжатой арматуры
Модуль упругости напрягаемой арматуры
Площадь сжатой арматуры
Площадь напрягаемой арматуры
Диаметр напрягаемой арматуры
Расстояние от центра тяжести сжатой арматуры до верхней грани плиты
Расстояние от центра тяжести напрягаемой арматуры до нижней грани плиты
Расстояние от центра тяжести нижнего ряда напрягаемой арматуры до нижней грани плиты
Предельно-допустимый прогиб
Обработка результатов расчета.
Расчет по раскрытию трещин не производится. Трещины в сечении не образуются.
Проверяем условие где .
-00000947 м 001952 м – условие выполняется.
Таким образом прогиб панели меньше допустимого. Расчет закончен.
Расчет и конструирование ригеля перекрытия.
1. Назначение размеров сечения ригеля и выбор материалов
Согласно заданию рассчитывается ригель в первом пролете только по первой группе предельных состояний. Ригель (рис. 4.1.) таврового сечения со свесами в растянутой зоне с ненапрягаемой продольной рабочей арматурой. Расчетное сечение ригеля – прямоугольное. Площадь сечения консольных свесов в расчет не вводим т.к. она вне сжатой зоны бетона. Принимается бетон класса В20 арматура – класса А400.
Рис. 4.1. Поперечное сечение ригеля.
Определяем длину ригеля:
2. Расчет прочности ригеля по нормальному сечению
Пролетные и опорные изгибающие моменты принимаем в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов (рис. 2.6.)
h0 = h – as = 70 – 5 = 65 см – рабочая высота сечения;
По значению А0 определяем по (табл. III.I [5]).
= 0125 =0531 следовательно сжатая арматура в пролетном сечении принимается по конструктивным требованиям. Принимаем 3 10 А400; Аsс = 236 см2.
Принимаем по сортаменту 5 14 А400; Аsпр = 769 см2
h0 = 70 – 6 = 64 см – рабочая высота сечения;
= 0147 =0531 следовательно сжатая арматура в опорном сечении принимается по конструктивным требованиям. Принимаем 3 10 А400; А’s = 236 см2.
Принимаем 2 20 А400 c As = 628 см2 и 1 22 А400 c As = 3801 см2.
Рис. 4.2. Схема армирования ригеля продольной арматурой.
3. Расчет прочности ригеля по наклонному сечению
Расчет ригеля по наклонному сечению производится с целью определения диаметра и шага поперечных стержней. Численные значения перерезывающей силы принимаются по огибающей эпюре поперечных сил.
Проверяем размеры поперечного сечения из условия прочности по бетонной полосе между трещинами
97160548 – условие выполняется.
Вычисляем изгибающий момент воспринимаемый ригелем над наклонной трещиной
Вычисляем минимальную поперечную силу воспринимаемую бетоном
97127043 – условие выполняется поперечная арматура по конструктивным требованиям.
Назначаем шаг поперечной арматуры по конструктивным требованиям
S(S1)05h=05·700=350 мм
S(S1)300 мм назначаем S(S1)=300 мм.
Вычисляем максимальный шаг поперечной арматуры
Smax=550 мм > S=300 мм принимаем окончательно S =300 мм.
Принимаем по сортаменту dsw = 6 мм А400; Asw = 085 cм2 (т.к в сечении находятся 3 стержня);
Проверяем условие свариваемости:
dsw = 6 мм ≥ 14·22 = 55 мм принимаем окончательно dsw = 6 мм
Границу шагов S и S1 не устанавливаем т.к. S = S1=300 мм.
4. Построение эпюры материалов
4.1. Определение мест фактического обрыва нижних стержней
В целях экономии арматурной стали часть продольной рабочей арматуры обрывают в пролете не доводя до опоры. Для определения мест обрыва строится эпюра материалов (арматуры). Места теоретического обрыва стержней допускается определять графическим способом на огибающей эпюре изгибающих моментов.
Аsпр = 769 см2 ; 514 А400.
Момент Msпр который может воспринять нормальное сечение ригеля в пролете:
Количество доводимых за край опоры стержней должно быть не менее двух и не менее 50% от общего числа стержней в пролете. Принимаем 314 А400 Аs = 462 см2.
