Расчет и проектирование конструкций междуэтажных перекрытий промышленного здания с неполным каркасом

жбкВика.dwg

Закладная деталь колонны
СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ
Обозначение Наименование
Колонна 1 Сборые единицы Сетка арматурная С1 10 С2 18 Каркасы К1 1 Изделия закладные М-1 1 М-2 1 М-3 1 Детали: ø12А-V 4 ø14 А-III 4 ø12 А-III 4 ø8 А-III 36 Фундамент 1 Детали: 13ø10 А-II 18
Проектирование элементов пром. здания
стык ригеля сколонной
Центрирующая прокладка 100х100х5
ФУНДАМЕНТ СРЕДНЕЙ КОЛОННЫ М1:30
ШАРНИРНЫЙ СТЫК РИГЕЛЯ С КОЛОНОЙ м 1:15
Бетон замоноличивания
Закладная деталь ригеля
Бетон замоноличимания
ПЛАН СБОРНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ М1:200
грузовая площадь колонны
Грузовая полоса ригеля
РЕБРИСТАЯ ПЛИТА М1:30
РАЗРЕЗНОЙ РИГЕЛЬ М1:50
Плита перекрытия 16 Сборые единицы Сетка арматурная С1 2 С2 3 Каркасы К1 14 К2 7 Изделия закладные П1 12 П2 12 Ригель разрезной Детали: ø12А-V 2 ø5 Вр-I 6 ø10 А-I 2 ø16 А-III 4
Расчет железобетонных конструкций
План сборного перекрытия

ПЗ ЖБК Вика.doc

1.1Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия.
Ригели поперечных рам - четырехпролётные и размещаю в поперечном направлении. Плиты перекрытий предварительно напряжённые – ребристые. Ребристые плиты принимаю с номинальной шириной равной 1200 мм; связевые плиты идут по рядам колонн с номинальной шириной 600 мм.
В поперечном направлении жёсткость здания обеспечивается по рамной или по рамно-связевой системам. В продольном направлении жёсткость здания обеспечивается по связевой системе; вертикальные связи устанавливают в одном среднем пролёте по каждому ряду колонн.
2Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям первой группы.
Расчётный пролёт и нагрузки. Предварительно определяют размеры поперечного сечения ригеля:
где l-пролёт ригеля в поперечном направлении равной 6000мм.
Ребристая плита опирается на ригель поверху тогда расчётный пролёт
l0=l-в2=6000-2502=5875мм=588м
где l0-пролёт ригеля в продольном направлении.
Подсчёт нагрузок на 1м2 перекрытия.
Нормативные и расчётные нагрузки на 1м2 перекрытия. Таблица 1.
Нормативная нагрузка Нм2
Коэффициент надёжности по нагрузке γ
Расчётная нагрузка Нм2
Собственный вес ребристой плиты
Цементный раствор =20мм; ρ=2200кгм3
Керамическая плитка =13мм; (ρ=1800кгм3)
Постоянная + длительная
Расчётная нагрузка на 1м. длины при ширине 12м. с учётом коэффициента надёжности по назначению здания γn=095;
Постоянная: g=3579*12*095=408 (kHм)
Полная: q=g+v=9579*12*095=1092 (kHм)
V=48*12*095=55 (kHм).
Нормативная нагрузка на 1м. длины плиты:
Постоянная: gn=3174*12*095=362 (kHм)
Полная: q=8174*12*095=932 (kHм) в т.ч. постоянная и длительная: 6674*12*095=762 (kHм)
Усилия от расчётных и нормативных нагрузок. От расчётной полной нагрузки:
M=ql028=1092*58828=47.2 (кН*м)
Q=ql02=1092*5.882=32.1 (кН)
От нормативной полной нагрузки:
M=ql028=932*5.8828=40.3 (кН*м)
Q=ql02=932*5882=27.4 (кН)
От нормативной постоянной и длительной:
M=ql028=762*58828=3209 (кН*м)
Определение размеров сечения плиты.
Высота сечения предварительно напряжённой ребристой плиты: h= рабочая высота сечения h0=h-a=30-3=27 (см);
a=3 см-толщина защитного слоя бетона; ширина продольных рёбер по низу – 7см; в’=116см – верхней полки; толщина сжатой полки таврового сечения h’=5 см. Отношение h’h=530=017>01 см в=116см.
