Проектирование многоэтажного каркасного здания (Расчет панели с круглыми пустотами)

Министерство образования РФ

Сибирский государственный индустриальный университет

Кафедра инженерных конструкций

Пояснительная записка

к курсовому проекту по дисциплине

«Железобетонные и каменные конструкции»

на тему:

«Проектирование многоэтажного

каркасного здания»

Выполнил: ст. гр. СПСù99                      

Руководитель: доцент                                    

г. Новокузнецк, 2001

содержание задание....................................................... Ошибка! Закладка не определена.

1. компановочная схема перекрытия..................................................................... 3

2. Расчет панели с круглыми пустотами.............................................................. 4

2.1. Сбор нагрузки и определение расчетного пролета панели...... 4

2.2. Компоновка поперечного сечения панели........................................ 6

2.3. расчет продольных ребер панели.............................................................. 6

3. проектирование неразрезного железобетонного ригеля..................... 14

3.1. Определение расчетной нагрузки на 1 м длины ригеля............. 14

3.2. Выбор расчетной схемы неразрезного ж.б. ригеля........................ 14

3.3. вычисление изгиб. моментов в расчетных сечен. ригеля....... 15

3.4. пролетные моменты ригеля....................................................................... 16

3.5. Перераспределение изгибающих моментов.................................... 17

3.6. поперечные силы ригеля.............................................................................. 19

3.7. Опорные моменты ригеля по грани колонны.................................. 19

3.8. расчет прочности ригеля по сечен., норм. к прод. оси............... 20

3.9. расчет прочности ригеля по сечен., наклон. к прод. оси.......... 21

3.10. конструирование арматуры ригеля.................................................... 24

4. проектирование колонны........................................................................................ 26

4.1. определение усилий в средней колонне............................................ 26

4.2. расчет прочности средней колонны..................................................... 27

4.4. конструирование арматуры колонны................................................. 30

4.5. Фундамент колонны....................................................................................... 30

5. расчет монолитного перекрытия........................................................................ 32

5.1. конструктивная схема монолитного перекрытия...................... 32

5.2. Многопролетная плита монолитного перекрытия..................... 32

5.3. Многопролетная второстепенная балка........................................... 33

литература............................................................................................................................. 37

1. компановочная схема перекрытия

2. Расчет ребристой панели

2.1. Сбор нагрузки и определение расчетного пролета панели

Таблица 2.1.1.

Сбор нагрузки

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, Н/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, Н/м2
Постоянная: - асфальтобетон d = 40 мм, r = 2100 кг/м3; - цементно-песчанная стяжка      d = 40 мм, r = 1800 кг/м3; - ж. б. плита  hпр = 105 мм, r = 2500 кг/м3.	0,04.21000=840 0,04.18000=720 0,105.25000=3000	1,3 1,3 1,1	1092 936 2888
Итого:	4185	ù	4916
Временная: -  длительная; -  кратковременная.	4400 5000	1,2 1,2	5280 6000
Полная нагрузка:	11585	ù	16196

С учетом коэффициента надежности по назначению g_n = 0,95 к расчету принимаем нагрузки:

а) нормативную:

ù постоянную + длительную (4185 + 4400).0,95 = 8156 Н/м²;

ù кратковременную 5000.0,95 = 4750 Н/м²;

ù полную 8156 + 4750 = 12906 Н/м²;

б) расчетную:

ù постоянную + длительную (4916 + 5280).0,95 = 9686,2 Н/м²;

ù кратковременную 6000.0,95 = 5700 Н/м²;

ù полную 9686,2 + 5700 = 15386,2 Н/м².

Расчетный пролет и конструктивная длина панели соответственно равны:

l_o = l_н ù  b/2 = 5200 мм;

l_к = l_н ù 2.t = 5270 мм.

Конструкция перекрытия приведена на рис. 2.1.1.

Рис. 2.1.1. Конструкция перекрытия

2.2. Компоновка поперечного сечения панели

Ориентировочная высота сечения панели, удовлетворяющая условиям прочности и жесткости, определяется по формуле:

H=c.l₀.R_s/E_s.(Q.g_n+V_n)/(g_n+V_n)=0.375 м=375мм

Принимаем h = 35 см; а = 4 см; h_о = h ù а = 35 ù 4 = 31 см.

Поперечное и приведенное сечения панели приведены на рис. 2.2.1.

Рис. 2.2.1. Поперечное и приведенное сечение панели:

ù поперечное сечение панели;

ù приведенное сечение панели.

