Компоновка и расчет монолитного железобетонного перекрытия с балочными плитами

ПЗ.doc

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ РФ
Ростовский Государственный Строительный Университет
Кафедра железобетонных и каменных конструкций
РАСЧЕТНО-ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовой работе по дисциплине
«Железобетонные конструкции»
Длина здания – 25м ширина – 28.8 м. Стены кирпичные I группы кладки толщиной t=51 см. Сетка колонн l1 x l2 = 5x48 м. Количество этажей n = 4. Высота этажа Нэт = 48 м. Нормативная временная нагрузка Vn равная 20 кНм2 по своему характеру является статической. Длительно действующая часть временной нагрузки составляет 06x20=12кНм2
Снеговой район строительства - 400. Бетон тяжелый класс В20. В качестве арматуры балок применяется стержневая арматурная сталь класса А-400I (A-400) Коэффициент надежности по ответственности здания γn=1. Здание промышленное отапливаемое; влажность воздуха окружающей среды и внутреннего воздуха помещений - менее 75%.
Компоновка перекрытия
Расстояние между поперечными стенами меньше 54 м поэтому здание имеет жесткую конструктивную схему. Иными словами междуэтажные перекрытия и покрытие являются жесткими (несмещаемыми) в горизонтальном направлении опорами для наружной стены. Следовательно железобетонные рамы (главные балки совместно с колоннами) не участвуют в восприятии горизонтальной (ветровой) нагрузки. В этом случае не имеет значения в каком направлении расположены главные балки. Принимаем пролёт второстепенной балки l2=48 м а пролёт главной балки равным l1=5 м.
Толщину плиты принимаем hf =6 см.
Расстояние между осями второстепенных балок определяют по формуле:
Задаёмся = 010. Этому значению соответствует =0095.
Из приложения следует что γb2=09. При этом значении коэффициента классу бетона В20 соответствует Rb=105МПа =1050 Нсм2.
Сечение ho определяют по формуле ho= hf – а.
а = аb +05d =1+05*1=15 см. Следовательно ho = hf – а =6-15= 45 см.
Погонная нагрузка на расчётную полосу плиты q=2655 кНм2 = 2655 Нсм2.
Задаёмся = 015. Этому значению соответствует =0139.
Из двух значений выбираем наименьшее. Следовательно принимаем = 13033 см.
Расчётная нагрузка на 1 м2 плиты
Нормативная нагрузка кНм2
Расчетная нагрузка на 1 пог. м. ригеля кНм2
Железобетонная плита
Предварительные размеры поперечного сечения элементов.
Рекомендуемая высота второстепенной балки:
h=(112 118)*l1=(112 118)*5=0417 0278=04м. b=(12 13)*h=(12 13)*03= 02 015= 02м.
Рекомендуемая высота главной балки:
h=(18 112)*l2=(18 112)*48=06 04=04м.
b=(12 13)*h=(12 13)*04=02 0133=02м.
1. Статический расчёт.
Определяем расчетные длины пролетов:
lрасчетное 1 пролета = lf – bвт.б2– 025+ 003 =125 – 0250 –022 + 003 = 093 м.
lрасчетное 2 пролета = lf – bвт.б = 125-02 = 105 м.
Определяем максимальные изгибающие моменты кН*м:
а) в 1 пролёте: М1=ql211=2655 *(093)211=209 кН*м
б) по грани опоры В: Мв =-ql211= -2655 *(105)211=-261 кН*м
в) во 2 пролёте: М2=ql216=2655 *(105)216=180 кН*м
б) по грани опоры C: Мc =-ql216= -2655 *(105)216=-180 кН*м
Поперечные силы кН :
а) на опоре А: QА=04ql=04*2655 *093=988кН
б) на опоре В: QВ =06ql=06*2655 *093=1481 кН
2 Подбор продольной арматуры:
Изгибающие момент имеет знак плюс поэтому расчетным будет то сечение которое изображено на рис.1 а)
Изгибающий момент имеет знак минус поэтому расчетным будет то сечение которое изображено на рис.1 б)
Результаты расчета приведены на рис. 2 где числа в пролетах и на опорах означают требуемую площадь сечения растянутой арматуры.
В рассматриваемом случае что больше . По этой причине во II пролете и на опоре С площадь сечения арматуры Аs= 08*118= 0944 см2. Так как эта площадь больше Аs min= 0001*b*h0 = 0001*100*45 = 045 см2 то расчет закончен.
3. Подбор поперечной арматуры:
Классу бетона В20 при γb2=09 соответствует расчетное сопротивление бетона осевому растяжению Rbt= 08МПа = 80 Нсм2.
Условие прочности выполняется поперечная арматура не требуется.
4. Конструирование сварных сеток плиты:
Рассматриваемая полоса плиты имеет пролетов. Принимаем две сетки. Одну (основную) располагаем во всех пролетах и над всеми промежуточными опорами. Вторую (дополнительную) – в первом пролете и над опорой В.
Требуемая по расчету площадь арматуры составляет 138 см2. Этому значению отвечает площадь 138 см2. Ей соответствует диаметр 5 мм шаг 125 мм и число стержней равное 8.
5 – шаг рабочих стержней
0 – шаг распределительных стержней
– диаметр стержней рабочей арматуры
– диаметр распределительной арматуры.