Расчетная ширина ребра в=2*7=14см.
Рис.2. Поперечные сечения ребристой плиты: а) основные размеры; б) к расчёту прочности.
3 Характеристики прочности бетона и арматуры.
Арматура. Напрягаемая арматура продольных рёбер класса А-V с электротермическим натяжением на упоры форм. Согласно СНиПа[1] Rsn=785МПа; Rs=680МПа; Es=190000МПа - модуль упругости.
Бетон тяжёлый В25 (см.[1]).
Rbn=Rbser=185МПа; Rb=145МПа; γb2=09 – коэффициент работы бетона: Rbtn=Rbtser=160МПа; Rbt=105МПа; Eb=30000МПа – начальный модуль упругости бетона.
Определяют значение предварительного напряжения арматуры
sp=(06÷09)Rsn*sp=06*Rsn=06*785=470МПа. Проверяют условие 1
(СНиПа [1] п. 1.23) при электротермическом способе натяжения p=30+360 470+854=560≤785МПа – условие выполняется.
Вычисляют предельное отклонение предварительного напряжения по формуле 7[1].
γsp=05(1+) не менее 01 где np=2 – число напрягаемых стержней плиты.
γsp=05*90470* (1+)=016
Коэффициент точности натяжения при благоприятном влиянии предварительного напряжения по формуле 6[1].
γsp=1- γsp=1-015=085
При расчёте по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии
Предварительное напряжение с учётом точности натяжения
4Подбор сечения арматуры.
М = 47.2 кН*м – изгибающий момент от расчетной нагрузки. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне.
αm = М γ b2Rb*h02 = 4720000(0.9*145*116*272*100) = 0043
По табл. 3.1 находим = 0044; х = *h0=0045*30 =135 см 5 см – нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки; =0975.
Вычисляем характеристику сжатой зоны:
w= 0.85 – 0.008*Rb = 0.85-0.008*0.9*145 = 0.75
Вычисляем граничную высоту сжатой зоны:
R=w[1+sr500(1- w11)]=075[1+685500(1-07511)] = 052
где sr = Rs+400- sp’ -sp = 680+400-395= 685 МПа;
sp =0 – электротермическое натяжение; в знаменателе 500 МПа т.к. γ b21
Коэффициент условий работы учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести:
γs6 = -( – 1)*(2 R – 1) = 115-(115-1)*(2*0043052-1) = 083 =115
=115 – для арматуры класса А-V принимаю γs6=083
Площадь сечения растянутой арматуры:
Аs=М( γs6*Rs* *h0)=4720000083*680*0975*27*100=3.18 см2
Принимаем 212 А- V с площадью Аs=339 см2.
5Расчёт полки на местный изгиб.
Определяем расчётный пролёт при ширине рёбер вверху
см - l0=116-2*9=98см.
Нагрузку на 1м2 полки принимают такой же как и для плиты:
(q+v)γn= 9579*095=91кНм2.
Изгибающий момент для полосы в=1м определяют с учётом частичной заделки в рёбрах:
М= 91*098211=079кН*м2.
Рабочая высота сечения
Арматура 4 Вр-1 с Rs=370МПа. Определяю
αm= 7900009*145*100*352*100=0049 см2 =0976;
Аs= 79000370*0976*35*100=063 см2
Принимаю 54 Вр-I с Аs=063см2. Сетка с поперечной рабочей арматурой
6 Расчёт прочности ребристой плиты по сечению наклонному к продольной оси.
Определить усилия предварительного обжатия бетона
N=P=spAs=395*308(100)=12166 кН.
Влияние продольного усилия обжатия
φn=01*NRbt*γb2*в*h0=01*12166009*105*14*27*100=034105
Влияние свесов сжатых полок (при 2-х рёбрах).
φ=2*075(3h’) h’вh0 =2*075*(3*5)*514*27= 0305.
Вычисляют (1+φ+φn) = (1+03+0383) = 1718≥15. Принимаю 15.
Для расчёта прочности определяют:
М=В=φb2(1+φ+φn)γb2*Rbt*в*h02=2(1+03+0341)*09*105*14*272=3165380Н*см.
