Главная Коллекция "Otherreferats" Строительство и архитектура Проектирование конструкции перекрытия пятиэтажного каркасного здания

Проектирование конструкции перекрытия пятиэтажного каркасного здания

Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия. Расчет и проектирование многопустотной панели. Определение усилий в ригеле поперечной рамы. Определение усилий в средней колонне. Расчет монолитного железобетонного покрытия с балочными плитами.

Рубрика	Строительство и архитектура
Вид	курсовая работа
Язык	русский
Дата добавления	06.02.2015
Размер файла	265,1 K

посмотреть текст работы

скачать работу можно здесь

полная информация о работе

весь список подобных работ

Отправить свою хорошую работу в базу знаний просто. Используйте форму, расположенную ниже

Студенты, аспиранты, молодые ученые, использующие базу знаний в своей учебе и работе, будут вам очень благодарны.

Размещено на http://www.allbest.ru

Проектирование конструкции перекрытия каркасного здания

1. Общие данные для проектирования

Пятиэтажное каркасное здание без подвала имеет размеры в плане 16,5х62,5м Принимаем сетку колонн 5,50х6,25м. Высота этажа 4,2м. Стеновые панели навесные из лёгкого бетона, в торцах здания замоноличиваются совместно с торцевыми рамами, образуя вертикальные связевые диафрагмы. Нормативное значение временной нагрузки v=3700Н/м², в том числе кратковременной нагрузки 1850 Н/м², коэффициент надёжности по нагрузке , коэффициент надёжности по назначению здания. Снеговая нагрузка по II району. Класс по условию эксплуатации ХС2

2. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

Ригели поперечных рам трехпролётные, на опорах жёстко соединённые с крайними и средними колоннами. Плиты перекрытий - многопустотные. Многопустотные плиты принимаются с номинальной шириной, равной 1390 мм; связевые распорки шириной 1400мм размещаются по рядам колонн и опираются на ригели и опорные столики на крайних колоннах.

В продольном направлении жёсткость здания обеспечивается вертикальными связями, устанавливаемыми в одном среднем пролёте по каждому ряду колонн. В поперечном направлении жёсткость здания обеспечивается также по связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытия, работающие как горизонтальные жёсткие диски, передаются на торцевые стены, выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм.

3. Расчет и проектирование многопустотной панели

3.1 Определение нагрузок и усилий

Таблица 1. Нагрузки на сборное междуэтажное перекрытие

Вид нагрузки

Нормативная нагрузка, кН/м²

Коэффициент надежности по нагрузке, _f

Расчетная нагрузка, кН/м²

Постоянная:

1.От собственного веса многопустотной плиты перекрытия, д=0,1813м, =2500кг/м³

2.От слоя цементно-песчаного раствора, д=0,03м, =1800кг/м³

3.От мозаичной плитки, д=0,02м, =2400кг/м³

4,5325

0,540

0,480

1,15

1,35

1,35

5,2124

0,729

0,648

Итого

qⁿ= 5,5525

-

q =6,5894

Временная

В том числе:

кратковременная

длительная

3,7

1,85

1,85

1,5

1,5

1,5

5,55

2,78

2,78

Полная нагрузка

В том числе:

- постоянная (5,5525) и

длительная (3,8)

- кратковременная (5,7)

9,25

7,4

1,85

-

-

-

12,14

9,37

2,78

3.2 Подбор сечений

Для изготовления сборной панели принимаем бетон класса С, f_c_,_cube=25MПа, f_cm=28MПа,f_ctm=2,2MПa, f_cd=f_ck/=20/1,5=13,33 МПа; продольную арматуру - из стали класса S500, f_yd = 365 МПа, f_yk=400МПа, армирование отдельными стержнями и каркасами.

Найдем высоту сечения:

мм

l_eff = l_mov-b/2 = 6,25-0,2 = 6,05м.

перекрытие железобетонный плита проектирование

Принимаем h = 300мм.

Панель рассчитываем как балку прямоугольного сечения с заданными размерами bxh = 139x30см(где b - номинальная ширина; h - высота панели). Проектируем панель шестипустотной. Заменяем площадь круглых пустот прямоугольниками той же площади и того же момента инерции. Толщина защитного слоя равна 25мм, так как исходя из СНБ 5.03.01-02 и условий эксплуатации ХC2.

Вычисляем:

Определяем диаметр пустоты:

d=300-25

Расстояние между гранью плиты и первой пустотой мм.

В расчете поперечное сечение пустотной панели приводим к эквивалентному двутавровому сечению.

Определяем толщину стойки двутавра исходя из того, что сторона квадрата

0,9d = =0,9.

Толщина стойки равна:

1390-6мм.

Приведенная площадь двутавра равна:

Приведенная толщина панели равна площади полученного двутавра деленной на ширину панели

Принимаем h_red=18,13см

Принимаем 6 пустот диаметром 185мм, расстояние между пустотами 40мм

На 1м длины панели шириной 1390мм действуют следующие нагрузки, кН/м:

кратковременная нормативная кН/м;

кратковременная расчетная кН/м;

постоянная и длительная расчетная кН/м;

постоянная и длительная нормативная кН/м;

итого нормативная qⁿ + pⁿ = 10,29 + 2,57= 12,86кН/м;

итого расчетная р + q = 11,57 + 3,86= 15,43 кН/м.

Расчетный изгибающий момент от полной нагрузки:

кНм

расчетный изгибающий момент от полной нормативной нагрузки (для расчета прогибов и трещиностойкости) при _f = 1:

кНм

то же, от нормативной постоянной и длительной нагрузок:

кНм

то же, от нормативной кратковременной нагрузки:

кНм

Максимальная поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки:

кН

то же от нормативной нагрузки:

кН;кН

кН

3.3 Расчет по прочности нормальных сечений

Вычисляем по формуле:

;

где d = h - a-7,5 = 300 - 25-7,5 = 267,5мм, =0.81, K₂=0.416;

Т.к. установка сжатой арматуры не требуется.

Проверим выполнение условия M_Rd>M:_S_d

Т. к. то сечение находится в области деформирования 1а (табл. 6. /1/.) ,для которой =0,167 (табл. 6.6 /1/.) , а отношение ,то изгибающий момент воспринимаемый бетоном расположен в пределах высоты полки и находится по формуле:

;

кНм;

где для бетона класса по прочности на сжатие не более С50/60. -граница сжатой зоны проходит в полке.

где =0,979, (табл. 6.7, /1/);

Принимаем арматуру S400 612 с А_S1 = 679 мм²;

3.4 Расчет по прочности наклонных сечений

Максимальная поперечная сила от полной расчётной нагрузки

Проверяем необходимость установки поперечной арматуры по расчёту:

Определяем расчетную поперечную силу, воспринимаемую элементом без вертикальной и наклонной арматуры:

где

, т.к. плита работает без предварительного напряжения;

но не менее:

;

V_rd_,_ct < V_sd; =>арматура по расчету требуется.

Согласно СНБ 5.03.01.-02 шаг поперечных стержней:

- в средней части элемента независимо от высоты -- не более 3/4h и 500 мм;

-на приопорных участках длиной 0,25l--не более 0,5h и 150мм;

-по всей длине элемента из условия обеспечения работы продольной арматуры установленной по расчету в сжатой зоне сечения при f_yd 400 Н/мм² --не более 20Ш в сварных каркасах

Шаг поперечных стержней по конструктивным требованиям:

на всех приопорных участках длиной l/4 принимаем шаг S = 0,5h= 150 мм,

в средней части пролета шаг S = 20Ш = 160 мм.

