Многоэтажное каркасное здание с железобетонными перекрытиями

3. КОЛОННА.docx

5.Определение усилий в средней колонне.
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:
Усилия при загружении комбинацией 1:
Усилия при загружении комбинацией 2:
2 Расчет прочности средней колонны
2.1 Характеристики прочности бетона и арматуры
Принимаем класс тяжелого бетона C 2530 и класс арматуры S500.
Комбинация расчетных усилий: max N = 1075336 кН и соответствующий момент
M = 0438 кНм и соответствующие загружению комбинацией 2 значение N = 1521 кН и соответствующий момент max M = 25190 кНм.
Продольная сила от собственного веса колонны: кН.
Продольные силы по комбинациям:
N1 = 1075336+486 = 1123936 кН;
N2 = 1521+486 = 2007 кН.
2.2 Подбор сечений симметричной арматуры
Колонна многоэтажного рамного каркаса с размерами сечения b=300 мм h=300 мм с = 45 мм с1 = 45 мм. Арматура класса S500 симметрично расположена в сечении т.е AS1 = AS2.
Расчетная длина колонны многоэтажных зданий при жестком соединении
колоннами с фундаментом и шарнирном в уровне перекрытия равна: .
d = 300 – 45 = 255 мм.
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 S500 по таблице 6.7[Пецольд] 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
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.
Величину можно найти по формуле где величина р4 находится по следующей формуле:
Следовательно по расчету арматура не требуется.
Поперечное армирование:
Диаметр стержней назначаем из условий свариваемости стержней: 8 мм;
Шаг назначаем по конструктивным требованиям: s = 300 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 = 76612 кН бетон класса C2530 fcd = 1667 МПа
fctd = 1667МПа; S500 fyd= 435 Мпа.
Длина опорной площадки l = 30см при ширине ригеля bbm = 30 см.
Вылет консоли с учетом зазора 5 см составляет: l1 = l + c = 30 + 5 = 35см
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 коэффициент учитывающий влияние хомутов нормальных к продольной оси элемента и определяется по формуле:
где (для тяжелого бетона).
Изгибающий момент консоли у грани колонны:
Площадь сечения продольной арматуры при ; =>
- принимаем 28 S500 с As = 101 мм2.
Колонна армируется пространственными каркасами образованными из плоских сварных каркасов.
Колонна армируется пространственными каркасами образованными из плоских сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры 14 принимают 8 S500 с шагом S = 300 мм по размеру стороны сечения колонны b = 300 мм что менее 20.
В стыках колонн усилия могут передаваться через бетон или через закладные детали и бетон. Принимаем стык с ванной сваркой выпусков арматуры.
Ванная сварка выпусков продольных стержней позволяет уменьшить расход стали и восстановить непрерывность рабочей арматуры колонны. Стык менее материалоемок но требует бетонирования при монтаже с постановкой специальных сеток что повышает трудоемкость монтажных работ.
Все стыки уменьшают сечение колонны. Возмещение этих потерь обеспечивается постановкой косвенной арматуры в виде сеток.
Выпуски продольной арматуры расположены в подрезках которые затем омоноличиваются.
Количество сварных сеток у торца колонны принимается не менее четырех. Длина зоны их установки должна составлять не менее 10 при продольной арматуре колонны из стержней периодического профиля и 20 при гладких стержнях где – наибольший диаметр продольной арматуры.
Первая сетка располагается на 15-20 мм от торца. Шаг сеток принимается от 60 до 150 мм но не более 13 меньшей стороны сечения колонны. Размер ячеек сетки - от 45 до 100 мм и не более 14 меньшей стороны сечения колонны. Продольная арматура должна находиться внутри контура сеток. Площадь сечения стержней сетки на единицу длины в одном и другом направлениях не должна отличаться больше чем в 15 раза.