Требуемая по расчету площадь арматуры составляет 094 см2. Этому значению отвечает площадь 094 см2. Ей соответствует диаметр 4 мм шаг 125 мм и число стержней равное 8.
Определяем требуемую площадь сечения рабочей арматуры дополнительной сетки:
Этому значению отвечает площадь 044 см2. Ей соответствует диаметр 3 мм шаг 150 мм и число стержней равное 7. Таким образом в качестве дополнительной принимаем сетку:
5. Проверка анкеровки продольных растянутых стержней заводимых за грань свободной опоры:
Анкеровка считается обеспеченной если фактический запуск стержней продольной арматуры за грань стены равен или больше 5d (при ) и равен или больше 10d (при ).
Таким образом стержни должны быть заведены за грань на 5d = 5*05 = 25 см. Так как в действительности стержни заходят за внутреннюю грань стены на 12-2=10 см (2 см – расстояние от торца стены до торца стержня) то анкеровка обеспечена.
Второстепенная балка
1. Статический расчет.
В статическом отношение рассматриваемый элемент представляет собой неразрезную балку (рис. 3а)
Расчётная нагрузка на 1 погонный м. второстепенной балки.
Расчётная нагрузка на 1м2 плиты кНм2
Шаг второстепенных балок м
Расчётная нагрузка на 1 погонный м. балки (кНм).
Собственный вес плиты стяжки и пола
Собственный вес ребра второстепенной балки
b(h-hf)ργfγn= 02(04-006)* 25*11*1 =1.87
lрасчетное 1 пролета =
lрасчетное 2 пролета =
Вычисление положительных изгибающих моментов кН*м в точках 1;2;3;4;6;7;8;9:
Мmax1=0091*34456*45752 = 6829 кН*м – максимальный изгибающий момент действующий в первом пролете.
М1=0065*34456* 45752 = 48782 кН*м
М2=0090*34456* 45752 =67544 кН*м
М3=0075*34456* 45752 =56287 кН*м
М4=002* 34456* 45752 =1501 кН*м
Мmax2=00625* 34456*462 = 4742 кН*м – максимальный изгибающий момент действующий во втором пролете.
М6= 0018 * 34456*462 =13657 кН*м
М7 = 0058 * 34456*462 =4401 кН*м
Отрицательные изгибающие моменты (кН*м) в точках 5;6;7;8;9;10:
М5=-00715*34456*462= -59248 кН*м
М6=-0036* 34456*462=-27314 кН*м
М7=-0020* 34456*462=-15174 кН*м
М8=-0019* 34456*462=-14416 кН*м
М9=-00315* 34456*462=-2390 кН*м
М10=-00625* 34456*462=-4742 кН*м
Максимальные поперечные силы (кН) на опорах АВ и С:
α = 04 – на опоре А.
α = 06 – на опоре В слева.
α = 05 – на опоре В справа на опоре С слева и справа.
QА=04*34456*4575=65616 кН
QВл=06*34456*4575=98425 кН
QВпр = QС=05*34456*46=82469кН
2. Уточнение размеров поперечного размера.
Значение относительной высоты сжатой зоны бетона для балок 03 04. Принимаем =035.
Определяем рабочую высоту сечения:
Определяем рабочую высоту сечения из условия обеспечивающего прочность бетонной полосы ребра между наклонными трещинами:
Принимаем наибольшее значение: =299 см.
Задаемся диаметром стержня d = 25 см. тогда ав = 25 см.
Величина а = ав +05 d = 25+05*25=4см.
Высота сечения h=h0+a=299+4=337cм.
Окончательно принимаем b=20см h=35см во всех пролетах.
3. Подбор продольной арматуры:
Момент имеет знак плюс следовательно полка находится в сжатой зоне. Вычислим значение вводимой в расчет ширины полки bf = b + 2 свеса. Значение свеса должно быть не более 16 пролета элемента и не более 12 расстояния в свету между второстепенными балками (т.к. в нашем случае ).
а) bf = b + 2(16)*l= 20+2(16)*460=17333см.
б) bf = b + 2*(lf – b)2 =20+2*(120-20)2=120 см.
Из двух значений выбираем наименьшее: bf =120см.
Определяем несущую способность сечения балки для случая когда
h0 = h – a = 35 – 4= 312 см.
Так как Мmax1Mсеч то граница сжатой зоны располагается в пределах толщины полки. Следовательно сечение рассчитывается как прямоугольное с шириной сжатой зоны равной bf.
Определяем площадь сечения арматуры в первом пролете:
Принимаем 218A400 + 214A400. Фактическая площадь As = 2*2545+2*1539 = 8168см2.
Определяем площадь сечения арматуры во втором пролете:
Принимаем 214A400 + 212A400. Фактическая площадь As = 2*1539+2*1.131 = 534см2.
Определяем площадь сечения арматуры на опоре В:
Принимаем 218A400 + 212A400. Фактическая площадь
As = 2*2545+2*1131 = 7352см2.
Определяем площадь сечения арматуры на опоре С:
Принимаем 216A400+ 212A400. Фактическая площадь As = 2*2011+2*1131 = 6284см2.
Определяем площадь сечения арматуры в сечении между точками 6 и 7 при действии отрицательного момента:
Принимаем 212А400 монтажная арматура. Фактическая площадь As = 2*1131=2262 см2.
