Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

К определению Л1.cdw

Чертеж4.cdw

Нагрузка передаваемая

Рисунок 3.cdw

2. Плита геометрия .cdw

Петли для подъёма МП1
ННГАСУ-270102-2012-КЖ
Геометрические размеры

рис. 5.frw

6.РигельКР Армирование .cdw

Спецификация арматурных изделий на ригель Б1
Бетон тяжёлый класса В20
Ведомость расхода стали на ригель Б1
Окончательная фиксация закладных деталей М2 производится в опалубке
Позицию ОС1 приварить к вертикальным хомутам вверху и к рабочим продольным стержням
внизу с помощью электросварных клещей
Плоские каркасы КР1 и КР2 приварить дуговой сваркой к закладным деталям М1
Сетки С1 и С2 привязать вязальной проволокой к продольным стержням каркаса
Позицию СП1 крепить к продольным стержням к продольному каркасу КР1 дуговой сваркой
Составная позиция СП1 крепится к КР1 дуговой сваркой с помощью позиции ОС3.
Позицию М3 приварить к СП1 после выверки положения в пространственном каркасе
Электродуговую сварку производить электродами Э-50А
ННГАСУ-270102-2011-КЖ

ПЗ.docx

Министерство образования и науки Российской федерации
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждениевысшего профессионального образования
«Нижегородский государственный архитектурно-строительный университет»
Кафедра железобетонных и каменных конструкций
Пояснительная запискак курсовому проекту
«Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания»
(оценка подпись дата)
Расчет ребристой плиты3
2 Расчет плиты по прочности6
3 Расчет плиты по второй группе предельных состояний14
3.1 Расчет по образованию трещин14
3.2 Расчет ширины раскрытия трещин15
3.3 Расчет плиты по прогибам26
Расчет сборного ригеля поперечной рамы29
1 Исходные данные для проектирования ригеля29
2 Расчет ригеля по прочности30
2.1 Расчетные нагрузки30
2.2 Расчетные пролеты ригеля30
2.3 Расчетные изгибающие моменты30
2.4 Расчетные поперечные силы31
2.5 Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям33
2.6 Определение площади поперечного сечения поперечной арматуры на отрыв35
2.7 Расчет крайнего ригеля на прочность по наклонным сечениям на действие поперечных сил36
2.8 Определение длины приопорных участков крайнего ригеля38
2.9 Обрыв продольной арматуры в крайнем пролете ригеля построение эпюры несущей способности ригеля40
Расчет сборной железобетонной средней колонны44
1 Исходные данные для проектирования колонны44
2 Расчет колонны на сжатие44
3 Расчет колонны на поперечную силу51
4 Расчет консоли колонны51
Расчет железобетонного фундамента под среднюю колонну54
1 Исходные данные для проектирования фундамента54
2 Определение размеров подошвы фундамента55
3 Расчет фундамента на прочность56
3.1 Определение напряжений в грунте под подошвой фундамента56
3.2 Расчет на продавливание плитной части фундамента56
3.3 Проверка фундамента по прочности на продавливание от дна стакана58
3.4 Определение площади сечения арматуры плитной части фундамента59
3.5 Расчет подколонника62
3.6 Расчет поперечной арматуры подколонника65
4 Проверка ширины раскрытия трещин67
Библиографический список68
Расчет ребристой плиты
Для сборного железобетонного перекрытия представленного на плане и разрезе рисунка 1 требуется рассчитать сборную ребристую плиту с ненапрягаемой арматурой в продольных ребрах. Сетка колонн Направление ригелей междуэтажных перекрытий поперёк здания. Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия. Из них длительная составляющая равна 70%. Коэффициент надежности по ответственности здания коэффициенты надежности по нагрузке: временной – ; постоянной –.
Бетон тяжелый класса: В20; (приложение Б [9]). Коэффициент условий работы бетона так как присутствует нагрузка непродолжительного действия составляющая более 10 % (п. 5.1.10 [4]). С учётом этого значения коэффициента принимаемые далее в расчётах по несущей способности (первая группа предельных состояний) величины расчетных сопротивлений равны:
Для расчета по второй группе предельных состояний (образования и ширины раскрытия трещин прогиба) расчетные сопротивления бетона будут равны: модуль упругости бетона (таблица 5.4 [4]).
Основные размеры плиты (рисунок 2):
конструктивная ширина
Высота плиты ориентировочно определяется по выражению:
Рисунок 1 – Конструктивная схема многоэтажного каркасного здания.
а – план перекрытия; б – разрез здания 1-1
Рисунок 2 – К расчету ребристой плиты
а – геометрические размеры; б – расчетная схема продольного ребра
2 Расчёт плиты по прочности
(первая группа предельных состояний)
Толщина полки принята
Пролёты полки в свету по рисунку 2а:
Расчётная нагрузка на 1 м2 полки:
Постоянная нагрузка с коэффициентом надежности по нагрузке γ = 11:
где – вес 1 м3 тяжелого железобетона;
вес пола и перегородок. (при отсутствии сведений о конструкции пола и перегородок их нормативный вес принят).
Итого постоянная нагрузка: .
Временная нагрузка (с):.
Полная расчётная нагрузка (с):
Схема армирования плиты и эпюра моментов в полке плиты представлена на рисунке 3.
Изгибающий момент в полке (в пролете и на опорах) при прямоугольных полях (l1 l2):
Площадь арматуры при (a = защитный слой 15мм + расстояние до середины толщины сетки при арматуре 3 В500).
Расчетное сопротивление арматуры В500: .
Граничная относительная высота сжатой зоны:
Таким образом условие выполняется.
Рисунок 3 – Схема армирования плиты и эпюра М в полке плиты
Процент армирования полки:
Расчёт поперечных рёбер
Расчёт прочности нормальных сечений.
Высота ребра арматура А400 расчётный пролёт
Расчётная нагрузка от собственного веса 1пм ребра:
Временная расчётная нагрузка на ширине ребра
Расчётная схема ребра эпюра нагрузки и моментов представлена на рисунке 4.
Рисунок 4 – К расчету поперечного ребра
Таким образом изгибающий момент в пролёте поперечного ребра будет равен:
Сечение тавровое расчётная ширина полки п.6.2.12. [ 5]:
Продольные рёбра рассчитываются в составе всей плиты рассматриваемой как балка П-образного сечения с высотой и номинальной шириной (конструктивная ширина). Толщина сжатой полки.
Расчётный пролет при определении изгибающего момента принимается равным расстоянию между центрами опор на ригелях:
расчетный пролет при определении поперечной силы:
Нагрузка на 1 пог. м плиты (или на 1 пог. м двух продольных ребер) составит:
где - расчётная нагрузка от собственного веса трёх поперечных рёбер:
- расчётная нагрузка от собственного веса двух продольных рёбер с заливкой швов:
где - средняя ширина двух рёбер и шва;
– вес 1 м3 тяжелого железобетона.
Усилия от расчетной нагрузки для расчёта на прочность:
Расчет прочности нормальных сечений
Продольная рабочая арматура в рёбрах принята в соответствии с заданием класса А400 расчётное сопротивление. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне представлено на рисунке 5; расчетная ширина полки(с учетом швов); ( при двухрядной арматуре).
Рисунок 5 – Расчетное сечение продольного ребра по прочности
Полагая что нейтральная ось лежит в полке и будут равны:
Площадь сечения продольной арматуры:
Принимаем продольную арматуру: по два стержня в каждом ребре.
Расчёт нормальных сечений к продольной оси элемента по деформационной модели производят по формулам 6.2.25 [4] и 3.74 [5]. Расчет по прочности производят из условий:
Деформации в продольной арматуре в предельном состоянии при двузначной эпюре деформаций согласно гипотезе плоских сечений равны:
где: – фактическая высота сжатой зоны бетона:
где: – высота сжатой зоны при прямоугольной эпюре напряжений полученная при расчёте по предельным усилиям. Используя расчёты выполненные выше (мм) и задавшись проверим предельные деформации в бетоне:
– деформации в бетоне не превышают предельных.
Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу
Поперечная сила на грани опоры. В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром (рисунок 35). Диаметр поперечных стержней из условия требований свариваемости должен быть не менее 025 диаметра продольной арматуры. В данном случае принимаем поперечные стержни диаметром dsw= 6 мм > 02522 = 55мм из проволоки класса В500
Asw1=283 мм2; расчетное сопротивление Rsw = 285 МПа. При Asw1=283 мм2 и n = 2 (на оба ребра) имеем: Asw = n Asw1=2283 = 566 мм2.
Бетон тяжелый класса В20 (Rb = 115 МПа; Rbt = 090 МПа; коэффициент условий работы бетона т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки).
Предварительно принятый шаг хомутов:
Sw1 = 175 мм (Sw1 ≤ 05h0 = 05 350 = 175мм; Sw1≤300мм)
Sw2= 250мм (Sw2 ≤ 075h0 = 075 350 = 2625мм; Sw2≤500мм)
Прочность бетонной сжатой полосы из условия (8) [9]:
то есть прочность полосы обеспечена.
Интенсивность хомутов определяется по формуле (13) [9]:
Поскольку - хомуты полностью учитываются в расчете и значение определяется по формуле (11) [9]:
Самая невыгодная длина проекции наклонного сечения C определяется из выражений:
Поскольку значение определяется по формуле (16) [9]:
Длина проекции наклонной трещины принимается не более и не более . В данном случае. Тогда
Проверяем условие (8) [10]:
т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.
Проверка требования:
т.е. требование выполнено.
Определение длины приопорного участка
А. Аналитический метод
При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от:
длина приопорного участка определится по формуле:
Б. Графический метод
Рисунок 6 - К определению l1 графическим методом
Длина приопорного участка l1 принимается большая из двух значений то есть по рисунку 6 l1 = 1925м.
3 Расчет плиты по второй группе предельных состояний
Производится от нормативных нагрузок (при и):
От временной нагрузки продолжительного действия (принято 80% от полной величины Р):
3.1 Расчёт по образованию трещин
Расчётное тавровое сечение представлено на рисунке 7. С учётом замоноличивания бетоном продольного шва между рёбрами расчётная ширина полки будет равна и средняя ширина ребра по рисунку 2 .
Рисунок 7 – Расчетное сечение ребра по второй группе предельных состояний
Трещины образуются если
Площадь приведённого сечения
Статический момент приведённого сечения относительно растянутой грани 1-1:
Расстояние до центра тяжести приведённого сечения от нижней грани продольных рёбер:
Момент инерции приведённого сечения:
Момент сопротивления приведённого сечения:
Ядровое расстояние приведённого сечения:
где: - деформации усадки бетона класса В35 и ниже.
Момент трещинообразования:
-трещины образуются от усадки бетона ещё до приложения внешней нагрузки.
3.2 Расчёт ширины раскрытия трещин.
Расчёт непродолжительной ширины раскрытия трещин производится из условия п.7.2 [4]:
Расчёт продолжительной ширины раскрытия трещин производится из условия [5]:
где: - предельно допустимая ширина раскрытия трещин из условия сохранности арматуры равная 03 мм при продолжительном раскрытии; 04 мм - при непродолжительном раскрытии трещин;
- ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и длительной части временной нагрузки:
- коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки и принимаемый равным:
- при непродолжительном действии нагрузки;
- при продолжительном действии нагрузки;
- коэффициент учитывающий профиль продольной арматуры и принимаемый равным:
- для арматуры периодического профиля (классов А300 А400 А500 В500);
- коэффициент учитывающий характер нагружения и принимаемый равным 10 - для изгибаемых элементов;
Средняя высота сжатой зоны для тавровых сечений определяется по формуле 7.43 [4]:
- площадь сечения свесов полки;
где: значение относительных деформаций бетона при продолжительном действии нагрузки (при относительной влажности воздуха 40-75%) принимается по таблице 5.6 [4].
где: - площадь сечения растянутого бетона.
Высота растянутой зоны бетона .
должна быть не менее и не более
- поправочный коэффициент равный: для прямоугольных и тавровых сечений с полкой в сжатой зоне – 09.
- ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки.
где: значение деформаций бетона при непродолжительном действии нагрузки:
Определение - ширины раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и временной длительной нагрузки.
Непродолжительная ширина раскрытия трещин составит:
3.3 Расчёт плиты по прогибам
Полная кривизна для участков с трещинами в растянутой зоне определяется по формуле 7.3.8 [4]:
а полный прогиб плиты: где: - кривизна от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузки:
Момент инерции приведённого сечения без учёта растянутого бетона:
где: - коэффициент ползучести бетона (таблица 5.5 [4]).
Кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки:
Кривизна от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузки:
Плита удовлетворяет требованиям таблицы 19 [2]:
а) эстетико-психологическим:
Вывод: плита удовлетворяет требованиям по второй группе предельных состояний.
Расчет сборного ригеля поперечной рамы
1 Исходные данные для проектирования ригеля
Для сборного железобетонного перекрытия требуется рассчитать сборный ригель используя данные и результаты расчёта плиты. Сетка колонн. Для ригеля крайнего пролета необходимо построить эпюры моментов от нагрузки и его несущей способности.
Данные для расчёта: бетон тяжелый класс бетона B20 коэффициент работы бетона. Расчётные сопротивления бетона с учетом равны: . Продольная и поперечная арматура – класса A400. Коэффициент снижения временной нагрузки
Армирование ригеля представлено двумя продольными каркасами и двух рядным расположение стержней (рисунок 8).
Рисунок 8 – Поперечное сечение ригеля
2 Расчёт ригеля по прочности
2.1 Расчётные нагрузки
Нагрузка на ригель собирается с грузовой полосы (представленной на рисунке 9) шириной равной расстоянию между осями ригелей (по с каждой стороны от оси ригеля).
а) постоянная нагрузка (с и):
вес железобетонных плит с заливкой швов принят по данным типовой серии ИИ 24-1 данных плит:
вес пола и перегородок:
собственный вес ригеля с приведённой шириной и высотой (размеры предварительные):
Итого постоянная нагрузка.
б) временная нагрузка с коэффициентом снижения:
Полная расчетная нагрузка:
2.2 Расчётные пролёты ригеля
При поперечном сечении колонн () и вылете консолей расчётные пролёты ригеля равны (рисунок 9):
2.3 Расчетные изгибающие моменты (рисунок 9)
В средних пролетах и на средних опорах:
Отрицательные моменты в пролетах при (таблица 1 и рисунок 9 [9]):
в крайнем пролёте для точки «4» при
в среднем пролёте для точки «6» при
2.4 Расчетные поперечные силы (рисунок 9)
Поперечная сила в каждом пролёте определяется как для простой балки с опорными моментами на концах.
На опоре справа и на средних опорах:
Рисунок 9 – К расчету многопролетного ригеля
2.5. Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям
Для арматуры класса A400 . Ширина сечения ригеля. Высота ригеля определяется по моменту в крайнем пролёте задаваясь значением. Откуда. Сечение рассчитывается как прямоугольное по формуле (1) [9]:
Расчетное сопротивление арматуры класса А300 (приложение В [9]).
(предварительно) тогда (арматура расположена в два ряда по высоте).
Принято. (где 30мм - толщина закладной детали к которой привариваются продольные стержни; 22 диаметр арматуры 20 по рифам) пересчёт а не требуется.
Проверка условия необходима при расчёте статически неопределимых конструкций по методу предельного равновесия.
(предварительно) тогда (арматура расположена в один ряд по высоте).
Принято . В этом случае (где 80мм - расстояние от верха ригеля до низа арматурного стержня) что соответствует предварительно принятому.
в) Верхняя пролетная арматура крайнего пролета по моменту в сечении «4»
(арматура расположена в один ряд по высоте).
Принято . При стыковом соединении стержней должно выполняться условие
Принято . пересчет а не требуется.
В этом случае что соответствует предварительно принятому.
е) Верхняя пролётная арматура среднего пролета по моменту в сечении «6»
2.6 Определение площади поперечного сечения поперечной арматуры на отрыв
Нагрузка на ригель приложена в пределах высоты его сечения. Поэтому необходима дополнительная вертикальная (поперечная) арматура площадь которой определяется расчётом на отрыв. Отрывающая нагрузка приходящаяся на 1пм длины ригеля и передающаяся через его полки на среднюю часть равна (без учёта нагрузки от собственного веса ригеля и нагрузки на его ширине равной 03м):
где: 03 м – ширина поперечного сечения ригеля.
Так как шаг поперечных хомутов меньше 1000 мм площадь будет уменьшаться пропорционально .
2.7 Расчет крайнего ригеля на прочность по наклонным
сечениям на действие поперечных сил
В крайнем и средних пролетах ригеля устанавливаются по два плоских сварных каркаса с односторонним расположением рабочих продольных стержней. Наибольший диаметр продольных стержней в крайнем пролёте
Для обеспечения требованиям качественной сварки минимальный диаметр поперечных стержней будет равен: в крайнем и среднем пролёте
Предварительно принято.
Класс арматуры А 400.
Проверка прочности наклонной сжатой полосы
– прочность сжатой полосы обеспечена
Проверка прочности наклонного сечения
Поскольку – хомуты полностью учитываются в расчете и определяется по формуле:
Прочность наклонного сечения обеспечена. При шаге прочность наклонного сечения не обеспечивается (-194%) поэтому корректировка шага поперечных стержней не требуется .
Предварительно принятоКласс арматуры А 400.
Поскольку - хомуты полностью учитываются в расчете и определяется по формуле:
Прочность наклонного сечения обеспечена.
что больше Sw1(2) полученных в расчёте.
2.8 Определение длины приопорных участков крайнего ригеля
где: – погонное усилие воспринимаемое поперечными стержнями в середине пролёта изгибаемого элемента (ригеля).
Приопорный участок у опоры А:
Шаг поперечных стержней в середине пролёта Sw3 принимается по конструктивным соображениям п. 5.21 [5] но не более 075h0 и 500мм. В данном случае предварительно принят
арматура класса А400.
Пересчёт С не требуется.
Приопорный участок у опоры В слева:
Из расчёта п.2.2.7: С0 = 2h0 = 20530 = 1060 м
Пересчёт С не требуется
Рисунок 10 – К определению графическим методом в крайнем ригеле
По большему значению длины приопорных участков принимаем 1504 мм и 1667 мм.
2.9 Обрыв продольной арматуры в крайнем ригеле
построение эпюры несущей способности ригеля
В целях экономии до 50% продольной арматуры её можно обрывать там где она уже не нужна. Для определения места обрыва продольной арматуры строится огибающая эпюра изгибающих моментов от внешних нагрузок и эпюра несущей способности сечений ригеля Mult. Моменты от внешней нагрузки в пяти точках огибающей эпюры определяются по формуле:
Расчётные моменты эпюры несущей способности в каждом сечении равны:
As - площадь арматуры в рассматриваемом сечении ригеля.
Место фактического обрыва стержней отстаёт от теоретического на расстояние W принимаемое не менее величины:
где: Q qsw и d - соответственно поперечная сила поперечное усилие в поперечных стержнях и диаметр обрываемого стержня в месте его теоретического обрыва. По всей длине ригеля должно соблюдаться условие: .
Подсчёт моментов при отношении
q=g+p =4411+6361=10772 кНм сведён в таблицу 1.
Значение коэффициента для определения отрицательных моментов принято по интерполяции значений таблицы 1 [9].
Нулевые точки эпюры положительных моментов располагаются на расстоянии 01l1 = 045 м от грани левой опоры и 0125l1 = 05625 м от грани правой опоры. Огибающая эпюра моментов приведена на рисунке 11. Под ней построена эпюра поперечных сил для крайнего каркаса.
Таблица 1. Изгибающие моменты М в крайнем ригеле
Крайний пролет «0 5»
Ординаты эпюры вычисляются через площади фактически принятой ранее арматуры и откладываются на том же чертеже.
На наибольший положительный момент М1 = 18170 кНм была принята арматура 220А400+ 218А400 с As = 1137 мм2.
Ввиду убывания положительного момента к опорам 218 А400 обрываются в пролёте. Момент Mult отвечающий оставшейся 220 А400 будет равен: (22 мм – диаметр арматуры 20 по рифам):
На отрицательный опорный момент на крайней опоре приняты 220А400 с As = 628 мм2;
На момент была принята арматура 325 А300 с
As=1473 мм2; Сначала обрывается 125 А300 а затем 225 А300 с
В сечении «4»; арматура 216 А300 с Аs = 402 мм2;
Обрываемые опорные стержни заводятся за место теоретического обрыва на величину W. Расстояние от опорных стержней до мест теоретического обрыва стержней а(1234) и значение Q(1234) определяется из эпюры графически по рисунку 12.
Из расчёта ригеля на прочность по поперечной силе п. 2.2.8 h01= 650 мм; h02=625 мм.
Значения W будут (см. рис.12):
для пролетных стержней слева 425 А300:
для пролетных стержней справа 218 А400:
для надопорных стержней слева 220 A400:
для надопорных стержней справа 225 A400:
Принято W1=710 мм; W2=750 мм; W3=910 мм; W4=930 мм.
Рисунок 11 – Огибающая эпюра моментов и «эпюра несущей способности» крайнего ригеля
Расчёт сборной железобетонной средней колонны
1 Исходные данные для проектирования колонны
Колонна принимается двухэтажной разрезки. Сечение колонны на всех этажах постоянное -.
Нагрузка на внутреннюю колонну собирается с грузовой площади представленной на рисунке 1 -. Подсчёт нагрузок сводится в таблицу 2.
Длительная составляющая временной нагрузки на перекрытие – 80% снеговой нагрузки на покрытие – 50% (п.1.7 [2]).
Собственный вес колонны длиной с учётом веса двухсторонней консоли и коэффициента γn = 10 будет:
Бетон тяжёлый класса В 201 арматура класса А500.
2 Расчет колонны на сжатие
Расчет колонны первого этажа
А. При сплошном загружении временной нагрузкой расчет колонны производится в сечении 1 – 1 (рисунок 12).
- От кратковременного действия всей нагрузки которая равна сумме нагрузок от покрытия трех перекрытий и четырех этажей колонны.
При соотношении (п. 6.2.17. [4])
Рисунок 12 – К расчёту сборной железобетонной колонны
Таблица 2 – Подсчет нагрузок на колонну
