Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Федеральное агентство по образованию

Государственное образовательное учреждение высшего профессионального образования

Ивановский государственный архитектурно-строительный университет

Кафедра строительных конструкций

Расчетно-пояснительная записка

к курсовому проекту

по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»

по теме:

“Многоэтажное производственное здание”

Разработал: ст. гр. ПГС-42

Сироткина А.М.

Направление Строительство

Факультет инженерно-строительный

Руководитель: Лопатин А.Н.

Иваново

2010

Содержание

Задание на курсовое проектирование

1. Компоновка каркаса и обеспечение пространственной жесткости здания

2. Расчет многоэтажной рамы

2.1 Назначение размеров элементов рамы и определение нагрузок, действующих на раму

2.1.1 Назначение размеров элементов рамы

2.1.2 Определение нагрузок, действующих на раму

2.1.3 Уточнение размеров элементов рамы

2.1.4 Определение жесткостей элементов рамы

2.2 Определение усилий в элементах рамы

3. Расчёт и конструирование ребристой панели перекрытия

3.1 Назначение размеров и выбор материалов

3.2 Расчёт панели по 1-й группе предельных состояний

3.2.1 Расчёт продольного ребра

3.2.2 Расчёт полки панели

3.3 Расчёт продольных рёбер панели по 2-й группе предельных состояний

4. Расчёт и конструирование ригеля перекрытия

4.1 Назначение размеров сечения ригеля и выбор материалов

4.2 Расчёт прочности ригеля по нормальному сечению

4.3 Расчёт прочности ригеля по наклонному сечению

4.4 Построение эпюры материалов

4.4.1 Определение мест фактического обрыва нижних стержней

4.4.2 Определение мест фактического обрыва верхних стержней

5. Расчёт и конструирование колонны

5.1 Расчёт продольной и поперечной арматуры

5.2 Расчёт консоли

5.3 Расчёт стыка ригеля с колонной

6. Компоновка конструктивной схемы перекрытия

7. Расчёт и конструирование монолитной плиты

7.1 Определение шага второстепенных балок

7.2 Выбор материалов

7.3 Расчёт и армирование плиты

8. Расчёт по прочности второстепенной балки

8.1 Назначение размеров второстепенной балки и статический расчёт

8.2 Расчёт прочности по нормальному сечению

8.3 Расчёт прочности по наклонному сечению

Библиографический список

Задание на курсовое проектирование

1. Шифр варианта - 246

2. Высота этажа - 3,3 м

3. Количество этажей - 6

4. Количество пролетов - 3

5. Район строительства - Чита

6. Пролет здания - L = 5,8 м

7. Шаг колонн здания - B = 5,8 м

8. Нормативная временная нагрузка на междуэтажное

перекрытие - р = 11,0 кН/м²

9. Условное расчетное сопротивление на основание - R₀ = 0,23 МПа

1. Компоновка каркаса и обеспечение пространственной жесткости здания

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 /8/: 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 1400 мм.

Ригели пролетом 5,8 м - без предварительного напряжения.

Наружные стены - навесные. Высота керамзитобетонных стеновых панелей - 0,9; 1,2; 1,8 м, толщина - 300 мм, высота панелей остекления - 1,2 м.

План и поперечный разрез представлены на рис. 1.

Рис.1. План и поперечный разрез здания

2. Расчет многоэтажной рамы

В соответствии с /8/ рассчитывается трех пролетная рама нижнего этажа.

2.1 Назначение размеров элементов рамы и определение нагрузок, действующих на раму

2.1.1 Назначение размеров элементов рамы

Предварительно принимаем ригель таврового сечения с полкой внизу. Предварительные размеры сечения назначаем в соответствии с п.3.2./8/:

h_р = (1/8…1/10)5,8=0,725…0,58 м;

принимаем h_р = 700мм;

b_р = (0,3…0,5)700=210…350 мм;

принимаем b_р = 350 мм.

Поперечное сечение ригеля

Предварительно размеры сечения колонны принимаем в соответствии с /4/: 400х400 мм.

2.1.2 Определение нагрузок, действующих на раму

Нагрузка на ригель рамы принимается равномерно распределенной, т.к. количество сосредоточенных сил, действующих на него в местах опирания панелей перекрытия, составляет n=6>5.

Вычисление нагрузок от покрытия и перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания _n=0,95 приведено в таблице 1:

Таблица 1. Вычисление нагрузок от покрытия и перекрытия

№ п/п	Наименование нагрузки	Нормативная нагрузка,	Коэф. надежности по нагр., гf	Расчетная нагр.,
1	2	3	4	5
I. 1	ПОКРЫТИЕ ПОСТОЯННАЯ (gпок ) 2 слоя линокрома =10мм; =0,9 т/м3 0,01·1·1·9·0,95	0,09	1,2	0,108
2.	Цементно-песчаная стяжка =20мм; =1,8 т/м3 0,02·1·1·18·0,95	0,342	1,3	0,4446
3.	Утеплитель =200мм; =0,2 т/м3 0,2·1·1·2·0,95	0,38	1,3	0,494
4.	1 слой рубероида =5мм; =1,25 т/м3 0,005·1·1·12,5·0,95	0,05	1,2	0,06
5	Ребристая панель покрытия с бетоном замоноличивания	2,75	1,1	3,025
	ИТОГО: gпок = g1+g2+g3+g4+g5	3,612		4,1316
II.	ВРЕМЕННАЯ (Vпок) Снеговая 0,8·0,7*0,95	0,560	1/0,7	0,80
	ПОЛНАЯ: gпок + Vпок	4,172		4,93
I. 1.	ПЕРЕКРЫТИЕ ПОСТОЯННАЯ (gпер) Пол: - керамические плитки =13мм; =1,8 т/м3 0,013·1·1·18·0,95 - слой цементного раствора =20мм; =1,8 т/м3 0,020·1·1·18·0,95	0,2223 0,342	1,1 1,3	0,2445 0,4446
2.	Выравнивающий слой из бетона =20мм; =2,2 т/м3 0,020·1·1·22·0,95	0,418	1,3	0,5434
3.	Железобетонные ребристые панели с бетоном замоноличивания	2,75	1,1	3,025
	ИТОГО: gпер = g1+g2+g3	3,7323		4,2575
II. 1. 2.	ВРЕМЕННАЯ (Vпер) Полезная: - кратковременная - длительная Перегородки	11 5,5 5,5 0,5	1,2 1,05 1,3	6,6 5,775 0,65
	ИТОГО: Vпер = V1+V2	11,5		13,025
	ПОЛНАЯ: gпер + Vпер	15,2323		17,2825

Вычисляем расчетные нагрузки на 1 погонный метр ригеля:

- ригель покрытия:

- постоянная:

от кровли и плит:

кН/м,

от массы ригеля:

кН/м;

ИТОГО: 23,96+8,883 = 32,84 кН/м.

