Железобетонные конструкции монолитного перекрытия многоэтажного здания

сб+монол.doc

ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
К КУРСОВОМУ ПРОЕКТУ №1
«Железобетонные конструкции»
«Железобетонные конструкции 4-этажного
Студента: 4 курса группы:
Компоновка конструктивной схемы сборного балочного перекрытия
1. Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям
2. Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям второй
Расчёт ригеля поперечной рамы
1. определение усилий в ригеле
2. расчёт прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной
3. расчёт прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной
4. конструирование арматуры ригеля .. .
Расчёт средней колонны .
Расчёт фундамента под колонну .
Многопролетная плита монолитного перекрытия
1. Расчётный пролёт и сбор нагрузок .. ..
2. Расчётные усилия .. .
3.Армирование плиты перекрытия .
Многопролетная второстепенная балка
1. Расчётный пролёт и нагрузки
2. Расчётные усилия .
3. Армирование второстепенной балки .. .
Используемая литература . .
Задание согласно шифру:
- длина перекрытия L=52м;
-ширина перекрытия В=18м;
- нагрузка на перекрытие q=3кНм2 =3000 Нм2;
- высота этажа h=34м;
- сопротивление грунта (расчётное) R=026Мпа
– район строительства г. Донецк;
- кол-во этажей n=4.
Данная курсовая работа состоит из графической части выполненной на
листах А1 и пояснительной записки. В пояснительной записке рассмотрен
расчёт и конструирование железобетонных конструкций здания – плиты
перекрытия неразрезного ригеля колонны и фундамента под колонну. В
качестве сравнения рассмотрен вариант монолитного перекрытия – ребристое
балочное перекрытие : с поперечными главными балками и продольными
второстепенными выполнен также расчёт стыков жб элементов.
Компоновка конструктивной схемы сборного
Ригели поперечных рам 3-хпролетные с равными пролётами по 60м на
опорах жестко соединенные с колоннами. Плиты перекрытий предварительно
напряженные многопустотные. Многопустотные плиты принимаются с
номинальной шириной равной 1500мм. В поперечном направлении жесткость
здания обеспечивается также по связевой системе: ветровая нагрузка через
перекрытия работающие как горизонтальные жесткие диски передается на
торцовые стены выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм.
1. Расчет многопустотной плиты
по предельным состояниям I группы.
Расчетный пролет и нагрузки.
Для установления расчетного пролета плиты предварительно задаемся
размерами сечения: ригеля
h = (112) ширину b=20
При опирании плиты на ригель поверху расчетный пролет 1а-1=6-
на 1 м длины при ширине плиты 15 м с учетом коэффициента надежности по
назначению здания γf=10:
постоянная g =402·15·10 =603 кНм;
полная g+v = 7621·15·10= 1143кНм.
Нагрузка на 1 м2 перекрытия
Нагрузка Нормативная Коэффициент Расчетная
нагрузка надежности по нагрузка
-многопустотная плита с круглыми3000 11 3300
-слой цементного раствора =20 360 13 468
-декоративные плитки типа
керамический гранит" =13 мм 230 11 253
Нормативная нагрузка на 1 м при ширине плиты 15 м:
- постоянная g=359·1.5·1.0= 5385 кНм;
- полная g+v =659·1.5=989кНм
Усилия от расчетных и нормативных нагрузок.
-От расчетной нагрузки:
Q= (g+v) ·lo2=1143·592=3371 кН.
-От нормативной полной нагрузки:
М= 989 ·5928=4303 кН·м;
Установление размеров сечения плиты.
-Высота сечения многопустотной предварительно напряженной плиты
- рабочая высота сечения h0=h-а=22-3=19 см;
-толщина верхней и нижней полок: (22-16)05=3см;
-ширина ребер =35мм; ширина крайних ребер= 605мм
В расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина
сжатой полки таврового сечения hf=3см; отношение hfh=320 = 015>01
при этом в расчет вводится вся ширина полки bf = 146 см;
- расчетная ширина ребра b=146-167=34см
Характеристики прочности бетона и арматуры.