4. Подбор поперечной арматуры:
Принимаем минимально возможный диаметр хомутов. Так как h800 мм принимаем d=5мм. При таком диаметре классу арматуры А400 соответствует Rsw=270МПа. = 27000 Нсм2.
Поскольку h45см. шаг хомутов S1 (на приопорных участках равных пролета) должен быть не более (13)*h=(13)*35=11.67 см не более 15 см и не более Smax. Шаг хомутов S2 (в средней части пролета) не более (34)*h=(34)*35=26.25см и не более 50 см. Принимаем S1 = 10 см S2 = 25 см. Так как b35см. принимаем двухсрезные хомуты.
Определим необходимость расчёта наклонных сечений на действие поперечной силы по наклонной трещине. Так как Qлb=96413 Н > Qb.min.=φb3Rbtbh0=06*80*20*312 = 29952 Н. то расчет обязателен.
На участке примыкающем к опоре А полка (плита) находится в сжатой зоне. Вводимая в расчет ширина полки bf =b+3 hf=20+3*6=38 см.
Коэффициент учитывающий влияние сжатой полки:
Усилие воспринимаемое хомутами на приопорном участке:
Поперечное усилие воспринимаемое хомутами и сжатой зоной бетона на участке примыкающем к опоре А:
На участках примыкающих к опорах В и С полка находится в растянутой зоне поэтому φb=0.
Qsw.b==2= 11962065 H.
Определение площади сечения отгибов:
т.к. «-» то отгибы по расчету не требуются.=45о
т.к. «-» то отгибы по расчету не требуются.
Усилие воспринимаемое хомутами в средней части пролета:
На участках примыкающих к опорам В и С полка находится в растянутой зоне поэтому φb=0.
а) у опоры В справа и у опоры С слева и справа:
этой площади соответствует 26A Аs=0286 см2
5 Проверка анкеровки продольной растянутой арматуры на свободной опоре:
Так как длина запуска стержней за внутреннюю грань стены должна быть не менее 10d=10*2=20 см. В действительности стержни будут заведены за грань стены на 25 – 1 = 24 см. где 1 см - расстояние от торца балки до торца стержня. Следовательно анкеровка обеспечена.
6. Эпюра материалов (арматуры)
В целях экономии металла часть стержней продольной растянутой арматуры не доводят до опоры а обрывают там где они уже не требуются по расчету. Места обрыва стержней определяют с помощью эпюры материалов.
Эпюра материалов – это эпюра любая ордината которой означает несущую способность нормального сечения соответствующего этой ординате. Иными словами – эпюра материалов – это эпюра моментов воспринимаемых сечениями балки с фактически имеющейся продольной растянутой арматурой.
Ординату эпюры материалов в любом сечении определяют по формуле:
Правую часть этого уравнения называют или моментом внутренней пары сил или несущей способностью сечения или моментом который может взять на себя сечение. При этом высоту сжатой зоны бетона определяют по формуле:
- если сжатая зона располагается в ребре
- если сжатая зона находится в полке.
В пролете 4 стержня разных диаметров. Стержни большего диаметра размещаются в углах ребра (так положено). Из 4 стержней два доводим до опор т.к. 150 мм b 350 мм. До опор доводим угловые стержни так как:
) Угловые стержни окажутся в местах перегиба хомутов и будут анкерами для последних.
) Угловые стержни прямые а промежуточные отогнутые. И в этом случае расстояние от этих стержней до боковой грани ребра будет больше чем требуемое: 2d.
Чтобы удовлетворить первому условию достаточно расположить отгибы относительно опор и друг друга на максимально допустимых расстояниях. Так расстояние от внутренней грани свободной опоры до верхнего конца отгиба должно быть не более 50 мм. Принимаем 50 мм. Расстояние между концом предыдущего отгиба и началом последующего не должно превышать S1. Принимаем 10 мм. Расстояние между боковой гранью главной балки и верхним концом первого от опоры отгиба должно быть не более S1. Принимаем 25 мм как и у свободной опоры.
Проверка правильности расположения отгибов относительно эпюры изгибающих моментов:
Начало отгиба в растянутой зоне (где бы она ни находилась) должно отстоять от нормального сечения в котором отгибаемый стержень используется по расчету не менее чем на h02 а конец отгиба должен быть расположен не ближе того нормального сечения в котором отгиб не требуется по расчету. Иначе говоря конец отгиба должен быть расположен так чтобы эпюра материалов не врезалась в эпюру изгибающих моментов. При соблюдении этого условия плечо внутренней пары сил Zs inc > Zs а следовательно и несущая способность наклонного сечения будет не меньше чем нормального пересекающегося с наклонным в центре тяжести сжатой зоны.
По низу балки за внутреннюю грань опоры (крайней или промежуточной) заводят не все продольные рабочие стержни а лишь необходимы минимум. В рассматриваемом случае за внутреннюю грань опоры заведено два стержня поскольку 150b350 мм. Стержни заводимые в смежный пролет должны быть заведены за ближайшую боковую грань главной балки не менее чем на длину зоны анкеровки lan. Остальные стержни отгибают так как при вязаных каркасах обрыв стержней в пролете понизу запрещен. Отогнутые на крайнюю опору стержни должны быть заведены за грань стены на длину зоны анкеровки.