- временная (снеговая):

0,80·5,8·0,95 = 4,408 кН/м

0,5·0,80•5,8·0,95 = 2,204 кН/м,

0,5·0,80•5,8·0,95 = 2,204 кН/м

Полная расчетная нагрузка:

23,96+8,883 + 3,857 = 37,25 кН/м

- ригель перекрытия:

- постоянная:

от пола и панелей:

кН/м,

от массы ригеля: кН/м;

ИТОГО: 24,69+8,883= 33,58 кН/м.

- временная:

от перегородок: 0,65·5,8 = 3,77 кН/м,

полезная: (5,6 + 5,775)·5,8 = 71,775 кН/м,

5,775·5,8 + 3,77 = 37,265 кН/м,

5,8·6,6 = 38,28 кН/м.

ИТОГО: 3,77+71,775 = 75,545 кН/м.

Полная расчетная нагрузка: 24,69+8,883+75,545 = 109,118 кН/м

2.1.3 Уточнение размеров элементов рамы

Для уточнения предварительно принятых размеров сечения ригеля вычисляется требуемая высота на основании упрощенного расчета. Опорный момент приближенно принимаем равным:

М = (0,6…0,7)·М₀,

Где М₀ = Р^пер·L²/8 - изгибающий момент в ригеле, вычисленный как для однопролетной балки.

М₀ = 109,118·5,8²/8 = 458,884 кН·м

М = 0,7·458,884= 321,189 кН·м

Рабочая высота ригеля:

= ,

где 0,3·(1-0,5·0,3) = 0,255;

- для бетона класса В20;

h_р = h₀ + a_s = 58,97 + 7 =65,97 см (a_s = 40…70 мм)

Принимаем ригель высотой 700 мм из бетона класса В20.

Определяем размеры сечения колонн.

Размеры сечения колонны нижнего этажа принимаются без учета изгибающих моментов по формуле:

,

где N - продольная сила, действующая на колонну.

Нагрузка на колонну нижнего этажа состоит из нагрузки от покрытия и междуэтажных перекрытий и вычисляется по формуле (без учета собственной массы):

N_ср = 37,25·5,8 + 109,118·5,8·(6-1) = 3380,46 кН;

N_кр = 3201,12/2 = 1690,23 кН;

Требуемая площадь сечения средней колонны нижнего этажа

А = 1,05 (3201,12·10³)/0,9·14,5·100 = 2719,91 см² (для класса В25).

Задаемся стандартной шириной колонны .

Требуемая высота сечения колонны

h_сol = 2719,91 /40 = 68,00 см

Так как кроме бетона нагрузку воспринимает арматура, окончательные размеры сечения средних колонн из бетона В25 в соответствии с требованиями унификации принимаем 400х600 мм.

Средние колонны верхних этажей, а также крайние колонны всех этажей принимаем сечением 400х400 мм, так как на них действуют нагрузки значительно меньшие по значению.

Вычислим класс бетона крайних колонн:

Для крайних колонн сечением 400х400 мм принимаем бетон класса В30.

Расчетные пролеты ригелей принимаются равными расстоянию между осями колонн:

- в крайних пролетах ?₀₁ = 5,8 - 0,4/2 = 5,6 м;

- в средних пролетах ?₀₂ = 5,8 м.

2.1.4 Определение жесткостей элементов рамы

Длина стоек, вводимых в расчет, принимается равной высоте этажа

H _эт = 3,3 м.

Расчетная длина ригелей:

l₀ = (5,6 + 5,8)/2 = 5,7 м.

Вычисляется расстояние от центра тяжести сечения до нижней грани сечения ригеля:

y = S/A_p,

где A_p= 0,245 м² - площадь поперечного сечения ригеля;

S - статический момент относительно нижней грани сечения.

• S =
• y = 0,08575/0,245 = 0,35 м.
• Далее определяются жесткости ригеля и стоек, а также их соотношения:
• Момент инерции сечения ригеля относительно центра тяжести равен:
• м⁴,
• Е_b = 27•10³ МПа = 27•10⁶ кН/м² - модуль упругости бетона класса В20.
• Погонная жесткость ригеля:
• кН/м;
• Момент инерции сечения средней стойки:
• м⁴;
• Е_b = 30,0•10³ МПа = 30,0•10⁶ кН/м² - модуль упругости бетона класса В25.
• Погонная жесткость средних стоек:
• i_3,S = i^'_3,S = 30,0·10⁶·0,0072/3,3 = 65454,54 кН/м;
• (65454,54 + 1,5·65454,54)/ 47368,42 = 3,45;
• Момент инерции сечения крайней стойки:
• м⁴;
• Е_b = 32,5•10³ МПа = 32,5•10⁶ кН/м² - модуль упругости бетона класса В30.
• Погонная жесткость крайних стоек:
• i_4,S = i^'_4,S = 32,5·10⁶·0,00213/3,3 = 20977,3 кН/м;
• (20977,3 + 1,5·20977,3)/ 47368,42 = 1,12.
• 2.2 Определение усилий в элементах рамы
• Исходные данные для расчёта по программе « РАМА 2»

