Железобетонные конструкции многоэтажного каркасного здания

ПЗ.doc

Федеральное агентство по образованию РФ
ГОУ ВПО «Сибирский государственный индустриальный университет»
Кафедра инженерных конструкций
Расчетно-пояснительная записка
к курсовому проекту по дисциплине
«Железобетонные и каменные конструкции»
«Железобетонные конструкции многоэтажного
Компоновка сборного перекрытия .. .
Расчет ребристой плиты .. ..
1. Сбор нагрузки и определение расчетного пролёта панели .
2. Компоновка поперечного сечения панели . ..
3. Расчет полки панели на местный изгиб
4. Расчет поперечного ребра панели .
5. Расчет продольных ребер панели ..
Проектирование неразрезного железобетонного ригеля
1. Определение расчетных нагрузок на 1 м длины ригеля .
2. Выбор расчетной схемы неразрезного железобетонного ригеля
3. Вычисление изгибающих моментов в расчетном сечении ригеля .
4. Пролетные моменты ригеля
5. Перераспределение моментов под влиянием
образования пластического шарнира в ригеле
6. Опорные моменты ригеля на грани колонн ..
7. Поперечные силы ригеля .
Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси . .
Расчет прочности ригеля по осям наклонным к продольной оси
Конструирование арматуры ригеля .
Расчет прочности средней колонны .
Фундамент колонны ..
Расчет монолитного перекрытия .
Многопролетная второстепенная балка .
1 Расчет прочности по сечениям нормальным к продольной оси
2 Расчет прочности второстепенной балки по сечениям
наклонным к продольной оси .
Компоновка сборного перекрытия
Компоновка перекрытия приведена на рис. 1.1.
Рисунок 1.1. Компоновка сборного перекрытия
Расчет ребристой плиты
1.Сбор нагрузки и определение расчетного пролёта панели
Для изготовления панели применяется тяжёлый бетон ( подвергнутый
тепловлажностной обработке ) класса В25 ( объемная масса железобетона равна
00 ). Конструкция перекрытия №2 приведена ни рис. 2.1.
Рисунок 2.1. Конструкция перекрытия
Сбор нагрузки на 1 м2 перекрытия приведён в табл. 2.1.
Таблица 2.1. Сбор нагрузок
Нормативная нагрузка Нм2
Коэффициент надёжности по нагрузке
Расчетная нагрузка Нм2
d = 25 мм ρ= 2200 кгм3
Цементно-песчаная стяжка
d = 40 мм ρ= 1800 кгм3
d = 60 мм ρ= 1700 кгм3
h =105 см ρ= 2500 кгм3
С учетом коэффициента надёжности по назначению gn = 095 к расчету принимаем нагрузки:
-постоянную + длительную ( 4915+ 1600 ) × 095 = 5496 Нм2;
-кратковременную 2000 × 095 = 1900 Нм2 ;
-полную 5496 + 1900 = 7396 Нм2 ;
- постоянную + длительную (5865 + 2400 ) × 095 = 7852 Нм2;
-кратковременную 1920× 095 = 1824 Нм2 ;
- полную 7852 + 1824 = 9676 Нм2 ;
Расчетный пролёт и конструктивная длина панели соответственно равны:
l0 = lн – b2 = 6100 – 100 = 6000 мм
lk = lн – 2 × t = 6100 – 20 = 6080 мм.
2. Компоновка поперечного сечения панели
Ориентировочная высота сечения панели удовлетворяющая условиям прочности и жёсткости определяется по формуле:
где с – коэффициент для ребристых панелей с полкой в сжатой зоне с = 30
gn – длительно – действующая нормативная нагрузка на 1 м2 перекрытия
vn – кратковременно – действующая нормативная нагрузка на 1 м2 перекрытия
Q – коэффициент увеличения прогибов при длительно – действующей нагрузке
Q = 15- для ребристых плит.
Принимаем h = 450 мм а = 40 мм h0 = h – a = 450 – 40= 410 мм.
Поперечное сечение панели ( рис.2.2.а. ) имеет следующие размеры:
-ширина панели по низу bk = bn – 10 = 1525 – 10 = 1515 мм
-ширина панели по верху мм
-ширина продольных рёбер по низу – 90 мм
-высота поперечных рёбер – 200 мм.
Приведённое поперечное сечение панели ( рис. 2.2. ) имеет размеры:
где ( 90 + 5 – 25 ) – ширина продольных рёбер по низу без учёта выступов.