Вычисляем:

- минимальное из трёх значений:

, 2d, .

1) q = 11,57 + 3,86= 15,43 кН/м , где ,

Так как условие выполняется принимаем

.

2) ;

3) ;

где

;

- для тяжелого бетона,

; ;

;

Так как , т. е. ;

Тогда ,

Предельное значение поперечной силы на опоре:

;

;

Прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами

где

где коэффициент, учитывающий влияние хомутов, нормальных к продольной оси элемента и определяется по формуле:

,

здесь

,

где (для тяжелого бетона).

Таким образом для восприятия поперечной силы ставим два плоских каркаса с поперечной арматурой Ш4 S500

3.5 Проверка панели на монтажные нагрузки

Панель имеет четыре монтажные петли из стали класса S240, расположенные на расстоянии 35см от концов панели. С учетом коэффициента динамичности k_d = 1,4 расчетная нагрузка от собственного веса панели:

g - собственный вес панели;

h_red- приведённая толщина панели;

b - конструктивная ширина панели;

- плотность бетона;

Отрицательный изгибающий момент консольной части панели:

Этот консольный момент воспринимается продольной монтажной арматурой каркасов. Полагая, что d₁= 0,9h_o, требуемая площадь сечения указанной арматуры составляет:

При подъеме панели вес ее может быть передан на три петли. Тогда усилие на одну петлю составляет:

принимаем конструктивно стержни диаметром 10мм, A_s₁ = 78,5 мм².

3.6 Проверка панели по прогибам

Условие жесткости:

;

Определим коэффициент продольного армирования:

,

тогда (по табл. 11.2 /1/) = 20;

=1, т. к. =5,41 м < 7,0 м;

;

- принятая площадь растянутой арматуры;

- требуемая площадь растянутой арматуры по расчету;

=> =0,8;

Проверяем условие жесткости:

;

условие жесткости выполняется.

3.7 Расчет панели по раскрытию трещин

76,55 кНм; d = 267 мм; А_S1 = 1407 мм²; =0,979;

;

Модуль упругости бетона: Е_cm =МПа (для марки по подвижности П1 и П2);

мм; тогда напряжения в рабочей арматуре будут:

Н/мм²;

при w_lim=0,3 мм (по табл. 10.2 /1/) ^max=25 мм, а принятый диаметр меньше, т.е. необходимо расчетным путем проверить ширины раскрытия трещин.

Эффективный модуль упругости:

;

Предельное значение коэффициента ползучестиопределим из номограммы (рис.4.16 /1/).

При мм; RH=0% для t₀ = 30 сут. =2,8.

МПа;

Коэффициент приведения: ;

Высота сжатой зоны бетона x_eff из условия равенства статических моментов сжатой и растянутой зон сечения относительно нейтральной оси и при отсутствии расчетной арматуры сжатой зоны находится:

Напряжения в арматуре:

МПа;

Расчет по раскрытию трещин следует производить из условия:

wk wlim ,

где w_k -- расчетная ширина раскрытия трещин:

;

w_lim -- предельно допустимая ширина раскрытия трещин, принимаемая согласно таблице 5.1.(СНБ);

w_lim=0,3 мм;

= 1,7 -- при расчете ширины раскрытия трещин, образующихся от усилий, вызванных соответствующей комбинацией нагрузок.

где -- диаметр стержня, мм, (при использовании в одном сечении стержней разных диаметров допускается принимать в формуле их средний диаметр);

k₁ -- коэффициент, учитывающий условия сцепления арматуры с бетоном, для стержней периодического профиля k₁ = 0,8;

k₂ -- коэффициент, учитывающий вид напряженно-деформированного состояния элемента; при изгибе k₂ = 0,5;

_eff -- эффективный коэффициент армирования, определяемый для железобетонных элементов по формуле

,

здесь A_s -- площадь сечения арматуры, заключенной внутри эффективной площади растянутой зоны сечения A_c_,_eff ;

A_c_,_eff -- эффективная площадь растянутой зоны сечения,

, где меньшее из 3х значений:

а) =2,5(h-d)=2,5(300-267)=82,5 мм;

б) =(h-x)/3=(300-115,74)/3=61,42 мм;

в) =h/2=300/2=150 мм;

где мм;

=61,42 мм, тогда A_c_,_eff==85373,8 мм²;

_eff=1407/85373,8 = 0,0165;

мм;

;

где ; Е_s= МПа;

;

где = 1, для арматурных периодического профиля;

= 0,5, для практически постоянной комбинации нагрузок;

Нормами допускается заменять =;

;

;

;

мм w_lim=0,3 мм.

4. Определение усилий в ригеле поперечной рамы

4.1 Расчетная схема и нагрузки

Поперечная многоэтажная рама имеет регулярную расчетную схему с равными пролетами ригелей и равными длинами стоек (высотами этажей). Сечения ригелей и стоек по этажам также приняты постоянными. Такую многоэтажную раму расчленяют для расчета на вертикальную нагрузку на одноэтажные рамы с нулевыми точками моментов - шарнирами, расположенными по концам стоек, в середине длины стоек всех этажей, кроме первого.

Нагрузка на ригель от многопустотных плит считается равномерно распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу поперечных рам. Подсчет нагрузок на 1м² перекрытия приведен в табл.1. Вычисляют расчетную нагрузку на 1м длины ригеля.

Постоянная:

от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания _w=0.95; 5,5·0,95·5,682=29,69 кН/м;

от веса ригеля сечением 0,4х0,5м ( = 2500кг/м³) с учетом коэффициента надежности _f = 1,15 и _n = 0,95.

Вес ригеля: 0,4·0,5·25·1,15·0,95=5,4625кН/м

Итого: g = 29,69+5,4625= 35,15 кН/м.

Временная с учетом _т =0,95, v=5,55·5,5·0.95=29 кН/м;

в том числе длительная: 14,5кН/м и кратковременная 14,5кН/м.

Полная нагрузка: g + v = 35,15+29= 64,15 кН/м

Вычислим расчетную нагрузку на ригель покрытия:

Постоянная:

от веса ригеля сечением 0,4х0,5м ( = 2500кг/м³) с учетом коэффициента надежности _f = 1,15 и _n = 0,95. Вес ригеля: 0,4·0,5·25·1,15·0,95=5,4625кН/м

от плиты покрытия: 5,2124 ·0.95·5,5=27,23кН/м;

от веса пароизоляции: 0,005кН/м²·5,682·0.95=0,027 кН/м;

от веса теплоизоляции(керамзит): 0,5·0,15·1,35·5,682·0.95=0,547 кН/м;

от веса стяжки: 0,04·18·1,35·5,682·0.95=5,247 кН/м

от веса рулонного ковра: 0,03кН/м²·1,35·5,682·0.95=0,219 кН/м

итого: g =33,48кн/м;

Временная нагрузка (собирается от снега)

v=1.2·1,5·5,5·0,95=9,41кН/м

4.2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля

Опорные моменты вычисляют в программном комплексе “RADUGA-BETA”

Различные схемы загружения постоянной и временной нагрузкой приведены в табл.3.

4.5 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

4.5.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон тяжелый класса ; расчетные сопротивления при сжатии = 13,33МПа; при растяжении = 1,467 МПа, коэффициент условий работы бетона _b₂ = 0,85; модуль упругости E_b = 36000 МПа . Арматура продольная рабочая класса S400, расчетное сопротивление = 365 Мпа, модуль упругости E_s = 200000 Мпа.