?01	?02
5,6	5,8	33,58	75,545	1,12	3,45


• Рис 2.2 Эпюры М в упругой стадии
• Выравнивание эпюры 1+2:
• 257,49-170,51 = 86,98 кН•м
• Ординаты выравнивающей эпюры:
• (ѕ)•86,98 =62,24 < 0,3•257,49 =77,247 кН•м. => М_В^лев=62,24 кН•м.
• М_А=62,24/3=20,75<0,3•255,72=76,72 кН•м.
• Выравнивание эпюры 1+3:
• (277,09-181,78)/2 = 47,66 кН•м<277,09•0,3=83,13 кН•м
• М_В= М_с=47,66 кН•м.
• Выравнивание эпюры 1+4:
• 355,80-137,01 = 218,79 кН•м
• Ординаты выравнивающей эпюры в первом пролёте:
• (ѕ)•218,79 =164,09 < 0,3•355,80 =106,74 кН•м. - условие не выполняется => М_В^лев=106,74 кН•м, тогда М_А=106,74/3=35,58 кН•м < 0,3•255,72=76,72 кН•м.
• Ординаты выравнивающей эпюры во втором пролёте:
• (356,15-102,72)/2 = 126,72 кН•м<356,15•0,3=106,85 кН•м.- условие не выполняется. => ординаты выравнивающей эпюры:
• М_В= М_с=106,85 кН•м.
• 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 при загружении комбинацией нагрузок 1+2, 1+3, 1+4

• Рис. 2.8 Огибающая эпюра Q
• Продольные силы в колоннах определяются в уровне первого этажа.
• Собственная масса колонн
• кН
• Нагрузка от навесных стеновых панелей
• кН
• Нагрузка от остекления
• кН
• Суммарная нагрузка от навесных стеновых панелей и остекления
• кН
• Продольная сила, действующая на крайнюю колонну
• кН
• Продольная сила, действующая на среднюю колонну
• кН
• 3. Расчет и конструирование ребристой панели перекрытия
• При выполнении курсового проекта принимается ребристая панель перекрытия с предварительно напряженной арматурой.
• 3.1 Расчетная схема. Определение усилий в продольных ребрах панели
• 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:

?_пл = ?₀ - b_p - 2· - 2·25 = 5800 - 350 - 60 -50 = 5340 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 h_f' =50 мм.

Панель изготавливается из тяжелого бетона класса В25. Бетон подвергается тепловой обработке. Напрягаемая арматура класса А800, ненапрягаемая продольная арматура - А400, диаметром 8мм.

Полка панели армируется сварными сетками из арматурной проволоки Вр-500.

Принимаем основные панели с номинальной шириной b_f'=1500 мм, доборные панели имеют ширину b_f'= (5800 - 2·1500)/2 = 1400 мм.

Продольное ребро свободно опирается на ригель и рассматривается как балка, свободно опертая на двух концах и загруженная равномерно распределенной нагрузкой.

3.2 Расчет панели по первой группе предельных состояний

3.2.1 Расчет продольного ребра

Расчет прочности ребра по нормальному сечению.

В расчет вводится приведенное тавровое сечение с полкой в сжатой зоне.

Расчетный пролет панели равен:

Конструктивная ширина b_f = 1500 - 20 = 1480мм.

?_р = ?_пл - ?_оп = 5340 - 120 = 5220 мм.

Полная расчетная нагрузка на 1 м.п.

Р = g^пер·b_п = 17,2825·1,5 = 25,92 кН/м.

Максимальные усилия:

М_max = 25,92 ·5,22²/8 = 88,285 кН·м;

Q_max = 25,92 ·5,22/2 = 67,651 кН.

Ширина полки эквивалентного приведенного таврового сечения

b_f' = 1480 + 20 = 1500 мм.

Ширина ребра b = 2·70 + 20 = 160 мм.

где h₀ = h - a_s = 40 - 5 = 35 см - высота рабочей зоны;

R_b = 14,5 МПа - расчетное сопротивление бетона класса В25 сжатию;

г_b2 = 0,9 - коэффициент условия работы бетона.

По значению А₀ определяем по табл. 19. = 0,037 , 0,982, тогда высота сжатой зоны, определяемая по формуле

х = · h₀ = 0,037·35 = 1,295 см < h_f'5см.

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 0,0035.

Для арматуры с условным пределом текучести значение определяют по формуле

,

где - предварительное напряжение в арматуре с учетом всех потерь и = 0,9; 400 - в МПа.

;

Величину предварительного натяжения арматуры принимаем:

0,85·R_s,ser = 0,85·800 = 680 МПа;

где R_s,ser = 800 МПа - для арматуры класса А800.

Величина отклонения натяжения арматуры:

р = 30 + 360/? =30+360/5,34= 97,42 МПа;

где ? = 5,34 м - длина напрягаемого стержня.

В соответствии с /1/ должны выполняться условия:

+ р R_sp,ser 680+97,42= 777,42< 800;

- р 0,3R_sp,ser 680-97,42= 582,58 > 240;

= 0,037 < = 0,501.

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.

, поэтому принимаем

Определим требуемую площадь напрягаемой арматуры:

см².

Принимаем по сортаменту 2 16 А800 ; А_SP = 4,02 см² .

Определение геометрических характеристик.

Рис.3.2. К определению геометрических характеристик приведенного сечения

В соответствии с рисунком 3.2

Площадь бетонной части поперечного сечения панели:

см²;

;

Площадь приведенного сечения:

см²;

Статический момент площади приведенного сечения:

см³;

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения

Моменты инерции приведенного сечения

см⁴;

см⁴;

Момент инерции приведенного сечения:

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней и по верхней зонам

см³;

см³;

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии эксплуатации, изготовления и обжатия

см³;

где =1.75, как для таврового сечения с полкой, расположенной в сжатой зоне.

см³,

Определение потерь предварительного напряжения

Расчет потерь предварительного напряжения арматуры:

ПЕРВЫЕ ПОТЕРИ

МПа;

= 0, т.к. при тепловой обработке изделия нагрев арматуры м формы происходит одновременно;

= 0;

= 0.

МПа;

Усилие предварительного обжатия:

МПасм²;

Эксцентриситет приложения усилия предварительного обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения:

Передаточная прочность бетона:

МПа.

Суммарные первые потери напряжений:

МПа.

ВТОРЫЕ ПОТЕРИ

Потери от усадки бетона определяют по формуле

,

где - деформации усадки бетона, значения которых можно приближенно принимать в зависимости от класса бетона равными:

0,0002 - для бетона классов В35 и ниже;

0,00025 - для бетона класса В40;

0,0003 - 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% = 2,5

- напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры.

=7,17 МПа.