Угол наклона отгиба к продольной оси балки при как правило принимают равным 450 однако в низких балках допускается уменьшать угол до 350. Радиус дуги по которой отгибается наклонный участок стержня должен быть не менее 10d (во избежание смятия бетона на участке загиба стержня). Верхние концы отогнутых стержней которые не переводятся через опору в смежный пролет должны заканчиваться прямыми участками длиной не менее 08lan но не менее 20d в растянутой и 10d в сжатой зоне.
При временной нагрузке на перекрытие в пролетах балки устанавливают открытые хомуты. В противном случае а так же на участках с верхней рабочей продольной арматурой устанавливают закрытые хомуты. При ширине балки менее 350 мм применяют двухсрезные хомуты. Рекомендуют чтобы каждый двухсрезный хомут охватывал в одном ряду не более пяти растянутых стержней. Первый хомут на крайней опоре ставят у торца балки с необходимым защитным слоем а у промежуточной опоры на расстоянии 50 мм от боковой грани главной балки.
Шляповидные стержни необходимы для восприятия наклонными участками поперечных сил. Горизонтальные участки необходимы для анкеровки наклонных. В рассматриваемом случае принято у каждой промежуточной опоры по 212A400. Фактическая площадь As = 226см2 что больше требуемой по расчету на опоре В слева.
Ординаты эпюры материалов
Схема внутренних усилий
Для нижней грани первого пролета:
ø18А400+1ø14А400 Аs=6629 см2
ø18А400+2ø14А400 Аs=8168 см2
Для верхней грани первого пролета:
Для нижней грани второго пролета:
ø14А400 Аs=3078 см2
ø14А400+1ø12А400 Аs=4209 см2
ø14А400+2ø12А400 Аs=534 см2
Для верхней грани второго пролета:
ø18А400+1ø12А400 Аs=622 см2
ø18А400+1ø14А400 Аs=6629 см2
ø18А400+1ø14А400+1ø12А400 Аs=776см2
ø16А400+1ø12А400 Аs=515см2
ø16А400+1ø12А400 Аs=515 см2
ø16А400+2ø12А400 Аs=628 см2
7 Определение расстояния от точки теоретического обрыва до торца обрываемого стержня.
Чтобы обеспечить прочность нормального сечения проходящего через точку теоретического обрыва (сечение в котором изгибающий момент равен несущей способности) необходимо продлить стержень за это сечение на длину lan. lan определяем как наибольшее из трех условий:
Растянутой арматуре периодического профиля заделанной в растянутом бетоне соответствуют:
Расчетное сопротивление бетона в этом случае принимают при γb2=09. В рассматриваемом случае Rb = 105 МПа = 1050Нсм2. Тогда длина зоны анкеров lan составляет:
(07*270001050+ 11)d = 29d – для первого условия;
Определение расстояния от точки теоретического обрыва до торца обрываемого стержня.
Абсцисса точки теоретического обрыва м
Компоновка балочного панельного сборного перекрытия
Расстояние между поперечными стенами меньше 54 м поэтому здание имеет жесткую конструктивную схему. Иными словами междуэтажные перекрытия и покрытие являются жесткими (несмещаемыми) в горизонтальном направлении опорами для наружной стены. Следовательно железобетонные рамы (ригели совместно с колоннами) практически не участвуют в восприятии горизонтальной (ветровой) нагрузки. В этом случае не имеет значения в каком направлении расположены ригели Принимаем поперечное расположение ригелей.
Предварительные размеры поперечного сечения элементов. Расчетные сопротивления материалов.
Размеры сечения элементов определяют по расчету. Однако в начале проектирования дли определения нагрузки от собственного веса элементов и значений расчетных пролетов необходимо предварительно задаться как размерами поперечного сечения элементов так и глубиной опирания их на стену.
Рекомендуемая высота сечения ригеля h=(110 114)*l ширина сечения b=(03 04)*h. Задаемся h = (110)*l2= (110 114)*48= 048 .034=04 м.
Ширина сечения находится в границах: от 03h = 012 м до 04h = 016 м. Задаемся b = 015 м.
Высоту сечения ригеля рекомендуется принять кратной 50 мм при и кратной 100 мм при а ширину сечения назначать с округлением до размеров 150 180 200 220 250 мм и далее кратно 50 мм.
Глубину опирания ригеля на стену принимаем 03 м и на консоли колонн принимаем 006 м рис.2.
Поперечное сечение колонны принимаем квадратным с размером стороны 03 м.
Для определения расчетных сопротивлений бетона Rb и Rbt необходимо установить численное значение коэффициента условий работы бетона. Коэффициент γb2 следует принять равным 09. При этом значении коэффициента γb2 классу бетона В20 соответствует Rb= 1050 Нсм2 Rbt= 80 Hсм2.
Арматуре класса А400 соответствуют: Rs= Rsc =270 MПа = 27000 Нсм2 и Rsw = 290 МПа = 29000 Нсм2.
Расчет неразрезного ригеля
Неразрезной ригель образуется из однопролетных ригелей Р1 и Р2. Ригель Р1 опирается одним концом на стену другим - на консоль (при этом его закладная деталь приваривается к закладном детали консоли). Выпуски верхней рабочем арматуры из ригелей и выпуски из колонн соединяют вставками-коротышами с помощью ванной сварки. Во избежание перегрева бетона длину выпусков принимаем не менее 100 мм. Применение вставок-коротышей улучшает соосность соединяемых стержней.