Рисунок 2.2. Поперечное и приведенное сечение панели
3. Расчёт полки панели на местный изгиб
Расчетная нагрузка на 1 м2 полки:
-от веса пола ( см. табл. 2.1. )
g1 = (936+715+1326)=2977
-от веса полки плиты
-временная v = 4320
Расчетные пролёты полки панели составляют:
-в поперечном направлении панели:
-в продольном направлении панели:
Полку панели можно рассчитать как квадратную пластину ( l01 l02 ) защемленную по контуру. Изгибающий момент:
где 08 – коэффициент учитывающий влияние распора в полке панели.
Для плит толщиной до 100 мм толщина защитного слоя бетона принимается не менее 10 мм [ 1 п.5.5. ]. Принимаем:
где (100) – множитель для перехода от МПа к kH.
По [ 3 табл. 18 ] для арматуры А – III R = 0604.
По [ 3 табл. 20 ] = 0991 = 00381 R = 0604.
Полку панели армируем сетками из арматуры 3 Вр–1 с Rs = 375 МПа:
На ширину панели 127.5 см необходимо принять не менее 53Вр-1
( As = 035 см2 > 029см2 ) с шагом 200 мм. Принимаем сетку
которая раскатывается вдоль панели с отгибами в верхнюю зону над поперечными ребрами. Над продольными ребрами и крайними поперечными ребрами устанавливается сетка с поперечной рабочей арматурой для продольных ребер и для крайних поперечных ребер.
4. Расчет поперечного ребра панели
4.1. Нагрузки и усилия
Равномерно распределённая нагрузка на среднее ребро панели ( без учета собственного веса ребра ) собирается с грузовой площади по рис. 2.5.
Рисунок 2.3. Общий вид и расчетная схема панели
И принимается в виде треугольника с максимальной ординатой:
Распределённая нагрузка от собственного веса ребра:
Пренебрегаем частичным защемлением поперечного ребра в продольных ребрах рассматриваем его как свободно опёртую балку пролётом ( рис.2.3. ).
Рисунок 2.4. Расчетная схема поперечного ребра
Наибольший изгибающий момент в балке с треугольной нагрузкой:.
4.2. Проверка прочности поперечного ребра по наклонной полосе между наклонными трещинами
Расчет выполняется по формуле [ 1 формула 72 ] без учета поперечной арматуры
Размеры сечения поперечного ребра достаточны.
4.3. Расчет прочности по нормальным сечениям
Расчетная ширина полки поперечного ребра ( рис. 2.4. ).
Рисунок 2.5. Сечение поперечного ребра панели
По [ 3 табл. 18 ] для арматуры А – I R = 0652.
По [ 3 табл. 20 ] = 0995 = 001 R = 0652.
Определим . Следовательно граница сжатой зоны проходит в полке. Требуемая площадь сечения арматура класса А – I
Принимаем рабочую продольную арматуру 8А – I с As = 0503 см2 > 0462см2.
4.4. Расчет прочности по наклонным сечениям
Определяем требуемую интенсивность хомутов по [ 3 п.3.33 ].
Предварительно вычислим:
учитывая что на ребро действует нагрузка в виде треугольника определим эквивалентные постоянную () и временную () равномерно распределенные нагрузки:
где - максимальная ордината временной нагрузки.
где - максимальная ордината постоянной нагрузки от веса пола и полки плиты:
В соответствии с [ 3 п.3.32. ]
интенсивность хомутов определяется по формуле:
следовательно поперечная арматура по расчету не требуется и устанавливается конструктивно.
Из условия сварки с продольной арматурой диаметром 8 мм поперечные стержни принимаем 4Вр – 1 [4 прил. IX ].
Шаг поперечных стержней [ 1п.5.27. ]
Принимаем шаг поперечных стержней s = 100 мм
Проверим условие [ 3 формула 57 ]:
корректировка диаметра поперечной арматуры не требуется.
5. Расчет продольных ребер панели
5.1. Нагрузки и усилия
Расчетная нагрузка на 1 пог. метр панели:
а). Для расчета по несущей способности:
б). Для расчета по трещиностойкости и деформациям:
-длительно – действующая ( постоянная + временная длительная ):
5.2. Расчет панели по несущей способности
Проверка прочности продольных ребер по наклонной полосе между наклонными трещинами
Расчет выполняется по[ 1 формула 72 ] без учета поперечной арматуры (=1 ):
Размеры сечения продольных ребер достаточны.
Расчет прочности по нормальным сечениям
Расчетная ширина полки продольных ребер см. Полагая определим:
По [ 3 табл. 20 ] = 0990 = 0021 R = 0604.