- расстояние между центрами тяжести сечения напрягаемой арматуры и приведенного поперечного сечения элемента.

=23,41см

, - 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:

.

>100 МПа

Расчет прочности ребра по наклонному сечению

Поперечная сила от расчетной нагрузки в опорных сечениях ребра

Q = 67,651 кН (см. п.3.2.).

Определение диаметра и шага поперечной арматуры производится в соответствии с блок-схемой.

<0,5

где b'_f b + 3 h'_f = 16 + 3·5 = 31 см;

Коэффициент, учитывающий влияние продольных сил:

Р - сила обжатия в арматуре;

Р=2651,59 МПа·см².

1 + _f + _n = 1 + 0,1 + 0,51 = 1,61 >1,5;

Принимаем 1 + _f + _n =1,5.

 МПа·см³;

где = 2 - коэффициент, учитывающий влияние вида бетона;

Q_б* = Q/2 = 67,651 /2 = 33,83 кН;

Проверяем условие

Q_б* _bn·R_bt·b·h₀=0,7790,91,15163510^-1=45,139 кН;

_bn·R_bt·b·h₀=0,60,91,05163510^-1=31,75 кН;

33,83 кН > 31,75 кН;

Принимаем Q_б* =33,83кН;

с = В/ Q_б* = 61740,00/33,83 =1825,01 см > 2h₀ =352=70 см;

Принимаем с = 70 см;

Q_б* = В/с =61740,00*0,1/70=88,2 кН;

Q_б* = 88,2 кН > Q=67,651 кН, следовательно поперечная арматура по расчету не требуется и устанавливается 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 длиной ?/4 = 523/4 = 130,75 см

Принимаем S = 150 мм.

На остальной части пролета

Принимаем S₁=300 мм

Рис. 3.3. Каркас КР1 продольного ребра панели перекрытия

3.2.2 Расчет полки панели

Рис. 3.4. Схема панели перекрытия

Определяем расчетный случай:

?₁ = 1480 - 2·120 = 1240 мм;

?₂ = 1350 - 2·35 = 1280 мм;

?₁ / ?₂ = 0,97 < 2;

?₂ / ?₁ = 1,03 < 2;

Следовательно, полка работает как плита, опертая по контуру.

Вычисление нагрузок на полку панели от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению приведено в таблице 3.1.

Таблица 3.1. Вычисление нагрузки на полку панели

№ п/п	Наименование нагрузки	Нормативная нагрузка,	Коэф. надежности по нагр., гf	Расчетная нагр.,
1	2	3	4	5
I. 1.	Постоянная (g) Пол Керамическая плитка =13мм; =1,8 т/м3 0,013·1·1·18·0,95 Слой цементного раствора =20мм; =2,2 т/м3 0,02·1·1·22·0,95 Выравнивающий слой из бетона =20мм; =2,2 т/м3 0,02·1·1·22·0,95	0,223 0,418 0,418	1,1 1,3 1,3	0,2445 0,5434 0,5434
2.	Собственный вес полки =50мм; =2,5 т/м3 0,05·1·1·25·0,95 ИТОГО: g = g1 + g2 + g3	1,1875 2,246	1,1	1,3063 2,638
II. 1. 2.	Временная(х) Полезная а) кратковременная б) длительная Перегородки	11,0 5,5 5,5 0,50	1,2 1,05 1,1	6,6 5,775 0,55
	ИТОГО: х = х1+ х2	11,5		12,925
	ВСЕГО: gпер = gпер + Vпер	13,746		15,563

Изгибающие моменты в полке:

q = 15,563·1 = 15,563 кН/м;

М₁=М_I = М_I' = кН·м;

М_II = М_II' = 0,75·М₁ = 0,75·0,609 = 0,473 кН·м;

М₂ = 0,5·М₁ = 0,5·0,609 = 0,316 кН·м;

Определяем площадь и подбираем диаметр и шаг рабочих стержней сетки в поперечном направлении:

А₀ = М/(R_b·h₀²)= 0,631·10⁵/(0,9·14,5(100)·100·3,5²) = 0,039;

где h_0. = h - a_s = 50 - 15 = 35см - рабочая высота полки

a_s =15 мм - расстояние от нижней грани полки до центра тяжести арматуры.

По таблице определяем =0,980.

А_s = М/(R_s·h₀ ·)= 0,631·10⁵/(415(100)·3,5·0,980) = 0,493 см²;

Принимаем шаг стержней S = 200 мм, тогда n = 1000/200 +1 = 6;

А_s =0,493/6 = 0,082 см²;

Принимаем 4 Вр-500 с А_s = 0,126 см².

Аналогично определяем и шаг рабочих стержней в продольном направлении.

А₀ = М/(R_b·b'_f·h₀²)= 0,493·10⁵/(0,9·14,5(100)·100·3,5²) = 0,031;

где М = 0,493 кН·м; h_0. = h - a_s = 50 - 15 = 35см.

По таблице определяем =0,985.

А_s = М/(R_s·h₀ ·)= 0,493·10⁵/(415(100)·3,5·0,985) = 0,345 см²;

Принимаем шаг стержней S = 300 мм, тогда n = 1000/300 +1 = 4;



Рис. 3.5. Сварные сетки С1 и С2 для армирования полки панели

Для восприятия растягивающих напряжений от действия изгибающих моментов М_I и М_II вдоль продольных ребер укладываются сетки с рабочими стержнями 4 Вр500 в поперечном направлении с шагом S = 200 мм (рис.3.5).

Расчет поперечных ребер в курсовом проекте не производится. Их армирование выполняется сварными каркасами с продольными стержнями диаметром 8 мм из стали класса А400 с поперечными стержнями диаметром 4 мм из стали класса Вр500, устанавливаемыми с шагом S=200 мм.