4.5.2 Определение высоты сечения ригеля

Высоту сечения подбирают по опорному моменту при = 0,35, поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. Принятое же сечение ригеля следует затем проверить по пролетному моменту (если он больше опорного) так, чтобы относительная высота сжатой зоны была _R и исключалось переармированное неэкономичное сечение.По табл. 6,7 1 и при = 0,35 находят значение _m = 0,242, а по формуле определяют граничную высоту сжатой зоны:

,

где ; _s == 365 Мпа.

Вычисляем d:

- принимаем h = 35 см.

Сечение в первом пролете:

M_sd= 113,8кНм; d = h - (25+18) =307 мм.

;(по табл. 6.7 /1/);

Принимаем 616 S400 с A_S₁ = 12,06 см².

Сечение во втором пролете:

М_sd = 107,16 кНм; d = 350 - 25-17 = 308мм

;

(по табл. 6.7 /1/);

Принимаем 314 и 316 S400 с A_S₁ = 10,65см².

Сечение на первой опоре:

Мsd =104,58кНм; d = h - a = 350 - 35-12 = 303мм

;

(по табл. 6.7 /1/);

Принимаем 322 S400 с A_S₁ = 11,4см².

Сечение на второй опоре:

Мsd =97,11кНм; d = h - a = 350 - 35-14 = 301мм

;

(по табл. 6.7 /1/);

Принимаем 322 S400 с A_S₁ = 11,4см².

Сечение на третьей(средней) опоре:

Мsd =110,72кНм; d = h - a = 350 - 35-16 = 299мм

;

(по табл. 6.7 /1/);

Принимаем 222 и 125 S400 с A_S₁ = 12,51см².

4.6 Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

Максимальная расчетная поперечная сила: V_Sd = 216,7 кН, диаметр поперечных стержней устанавливают из условия сварки их с продольной арматурой диаметром Ш=32 мм и принимают 3Ш_sw= 8мм с площадью A_s = 150,9 мм². При классе S400 = 263 МПа;

Проверяем необходимость установки поперечной арматуры по расчёту:

Определяем расчетную поперечную силу, воспринимаемую элементом без вертикальной и наклонной арматуры:

где

;

, т.к. ригель работает без предварительного напряжения;

но не менее:

;

следовательно, V_rd_,_ct=105,86кН < V_sd= 331,6кН; =>арматура по расчету требуется.

Шаг поперечных стержней по конструктивным требованиям (СНБ 5.03.01.-02):

S = h/3 =500/3 =166,7 мм,

на всех приопорных участках длиной l/4 принимаем шаг S = 160 мм,

в средней части пролета шаг S = 3h/4 = 3x500/4 = 375мм.

Принимаем шаг равный 240 мм - в средней части (S<20 = 20x12 = 240 мм).

Вычисляем:

- минимальное из трёх значений:

, 2d, .

1) q = 41,13+76,92= 118.05 кН/м,

, где ,

Так как условие выполняется принимаем .

2) ;

3) ;

где ;

- для тяжелого бетона,

; ;

;

Так как , т. е. ;

Тогда ,

Предельное значение поперечной силы на опоре:

;

;

Прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами:

где

где коэффициент, учитывающий влияние хомутов, нормальных к продольной оси элемента и определяется по формуле:

,

здесь

,

где (для тяжелого бетона). Таким образом для восприятия поперечной силы ставим три плоских каркаса с поперечной арматурой Ш8 S500

4.8 Конструирование арматуры ригеля

Стык ригеля с колонной выполняют на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель армируют двумя сварными каркасами, часть продольных стержней каркасов обрывают в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре арматуры (материалов). Обрываемые стержни заводят за место теоретического обрыва на длину заделки W.

Эпюру арматуры строят в такой последовательности:

Определяют изгибающие моменты М, воспринимаемые в расчетных сечениях по фактически принятой арматуре.

Устанавливают графически на эпюре моментов по ординатам М места теоретического обрыва стержней.

Определяют длину анкеровки обрываемых стержней.

Рассмотрим сечение первого пролета

Арматура 616 S400 с A_S₁ = 1206мм².

d = h - (25+18) =307 мм..

;

= 0,888;

;

В месте теоретического обрыва остается арматура 316 S400,

с А_S = 603 мм²;

d = 350 - 25 - 9 = 316мм;

;

= 0.952;

Расчетную длину анкеровки ненапрягаемых стержней l_bd следует рассчитывать по формуле:

,

где A_s_,_req -- площадь продольной арматуры, требуемая по расчету;

A_s_,_prov -- принятая площадь продольной арматуры;

₁, ₂, ₃, ₄-- коэффициенты, определяемые по таблице 11.6 СНБ 5.03.01.-02;

l_b -- базовая длина анкеровки,

l_b_,_min -- минимальная длина анкеровки, принимаемая:

-- для растянутых стержней

;

Для стержней периодического профиля произведение ₁₂₄ должно удовлетворять условию ₁₂₄ 0,7.

A_s_,_req=;=1-0,15(c_d-)/=1-0.15(25-18)/18=0.806,но,=>

=0.806;; ; ,

но ;

₁₂₄ 0,7.

,

где f_bd -- предельное напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном, определяемое по формуле

, допускается определять по табл. 11.7 СНБ 5.03.01.-02: =2,3;

0,6 = 429 мм; 15 = 270 мм; => l_b_,_min=429 мм;

> l_b_,_min => =570 мм;

Рассмотрим сечение на первой опоре:

Арматура 322 с A_S₁ = 1140 мм²; d = h - a - 25/2= 350 - 35 - 12,5 = 302,5 мм;

;

= 0,891;

;

В месте теоретического обрыва 312 с А_S = 339,3 мм²; d = 500 - 25 - 25/2 = 452,5 мм;

;

= 0,979;

;

Определим длину анкеровки для арматуры 22

A_s,req= ; A_s,prov= 1473 мм²,= 1-0,15(c_d- )/ = 1-0.15(35-22)/22 =0,94;

; ; ;

₁₂₄ 0,7.

=2,3;

0,6 = 595,1 мм; 15 = 375 мм; => l_b_,_min=595,1мм;

l_b_,_min => =885 мм;

Рассмотрим сечение на второй опоре:

Арматура 322 S400 с A_S₁ = 1140 мм²;

d = h - a - 25/2= 350 - 35 - 14 = 301 мм;

;

= 0,863;

;

В месте теоретического обрыва

312 с А_S = 339,3 мм²; d = 500 - 35 - 28/2 = 451 мм;

;

= 0,979;

;

Определим длину анкеровки для арматуры 22:

A_s,req= ; A_s,prov= 1848 мм²,= 1-0,15(c_d- )/ = 1-0.15(35-22)/22 =0.96;

; ; ;

₁₂₄ 0,7.

=2,3;

0,6 = 666,52 мм; 12 = 330 мм; => l_b_,_min=666,52 мм;

l_b_,_min => = 1020 мм;

Рассмотрим сечение второго пролета:

Арматурa 314 и 316 S400 с A_S₁ = 1065 мм²;

d = h - (25+15) = 350-25-17= 308 мм.

;

= 0,902;

В месте теоретического обрыва пролетных стержней остаётся арматура

316 S400 с A_s = 762 см²; d = 500 - 25 - 9 = 466мм;

;

= 0,952;

;

Определим длину анкеровки для арматуры 16:

A_s,req= ; A_s,prov= 1365мм²,= 1-0,15(c_d- )/ = 1-0.15(25-16)/16 =0.916;

; ; ;

₁₂₄ 0,7.