Определим . Следовательно граница сжатой зоны проходит в полке. Сечение рассчитываем как прямоугольное с шириной равной
Требуемая площадь арматуры класса А - III с Rs = 365 МПа:
Принимаем 218А-III с
Расчет прочности по наклонным сечениям
Определим требуемую интенсивность хомутов ( п.2.4.4. ):
следовательно поперечная арматура по расчету не требуется и устанавливается конструктивно. Поперечные стержни из условия сварки с продольной арматурой диаметром 18 принимаются 8 мм ( А – II ). Шаг поперечных стержней на приопорных участках
Принимаем . В средней части пролёта:
Расчет панели на монтажные усилия
Характер работы панели при монтаже ( рис.2.6 ) существенно отличается от эксплуатационного ( рис. 2.3. ).
Распределенная нагрузка от собственного веса панели на 1 пог. метр:
где - нормативная нагрузка на 1 м2 панели ( табл. 2.1. )
- номинальная ширина панели
- коэффициент динамичности [ 1 п.1.13. ].
Рисунок 2.5. Расчет панели на монтажные усилия
Величина опорного момента:
Требуемая площадь продольной арматуры ( класс А-I ) в верхней зоне панели при
По [ 3 табл. 20 ] = 0995 = 0004 R = 0652.
Принимаем 210А-I с по одному стержню в каждом ребре.
Собственный вес панели равен:
Нормативное усилие на одну петлю (при передаче усилия от веса панели на три петли)
Требуемый диаметр петли принимается по [ 1 табл. 4. ]. При Рн = 11 тс и арматуре класса А-I принимаем диаметр петли d=12 мм.
5.3. Расчет по предельным состояниям второй группы
Определение геометрических характеристик приведённого сечения
Определим геометрические характеристики приведённого сечения панели при
Статический момент сечения относительно нижней грани рёбер:
Расстояние от центра тяжести сечения до нижней грани рёбер:
Момент инерции сечения относительно его центра тяжести:
Момент сопротивления для крайнего растянутого волокна:
Расстояние от центра тяжести сечения до ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны:
Упругопластический момент сопротивления для крайнего растянутого волокна
где коэффициент g берется по [3 табл. 29 ].
Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси элемента
Момент от усилия Р вызванного усадкой бетона [ 1 формула 129 ]:
=35 МПа по [ 1 табл.5.поз.8.].
Момент образования трещин:
Следовательно трещины образуются. Необходим расчет по раскрытию трещин.
Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси элемента
Ширина раскрытия нормальных трещин определяется по [ 1 формула 144 ].
Параметры входящие в указанную формулу вычисляются в соответствии с
требованиями [ 1 пп.4.15 4.28 4.29 ].
Напряжение в растянутой арматуре от полной нагрузки ():
Напряжение в растянутой арматуре от постоянной и длительной нагрузки ():
Ширина продолжительного раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузки
Ширина непродолжительного раскрытия трещин [ 3 формула 265 ]:
Расчет по образованию и раскрытию трещин
наклонных к продольной оси элемента
Расчет по образованию наклонных трещин выполняется по [ 1 формула 141 ] для
центра тяжести приведенного сечения панели и для мест примыкания сжатой полки к
Для центра тяжести приведенного сечения панели ( рис. ).
Главные растягивающие и главные сжимающие напряжения определяем по
коэффициент условия работы бетона :
где следовательно принимаем =03
Следовательно на уровне центра тяжести панели наклонные трещины не образуются.
Для мест примыкания сжатой полки к ребрам панели:
Следовательно и в местах примыкания сжатой полки к ребрам панели наклонные
трещины не образуются.
Расчет по деформациям
Кривизна изгибаемого элемента с трещинами в растянутой зоне определяется с использованием [ 1 формула 160 ].
Кривизна от непродолжительного действия полной нагрузки ():
Кривизна от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузки
Кривизна от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузки
Полная кривизна составляет [ 1 формула 170 ]:
Величина прогиба для свободно опёртой панели [ 3 формула 311 ]:
В соответствии с [ 3 табл. 2 ].