3.3 Расчет продольных ребер панели по 2-й 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:

Исходные данные для расчета на ЭВМ

Таблица 3.3

N п/п	Исходная величина	Обозначение и размерность	Численное значение
1.	Масса 1 м2 плиты	, кг	275
2.	Расчетная погонная нагрузка	Р, кН/м	23,345
3.	Нормативная погонная нагрузка	Рn, кН/м	20,619
4.	Нормативная длительно действующая нагрузка	Рn,?, кН/м	11,619
5.	Ширина ребра плиты	b, м	0,16
6.	Ширина сжатой полки плиты	, м	1,48
7.	Высота сжатой полки плиты	, м	0,05
8.	Ширина растянутой полки плиты	, м	0,16
9.	Высота растянутой полки плиты	, м	0
10.	Высота плиты	, м	0,4
11.	Расчетный пролет плиты	, м	5,4
12.	Длина площадки опирания плиты	, м	0,125
13.	Расстояние от торца до места строповки петель	, м	0, 54
14.	Класс бетона	В	25
15.	Передаточная прочность бетона	Rbp, МПа	12,5
16.	Расчетное сопротивление напрягаемой арматуры	Rsp, МПа	695
17.	Начальные напряжения в напрягаемой арматуре	sp, МПа	680
18.	Модуль упругости сжатой зоны	Es, МПа	200000
19.	Модуль упругости напрягаемой арматуры	Esp, МПа	200000
20.	Площадь сжатой арматуры	, м2	0,000126
21.	Площадь напрягаемой арматуры	, м2	0,000321
22.	Диаметр напрягаемой арматуры	D, мм	16
23.	Расстояние от ц.т. сжатой арм. до верхней грани	А', м	0,025
24.	Расстояние от центра тяжести напрягаемой арматуры до нижней грани плиты	а, м	0,05
25.	Расстояние от центра тяжести нижнего ряда напрягаемой арматуры до нижней грани плиты	А1, м	0,05
26.	Предельно-допустимый прогиб плиты	fu, м	0,0216

4. Расчет и конструирование ригеля перекрытия

4.1 Назначение размеров сечения ригеля и выбор материалов

Согласно заданию, рассчитывается ригель в первом пролете только по первой группе предельных состояний. Ригель таврового сечения со свесами в растянутой зане, 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.

Длина ригеля составляет:

мм,

где L- величина пролета;

- высота сечения колоны;

- зазор между торцом ригеля и колонной.

4.2 Расчет прочности ригеля по нормальному сечению

Расчетные пролетный М_пр и опорные моменты М_оп принимаем в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов.

Сечение в пролете:

М_пр = 191,26 кН·м;

h₀ = h - a_s = 70 - 5 = 65 см - высота рабочей зоны;

По значению А₀ определяем и

0,933 и = 0,134;

;

=0,13 < =0,531, следовательно, сжатая арматура в пролетном сечении принимается по конструктивным требованиям. Принимаем 310А400;А_sс=2,36 см².

Требуемая площадь рабочей арматуры:

Принимаем по сортаменту: 5 16 А400 с А ^пр _s = 10,05 см²

Проверяем условие :

;

Сечение на опоре:

М_оп = 249,06 кН·м;

h₀ = h - a_s = 70 - 6 = 64 см - высота рабочей зоны;

По значению А₀ определяем по табл. 0,908 и = 0,185;

= 0,185 < =0,532, следовательно сжатая арматура принимается по конструктивным требованиям. Принимаем 3 16 А400; А'_s = 6,03 см².

Принимаем 3 25 А400 с А ^оп _s = 14,73 см².

Проверяем условие

:

.

Схема армирования ригеля продольной арматурой с учетом возможного обрыва части ее в пролете представлена на рис.4.1.

Рис. 4.1. Схема армирования ригеля продольной арматурой

4.3 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.

Q = 316,46 кН.

Проверяем размеры поперечного сечения из условия прочности по бетонной полосе между трещинами

кН

316,46<709,39 - условие выполняется.

Вычисляем изгибающий момент, воспринимаемый ригелем над наклонной трещиной

кН*м

Вычисляем минимальную поперечную силу, воспринимаемую бетоном

кН,

Где кН/м

Сравниваем Q<Q_bl

316,46<225,64 - условие не выполняется, поперечная арматура требуется по расчёту.

Вычисляем

кН/м

Назначаем шаг поперечной арматуры по конструктивным требованиям

S(S₁)<0,5h=0,5·700=350 мм

S(S₁)<300 мм, назначаем S(S₁)=300 мм.

Вычисляем максимальный шаг поперечной арматуры

м = 480 мм

S_max=480 мм > S=300 мм, принимаем окончательно S =300 мм.

Проверим условие при котором нужно учитывать арматуру в расчёте

кН/м > 5,698 кН/м

91,34 > 78,75, в расчёте назначаем кН/м

Вычисляем диаметр поперечной арматуры

м² =0,96 мм²

Принимаем d_sw = 8 мм А400; A_sw = 1,51 cм² (т.к в сечении находятся 3 стержня);

Проверяем условие свариваемости:

d_sw > 1/4 d

d_sw = 8 мм ? (ј)25 = 6,25мм, принимаем окончательно d_sw = 8 мм

Границу шагов S и S₁ не устанавливаем, т.к. S = S₁=300 мм

4.4 Построение эпюры материалов

4.4.1 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.

А_s^пр = 10,05 см² ; 516 А400.

Момент M_s^пр , который может воспринять нормальное сечение ригеля в пролете:

кН•м;

Количество доводимых за край опоры стержней должно быть не менее двух и не менее 50% от общего числа стержней в пролете.

Принимаем 316 А400, А_s = 6,03 см².

Момент M_s^пр , который может воспринять нормальное сечение ригеля в пролете:

кН•м;

Точки пересечения ординаты M_s1 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 последнюю из условий:

см;

см;

где: Q₁ = 103,06 кН - поперечная сила в точке теоретического обрыва стержней;

d_s = 1.6 см - диаметр обрываемых стержней;

q_swi - усилие в хомутах на единицу длины ригеля на участке длиной W_i ;

Н/см;

Принимаем W₁ = 440 мм.

см;

см;

где: Q₂= 117,96 поперечная сила в точке теоретического обрыва стержней;

Принимаем W₂ = 492 мм

Длина обрываемых стержней: l₁ = 1880+440+492=2812 мм

4.4.2 Определение мест фактического обрыва верхних стержней

А_s^оп = 11,74 см² ; 325 А400

Момент M_s^оп , который может воспринять нормальное сечение ригеля на опоре:

кН•м;

A_s2 (125 А400+310 А400)=7,27 см²:

кН•м;

Местам теоретического обрыва стержней соответствуют точки Т3 и Т4 (рис. 4.3).