В расчётном наклонном сечении Qв+Qsw=Q2 тогда С=В05Q=316538005*32100=197 см. Проверяют условие С≤2
7≥2*27=54см. принимаю С=2h0=2*27=54см. Вычисляю Qв=В2h0=31653802*27=58618.15Н значение
φв4(1+φn) γb2* Rbt* в*h02C=15(1+0341)*0.9*105*14*272 *10054=35926.4Н
Qв==58618.15Н≥35926.4Н. Проверяют условия Qв≥ Q;
Qв= 59*103Н≥ Q=36*103Н условие удовлетворяются следовательно поперечная арматура по расчету не требует. По конструктивным соображениям на при опорном участке длиной 14 в средней части пролёта с шагом S=34h=3*304=22.5см; принимаю 25см.
Проверяют прочность по сжатой наклонной полосе Q≤03φw1φв1 в*h0Rs
Asw=2*0196=0392см2- площадь двух стержней поперечной арматуры.
sw=AswвS=039214*15=00019;
α=ЕsEв=17000030000=567;
φw1=1+5 α sw=1+5*567*00019=1054;
=001- для тяжёлого бетона ; φв1=1- Rb=1-001*145=085;
*103Н03*105*085*14*27*009*145(100)=132.1*103Н – условия удовлетворяются. Армирование ребристой плиты.
1Расчет разрезного ригеля.
Расчёту подвергается ригель среднего пролёта опирающийся на консоли колонн. Расчётная схема ригеля – балка со свободным опиранием на консоли колонн. Принимают ширину сечения колонн – 40см вынос консолей – 25см.
Расчётный пролёт ригеля определяется как расстояние между серединами площадок опирания на консоли
Размеры поперечного сечения ригеля:
h= в=04*54=226см22см;
Принимаем вхh=22x54см.
Нагрузки на ригель Нм.
Грузовая полоса для подсчета нагрузок ригеля – 54 м.
Слой цементного раствора =20 мм (ρ=2200 кгм3)
Керамическая плитка =13 мм (ρ=1800 кгм3)
От собственного веса ригеля
qnp=025*054*25000=3375
С учетом коэффициента надежности по назначению γn=095 и табл. 1 и 2 указанные нагрузки будут равны:
)qn=42115*095=400093 Нм=40кНм
) Нормативная постоянная и длительная временная
qnld= qn+3500*6=20515+3500*6=20515+21000=41515*095=394393 Нм где 3500 Нм2- длит. нагр. см. табл. 1.
)Нормативная кратковременная
qncd=1500*54*0.95=7695 Нм где 1500 Нм2- кратковременная нагрузка табл.1.
q=48961*095=465132 Нм=465 кНм
)Расчетная постоянная и длительная временная
qld =(g+vld)*l+qp=(3579+4200)*54+37125=45719 Нм
)Расчетная кратковременная
q сd=1800*54=9720*095=9234 Нм
Усилия от расчетных нагрузок:
М=ql028=465*47528=13114 кН*м
Q=0.5*q*l0=0.5*465*475=1104кН
Усилия от нормативных нагрузок:
Mn=0125*40*47528=1128 кН*м
Mnld=0125*394*47528=11112 кН*м
Ригель прямоугольного сечения из бетона класса В20 Rb=115 МПа; Rbt=09МПа;
Rbtser=14 МПа; Rbser=15 МПа; γ b2=09;
Продольная рабочая арматура класса А- III Rs=365 МПа; Еs=200000 МПа поперечные стержни – арматура класса Вр-I Rsс=260 МПа; Rsw=260 МПа.
Определяют граничную высоту сжатой зоны:
R=w[1+sr500(1- w11)]=077[1+(365500)*(1-07711)] = 06
где w= 085 – 0008*Rb = 085-0008*09*115 = 077
h= h0+а=50+4=54 см; принимаем h=54 см;
= М Rb *b*h02 = 131140000.9*22*11.5*542(100) = 0.2; = 0835
h0= h-а=54-4=50 см. Подбор сечения арматуры
Аs=M( Rs* *h0)=13114000365*0835*54(100)=7.97 см2
Принимаем 416 А-III с Аs=804 см2;
2Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси.
Поперечная сила Q=1104кН.
Проекция расчетного наклонного сечения на продольную ось С:
В=φb2*Rbt*b*h02=2*09*22*542(100)=1155*105 Нсм
φb2=2 – тяжёлый бетон ; φf =φn=0.