=2,3;

0,6 = 380,9 мм; 15 = 240 мм; => l_b_,_min=380,9 мм;

l_b_,_min => = 575 мм;

Рассмотрим сечение на средней опоре

Арматура 222 и 125 S400 с A_S₁ = 1251 мм²,

d = h - a - 32/2= 350 - 35 - 16 = 309 мм;

;

= 0,844;

;

В месте теоретического обрыва

312 с А_S = 339,1 мм²; d = 500 - 35 - 32/2 = 449 мм;

;

= 0,979;

;

Определим длину анкеровки для арматуры 25:

l_b,min=595,1 мм;

l_b,min => =935 мм;

Определим длину анкеровки для арматуры 22

A_s,req= ; A_s,prov= 2099 мм²,= 1-0,15(c_d- )/ = 1-0.15(35-22)/22 =0.986;

; ; ;

₁₂₄ 0,7.

=2,3;

0,6 = 761,74 мм; 15 = 480 мм; => l_b_,_min=761,7 мм;

l_b_,_min => = 1190 мм;

5. Определение усилий в средней колонне

5.1 Определение внутренних усилий колонны от расчетных нагрузок

Расчет проводим в программном комплексе “RADUGA-BETA”. Расчетная схема аналогична схеме расчета ригеля. Строим эпюры средней колонны изгибающих моментов и соответствующих продольных усилий.

Значения внутренних усилий при вариантах нагружения:

КН1

КН2

Усилия при загружении комбинацией 3:

(Max M)

5.2 Расчет прочности средней колонны

5.2.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

Принимаем класс тяжелого бетона C 20/25 и класс арматуры S400 принимают такими же, как и для ригеля.

Комбинация расчетных усилий: max N = 2329,77 кН и соответствующий момент

M = 0 кНм, и соответствующие загружению комбинацией 2 значение N = 723,64кН и соответствующий момент max M = 84,12 кНм.

Продольная сила от собственного веса колонны:

кН.

Продольные силы по комбинациям:

N₂ = 2329.77+88.32 = 2418.09 кН;

N₃ = 723.64+88.32 = 811.96 кН.

5.2.2 Подбор сечений симметричной арматуры

Колонна многоэтажного рамного каркаса с размерами сечения b=400 мм, h=400 мм, с = 25 мм, с₁= 25 мм. Арматура класса S400 симметрично расположена в сечении, т.е A_S₁= A_S_2.

d = 400 - 25 = 375 мм.

Первое сочетание:

Величина полного эксцентриситета приложения продольной силы равна:

Величина изгибающего момента относительно центра тяжести растянутой арматуры равна:

.

Определяем величину относительного изгибающего момента, воспринимаемого сжатой зоной сечения

.

Поскольку выполняется условие необходимо устанавливать арматуру в сжатой зоне бетона.

Для бетона класса и арматуры класса S400 по таблице 6.7 /1/ находим и .

Находим величину требуемой площади сжатой арматуры:

Находим величину требуемой площади растянутой (менее сжатой) арматуры:

.

Полученные результаты свидетельствуют о том, что при выбранной величине относительной высоты сжатой зоны для выполнения условий равновесия внутренних и внешних сил требуется ставить сжатую арматуру в зоне сечения, в которой наблюдается деформации растяжения. Это свидетельствует о неверном выборе величины .

В этом случае необходимо найти такое значение относительной высоты сжатой зоны , когда при выполнении условий равновесия внутренних и внешних сил усилий в арматуре растянутой зоны равно нулю, т.е. не требуется устанавливать арматуру.

Находим величинупо формуле:

Поскольку условие не выполняется (),сечение полностью сжато и находится в области деформирования 4.

В этом случае необходимо найти такое значение относительной высоты сжатой зоны , когда при выполнении условий равновесия внутренних и внешних сил усилий в арматуре растянутой зоны равно нулю, т.е. не требуется устанавливать арматуру.

Величину можно найти по формуле , где величина р₄ находится по следующей формуле:

Следовательно, по расчету арматура не требуется.

Второе сочетание:

Величина полного эксцентриситета приложения продольной силы равна:

Величина изгибающего момента относительно центра тяжести растянутой арматуры равна:

.

Предполагаем, что сечение находится в области деформирования 2,и определяем(для симметрично армированного элемента) велечину относительно высоты сжатой зоны:

Для бетона класса и арматуры класса S400 по таблице 6.7 /1/находим и .

Поскольку выполняется условие ,сечение находится в области деформирования 2 и коэффициенты и .

Находим величину требуемой площади сжатой арматуры:

Поскольку гибкость колонны минимальный процент армирования, установленный нормами, равен 0,2.Тогда величины площадей как сжатой, так и растянутой арматуры должны быть не менее

Окончательно принимаем для сжатой и растянутой арматуры 2Ш14 S400()

Поперечное армирование:

Диаметр стержней назначаем из условий свариваемости стержней: Ш 4 мм;

Шаг назначаем по конструктивным требованиям: s = 140 мм;

Для усиления торцов внецентренно сжатых элементов следует устанавливать не менее четырех сеток на длине 10 т. к. продольная арматура имеет периодический профиль, считая от торца конструкции.

Проектируем консоль колонны:

Опорное давление ригеля: V = 216,7 кН, бетон класса C20/25, f_cd = 13,33 МПа,

f_ctd= 1.467МПа; S400, f_yd= 365 МПа, f_ywd = 263 МПа.

Длина опорной площадки l = 20см, при ширине ригеля b_bm = 30 см.

Проверяем условие:

.

Вылет консоли с учетом зазора 5 см составляет: l₁ = l + c = 20 + 5 = 25см, при этом .

Высота сечения консоли у грани колонны . При угле наклона сжатой грани = 45, высота консоли у свободного края , при этом , принимаем , тогда ;

Рабочая высота сечения консоли .

Поскольку , консоль короткая.

Проверяем прочность сечения консоли (по сжатой полосе между наклонными трещинами):

- прочность обеспечена.

где

где коэффициент, учитывающий влияние хомутов, нормальных к продольной оси элемента и определяется по формуле:

,

здесь

,

где (для тяжелого бетона).

Изгибающий момент консоли у грани колонны:

.

Площадь сечения продольной арматуры при ; =>

- принимаем 218 S400 с A_s = 508мм².

Колонна армируется пространственными каркасами, образованными из плоских сварных каркасов.

Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры 14 принимают 4 S500 с шагом S = 140 мм

6. Расчет монолитного железобетонного покрытия с балочными плитами

Для расчета принимаем следующие данные:

длина здания, м - 62,5

ширина здания, м -16,5

количество главных пролетов - 3

количество второстепенных пролетов - 10

пролет второстепенной балки, м -6,25

пролет главной балки, м - 5,55

пролет плиты, м - 1,85

бетон

- арматура класс S400

6.1 Расчет и конструирование монолитной железобетонной плиты

Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия:

высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок:

; принимаем h=35см, .

высота и ширина поперечного сечения главных балок:

; принимаем h=40см, .

высота плиты 7 см при максимальном расстоянии между осями второстепенных балок - 185см.

Высота плиты определяется по максимальному изгибающему моменту, исходя из оптимального для плит значения относительной высоты сжатой зоны: х/d = 0.1…0.2

Необходимо, чтобы для плиты удовлетворялись условия:

V_max 2,5f_cdtbd,

где V_max - максимальная поперечная сила у грани опоры;

V _b₄f_cdtbd²/c

где V - поперечная сила в конце наклонного сечения;

_b₄ = 1,5 для тяжелого бетона;

с - длина проекции наклонного сечения, начинающегося от опоры и принимаемого не более с_max = 2,5h_o.

