Проект железобетонных конструкций монолитного жилого здания

Илья монолитная воторостеп балка.cdw

второстепенная балка
Монолитная второстепенная балка

Илья сборное перекрытие.cdw

План сборного перекрытия

оригинал попова иг.docx

Железобетонные конструкции являются базой современного индустриального строительства. Из железобетона возводят промышленные одноэтажные и многоэтажные здания гражданские здания различного значения в том числе жилые здания сельскохозяйственные здания различного назначения и.т.д.
Необходимо произвести проектирование железобетонных конструкций монолитного 5-ти этажного жилого здания в г. Армавир. Размеры здания в плане 50× 27м. Высота одного типового этажа 4.1м а всего здания над уровнем земли 20.5 м. В здании пять этажей.
Здание на стаканном фундаменте. Стены здания кирпичные оштукатуренные с внутренней стороны. Толщина стен – 510 мм монолитное перекрытие. Крыша плоская с внутренним водоотводом.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ В ОСЯХ 1-8 А-Ж
1 Компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия
В монолитном ребристом перекрытии принимаем продольное расположение главных балок по внутренним разбивочным осям. Второстепенные балки размещаются в поперечном направлении здания по осям колонн с шагом 25 м так чтобы соотношение пролетов плиты перекрытия было больше двух. Плита в этом случае рассчитывается как балочная в направлении короткого пролета.
Задаемся предварительно размерами сечений элементов:
hsb= L12 = 70012 = 60 см; bsb = 05hsb= 0560 = 30см. Принимаем hsb = 60 см; bsb= 30см;
- второстепенной балки:
hmb= L12 = 50012 = 45см; bmb = 05hmb = 0545 = 25см. Принимаем hmb = 45 см; bmb = 25 см;
2 Сбор нагрузок на монолитное перекрытие
Данные для проектирования.
Материалы для перекрытия:
Бетон – тяжелый класса B30. Rb = 17 МПа Rbt = 12 МПа; коэффициент условий работы бетона γb2=09.
для армирования плит - проволока класса В500–I диаметром 4 мм Rs = 360 МПа;
для армирования второстепенных балок - продольная арматура класса А-IV с Rs = 365 МПа; поперечная класса В500 диаметром 5 мм с Rsw = 260 МПа.
Коэффициент надежности по назначению γn = 095.
Расчетный пролет и нагрузки.
Для средних и крайних пролетов плиты расчетным является расстояние:
l01 = 1000-140-2502=0735 м – для крайних
l02 = 2500-250=2250мм=225м – для средних
Подсчет нагрузок на 1 м2 плиты приведен в таблице 1.
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежностипо нагрузке γ
плита = 008 м. (ρ = 2500 кгм3)
цп стяжка = 002 м. (ρ = 2000кгм3)
покрытие пола = 0015 м. (ρ = 2500кгм3)
Временная (по заданию)
Для расчета многопролетной плиты выделяем полосу шириной 1м при этом расчетная нагрузка на I метр длины плиты 5.315 кНм2. С учетом коэффициента надежности по назначению здания γn= 095 нагрузка на 1 м. будет 5.315095 = 5.04 кНм2.
Характеристика прочности бетона и арматуры.
Бетон тяжелый класса В30
- призменная прочность
- прочность при осевом растяжении
- коэффициент условий работы бетона
- для второстепенной балки продольная арматура класса А-III
- поперечная класса В500
3 Расчет плиты монолитного перекрытия
Расчетные усилия в плите определяем с учетом их перераспределения вследствие пластических деформаций.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях плиты вычисляются по формулам:
в средних пролетах и на средних опорах:
в крайнем пролете и на первой промежуточной опоре:
Подбор сечения продольной арматуры.
В средних пролетах и на средних опорах рабочая высота сечения при толщине защитного слоя 12 см:
где b – принимаем равным 1 м так как для расчета многопролетной плиты выделялась полоса шириной 1 м.
По табл.III.1 [1] находим = 0985
Принимаем 55 В500 с АS = 098см2 и соответствующую рулонную сетку марки: .
- в первом пролете и на первой промежуточной опоре:
Т.к. А0 в первом пролете значительно меньше А0 в средних пролетах принимаем Аs=098см2
4 Расчет второстепенной балки
Расчетный пролет равен расстоянию в свету между стеной и главной балкой
Расчетные нагрузки на 1м длины второстепенной балки:
Постоянная нагрузка:
- нагрузка от плиты и пола.
- расстояние между второстепенными балками
- нагрузка от пола и плиты на 1м.
- высота балки за вычетом толщины плиты.
- коэффициент надежности по нагрузке.
- нагрузка от второстепенной балки.
- ширина второстепенной балки.
- нагрузка от второстепенной балки на 1м
С учетом коэффициента надежности по назначению здания постоянная нагрузка равна:
- временная нагрузка.
- временная нагрузка на 1м.
Сечения и усилия на опоре и в пролете
Расчетные усилия в балке определяем с учетом их перераспределения вследствие пластических деформаций железобетона.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях балки вычисляются по формулам:
- в средних пролетах и на средних опорах :
М1=[(g+ )*l022]16 =15.27*6.7216= 42.84.кН*м
- отрицательные моменты:
M1отр= 04M1= 04*42.84=17.136кН*м;
M2отр =04M2=04*57.73=23.09кН*м;
В расчетном сечении в месте обрыва над опорной арматуры отрицательный момент при vg≤3 можно принять равным 40% момента на первой промежуточной опоре.
на крайней опоре: Q=04(g+)*
на первой промежуточной опоре слева:
на первой промежуточной опоре справа:
Q=05(g+)*lо=05*15.27*6.7=51.15кН.
Определение высоты сечения балки
- на промежуточной опоре
- в последующем пролете
Q1 = 44.44 (кН) - на крайней опоре слева;
Q2 = 61.39(кН) - на промежуточной опоре;
Q3 = 51.15 (кН) - на крайней опоре справа;.
Определение высоты сечения балки.
Высоту сечения балки подбираем по опорному моменту предварительно принимая = 035 по таблице 3.5 [1] А0 = 0289. На опоре момент отрицательный – полка ребра в растянутой зоне сечение работает как прямоугольное с шириной ребра 25 см. Находим рабочую высоту сечения по формуле:
Принимаем: h = 30 см b = 25 см h0 = h – a = 27 см.
В пролетах сечение тавровое – полка в сжатой зоне. Расчетная ширина полки при отношении высоты полки к высоте балки hfh = 830 = 026 > 01 равна bf`=250см
5 Расчет прочности второстепенной балки по нормальным сечениям
- сечение в первом пролете: М1 = 57.73 (кН·м).
По таблице (3.1 [1]) находим значение = 0989; = 0021.
х = ·h0 = 0021·27 = 0567 (см)
Необходимая площадь сечения арматуры:
Принимаем: стержни 2 20 А400 АS = 6.28 (см2)
- в следующем пролете: М3 = 42.84 (кН·м).
Принимаем стержни 2 18 А 400 АS = 509 (см2).
- сечение на первой опоре М = 2309 (кНм):
Принято 2 ø14 А400 с АS = 308 cм2.
- сечение на промежуточной опоре М = 17.136 (кНм):
Принято сетка из 2 ø12 А400 с АS =2.26 cм2.
- сечение на третьей опоре М = 42.84 (кНм):
6 Расчет прочности второстепенной балки по наклонным сечениям
На первой промежуточной опоре слева: Q = 61.39 (кН). Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось с. Влияние свесов сжатой полки:
при φb2 = 2 для тяжелого бетона и φn = 0:
В расчетном наклонном сечении Qb = Qsw = Q2. Т.к.
0см> принимаем с = 54 (см).
Условие φb3 (1+φn) γb2 Rbt b ho ≤ Q ≤ 25 Rbt b h0
Диаметр поперечных стержней устанавливают из условия свариваемости с продольными стержнями d = 20 мм и принимаем dSW = 5 мм класса Вр – I (прил. 9 [1]) RSW = 260 МПа. Число каркасов – два АSW = 2·039 = 078 см2.
Шаг поперечных стержней по конструктивным соображениям s = h2 = 302 = 15 см принимаем шаг s = 15 см. в средней части пролета s = 3h4 = =3·304 = 22.5см.
Проверка по сжатой полосе между наклонными трещинами:
- также удовлетворяется
Армирование второстепенной балки
7 Построение эпюры материалов
Вычисляем моменты в арматуре:
Принято: в растянутой зоне стержни 2 20 А 400 АS = 628 (см2)
в сжатой зоне стержни 2 10 А 400 АS = 157 (см2)
Момент в растянутой зоне:
Момент в сжатой зоне:
Принято: в растянутой зоне стержни 2 18 А 400 АS = 509 (см2)
Принято: в нижней части сечения стержни 2 10 А 400 АS = 157 (см2)
в верхней части сечения стержни 2 14 А 400 АS = 308 (см2)
Момент в нижней части сечения:
Момент в верхней части сечения:
На промежуточной опоре:
в верхней части сечения стержни 2 12 А 400 АS = 226 (см2)
в верхней части сечения стержни 2 18 А 400 АS = 509 (см2)
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СБОРНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
1 Сбор нагрузок и конструирование многопустотной плиты перекрытия
Несущим элементом является многопустотная панель с круглыми пустотами имеющая номинальную длину 7м ширину 2.5 м высоту 022 м. Установим расчетный пролёт плиты. При опирании на стену сверху расчетный пролет составит: при ;
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в таблице 2.
Нормативная нагрузка Нм2
Коэффициент надежности по нагрузки
Расчетная нагрузка Нм2
- многопустотная плита с круглыми пустотами
- слой цементного раствора
= 20 мм (ρ= 2200 кгм3)
- керамические полы
= 20 мм (ρ = 2200 кгм3)
Расчетная нагрузка на 1 м плиты при ширине 25 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 095:
Полная расчетная нагрузка ;
Полная нормативная ;
Постоянная и длительная нормативные (p+ g)Н = 5.99 ·2.5 · 095 = 14.23 (кНм);
Найдем усилия возникающие в плите от нормативных и расчетных нагрузок. Расчетный изгибающий момент находим по формуле:
момент от полной расчётной нагрузки: (кН·м);
момент от нормативных значений постоянной и длительной нагрузок:
момент от полной нормативной нагрузки: (кН·м).
Значение поперечной силы находим по следующей формуле:
для расчётной нагрузки (кН);
для нормативной нагрузки (кН).
Установление размеров сечения плиты:
- высота сечения предварительно напряженной плиты ПК10-60.15