Проектирование неразрезного железобетонного ригеля
1. Определение расчетной нагрузки на 1м длины ригеля
-от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания ;
-от веса ригеля сечением 06
Итого : 3343 +392 =3735 кНм
-с учетом коэффициента надежности по назначению здания
2. Выбор расчетной схемы неразрезного железобетонного ригеля
Основная задача расчета любой конструкции – обеспечение прочности и эксплуатационных свойств при минимально возможных ее размерах. Поэтому расчетная схема должна быть максимально приближена к действительной работе конструкции.Многоэтажные многопролетные рамы имеют как правило регулярную геометрическую схему и однообразную нагрузку по этажам.При действии вертикальной нагрузки допускается расчленять многоэтажную раму на ряд одноэтажных рам [1 c.512] с высотой колонн равной половине высоты этажа в каждую сторону за исключением первого этажа (рис.1.б). В принятых к расчету одноэтажных рамах работа неразрезного железобетонного ригеля (при действии вертикальной нагрузки определяется в основном жесткостями ригелей и примыкающих к ним колонн. Поэтому выбор расчетной схемы неразрезного ригеля зависит от отношения погонных жесткостей ригеля и колонн [1 c.722 – 723] :
где B - соответственно жесткость ригеля и колонны;
здесь - соответственно моменты инерции сечения ригеля и колонны.
При прямоугольном сечении:
- начальный модуль упругости бетона [2 табл18 ] ( ).
-для ригелей средних этажей
-для ригелей первого этажа
-для ригелей верхнего этажа
По [ табл.1 ] схема 2 а. при n = 3 (см. рис. 3.1.)
Рисунок 3.1. Расчетная схема неразрезного ригеля
3. Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля.
Опорные моменты для ригелей жестко соединенных с колоннами на средних и крайних опорах вычисляется по формуле:
где коэффициенты зависят от схем загружения ригеля и коэффициента - отношения погонных жесткостей ригеля и колонны.
Вычисление опорных моментов ригеля от постоянной нагрузки и различных схем загружения временной нагрузкой приведено в табл.1.
Опорные моменты ригеля при различных схемах загружения.
Расчетные схемы для опорных моментов
Расчетные схемы для пролетных моментов
4. Пролетные моменты ригеля
В крайнем пролете схемы загружения 1 + 2 опорные моменты . Нагрузка .
Максимальный пролетный момент
В крайнем пролете схемы загружения 1 + 3 опорные моменты . . Нагрузка ;
В крайнем пролете схемы загружения 1 + 4 опорные моменты . Нагрузка ;
В среднем пролете схемы загружения 1 + 2 опорные моменты . Нагрузка ;
В среднем пролете схемы загружения 1 + 3 опорные моменты
В среднем пролете схемы загружения 1 +4 опорные моменты . Нагрузка ;
5. Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле
Практический расчет заключается в уменьшении примерно на 30% опорных
моментов ригеля и по схемам загружения 1 + 4; при этом намечается образование пластических шарниров на опоре. В эпюре моментов схем загружения
+ 4 добавляем выравнивающую эпюру моментов так чтобы уравнялись опорные моменты = и были обеспечены удобства армирования опорного узла. Ординаты выравнивающей эпюры моментов
Пролетные моменты на выравнивающей эпюре :
Разность ординат в узле выравнивающей эпюры моментов передается на стойки.
Максимальные величины изгибающих моментов до перераспределения составляют:
в первом пролете М12= 8159 кН.м (схема 1+2);
М1= 12596 кН.м (схема 1+2);
М21= 23504 кН.м (схема 1+4);
в среднем пролете М23= 21318 кН.м (схема 1+4);
М2= 8227 кН.м (схема 1+3);
М32= 17596 кН.м (схема 1+3).
Максимальные величины изгибающих моментов после перераспределения:
в первом пролете М12= 9623 кН.м (схема 1+2);
М1= 13084 кН.м (схема 1+4 после перераспределения);
М21= 18899 кН.м (схема 1+2 после перераспределения);
в среднем пролете М23= 17596 кН.м (схема 1+3 после перераспределения);
М2= 9507 кН.м (схема 1+4 после перераспределения);
М32= 18310 кН.м (схема 1+4 после перераспределения).
Пролетные моменты на эпюре выровненных моментов могут превысить значения пролетных моментов при схемах загружения 1 + 2 и 1 + 3 тогда они будут расчетными.