Определяем места фактического обрыва стержней:

см;

см;

где: Q₃ = 264,71 кН - поперечная сила в точке теоретического обрыва стержней;

d_s = 2,5 см - диаметр обрываемых стержней;

q_swi - усилие в хомутах на единицу длины ригеля на участке длиной W_i;

Н/см;

Принимаем W₃ = 1048 мм.

Длина обрываемого стержней: l₃ = 374+1048 = 1422

Определяем места фактического обрыва стержней:

см;

см;

где: Q₄ = 282,24 кН - поперечная сила в точке теоретического обрыва стержней;

Принимаем W₄ = 1109 мм.

Длина обрываемых стержней: l₄ = 214+1109 = 1323 мм

Рис. 4.2. К построению эпюры материалов

В целях унификации каркасы принимаем симметричными, принимая увеличение длины стержней в запас прочности.



Рис. 4.3. Плоские каркасы КР3 и КР4 ригеля перекрытия

5. 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.

5.1 Расчёт 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 В30.

Максимальный изгибающий момент в ригеле M_max = 291,30 кНм возникает при схеме загружения 1 + 4. тогда для крайней колонны получим одну комбинацию расчетных усилий: N = 2236,91 кН и М = 0,6291,30=174,78 кНм.

Вычисляем площадь продольной рабочей арматуры класса А400.

Расчетная длина колонны l₀, принимается равной высоте этажа, т.е. l₀=3,3 м.

e₀ = M_i/N_i = 174,78/2236,91 = 0,078 м;

кНм.

где: _L =2236,91 0,641=1433,34 кН - продольное усилие от длительной нагрузки;

M_L = 174,78 0,641 = 112,03 кНм - изгибающий момент от длительной нагрузки;

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;

;

где в = 1 - коэффициент, принимаемый в зависимости от вида бетона;

;

.

;

Т.к. , то принимаем:

_e = ;

N_cr = 13306,11 кН.

где см⁴;

2048 см⁴;

_p = 1;

;

;

;

;

;

Т.к. >, то

;

см

где д = а_s/h₀ = 4/36 = 0,111

По сортаменту принимаем 232 А400;

A_s = A_s^`= 16,09 см².

=0,011 _min = 0,0005

Задаемся шагом хомутов:

S₁ 2032 = 640 мм

S₁ 500 мм

Принимаем S₁ = 500 мм.

где: d_s - диаметр продольных стержней.

Диаметр поперечных стержней в свариваемых каркасах назначается из условия свариваемости:

Диаметр хомутов

d_sw 5мм

d_sw 32/4 = 8 мм;

Принимаем d_sw = 8 мм А240; А_sw=0,503 см²



Рис.5.1. Схема армирования колоны

5.2 Расчет консоли

Вследствие отсутствия специальных выступающих закладных деталей, фиксирующих площадку опирания ригеля, длина ее принимается равной:

;

где Q = 305,47 кН - максимальная опорная реакция ригеля, соответствующая схеме загружения I+II;

b_р = 35 см - ширина площадки опирания ригеля на консоль;

Принимаем вылет консоли l = 300 мм.

см;

Высота консоли в сечении у грани колонны h=0,8h_p=0,8700=560 м.

Принимаем h = 600 мм.

Высота консоли у свободного края h₁ ? 600/3 м;

Принимаем h₁ = 300 мм

Требуемая высота консоли у грани колонны:

;

Принимается

h₀= h - a_s =600 - 50 = 550см;

Изгибающий момент в опорном сечении консоли:

;

Требуемая площадь сечения продольной арматуры:

;

Принимается 220 A400 ; A_s=6,28 см²

Вычисляем параметры консоли:

;

sin = 0,899;

cos =0,437.

Ширина наклонной полосы:

.

Поперечное армирование консоли выполняется горизонтальными или наклонными хомутами под углом 45.

Проверяем условие:

h ? 2,5a

60 <2,5 27,15=67,875.

Следовательно, консоль армируется только наклонными хомутами по всей высоте.

Суммарная площадь наклонных хомутов (отгибов):

где =10 см - шаг отгибов;

;

Принимаем A_inc 0,002bh₀ = 0,0024055 = 4,4 см².

Требуемая площадь сечения одного хомута:

A_inc1 A_inc/(2n) = 4,4/(23) = 0,733 см²

где n = 3 - число наклонных хомутов.

По сортаменту подбираем отгибы 10 А400; A_inc1 = 0,785 см².

Горизонтальные хомуты принимаем по конструктивным требованиям:

5 В_р500; шаг S = h/4 = 600/4 = 150 мм.

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Рис. 5.2. Схема армирования консоли колонны

5.3 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:

см²;

кН•м;

Z_s = h₀ - a_s^on = 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:

см²;

где: Н;

R_y = 215 МПа (С 235).

Требуемая толщина пластины:

см;

где: b_риг - ширина ригеля.

Проверяем условие:

_пл К_f/1,2 = 6/1,2 = 5 мм.

Принимаем _пл = 5 мм.

Сечение пластины 5005 мм.

Требуемая суммарная длина швов прикрепления закладных деталей ригеля к стальной пластине консоли:

где: F = Qf = 305,470,15 = 45,82 кН;

Q - поперечная сила на опоре ригеля;

f = 0,15 - коэффициент трения стали по стали;

R_wz = 157,5 МПа - расчетное сопротивление угловых сварных швов.

см;

Требуемая длина сварного шва с каждой стороны ригеля:

см;

Проверяем условие:

см

Величина вылета консоли достаточна.

6. 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

7. Расчет и конструирование монолитной плиты

7.1 Определение шага второстепенных балок

Из условия экономичности армирования принимаем толщину монолитной плиты h_пл = 60мм.

Расстояние между второстепенными балками из условия обеспечения жесткости равно

L₃ ? 40· h_пл = 40·60 = 2400мм.

Минимальное количество шагов второстепенных балок в одном пролете:

;

принимаем количество шагов n=3

Шаг второстепенных балок равен

мм.

7.2 Выбор материалов

Назначаем для плиты тяжелый бетон класса В15. _b2= 0,9; R_b= 8,5 МПа; R_b,ser=11 МПа; R_bt= 0,75 МПа; R_bt,ser= 1,15 МПа; E_b=2,410⁴ МПа. Бетон естественного твердения.