- защитный слой бетона
- рабочая высота сечения
- толщина верхней и нижней полок
- ширина крайних ребер
- ширина средних ребер
- расчетная толщина сжатой полки таврового сечения
- при этом в расчет вводится вся ширина полки
- расчетная ширина ребра
2 Характеристики прочности бетона и арматуры
Многопустотную предварительно напряженную плиту армируют стержневой арматурой класса А-1000 с электротермическим натяжением на упоры форм. К трещиностойкости плиты предъявляют требования 3-й категории. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении.
Бетон тяжелый класса B30 соответствующий напрягаемой арматуре. Призменная прочность нормативная Rbn = Rbser = 22МПа расчетная Rb = 17 МПа; коэффициент условий работы γb2 = 09; нормативное сопротивление при растяжении Rbth = Rbtser = 18 МПа расчетное Rbt = 1.2; начальный модуль упругости бетона Еb = 32500 МПа. Передаточная прочность устанавливается таким образом чтобы при обжатии отношение напряжений bpRbp ≤ 075.
Арматура продольных ребер – класса А-VI нормативное сопротивление Rsn = 1000 МПа расчетное сопротивление Rs = 830 МПа модуль упругости Еs = 190000 МПа. Предварительное напряжение арматуры принимаем равным SР = 075· Rsn = 075·1000 = 750 МПа. Проверяем выполнение условие SР + ΔSР при электротермическом способе натяжения
SР + ΔSР = 750 + 81.43 = 831.43 Rsn = 1000 МПа – условие выполняется.
Вычисляем предельное отклонение предварительного напряжения при числе напрягаемых стержней nP = 12
Коэффициент точности натяжения находим по формуле:
γSP = 1 – ΔγSP = 1 – 007 = 093. При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимают γSP = 1 + 007 = 107. предварительные напряжения с учетом точности натяжения SР = 0.93 · 750 = 697.5 МПа.
3 Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям первой группы
Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси.
Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Вычисляем
По таблице находим = 0073; х = · h0 = 0073 ·19 = 1387 см 3 см нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки.
Характеристика сжатой зоны:
= 085 - 0008 · 09 · 17 = 07276.
Граничная высота сжатой зоны вычисляется по формуле:
где SR – напряжение в арматуре вычисляемое по формуле
RS = 830 МПа – расчетное сопротивление арматуры;
SCU = ubЕS = 500 МПа при коэффициенте условий работы бетона γb2 1
Коэффициент условий работы учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести определяют согласно формуле
где = 11 – для арматуры класса АVI
поэтому принимаем γS6 = = 111.
Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры:
принимаем 8 стержней 10 А1000 с площадью АS = 6.28 см2
Расчет прочности плиты по сечению наклонному к продольной оси.
Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось c по формулам гл.III. Влияние свесов сжатой полки.
; принимаем: - ширина полки двутавра
- коэффициент зависящий от вида бетона (тяжелый)
- напряжение в арматуре; - площадь арматуры;
Найдем влияние усилия обжатия:
Проверяем требуется ли поперечная арматура по расчету:
Вычисляем: 1 + φf + φn = 1 + 0113 + 032 = 1433
В = φb2 (1 + φf + φn) Rbt bh02 = 2 · 1433 · 1.2 · 42 · 192 = 52.145 (кН·м)
В расчетном наклонном сечении:
Qb = Qsw = Q 2 => c = B 05 Q = 52.145 0.5 · 8156 = 127.87 (см) > 2h0 = 38 (см)
Принимаем с = 38 см тогда Qb = Вс = 52.14542 = 124.15 (кН).
Следовательно поперечная арматура по расчету не требуется. На приопорных участках длиной l4 устанавливаем конструктивно d = 4 В500-I с шагом s = h2=10 (см) в средней части пролета поперечная арматура не применяется.
4. Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям второй группы.
Геометрические характеристики приведенного сечения.
Круглое очертание пустот заменяем эквивалентными квадратными со стороной . Толщина полок эквивалентного сечения: . Ширина ребра 250 – 13 ·144 = 62.8 см ширина пустот 250 – 62.8 = 187.2 см. Площадь приведенного сечения:
Ared = Ab + αAS (2.28 [1])
величиной αAS можно пренебречь ввиду её малости
Ared = 250 ·22 – 187.2 ·144 = 2804.32 см2.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
y0 = 05h = 05·22 = 11 см.
Момент инерции сечения:
Момент сопротивления по нижней зоне равен моменту сопротивления по верхней зоне:
Расстояние от ядровой точки наиболее удаленной от верхней растянутой зоны рано расстоянию до нижней растянутой зоны и находится по формуле:
где φn = 16 – bpRbser (7.32 [1])
Отношение напряжения в бетоне от нормативных нагрузок и усилия обжатия к расчетному сопротивлению бетона для предельных состояний второй группы предварительно принимают равным 075.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне рассчитываем по формуле:
Wpl = γWred (7.37 [1])