6.1.1 Определение расчетных пролетов и нагрузок

За расчетные пролеты плиты в коротком направлении принимаются:

- крайние - расстояние от оси опоры на стене до грани ребра второстепенной балки:

l_o₁ = l - b/2 - c + a/2 = 185 - 15/2-20+ 15/2 = 150 см;

- средние - расстояние в свету между второстепенными балками:

l_o₂ = l - b = 185 - 15 = 170 см.

В длинном направлении

l_o₂ = l - b = 625- 18 = 607 см.

Монолитные балочные плиты (в нашем случае отношение пролетов 625/185 = 3.12 >2) при расчете рассматриваются как неразрезные балки шириной 100см, опертые на второстепенные балки. При ширине полосы 1м нагрузка, приходящаяся на 1м² плиты, равна по величине нагрузке на 1м погонной полосы. Подсчет нагрузки дан в таблице 4.

Нагрузки на 1м² монолитного перекрытия

Таблица 4

Вид нагрузки

Нормативная нагрузка,

кН/м²

Коэффициент надежности по нагрузке

Расчетная нагрузка,

кН/м²

Постоянная

от собственного веса плиты(=0,07м, =25 кН/м³);

от веса пароизоляции

от веса утеплителя(=0,15м, =0,5кН/м³);

от веса стяжки (=0,035м, =18 кН/м³);

от веса рубероидного ковра

1.75

0,005

0,075

0,63

0,03

1,35

1,15

1,35

1,35

1,15

2.363

0,006

0,101

0,851

0,035

Итого

2,49

g = 3,356

Временная

снеговая

1,2

1,5

v = 1,8

Всего

3,69

5,156

С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1мплиты:

q = (g + v)_n =5,156x0,95= 4,898 кН/м.

6.1.2 Определение расчетных усилий

Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий:

в первом пролете (только при непрерывном армировании) и на первой промежуточной опоре:

M₁ = M_B = ql_o1²/11 = 4,898x1,50²/11 = 1 кНм;

в средних пролетах и средних опорах:

M₂ = M_c= M_з= ql_o₁²/16 = 4,898x1,5/16 = 0,688 кНм.

Так как для плиты отношение h/ l_o₂ = 7/176,3 = 1/25,2 1/30, то в средних пролетах, окаймленных по всему контуру балками, изгибающие моменты уменьшаем на 20, то есть они будут равны 0,8х0,688 = 0,550 кНм.

Поперечные силы: на первой промежуточной опоре слева имеет максимальное значение и равна:

V_max = 0,6ql_o1 = 0,6x4,898x1,5 = 4,41 кН.

Определим по /2/ и приложению 1 методических указаний характеристики прочности бетона с учетом заданной влажности окружающей среды.

Бетон тяжелый, естественного твердения, класса С20/25: f_cd= 20/1,5 = 13,33МПа; = 1,467 МПа.

Армирование плиты может осуществляется в виде отдельных стержней или сварных сеток. Подбор продольной арматуры в каждом сечении плиты выполняется по соответствующим изгибающим моментам как для прямоугольного сечения с одиночной арматурой.

6.1.3 Определение толщины плиты

Принимаем = 0,15, тогда _m =0,0885

M_max = 1 кНм, V_max = 4,41 кН.

Полная высота плиты:

h = d + a = 3,16 + (3 + 0,2) = 6,36 см, где а =3+ Ш/2 = 3 + 0,4/2 = 3,2 см;

(Ш= 5мм - предполагаемый диаметр рабочей арматуры плиты); 3 см - защитный слой.

Принимаем толщину плиты 70 мм из конструктивных соображений.

Уточняем полезную толщину плиты:

d =7 - (3 + 0,2) = 3,8 см.

Условие удовлетворяется.

Условие - также удовлетворяется при с = с_max = 2,5d.

Постановка поперечной арматуры для плиты не требуется.

6.1.4 Подбор сечения арматуры

- в первом пролёте и на первой промежуточной опоре:

Арматура для сеток S500, f_yd = 450 МПа.

; = 0,138; з = 0,950.

,

где .

Площадь сечения арматуры:

- в средних пролётах и на средних опорах: М =0.762 кНм,

; = 0,095; з = 0,967.

,

Площадь сечения арматуры:

;

В соответствии с полученными значениями A_S принимаем следующие сетки:

- в средних пролётах и на средних опорах сетка С1:

, A_S1 =62,8мм²,

- в первом пролёте и на первой промежуточной опоре: дополнительная сетка С2:

, A_S2 = 47,1 мм², всего A_S= A_S1+ A_S2 = 62,8+47,1 = 109,9 мм².

6.2 Расчет второстепенной балки

6.2.1 Определение нагрузок

Предварительно назначаем размеры второстепенной балки:

h = 35 см, b = 15 см.

Ребро второстепенной балки монолитно связано с плитой и поэтому второстепенную балку рассматривают как балку таврового сечения.

Определим расчетную нагрузку на 1 погонный метр второстепенной балки, собираемую с грузовой полосы шириной равной максимальному расстоянию между осями второстепенных балок (1,85 м). Постоянная нагрузка:

- от собственного веса плиты и кровли: ;

- от веса ребра балки:

Итого: g = 7,37 кН/м.

Временная нагрузка: ;

Всего с учетом коэффициента надежности по назначению здания:

q = (g + v)_n = (7,37 + 3,33) 0,95 = 10,16 кН/м.

6.2.2 Определение расчетных пролетов

l₀₁ = l - c/2 - b/2 = 6250 - 250/2 - 180/2 = 6035 мм - для крайних пролетов;

l₀₁ = l - b/2 - b/2 = 6250 - 180/2 - 180/2 = 6070 мм - для средних пролетов.

6.2.3 Определение расчетных усилий

Ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов вычисляются в сечениях через 0,2 l₀ по формуле

.

Значения коэффициентов принимаем по отношению:

Определение изгибающих моментов в различных сечениях второстепенной балки будем производить в табличной форме:

Изгибающие моменты второстепенной балки

Таблица 5

№

пролёта

№

точки

Доля пролёта

_,

кНм

М, кНм

+

-

М_МАХ

М_МIN

I

1

0,2 l₀₁

0,065

318,04

20,67

2

0,4 l₀₁

0,090

28,62

мах

0,425 l₀₁

0,091

28,94

3

0,6 l₀₁

0,075

23,85

4

0,8 l₀₁

0,020

6,36

5

1,0 l₀₁

-

0,0715

-

22,74

II

6

0,2 l₀₁

0,018

0,010

322,12

5,80

-3,22

7

0,4 l₀₁

0,058

0,022

18,68

7,09

мах

0,5 l₀₁

0,0625

0,023

20,13

7,41

8

0,6 l₀₁

0,058

0,024

18,68

7,73

9

0,8 l₀₁

0,018

0,004

5,80

-1,29

10

1,0 l₀₁

-

0,063

-

-20,29

III

11

0,2 l₀₁

0,018

0,003

322,12

5,8

-0,97

12

0,4 l₀₁

0,058

0,028

18,68

9,02

мах

0,5 l₀₁

0,0625

0.028

20,13

9,02

Нулевые точки эпюры положительных моментов расположены на расстояниях 0,15 l₀ от грани опор:

- в крайнем пролёте: ;

- в среднем пролёте: .

Положение нулевой точки отрицательных моментов в 1-м пролёте:

Перерезывающие силы(у граней опор):

- у опоры А: ;

- у опоры В слева: ;

- у опоры В справа и у остальных опор:

.

Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил для второстепенной балки при равномерно распределённой нагрузке.