При армировании полки плиты сварными рулонными сетками используется арматурная проволока В500; R_s = 415 МПа.

При армировании полки плиты раздельными плоскими сетками используется стержневая арматура класса А400; R_s = 355 МПа.

7.3 Расчет и армирование плиты

здание рама ригель перекрытие плита

Плита рассчитывается на действие нагрузки на полосу шириной 1м. расчетная схема плиты принимается как многопролетная неразрезная балка, опорами которой являются второстепенные балки. При вычислении нагрузок на 1м² перекрытия использованы результаты сбора нагрузок, приведенные в табл.7.1.

Таблица 7.1

№ п/п	Наименование нагрузки	Нормативная нагрузка,	Коэф. надежности по нагр., гf	Расчетная нагр.,
1	2	3	4	5
I. 1.	Постоянная (g) Собственный вес пола 0,2223+0,418+0,418	1,0583	-	1,3313
2.	Собственный вес монолитной плиты 1·1·0,06·25·0,95 Итого:	1,425 2,4833	1,1	1,5675 2,8988
II. 1. 2.	Временная(х) Полезная Перегородки	11,0 0,50	- 1,3	14,3 0,65
	ИТОГО: х = х1+ х2	11,5		14,95
	ВСЕГО: gпер = gпер + Vпер	17,4666		17,8488

Предварительно назначаются высота и ширина сечения второстепенной балки:

h_вб = (1/18…1/16)·L₁=(1/18…1/16)·5,8 =0,32…0,36 м;

принимаем h_вб =0,35 м.

Ширина второстепенной балки:

b_вб = (0,35…0,45) h_вб =0,12…0,16 м,

принимаем b_вб = 0,15 м.

Расчетный пролет плиты равен:

L₀₃ = L₃ - b_вб = 1,933 - 0,15 = 1,78м.

Выровненные изгибающие моменты в средних пролетах и над средними опорами:

;

в первом пролете и на первой промежуточной опоре соответственно:

.

Монолитные плиты армируются сетками. Расстояние от центра тяжести арматуры сеток до ближайшей грани сечения принимаем а_s = 1,5см. Тогда рабочая высота сечения h₀ = h_пл - а_s = 6 - 1,5 = 4,5см. Вначале расчет прочности по нормальному сечению ведется по моменту М₂ в следующей последовательности:

;

з^* = 0,871; о = 0,26 (табл.3.1(3)).

.

Рис.7.1. Эпюра изгибающих моментов в плите

Рис.7.2. Армирование плиты рулонными сетками

Принимаем количество сеток в одном шаге колонн n = 3.

Длину нахлеста принимаем предварительно а₀ = 0,1м.

Принимаем длину выпуска поперечных стержней а = 0,025м.

Ширина сетки между крайними продольными стержнями:

.

Округляем кратно 25 мм

Принимаем защитный слой бетона а₃ = 0,025м.

Ширина здания, состоящего из 3 пролетов, равна:

В_зд = 3·L₂ = 4·5800 = 17400мм.

Длина сетки равна:

L = B_зд - 2·а₃ = 17400 - 2·25 = 17350мм.

Способ армирования зависит от диаметра рабочей продольной арматуры.

Принимаем шаг продольных стержней равным 100мм. Тогда количество стержней в 1м ширины сетки равно 10. Требуемая площадь сечения 1 стержня равна: А_s1 = 2,173/10 = 0,2173см².

По сортаменту арматуры принимаем стержни 6 В500 c А_s=0,283 см²

Поскольку арматуры >5 мм, армирование производится раздельными плоскими сетками с поперечным расположением рабочей арматуры.

Рис.7.3. Армирование плиты раздельными сетками

Принимаем в первом приближении поперечных стержней сеток d=6 мм.

Ширина сеток:

С1 и С4 В=1800 мм

С2 и С5 В?0,5·L_o3+b_вб=0,5·1780+150=1040 мм

Принимаем В=1100 мм

С3 В?0,25·L_o3+ b_вб+15·d=0,25·1780+150+15·6=685 мм

Принимаем В=700 мм

Принимаем защитный слой бетона a_з=0,025 м. Длина здания, состоящего из 10 шагов колонн определяется по формуле:

L_зд=10·L₁=10·5800=58000 мм

Длина сеток:

L=L_зд - 2a_з=58000 - 2·25=57950 мм

Подбираем марку сетки С1:

з^*=0,79 (табл.3.1(3));

см²

Требуемая площадь сечения одного стержня равна:

см²

По сортаменту арматуры принимаем стержни 12 А400 с А_s=1,131 см²

.

Сетка С2:

.

Параметры сетки С3 назначаются по конструктивным требованиям:

Для сеток С4 и С5 получим:

з^*=0,867 (табл.3.1(3));

см²

Принимаем шаг рабочих стержней 200 мм. Тогда число стержней составит 1000/200=5. Требуемая площадь сечения одного стержня:

см²

По сортаменту арматуры принимаем стержни 10 А400

Сетка С4:

Сетка С5:

8. Расчет по прочности второстепенной балки

8.1 Назначение размеров второстепенной балки и статический расчет

Определяем усилия, действующие во второстепенной балке. Расчетный пролёт второстепенной балки составляет:

мм;

где

принимается = 550 мм, тогда = (0,3...0,4)•550 = 165...220 мм‚

принимается = 200 мм.

Предварительные размеры второстепенной балки

0,35 м.; 0,15 м.

Расчетная нагрузка на 1 п.м. балки составляет:

Изгибаемые моменты равны:

Поперечные силы определяются по формулам:

Далее уточняются размеры сечения второстепенной балки

Окончательно принимаем: =0,6м; м.

8.2 Расчет прочности по нормальному сечению

Расчет по 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 условия:

;

;

Из полученных значений выбирается наименьшее‚ кратное 50 мм. Окончательно принимается в дальнейших расчетах .

Следовательно, приведенная ширина полки равна:

.

Рис.8.1. Параметры приведенного таврового сечения (плита в сжатой зоне)

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 М и М.