Чертежи 2 А1.dwg

План сборногоперекрытиярасчётная схема плиты П1nэпюра материалов Мnплита П1 узлы.n
Многопустотная плита П-1
Железобетонные изделия
ø4 S500 СТБ 1704-2012 L=5870
ø4 S500 СТБ 1704-2012 L=1230
ø4 S500 СТБ 1704-2012 L=600
ø12 S240 СТБ 1704-2012 L=1360
Многоэтажное каркасное здание
Расчётная схема плиты П1
План монолитного перекрытия расчётная схема плиты расчётная схема второстепенной балкиnэпюра материалов сетки
Расчётная схема nвторостепенной балки
План монолитного перекрытия
Схема раскладки сеток
ø3 S500 СТБ 1704-2012 L=2350
ø4 S500 СТБ 1704-2012 L=20100
Второстепенная балка ВБ
ø12 S500 СТБ 1704-2012 L=3540
ø3 S500 СТБ 1704-2012 L=450
ø3 S500 СТБ 1704-2012 L=1220
ø3 S500 СТБ 1704-2012 L=1360
ø4 S500 СТБ 1704-2012 L=2350
ø12 S500 СТБ 1704-2012 L=5730
ø10 S500 СТБ 1704-2012 L=2550
ø10 S500 СТБ 1704-2012 L=5190
ø3 S500 СТБ 1704-2012 L=1262
ø4 S500 СТБ 1704-2012 L=3540
ø12 S500 СТБ 1704-2012 L=5190
Спецификация на 1 элемент перекрытия
План сборного перекрытия
ø22 S500 СТБ 1704-2012 L=710
ø6 S500 СТБ 1704-2012 L=374
ø6 S500 СТБ 1704-2012 L=550
ø14 S500 СТБ 1704-2012 L=5590
ø14 S500 СТБ 1704-2012 L=2020
ø12 S500 СТБ 1704-2012 L=855
ø6 S500 СТБ 1704-2012 L=340
ø25 S500 СТБ 1704-2012 L=1045
ø12 S500 СТБ 1704-2012 L=2875
ø12 S500 СТБ 1704-2012 L=1600
ø25 S500 СТБ 1704-2012 L=1060
ø12 S500 СТБ 1704-2012 L=2550
ø14 S500 СТБ 1704-2012 L=2155
ø12 S240 СТБ 1704-2012 L=550
ø8 S500 СТБ 1704-2012 L=260
ø12 S500 СТБ 1704-2012 L=770
ø12 S500 СТБ 1704-2012 L=635
ø12 S500 СТБ 1704-2012 L=460
ø28 S500 СТБ 1704-2012 L=145
ø28 S500 СТБ 1704-2012 L=4840
ø28 S500 СТБ 1704-2012 L=540
ø5 S500 СТБ 1704-2012 L=270
ø5 S500 СТБ 1704-2012 L=120
ø12 S500 СТБ 1704-2012 L=300
ø20 S500 СТБ 1704-2012 L=1060
Утелитель r=250 кгм d=150 мм
Кровля Технониколь nr=1500 кгм d=20 мм
Плита перекрытия ЖБnr=2500 кгм d=150 мм
Пароизоляция 1 слой рубероидаnr=1000 кгм d=5 мм
Цементно-песчаная стяжка r=2000 кгм d=60 мм
Плита перекрытия ЖБnr=2500 кгм d=190 мм
Cхема армирования плиты П1

2.РИГЕЛЬ.docx

4.Определение усилий в ригеле поперечной рамы.
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.
от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания w=0.95; 702·095·59=38.136 кНм;
от веса ригеля прямоугольного сечения (300х500 = 2500кгм3) с учетом коэффициента надежности f = 135 и n = 095.
Итого: g = 38.136+48 = 42.936 кНм.
Временная с учетом т =095 v=9·5.9·095=67.26 кНм;
в том числе длительная: 45·095·59=33.63кНм и кратковременная 45·095·59=33.63кН м.
Полная нагрузка: g + v = 42.936+67.26 = 110.196 кНм
Вычислим расчетную нагрузку на ригель покрытия:
от плиты покрытия: 702·095·59=38.136 кНм;
от веса пароизоляции: 0005·59·095=0028 кНм;
от веса теплоизоляции: 025·015·59·095=021кНм;
от веса рулонного ковра: 003 ·59·095=0168 кНм;
итого: g =43.342 кНм;
Временная нагрузка (собирается от снега)
v=12·15·59·095=10.089кНм.
2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля
Опорные и пролетные моменты вычисляют в программном комплексе “RADUGA-BETA”
Различные схемы загружения постоянной и временной нагрузкой приведены в табл.3.
Схема нумерации стержней и узлов:
Схемы загружения ригелей.