Многопустотная предварительно напряженная плита армируется стержневой
арматурой класса A-V( А800) с электротермическим натяжением на упоры форм.
К трещиностойкости плиты предъявляются требования 3-й категории. Изделие
подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении.
Бетон тяжелый класса В25 соответствующий напрягаемой арматуре (см.
-призменная прочность нормативная Rbn = Rbser=185 МПа
-расчетная Rb = 145 МПа;
- коэффициент условий работы бетона γb2=09;
-нормативное сопротивление при растяжении Rbtn = Rttser=1.6 МПа
-расчетное Rbt = 105 МПа;
- начальный модуль упругости бетона Eb=30 000 МПа.
- передаточная прочность бетона RbP устанавливается так чтобы при обжатии
отношение напряжений GbP Rp075 (см. табл. 11.5 1).
Арматура продольных ребер класса A-V( А800):
- нормативное сопротивление Rsn = 785 МПа
-расчетное сопротивление Rs= 680 МПа;
-модуль упругости Es = 190 000 МПа.
Предварительное напряжение арматуры принимается равным
sp=06RSn=06x785= =470 МПа. Проверяем выполнение условия (11.211):
- при электротермическом способе натяжения Δsp= 30+360l=30+
066=8454 МПа; sp+ Δsp =470+8454=55454RSn = 785 МПа – условие
Вычисляем предельное отклонения предварительного напряжения по формуле:
здесь nр=6—число напрягаемых стержней плиты.
Коэффициент точности натяжения при благоприятном влиянии предварительного
напряжения : γsp = 1-Δ γsp = 1—013=087. При проверке по образованию
трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимается ysp = 1 +013=113.
Предварительное напряжение с учетом точности натяжения sp=087x470=385
Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси:
М=4973кН·м. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Вычисляем
Из табл. Ш.1 1 находим =0059; х=h0=0059·19= 1125 см—
нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки; = 097.
Вычисляем характеристику сжатой зоны :
w=085-0008 Rb=085—0008 09145=075.
Вычисляем граничную высоту сжатой зоны:
Здесь: 1=Rs+400-sp=680+400-270=810МПа
Коэффициент условий работы учитывающий сопротивление напрягаемой
арматуры выше условного предела текучести:
Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры:
Принимаем 6 10 A-V( А800) с As=471см2
Расчет прочности ребристой плиты по сечению
наклонному к продольной оси.
Q=3371кН. Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на
продольную ось с. Влияние свесов сжатых полок :
Влияние продольного усилия обжатия N = P2=19233 кН (см. расчет
предварительных напряжений арматуры плиты)
[pic]принимаем φn=0.284
Вычисляем 1+φf +φn=1+033 + 0284= 1614> 15 принимаем 15;
В =φb2(1+φf +φn) Rbt bh0= 2·15·1.05·34·192 (100) = 3866105 Нсм.
В расчетном наклонном сечении Qb = Qsw = Q2
отсюда с=B05Q = 3866·105053371= 229см >2h0 = 38 см.
Принимаем с=2hо = 38 см. Тогда Qb = Вс=3866·10538=1017·103 Н =
=1017 kH>=Q = 3371 кН следовательно поперечная арматура по расчету
не требуется. На приопорных участка длиной 14 устанавливаем конструктивно
A-III( А400) с шагом s=h2=222=11 см. В средней части пролета
поперечная арматура не применяется.
2. Расчет плиты по предельным состояниям
Геометрические характеристики приведенного сечения :
Круглое очертание пустот заменяем эквивалентным квадратным со стороной
h=0.9d=0.9·16=144см;
- толщина полок эквивалентного сечения [p
-ширина ребра=146-7·144=452см; ширина пустот =146-452=1008см.
-Отношение модулей упругости v= EsEb= 190 00030 000 = 635.
-Площадь приведенного сечения Ared=A+vAs=146·22-1008·144=17605
см2. (Пренебрегаем в виду малости величиной vAs).
- Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
уо=0.5h=0.5·22=11см.
-Момент инерции приведенного cечения
Ired= 146·22312-1008·144312=1044684см4.
-Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне :
Wred=Iredyо=104468411 = 949713см3. – тоже по верхней зоне W'red
-Расстояние от ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны
(верхней) до центра тяжести приведенного сечения:
r=φn(WredAred) =085(949713) 17605=459 см;- то же наименее
удаленной от растянутой зоны (нижней); здесь φn =16—bRb.sег=1.6-0.75 =
Отношение напряжения в бетоне от нормативных нагрузок и усилия обжатия
к расчетному сопротивлению бетона для предельных состояний второй группы
предварительно принимаем равным 075.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне :
Wp здесь γ= 15 — для двутаврового
сечения с полкой в сжатой зоне при 2 [pic]b=14634=4296.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии
изготовления и обжатия элемента:
Потери предварительного напряжения арматуры.
Расчет потерь производится в соответствии с § II.5 1 коэффициент
точности натяжения арматуры при этом γsp=1.
-Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом
способе натяжения 1 = 003 sp=003х590 =17.8 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=As (sp — 1) =471 (590—17.8) (100) =2245885Н.
Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного
eор=Уо -а=11—3=8 см. Максимальное напряжение в бетоне при обжатии:
Устанавливаем величину передаточной прочности бетона из условия
bpRbp 075; Rbp = 317075=42305 В25 (см. § II.5 п. 11);
принимаем Rbp =12.5 МПа.
Тогда отношение bpRbp=31712.50=0.254
Отсюда сжимающие напряжения в бетоне на уровне центра тяжести площади
напрягаемой арматуры от усилия обжатия ( без учёта момента от веса плиты)
Потери от быстронатекающей ползучести при
bpRbp=265125=0.2120.75
=400.85 bpRbp=34·0.212=721МПа
-Первые потери: los.1=1+6=178+721=25.01МПа
Усилие обжатия с учётом первых потерь:
Р1=As (sp - 1-6)= 471 (590—2501) (100)=221954Н
С учётом первых потерь напряжения в бетоне: [pic]
Потери от усадки бетона: 8=35МПа
=1500.85 bpRbp=2652 МПа
Полные потери los=2501+35+2652=8653МПа100 МПа – принимаем
минимальный уровень потерь 100МПа.
Усилие обжатия с учетом полных потерь:
P2 = As(sP — l0S)= 471 (590 — 100) (100) =19233кН.
Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси
Расчет производится для выяснения необходимости проверки по раскрытию
трещин. При этом для элементов к трещиностойкости которых предъявляются
требования 3-й категории принимаются значения коэффициента надежности
по нагрузке γf=l; Изгибающие моменты:
-от полной нормативной нагрузки: M = 4303 кНм
-от постоянной и длительной: M = (359+15)*15 ·5928=3323 кНм.
Вычисляем момент образования трещин по приближенному способу ядровых
Mcrc = Rbt.ser ·WPl + Mrp = 16·142457+ 2107= 439кН-м.
Здесь ядровый момент усилия обжатия при γsP=087:
Mrp=Р02(еoр+г) =087·19233(8+459) =2106кН·м
Поскольку М=4303Мcrс=439кН-м трещины в растянутой зоне не образуются.
Следовательно расчет по раскрытию трещин не делаем.
Расчет прогиба плиты.
Прогиб определяется от нормативного значения постоянной и длительной
нагрузок предельный прогиб f= [30см] согласно табл. П.4.1 Предельно
допустимый прогиб для рассчитываемой плиты с учетом эстетических
требований согласно нормам принимается равным: [pic]см.
Вычисляем параметры необходимые для определения прогиба плиты с учетом
трещин в растянутой зоне.
Суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом
всех потерь и при γsp=1 Ntot = P2=19223 кН;
эксцентриситет еs. tot = MNtot=3323000 192230=1728см;
Определение прогиба производится на действие нормативных нагрузок при
коэффициенте надежности по нагрузке [pic] по формуле :
где для свободно опертой балки коэффициент [pic] равен:
- [pic] при двух равных моментах по концам балки от силы обжатия.