где γ – коэффициент принимаемый при 2 (bf'b = bf b = 25062.8 =3.98) 6 для двутаврового сечения равен 15.
Wpl = 15 ·15932 = 23898 см3.
Потери предварительного напряжения.
Коэффициент точности натяжения арматуры принимаем равным γSP = 1. Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения составляют:
= 003 ·697.5 = 20.93 МПа.
Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами 2 = 0 так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием.
Усилие обжатия Р1 = (SP – 1)AS
Р1 = (697.5 – 20.93) ·6.03 = 407.97 (кН).
Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести сечения:
е0Р = 11 – 3 = 8 см.
Напряжение в бетоне при обжатии находим по формуле
Устанавливаем значение передаточной прочности бетона из условия bpRbp ≤ 075; Rbp = 3.5075 = 4.67 05×В30 принимаем Rbp = 11 МПа. Тогда отношение bpRbp = 3.511 = 0318.
Вычисляем сжимающие напряжения в бетоне на уровне центра тяжести площади напрягаемой арматуры от усилия обжатия по формуле
Потери от быстронатекающей ползучести bpRbp = 2.9411 = 0267 05
= 40 · bpRbp = 40 · 085 · 0267 = 9078 МПа.
Первые потери los1 = 1 + 6 = 20.93 + 9078 = 30 МПа. С учетом первых потерь bp = 2.94+3.5=6.44 МПа bpRbp = 6.4411 = 0585. Потери от усадки бетона 8 = 35 МПа. Потери от ползучести бетона: 9 = 150 · α · bpRbp α = 085
= 150 · 085 · 0585 = 7459 МПа.
Вторые потери los2 = 8 + 9 = 35 + 7459 = 10959 МПа. Полные потери los = los1 + los2 = 30 + 109.59 = 139.59МПа. Принимаем los = 140 МПа.
Усилие обжатия с учетом полных потерь:
Р2 = (697.5 – 140) ·6.03 = 336173 (Н).
Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси.
Данный расчет выполняется для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. Для элементов к трещиностойкости которых предъявляют требования 3-й категории принимают значения коэфициентов надежности по нагрузке равным 1 т.е. в расчете используется момент от нормативных значений нагрузок М = 83.46 (кН ·м). Трещины в растянутой зоне не образуются если выполняется условие М ≤ Мcrc. Вычисляем момент образования трещин по приближенному способу ядровых моментов по формуле:
где Mrp – ядровый момент усилия обжатия вычисляемый по формуле:
При учёте γSP = 107:
Поскольку М = 83.46 (кН·м) > Мcrc = 81.743 (кН ·м) трещины в растянутой зоне образуются.
Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси.
При γsp=1. Предельная ширина раскрытия трещин: непродолжительная аcrc=[04мм] продолжительная аcrc=[03мм]. Изгибающие моменты от нормативных нагрузок: постоянной и длительной М = 83.46 (кН·м); суммарной М = 97.25 (кН·м). Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия постоянной и длительной нагрузок по формуле (VII.102)[1]:
здесь принимается – плечо внутренней пары сил; esN = 0 так как усилие обжатия Р приложено в центре тяжести площади нижней напрягаемой арматуры; – момент сопротивления сечения по растянутой арматуре.
Приращение напряжений в арматуре от действия полной нагрузки:
Вычисляем по формуле (VII.51) [1]:
- ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки
здесь ; = 1; = 1; φ d = 10 (мм) – диаметр продольной арматуры;
- ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок
- ширина раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок
Непродолжительная ширина раскрытия трещин:
Продолжительная ширина раскрытия трещин:
Расчет прогиба плиты.
Прогиб определяется от нормативного значения постоянной и длительной нагрузок предельный прогиб f = [25 см] согласно табл. II.4. Вычислим параметры необходимые для определения прогиба плиты с учетом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок М = 83.46 (кНм); суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь и при γsp=1 Ntot = Р2 = 336.173. (кН); эксцентриситет еstot = МNtot = 83.46336.173 = 24.83 (см); коэффициент φ по формуле (VII.75) [1]:
Вычисляем кривизну оси при изгибе по формуле (VII.125) [1]:
здесь b=09; λb=015 – при длительном действии нагрузок; Аb = 250*3.8=950 (см2) в соответствии с формулой (VII.125) [1] при Аs = 0.
Вычисляем прогиб по формуле (VII.131) [1]:
Учет выгиба от ползучести бетона вследствие обжатия по формуле (VII.114) [1] несколько уменьшает прогиб.
Проверка панели на монтажные нагрузки
Панель имеет 4 монтажные петли из стали класса A300 расположенные на расстоянии 70 см от концов панели. С учетом коэффициента динамичности kd = 14 расчетная нагрузка от собственного веса панели:
g – собственный вес панели ;
b – конструктивная ширина панели;
hred – приведенная толщина панели;
ρ – плотность бетона.
Отрицательный изгибающий момент консольной части панели определяется по формуле:
M = 12616.45 · 0722 = 3091 (Н·м)
Этот момент воспринимается продольной монтажной арматурой каркасов. Полагая что z1 = 09h0 требуемая площадь сечения указанной арматуры составляет:
При подъеме панели вес ее может быть передан на две петли. Тогда усилие на одну петлю составляет:
Площадь сечения арматуры петли:
Принимаем конструктивно стержни 8 штук диаметром 12 мм As = 905 (см2).
ПРОЕКТИРОВАНИЕ НЕРАЗРЕЗНОГО РИГЕЛЯ
1 Определение усилий в ригеле поперечной рамы
Расчетная схема и нагрузки.
Необходимо запроектировать 6-ти пролётный неразрезной ригель перекрытия по оси 3. Ригель шарнирно оперт на консоли колонн. Ширина грузовой полосы ригеля b1 = 7м.
Вычисляем расчетную нагрузку на 1м длины ригеля.
Постоянная нагрузка:
- расчетная постоянная нагрузка;
- грузовая ширина нагрузки на ригель;
- постоянная нагрузка от перекрытия на 1 м;
- плотность балки; - высота балки;
- коэффициент надежности по нагрузке;
- нагрузка от неразрезного ригеля;
- нагрузка от неразрезного ригеля на 1м;
- временная нагрузка;
- временная нагрузка на 1м
- временная длительная и кратковременная
- временная длительная нагрузка на 1 м.
- временная кратковременная нагрузка на 1 м.
Полная нагрузка на 1м:
Рис.1 Расчётная схема балки
Рис.2 Эпюра изгибающих моментов [kN·m]
Рис.3 Эпюра поперечных сил [kN]
Результаты расчёта Итоговая эпюра.
2 Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси
Бетон тяжелый класса В30; призменная прочность Rb = 17 (МПа) прочность при осевом растяжении Rbt = 1.2 (МПа) Rbser = 22 (МПа) Rbtser = 18 (МП)а модуль упругости Еb = 32500 (МПа). Коэффициент условий работы бетона γb2 = 090. Арматура продольная класса А400 с RS = 365 (МПа) модуль упругости ЕS = 200000 (МПа). Поперечная арматура также класса А400 с RSW = 285 (МПа).
Определение высоты сечения ригеля.
Высоту сечения принимают по опорному моменту предварительно приняв = 035 поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. По таблице 3.1 [1] при = 035 находим значение αm = 0289. По формуле (2.42 [1]) определяем граничную высоту сжатой зоны
= 085 - 0008 · 09 ·17 = 097;
Уточняем высоту сечения ригеля:
где b – предварительно принятая ширина ригеля b=21см
Высота сечения ригеля h = h0 + 10 = 36 + 5 = 41 (см) принимаем h = 45 (см)
Подбор сечений арматуры в расчетном сечении ригеля:
Сечение в первом пролёте М1 = 79.91 (кН·м)
h0 = h - а = 45 - 6 = 39 (см).
по табл. 3.1 = 091. Находим площадь сечения арматуры
принимаем 4 16 А400 АS = 804 см2.
Сечение во втором пролёте М2 = 117.48 (кН·м) h0 = 39 см.
по табл. 3.1 = 0859. Находим площадь сечения арматуры
принимаем 4 18 А АS = 1018 см2.
Сечение в третьем пролёте: М3 = 113.35 (кН·м) h0 = 39 см.
по табл. 3.1 = 0867. Находим площадь сечения арматуры
принимаем 4 18А400 АS = 10.18 см2.
Сечение на 1-й опоре М2 = 120 кН·м.
принимаем 2 28 A400 АS = 1232 см2.
Сечение на 2-й опоре М3 = 132.58 кН.
3 Расчёт прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
На средней опоре поперечная сила QВ = 225.41 кН.
Диаметр поперечных стержней устанавливают из условия свариваемости их продольными стержнями dSW = 10 мм (прил.9 [1]) площадь АS =0785 см2 RSW = 285 МПа. Так как dSWd = 1028 = 0357 ≥ 033 то RSW = 285МПа. Число каркасов – 2 поэтому АSW = 2 · 0785=157 см2. Шаг поперечных стержней по конструктивным соображениям s = h3 = 453 = 15 см. На всех приопорных участках длиной l4 принят шаг s = 20 см. В средней части пролета шаг s = 3h4 = 3 ·454 = 33.75=35 см.
Находим погонное усилие в поперечных стержнях по формуле (3.52 [1]):
Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами:
Q = 225410 ≤ - удовлетворяется.
4 Конструирование арматуры ригеля.
В целях экономии металла часть продольной арматуры вычисленной по максимальным изгибающим моментам может оборваться в пролете. Эти места теоретических обрывов арматуры определяют графоаналитическим способом путем построения эпюры материалов.
Стык ригеля с колонной выполняют на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке 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: 1) определяют изгибающие моменты М воспринимаемые в расчетных сечениях по фактически принятой арматуре; 2) устанавливают графически на огибающей эпюре моментов по ординатам М места теоретического обрыва стержней; 3) определяют длину анкеровки обрываемых стержней причем поперечную силу Q в месте теоретического обрыва стержня принимают соответствующей изгибающему моменту в этом сечении.
На 1-ой опоре арматура 2 28 А400
В месте теоретического обрыва арматура 2ø14 А400 с ;
На 2-ой опоре арматура 2 28 А400 АS = 1232 см2
В первом пролёте арматура 4 16 А400 АS = 804
В месте теоретического обрыва арматура 4 16 А400 АS = 804
Во втором пролёте арматура 4 18 400 АS = 1018 см2
В месте теоретического обрыва арматура 4 18 А400 АS = 10.18
В третьем пролёте арматура 4 18 А400 АS = 10.18
В месте теоретического обрыва арматура 4 18 А400 АS = 1018
5 Построение эпюры материалов