Схема нагружения постоянной нагрузкой Схема нагружения временной нагрузкой 1
Схема нагружения временной нагрузкой 2 Схема нагружения временной нагрузкой 3
Эпюры изгибающих моментов от комбинаций нагрузок
Комбинация 1(Постоянная +Временная 1) Комбинация 2 (Постоянная +Временная 2)
Комбинация 3 (Постоянная +Временная3)
Рассмотрим участки ригеля которые подвержены наибольшим изгибающим усилиям.
Эпюры моментов ригеля при различных комбинациях схем нагружения строят по данным отчета:
Вариант нагружения 1:
Вариант нагружения 2:
Вариант нагружения 3:
Бетон тяжелый класса расчетное сопротивление при сжатии при растяжении модуль упругости .
Арматура продольная рабочая класса S500 расчетное сопротивление модуль упругости .
2 Определение высоты сечения ригеля
Высоту сечения подбирают по опорному моменту при = 035 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 lim и исключалось переармированное неэкономичное сечение. По табл. 67 Пецольд и при = 035 находят значение m = 0242 а по формуле определяют граничную высоту сжатой зоны:
(по табл. 6.7 Пецольд);
Сечение в первом пролете:
(по табл. 6.7 Пецольд)
Принимаем 614 S500 с мм2
Сечение в втором пролете:
Принимаем 614 S500 с мм2.
Сечение в третьем пролете:
Крайний ригель сечение на левой опоре: Мsd =78662 кНм;
d = h – (35+14)= 300 – 49 = 251 мм;
Принимаем 322 S500 с AS1 = 1140 мм2;
Крайний ригель сечение на правой опоре: Мsd =7378кНм;
Принимаем 325 S500 с AS1 = 1473 мм2;
Средний ригель сечение на правой опоре: Мsd =105614 кНм;
Принимаем 325 S500 с AS1 = 1473 мм2
Крайний ригель сечение на правой опоре: Мsd = 67209 кНм;
Принимаем 320 S500 с AS1 = 941 мм2.
5 Расчет прочности по сечениям наклонным к продольной оси.
Эпюра поперечных сил
Максимальная расчетная поперечная сила: VSd =57454 кН диаметр поперечных стержней устанавливают из условия сварки их с продольной арматурой диаметром =22 мм и принимают 3sw = 6мм с площадью As = 8482 мм2.
Проверяем необходимость установки поперечной арматуры по расчёту:
Определяем расчетную поперечную силу воспринимаемую элементом без вертикальной и наклонной арматуры:
т.к. плита работает без предварительного напряжения;
следовательно Vrdct=5662 кН Vsd = 57454кН; =>арматура по расчету требуется.
Шаг поперечных стержней по конструктивным требованиям:
S = h3 =3003 =100 мм
на всех приопорных участках длиной l4 принимаем шаг S = 195см
в средней части пролета шаг S = 3h4 = 3x6004 = 450мм.
Принимаем шаг равный 240 мм – в средней части (S20 = 20x12 = 240 мм).
- минимальное из трёх значений:
) q = 30784+45828=76612кНм
Так как условие не выполняется
- для тяжелого бетона
- т.к ригель имеет прямоугольное сечение
; т.к предварительное напряжение в формуле отсутствует.
Предельное значение поперечной силы на опоре:
Прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами:
где коэффициент учитывающий влияние хомутов нормальных к продольной оси элемента и определяется по формуле:
где - (для тяжелого бетона).
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 W = V2qsw+ 5 20 причем поперечную силу V в месте теоретического обрыва стержня принимают соответствующей изгибающему моменту в этом сечении.
Рассмотрим сечение первого пролета.
4 S500 с AS1 = 923 мм2; d=h-a-12=300-35-12= 253мм;
В месте теоретического обрыва 314 с АS = 462 мм2; d=300-35-12 =253мм;
Расчетную длину анкеровки ненапрягаемых стержней lbd следует рассчитывать по формуле:
где Asreq— площадь продольной арматуры требуемая по расчету;
Asprov— принятая площадь продольной арматуры;
2 3 4— коэффициенты определяемые по таблице 11.6 СНБ;
lb— базовая длина анкеровки
lbmin— минимальная длина анкеровки принимаемая:
— для растянутых стержней
Для стержней периодического профиля произведение 124 должно удовлетворять условию 124 07.