Расчет поперечной рамы средних этажей
Рисунок 3.2. Расчетная схема эпюра моментов ригеля выравнивающая эпюра эпюра моментов после перераспределения усилий
Рисунок 3.3. Объемлющая эпюра моментов
6. Поперечные силы ригеля
В крайнем пролете схема загружения 1+2 поперечные силы:
В среднем пролете схема загружения 1+2 поперечные силы:
В крайнем пролете схема загружения 1+3 поперечные силы:
В среднем пролете схема загружения 1+3 поперечные силы:
В крайнем пролете схема загружения 1+4 поперечные силы после перераспределения:
В среднем пролете схема загружения 1+4 поперечные силы после перераспределения :
В крайнем пролете схема загружения 1+4 поперечные силы до перераспределения:
В среднем пролете схема загружения 1+4 поперечные силы до перераспределения :
7. Опорные моменты ригеля по грани колонны
Опорный момент ригеля по грани средней колонны слева М(21)1 :
по схеме загружения 1+4 после перераспределения моментов
Опорный момент ригеля по грани средней колонны справа М(23)1 :
Опорный момент ригеля по грани крайней колонны М(12)1 :
по схеме загружения 1+4
Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным
1. Характеристика прочности бетона и арматуры
Бетон тяжелый класса В20 расчетные сопротивления при сжатии при растяжении ; коэффициент условий работы батона =09: модуль упругости =27000 МПа (прил. I II) .
Арматура продольная рабочая класса А – III расчетное сопротивление модуль упругости .
2. Определение высоты сечения ригеля
Высоту сечения подбираем по опорному моменту при поскольку на опоре момент определен с учетом пластического шарнира. Принятое же сечение ригеля следует затем проверить по пролетному моменту (если он больше опорного) так чтобы относительная высота сжатой зоны была и исключалось переармированное неэкономичное сечение. По [ 4. табл. III.1] находим значение а по формуле
принимаем h = 50 см.
Проверка принятого сечения по пролетному моменту в данном случае производится так как
3. Подбор сечений арматуры в расчетных сечениях ригеля
Производим подбор сечений арматуры в расчетных сечениях ригеля.
Сечение в первом пролете: (рис.4.1.) ; ; вычисляем:
Принято 516 A-III с (прил.4).
Сечение в среднем пролете:
тогда следовательно
Принято 514 A-III с (прил.4).
Рисунок 4.1. Сечение ригеля в пролете и на опоре
Сечение на средней опоре (рис. 4.1.)
арматура расположена в один ряд ;
принято 228 A-III с (прил.4).
Сечение на крайней опоре
принято 418 A-III с (прил.4).
Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным
На крайней опоре поперечная сила Qmax = 15811 кН.
Поперечная арматура устанавливается на приопорных участках с шагом Sк = 200 мм максимальный шаг поперечной арматуры на приопорных участках определяется по формуле:
Принимаем шаг поперечной арматуры на приопорных участках S = 200 мм на остальной части пролета устанавливается поперечная арматура с шагом S1 = 450 мм.
Принимаем поперечную арматуру класса А-I Rsw = 175 МПа Es = 210000 МПа требуемая площадь поперечной арматуры вычисляется по формуле:
Принято 26 с Asw = 57 мм2.
Условие Qmax = 158.11 кН Qсеч = 27056 кН удовлетворяется.
Так как то длину приопорного участка назначаем конструктивно l1 = 160 см.
На средней опоре слева поперечная сила Qmax = 16277 кН.
Принято 28 с Asw = 101 мм2.
Условие Qmax =16277 кН Qсеч = 27056 кН удовлетворяется.
Так как то длину приопорного участка принимаем конструктивно l1 = 160 см.
На средней опоре справа поперечная сила Qmax = 17415 кН.
Условие Qmax = 17415 кН Qсеч = 27056 кН удовлетворяется.
Так как то длину приопорного участка назначаем конструктивно l1 = 150 см.
Конструирование арматуры ригеля
Стык ригеля с колонной выполняется на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель армируется двумя сварными каркасами часть продольных стержней каркасов обрывается в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре арматуры. Обрываемые стержни заводятся 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 огибающей эпюре моментов по ординатам М места теоретического обрыва стержней;
)Определяют длину анкеровки обрываемых стержней причем поперечная сила Q в месте теоретического обрыва стержня принимается соответствующей изгибающему моменту в этом сечении.
1.Армирование ригеля
Армирование ригеля показано на рис. 6.1.
Рисунок 6.1. Армирование ригеля
В месте теоретического обрыва арматура 210 А-III с Аs = 157 см2;
Сечение на крайней опоре. Арматура 418 А-III с As = 1232 см2;
Сечение на средней опоре слева. Арматура 228 А-III с As = 1005 см2;
В месте теоретического обрыва арматура 514 А-III с Аs = 769 см2;
Сечение в первом пролете. Арматура 516 А-III с As = 1005 см2;
Сечение на средней опоре справа. Арматура 228 А-III с As = 1005 см2;
Сечение во втором пролете. Арматура 214 А-III с As = 769 см2;
Проектирование колонны
1. Определение усилий в средней колонне
1.1. Определение продольных сил от расчетных нагрузок
Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн
Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению здания
от стойки: (сечением 04×04;
Итого: G = 24166 кН.
Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом
в том числе длительная
Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит составит:
Итого: G = 21208 кН.
Временная нагрузка снеговая для IV снегового района при коэффициентах надежности по нагрузке и по назначению здания в том числе длительная кратковременная Q = 24 кН.
Продольная сила колонны первого этажа рамы от длительной нагрузки:
N = 21208 + 239 + (24166+ 8208) 5 = 185468 кН
Продольная сила колонны первого этажа рамы от полной нагрузки:
N = 185468 + 24 + 6566 = 194434 кН.
1.2. Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок
Вычислим опорные моменты ригеля перекрытия 1-го этажа 2-го этажа рамы.
Вычисляем максимальный момент колонн при загружении 1+2 (без перераспределения моментов). При действии длительных нагрузок:
При действии полной нагрузки:
Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы:
* при длительных нагрузках
* при полной нагрузке
Изгибающий момент колонны 1-го этажа:
* от длительных нагрузок
* от полной нагрузки
Изгибающий момент колонны 2-го этажа:
Вычислим изгибающие моменты колонны соответствующие максимальным продольным силам; воспользуемся для этой цели загружением пролетов ригеля по схеме 1.
От длительных нагрузок
* изгибающий момент колонны 1-го этажа
* изгибающий момент колонны 2-го этажа
2. Расчет прочности средней колонны
2.1. Характеристики прочности бетона и арматуры
Класс тяжелого бетона В20 и класс арматуры А-III принимаются такие же как и для ригеля.
2.2. Колонна 1-го этажа
Две комбинации расчетных усилий:
maxN = 194434 кН в том числе от длительных нагрузок Nl = 185468 кН и соответствующий момент М = 501 кН.м в том числе от длительных нагрузок Мl = 407 кН.м.
maxM = 5239 кН.м в том числе Мl = 2561 кН.м и соответствующее загружению 1+2 значение N = 194434 – 147742 = 187047 кН в том числе Nl = 185468 – 65662 = 182185 кН.
Подбор сечений симметричной арматуры выполняют по двум комбинациям усилий и принимают большую площадь сечения. Анализом усилий часто можно установить одну расчетную комбинацию и по ней выполнять подбор сечений арматуры. Ограничимся здесь расчетом по второй комбинации усилий.
Рабочая высота сечения ширина b = 40 см.
Эксцентриситет силы
Случайный эксцентриситет: или но не менее 1 см.
Поскольку эксцентриситет силы ео = 280 см больше случайного эксцентриситета ео = 133 см он и принимается для расчета статически неопределимой системы.
Найдем значение моментов в сечении относительно оси проходящей через центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры. При длительной нагрузке:
при полной нагрузке
Следует учитывать влияние прогиба колонны где радиус ядра сечения.
Выражение для критической продольной силы при прямоугольном сечении с симметричным армированием (без предварительного напряжения) с учетом того что принимает вид:
Расчетная длина колонн многоэтажных зданий при жестком соединении ригелей с колоннами в сборных перекрытиях принимается равной высоте этажа
Для тяжелого бетона
Отношение модулей упругости
Задаемся коэффициентом армирования и вычисляем критическую силу по формуле:
Вычисляем коэффициент по формуле:
Определяем граничную высоту сжатой зоны по таблице 18 [3]:
Вычисляем по формулам:
Определяем площадь арматуры по формуле:
Принято 3&22 А-III с As = 114 см2;
Для определения Ncr было принято перерасчет не требуется.
2.3. Консоль колонны для опирания ригеля
Рисунок 7.1. Опирание ригеля на консоль колонны
Опорное давление ригеля Q = 16277 кН; бетон класса В20 Rb = 115 МПа Rbt = 09 МПа; арматура класса А-III Rs = 365 МПа Rsw = 290 МПа.
Принимаем длину опорной площадки lsup = l = 20 см при ширине ригеля bbm = 40 см и проверяем условие согласно формуле:
Вылет консоли с учетом зазора с = 5 см составит при этом расстояние
Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной ( - высота сечения ригеля ) при угле наклона сжатой грани высота консоли у свободного края при этом Рабочая высота сечения консоли Поскольку консоль короткая.
Короткие консоли высотой сечения армируются горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями.
Суммарное сечение отгибов пересекающих верхнюю половину отрезка lw Ai = 0002 . b . ho = 0002 . 40 . 42 = 336 см2 принимаем 216 А-III с Ai = 402 см2.
Условие соблюдается. Длина отгибов Условие di также соблюдается.