Поперечное сечение панели (рис. 2.2.1. а) имеет следующие размеры:

ù ширина панели по низу b_к = b_н ù 10 = 1500 ù 10 = 1490 мм;

ù ширина панели по верху b_f¹=b_n-2.20=1500-40=1470 мм

ù толщина полки h_f¹=30мм

- ширина продольных ребер по низу равна 60 мм

- высота поперечных ребер равна 200 мм

Приведенное поперечное сечение панели (рис. 2.2.1. б) имеет размеры:

b_f¹=1470 мм, h_f¹=30 мм, b=2.60=120 мм

2.3. расчет полки панели на местный изгиб

Расчетные нагрузки на 1 кв. метр панели:

-  от веса пола g₁=(1092 + 936)=2028 Н/м²

-  от веса полки плиты h_f¹=3 см

g₂=h_f¹.r.g_f=0.03.25000.1.1=825 Н/м²

^-  временная V=11280 Н/м²

Всего: Р=(2028+825+11280) .0.95=14133 Н/м²=14,13кН/м²

Расчетные пролеты полки панели составляют:

-  в поперечном направлении панели: l₀₁=1460-2.80=1300 мм

-  в продольном направлении панели l₀₂= 1500-2.100/2=1400 мм

Полку панели можно рассчитывать как квадратную пластину защемленную по контуру:

M=0.8.(P.l₀₂³/48)=0.646 кН.м

Для плит толщиной до 100 мм толщина защитного слоя бетона принимается не менее 10 мм. Принимаем h₀=h_f¹-1.5см=3-1.5=1.5см

А₀=М/(g_b2.R_b.b_f¹.h₀²)=64600/(0.9.14.5.1.46.1.5².100)=0.15

h=0.9175, x=0,165<x_R=0.604

Полку панели армируем сетками из арматуры ф 5 Вр-I с R_s=375 МПа:

А_s=M/(R_s.h.h₀)= 64600/(375.0.9175.1.5.100)=1.256см²

На ширину панели 130 см необходимо принять не менее 8 ф5 Вр-I

Принимаем сетку 5 Вр-I-200   . 140.520,

5 Вр-I-200

которая раскатывается вдоль панели с отгибами в верхнюю зону над поперечными ребрами. Над продольными ребрами и крайними поперечными ребрами устанавливаем сетку с поперечной рабочей арматурой 5 Вр-I-200   .50.520.

5 Вр-I-200

2.4. Расчет поперечного ребра панели

2.4.1. Нагрузки и усилия

Равномерно распределенная нагрузка на среднее ребро панели (без учета собственного веса ребра) собирается с грузовой площади и принимается в виде треугольника с максимальной ординатой P^p=14.13.(2.((1.5-0.1)/2)+0.1)=21.2 кН/м

q^p= (0.2-0.03) . ((0.03+0.1)/2) .25.1.1.0.95=0.289 кН/м

Пренебрегая частичным защемлением поперечного ребра в продольных ребрах, рассматриваем его как свободно опертую балку пролетом l_p=1321мм = 1,321м.

Наибольший изгибающий момент в балке с треугольной нагрузкой :

М_max=P^p.l_p²/8+g^p.l_p²/8=3.15 кН.м

Q_max=P^p.l_p/4+g^p.l_p/2=7.19 кН

2.4.2 Проверка прочности поперечного ребра по наклонной полосе между наклонными трещинами

Расчет выполняем без учета поперечной арматуры (j_w1=1):

Q=0.3.j_w1.j_b1.g_b2.R_b.b.h₀=0.3.1.(1-0.01.0.9.14.5) .0.9.14.5.(5+10)/2.17.(100)=48231Н=48.2 кН>Q_max=7.19 кН

Размеры сечения поперечного ребра достаточны.

2.4.3. Расчет прочности по нормальным сечениям

Расчетная ширина полки поперечного ребра: b_f¹=2.l_p/6+10=2.132.1/6+10=54см

Полагая х<h_f¹=30 мм

А₀=315000/(0,9.14,5.54.17².100)=0,02

h=0,990, x=0,02<x_R=0.652. Определим х=x.h₀=0.02.17=0.34см<h_f¹=3см.

Следовательно, границы сжатой зоны проходит в полке. Требуемая площадь сечения арматуры класса А-I (R_s=225 Мпа):

А_s=315000/(225.0.990.17.100)=0.83 см²

Принимаем рабочую продольную арматуру ф12 А-I с А_s=1.131>0.83см²

2.4.4. Расчет прочности по наклонным сечениям

b_f¹=B+3.h_f¹=5+3.3=14 см

j_f=0.75.((b_f¹-B) .h_f¹/B.h₀)=0.75.((14-5) .3/5.17)=0.24<0.5

j_f=0.24, j_n=0

M_b=j_b2.(1+j_f) .R_bt.b.h₀²=3.39 кН.м

M_v=V.l_p²/12=16.074.1.321²/12=2.337кН.м

V=11,280.0,95.1,5=16,074 кН/м – максимальная ордината временной нагрузки;