В расчётном наклонном сечении
C=B05*Q=1155*10505*110400=2092см; что больше
* h0=2*54=108 см принимают С=2*h0=2*54=108. Если С2h0 то условие удовлетворяется и в расчетах при определение qsw учитывают вычисленное значение С=В05*Q
Вычисляют: Qsw=Q2=110.42=55.2к Н
qsw= QswC=55200112=492.9Нсм;
Принимают поперечные стержни диаметром d=5 мм класса Вp-I с площадью Аsw=0196см2 Rsw=260МПа поскольку dswd=516=0312513 вводится коэффициент условий работы γs2=09 тогда Rsw=09*260=234МПа. Если dswd>13 то γsw не вводится.Число каркасов 2 при этом Аsw=2*0.196=0.392cм2. Шаг поперечных стержней S=Rsw*Aswqsw=234*0.392*100698=13.14см.
По конструктивным соображениям при h=450мм.S=h3=543=18см.
На всех приопорных участках длиной 14l принят шаг S=200мм в средней части пролёта шаг S=34*h =3*544=405см=41см.
Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами:
w=Aswb*S=039222*18=000099;
=EsEb=20000027000=75;
φw1=1+5**w=1+5*75*000099=104;
φb1=1-0.01*Rb=1-001*09*115=08965=09;
Q=1104000.3*φw1 *φb1 *R b *h0 *b=03*104*09*09*115*22*54*(100)=345266Н – удовл.
3Построение эпюры материалов.
Ригель армируется двумя сварными каркасами часть продольных стержней обрывается в соответствии с изменением эпюры моментов и по эпюре материалов. При этом в пролете допускается обрывать не более 50% расчетной площади сечения стержней определенных по максимальному изгибающему моменту. Обрываемые стержни заводятся за место теоретического обрыва на длину заделки.
Для среднего пролёта ригеля арматуры 416 А-III с Аs= 8.04см2;
Коэффициент армирования
=Asb*h0=8.0422*54=0.0068
Относительная высота сжатой зоны бетона
=(*Rs)(γb2*Rb)=0.0068*3650.9*11.5=0.24. =0.8
Изгибающий момент воспринимаемый арматурой 416 А-III
Мсеч.=Rs *As **h0=365*8.04*08*54*(100)*10-5=158.5кН*м;
В месте теоретического обрыва арматуры остаются 216 A-III с Аs=4.02см2;
=0.0034*365(0.9*11.5)=0.12 =0905;
Изгибаемый момент воспринимаемый арматурой 216 A-III.
Мсеч.=365*402*0905*54*(100)*10-5=7107кН*м;
Определяют место теоретического обрыва продольной арматуры из условия:
Му=Qy-0.5*qy2= 05*q*
Уравнение 23.3у2-110.5у+71.7=0;
y12== =(110.5 ± 74.3)46.6
Обрываемые стержни заводят на грань теоретического обрыва на длину W(сеч. 1-1).
= Q*(1-)=110.5*(1-(2*0.78)4.75)74.2кН;
из подобия треугольника эпюры Q;
Усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента.
qsw=Rsw*AswS=(260*0.392*100)18=566.2Нсм.
W=742002*566.2+5*1.6=73.5см; W20*16=32см;
Принимаю большее из 2-х значений W=735см.
Определение диаметра подъемных петель ригеля
Собственный вес 1 м длины ригеля
Вес ригеля с учетом коэффициента динамичности Кg=14;
Р= g*Кg*l=297*14*54=22453 кгс
Усилие на одну петлю 22453:2=11227 кгс;
При этом усилии по табл.14. Приложение 1[4] находят диаметр подъёмной петли 12А-1.
4Расчёт разрезного ригеля по второй группе предельных состояний .
Расчёт ригеля по деформациям (прогибам).
В начале проверяют условие ММcrc при соблюдении которого нормальные трещины в середине пролёта ригеля не образуются. Момент от полной нормальной нагрузки Mn=1128кН*м.
Момент трещинообразования определяют по формуле:
Wpl==175*b*h26=175*22*5426=186682см3( прямоугольных сечений).
Mcrc=14*(100)*186682=261*105Н*см=261кН*м Mn=1128кН*м так как
Mcrc Mn то в сечении по середине пролёта ригеля образуются трещины.