6.2.4 Определение размеров сечения второстепенной балки

Второстепенная балка имеет тавровое сечение. Но если полка тавра расположена в растянутой зоне, то она при расчёте не учитывается, и в этом случае расчёт тавровой балки ничем не отличается от расчёта прямоугольной балки с шириной равной ширине ребра. Поэтому размеры сечения второстепенной балки определяем по наибольшему опорному моменту:

М_МАХ = -23,03 кНм при = 0,35, _m = 0,242.

Предварительно были приняты следующие размеры поперечного сечения:

h = 35 см, b = 15 см. Проверяем правильность назначенной высоты сечения второстепенной балки:

;

h = d + c =306+ 35= 341 мм < 350 мм.

6.2.5 Подбор сечения арматуры

Определим расчётную ширину полки таврового сечения:

; ;

;

; ; => ;

.

Определяем площадь продольной рабочей арматуры.

В 1-м пролёте: М = 28,94 кНм, b_f' = 96 см, h_f' = 7см, b = 12 см,

d = h - c = 30 - 3 - 1,1 = 25,9см, f_cd= 13,33 МПа, f_yd = 365 МПа.

Т.к.

Граница сжатой зоны проходит в полке и расчёт производим как для прямоугольного сечения шириной b = b_f' = 96 см.

; => ;

;

В среднем пролёте: М = 20,13 кНм, b_f' = 96 см, h_f' = 7 см, b = 12 см,

d = h - c = 35 - 3 - 0,9 = 31,1 см, см, f_cd= 13,33МПа, f_yd = 365 МПа.

; => ;

;

При определении сечений продольной арматуры на промежуточных опорах и в средних пролётах по отрицательным изгибающим моментам в расчет вводится только ширина ребра балки b = 15 см.

На опоре В: М = 23,03 кНм, b = 15 см, d = h - c = 35 - 3,5 = 31,5 см.

Полка находится в растянутой зоне и в расчёт не вводится. Так как

;

; => ;

;

Так как < , то арматура в сжатой зоне не требуется.

На опоре С: М = 20,29 кНм, b = 15 см, d = h - c = 35 - 3,5 = 31,5см.

; => ;

;

6.2.6 Назначение количества и диаметра стержней

Крайние пролёты балки армируются двумя каркасами КР-1. В каждом каркасе по 2 продольных стержня, расположенных в 2 ряда 212 и 210 S400 (А_S = 383,2 мм²). Верхние стержни каркаса КР-1 принимают конструктивно 2 8 S400 (А_S = 100,6 мм²) по одному стержню в каркасе.

Средние пролёты балки армируются двумя каркасами КР-2. В каждом каркасе по 2 продольных стержня, расположенных в 2 ряда 28 и 210 S400 (А_S = 257,6 мм²). Верхние стержни каркаса КР-2 определяются конструктивно. С учетом конструктивных соображений принято 2 8 S400 (А_S = 100,6 мм²) по одному стержню в каркасе.

На опорах В и С второстепенная балка армируется 2-мя сварными сетками.

На опоре В площадь сечения арматуры в одной сетке на 1м полки второстепенной балки шириной b_f' = 96 см равна:

.

В пересчёте на класс S-500 :

.

Проектируем сварную рулонную сетку с поперечными рабочими стержнями

5 мм из стали класса S500 с шагом 100 мм (А_s = 1,96 см²), продольные распределительные стержни принимаем 3 мм из стали класса S500 с шагом 350 мм. Принимаем сетку С33540

На опоре С площадь сечения арматуры в одной сетке на 1м полки второстепенной балки шириной b_f' = 96 см равна:

.

В пересчёте на класс S-500 :

.

Проектируем сварную рулонную сетку с поперечными рабочими стержнями

5 мм из стали класса S500 с шагом 100 мм (А_s = 1,38 см²), продольные распределительные стержни принимаем 3 мм из стали класса S500 с шагом 350 мм. Принимаем сетку С43540

6.2.7 Расчёт поперечной арматуры

Максимальная расчетная поперечная сила: V_Sd = 34,91 кН, диаметр поперечных стержней устанавливают из условия сварки их с продольной арматурой диаметром

Ш=10 мм и принимают 2Ш_sw= 3мм с площадью A_sw = 14,13 мм².

При классе S500 = 324 МПа.

Проверяем необходимость установки поперечной арматуры по расчёту:

Определяем расчетную поперечную силу, воспринимаемую элементом без вертикальной и наклонной арматуры:

где

;

, т.к. плита работает без предварительного напряжения;

но не менее:

;

следовательно, V_rd_,_ct=23,98 кН < V_sd= 34,91 кН; =>арматура по расчету требуется.

Согласно СНБ 5.03.01.-02 шаг поперечных стержней:

- в средней части элемента независимо от высоты -- не более 3/4h и 500 мм;

-на приопорных участках длиной 0,25l-- не более 0,5h и 150 мм;

-по всей длине элемента из условия обеспечения работы продольной арматуры установленной по расчету в сжатой зоне сечения при f_yd 400 Н/мм² --не более 20Ш в сварных каркасах

Шаг поперечных стержней по конструктивным требованиям:

на всех приопорных участках длиной l/4 принимаем шаг S = 0,5h= 150 мм,

в средней части пролета шаг S = 20Ш = 20х8 = 160 мм.

Вычисляем:

- минимальное из трёх значений:

, 2d, .

1) q = 10,641 кН/м,

, где ,

Так как условие выполняется принимаем

.

2) ;

3) ;

где ;

- для тяжелого бетона,

; ;

;

Так как , т. е. ;

Тогда ,

Предельное значение поперечной силы на опоре:

;

;

Прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами:

где

где коэффициент, учитывающий влияние хомутов, нормальных к продольной оси элемента и определяется по формуле:

,

здесь

,

где (для тяжелого бетона).

6.2.8 Построение эпюры материалов

Рассмотрим сечение первого пролета.

Арматура 210 и 212 S400 с A_S₁ = 383,2мм².

d = 259 мм. По расчету:

;

= 0,949;

;

В месте теоретического обрыва арматура 212 S400, А_S = 226,2 мм²;

d = 350 - 30 - 10/2 = 315 мм;

;

= 0.971;

Определим длину анкеровки для арматуры 10

Расчетную длину анкеровки ненапрягаемых стержней l_bd следует рассчитывать по формуле:

,

где A_s_,_req -- площадь продольной арматуры, требуемая по расчету;

A_s_,_prov -- принятая площадь продольной арматуры;

₁, ₂, ₃, ₄-- коэффициенты, определяемые по таблице 11.6 СНБ;

l_b -- базовая длина анкеровки,

l_b_,_min -- минимальная длина анкеровки, принимаемая:

-- для растянутых стержней

;

Для стержней периодического профиля произведение ₁₂₄ должно удовлетворять условию ₁₂₄ 0,7.

A_s_,_req= ; A_s_,_prov= 383,2 мм²,= 1-0,15(c_d- )/ = 1-0.15(30-10)/10 = 0.7, но , => =0.775;; ; ;

₁₂₄ 0,7.

,

где f_bd -- предельное напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном, определяемое по формуле

, допускается определять по табл. 11.7 СНБ: =2,3;

0,6 = 238 мм; 15 = 150 мм; => l_b_,_min=238 мм;

< l_b_,_min=238 мм =>=240 мм

Рассмотрим сечение среднего пролета.

Арматура 210 и 28 S400 с A_S₁ = 257,6 мм².

d = 350 - 30 - 9 = 311 мм. По расчету:

;

= 0,967;

;

В месте теоретического обрыва арматура остается

210 S400, А_S = 157 мм²;

d = 300 - 30 - 10/2 = 265 мм;

; = 0.977;

Определим длину анкеровки для 28 S400 ненапрягаемых стержней l_bd :

A_s,req= ; A_s,prov= 257,6 мм²,= 1-0,15(c_d- )/ = 1-0.15(30-8)/8 = 0.59, но , => =0.7;; ; ;

₁₂₄ 0,7.