Вычисляем кривизну предварительно напряженного изгибаемого элемента от
действия кратковременной нагрузки:
М = М(от норм. кр.н.)= 11356 кН*м;
Полная кривизна плиты на участках без трещин в растянутой зоне
определяется по формулам .
Кривизна от постоянной и длительной нагрузки:
Изгибающий момент от постоянной и длительной нагрузок: M(g + v2)
[pic]- момент от соответствующей внешней нагрузки относительно
оси нормальной к плоскости действия изгибающего момента и проходящей
через центр тяжести приведенного сечения;
[pic]- коэффициент учитывающий влияние длительной ползучести
тяжелого бетона при влажности более 40%;
[pic]- коэффициент учитывающий влияние кратковременной ползучести
Кривизна от кратковременного выгиба при действии усилия
предварительного обжатия с учетом [pic]:
Прогиб от постоянной и длительной нагрузок составит:
Кривизна участка плиты без трещин в растянутой зоне бетона определяется по
Выгиб плиты вследствие ползучести бетона от усилия предварительного
обжатия несколько уменьшает прогиб
Вывод: Прогиб не превышает предельную величину
Определение усилий в ригеле поперечной рамы.
Расчетная схема и нагрузки.
Поперечная 4-х этажная рама имеет регулярную расчетную схему с 3 равными
пролетами ригелей и равными длинами стоек (высотами этажей). Сечения
ригелей и стоек по этажам также приняты постоянными. Такая многоэтажная
рама расчленяется для расчета на вертикальную нагрузку на одноэтажные рамы
с нулевыми точками моментов—шарнирами расположенными по концам стоек — в
середине длины стоек всех этажей кроме первого. Расчетная схема
рассчитываемой рамы средних этажей :
Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу поперечных рам Bmax=60
м. Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля.
от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания
γn=095 - 4021·6·095=24126 кНм;
- от веса ригеля сечением 02 X 05 (р=2500 кгсм3) с учетом
коэффициентов надежности γf=1.1 и γn=095 - 0.20.5251.1095=25
Итого: g=2413+25= 2663 кНм.
Временная нагрузка с учетом:
в том числе: длительная нагрузка 156= 90 кНм и
кратковременная 156=90кНм;
Полная нагрузка: g+v=2663+216=482 кНм.
Расчётная схема ригеля представлена на рис.
Вычисление изгибающих моментов в расчётных сечениях ригеля
Опорные моменты вычисляем по табл.2 прил.11 (1) для ригелей соединённых
с колоннами на средних и крайних опорах жёстко по формуле:
Табличные коэффициенты α и зависят от схем загружения ригеля и
коэффициента k - отношения погонных жёсткостей ригеля и колонны
– сечение колонны 30х30см длина колонны сечение ригеля –
х50см длина ригеля l=60м. k= [pic]
Вычисление опорных моментов ригеля от постоянной нагрузки и различных
схем загружения временной нагрузкой производим в табличной форме:
Схема Опорные моменты кН*м
-0059х2663 -0092 х2663-0086 х2663-0086х2663
х62=-5656 х62=-882 х62=-8245 х62=-8245
-0066х216х -0071 х216х-0015 х216х-0015 х216х
х62=-5132 х62=-5502 х62=-1166 х62=-1166
-00075 -0021 х216х-0071 х216х-0071 х216х
х216х х62=-1633 х62=-5521 х62=-5521
-0057 х216х-0098 х216х0096 х216х -00625
х62=-4432 х62=-762 х62=-7465 х216х
Расчётные схемы для 1+2= 1+4= 1+4= 1+3=
опорных моментов -10788 -1644 -1571 -13766
Пролётные моменты ригеля:
Пролётные моменты вычисляем отдельно для каждого случая загружения по
правилам строительной механики по формуле:[pic]
Схема Пролётные моменты кН*м
Крайний пролёт Средний пролёт
Расчётные схемы для 1+2 1+3
пролётных моментов 9135 9781
Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров
Практический расчет заключается в уменьшении примерно на 20 % опорных
моментов ригеля по схемам загружения №1+4; при этом намечается образование
пластических шарниров на опоре.