Прогиб в середине пролёта ригеля определяют по формуле:
f=S*l2*1r где 1r – кривизна в середине пролета с учетом постоянных и длительных нагрузок по формуле:
r=(1EsAsh02)*((Mld-K2ld*b*h2*Rbtser)K1ld)
Определяют геометрические характеристики приведенного сечения ригеля:
=EsEb=20000027000=74;
α=Asb*h0*α=804*74(22*54)=005;
φf=As'*αb*h0 *=1.57*7.422*54*0.45=0022;
где As’=157 см2 (210 A-I); =045 коэффициент характеризующий упругопластическое состояние бетона сжатой зоны.
5Вычисление прогиба ригеля приближённым методом.
Проверяют условие l0h0 λlim если оно удовлетворяется то расчет по деформациям не требуется. 4755411.33 (λlim=11.33 по таблице 2.20[4] при α=005 и арматуре A-III) 8.811.33 т.е расчет прогибов не требуется.
6Расчёт ригеля по раскрытию трещин.
Ригель относится к третьей категории требований по трещиностойкости: acrc1=04 мм acrc2=03 мм.
Расчет по длительному раскрытию трещин. Mnld =11112 кН*м. Напряжение в растянутой арматуре:
s= MnldAs*z1=11112000804*496=278301 Нсм2=278 МПа.
где z1-плечо внутренней пары сил.
Для вычисления z1 определяют следующие параметры:
= Mn b*h02*Rbser=1795000022*542*15(100)=0187;
λ= φf*(1-h’f2h0)=0022*(1-62*54)=0021;
(h’f =2*a’=2*3=6 см).
Относительная высота сжатой зоны в сечении с трещиной:
=1[18+((1+5( +λ))10 α)]= 1[18+((1+5(0187+0021))10 *005)]=017;
Плечо внутренней пары сил:
Z1=h0*[1-(2a’* φf h0 – 2)(2(φf + ))]=59*[1-(2*354*0022+0172)2*(0022+017))]=
Ширина раскрытию трещин:
acrc=*φl**sEs*20(35-100 )
где =1; =1; φ =Asb*h0=8.0422*54=00068;
acrc3=1*15*1*2782*105*20*(35-100*00068)*=0296мм [acrc1]=04 мм;
Расчет по кратковременному раскрытию трещин
acrc= acrc1- acrc2+ acrc3 где acrc3=0296мм.
Напряжение в растянутой арматуре при совместном действии всех нагрузок:
s1= MnAs*Z1=11280000(8.04*49.6)=28286 Нсм2=283 МПа;
Напряжение в растянутой арматуре от постоянных и длительных нагрузок:
Приращение напряжений = s1- s2=283-278= 5МПа; Соответствующее приращение ширины раскрытия трещин при φl=1:
acrc = acrc1- acrc2=1*1*1*(5(2*105))*20(35-100*00068)*=00036 мм.
Ширина раскрытия трещин при совместном действии нагрузок:
acrc=0296+00036=0299 [acrc2]=03 мм – условие удовлетворяется.
Рассчитывается самая нагруженная колонна среднего ряда нижнего этажа 2-х этажного четырехпролетного здания. Высота этажа hэт=4 м. Сетка колонн 6*54 м; Верх фундамента заглублен ниже отметки пола на 06 м. Здание проектируется в II климатическом районе по снеговому району – 800 Нм2. Полезная(временная) нагрузка на междуэтажных покрытиях 5000 Нм2 в том числе кратковременная 1500 Нм2. Членение колонн поэтажное. Стыки колонн располагаются на высоте 06 м от уровня верха панелей перекрытия.
Материалы для колонны. Бетон тяжелый класса В20. Rb=11.5 МПа; Rbt=0.9 МПа; γ b2=09. Арматура класса А-II Rsс=280 МПа – рабочая поперечная арматура класса А-I ;Rsс=225 МПа; Rsw=175 МПа. По назначению здание относится ко второму классу коэффициент по назначению γn=095.
Определение нагрузок и усилий. Нагрузку на колонну определяют с одного междуэтажного перекрытия учитывают собственный вес колонны высотой в один этаж. Размеры поперечного сечения в первом приближении принимают 40*40 см. Грузовая площадь при сетке колонн 5.4*6 равна 324 м2.
Расчетная длина колонны нижнего этажа равна
hn–высота сечения панели;
hр – высота сечения ригеля.
Нагрузка на колонну среднего этажа расчетная:
N=(g+v)*lcp*n+Gk=4896*48*1+66=30101 кН где n=1 (число перекрытий).