По завершении монтажа каждый из ригелей находясь под действием собственного веса и монтажной нагрузки работает как однопролетная балка со свободно опертыми концами. После окончания сварочных работ и тем более после укладки бетона омоноличивания в зазоры между торцами ригелей и гранями колонн набор состоящий из однопролетных ригелей работает как неразрезная балка
2. Статический расчет
Ригель является элементом рамы однако при свободном опирании концов ригеля на наружные стены и равных пролетах он рассчитывается как неразрезная балка. Таким образом рассматриваемый ригель представляет собой четырехпролетную неразрезную балку.
Определяем численные значения расчетных пролетов l. Значение расчетного пролета в крайних пролетах
l=l2 -05-02+015=5 – 05 - 02 + 015 = 445
В средних l=l2 -=5-1 = 4м.
Вычисление нагрузки на 1 пог.м ригеля
Расчетная нагрузка на 1 пог.м ригеля кНм
Соб. вес бетонного пола t=30мм
Соб. вес плит с ребрами вниз
Соб. вес ригеля h=04м; b=015м; ρ=25 кНм3
bh1ργfγn= 04*015*1*25*11*1== 165
Теперь вычисляем положительные и отрицательные изгибающие моменты (кНм) и максимальные поперечные силы (кН) по формулам:
Положительные изгибающие моменты (кНм) в точках 1;2;3;4;6;7;8;9:
М1= 006513245(445)2=15550 кНм
М2= 009013245(445)2=21531 кНм
МImax= 009113245(445)2=21771 кНм
М3= 007513245(445)2=17943 кНм
М4= 002013245(445)2=4785 кНм
М6= М9 = 0018132452(4)2=3443кНм
М7= М8 = 005813245(4)2=11093 кНм
МIImax= 0062513245(4)2=11954 кНм
Отрицательные изгибающие моменты (кНм) в точках 5;6;7;8;9;10:
М5= - 0071513245(445)2= - 17106 кНм
М6= - 004013245(4)2= - 765 кНм
М7= -002413245(4)2= -4590 кНм
М8= -002113245(4)2= -4016 кНм
М9= - 003413245(4)2= - 6503 кНм
М10= - 0062513245(4)2= - 119.54 кНм
Максимальные поперечные силы кН
QАпр = 0413245445= 22516 кН
Qлв = 0613245445= 33775 кН
Qпрв = Qлс = 05132454 = 25166 кН
3. Уточнение размеров поперечного сечения
Уточнение размеров производится по максимальному изгибающему моменту в 1 пролете.
Оптимальное значение относительной высоты сжатой зоны бетона для балок составляет 03 04. Принимаем =04. Соответствующее значение αm= 032. Определяем рабочую высоту сечения:
Теперь определяем рабочую высоту сечения из условия обеспечивающего прочность наклонной бетонной полосы между смежными наклонными трещинами полагая коэффициент φw1 равным единице
Задаемся диаметром стержня d=4 см. Тогда толщина защитного слоя бетона аb=4 см. Она должна быть кратна 5 мм в целях стандартизации фиксаторов положения арматуры и при должна составлять не менее диаметра стержня и не менее 20 мм. Расстояние между осям продольных стержней V1 равно 8 см.
a=ab+05d+05V1=4+054+058=10см.
Высота сечения h=h0+a=7987+10=8987см. Принимаем h=90см. Отношение bh=1590=0167 получилось меньше рекомендуемого (03 04). Соотношение не выдержано.
Тогда h=5291+10=6291=65 см. Отношение bh=2565=038. Соотношение выдержано. Во всех пролетах окончательно принимаем h=65 см b=25 см.
4.Подбор продольной арматуры
Площадь сечения продольной рабочей арматуры необходимо определить:
)в первом пролете - по максимальному моменту между точками 2 и 3
)во втором пролете - по максимальному моменту между точками 7 и 8
)на опоре В - по моменту в точке 5
)на опоре С - по моменту в точке 10.
Площадь сечения монтажной арматуры во втором пролете вычисляется по отрицательному моменту между точками 6 и 7.
Традиционно во всех пролетах принимают по 4 стержня располагая их на двух плоских каркасах. Стержни с более крупным диаметром размещают в нижнем ряду. Над промежуточными опорами принимают по два иногда по три стержня (располагают в одном ряду).
Стержни продольной рабочей арматуры в расчетном сечении нужно принять одного диаметра. Если же это сопряжено с перерасходом металла то двух диаметров (желательно не более трех диаметров на ригель). При этом минимальное значение диаметра стержней для балок с не должно быть менее 12 мм.
Схема расчета такова:
Определение площади сечения арматуры.
Задаемся d=28 см ab=3 см V1=60 см тогда:
Рабочая высота сечения h0=65-74=576 см.
Принимаем 422A400. Фактическая площадь сечения Asfact = 15204см2.
Задаемся d=2 см ab=2 см V1=50 см тогда:
Рабочая высота сечения h0=65-55=595 см.
Принимаем 416A400. Фактическая площадь сечения Asfact = 8044 см2.
Задаемся d=32 см ab=35 см тогда:
Рабочая высота сечения h0=65-51=599 см.
Принимаем 225A400+116A400. Фактическая площадь сечения Asfact = 11829см2.
Рабочая высота сечения h0=599 см.
Принимаем 220A400+114A400. Фактическая площадь сечения Asfact = 7823см2.
У верхней грани второго пролета.