Asreq=; Asprov= 923 мм2= 1-015(cd - ) = 1-015(20-14)14 = 09357 =>
где fbd — предельное напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном определяемое по формуле
допускается определять по табл. 11.7 СНБ:
= 226676 мм; 15 = 210 мм; 05h = 05
> lbmin=> lbd =150мм.
Рассмотрим сечение на первой опоре арматура
2 S500 с AS1=1140 мм2; d = h – a – 14= 300 – 35 – 14 = 251 мм;
В месте теоретического обрыва 312 с АS = 339 мм2; d=300-35-12 =253мм;
Asreq=; Asprov= 1140 мм2= 1-015(cd - ) = 1-015(20-22)22 = 10136 =>
= 356206 мм; 15 = 330 мм; 05h = 05
> lbmin=> lbd =180мм.
Рассмотрим сечение на второй опоре арматура
5 S500 с AS1 = 1473 мм2; d = h – a – 14= 300 – 35 – 14 = 251 мм;
В месте теоретического обрыва 312 с АS = 339 мм2; d=600–20–14=566мм;
Определим длину анкеровки для арматуры 25
Asreq= ; Asprov= 1473 мм2= 1-015(cd - ) =1-015(20-25)25 = 103;
= 40588 мм; 15 = 375 мм; => lbm
Рассмотрим сечение второго пролета.
Арматуру в пролете принимаем:
Определим длину анкеровки для арматуры 14
Рассмотрим сечение на третьей опоре
Рассмотрим сечение третьего пролета.
Рассмотрим сечение на последней опоре
0 S500 с AS1 =941 мм2 d = h – a – 14= 300 –35–14 = 251 мм;
В месте теоретического обрыва 312 с АS = 339 мм2; d = 300 – 35 – 14 = 251 мм;
Определим длину анкеровки для арматуры 20
Asreq= ; Asprov= 941 мм2= 1-015(cd - ) = 1-015(20-20)20 = 1;
= 323823 мм; 15 = 300 мм; => lbm

titul-pgs (1) - копия.doc

УО «Полоцкий государственный университет»
Инженерно-строительный факультет
Кафедра «Строительные конструкции»
по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»
Тема: «Многоэтажное каркасное здание»
Исполнитель: студент ИСФ 5курс группа 10-ПГСз-5т
Руководитель проекта: старший преподаватель
кафедры «Строительные конструкции»
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
Исполнитель: Петухов
студент 5 курса группы 10-ПГСз-5т

1. ПЛИТА Петухов.docx

Проектирование конструкции перекрытия каркасного здания.
Общие данные для проектирования.
Трехэтажное каркасное здание без подвала имеет размеры в плане 59х18м и сетку колонн 59х36м. Высота этажа 30м. Стеновые панели навесные из лёгкого бетона в торцах здания замоноличиваются совместно с торцевыми рамами образуя вертикальные связевые диафрагмы. Нормативное значение временной нагрузки v=6000Нм2 в том числе кратковременной нагрузки 3000Нм2. Район строительства – город Витебск. Снеговая нагрузка по IIВ району(S0=120 кгм2). Класс по условию эксплуатации ХD1.
Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия.
Ригели поперечных рам пятипролётные на опорах жёстко соединённые с крайними и средними колоннами. Плиты перекрытий – ребристые. Ребристые плиты принимаютсяс номинальной шириной равной 1300мм; связевые распорки шириной 1000мм 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.
Расчет и проектирование многопустотной панели.
1 Определение нагрузок и усилий.
Таблица 1. Нагрузки на сборное междуэтажное перекрытие
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент надежности по нагрузке f
Расчетная нагрузка кНм2
От собственного веса ребристойной плиты перекрытия =016м =2500кгм3
От пола =006м =2000 кгм3
Для изготовления сборной панели принимаем бетон класса С fck=25MПа fccube=30MПа fcm=28MПа fctm=22MПa fcd=fck=2515=1667МПа;
продольную арматуру – из стали класса S500 fyd =435МПа fyk=500МПа
поперечную арматуру – из стали класса S240 fyd=218МПа fyk=240МПа армирование сварными сетками и каркасами.
Найдем высоту сечения:
где с - коэффициент равный 35 для ребристых плит
- коэффициент увеличения прогибов при длительном действии нагружения равный 2 для пустотных плит
lк=5900-75-20-20-75=5710мм
leff= lк–b2=57100–100=5610мм.
Принимаем h = 450мм.