,

где f_bd -- предельное напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном, определяемое по формуле

, допускается определять по табл. 11.7 СНБ 5.03.01.-02: =2,3;

0,6 = 191 мм; 15 = 120 мм; => l_b_,_min=191 мм;

.< l_b_,_min=191 мм =>=195 мм

Определим момент воспринимаемый сечением в приопорной зоне с армированием двумя стержнями = 8 мм, d = 230 мм. 28 S400, А_S = 100,6 мм²;

; = 0.953;

.

Определим момент воспринимаемый опорными сетками С3 и С4:

Сетка С3:

А_s = 376,32 мм²; d = 262 мм,

; = 0.878;

.

Сетка С4:

А_s = 264,96 мм²; d = 262 мм,

; = 0.919;

.
Определение ординат эпюры материалов

Таблица

Количество

и диаметр

A_S,

см²

c,

см

d,

см

М,

кНм

Пролётная арматура (b_f' = 128 см), 1-й пролёт

210 и 212 S400

3,83

3,1

25,9

0,139

0,949

34,38

212 S400

2,26

3,6

26,4

0,084

0,971

21,16

2-й и 3-й пролёты

210 и 28 S400

2,58

3,9

26,1

0,093

0,967

23,73

210 S400

1,57

3,5

26,5

0,056

0,977

14,84

Верхние стержни

28 S400

1,01

3,4

26,6

0,116

0,953

8,05

Опорная арматура (b = 20 см)

С3

3,76

3,8

26,2

0,294

0,878

38,96

С4

2,65

3,8

26,2

0,207

0,919

28,71

Список использованных литературных источников

1. ЖБК. Основы теории, расчета и конструирования // Учеб. пособие для студентов строительных специальностей. Под ред. Проф. Т.Н.Пецольда и проф.В.В.Тура.-Брест,БГТУ,2003-380с,с илл.

2 СНБ.5.03.01.-02. «Конструкции бетонные и железобетонные. Нормы проектирования».-Мн.:Стройтехнорм,2002г.-274с.

3. Байков В.Н., СигаловЭ.Е. «Железобетонные конструкции: общий курс». 5-е изд. - М.: Стройиздат, 1991.

4. Нестеренко В.В. «Методические указания к выполнению курсового проекта по дисциплине “Железобетонные конструкции” для студентов специальности Т.19.01». Новополоцк, 1999.

5.СНиП 2.01.07-86. Нагрузки и воздействия. М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989.

Размещено на Allbest.ru

курсовая работа "Проектирование конструкции перекрытия пятиэтажного каркасного здания" скачать

Подобные документы

Расчет и конструирование железобетонных конструкций многоэтажного здания
Компоновка конструктивной схемы сборного межэтажного перекрытия. Расчет и проектирование многопустотной предварительно-напряженной плиты перекрытия. Определение усилий в ригеле, определение его прочности по сечению, нормальному к продольной оси.

курсовая работа [540,4 K], добавлен 16.03.2015

Проектирование трехэтажного каркасного здания
Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия. Расчет ребристой плиты по предельным состояниям. Определение усилий в ригеле поперечной рамы. Характеристики прочности бетона и арматуры. Поперечные силы ригеля. Конструирование арматуры колонны.

курсовая работа [1,1 M], добавлен 28.04.2015

Проектирование монолитного железобетонного ребристого перекрытия с балочными плитами
Разбивка балочной клетки монолитного железобетонного многоэтажного перекрытия с балочными плитами. Назначение размеров перекрытия. Расчет и проектирование балочной плиты. Определение нагрузок, действующих на главную балку. Проектирование колонны.

курсовая работа [996,8 K], добавлен 16.06.2015

Строительный проект здания
Разработка конструктивной схемы здания. Расчет и конструирование сборной панели перекрытия. Определение усилий в элементах поперечной рамы здания. Конструирование сборного неразрезного ригеля, колонны первого этажа и фундамента под нее, перекрытия.

курсовая работа [478,7 K], добавлен 28.07.2015

Проектирование многоэтажного здания
Компоновка сборного балочного перекрытия. Проектирование сборного железобетонного ригеля. Определение конструктивной и расчетной длин плиты перекрытия. Сбор нагрузок на ригель. Определение его расчетных усилий. Построение эпюры материалов ригеля.

курсовая работа [691,3 K], добавлен 08.09.2009

Проектирование сборного перекрытия
Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия. Расчет и конструирование многопустотной плиты: конструктивное решение, статический расчет. Подбор продольной и поперечной арматуры, определение геометрических характеристик сечения. Прогибы плиты.

курсовая работа [2,2 M], добавлен 12.12.2010

Железобетонные конструкции многоэтажного каркасного здания
Компоновка конструктивной схемы сборного балочного перекрытия. Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной плиты перекрытия. Определение параметров однопролетного ригеля. Этапы конструирования колонны. Высота подошвы фундамента.

курсовая работа [1,6 M], добавлен 11.10.2022

Проектирование конструкций одноэтажного каркасного промышленного здания
Компоновка конструктивной схемы одноэтажного каркасного промышленного здания из сборного железобетона. Сбор нагрузок на раму здания. Расчет поперечной рамы. Расчет и конструирование колонны. Расчет монолитного внецентренно нагруженного фундамента.

курсовая работа [895,6 K], добавлен 23.11.2016

Проектирование сборного ригеля поперечной рамы здания
Проект сборного железобетонного перекрытия многоэтажного здания с жёсткой конструктивной схемой и сопряженных с ним элементов: колонны, фундамента. Расчет на прочность ребристой панели из преднапряженного железобетона, ригеля прямоугольного сечения.

дипломная работа [116,3 K], добавлен 28.12.2011

Сборное проектирование многоэтажного промышленного здания с неполным каркасом
Компоновка сборного перекрытия. Расчет плиты перекрытия, сбор нагрузок. Расчет плиты на действие поперечной силы. Расчет ригеля: определение расчетных усилий; расчет прочности сечений. Построение эпюры материалов. Расчет и армирование фундамента.

курсовая работа [1,4 M], добавлен 30.10.2010

Другие документы, подобные "Проектирование конструкции перекрытия пятиэтажного каркасного здания"

главная

рубрики

по алфавиту

вернуться в начало страницы

вернуться к началу текста

вернуться к подобным работам

Рубрики

По алфавиту

Закачать файл

Заказать работу

весь список подобных работ

скачать работу можно здесь

сколько стоит заказать работу?

Работы в архивах красиво оформлены согласно требованиям ВУЗов и содержат рисунки, диаграммы, формулы и т.д.
PPT, PPTX и PDF-файлы представлены только в архивах.
Рекомендуем скачать работу.