Во втором и в третьем пролётах:
Принято: в растянутой зоне стержни 4 18 А 400 АS = 1018 (см2)
Принято: в растянутой зоне стержни 4 16 А 400 АS = 804 (см2)
На первой и второй опорах:
Принято: в нижней части сечения стержни 2 28 А 400 АS = 1232 (см2)
в верхней части сечения стержни 2 28 А 400 АS = 1232 (см2) 2 10 А 400 АS = 157 (см2)
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СРЕДНЕЙ КОЛОННЫ
1 Определение усилий в средней колонне.
Определение продольных сил от расчетных нагрузок.
Грузовая площадь средней колонны 35 м2.
Постоянная нагрузка от перекрытий одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению здания от ригеля 0.21*0.45*5*2500 = 11.81 (кН)):
Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом в том числе длительная кратковременная
Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 35 кНм2 составляет ; от ригеля – 16.5 (кН) – от стойки (сечение 04х04 l=41м =2500кгсм3 γf=11 и γn=095)
g k =04*04*25*11*095*41=17.14 кН.
Временная нагрузка при коэффициентах надежности по нагрузке и по назначению здания в том числе длительная кратковременная Продольная сила колонны первого этажа рамы от длительной нагрузки то же от полной нагрузки
Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок.
Опорные моменты вычисляют по табл.2 прил.11[1] для ригелей соединенных с колоннами на средних и крайних опорах жестко по формуле Табличные коэффициенты и зависят от схем загружения ригеля и коэффициента k – отношения погонных жесткостей ригеля и колонны. Сечение ригеля принято равным 21×45 см сечение колонны - 40×40 см длина колонны l = 3.4 м. Вычисляют:
Вычисляют опорные моменты ригеля перекрытия подвала – первого этажа рамы. Отношение погонных жесткостей вводимых в расчет согласно прил.11[1] kI1 = 12k 1 = 12061 = 073 (это вычисление можно не выполнять приняв значения опорных моментов ригеля средних этажей). Определяют максимальные 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 первого этажа от длительных нагрузок от полной нагрузки
Вычисляют изгибающие моменты колонны соответствующие максимальным продольным силам; для этой цели используют загружение пролетов ригеля; для этой цели используют загружение пролетов ригеля по схеме:
От длительных нагрузок: первого этажа
От полных нагрузок: первого этажа
2 Расчет прочности средней колонны.
Методика подбора сечений арматуры внецентренно сжатой колонны при - случай 2.
Расчетные формулы для подбора симметричной арматуры получают из совместного решения системы трех уравнений: уравнения равновесия продольных усилий моментов и эмпирической зависимости для . Последовательность расчета по этим формулам для элементов из бетона класса В30 и ниже следующая:
При принимают конструктивно по минимальному проценту армирования.
Класс тяжелого бетона В30 и класс арматуры А-III принимают такими же как и для ригеля.
Комбинации расчетных усилий (для колонны первого этажа): max N = 7192 (кН) том числе от длительных нагрузок N l = 62856 (кН) и соответствующий момент М = 10.56 (кНм) числе от длительных нагрузок М = 7.67 (кНм).
max M = 17.46 (кНм) в том числе М l = 13.76 (кНм) и соответствующее загружению 1+2 значение N = 7192 – 109.72 = 664.35 (кН) в том числе N l = 628.56 – 92.22 = 58246.47 (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. Здесь приведем расчет по второй комбинации усилий. Рабочая высота сечения h 0 = h – a = 40 – 4 = 36 cм ширина b = 40 см.
Эксцентриситет силы е 0 = МN = 17.46664.35 = 0.012 м.
Случайный эксцентриситет: е 0 = h40 = 3640 = 0.9 cм или е 0 = lcol 600 = 410600 = 068 cм но не менее 0.9 см. 12см >0.9 см
Находят значение моментов в сечении относительно оси проходящей через центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры. При длительной нагрузке М 1 при полной нагрузке М 1 = 17.46 + 664.35 (042 - 004) = 162.98 (кНм).
Отношение l 0 r = 30011.6 = 259 > 14 где r = 0289h = 11.6 см – радиус ядра сечения.
Выражение для критической продольной силы при прямоугольном сечении с симметричным армированием (без предварительного напряжения) с учетом что принимает вид
Расчетную длину колонн многоэтажных зданий при жестком соединении ригелей с колоннами в сборных перекрытиях принимают равной высоте этажа l0 = l. В нашем расчете l0 = l 4.1 м.
Для тяжелого бетона:
принимают . Отношение модулей упругости:
Задаются коэффициентом армирования и вычисляют критическую силу по формуле (18.5)[1]
Вычисляют коэффициент как:
Определяем граничную высоту сжатой зоны по формуле II.42[1]:
w =085 -0008Rb =085 – 00080917=073- коэффициент полноты фактической эпюры напряжений в бетоне при замене её условной прямоугольной эпюрой;
R =073[1+355500(1 – 0731008)]=02.
Определяем коэффициенты