Приведённая толщина панели равна площади полученного тавра делённой на ширину панели
На 1м длины панели шириной 1270мм действуют следующие нагрузки кНм: кратковременная нормативнаякНм;
кратковременная расчетная кНм;
постоянная и длительная нормативная кНм;
постоянная и длительная расчетная кНм;
итого нормативнаякНм;
Расчетный изгибающий момент от полной расчетной нагрузки при f = 095:
Расчетный изгибающий момент от полной нормативной нагрузки (для расчета прогибов и трещиностойкости):
То же от нормативной постоянной и длительной нагрузок:
То же от нормативной кратковременной нагрузки:
Максимальная поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки:
То же от нормативной нагрузки:
3 Расчет по прочности нормальных сечений.
Определяем значение коэффициента по формуле:
где d = h – с =450 – 35 = 415 мм.
где - коэффициент зависящий от средних напряжений в сжатой зоне бетона и точки приложения равнодействующей ;
- поправочный коэффициент ;
Так как то сжатая арматура по расчету не требуется и растянутая арматура достигает предельных деформаций.
Проверим выполнение условия MRd>Msd:
т. к. то (табл. 6.9 Пец.) сечение находится в области деформирования II и изгибающий момент воспринимаемый бетоном(бетон в жатой зоне и арматура используется полностью) расположенным в пределах высоты полки находится по формуле:
Условие MRd=266437>Msd=42822 выполняется.
Требуемая площадь растянутой продольной арматуры:
Принимаем арматуру S500 410 Аst = 314см2
4 Расчет по прочности наклонных сечений.
Максимальная поперечная сила от полной расчётной нагрузки .
Условие для расчета по прочности на действие поперечных сил:
т.к. плита работает без предварительного напряжения;
но должно быть не менее .
Следовательно постановка поперечной арматуры не требуется.
5 Проверка панели на монтажные нагрузки.
Панель имеет четыре монтажные петли из стали класса S240 расположенные на расстоянии 35 см от концов панели. С учетом коэффициента динамичности kd = 14 расчетная нагрузка от собственного веса панели:
g - собственный вес панели; ;
b – конструктивная ширина панели;
Отрицательный изгибающий момент консольной части панели:
Этот консольный момент воспринимается продольной монтажной арматурой каркасов. Полагая что z=09d требуемая площадь сечения указанной арматуры составляет:
При подъеме панели ее вес передается на две петли. Тогда усилие на одну петлю составляет:
Принимаем конструктивно стержни диаметром 16 мм As1 = 2011см2.
6 Проверка панели по прогибам.
Проверку прогибов осуществим по упрощенному способу который основан на сравнении коэффициента жесткости () который косвенным образом характеризует деформативность конструкции от действия нагрузок с допустимыми значениями .
Условие в соответствии с которым осуществляют проверку прогибов по упрощенному способу:
где - предельно-допустимое значение отношения для плит работающих в одном или двух направлениях
где - принятая площадь растянутой арматуры ;
- требуемая по расчету площадь растянутой арматуры ;
следовательно принимаем
Выполним проверку прогиба
Условие жесткости выполняется.
7 Расчет панели по раскрытию трещин.
Момент от полной нормативной нагрузки: . Класс по условиям эксплуатации ХD1. Для класса ХD 1 предельно допустимая ширина раскрытия трещин =03мм.
Расчетную ширину раскрытия трещин нормальных к продольной оси элемента определяем по формуле:
где - среднее расстояние между трещинами определяемое по формуле:
где (для стержней периодического профиля) (при изгибе)
Средние относительные деформации арматуры определяют
где (для арматурных стержней периодического профиля) (для длительно действующей нагрузке); Msr - изгибающий момент при котором возникают трещины; Mcd - изгибающий момент от нормативной нагрузки.
Проверка по ширине раскрытия трещин выполняется.

4. МОНОЛИТ.docx

6. Расчет монолитного железобетонного перекрытия с балочными плитами.
Для расчета принимаем следующие данные:
количество главных пролетов – 5
количество второстепенных пролетов – 10
пролет второстепенной балки м – 59
пролет главной балки м – 36
- арматура класс S500
1 Расчет и конструирование монолитной железобетонной плиты
Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия:
высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок:
; принимаем h=50см .
высота и ширина поперечного сечения главных балок:
- высота плиты 90 см при максимальном расстоянии между осями второстепенных балок – 150 см.