Конструкции кровли (ковер утеплитель и т.д.)
Вес железобетонной конструкции покрытия с учетом веса ригеля
Временная нагрузка в IV снеговом районе
От междуэтажных перекрытий
Конструкция железобетонного перекрытия с учетом веса ригеля ()
Временная нагрузка с коэф. снижения
- От длительного действия постоянной и длительной части полезной нагрузки:
Б. При полосовом загружении временной нагрузкой перекрытия над первым этажом в сечении 2 – 2 (рисунок 12).
За расчетное принимается верхнее сечение колонны первого этажа расположенное на уровне оси ригеля перекрытия. Расчет выполняется на комбинацию усилий Мmax - N отвечающую загружению временной нагрузкой одного из примыкающих к колонне пролетов ригеля перекрытия первого этажа к сплошному загружению остальных перекрытий и покрытия.
Временная нагрузка на перекрытие первого этажа собирается с половины грузовой площади (рисунок 14). Расчётная продольная сила N в расчетном сечении колонны с учетом собственного веса трех её верхних этажей расположенных выше рассматриваемого сечения.
Расчётный изгибающий момент определяется из рассмотрения узла рамы. Величина расчётной временной нагрузки на 1 п.м. длины ригеля с учётом коэффициента снижения k2 = 09 будет:
Расчётные высоты колонны будут:
где: y0 – расстояние до центра тяжести сечения (см. ниже);
- второго этажа Н2 = Нэт = 39 м
Линейные моменты инерции:
- колонн первого этажа
- колонн второго этажа
Площадь поперечного сечения
А = 320 700 + 2 150 160 + 2 · · 160 150 = 296000 мм2
S = 320 700 350 + 2 150 160 225 + 2 · 150 160 23
Расстояние до центра тяжести сечения до нижней грани ригеля
Рисунок 13 – К определению геометрических характеристик ригеля
а – фактическое сечение б - расчётное сечение
Момент инерции расчётного сечения (рисунок 13 б)
Изгибающий момент в сечении 2-2 колонны
от расчётных нагрузок
от длительно действующих расчетных нагрузок
Изгибающий момент в сечении 1-1 (на обрезе фундамента)
от нормативных нагрузок
Для класса бетона В20 Rb = 115 МПа модуль упругости Eb =
Для продольной арматуры класса А 500
Рисунок 14 – К определению усилий в средней колонне
Значение М не корректируется
Моменты внешних сил относительно центра тяжести сжатой арматуры:
В первом приближении принято = 0008
Расчётный изгибающий момент:
М = М = 11496348 = 7294 кНм
Необходимая площадь арматуры определяется следующим образом:
Так как αn=1145 > R=0577 определяется по формуле:
Так как коэффициенты армирования предварительно принятые и полученные незначительно отличаются друг от друга пересчёт площади поперечного сечения арматуры не производится.
По большему из полученных значений: Astot = 10948 мм2 Astot = 358546 мм2 Astot = AS+AS=2·62168=124336 мм2 и Astot=2·Asmin =2·b·h0·min =2 00015·450·400=540 мм2 принята арматура 420 А500 с
Astot = 1256 мм2 (+10% =0029).
Принятую продольную арматуру пропускаем по всей длине рассчитываемой монтажной единицы без обрывов. Колонна армируется сварным каркасом из арматуры диаметром 8 мм класса А240 с шагом S = 300 мм.
3 Расчёт колонны на поперечную силу
Поперечная сила в колонне равна:
Поскольку Q постоянна по высоте колонны С = Сmax= 3h0 = 3400 = =1200 мм H1 = 361м
Прочность по наклонному сечению обеспечена. Поперечная арматура принимается по конструктивным требованиям то есть 8 А 240 с шагом Sw = 300мм ().
Расчёт по бетонной полосе между наклонными сечениями:
Прочность по бетонной полосе обеспечена.
4 Расчёт консоли колонны
Консоль колонны предназначена для опирания ригеля рамы. Консоли колонны бетонируются одновременно с ее стволом поэтому выполняется также из тяжелого бетона класса В20 имеем расчетное сопротивление бетона Rb=115 МПа Rbt=09 МПа модуль упругости бетона Еb=27500 МПа. Продольная арматура выполняется из стали класса A500 с расчетным сопротивлением Rs=435 МПа. Поперечное армирование консолей выполняется в виде горизонтальных двухветвевых хомутов из стержней диаметром 8 мм класса А240. Модуль упругости поперечных стержней Еs=200000 МПа. Консоль воспринимает нагрузку от опорной реакции ригеля =32003 кН которая является максимальной.
Максимальная расчётная поперечная сила передаваемая на консоль составляет:
Принимаем вылет консоли lc=350 мм высоту сечения консоли в месте примыкания ее к колонне h=650 мм. Угол наклона сжатой грани консоли к горизонту . Рабочая высота опорного сечения консоли:
h0=h-a=750-50=600 мм.
Расстояние от приложения силы Q до опорного сечения консоли будет: a= lc-lsup2=350-2902=205мм.
Размеры сечения консоли должны удовлетворять условию прочности на действие поперечной силы:
Так как то в расчёт принимаем .
- размеры консоли достаточны.
Определение площади продольной арматуры Аs
Момент в опорном сечении взятый с коэффициентом 125 равен:
М=125Qа=125320030205=8201 кНм.
Рисунок 15 – К расчёту консоли
Площадь сечения арматуры будет равна: мм2.
Принимаем 216 A300 с АS=402 мм2 (+132%).
Расчёт консоли по СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции
Высота сечения у свободного края h1=650-350=300 мм > h3=2333 мм. Рабочая высота опорного сечения консоли h0= h – a = 650 - 50=600 мм. Поскольку lc=35009h=630 мм консоль короткая. Размеры консоли представлены на рисунке 15.
Проверяем прочность бетона на смятие под опорной площадкой:
прочность на смятие обеспечена
Проверяем условие прочности по наклонной сжатой полосе:
Принимаем шаг хомутов Sw=150 мм (Swh4 и ≤150мм)
Проверяем условие прочности:
прочность обеспечена
Библиографический список
Федеральный закон №384-ФЗ "Технический регламент о безопасности зданий и сооружений" Срок введ. 30.06.10. - М. Проспект 2010. – 32 с;
СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*. [Текст]: утв. приказом Минрегиона России: дата введения 20.05.11. – М.:ГУП ЦПП 2011.- 80 с.;
СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения : строит. нормы и правила : утв. Гос. ком. Рос. Федерации по стр-ву и жилищ.-коммун. комплексу от 30.06.2003 : взамен СНиП 2.03.01-84 : дата введ. 01.03.2004. - М. : ГУП НИИЖБ 2004. – 26 с.;
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры [Текст]:утв. Государственным комитетом Российской Федерации по строительству и жилищно-коммунальному комплексу от 30.06.2003: взамен СНиП 2.03.01-84: дата введ. 01.03.2004.-М. ГУП НИИЖБ 2004.-55 с.;
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). [Текст]: - М.ЦНИИ ПРОМЗДАНИЙ и НИИЖБ 2005.;
Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения)[Текст]: ГПИ Ленингр. Промстройпроект Госстроя СССР ЦНИИпромзданий Госстроя СССР. – М.: Стройиздат 1978.-175 с.;
Байков В. Н.. Железобетонные конструкции. Общий курс [Текст]: учеб. для вузов В. Н. Байков Э. Е. Сигалов. Изд. 5-е перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1991.-767 с.;
Нифонтов А.В. Методические указания. Расчёт сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания. Часть I Основные расчётные положения: Методические указания для выполнения первого курсового проекта по дисциплине «Железобетонные конструкции» А.В. Нифонтов О.О. Иваев; ННГАСУ: Н.Новгород 2010. – 43с.
Пособие по проектированию фундаментов на естественном основании под колонны зданий и сооружений (к СНиП 2.03.01-84 и 2.02.01-83) [Текст] Ленпромстройпроект Госстроя СССР.-М.: ЦИТП Госстроя СССР 1989.-112с.