Точки пересечения ординаты Ms1 с огибающей эпюрой моментов Т1 и Т2 (рис. 4.3.) представляют собой места теоретического обрыва стержней.
Для нахождения мест действительного (фактического) обрыва стержней отстоящих от теоретических на величину W определяем последнее из условий:
где: Q1 = 77247 кН – поперечная сила в точке теоретического обрыва стержней;
ds = 14 см – диаметр обрываемых стержней;
Принимаем W1 = 550 мм.
где: Q2= 92348 поперечная сила в точке теоретического обрыва стержней;
Принимаем W2 = 650 мм
Длина обрываемых стержней: l1 = 2200+550+650=3400 мм.
4.2. Определение мест фактического обрыва верхних стержней
Аsоп = 10081 см2 ; 220 А400+122 А400+310 А400 = 12441 см2.
Момент Msоп который может воспринять нормальное сечение ригеля на опоре:
As2 (122 А400+310 А400)=6161 см2:
Местам теоретического обрыва стержней соответствуют точки Т3 и Т4 (рис. 4.3).
Определяем места фактического обрыва стержней:
где: Q3 = 1440354 кН – поперечная сила в точке теоретического обрыва стержней;
ds = 20 см – диаметр обрываемых стержней;
Принимаем W3 = 1000 мм.
Длина обрываемого стержней: l3 = 145+1000 = 1145 мм
где: Q4 = 1539302 кН – поперечная сила в точке теоретического обрыва стержней;
Принимаем W4 = 1050 мм.
Длина обрываемых стержней: l4 = 325+1050 = 1375 мм.
Рис. 4.3. К построению эпюры материалов.
В целях унификации каркасы принимаем симметричными принимая увеличение длины стержней в запас прочности.
Рис.4.4 Плоские каркасы КР3 и КР4 ригеля перекрытия.
Расчет и конструирование колонны.
Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечной рамы. Расчет колонн производится по нескольким комбинациям усилий и принимается наибольшая площадь сечения арматуры. Вычисляется арматура колонн первого и последнего этажей. Колонны принимаются двухэтажной разрезки. Армирование колонн принимается симметричным.
1. Расчет продольной и поперечной арматуры
Колонны многоэтажного каркасного здания с жесткими узлами рассматриваются как элементы поперечной рамы и рассчитываются как внецентренно сжатые элементы от совместного действия изгибающих моментов и продольных сил.
Рассматривается нижняя колонна крайнего ряда сечением 400400 мм изготавливаемая из тяжелого бетона класса В25.
Максимальный изгибающий момент в ригеле Mmax = 12194 кНм возникает при схеме загружения 1 + 4. тогда для крайней колонны получим одну комбинацию расчетных усилий: N = 71234 кН
и М = 0612194=7316 кНм.
Вычисляем площадь продольной рабочей арматуры класса А400.
Расчетная высота колонны принимается равной высоте этажа т.е. l0 = 28 м.
где h0 = 36 см – расстояние от наиболее сжатой грани колонны до центра тяжести наименее сжатой продольной арматуры;
= 4 см – то же до центра тяжести наиболее сжатой продольной арматуры;
продольное усилие от длительной нагрузки;
где кНм – длительная нагрузка от покрытия;
кНм – длительная нагрузка от перекрытия;
- изгибающий момент от длительной нагрузки;
где - опорный момент в ригеле от действия постоянной и временной длительной нагрузки;
- опорный момент в ригеле от действия постоянной нагрузки;
- опорный момент в ригеле от действия временной длительной нагрузки при 2-ой схеме нагружения;
изгибающий момент от длительной нагрузки;
где: = 1 – коэффициент принимаемый в зависимости от вида бетона.
т.к. е еmin то принимаем е = 0295.
= ash0 = 436 = 0111;
Арматуру принимаем по конструктивным требованиям по сортаменту: 216 А400;
Проверяем условие min :
=0006 min = 0001 так как
S 20ds = 2016 = 320 мм;
Принимаем S = 300 мм.
где: ds – диаметр продольных стержней.