V_э=8.М_v/l_p²=8.2.377/1.321²=10.7 кН/м

М_g=g.l_p²/12+g^p.l_p²/8=0.655 кН.м

g₁=2.028

g₂=8.25

g=(2.028+0.825) .0.95.1.5=4.07 кН/м – максимальная ордината постоянной нагрузки от веса пола и полки плиты

g_э=8.M_g/l_p²=8.0.655/1.321²=3 кН/м

q₁=g_э+V_э/2=3+10,7/2=8,35 кН.м;

Q_b1=2.ÖM_b.q₁=10.6 кН;

Q_max=7.19<Q_b1/0.6=10.6/0.6=17.6 кН;

Интенсивность хомутов определяем q_sw=Q_max²-Q_b1²/4.M_b=7.19²-10.6²/4.3.39<0, следовательно поперечная арматура по расчету не требуется и устанавливается конструктивно.

Из условия сварки с продольной арматурой ф12 мм поперечные стержни принимаем ф3 Вр-I.

Шаг поперечных стержней S=h/2=200/2=100 мм<150 мм.

Проверим условие:

Q_b,min=j_b3.(1+j_f) .R_bt.b.h₀=0.6.(1+0.24) .0.9.1.05.100.5.17=5976.18 Н

q_sw=R_sw.A_sw/S=270.100.0.071/10=191.7Н/см

Q_b,min/2.h₀=5976.18/2.17=175.77<q_sw=191.7

Корректировка диаметра поперечной арматуры не требуется.

2.5. Расчет продольных ребер панели

2.5.1.Нагрузки и усилия

Расчетные нагрузки на 1 пог.м панели:

а) для расчета по несущей способности:

q=(g+V) .b_н=21.7 кН/м

б) для расчета по трещиностойкости и деформациям:

-  длительно действующая (постоянная+временная длительная):

g_II=8156.1.5=12234=12.234кН/м

-  кратковременная:

V_II=4750.1.5=7125=7.125кН/м

-  полная

q_II=g_II+V_II=19.359кН/м

Изгибающие моменты:

 - от нагрузки q              M=21.7.5.2²/8=73.3кН.м

 - от нагрузки g_II             M=12.234.5.2²/8=41.4кН.м

 - от нагрузки q_II             M=19.359.5.2²/2=65.4кН.м

Поперечные силы:

 - от нагрузки q               Q=21.7.5.2/2=56.42кН

 - от нагрузки g_II              Q=12.234.5.2/2=31.8кН

 - от нагрузки q_II              Q=19.359.5.2/2=50.3кН

2.5.2. Расчет панели по несущей способности

2.5.2.1. Проверка прочности продольных ребер по наклонной полосе между наклонными трещинами.

Расчет выполняем по [I, формула (72)] без учета поперечной арматуры :

Q=0.3.j_w1.j_b1.g_b1.R_b.b.h₀=0.3.1.(1-0.01.0.9.14.5) .0.9.14.5.12.31.(100)=107626Н=107.6кН>56.42

Размеры сечения продольных ребер достаточны.

2.5.2.2. Расчет прочности по нормальным сечениям

Расчетная ширина полки продольных ребер b_f¹=146

Полагая  определим:

A₀=7330000/(0.9.14.5.146.31².100)=0.04

По [3, табл. 20] h=0.979, x=0.041<x_R=0.604 Определим x=0.041.31=1.271см <h_f¹=3см. Следовательно, граница сжатой зоны бетона проходит в полке. Сечение рассчитываем как прямоугольное с шириной, равной b_f¹=146

Требуемая площадь сечения арматуры класса АùIII (R_s = 365 МПа):

A_s=7330000/(365.0.979.31.100)=6.2см²

Принимаем 2 & 20 АùIII с A_s = 6,28 см² > 6,2 см².

2.5.2.3. Расчет прочности по наклонным сечениям

Определим требуемую интенсивность хомутов:

b_f¹=b+3.h_f¹=12+3.3=21см тогда:

j_f=0.75.((b_f¹-b) .h_f¹/b.h₀)=0.75.((21-12) .3/12.31)=0.05<0.5

Принимаем j_f=0.05; j_п=0

M_b=j_b2.(1+j_f) .R_bt.b.h₀²=2.(1+0.05) .0.9.1.05.12.31².100=2288525Н.см=22,88кН.м

q₁=q=21.7

Q_b1=2.ÖM_b.q₁=44.56кН

Q_max=56.42<44.56/0.6=74.3кН

q_sw=56.42²-44.56²/4.22.88=13.08кН/м

Q_b,min=j_b3.(1+j_f) .R_bt.b.h₀=0.6.(1+0.05) .0.9.1.05.12.31.100=22147H=22.1кН

q_sw>=22.1/2.0.31=35.6кН/м

S_max=1.5.0.9.1.05.12.31²/56420=289.7 мм

Шаг поперечных стержней на приопорных участках S_констр=h/2=350