3.Плита Армирование .cdw

Спецификация арматурных изделий на плиту П1
Бетон тяжёлый класса В20
Ведомость расхода стали на плиту П1
Арматурные изделия плиты П1 представлены на листе 4
На узле 1 условно не показаны сетки С1 и С2
(С1 условно не показана)
(С2 условно не показана)
ННГАСУ-270102-2012-КЖ

4.Плита Арм изделия .cdw

1. Сетки и каркасы изготовлены при помощи контактной точечной электросварки в соответствии с
ГОСТ 23279-85 ГОСТ 10922-90 и ГОСТ 14098-91.
Спецификация арматуры на арматурное изделие
Прерывистый сварной шов
ННГАСУ -270102-2012-КЖ

Рисунок 11.cdw

5.РигельКР геометрия .cdw

ННГАСУ-270102-2012-КЖ
Геометрические размеры

Рисунок 1.cdw

Цем.песчаная стяжка 22
Разуклонка из пенобетона 170
Торцевая самонесущая
Навесная панельная стена
Внутренняя кирпичная стена

рисунок 9.frw

1.Лист План .cdw

Цем. песч. стяжка 25
Разуклонка из пенобетона 170
Курсовой проект выполнен по заданию кафедры ЖБК
Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажное перекрытие 13 кНм
Торцевая самонесущая
производственное здание
ННГАСУ-270102-2012-КЖ