Диаметр поперечных стержней в свариваемых каркасах назначается из условия свариваемости:
dsw 14ds = 1416 = 4 мм;
Принимаем dsw = 6 мм А400; Аsw=0283 см2.
Рис. 5.1. Схема армирования колонны.
2. Расчет консоли колонны.
Длина площадки опирания ригеля принимается равной:
где: Q = 19098 кН – максимальная опорная реакция ригеля;
bbm= 30 см – ширина площадки опирания ригеля на консоль.
Принимаем вылет консоли l = 300 мм.
Тогда расстояние от точки приложения силы до опорного сечения консоли:
Высота консоли в сечении у грани колонны: h=08hp=08700=560 мм
Принимаем h = 600 мм
Высота консоли у свободного края принимаем h1 ≥ 6003 = 200 мм.
Принимаем h1 = 300 мм
Требуемая высота консоли у грани колонны:
Принимаем h0 = h – as= 600 – 50 = 550 мм.
Изгибающий момент в опорном сечении консоли:
Требуемая площадь сечения продольной арматуры:
По сортаменту принимаем 216 А400; As = 402 см2.
Для определения необходимого количества поперечной арматуры вычисляем параметры консоли:
Ширина наклонной полосы:
Поперечное армирование консоли выполняется горизонтальными или наклонными хомутами под углом 45.
Проверяем условие h 25a:
см 252756= 689 см следовательно консоль армируется только наклонными хомутами по всей высоте.
Суммарная площадь наклонных хомутов (отгибов):
Принимаем Ainc 0002bh0 = 00024055 = 44 см2.
Требуемая площадь сечения одного хомута:
Ainc1 Ainc(2n) = 44(23) = 0733 см2
где n = 3 – число наклонных хомутов.
По сортаменту принимаем отгибы 10 А400; Ainc1 = 0785 см2.
Горизонтальные хомуты принимаем по конструктивным требованиям:
Вр500; шаг S = h4 = 6004 = 150 мм.
Рис. 5.2. Схема армирования консоли колонны.
3. Расчет стыка ригеля с колонной.
Расчет стыка ригеля с колонной заключается в определении площади сечения и длины стыковых стержней размеров нижней закладной детали; длины и высоты сварных швов.
Требуемая площадь сечения стыковых стержней колонны:
Zs = h0 – ason = 64 – 7= 57 см.
Соединение стыковых стержней с выпусками опорной арматуры ригеля производится дуговой ванной сваркой с применением желобчатой подкладки диаметры и количество их должны быть равны.
Такая конструкция стыка является равнопрочной с сечением ригеля и не требует проверки расчетом. Исходя из этого принимаем стыковые стержни 220А400 и 22 А400.
Требуемая площадь сечения нижней опорной пластины ригеля:
Ry = 215 МПа (С 235).
Требуемая толщина пластины:
где: bриг – ширина ригеля.
пл Кf12 = 612 = 5 мм.
где Кf =6 мм – минимальная величина катета углового шва;
Принимаем пл = 5 мм.
Сечение пластины 3005 мм.
Требуемая суммарная длина швов прикрепления закладных деталей ригеля к стальной пластине консоли:
где: F = Qf = 19098015 = 2865 кН;
Q – поперечная сила на опоре ригеля;
f = 015 – коэффициент трения стали по стали;
Rwz = 1575 МПа – расчетное сопротивление угловых сварных швов.
Требуемая длина сварного шва с каждой стороны ригеля:
Величина вылета консоли достаточна.
Рис. 5.3. Стык ригеля с колонной.
Проектирование монолитного перекрытия.
Расчёт и конструирование монолитной плиты.
1. Компоновка конструктивной схемы перекрытия.
Монолитное перекрытие состоит из монолитной плиты главных и второстепенных балок. Компоновка конструктивной схемы перекрытия с указанием элементов приведена на рисунке 6. 1.
Рис. 6. 1. Компоновка монолитного перекрытия.
2. Определение шага второстепенных балок.
Из условия экономичного армирования принимаем толщину монолитной плиты hпл = 60 мм.
Расстояние между второстепенными балками из условия обеспечения жесткости равно
L3 ≤ 40hпл = 4060 = 2400 мм.