Высота плиты определяется по максимальному изгибающему моменту исходя из оптимального для плит значения относительной высоты сжатой зоны: х hо = 0.1 0.2
Необходимо чтобы для плиты удовлетворялись условия: Vmax 25fcdtbd
где Vma V b4fcdtbd2c
где V – поперечная сила в конце наклонного сечения;
b4 = 15 для тяжелого бетона;
с – длина проекции наклонного сечения начинающегося от опоры и принимаемого не более сmax = 25ho.
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:
- средние – расстояние в свету между второстепенными балками:
lo2 = l – b = 120 – 20 = 100 см.
В длинном направлении lo2 = l – b = 590 – 20 = 570 см.
Монолитные балочные плиты (в нашем случае отношение пролетов 590150 = 3933>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 перекрытияТаблица 4
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент надежности по нагрузке f
Расчетная нагрузка кНм2
От собственного веса монолитной плиты перекрытия =016м =2500кгм3
От пола =006м =2000 кгм3
C учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1м плиты: q = (g + v)n = 1602x095= 15219 кНм.
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 = MB = qlo1211 = 15219
в средних пролетах и средних опорах:
M2 = Mc = Mз = qlo2216 = 15219x10216 = 1451 кНм.
Так как для плиты отношение h lo2 = 50100 = 05 130 то в средних пролетах окаймленных по всему контуру балками изгибающие моменты уменьшаем на 20 то есть они будут равны 08х14= 112 кНм.
Поперечные силы: на первой промежуточной опоре слева имеет максимальное значение и равна:
Vmax = 06qlo1 = 06x15219x081= 10.182 кН.
Определим по 2 и приложению 1 методических указаний характеристики прочности бетона с учетом заданной влажности окружающей среды.
Бетон тяжелый естественного твердения класса С2530: fcd= 2515 = 1667МПа;
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.
1.3 Определение толщины плиты
Принимаем = 015 тогда m =00885
Mmax = 1.465кНм Vmax = 10.182 кН.
Принимаем d=40мм из конструктивных соображений.
Полная высота плиты:
h = d + a = 3113+ 375 =6863 см где а =35+ 2 = 35 + 052 = 375 см;
(= 5мм – предполагаемый диаметр рабочей арматуры плиты); 35 см – защитный слой.Принимаем толщину плиты 90 мм из конструктивных соображений.
Уточняем полезную толщину плиты:
d =9 – 375 = 525 см.
Условие удовлетворяется.
Условие – также удовлетворяется при с = сmax = 25d.
Постановка поперечной арматуры для плиты не требуется.
1.4 Подбор сечения арматуры
- в первом пролёте и на первой промежуточной опоре:
Арматура для сеток S500 fyd = 450 МПа.
Площадь сечения арматуры:
- в средних пролётах и на средних опорах: М = 1161 кНм
В соответствии с полученными значениями AS принимаем следующие сетки:
- в первом пролёте и на первой опоре С1: AS1 = 87 мм2
- в средних пролётах и на средней опоре: дополнительная сетка С2:
AS2 = 42 мм2 всего AS = AS1+ AS2 = 87+66 = 153 мм2.
2 Расчет второстепенной балки
2.1 Определение нагрузок
Предварительно назначаем размеры второстепенной балки:
h = 50 см b = 20 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 (12 м). Постоянная нагрузка:
- от собственного веса плиты и пола: ;
- от веса ребра балки:
Итого: g = 10649 кНм.
Временная нагрузка: ;
Всего с учетом коэффициента надежности по назначению здания:
q = (g + v)n = (10649 + 108) 095 = 20696 кНм.
2.2 Определение расчетных пролетов
l01 = l – b2 – b2 = 5900 – 2502 – 2502 = 5650 мм – для средних пролетов.
2.3 Определение расчетных усилий
Ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов вычисляются в сечениях через 02 l0 по формуле
Значения коэффициентов принимаем по отношению:
Определение изгибающих моментов в различных сечениях второстепенной балки будем производить в табличной форме:
Изгибающие моменты второстепенной балкиТаблица 5
Нулевые точки эпюры положительных моментов расположены на расстояниях 015 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 В слева: ;
- у опоры В справа: ;
- у опоры С слева: ;
- у опоры С справа и у остальных опор: .
Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил для второстепенной балки при равномерно распределённой нагрузке.
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:
ММАХ = -48077 кНм при = 035 m = 0242.
Предварительно были приняты следующие размеры поперечного сечения:
h = 50 см b = 20 см. Проверяем правильность назначенной высоты сечения второстепенной балки:
h = d + c =2078+ 525 = 2603 мм 500 мм.
2.5 Подбор сечения арматуры
Определим расчётную ширину полки таврового сечения:
Класс бетона по условиям эксплуатации XD-1 принимаем = 2515 = =1667МПа;
Назначаем арматурные стержни класса S500 = 435МПа;
Определяем значение граничной относительной высоты сжатой зоны:
Определяем площадь продольной рабочей арматуры:
В первом пролёте (нижняя):
М= 61189кНм bf’=1262мм hf’=90мм b=200мм d=h–c=500–35-14= 451мм fcd= 1667МПа
Т.к. то граница сжатой зоны проходит в полке расчёт производим как для прямоугольного сечения шириной b = bf’ = 1262мм.
Требуемая площадь продольной арматуры:
На опоре В (верхняя):
b=200мм т.к. сжатая зона находится в ребре в нижней части балки.
d= h–c = 500–35-8= 457 мм т.к. арматура может быть установлена в два ряда.
Так как то арматура в сжатой зоне не требуется.
В втором пролёте (нижняя):
М= 42026кНм bf’=1262мм hf’=90мм b=200мм d=h–c=500–35-14= 451мм fcd= 1667МПа
На опоре С (верхняя):
М=42026кНм bf’=1262мм hf’=90мм b=200мм d=h–c=500–35–8= 457мм fcd= 2333МПа fyd=435МПа.
В третьем пролёте (нижняя):
На опоре D (верхняя):
М=42026кНм bf’=1262мм hf’=90мм b=200мм d=h–c=500–35–8= 457мм fcd= 1667МПа fyd=435МПа.
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 412 S500 (АS = 4524 мм2). Верхние стержни каркаса КР-1 принимают конструктивно 212 S500 (АS = 226 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 410 S500 (АS = 314 мм2). Верхние стержни каркаса КР-2 определяются по расчёту так как в средних пролётах действуют отрицательные моменты. С учетом конструктивных соображений принято 212 S500
(АS = 226 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 bf’ = 1262 см равна:
В пересчёте на класс S-500 : .
Проектируем сварную рулонную сетку с поперечными рабочими стержнями
мм из стали класса S500 с шагом 100 мм (Аs = 127 см2) продольные распределитель-ные стержни принимаем 3 мм из стали класса S500 с шагом 350 мм. Принимаем сетку С33540 (1262)
На опоре С площадь сечения арматуры в одной сетке на 1м полки второстепенной балки шириной bf’ = 1262 см равна:
В пересчёте на класс S-500 :
мм из стали класса S500 с шагом 100 мм (Аs = 127 см2) продольные распредели-тельные стержни принимаем 3 мм из стали класса S500 с шагом 350 мм. Принимаем сетку С43540 (1262).
2.7 Расчёт поперечной арматуры
Максимальная расчетная поперечная сила: Vsd=7078кН диаметр поперечных стержней устанавливают из условия сварки их с продольной арматурой диаметром =12мм и принимают 2 sw = 3мм с площадью Asw = 1414мм2.
При классе S500 = 333МПа.
Проверяем необходимость установки поперечной арматуры по расчёту:
Определяем расчетную поперечную силу воспринимаемую элементом без вертикальной и наклонной арматуры:
т.к. плита работает без предварительного напряжения;
Следовательно Vrdct=29925кН Vsd =7078 кН; =>арматура по расчету требуется.
Согласно СНБ 5.03.01.-02 шаг поперечных стержней:
в средней части элемента независимо от высоты — не более 34h и 500 мм;
Шаг поперечных стержней по конструктивным требованиям:
S = h3 =5003 =1667 мм
на всех приопорных участках длиной l4 принимаем шаг S = 165 мм
в средней части пролета шаг S = 3h4 = 3x5004 = 375 мм.
по всей длине элемента из условия обеспечения работы продольной арматуры установленной по расчету в сжатой зоне сечения:
- минимальное из трех значений:
Так как условие выполняется принимаем .