Рис. 8.2.-8.3. Эпюры изгибающих моментов и перерезывающей силы

Сечение 1-1

Рассматривается как тавровое сечение (учитывая знак действующего в сечении момента) и определяем положение нейтральной оси‚ исходя из максимального момента на эпюре. Проверяется условие:

101,61 кН•м < 0,9·8500·1,90· 0,06·(0,55-0,5•0,06)=453,5 кН•м;

101,61 кН•м < 453,5 кН•м - условие выполняется‚ следовательно‚ нейтральная ось находится в полке. Далее ведем расчет сечения как элемента прямоугольного профиля.

.

Граничная высота сжатой зоны определяется по формуле:

Проверяем условие

0,027<0‚531 - условие выполняется‚ следовательно‚ сжатая арматура в рассчитываемом сечении устанавливается по конструктивным соображениям‚ а именно‚ 212 А400.

Требуемую площадь растянутой рабочей арматуры находится по формуле:

.

По сортаменту арматуры принимают:

2 20 А400 с фактической .

Сечение 4-4

Рассматривается как тавровое сечение (учитывая знак действующего в сечении момента) и определяем положение нейтральной оси‚ исходя из максимального момента на эпюре. Проверяется условие:

69,50 кН•м < 0,9•8500•1,90•0,06•(0,55-0,5•0,06)=453,5 кН•м;

69,50 кН•м < 453,5 кН•м - условие выполняется‚ следовательно‚ нейтральная ось находится в полке. Далее ведем расчет сечения как элемента прямоугольного профиля.

.

Проверяем условие

0,017<0‚531 - условие выполняется‚ следовательно‚ сжатая арматура в рассчитываемом сечении устанавливается по конструктивным соображениям‚ а именно‚ 2 12 А400.

Требуемую площадь растянутой рабочей арматуры находится по формуле:

.

По сортаменту арматуры принимаем:

2 16 А400 с фактической .

8.3 Расчет прочности по наклонному сечению

Расчёт в 1-ом пролёте, в сечении 2 - 2 на перерезывающую силу.

Q = 84,4 кН.

Проверяем размеры поперечного сечения из условия прочности по бетонной полосе между трещинами

кН

88,4<153,09 - условие выполняется.

Вычисляем изгибающий момент, воспринимаемый ригелем над наклонной трещиной

кН*м

Вычисляем минимальную поперечную силу, воспринимаемую бетоном

кН,

где кН/м

Сравниваем Q<Q_bl

153,09<187,61 - условие не выполняется, поперечная арматура требуется по расчёту.

Вычисляем

кН/м

Назначаем шаг поперечной арматуры по конструктивным требованиям

S<0,5h₀=0,5·550=275 мм, назначаем 200 мм

S₁300 мм, назначаем S₁=150 мм.

Вычисляем максимальный шаг поперечной арматуры

м = 380 мм

Принимаем окончательно S =350 мм.

Проверим условие при котором нужно учитывать арматуру в расчёте

кН/м > 6,74 кН/м, в расчёте назначаем кН/м

Вычисляем диаметр поперечной арматуры

м² =0,128 мм²

Принимаем d_sw = 5 мм В500; A_sw = 0,393 cм² (т. к в сечении находятся 2 стержня);

Проверяем условие свариваемости:

d_sw > 1/4 d

d_sw = 5 мм ? 1/4·18 = 4,5 мм, принимаем окончательно d_sw = 6 мм

Эскиз каркаса КР1 приведен на рис. 8.5

Расчёт в среднем пролёте на перерезывающую силу в сечении 3 -3

Q₃ = 93,15 кН.

Проверяем размеры поперечного сечения из условия прочности по бетонной полосе между трещинами

кН

93,15<245,13 - условие выполняется.

Вычисляем изгибающий момент, воспринимаемый ригелем над наклонной трещиной

кН*м

Вычисляем минимальную поперечную силу, воспринимаемую бетоном

кН,

где кН/м

Сравниваем Q<Q_bl

93,15<109,95 - условие выполняется, поперечная арматура расчёту не требуется.

Назначаем шаг поперечной арматуры по конструктивным требованиям

S<0,75h₀=0,75·550=412,5 мм, назначаем 400 мм

S₁500 мм, назначаем S₁=500 мм.

Назначаем диаметр поперечной арматуры из условия свариваемости

d_sw > 1/4 d

d_sw = 5 мм ? 1/4·16 = 4,0 мм, принимаем окончательно d_sw = 6 мм В500

Эскиз каркаса КР4 приведен на рис. 8.8

Библиографический список

1. СНиП 52-01-03 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения".

2. СП 52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры.

3. СП 52-102-2004 Предварительно напряженные железобетонные конструкции.

4. СниП 2.01.07 - 85* Нагрузки и воздействия. -М: Стройиздат, 1985г.

5. Байков В.Н. , Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. М. : Стройиздат, 1985. 728 с.

6. Бондаренко В.М., Суворкин Д.Г. Железобетонные и каменные конструкции.- М.: Высшая школа, 1987.- 384 с.

7. Железобетонные конструкции: Курсовое и дипломное проектирование / Под ред. А.Я. Барашкова. Киев: Высшая школа, 1987. 416 с.

8. Конструирование несущих конструкций каркаса многоэтажного производственного здания (Компоновка каркаса, панели перекрытия, колонны): Методические указания для курсового и дипломного проектирования для студентов специальности 2903 / Иванов. Инж. -строит. Ин-т; Сост. И.Т. Мирсаяпов. Иваново, 1988. 36 с.

9. Конструирование несущих конструкций каркаса многоэтажного производственного здания (Ригеля таврового и прямоугольного профиля): Методические указания для курсового и дипломного проектирования для студентов специальности 2903/Иванов. Инж. -строит. Ин-т; Сост. И.Т. Мирсаяпов. Иваново, 1988. 31 с.

10. Металлические конструкции / Под. Ред. Е.И. Беленя - М.: Стройиздат. 1986.-560 с.

11. Примеры расчета несущих конструкций каркаса многоэтажного производственного здания (Компоновка каркаса, статический расчет и конструирование панели перекрытия): Методические указания для курсового и дипломного проектирования для студентов специальности 2903/ Иванов. Инж. -строит. Ин-т; Сост. И.Т. Мирсаяпов. Н.Г Палагин Иваново, 1990. 40 с.