Задаемся d=20 см тогда:
Рабочая высота сечения h0=65-68=582 см.
Принимаем 216A400. Фактическая площадь As = 4022 см2.
5.Подбор поперечной арматуры
Прежде всего нужно выяснить необходим ли расчет наклонных сечений на действие поперечной силы по наклонной трещине или можно обойтись без него. Для этого сопоставляем максимальную поперечную силу Qлв с минимальным поперечным усилием Qbmin воспринимаемым железобетонным элементом без поперечной арматуры.
Поскольку QВл=337750 H > Qbmin =φb3Rbtbh0=06*80*25*599 = 71880 H то расчет поперечной арматуры обязателен.
Определяем площадь сечения арматуры
Усилие которое должны воспринять поперечные стержни на единицу длины ригеля на приопорном участке:
а минимальное значение этого усилия
Для дальнейших расчетов принимаем
Максимальный шаг поперечных стержней:
шаг поперечных стержней на приопорных участках S1 должен быть не более (13)*h=(13)*65=2167 см не более 50см и не более Smах. Шаг поперечных стержней в средней части пролета S2 не более (34)*h=(34)*65=4875 см и не более 50см. Принимаем S1=20см (как наименьшее из трех значений) и S2=50см (как наименьшее из двух значений).
Площадь сечения одного поперечного стержня:
Принимаем 110А400 Asfact=0785 см2.
QВпр=251660H> QВ min=71880H
Следовательно: S1=20см S2=50см.
Принимаем 110А400 Asfact=0785см2.
Подбор закончен так как в обоих пролетах диаметр полученный по расчету не меньше наименьшего диаметра поперечной арматуры для d=32 мм. Опасности пережога поперечных стержней во время изготовления каркаса исключена.
6.Подбор монтажной арматуры.
Монтажная арматура является анкером для поперечных стержней Диаметр ее должен быть не менее 08 диаметра поперечных стержней.
Принимаем в качестве монтажной арматуры 212А400. Asfact=226см2 что больше Asmin =00005bh0=0000525599=0748 см2. Следовательно монтажные стержни можно учитывать при построении эпюры материалов. Традиционно диаметр монтажных стержней в балках принимают не менее 10 мм.
7.Проверка анкеровки продольной растянутой арматуры на крайней опоре
Проверку анкеровки производят с целью исключить возможность проскальзывания арматуры в бетоне. Так как 225160 > Qbmin=φb3Rbtbh0=71880H то длина запуска стержней за внутреннюю грань опоры должна быть не менее 10d=1028=28см. В действительности стержни будут заведены за грань опоры на 30-1=29см где 1cм - расстояние от торца ригеля до торца стержня. Следовательно анкеровка силами сцепления обеспечивается.
8.Эпюра материалов (арматуры)
Эпюра материалов – это эпюра любая ордината которой означает несущую способность нормального сечения соответствующего этой ординате. Другими словами эпюра материалов – это эпюра моментов воспринимаемых сечениями балки с фактически имеющейся продольной растянутой арматурой.
По низу ригеля за внутреннюю грань опоры заводят один стержень при два стержня при три стержня при .
Вычисление ординат эпюры материалов
a=51+05*32+05*14=74 см
0А400+114 As=7823 см2
5А400+116А400 As=11829 см2
9. Определение расстояния от точки теоретического обрыва до торца обрываемого стержня
Точкой теоретического обрыва называют точку пересечения контура огибающей эпюры изгибающих моментов с контуром эпюры материалов. Причем ордината этой точки должна быть равна несущей способности нормального сечения без учета обрываемых стержней.
Каждая абсцисса точки теоретического обрыва Х т.е. расстояние от конца расчетного пролета до точки теоретического обрыва стержня определена из подобия треугольников выделенных на огибающей эпюре изгибающих моментов.
Чтобы обеспечить прочность наклонного сечения на действие момента обрываемый стержень должен быть заведен за точку теоретического обрыва т.е. за нормальное сечение в котором этот стержень перестает требоваться по расчету на длину не менее величины W.
где Q – поперечная сила в нормальном сечении проходящем через точку теоретического обрыва причем ее значение должно быть вычислено при том положении временной нагрузки при каком вычислена ветвь эпюры изгибающих моментов на которой располагается точка теоретического обрыва;
qsw1 – усилие воспринимаемое поперечными стержнями на единицу длины ригеля на приопорных участках;
d – диаметр обрываемого стержня.
Поперечные силы в нормальных сечениях проходящих через точки теоретического обрыва определены из подобия треугольников на эпюрах поперечных сил.
Вычислим усилие воспринимаемое поперечными стержнями на единицу длины ригеля на приопорных участках.
Сопоставляем в каждой строке числовые значения W и 20d и принимаем наибольшее из них.
10. Определение длины стыка арматуры внахлестку (без сварки)
Стержни поз.5 стыкуются со стержнями поз.6 а стержни поз. 13 - со стержнями поз. 15 и 17. Чтобы обеспечить прочность нормальных сечений по длине любого стыка необходимо длину стыка принять равной не менее длины зоны анкеровки lan. Последнюю определяют как наибольшее из трех условий:
Растянутой арматуре периодического профиля стыкуемой в растянутом бетоне соответствует an = 09; Δλan= 11; λan = 20. Расчетное сопротивление бетона при вычислении величины lan принимают при γb2=10 . В рассматриваемо случае Rb=105МПа=1050Нсм2. Тогда длина зоны анкеровки lan составляет для первого условия (09*270001050+11)d=3414 для второго – 20d. Принимаем lan = 3414.