Минимальное количество шагов второстепенных балок в одном пролёте:
принимаем количество шагов n = 4.
Тогда шаг второстепенных балок равен
3. Выбор материалов.
Назначаем для плиты тяжелый бетон класса В15. b2= 09; Rb= 85 МПа; Rbser=11 МПа; Rbt= 075 МПа; Rbtser= 115 МПа; Eb=24104 МПа. Бетон естественного твердения.
При армировании полки плиты сварными рулонными сетками используется арматурная проволока В500; Rs = 415 МПа.
При армировании полки плиты раздельными плоскими сетками используется стержневая арматура класса А400; Rs = 355 МПа.
4. Расчёт и армирование плиты.
Плита рассчитывается на действие нагрузки на полосу шириной 1 м (рис. 6. 1). Расчётная схема плиты принимается как многопролётная неразрезная балка опорами которой являются второстепенные балки. При вычислении нагрузок на 1 м2 перекрытия использованы результаты сбора нагрузок приведённые в табл. 6. 1.
Нормативная нагрузка
Коэф. надежности по нагр. γf
Собственный вес пола
Собственный вес монолитной плиты
Таблица 6.1. (продолжение).
Предварительно назначаются высота и ширина сечения второстепенной балки из условий
hвб = (118. . . 116)L1 = (118. . . 116)54 = 037. . . 041;
принимаем hвб = 04 м.
Ширина второстепенной балки
bвб = (035. . . 045) hвб = 014. . . 018 м; принимаем bвб = 015 м.
Расчётный пролёт плиты равен
L03 = L3 – bвб = 13 – 015 = 115 м.
Выровненные изгибающие моменты:
-в средних пролётах и над средними опорами
- в первом пролёте и на первой промежуточной опоре соответственно:
Рис. 6.2. Эпюра изгибающих моментов в плите.
Монолитные плиты армируются сетками. Расстояние от центра тяжести арматуры сеток до ближайшей грани сечения принимаем as = 15 см. Тогда рабочая высота сечения h0 = hпл – as = 6 – 15 = 45 см.
Вначале расчёт прочности по нормальному сечению ведётся по моменту M2 в следующей последовательности:
Принимаем количество сеток в одном шаге колонн n = 3.
Длину нахлеста принимаем предварительно а0 = 01м.
Принимаем длину выпуска поперечных стержней а = 005м.
Ширина сетки между крайними продольными стержнями:
м; принимаем В0 = 20 м.
Принимаем защитный слой бетона а3 = 005 м;
Ширина здания состоящего из 3 пролетов равна:
Способ армирования зависит от диаметра рабочей продольной арматуры.
Принимаем шаг продольных стержней равный 100мм. Тогда количество стержней в 1м ширины сетки равно 10. Требуемая площадь сечения 1 стержня равна:
По сортаменту арматуры принимаем 3 В500; Аs=0071 см2.
Армирование производится рулонными сетками с продольным расположением рабочей арматуры. Подбираем марку сетки:
Рис. 6.3. Сварная сетка С1 для армирования монолитной плиты.
Изгибающий момент для определения марки сетки С2 (в запас прочности) составит:
Принимаем шаг продольных стержней равным 100 мм. Тогда количество стержней в 1 м ширины сетки равно 10. Требуемая площадь сечения 1 стержня равна:
По сортаменту арматуры принимаем проволоку 3 В500; Аs= 0071 см2.
Параметры сетки: В0 = 2500 мм a = 0025м.
Принимаем L = 1850 мм.
Подбираем марку сетки:
Рис. 6.4. Сварная сетка С2 для армирования монолитной плиты.
Рис. 6.5.Армирование плиты рулонными сетками.
Расчёт по прочности второстепенной балки.
1. Назначение размеров второстепенной балки и статический расчёт.
Высота главной балки равна:
Принимаем hгб = 650 мм;
Ширина главной балки равна:
Принимаем bгб = 200 мм;
Расчетный пролёт второстепенной балки составляет:
Предварительные размеры второстепенной балки:
hвб = 400 мм; bвб = 150 мм.