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м²	Коэффициент надежности по нагрузке, _f	Расчетная нагрузка, кН/м²
Постоянная: 1.От собственного веса многопустотной плиты перекрытия, д=0,1813м, =2500кг/м³ 2.От слоя цементно-песчаного раствора, д=0,03м, =1800кг/м³ 3.От мозаичной плитки, д=0,02м, =2400кг/м³	4,5325 0,540 0,480	1,15 1,35 1,35	5,2124 0,729 0,648
Итого	qⁿ= 5,5525	-	q =6,5894
Временная В том числе: кратковременная длительная	3,7 1,85 1,85	1,5 1,5 1,5	5,55 2,78 2,78
Полная нагрузка В том числе: - постоянная (5,5525) и длительная (3,8) - кратковременная (5,7)	9,25 7,4 1,85	- - -	12,14 9,37 2,78

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м²	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м²
Постоянная от собственного веса плиты(=0,07м, =25 кН/м³); от веса пароизоляции от веса утеплителя(=0,15м, =0,5кН/м³); от веса стяжки (=0,035м, =18 кН/м³); от веса рубероидного ковра	1.75 0,005 0,075 0,63 0,03	1,35 1,15 1,35 1,35 1,15	2.363 0,006 0,101 0,851 0,035
Итого	2,49		g = 3,356
Временная снеговая	1,2	1,5	v = 1,8
Всего	3,69		5,156

№ пролёта	№ точки	Доля пролёта		_, кНм	М, кНм
			+	-		М_МАХ	М_МIN
I	1	0,2 l₀₁	0,065		318,04	20,67
	2	0,4 l₀₁	0,090			28,62
	мах	0,425 l₀₁	0,091			28,94
	3	0,6 l₀₁	0,075			23,85
	4	0,8 l₀₁	0,020			6,36
	5	1,0 l₀₁	-	0,0715		-	22,74
II	6	0,2 l₀₁	0,018	0,010	322,12	5,80	-3,22
	7	0,4 l₀₁	0,058	0,022		18,68	7,09
	мах	0,5 l₀₁	0,0625	0,023		20,13	7,41
	8	0,6 l₀₁	0,058	0,024		18,68	7,73
	9	0,8 l₀₁	0,018	0,004		5,80	-1,29
	10	1,0 l₀₁	-	0,063		-	-20,29
III	11	0,2 l₀₁	0,018	0,003	322,12	5,8	-0,97
	12	0,4 l₀₁	0,058	0,028		18,68	9,02
	мах	0,5 l₀₁	0,0625	0.028		20,13	9,02

Количество и диаметр	A_S, см²	c, см	d, см			М, кНм
Пролётная арматура (b_f' = 128 см), 1-й пролёт
210 и 212 S400	3,83	3,1	25,9	0,139	0,949	34,38
212 S400	2,26	3,6	26,4	0,084	0,971	21,16
2-й и 3-й пролёты
210 и 28 S400	2,58	3,9	26,1	0,093	0,967	23,73
210 S400	1,57	3,5	26,5	0,056	0,977	14,84
Верхние стержни
28 S400	1,01	3,4	26,6	0,116	0,953	8,05
Опорная арматура (b = 20 см)
С3	3,76	3,8	26,2	0,294	0,878	38,96
С4	2,65	3,8	26,2	0,207	0,919	28,71

Проектирование конструкции перекрытия пятиэтажного каркасного здания

Отправить свою хорошую работу в базу знаний просто. Используйте форму, расположенную ниже

Проектирование конструкции перекрытия каркасного здания

1. Общие данные для проектирования

2. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

3. Расчет и проектирование многопустотной панели

3.1 Определение нагрузок и усилий

3.2 Подбор сечений

3.3 Расчет по прочности нормальных сечений

Вычисляем по формуле:

;

где d = h - a-7,5 = 300 - 25-7,5 = 267,5мм, =0.81, K2=0.416;

Т.к. установка сжатой арматуры не требуется.

Проверим выполнение условия MRd>M:Sd

;

кНм;

где для бетона класса по прочности на сжатие не более С50/60. -граница сжатой зоны проходит в полке.

где =0,979, (табл. 6.7, /1/);

Принимаем арматуру S400 612 с АS1 = 679 мм2;

3.4 Расчет по прочности наклонных сечений

Максимальная поперечная сила от полной расчётной нагрузки

Проверяем необходимость установки поперечной арматуры по расчёту:

Определяем расчетную поперечную силу, воспринимаемую элементом без вертикальной и наклонной арматуры:

где

, т.к. плита работает без предварительного напряжения;

но не менее:

;

Vrd,ct < Vsd; =>арматура по расчету требуется.

Согласно СНБ 5.03.01.-02 шаг поперечных стержней:

- в средней части элемента независимо от высоты -- не более 3/4h и 500 мм;

-на приопорных участках длиной 0,25l--не более 0,5h и 150мм;

3.5 Проверка панели на монтажные нагрузки

3.6 Проверка панели по прогибам

3.7 Расчет панели по раскрытию трещин

76,55 кНм; d = 267 мм; АS1 = 1407 мм2; =0,979;

;

Модуль упругости бетона: Еcm =МПа (для марки по подвижности П1 и П2);

мм; тогда напряжения в рабочей арматуре будут:

Н/мм2;

при wlim=0,3 мм (по табл. 10.2 /1/) max=25 мм, а принятый диаметр меньше, т.е. необходимо расчетным путем проверить ширины раскрытия трещин.

Эффективный модуль упругости:

;

Предельное значение коэффициента ползучестиопределим из номограммы (рис.4.16 /1/).

При мм; RH=0% для t0 = 30 сут. =2,8.

МПа;

Коэффициент приведения: ;

Напряжения в арматуре:

МПа;

4.1 Расчетная схема и нагрузки

4.2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля

4.5 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

4.5.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

4.5.2 Определение высоты сечения ригеля

4.6 Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

4.8 Конструирование арматуры ригеля

5. Определение усилий в средней колонне

5.1 Определение внутренних усилий колонны от расчетных нагрузок

Значения внутренних усилий при вариантах нагружения:

КН1

КН2

Усилия при загружении комбинацией 3:

(Max M)

5.2 Расчет прочности средней колонны

5.2.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

5.2.2 Подбор сечений симметричной арматуры

6. Расчет монолитного железобетонного покрытия с балочными плитами

6.1 Расчет и конструирование монолитной железобетонной плиты

6.1.1 Определение расчетных пролетов и нагрузок

6.1.2 Определение расчетных усилий

6.1.3 Определение толщины плиты

6.1.4 Подбор сечения арматуры

- в первом пролёте и на первой промежуточной опоре:

Арматура для сеток S500, fyd = 450 МПа.

; = 0,138; з = 0,950.

,

где .

Площадь сечения арматуры:

- в средних пролётах и на средних опорах: М =0.762 кНм,

; = 0,095; з = 0,967.

,

где d = h - a-7,5 = 300 - 25-7,5 = 267,5мм, =0.81, K₂=0.416;

Проверим выполнение условия M_Rd>M:_S_d

Принимаем арматуру S400 612 с А_S1 = 679 мм²;

V_rd_,_ct < V_sd; =>арматура по расчету требуется.

76,55 кНм; d = 267 мм; А_S1 = 1407 мм²; =0,979;

Модуль упругости бетона: Е_cm =МПа (для марки по подвижности П1 и П2);

Н/мм²;

при w_lim=0,3 мм (по табл. 10.2 /1/) ^max=25 мм, а принятый диаметр меньше, т.е. необходимо расчетным путем проверить ширины раскрытия трещин.

При мм; RH=0% для t₀ = 30 сут. =2,8.

Арматура для сеток S500, f_yd = 450 МПа.

В соответствии с полученными значениями A_S принимаем следующие сетки:

, A_S1 =62,8мм²,

, A_S2 = 47,1 мм², всего A_S= A_S1+ A_S2 = 62,8+47,1 = 109,9 мм².

l₀₁ = l - c/2 - b/2 = 6250 - 250/2 - 180/2 = 6035 мм - для крайних пролетов;

l₀₁ = l - b/2 - b/2 = 6250 - 180/2 - 180/2 = 6070 мм - для средних пролетов.

Ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов вычисляются в сечениях через 0,2 l₀ по формуле