Поскольку здание имеет жесткую конструктивную схему усилия в колонне возникают практически только от вертикальных нагрузок. Вследствие незначительности изгибающего момента в колонне возникающего от поворота опорного сечения ригеля им пренебрегают и колонну рассчитывают как сжатый элемент со случайным эксцентриситетом.
1.Вычисление нагрузок
Нагрузку на колонну удобно подсчитываются с использованием нагрузки на 1 пог.м ригеля. Последнюю нужно умножить на l1 так как грузовая площадь колонны в l1 раз больше площади полосы нагрузка с которой передается на 1 пог. м ригеля (рис 3).
Все перекрытия (в том числе и покрытие) имеют одинаковую массу.
Вес колонны длиной в шесть этажей bbHэтργfγnn = 03036141116 = 49896 кН.
Особые нагрузки на перекрытии отсутствуют. Следовательно временная нагрузка состоит из длительной и кратковременной частей. Доля длительной нагрузки 06 кратковременной - 04.
Нормативное значение веса снегового покрова S0 на 1 м2 горизонтальной поверхности земли составляет 12кНм2 . Коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие равен 10 так как угол наклона покрытия α 25°. Тогда нагрузка на 1 пог.м ригеля равна S0γnl2=12117 = 84 кНм.
Вычисление продольной силы в колонне на уровне верха фундамента
Шаг колонн вдоль ригелей м
Количество перекрытий передающих нагрузку (включая покрытие) шт.
Расчетная продольная сила кН
Временная(длительная)
Полезная кратковременная
Ширина колонны квадратного сечения
Принимаем b = 55 см. Площадь сечения бетона А= 3600 см2.
Усилие воспринимаемое арматурой (площадью сечения Astot)
Для того чтобы определить значение коэффициентов φ вычисляем отношение:
При NlN=066 гибкость тогда φ= 09
Окончательно принимаем Astot=6068см2
Поскольку толстые стержни более устойчивы чем тонкие (при прочих равных условиях) следует избегать очень большого количества стержней. Рекомендуется принять четыре стержня шесть или восемь. При этом расстояние между осями стержней должно быть не более 400 мм.
0А400 Asfact=7852см2
2А400 Asfact=6434см2
0А400+228А400 Asfact=6259см2
36А400+428А400 Asfact=6535см2
Принимаем 832А400 (Asfact=6434см2).
Так как здание имеет жесткую конструктивную схему то в рассматриваемой колонне практически не возникают поперечные силы поэтому диаметр и шаг поперечных стержней следует принять по конструктивным соображениям.
Поперечная арматура в данном случае не требуется по расчету поэтому принимаем ее из стали класса АI. Диаметр стержней - 10 мм .
Так как насыщение сечения продольной арматурой составляет:
то шаг поперечных стержней должен быть не более 20d = 2032=64 см не более 2b = 260 = 120см и не более 50см. Сопоставляем все три значения и выбираем из них наименьшее округляя его в сторону уменьшения с кратностью 5см. Принимаем шаг поперечных стержней равным 50 см.
Проектирование пространственного сварного каркаса.
Для возможности свободной укладки каркаса в форму (опалубку) длина каркаса т.е. длина позиций 3 и 11 должна быть на 20 мм меньше длины однопролетного ригеля т.е.
где l – расчетный пролет.
0 – половина глубины опирания ригеля на стену мм;
(350-60) – глубина опирания ригеля на консоль мм.
Высота каркаса т.е. длина вертикального поперечного стержня:
где h1 – расстояние по высоте сечения между осями верхних и нижних продольных стержней
где ab – толщина защитного слоя бетона для стержней у нижней грани элемента она должна быть кратна 5 мм что необходимо для стандартизации фиксаторов положения арматуры.
Величину К откладывают от оси соответствующего крайнего стержня. Значение принимают не менее 20 мм и не менее диаметра выступающего стрежня.
Ширина каркаса равна длине горизонтальных поперечных (соединительных) стержней lc. Последняя принимается как наибольшее из двух значений: поверху понизу где расстояние по ширине сечения между осями угловых верхних продольных стержней
а между осями нижних стержней .
Поскольку значение поперечной силы убывает по мере приближения к середине пролета то шаг поперечных стержней не одинаков: на приопорных участках его назначают равным S1 а в средней части пролета – S2. Следует иметь ввиду что один из шагов может оказаться не кратным 50 мм.
Оси крайних вертикальных поперечных стрежней должны находиться от торцов продольных стрежней на расстоянии С. Значение принимают не менее 20 мм и не менее диаметра выступающего стрежня.
Минимальная длина участков на которых поперечные стрежни должны быть расположены с шагом S1:
- у опоры В слева(350-60) + Х6 + 20
- у опоры В справа(350-60) + Х16 +
- у опоры С(350-60) + Х14 + W14.
Горизонтальные поперечные (соединительные) стержни необходимы не только для объединения плоских каркасов в пространственный но и для ограничения развития продольных трещин по ширине сжатой грани элемента. Их диаметр принимают равным диаметру вертикальных поперечных стержней. Шаг соединительных стержней должен быть не более 600 мм и не более удвоенной ширины ригеля. А если при расчете нормальных сечений учитывались продольные сжатые стержни то для предотвращения их выпучивания соединительные стержни в сжатой зоне должны ставиться как в колоннах.