Расчетная нагрузка на 1 п.м. балки составляет:
Изгибающие моменты равны:
- пролетные моменты в средних пролетах опорные моменты в промежуточных опорах у грани главной балки
- пролетный момент в первом пролете; опорный момент на первой промежуточной опоре у грани главной балки
- отрицательный момент во втором пролете на расстоянии 025·L01 от опоры
где α=00454 т.к pg=927627 = 325.
Поперечные силы определяются по формулам:
- перерезывающая сила у первой опоры
- перерезывающая сила у второй опоры слева
- перерезывающая сила у всех остальных опор
Далее уточняются размеры сечения второстепенной балки:
Окончательно принимаем: =05м; м.
2. Расчёт прочности по нормальному сечению
Расчет прочности второстепенной балки производится в четырех сечениях а так же в пятом сечении (первая промежуточная опора средней второстепенной балки) в точке действия момента М.
Балка в общем случае рассматривается как элемент таврового сечения с расчетным армированием растянутой зоны ().
Уточняем размеры таврового сечения.
Так как величина свеса полки тавра определяется из условий:
Из полученных значений выбирается наименьшее кратное 25 мм.
Окончательно принимается в дальнейших расчетах мм.
Следовательно приведенная ширина полки равна:
Рис. 7.1. Параметры приведенного таврового сечения.
Зная класс бетона и размеры рассчитанного таврового сечения приступают к армированию второстепенной балки сварными каркасами.
Продольные стержни (1 и 2) плоских каркасов КР1 и КР4 принимают из расчета второстепенной балки на действие моментов М1 и М2.
Рис. 7. 2. Эпюра изгибающих моментов и поперечных сил.
Рассматриваем как тавровое сечение (учитывая знак действующего в сечении момента). Определяем положение нейтральной оси исходя из максимального момента на эпюре. Проверяется условие:
9 кНм 09850013006(045-05006) кНм;
Условие выполняется следовательно нейтральная ось находится в полке.
Далее ведем расчет сечения как элемента прямоугольного профиля.
Граничная высота сжатой зоны определяется по формуле:
Условие выполняется следовательно сжатая арматура в данном сечении устанавливается по конструктивным требованиям принимаем 2 12 А400.
Требуемая площадь растянутой рабочей арматуры находится по формуле:
По сортаменту арматуры принимаем: 2 14 А400; АS = 308см2.
Рассматриваем как тавровое сечение. Определяем положение нейтральной оси исходя из максимального момента на эпюре. Проверяем условие:
Условие выполняется следовательно сжатая арматура в данном сечении устанавливается по конструктивным требованиям.
Принимаем 2 12 А400. см2;
По сортаменту арматуры принимаем: 2 12 А400; АS = 226 см2.
Сечение по грани главной балки рассматривается как прямоугольное. Учитывается знак действующего в сечении момента.
Условие выполняется следовательно сжатая арматура в опорном сечении не требуется. Определяется требуемая площадь растянутой рабочей арматуры:
По сортаменту арматуры принимаем: 2 14 А400; АS = 308 см2.
Рис. 7. 3. Расчётное сечение второстепенной балки в местах сопряжения с главной балкой. (сечения II-II).
Рис. 7. 4. Расчётное сечение второстепенной балки в местах сопряжения с главной балкой. (сечения V-V).
В сечении проверяется прочность балки в точке теоретического обрыва рабочей арматуры. Расчет ведется как для прямоугольного элемента с одиночной арматурой (стержень 1 каркаса КР4).
Действующее значение момента М3 = 2142 кНм;
Проверяем условие: ;
Условие выполняется следовательно прочность выбранных параметров сечения достаточна.
3. Расчёт прочности по наклонному сечению.
Расчёт в 1-ом пролёте в сечении 2 – 2 на перерезывающую силу.
4420655 – условие выполняется.
446392 – условие не выполняется следовательно прочности бетона недостаточно для обеспечения прочности наклонного сечения. Усиливается сечение армированием поперечной арматурой.
Расчет поперечной арматуры ведется по формулам:
qsw > b3 (1 + f + n)·Rbt·
qsw =13552 0609075100202=405 Нсм.
qsw принимается равным 405 Нсм.
Так как h 500 мм то определяется шаг поперечных стержней S1 в приопорных участках балки исходя из следующих условий:
Принимаем S1 = 300 мм.