Пояснительная записка.docx

TOC o "1-3" h z u 1.Расчет ребристой плиты PAGEREF _Toc338616954 h 2
1.Исходные данные PAGEREF _Toc338616955 h 2
2.Расчёт плиты по прочности PAGEREF _Toc338616956 h 3
3.Расчет плиты по второй группе предельных состояний PAGEREF _Toc338616957 h 9
3.1.Расчёт по образованию трещин PAGEREF _Toc338616958 h 9
3.2.Расчёт ширины раскрытия трещин. PAGEREF _Toc338616959 h 11
3.3.Расчёт плиты по прогибам PAGEREF _Toc338616960 h 14
Расчет сборного ригеля поперечной рамы PAGEREF _Toc338616961 h 17
1.Исходные данные для проектирования ригеля PAGEREF _Toc338616962 h 17
2.Расчёт ригеля по прочности PAGEREF _Toc338616963 h 17
2.1.Расчётные нагрузки PAGEREF _Toc338616964 h 17
2.2.Расчётные пролёты ригеля PAGEREF _Toc338616965 h 18
2.3.Расчетные изгибающие моменты (рисунок 9) PAGEREF _Toc338616966 h 18
2.4.Расчетные поперечные силы (рисунок 9) PAGEREF _Toc338616967 h 18
2.5.Расчёт ригеля на прочность по нормальным сечениям PAGEREF _Toc338616968 h 19
2.6.Определение площади поперечного сечения поперечной арматуры на отрыв PAGEREF _Toc338616969 h 21
2.7.Расчет крайнего ригеля на прочность по наклонным PAGEREF _Toc338616970 h 22
2.8.Определение длины приопорных участков крайнего ригеля PAGEREF _Toc338616971 h 24
2.9.Обрыв продольной арматуры в крайнем ригеле PAGEREF _Toc338616972 h 25
Расчёт сборной железобетонной средней колонны PAGEREF _Toc338616973 h 28
1.Исходные данные для проектирования колонны PAGEREF _Toc338616974 h 28
2.Расчет колонны на сжатие PAGEREF _Toc338616975 h 28
3.Расчёт колонны на поперечную силу PAGEREF _Toc338616976 h 32
4.Расчёт консоли колонны PAGEREF _Toc338616977 h 33
Библиографический список PAGEREF _Toc338616978 h 35
Расчет ребристой плиты
Для сборного железобетонного перекрытия представленного на плане и разрезе рисунка 1 требуется рассчитать сборную ребристую плиту с ненапрягаемой арматурой в продольных ребрах. Сетка колонн . Направление ригелей междуэтажных перекрытий поперёк здания. Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия . Из них длительная составляющая равна . Коэффициент надежности по ответственности здания коэффициенты надежности по нагрузке: временной – ; постоянной - .
Бетон тяжелый класса: В20; (приложение Б[9]). Коэффициент условий работы бетона так как присутствует нагрузка непродолжительного действия составляющая более 10 % (п. 5.1.10 [4]). С учётом этого значения коэффициента принимаемые далее в расчётах по несущей способности (первая группа предельных состояний) величины расчетных сопротивлений равны
Для расчета по второй группе предельных состояний (образования и ширины раскрытия трещин прогиба) расчетные сопротивления бетона будут равны: модуль упругости бетона (таблица 5.4 [4]).
Основные размеры плиты (рисунок 2):
конструктивная ширина
Высота плиты ориентировочно определяется по выражению:
Рисунок 1 – Конструктивная схема многоэтажного каркасного здания.
а – план перекрытия; б – разрез здания 1-1
Рисунок 2 – К расчету ребристой плиты
а – геометрические размеры; б – расчетная схема продольного ребра
Расчёт плиты по прочности
(первая группа предельных состояний)
Толщина полки принята
Пролёты полки в свету по рисунку 2а:
Расчётная нагрузка на 1 м2 полки:
Постоянная нагрузка с коэффициентом надежности по нагрузке γ = 11:
где – вес 1 м3 тяжелого железобетона;
вес пола и перегородок (при отсутствии сведений о конструкции пола и перегородок их нормативный вес принят).
Итого постоянная нагрузка: .
Временная нагрузка (с):.
Полная расчётная нагрузка (с):
Схема армирования плиты и эпюра моментов в полке плиты представлена на рисунке 3.
Изгибающий момент в полке (в пролете и на опорах) при прямоугольных полях (l1 l2):
Площадь арматуры при (a = защитный слой 15мм + расстояние до середины толщины сетки при арматуре 4 В500).
Расчетное сопротивление арматуры В500: .
Граничная относительная высота сжатой зоны:
Таким образом условие выполняется.
Рисунок 3 – Схема армирования плиты и эпюра М в полке плиты
Процент армирования полки:
Расчёт поперечных рёбер
Расчёт прочности нормальных сечений.
Высота ребра арматура А400 расчётный пролёт
Расчётная нагрузка от собственного веса 1пм ребра:
Временная расчётная нагрузка на ширине ребра
Расчётная схема ребра эпюра нагрузки и моментов представлена на рисунке 4.
Рисунок 4 – К расчету поперечного ребра
Таким образом изгибающий момент в пролёте поперечного ребра будет равен:
Сечение тавровое расчётная ширина полки п.6.2.12. [5]:
Расчёт продольных рёбер.
Продольные рёбра рассчитываются в составе всей плиты рассматриваемой как балка П-образного сечения с высотой и номинальной шириной (конструктивная ширина). Толщина сжатой полки.
Расчётный пролет при определении изгибающего момента принимается равным расстоянию между центрами опор на ригелях:
расчетный пролет при определении поперечной силы:
Нагрузка на 1 пог. м плиты (или на 1 пог. м двух продольных ребер) составит:
где - расчётная нагрузка от собственного веса трёх поперечных рёбер:
- расчётная нагрузка от собственного веса двух продольных рёбер с заливкой швов:
где - средняя ширина двух рёбер и шва;
– вес 1 м3 тяжелого железобетона.
Усилия от расчетной нагрузки для расчёта на прочность:
Расчет прочности нормальных сечений
Продольная рабочая арматура в рёбрах принята в соответствии с заданием класса А300 расчётное сопротивление. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне представлено на рисунке 5; расчетная ширина полки(с учетом швов); ( при двухрядной арматуре).
Рисунок 5 – Расчетное сечение продольного ребра по прочности
Полагая что нейтральная ось лежит в полке и будут равны:
Площадь сечения продольной арматуры:
Принимаем продольную арматуру: по два стержня в каждом ребре.
Расчёт нормальных сечений к продольной оси элемента по деформационной модели производят по формулам 6.2.25 [4] и 3.74 [5]. Расчет по прочности производят из условий:
Деформации в продольной арматуре в предельном состоянии при двузначной эпюре деформаций согласно гипотезе плоских сечений равны:
где: – фактическая высота сжатой зоны бетона:
где: – высота сжатой зоны при прямоугольной эпюре напряжений полученная при расчёте по предельным усилиям. Используя расчёты выполненные выше () и задавшись проверим предельные деформации в бетоне:
– деформации в бетоне не превышают предельных.
Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу
Поперечная сила на грани опоры . В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром (рисунок 35). Диаметр поперечных стержней из условия требований свариваемости должен быть не менее 025 диаметра продольной арматуры. В данном случае принимаем поперечные стержни диаметром dsw= 5 мм = 02520 = 5 мм из проволоки класса В500
Asw1=196 мм2; расчетное сопротивление Rsw = 300 МПа. При Asw1=196 мм2 и n = 2 (на оба ребра) имеем: Asw = n Asw1=2196 = 392 мм2.
Бетон тяжелый класса В20 (Rb = 115 МПа; Rbt = 090 МПа; коэффициент условий работы бетона т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки).
Предварительно принятый шаг хомутов:
Sw1 = 150 мм (Sw1 ≤ 05h0 = 05 300 = 150мм; Sw1≤300мм)
Sw2= 225мм (Sw2 ≤ 075h0 = 075 300 = 225мм; Sw2≤500мм)
Прочность бетонной сжатой полосы из условия (8) [9]:
то есть прочность полосы обеспечена.
Интенсивность хомутов определяется по формуле (13) [9]:
Поскольку - хомуты полностью учитываются в расчете и значение определяется по формуле (11) [9]:
Самая невыгодная длина проекции наклонного сечения C определяется из выражений:
Поскольку значение определяется по формуле (16) [9]:
Длина проекции наклонной трещины принимается не более и не более . В данном случае. Тогда
Проверяем условие (8) [10]:
т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.
Проверка требования:
т.е. требование выполнено.
Определение длины приопорного участка
А. Аналитический метод
При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от:
длина приопорного участка определится по формуле:
Б. Графический метод
Рисунок 6 - К определению l1 графическим методом
Длина приопорного участка l1 принимается большая из двух значений то есть по рисунку 6 l1 = 1925м.
Расчет плиты по второй группе предельных состояний
Производится от нормативных нагрузок (при и):
От временной нагрузки продолжительного действия (принято 80% от полной величины Р):
Расчёт по образованию трещин
Расчётное тавровое сечение представлено на рисунке 7. С учётом замоноличивания бетоном продольного шва между рёбрами расчётная ширина полки будет равна и средняя ширина ребра по рисунку 2 .
Рисунок 7 – Расчетное сечение ребра по второй группе предельных состояний
Трещины образуются если
Площадь приведённого сечения
Статический момент приведённого сечения относительно растянутой грани 1-1:
Расстояние до центра тяжести приведённого сечения от нижней грани продольных рёбер:
Момент инерции приведённого сечения:
Момент сопротивления приведённого сечения:
Ядровое расстояние приведённого сечения:
где: - деформации усадки бетона класса В35 и ниже.
Момент трещинообразования:
- трещины образуются от усадки бетона ещё до приложения внешней нагрузки.
Расчёт ширины раскрытия трещин.
Расчёт непродолжительной ширины раскрытия трещин производится из условия п.7.2 [4]:
Расчёт продолжительной ширины раскрытия трещин производится из условия [5]:
где: - предельно допустимая ширина раскрытия трещин из условия сохранности арматуры равная 03 мм при продолжительном раскрытии; 04 мм - при непродолжительном раскрытии трещин;
- ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и длительной части временной нагрузки:
- коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки и принимаемый равным:
- при непродолжительном действии нагрузки;
- при продолжительном действии нагрузки;
- коэффициент учитывающий профиль продольной арматуры и принимаемый равным:
- для арматуры периодического профиля (классов А300 А400 А500 В500);
- коэффициент учитывающий характер нагружения и принимаемый равным 10 - для изгибаемых элементов;
Средняя высота сжатой зоны для тавровых сечений определяется по формуле 7.43 [4]:
- площадь сечения свесов полки;
где: значение относительных деформаций бетона при продолжительном действии нагрузки (при относительной влажности воздуха 40-75%) принимается по таблице 5.6 [4].
где: - площадь сечения растянутого бетона.
Высота растянутой зоны бетона .
должна быть не менее и не более
- поправочный коэффициент равный: для прямоугольных и тавровых сечений с полкой в сжатой зоне – 09.
- ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки.
где: значение деформаций бетона при непродолжительном действии нагрузки:
Определение - ширины раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и временной длительной нагрузки.
Непродолжительная ширина раскрытия трещин составит:
Расчёт плиты по прогибам
Полная кривизна для участков с трещинами в растянутой зоне определяется по формуле 7.3.8 [4]:
а полный прогиб плиты: где: - кривизна от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузки:
Момент инерции приведённого сечения без учёта растянутого бетона:
где: - коэффициент ползучести бетона (таблица 5.5 [4]).
Кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки:
Кривизна от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузки:
Плита удовлетворяет требованиям таблицы 19 [2]:
а) эстетико-психологическим:
Вывод: плита удовлетворяет требованиям по второй группе предельных состояний.
Расчет сборного ригеля поперечной рамы
Исходные данные для проектирования ригеля
Для сборного железобетонного перекрытия требуется рассчитать сборный ригель используя данные и результаты расчёта плиты. Сетка колонн. Для ригеля крайнего пролета необходимо построить эпюры моментов от нагрузки и его несущей способности.
Данные для расчёта: бетон тяжелый класс бетона B15 коэффициент работы бетона. Расчётные сопротивления бетона с учетом равны: . Продольная и поперечная арматура – класса A400. Коэффициент снижения временной нагрузки
Армирование ригеля представлено двумя продольными каркасами и двух рядным расположение стержней (рисунок 8).
Рисунок 8 – Поперечное сечение ригеля
Расчёт ригеля по прочности
Нагрузка на ригель собирается с грузовой полосы (представленной на рисунке 9) шириной равной расстоянию между осями ригелей (по с каждой стороны от оси ригеля).
а) постоянная нагрузка (с и):
вес железобетонных плит с заливкой швов принят по данным типовой серии ИИ 24-1 данных плит:
вес пола и перегородок:
собственный вес ригеля с приведённой шириной и высотой (размеры предварительные):
Итого постоянная нагрузка.
б) временная нагрузка с коэффициентом снижения:
Полная расчетная нагрузка:
Расчётные пролёты ригеля
При поперечном сечении колонн () и вылете консолей расчётные пролёты ригеля равны (рисунок 9):
Расчетные изгибающие моменты (рисунок 9)
В средних пролетах и на средних опорах:
Отрицательные моменты в пролетах при (таблица 1 и рисунок 9 [9]):
в крайнем пролёте для точки «4» при
в среднем пролёте для точки «6» при
Расчетные поперечные силы (рисунок 9)
Поперечная сила в каждом пролёте определяется как для простой балки с опорными моментами на концах.
На опоре справа и на средних опорах:
Расчёт ригеля на прочность по нормальным сечениям
Для арматуры класса A300 . Ширина сечения ригеля. Высота ригеля определяется по моменту в крайнем пролётезадаваясь значением. Откуда. Сечение рассчитывается как прямоугольное по формуле (1) [9]:
Расчетное сопротивление арматуры класса А300 (приложение В [9]).
(предварительно) тогда (арматура расположена в два ряда по высоте).
Принято. (где 30мм - толщина закладной детали к которой привариваются продольные стержни; 27 мм - диаметр арматуры 25 по рифам; 60 мм – расстояние между стержнями диаметром 25 мм) пересчёт а не требуется.
Проверка условия необходима при расчёте статически неопределимых конструкций по методу предельного равновесия.
(предварительно) тогда (арматура расположена в один ряд по высоте).
Принято . В этом случае (где 80мм - расстояние от верха ригеля до низа арматурного стержня) пересчёт не требуется.
в) Верхняя пролетная арматура крайнего пролета по моменту в сечении «4»
(арматура расположена в один ряд по высоте).
Принято . При стыковом соединении стержней должно выполняться условие
Принято . пересчет а не требуется.
В этом случае что соответствует предварительно принятому.
е) Верхняя пролётная арматура среднего пролета по моменту в сечении «6»
Определение площади поперечного сечения поперечной арматуры на отрыв
Нагрузка на ригель приложена в пределах высоты его сечения. Поэтому необходима дополнительная вертикальная (поперечная) арматура площадь которой определяется расчётом на отрыв. Отрывающая нагрузка приходящаяся на 1пм длины ригеля и передающаяся через его полки на среднюю часть равна (без учёта нагрузки от собственного веса ригеля и нагрузки на его ширине равной 03м):
где: 03 м – ширина поперечного сечения ригеля.
Так как шаг поперечных хомутов меньше 1000 мм площадь будет уменьшаться пропорционально .
Расчет крайнего ригеля на прочность по наклонным
сечениям на действие поперечных сил
В крайнем и средних пролетах ригеля устанавливаются по два плоских сварных каркаса с односторонним расположением рабочих продольных стержней. Наибольший диаметр продольных стержней в крайнем и среднем пролётах d=25 мм.
Для обеспечения требованиям качественной сварки минимальный диаметр поперечных стержней будет равен: в крайнем и среднем пролётах d=10 мм.
Предварительно принято.
Класс арматуры А300.
Проверка прочности наклонной сжатой полосы
– прочность сжатой полосы обеспечена
Проверка прочности наклонного сечения
Поскольку – хомуты полностью учитываются в расчете и определяется по формуле:
Прочность наклонного сечения обеспечена. При шаге прочность наклонного сечения не обеспечивается (-3428%) поэтому корректировка шага поперечных стержней не требуется .
Предварительно принятоКласс арматуры А300.
Поскольку - хомуты полностью учитываются в расчете и определяется по формуле:
Прочность наклонного сечения обеспечена.
что больше Sw1(2) полученных в расчёте.
Определение длины приопорных участков крайнего ригеля
где: – погонное усилие воспринимаемое поперечными стержнями в середине пролёта изгибаемого элемента (ригеля).
Приопорный участок у опоры А:
Шаг поперечных стержней в середине пролёта Sw3 принимается по конструктивным соображениям п. 5.21 [5] но не более 075h0 и 500мм. В данном случае предварительно принят
арматура класса А300.
Приопорный участок у опоры В слева:
Из расчёта п.2.2.7: С0 = 2h0 = 2048 = 096 м
Рисунок 10 – К определению графическим методом в крайнем ригеле
По большему значению длины приопорных участков принимаем .
Обрыв продольной арматуры в крайнем ригеле
построение эпюры несущей способности ригеля
В целях экономии до 50% продольной арматуры её можно обрывать там где она уже не нужна. Для определения места обрыва продольной арматуры строится огибающая эпюра изгибающих моментов от внешних нагрузок и эпюра несущей способности сечений ригеля Mult. Моменты от внешней нагрузки в пяти точках огибающей эпюры определяются по формуле:
Расчётные моменты эпюры несущей способности в каждом сечении равны:
As - площадь арматуры в рассматриваемом сечении ригеля.
Место фактического обрыва стержней отстаёт от теоретического на расстояние W принимаемое не менее величины:
где: Q qsw и d - соответственно поперечная сила поперечное усилие в поперечных стержнях и диаметр обрываемого стержня в месте его теоретического обрыва. По всей длине ригеля должно соблюдаться условие: .
Подсчёт моментов при отношении
q=g+p =4235+77976=120326 кНм сведён в таблицу 1.
Значение коэффициента для определения отрицательных моментов принято по интерполяции значений таблицы 1 [9].
Нулевые точки эпюры положительных моментов располагаются на расстоянии 01l1 = 0425 м от грани левой опоры и 0125l1 = 053125 м от грани правой опоры. Огибающая эпюра моментов приведена на рисунке 11. Под ней построена эпюра поперечных сил для крайнего каркаса.
Таблица 1. Изгибающие моменты М в крайнем ригеле
Крайний пролет «0 5»
Положительные моменты
Отрицательные моменты
Ординаты эпюры вычисляются через площади фактически принятой ранее арматуры и откладываются на том же чертеже.
На наибольший положительный момент М1 = 181116 кНм была принята арматура 425А300 с As =1963 мм2.
На отрицательный опорный момент на крайней опоре приняты 225А300 с As =982 мм2;
На момент была принята арматура 232 А300 с