Определяем площадь арматуры по формуле (XVIII.4[1])
Принимаем 414 A-400 c As=6.16 см2 по прил.VI.[1]; 1=6.16402=0039 для определения Ncrc было принято 1=0039 не выполняем перерасчет.
Проектируем консоль колонны для опирания ригеля.
Опорное давление ригеля Q = 202.83 кН;
бетон класса В30 R b = 17 МПа;
арматура класса А-III.
Принимаем длину опорной площадки l = 20 cм при ширине ригеля lb m = 30 cм и проверяют условие согласно формуле (11.17)[1]
Вылет консоли с учетом зазора 5 см составляет l 1 = 25 cм при этом согласно формуле (11.18)[1] расстояние а = l 1 – l 2 = 25 – 302 = 10 cм.
Высоту сечения консоли у грани колонны принимают равной:
h = (07÷08)*h b m = 07540 = 30 cм; при угле наклона сжатой грани высота консоли у свободного края h 1 = 30 - 25 = 5 cм при этом h 1 = 5 cм h2 = 302 = 15 cм. Рабочая высота сечения консоли h 0 = h – a = 30 – 3 = 28 cм. Поскольку l 1 = 25 см 09h0 = 0930 = 27 cм консоль короткая.
Консоль армируем горизонтальными хомутами ø6 А-III с А s w = 20282 =
= 0564 cм 2 шагом s = 10 см (при этом s 304 = 75 см и s 15 см) и отгибами
ø16 А-III с А s = 402 см 2.
Проверяем прочность сечения консоли по условию (11.19)[1]
при этом Правая часть условия (11.19)[1] принимается не более - прочность обеспечена.
Изгибающий момент консоли у грани колонны по формуле (11.22)[1]:
Площадь сечения продольной арматуры по формуле (11.21)[1]:
при - принято 2ø12 А-III с А S = 2.26 cм 2.
3 Конструирование арматуры колонны.
Колонна армируется пространственными каркасами образованными из плоских сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры ø12- мм в подвале и первом этаже здания равен 8 мм; принимаем ø5 А-III с шагом s = 240 мм что менее 20d = 2012 = 240 мм. Стык колонн выполняют на ванной сварке выпусков стержней с бетонированием концы колонн усиливают поперечными сетками. Армирование колонны изображено на рис. Элементы сборной колонны должны быть проверены на усилия возникающие на монтаже от собственного веса с учетом коэффициентов динамичности и по сечению в стыке до его бетонирования.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА
Сечение колонны 40×40 см. Усилия колонны у заделки в фундаменте:
) N = 10007 (кН) М = 7.042 =3.52 (кНм) эксцентриситет е 0 = МN =0.35(см);
) N = 94585 (кН) М= 11.642 = 832 (кНм) е 0 = 0.88 (см).
Ввиду относительно малых значений эксцентриситета фундамент колонны рассчитывают как центрально загруженный. Расчетное усилие N = 10007 (кН); усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке нормативное усилие:
Грунт основания –сопротивление грунта
R 0 = 0.27 (МПа); бетон тяжелый класса В30; R b t = 12 (МПа); арматура класса А- R s = 280 (МПа). Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах
Высоту фундамента предварительно принимают равной Н = 90 см (кратной 30 см) глубину заложения фундамента Н 1 = 80 см.
Площадь подошвы фундамента определяют предварительно без поправок R 0 на ее ширину и заложение:
Размер стороны квадратной подошвы а = = 2 м. Принимаем размер а = 2.1 м (кратным 03 м). Давление на грунт от расчетной нагрузки:
Рабочая высота фундамента из условия продавливания по выражению (12.5)[1]
Полную высоту фундамента устанавливают из условий:
Заделки колонны в фундаменте:
Анкеровки сжатой арматуры колонны ø12 А-III в бетоне колонны класса В30:
Принимаем окончательно без пересчета фундамент высотой Н = 90 см
h 0 = 86 см – трехступенчатый. Толщина дна стакана 17 + 5 = 22 см.
Проверяем отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента
h 02 = 40-4 = 36 cм условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении начинающемся в сечении III-III. Для единицы ширины этого сечения (b=100см):
при по формуле (3.77)[1]:
условие прочности удовлетворяется.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях I-I и II-II по формулам (12.7)[1]:
Площадь сечения арматуры:
Принимают нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 14ø12 А-II с шагом s = 19 см (А s = 15.83 cм 2).
Процент армирования расчетных сечений:
РАСЧЕТ СТЫКА РИГЕЛЯ С КОЛОННОЙ
Ригель опирается на консоли колонн. Расстояние между центрами тяжести закладных деталей ригеля на опоре :
Усилие растяжения в стыке:
Площадь сечения верхних стыковых стержней:
принято 2 ø32А-III которые пропускаем через заделанные в колонне трубки диаметром 40мм.
Требуемая длина сварных швов при
а на один стержень при двухсторонней приварке двух стержней приходится:
а с учётом непровара по концам принимаем что больше
Длина стыковых стержней:
где Δ = 15мм - зазор между торцом ригеля и колонной; принято l = 750 мм
Расчет стыковой пластинки ригеля из стали марки ВСт3кп2: площадь пластинки:
толщина пластинки: аналогичную пластинку необходимо предусмотреть на консоли колонны.