Шаг поперечных стержней S2 в средней части пролета принимаем из следующих условий:
S2 ≤ ·h = ·500 = 375 мм.
Принимаем S2 =500 мм.
Количество стержней в одном сечении принимается n = 2.
Требуемая площадь одного стержня:
Rsw = 285 МПа = 285 кНсм2 – для А400.
По сортаменту подбирается 24 Вр500 с фактической As =025cм2.
Проверяем условие свариваемости:
dsw > 14·18 = 45мм. (сечение 1-1).
Окончательно принимаем 25 Вр500 с фактической As =039 cм2.
Эскиз каркаса КР1 приведен на рис. 7.5.
Расчёт в среднем пролёте на перерезывающую силу в сечении 3 -3
3720655 – условие выполняется.
376392 – условие выполняется назначаем шаг поперечной арматуры по конструктивным требованиям.
S075h0=075·450=337 мм назначаем 300 мм
S1500 мм назначаем S1=500 мм.
Назначаем диаметр поперечной арматуры из условия свариваемости
dsw = 5 мм ≥ 14·13 =30 мм принимаем окончательно dsw = 3 мм В500.
Эскиз каркаса КР4 приведен на рис. 7.7.
Рис. 7.5. Эскиз каркаса КР1.
Рис. 7.6. Эскиз каркаса КР2.
Рис. 7.7. Эскиз каркаса КР3.
Рис. 7.7. Эскиз каркаса КР4.
Рис. 7.8. Эскиз каркаса КР5.
Библиографический список.
СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85* . М.: Стройиздат 2010.80с.
СП 16.13330.2011. Стальные конструкции. Актуализированная редакция СНиП II-23-81*. М.: Стройиздат 2010.173с.
СП 52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры.
СП 52-102-2004 Предварительно напряженные железобетонные конструкции.
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. М. : Стройиздат 1985. 728 с.
Расчет несущих конструкций каркаса многоэтажного производственного здания Компоновка статический расчет многоэтажной рамы расчет и конструирование панели перекрытия; Методические указания для курсового и дипломного проектирования для студентов специальности 2903Иванов. инж. –строит. Ин-т; Сост. И. Т. Мирсаяпов. Иваново 1989. 51 с.
Железобетонные конструкции. Примеры расчета несущих конструкций каркаса многоэтажного производственного здания Компоновка каркаса статический статический расчет многоэтажной рамы расчет и конструирование панели перекрытия: Методические указания для курсового и дипломного проектирования для студентов специальности 2903Иванов. Инж. –строит. Ин-т; Сост. И. Т. Мирсаяпов Н.Г. Палагин. Иваново 1990. 40 с.
Железобетонные конструкции. Примеры расчета несущих конструкций каркаса многоэтажного производственного здания Расчет и конструирование ригеля перекрытия колонны и узлов сопряжения элементов: Методические указания для курсового и дипломного проектирования для студентов специальности 2903 – Промышленное и гражданское строительство Иванов. Инж. –строит. Ин-т; Сост. И. Т. Мирсаяпов Н.Г. Палагин. Иваново 1991. 27 с.
Проектирование монолитных перекрытий каркасных зданий. Методические указания к курсовому проекту «Проектирование железобетонного перекрытия многоэтажного каркасного здания» для студентов спец. 1202 – «промышленное и гражданское строительство» Иванов. Инж. –строит. Ин-т; Сост. к.т.н. доц. Н.Л. Марабаев редактор: к.т.н. доц. В.А. Никифоров. Иваново 1988. 32 с.
СниП II-23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования. М.: Стройиздат 1982. 96 с.

Титульный лист.docx

Министерство образования и науки Российской Федерации
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение высшего профессионального образования
«Ивановский государственный политехнический университет»
Факультет Инженерно-строительный
Кафедра Технологии строительного производства
Направление 653500 Строительство
Специальность 270102 Промышленное и гражданское строительство
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовому проекту №1 на тему:
«Многоэтажное каркасное производственное здание в г. Волгоград»
«ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ И КАМЕННЫЕ КОНСТРУКЦИИ»