Горизонтальные хомуты принимаем 6 А-I. Шаг хомутов принято
Проверяем прочность сечения короткой консоли :
условие выполняется.
Изгибающий момент консоли у грани колонны по формуле
Площадь сечения продольной арматуры консоли подбираем по изгибающему моменту у грани консоли увеличенному на 25 % по формуле принимаем
продольная арматура не требуется принято конструктивно 210 А-III.
4. Конструирование арматуры колонны
Колонна армируется пространственными каркасами образованными из плоских сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры 25 мм на первом и втором этажах здания равен 8 мм; принимаем 8 А-III с шагом s = 400 мм по размеру стороны сечения колонны b = 400 мм что менее 20.d=20.28=560 мм. Колонна пятиэтажной рамы членится на 5 элементов длиной в этаж каждый. Стык колонн выполняется на ванной сварке выпусков стержней с бетонировкой концы колонн усиливаются поперечными сетками. Армирование колонны изображено на рис. 7.2.
5. Фундамент колонны
Сечение колонны 40×40 см. Усилия колонны у заделки в фундаменте:
)N = 194434 кН эксцентриситет
)N = 185468 кН эксцентриситет
Ввиду относительно малых значений эксцентриситета фундамент колонны рассчитывается как центрально загруженный. Расчетное усилие N = 194434 кН; усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке нормативное усилие = 169073 кН. Рисунок 7.2.
Армирование колонны
Грунты основания пески пылеватые средней плотности маловлажные условное расчетное сопротивления грунта Ro = 02 МПа; бетон тяжелый класса В20; Rbt = 09 МПа; арматура класса А- Rs = 280 МПа. Вес единицы бетона фундамента и грунта на его обрезах
Рисунок 7.3.Фундамент под колонну
Высота фундамента предварительно принимается равной H = 100 см; глубина заложения фундамента H1 = 120 см.
Площадь подошвы фундамента определяем предварительно по формуле без поправок Ro на ее ширину и заложение:
Размер стороны квадратной подошвы Принимаем размер а = = 30 м. Давление на грунт от расчетной нагрузки
Рабочая высота фундамента из условия продавливания по формуле:
Полная высота фундамента устанавливается из условий:
)высота продавливания H = 138 + 4 = 142 см;
)высота заделки колонны в фундаменте
)высота анкеровки сжатой арматуры колонны 28 A-III в бетоне колонны класса В20
H = 24 . d + 25 = 24 . 28 + 25 = 922 см.
Принимаем окончательно фундамент высотой H = 150 см ho = 96 см трехступенчатый. Толщина дна стакана 30 + 5 = 35 см.
Проверяем отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении начинающемся в сечении III-III. Для единицы ширины этого сечения (b = 150 см)
условие прочности удовлетворяется.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях I-I и II-II по формулам:
Площадь сечения арматуры:
Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 2216 A-II с As = 4424 см2 и шагом s = 175 см. Проценты армирования расчетных сечений:
Расчет монолитного перекрытия
1. Конструктивная схема монолитного перекрытия
Монолитное ребристое перекрытие компонуется с поперечными главными балками и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещаются по осям колонн и в третях пролета главной балки при этом пролеты плиты между осями ребер равны
Предварительно задаемся размером сечения балок: главная балка b = 25 см; второстепенная балка b = 20 см.
2. Многопролетная плита монолитного перекрытия
2.1. Расчетный пролет и нагрузки
Расчетный пролет плиты равен расстоянию в свету между гранями ребер lo=2- 02 = 18 м в продольном направлении lo = 6 - 025 = 575 м. Отношение пролетов плиту рассчитываем как работающую по короткому направлению. Принимаем толщину плиты 7 см.
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в таблице 8.1.
Таблица 8.1.Сбор нагрузок на 1 м2 перекрытия
Коэффициент надежности по нагрузке
- бетонное покрытие
d=70мм r = 2500 кгм3.
Для расчета многопролетной плиты выделяем полосу шириной 1 м при этом расчетная нагрузка на 1 м длины плиты 9222 Нм. С учетом коэффициента надежности по назначению здания нагрузка на 1 м будет 9222 . 095 = 8761 Нм.
2.2. Изгибающие моменты
Изгибающие моменты определяем как для многопролетной плиты с учетом перераспределения моментов:
в средних пролетах и на средних опорах
в первом пролете и на первой промежуточной опоре
Средние пролеты плиты окаймлены по всему контуру монолитно связанными с ними балками и под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты уменьшаются на 20% если ; – условие выполняется тогда:
2.3. Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон тяжелый класса В20 Rb = 115 МПа Rbt = 09 МПа Арматура -проволока класса Вр-I диаметром 5 мм в сварной рулонной сетке Rs = 360 МПа.