- для тяжелого бетона
Предельное значение поперечной силы на опоре:
Прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами:
где коэффициент учитывающий влияние хомутов нормальных к продольной оси элемента и определяется по формуле:
где (для тяжелого бетона).
2.8 Построение эпюры материалов
Рассмотрим сечение первого пролета.
Арматура 412 S500 с AS1 = 452мм2.
d = 451мм. По расчету:
В месте теоретического обрыва арматура 212 S500 АS = 226мм2;
Расчетную длину анкеровки ненапрягаемых стержней lbd следует рассчитывать по формуле:
где Asreq- площадь продольной арматуры требуемая по расчету;
Asprov- принятая площадь продольной арматуры;
2 3 4- коэффициенты определяемые по таблице 11.6 СНБ;
lb- базовая длина анкеровки
lbmin- минимальная длина анкеровки принимаемая:
- для растянутых стержней
Для стержней периодического профиля произведение принимаем равным 07.
Asreq= Asprov= 452 мм2
где fbd - предельное напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном определяемое по формуле:
допускается определять по СНБ 5.03.01-02:
= 194294мм; 15 = 180мм; => lbm
lbmin=180мм => =80мм.
Рассмотрим сечение второго пролета.
Арматура 410 S500 с AS1 = 314мм2.
В месте теоретического обрыва арматура 210 S500 АS = 157 мм2;
Расчетаем длину анкеровки ненапрягаемых стержней lbd :
Asreq= ; Asprov= 226мм2;
допускается определять по СНБ 5.03.01-02:
= 161912мм; 15 = 150мм; => lbm
Рассмотрим сечение третьего пролета.
Определим момент воспринимаемый сечением в приопорной зоне с армированием двумя стержнями = 12мм; d = 472мм; 212 S500 АS = 314мм2;
Определим момент воспринимаемый двумя опорными сетками С3:
Аs = 127·2 = 254мм2; d = 472мм
Определим момент воспринимаемый двумя опорными сетками С4:
Список использованных литературных источников.
"Железобетонные конструкции".Основы теории расчета и конструирования Учеб. пособие для студентов строительных специальностей. Под ред. Проф. Т.Н.Пецольда и проф.В.В.Тура.-БрестБГТУ2003-380сс илл.
СНБ.5.03.01.-02.»Конструкции бетонные и железобетонные. Нормы проектирования».- Мн.:Стройтехнорм2002г.-274с.
Байков В.Н. СигаловЭ.Е. «Железобетонные конструкции: общий курс». 5-е изд. – М.: Стройиздат 1991.
Нестеренко В.В. «Методические указания к выполнению курсового проекта по дисциплине “Железобетонные конструкции” для студентов специальности Т.19.01». Новополоцк 1999.
СНиП 2.01.07-86. Нагрузки и воздействия. М.: ЦИТП Госстроя СССР 1989.

содержание.docx

Общие данные для проектирования
Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия
Расчет и проектирование ребристой панели
1 Определение нагрузок и усилий
3 Расчет по прочности нормальных сечений
4 Расчет по прочности наклонных сечений
5 Проверка панели на монтажные нагрузки
6 Проверка панели по прогибам
7 Расчет панели по раскрытию трещин
Определение усилий в ригеле поперечной рамы
1 Расчетная схема и нагрузки
2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля
3 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле
4 Расчёт прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси
4.1 Характеристики прочности бетона и арматуры
4.2 Определение высоты сечения ригеля
5 Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
6 Конструирование арматуры ригеля
Определение усилий в средней колонне
1 Определение внутренних усилий колонны от расчетных нагрузок
2 Расчет прочности средней колонны
2.1 Характеристики прочности бетона и арматуры
2.2 Подбор сечений симметричной арматуры
Расчет монолитного железобетонного перекрытия с балочными плитами
1 Расчет и конструирование монолитной железобетонной плиты
1.1 Определение расчетных пролетов и нагрузок
1.2 Определение расчетных усилий
1.3 Определение толщины плиты
1.4 Подбор сечения арматуры
2 Расчет второстепенной балки
2.1.Определение нагрузок
2.2 Определение расчетных пролетов
2.3 Определение расчетных усилий
2.4.Определение размеров сечения второстепенной балки
2.5 Подбор сечения арматуры
2.6 Назначение количества и диаметра стержней
2.7 Расчёт поперечной арматуры
2.8.Построение эпюры материалов