В сечении «4»; арматура 214А300 с Аs =308 мм2;
Обрываемые опорные стержни заводятся за место теоретического обрыва на величину W. Расстояние от опорных стержней до мест теоретического обрыва стержней а(1234) и значение Q(1234) определяется из эпюры графически по рисунку 12.
Из расчёта ригеля на прочность по поперечной силе п. 2.2.8 h01= 480 мм; h02=480 мм.
Значения W будут (см. рис.12):
для пролетных стержней слева 425 А300:
для пролетных стержней справа 218 А400:
для надопорных стержней слева 220 A400:
для надопорных стержней справа 225 A400:
Принято W1=710 мм; W2=750 мм; W3=910 мм; W4=930 мм.
Рисунок 11 – Огибающая эпюра моментов и «эпюра несущей способности» крайнего ригеля
Расчёт сборной железобетонной средней колонны
Исходные данные для проектирования колонны
Колонна принимается двухэтажной разрезки. Сечение колонны на всех этажах постоянное -.
Нагрузка на внутреннюю колонну собирается с грузовой площади представленной на рисунке 1 . Подсчёт нагрузок сводится в таблицу 2.
Длительная составляющая временной нагрузки на перекрытие – 67% снеговой нагрузки на покрытие – 50% (п.1.7 [2]).
Собственный вес колонны длиной с учётом веса двухсторонней консоли и коэффициента γn = 10 будет:
Бетон тяжёлый класса В20 арматура класса А400.
Расчет колонны на сжатие
Расчет колонны первого этажа
А. При сплошном загружении временной нагрузкой расчет колонны производится в сечении 1 – 1 (рисунок 12).
- От кратковременного действия всей нагрузки которая равна сумме нагрузок от покрытия трех перекрытий и четырех этажей колонны.
При соотношении (п. 6.2.17. [4])
Рисунок 12 – К расчёту сборной железобетонной колонны
Таблица 2 – Подсчет нагрузок на колонну
Конструкции кровли (ковер утеплитель и т.д.)
Вес железобетонной конструкции покрытия с учетом веса ригеля
Временная нагрузка в IV снеговом районе
От междуэтажных перекрытий
Конструкция железобетонного перекрытия с учетом веса ригеля ()
Временная нагрузка с коэф. снижения
- От длительного действия постоянной и длительной части полезной нагрузки:
Б. При полосовом загружении временной нагрузкой перекрытия над первым этажом в сечении 2 – 2 (рисунок 12).
За расчетное принимается верхнее сечение колонны первого этажа расположенное на уровне оси ригеля перекрытия. Расчет выполняется на комбинацию усилий Мmax - N отвечающую загружению временной нагрузкой одного из примыкающих к колонне пролетов ригеля перекрытия первого этажа к сплошному загружению остальных перекрытий и покрытия.
Временная нагрузка на перекрытие первого этажа собирается с половины грузовой площади (рисунок 14). Расчётная продольная сила N в расчетном сечении колонны с учетом собственного веса трех её верхних этажей расположенных выше рассматриваемого сечения.
Расчётный изгибающий момент определяется из рассмотрения узла рамы. Величина расчётной временной нагрузки на 1 п.м. длины ригеля с учётом коэффициента снижения k2 = 09 будет:
Расчётные высоты колонны будут:
где: y0 – расстояние до центра тяжести сечения (см. ниже);
- второго этажа Н2 = Нэт = 39 м
Линейные моменты инерции:
- колонн первого этажа
- колонн второго этажа
Площадь поперечного сечения
А = 320 700 + 2 150 160 + 2 · · 160 150 = 296000 мм2
S = 320 700 350 + 2 150 160 225 + 2 · 150 160 23
Расстояние до центра тяжести сечения до нижней грани ригеля
Рисунок 13 – К определению геометрических характеристик ригеля
а – фактическое сечение б - расчётное сечение
Момент инерции расчётного сечения (рисунок 13 б)
Изгибающий момент в сечении 2-2 колонны
от расчётных нагрузок
от длительно действующих расчетных нагрузок
Изгибающий момент в сечении 1-1 (на обрезе фундамента)
от нормативных нагрузок
Для класса бетона В20 Rb = 115 МПа модуль упругости Eb =
Для продольной арматуры класса А 500
Рисунок 14 – К определению усилий в средней колонне
Значение М не корректируется
Моменты внешних сил относительно центра тяжести сжатой арматуры:
В первом приближении принято = 0008
Расчётный изгибающий момент:
М = М = 11496348 = 7294 кНм
Необходимая площадь арматуры определяется следующим образом:
Так как αn=1145 > R=0577 определяется по формуле:
Так как коэффициенты армирования предварительно принятые и полученные незначительно отличаются друг от друга пересчёт площади поперечного сечения арматуры не производится.
По большему из полученных значений: Astot = 10948 мм2 Astot = 358546 мм2 Astot = AS+AS=2·62168=124336 мм2 и Astot=2·Asmin =2·b·h0·min =2 00015·450·400=540 мм2 принята арматура 420 А500 с
Astot = 1256 мм2 (+10% =0029).
Принятую продольную арматуру пропускаем по всей длине рассчитываемой монтажной единицы без обрывов. Колонна армируется сварным каркасом из арматуры диаметром 8 мм класса А240 с шагом S = 300 мм.
Расчёт колонны на поперечную силу
Поперечная сила в колонне равна:
Поскольку Q постоянна по высоте колонны С = Сmax= 3h0 = 3400 = =1200 мм H1 = 361м
Прочность по наклонному сечению обеспечена. Поперечная арматура принимается по конструктивным требованиям то есть 8 А 240 с шагом Sw = 300мм ().
Расчёт по бетонной полосе между наклонными сечениями:
Прочность по бетонной полосе обеспечена.
Расчёт консоли колонны
Консоль колонны предназначена для опирания ригеля рамы. Консоли колонны бетонируются одновременно с ее стволом поэтому выполняется также из тяжелого бетона класса В20 имеем расчетное сопротивление бетона Rb=115 МПа Rbt=09 МПа модуль упругости бетона Еb=27500 МПа. Продольная арматура выполняется из стали класса A500 с расчетным сопротивлением Rs=435 МПа. Поперечное армирование консолей выполняется в виде горизонтальных двухветвевых хомутов из стержней диаметром 8 мм класса А240. Модуль упругости поперечных стержней Еs=200000 МПа. Консоль воспринимает нагрузку от опорной реакции ригеля =32003 кН которая является максимальной.
Максимальная расчётная поперечная сила передаваемая на консоль составляет:
Принимаем вылет консоли lc=350 мм высоту сечения консоли в месте примыкания ее к колонне h=650 мм. Угол наклона сжатой грани консоли к горизонту . Рабочая высота опорного сечения консоли:
h0=h-a=750-50=600 мм.
Расстояние от приложения силы Q до опорного сечения консоли будет: a= lc-lsup2=350-2902=205мм.
Размеры сечения консоли должны удовлетворять условию прочности на действие поперечной силы:
Так как то в расчёт принимаем .
- размеры консоли достаточны.
Определение площади продольной арматуры Аs
Момент в опорном сечении взятый с коэффициентом 125 равен:
М=125Qа=125320030205=8201 кНм.
Рисунок 15 – К расчёту консоли
Площадь сечения арматуры будет равна: мм2.
Принимаем 216 A300 с АS=402 мм2 (+132%).
Расчёт консоли по СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции
Высота сечения у свободного края h1=650-350=300 мм > h3=2333 мм. Рабочая высота опорного сечения консоли h0= h – a = 650 - 50=600 мм. Поскольку lc=35009h=630 мм консоль короткая. Размеры консоли представлены на рисунке 15.
Проверяем прочность бетона на смятие под опорной площадкой:
прочность на смятие обеспечена
Проверяем условие прочности по наклонной сжатой полосе:
Принимаем шаг хомутов Sw=150 мм (Swh4 и ≤150мм)
Проверяем условие прочности:
прочность обеспечена.
Библиографический список
Федеральный закон №384-ФЗ "Технический регламент о безопасности зданий и сооружений" Срок введ. 30.06.10. - М. Проспект 2010. – 32 с;
СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*. [Текст]: утв. приказом Минрегиона России: дата введения 20.05.11. – М.:ГУП ЦПП 2011.- 80 с.;
СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения : строит. нормы и правила : утв. Гос. ком. Рос. Федерации по стр-ву и жилищ.-коммун. комплексу от 30.06.2003 : взамен СНиП 2.03.01-84 : дата введ. 01.03.2004. - М. : ГУП НИИЖБ 2004. – 26 с.;
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры [Текст]:утв. Государственным комитетом Российской Федерации по строительству и жилищно-коммунальному комплексу от 30.06.2003: взамен СНиП 2.03.01-84: дата введ. 01.03.2004.-М. ГУП НИИЖБ 2004.-55 с.;
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). [Текст]: - М.ЦНИИ ПРОМЗДАНИЙ и НИИЖБ 2005.;
Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения)[Текст]: ГПИ Ленингр. Промстройпроект Госстроя СССР ЦНИИпромзданий Госстроя СССР. – М.: Стройиздат 1978.-175 с.;
Байков В. Н.. Железобетонные конструкции. Общий курс [Текст]: учеб. для вузов В. Н. Байков Э. Е. Сигалов. Изд. 5-е перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1991.-767 с.;
Нифонтов А.В. Методические указания. Расчёт сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания. Часть I Основные расчётные положения: Методические указания для выполнения первого курсового проекта по дисциплине «Железобетонные конструкции» А.В. Нифонтов О.О. Иваев; ННГАСУ: Н.Новгород 2010. – 43с.
Пособие по проектированию фундаментов на естественном основании под колонны зданий и сооружений (к СНиП 2.03.01-84 и 2.02.01-83) [Текст] Ленпромстройпроект Госстроя СССР.-М.: ЦИТП Госстроя СССР 1989.-112с.

рис. 7.frw

Рисунок 8.cdw

Рисунок 2.cdw

7.РигельКР Арм изделия .cdw

Спецификация арматуры на арматурное изделие
ННГАСУ-270102-2011-КЖ
КР1 (КР2 зеркально КР1)
Сетки и каркасы изготовлены при помощи контактной точечной электросварки в соответствии с ГОСТ 23279-85 ГОСТ 10922-90 и ГОСТ 14098-91.