2.4. Подбор сечения продольной арматуры
В средних пролетах и на средних опорах
принимаем 104 Вр-I с As = 126 см2 и соответствующую рулонную сетку марки
В первом пролете и на первой промежуточной опоре
Принимаем две сетки основную 104 Вр-I с As = 126 см2 и соответствующую рулонную сетку марки и доборную 53 Вр-I с As = 0353 см2 и соответствующую рулонную сетку марки с общим As = 161 см2.
3. Многопролетная второстепенная балка
3.1. Расчетный пролет и нагрузки
Расчетный пролет равен расстоянию в свету между главными балками:
lo = 6 - 025 = 575 м.
Таблица 8.3. Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки
-от балки сечением 02×04
- с учетом коэффициента надежности по назначению здания
g = 11 095 = 1045 кНм
3.2. Расчетные усилия
Изгибающие моменты определяем как многопролетной балки с учетом перераспределения усилий.
На первой промежуточной опоре
Отрицательные моменты в средних пролетах определяются по огибающей эпюре моментов; они зависят от отношения временной нагрузки к постоянной В расчетном сечении в месте обрыва надопорной арматуры отрицательный момент при можно принять равным 40 % момента на первой промежуточной опоре. тогда отрицательный момент в среднем пролете М = 04 . 4083 = 1633 кН.м.
- на первой промежуточной опоре слева
- на первой промежуточной опоре справа и всех остальных опорах
3.3. Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон как для плиты класса В20. Арматура продольная класса А-III с Rs = 365 МПа поперечная класса А-I Rsw = 175 МПа.
3.4. Определения высоты сечения балки
Высоту сечения подбираем по опорному моменту при поскольку на опоре момент определяем с учетом образования пластического шарнира. При = 0289. На опоре момент отрицательный полка ребра в растянутой зоне. Сечение работает как прямоугольное с шириной ребра b = 20 см. Вычисляем:
принимаем h = 40 см b = 20 см
В пролете сечение тавровое полка в сжатой зоне. Расчетная ширина полки при равна:
3.5. Расчет прочности по сечениям нормальным к продольной оси
Сечение в первом пролете М = 5197 кН.м.
нейтральная ось проходит в сжатой полке;
принято 216 A-III с As = 402 см2.
Сечение в среднем пролете М = 3573 кН.
принято 214 A-III с As = 308 см2.
На отрицательный момент М = 1633 кН.м сечение работает как прямоугольное.
принято 210 A-III с As = 157 см2.
Сечение на первой промежуточной опоре М = 4083 кН.м.
принято 3&12 и 2&10 A-III с As = 496 см2 –– две гнутые сетки.
Сечение на средних опорах М = 3573 кН.м.
3.6. Расчет прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси
На первой промежуточной опоре слева Qmax = 5965 кН.
Поперечная арматура устанавливается на приопорных участках с шагом Sк = 150 мм максимальный шаг поперечной арматуры на приопорных участках определяется по формуле:
Принимаем шаг поперечной арматуры на приопорных участках S = 150 мм на остальной части пролета устанавливается поперечная арматура с шагом S1 = 34 . h = 300 мм.
Принимаем поперечную арматуру класса Вр-I Rsw = 260 МПа Es = 210000 МПа требуемая площадь поперечной арматуры вычисляется по формуле:
Принято 23 с Asw = 141 мм2.
Условие Qmax = 5965 кН Qсеч = 225 кН удовлетворяется.
Список использованных источников
СНиП 2.03.01-84*. Строительные нормы и правила. Бетонные и железобетонные конструкции. М.: Госстрой СССР 1989. 78 с.
СНиП 2.01.07-85. Строительные нормы и правила. Нагрузки и воздействия. М.: Госстрой СССР 1987. 36 с.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84).
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. М.: Стройиздат 1985. 728 с.
Методические указания к выполнению курсового проекта №1. "Расчет ребристых железобетонных панелей перекрытий" составил Яковлев С. К. Новокузнецк 1995.
Методические указания "Проектирование неразрезного железобетонного ригеля" составил Яковлев С. К. Новокузнецк 1989.

А1+А2.dwg

Кафедра инженерных конструкций
Спецификация арматуры
Расчетная схема монолитной плиты
Расчетная схема второстепенной балки
Расчетная схема плиты пререкрытия
Расчетная схема ригеля
цементно-песчаная стяжка