Gk=bk*hk(3* hэт+0.6)*γ*γf=04*04(1*4+06)*25*11=2024 кН – собственная масса колонны; q=g+v=489=49 кНм – нагрузка на перекрытие с учетом собственного веса ригеля; lср=48 м.
Кратковременно действующая часть расчетной нагрузки Nkp=vnkp*Aгр*12*n=1500*324*12*1=58320 Н=58 кН.
Длительно действующая часть расчетной нагрузки
Nдл= N- Nkp=301-58=243 кН.
Подбор площади сечения арматуры. Расчетные нагрузки N=301 кН – полная N N’
Отношение N’ldN1=23085301=077 гибкость колонны λ=l0h=40040=10>1 необходимо учитывать прогиб колонны.
Величина случайного эксцентриситета еа= h30=4030=133см не менее 1600* принимают большее значение еа= h30=133см. . При е0=0 элементы прямоугольного сечения с симметричной арматурой из стали классов А-I А-II А-III разрешается рассчитывать как центрально сжатые.)
Сначала определяют размеры поперечного сечения колонны принимая коэффициенты =1 при h>200 мм; φ=10; =001 по формуле:
А=N1(φ(Rb*γb2+*Rsc)=2859500(001)1*1*(09*115+001*280)=9867см2.
Принимают размеры сечения колонны bхh=30*30 см А= bхh=30*30 =900 см2.
)Принимаем +’=001 и Аms≤ 13(Аs+ Аs’);
)При l0 h=16 и N’ld N1=077 и Аms ≤13(Аs+ Аs’) коэффициент φr=083
)α= Rsc Rb(+’)=(280115)*001=0243
)Коэффициент φ=φb+2(φr-φb)*α=077+2(083-077)0243=08 ≤ φr=0915
)Аs+ Аs’= N(*φ*Rsc)- A*(RbRsc)=2859501*08*280(100)-900*09*115280=205см2;
)Коэффициента армирования +’=205900=0022=001 что равен первоначально принятому +’=001.
Площадь сечения арматуры по сортаменту 420 A-II с Аs=1256 см2; Фактическая несущая способность колонны сечением 30*30см.
N=φ(Rb* γ b2*A+ Rsc*( Аs+ Аs’))=1*08*(115*09(100)*900+280(100)*1256)=1026544Н=1026кН >28595 кН; превышение на 36% прочность сечения обеспечена.
Поперечную арматуру принимают диаметром =6 мм класса A-I шагом S=300 мм 20*d=20*20=400 мм.
Исходные данные: сечение колонны 30*30см. Расчётное усилие колонны у заделки в фундаменте N=301кН; γ=115- усреднённое значение коэф. надёжности по нагрузке; Нормативное усилие Nn = 301115 =26174 кН.
Группы основания – пески средней плотности условное расчётное сопротивление грунта R0=025МПа.
Бетон тяжёлый класса В125; Rbt=066МПа; γb2=09.
Арматура класса А- Rs=280МПа.
Определение размеров подошвы фундамента.
A=02* Nn (R0-γH1)=02*930000025106-(20*105)*103=0812м2 где γ=20кНм3- вес единицы объёма бетона фундамента и грунта на его обрезках; Н1=105см.- глубина заложения фундамента.
Размер стороны квадратной подошвы а==09м. Принимаю а=21м (кратно 03).
Давление на грунт от расчётной нагрузки P=NA=301212=6825кНм2.
Рабочая высота фундамента из условия продавливания:
h0=-025*(hk+bk)+05(N())=
Полную высоту устанавливаю из следующих условий:
) продавливание H=40+4см=44 см;
) заделки колонны в фундаменте:
Нзад=15*hk +25=1530+25=70 см;
) Анкеровки сжатой арматуры колонны 20 А-II в бетоне колонны класса В20:
Нанкер =24*d+25=2420+25=73 см.
Принимают окончательно фундамент высотой H=70 cм; h0 = 70-4=66 cм;
Толщина дна стакана 20+5=25см.
Проверяют отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента
h01 =30-4=26 см условию прочности по поперечной силе в наклонном сечении III-III.
Для единицы ширины этого сечения (b=100см);
Q=05(a-hк-2h0)р=0.5(27-03-2066)6825=1638 кН; при С=25 h0:
Qmax=06 γ b2 Rbth01b=060906625100(100)=92664 Н=926кН>61кН.