При высоте h>700 мм предусматривают конструктивную продольную арматуру стрежни которой устанавливают по высоте сечения только на каркасах непосредственно примыкающих к боковым граням. Площадь сечения каждого такого стержня должна составлять не менее где - половина ширины сечения (но не более 200 мм) - расстояние между осями смежных продольных стержней (имеются ввиду стержни полной длины). При отсутствии рассматриваемой арматуры максимальное значение ширины раскрытия трещин (особенно наклонных) находится не на уровне центра тяжести продольной рабочей растянутой арматуры а значительно выше. Так что рассматриваемые стержни ограничивают ширину раскрытия трещин по высоте сечения.
Для обеспечения совместной работы арматуры с бетоном а также для удобства укладки и уплотнения бетонной смеси расстояние в свету (зазор) между продольными стержнями по ширине сечения должно быть не менее наибольшего диаметра стержней и не менее 30 мм для верхних стержней и 25 мм – для нижних. А если уплотнение осуществляется с помощью штыковых вибраторов то зазор должен обеспечить свободное прохождение штыка.
Для обеспечения пространственной жесткости арматурного каркаса при складировании и перевозке предусматривают необходимые меры. Например приварку диагональных стрежней-связей. Их устанавливают по длине каркаса на расстоянии не более 6 м. Принимаем стержни-связи из стали класса А-I диаметром 10 мм.
Фиксаторы одноразового использования обеспечивающие требуемую толщину защитного слоя бетона применяем стальные защищенные от коррозии.
СНиП 11-22-81. Каменные и армокаменные конструкции. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат 1983.
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат 1983.
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. – М.: Минстрой России ГП ЦПП 1996.
Методические указания по выполнению курсового проекта №1 для студентов специальности 2703 – «Промышленное и гражданское строительство». Часть 1. – Б.Г. Аксенов Н.Б. Аксенов РГСУ 2003 г.
Методические указания по выполнению курсового проекта №1 для студентов специальности 2703 – «Промышленное и гражданское строительство». Часть 2. – Б.Г. Аксенов Н.Б. Аксенов РГСУ 2003 г.
«Железобетонные перекрытия» - Б.Г. Аксенов Н.Б. Аксенов Ростов-на-Дону 1996 г.
Попов Н.Н. Забегаев А.В. Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций. – М.: Высшая школа 1985 1989.
Руководство по расчету статически непреодолимых железобетонных конструкций. – М.: Стройиздат 1975.
Бондаренко В.М. Судницын А.И. Расчет строительных конструкций. Железобетонные и каменные конструкции. - М.: Высшая школа. 1984.
Расчет и конструирование частей жилых и общественных зданий: Справочник проектировщика. – Киев: Будивельник 1987.
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие. – Киев: Будивельник 1985.
Бондаренко В.М. Суворкин Д.Г. Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа 1987.
Попов Н.Н. Чарыев М. Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа 1996.
Бондаренко В.М. Бакиров Р.О. Назаренко В.Г. Римшин В.И. Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа 2003.

Чертеж.dwg

Внутреннее водоснабжение и водоотведение 5 этажного здания
Водоснабжение и водоотведение
план участка застройки
аксонометрич. схема холодного водопро- вода
аксонометрич. схема канализационного стояка
профиль дворовой канализации.
Арматурный каркас К1
Спецификация арматурных изделий
ø22А400 L=4870 2 39.04
ø22А400 L=3193 2 26.12
ø12А400 L=3288 2 6.14
ø25А400 L=1662 2 18.00
ø16А400 L=1300 1 2.98
ø12А400 L=550 2 0.99
ø12А400 L=639 38 21.56
ø10А240 L=575 22 7.81
ø10А240 L=890 4 2.20
ø25А400 L=300 2 2.90
ø16А400 L=300 1 0.80
ø18А400 L=4560 2 19.02
ø18А400 L=2486 2 10.73
ø12А400 L=2200 2 3.91
ø14А400 L=1280 2 11.40
ø20А400 L=1522 2 16.65
ø14А400 L=1050 1 3.73
ø10А400 L=663 34 13.96
ø10А240 L=535 18 5.94
ø10А240 L=931 4 2.30
ø25А400 L=7830 6 232.90
ø10А400 L=380 24 5.62
ø25А400 L=620 2 5.99
ø20А400 L=620 1 1.85
ø10А400 L=380 54 9.85
ø10А240 L=527 4 1.30
ø10А240 L=380 38 5.16
Каркас пространственный КП1
Каркас пространственный КП3
Сборочный чертеж колонны К1
Каркас пространственный КП2
Сборочный чертеж ригеля Р2
Сборочный чертеж ригеля Р1
Спецификация железобетонных изделий
Ведомость расхода стали
Сборный чертеж колонны К1
ведомость расхода стали
Железобетонные конструкции
Схема расположения элементов
При производстве арматурных работ в третьем пролете необходимо стержни разместить так
При установке стержней в четвертом пролете необходимо руководствоваться сеч
Толщина защитного слоя бетона для продольной арматуры
Расчетная схема второстепенной балки
Спецификация перекрытия РКм
Схема армирования плиты
Расчетная схема плиты
перекрытия на отметке