Длина швов прикрепления ригеля к опорной пластинке консоли при (как для не бетонированных стыков):
где Т=Q*f-сила трения
Длина шва с каждой стороны ригеля с учётом непровара:
Вылет консоли колонны с учетом зазора должен быть не менее 20 см.
РАСЧЕТ СТЫКОВ КОЛОНН
Экономичный стык колонн с минимальной затратой осуществляют путем ванной сварки выпусков продольной арматуры расположенных в специальных подрезках при последующем замоноличивании этих подрезок. Таким образом образом обеспечивают прочность стыка равную прочности колонн в стадии эксплуатации. В стадии монтажа необходимо рассчитать прочность сечения колонны ослабленного подрезками. Техническими правилами по экономичному расходованию основных строительных материалов рекомендуется выполнять колонны без стыков на несколько этажей.
При расчете в стадии этажа учитывают усилия в сечении стыка только от постоянной нагрузки.
Рассмотрим стык колонн на I этаже. Нагрузка от собственного веса: двух перекрытий – 316.6 кН; двух ригелей – 272 = 54 кН; колонны – 1152 = 23 кН. Итого: 393.2кН.
Площадь сечения торца колонны ослабленного подрезками:
Аbk = (40-25)40 = 1500 см 2.
Центрирующую прокладку и распределительные листы в торцах колонн назначают толщиной 2 см и размером 404 = 10 см.
Принимают площадь смятия А los = 20*20 = 400 cм2.
Требуемая приведенная прочность бетона на смятие при использовании косвенного армирования в виде сварных сеток (поперечных)
Минимально допустимый коэффициент косвенного армирования
Принимаем сварные сетки из проволоки ø5В500 с R sc = R s = 365 МПа и Аs=0196cм2. Коэффициент:
Коэффициент эффективности косвенного армирования по формуле:
Приведенная прочность бетона на смятие с учетом коэффициента
Прочность стыка при монтаже обеспечена. Сварные сетки конструируют соблюдая следующие требования:
а) размеры ячеек сеток должны быть не менее 45 мм не более меньшей стороны сечения элемента:
б) шаг сеток следует принимать не менее 60 мм не более 150 мм и не более 13 стороны сечения.
Приняты размеры SП = 45 мм 400nc 130 мм. SM = 50 150 мм.
Сетки образованы поперечными стержнями 6ø5Вр-I и 6ø5Вр-I
Фактический коэффициент косвенного армирования по формуле
В бетоне замоноличивание подрезок делают косвенным армированием из таких же сеток как и в торце колонны.
Проектирование монолитного перекрытия в осях 1-13 А-Ж . . ..
1 Компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия
2 Сбор нагрузок на монолитное перекрытие . ..
3 Расчет плиты монолитного перекрытия
4 Расчет второстепенной балки . ..
5 Расчет прочности второстепенной балки по нормальным сечениям .
6 Расчет прочности второстепенной балки по наклонным сечениям ..
7 Построение эпюры материалов ..
Проектирование сборного перекрытия
1 Сбор нагрузок и конструирование многопустотной плиты перекрытия .
2 Характеристики прочности бетона и арматуры .
3 Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям 1-ой группы
4. Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям 2-ой группы
5 Проверка панели на монтажные нагрузки
Проектирование неразрезного ригеля
1 Определение усилий в ригеле поперечной рамы .
2 Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси
3 Расчёт прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси .
4 Конструирование арматуры ригеля
5 Построение эпюры материалов ..
Проектирование средней колонны ..
1 Определение усилий в средней колонне
2 Расчет прочности средней колонны
3 Конструирование арматуры колонны .
Проектирование фундамента
Расчет стыка ригеля с колонной ..
Расчет стыков колонн
Байков В.Н. Сигалов Э.Е.-Железобетонные конструкции: Общий курс. Учебник для вузов.-М.: Стойиздат 1985.-728с.
Мандриков А.П.- Примеры расчета железобетонных конструкций: Учеб пособие для техникумов.-М.: Стройиздат 1989.- 506с.
Кудзис А.П. – Железобетонные и каменные конструкции: Учеб. Для стоит.спец.вузов.-М.: Высш.шк. 1988-287с.
Железобетонные конструкции. Под ред. Н.Я. Панарина. Учебник для вузов.-М.: Высш. шк. 1971-544с.
Кувалдин А.Н. Клевцова Г.С. Примеры расчета железобетонных конструкций зданий. Учеб. Пособие для техникумов.-М.: Стройиздат 1976-288с.

Илья колонны, фундамент.cdw

сварка по контуру стыка
центрирующая прокладка
Стык ригеля с колонной
фундамент под колонну
бетон замоноличивания
Стык ригеля и колонны
анкерные болты d=12мм
Фундамент под колонну

Илья монолитка перекрытие.cdw

План монолитного перекрытия

Илья сборные перекрытия.cdw

Армирование многопустотной
Армирование балочной плиты
Армирование многопустотной плиты

Илья ригель.cdw

Сборный неразрезной ригель

Илья разрез спецификации.cdw

Ведомость расхода стали на элемент.
Спецификация арматуры
Плита перекрытия П-1
Монолитная балочная плита
Монолитная второстепенная балка