Условие прочности удовлетворяется.
Расчетные изгибающие моменты:
МI=0125P(a-hк)2b=012568.25(21-0.3)221=58.05 кНм
МII=0125P(a-a1)2b=012568.25(21-105)221=19.75 кНм.
Площадь сечения арматуры:
As1=MI(09h0Rs)=58.05105(0966280100)=3.5 см2
As2=MII(09h0Rs)=19.75105(0926280100)=3 см2.
Принимаю нестандартную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 1416 (шаг S=19cм) As=2814см2.
Процент армирования:
=A100bh0=35100(21026)=006%.
Курсовой проект по дисциплине «Железобетонные конструкции» предусматривает расчет и проектирование сборного железобетонного междуэтажного перекрытия многоэтажного промышленного здания.
Суть расчета заключается в том чтобы рассчитать двухэтажное здание с учетом постоянной и временной нагрузок (и также других например ветровая и снеговая нагрузки и др.) так чтобы здание выдержало в процессе строительства и эксплуатации имеющиеся нагрузки. Расчет ведется по предельным состояниям то есть таких при значении которых появляются трещины начинается процесс разрушения конструктивных элементов здания. В расчеты вводятся коэффициенты учитывающие некий запас прочности. Основная задача расчета - достигнуть рекомендуемой прочности здания с учетом различного вида нагрузок.
Расчетно-пояснительная записка
Приложение: графическая часть на 2 листах формата А2
Федеральное агентство по образованию
Государственное образовательное учреждение высшего профессионального образования
Восточно-Сибирский Государственный Технологический Университет
Кафедра «Промышленное и гражданское строительство»
Руководитель проекта:
на тему: Расчет и проектирование железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания с неполным каркасом
Исполнитель: студент группы 357 очной формы обучения
1. Компановка конструктивной схемы сборного перекрытия .6
2. Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям первой группы 6
3. Характеристики прочности бетона и арматуры 8
4. Подбор сечения арматуры . 9
5. Расчёт полки на местный изгиб . ..9
6. Расчёт прочности ребристой плиты по сечению наклонному к продольной оси 10
1Расчёт разрезного ригеля 10
2Расчёт прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси 12
3Построение эпюры .13
4Расчёт разрезного ригеля по второй группе предельных состоянии ..15
5Вычисление прогиба ригеля приближённым методом ..16
6Расчёт ригеля по раскрытию трещин 16
Расчёт фундамента 19
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции д. Общий курс. М: Стройиздат 1991.
СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. М: 1985.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. М:1986.
СНиП II-22-81. Каменные и армокаменные конструкции. Часть II Нормы проектирования. М:1983.
А.П. Мандриков. Примеры расчета железобетонных конструкций. Стройиздат. М:1979.
Б.Н.Фалевич К.Ф.Штритер. Проектирование каменных и крупнопанельных конструкций. Высшая школа.М:1983.
МУ «Проектированщие сборного железобетонного перекрытия многоэтажного здания. Д.С.Степанова Н.Э. Серебренникова. ВСГТУ. Улан-Удэ 2008.
МУ «Проектированщие монолитного железобетонного перекрытия. Д.С.Степанова Н.Н.Дымчикова. ВСГТУ. Улан-Удэ 2004.
МУ к оформлению пояснительной записки к графической части курсовых и дипломных проектов выполняемых по дисциплинам кафедры «Архитектура и строительные конструкции». Цыдендамбаев О.Ц рецензент - Бельгаев В.Г. ВСГТУ. Улан-Удэ 1988.
Федеральное агентство по образованию РФ
Восточно-Сибирский Государственный
Технологический Университет
Кафедра: «Промышленное и гражданское строительство»
на комплексный курсовой проект №1 по железобетонным
Выдано студенту Конечных В.Н. гр.357 курса III
Размеры здания в плане: длина 36м ширина 216м
Количество надземных этажей 2
Высота этажей: первого - 4м остальных – 4м
Тип здания промышленное вид кровли совмещенное
Район строительства - Улан-Удэ
Временная нормативная нагрузка на всех междуэтажных
перекрытиях VH= 0.4тсм2
Условное расчетное давление на грунт основания R0= 02 МПа
Марки материалов - по выбору проектировщика в соответствии с
нормами проектирования.
Объемные массы - по справочникам.
Руководитель проекта Павлов В.Е.