К эпюре моментов схем загружения №1+4 добавляем выравнивающую эпюру
моментов так чтобы уравнялись опорные моменты и были обеспечены удобства
армирования опорного узла (средняя колонна). Ординаты выравнивающей
ΔМ1= 02*1644 =3288кН·м; ΔМ2 = 2558 кН·м; при этом
ΔМ11=-ΔМ13=1096кН·м ΔМ22=-ΔМ23=853кН·м
Опорные моменты на эпюре выровненных моментов составляют:
М12=(—10088—1096) =-11184 кНм
М21=- 1644+3288=-13152 кН*м; М23= -1571+2558=-13152кНм
М32= -13105-853=-13958кНм
Опорный момент ригеля по грани средней колонны слева М21
(абсолютные значения).
) по схемам загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов
) По схемам загружения 1+3
) По схемам загружения 1+2
Опорный момент ригеля по грани средней колонны справа М23(1)
Следовательно расчетный опорный момент ригеля по грани средней опоры
Опорный момент ригеля по грани крайней колонны по схеме загружения 1+4
и выровненной эпюре моментов:
поперечные силы ригеля
Для расчета прочности по сечениям наклонным к продольной оси
принимают значения поперечных сил ригеля большие из двух расчетов:
упругого расчета и с учетом перераспределения моментов.
На крайней опоре Q1 = 14132 кн (1+4)
На средней опоре слева по схеме загружения 1+4
На средней опоре справа по схеме загружения 1+4
Тоже на 2-ой средней слева
Расчет прочности ригеля по сечениям
нормальным к продольной оси
Бетон тяжелый класса В20 расчетные сопротивления при сжатии Rb= 115 МПа
при растяжении Rbt = 09 МПа; коэффициент условий работы бетона γb2=090;
модуль упругости Eb = 27 000 МПа (прил. I и II 1).
Арматура продольная рабочая класса А-Ш( А400) расчетное сопротивление
Rs=365 МПа модуль упругости Es =200 000 МПа.
Определение высоты сечения ригеля. Высоту сечения подбираем по опорному
моменту при = 035 поскольку на опоре момент определен с учетом
образования пластического шарнира. По табл. III.1.1 при = 035 находим
значение Ао=0289 а отсюда определяем граничную высоту сжатой зоны:
W=0.85-0.008·Rb=0.85-0.008(11.50.9)=0.77
Вычисляем рабочую высоту ригеля при в=250мм :
Принимаем h=50см тогда h0=h-a=50-4=46см.
Проверка принятого сечения по пролетному моменту в данном случае не
производится так как Мпрол=9781кН·мМопор=12104 кНм. Производим подбор
сечений арматуры в расчетных сечениях ригеля.
Сечение в первом пролете: М=9248 кНм (по выровненной эпюре моментов);
по табл. III.I 1 = 0893;
Принято 220А-Ш ( А400) с As = 628см2
Сечение на средней опоре: М=12104кНм;
по табл. III.I 1 = 0875;
[pic]= 842 см2. Принято 212+2 20А-Ш ( А400)
Сечение в среднем пролете: М=9781кНм (по выровненной эпюре моментов);
по табл. III.I 1 = 089;
[pic]= 66 см2. Принято 212+2 18А-Ш с As = 735см2
наклонным к продольной оси.
На средней опоре поперечная сила Q = 14788кН.
Вычисляем проекцию наклонного сечения на продольную ось с:
B=φb2Rbtbh02=2·0925·462(100) = 9522·105Нсм;
В расчетном наклонном сечении Qb = QSw = O2
Отсюда: с=B(0.5Q)=95221050.5·147880=1287cм.
Условие : 12871см>2h0=246=92cм принимаем с=92см.
Вычисляем усилие воспринимаемое поперечной арматурой:
Qsw=Q2=147882=7394кН=73940Н
qsw=Qswc=7394092=803.5Нм.
Диаметр поперечных стержней устанавливается из условия свариваемости
с продольной арматурой диаметром 20мм и принимается равным dsw=8 мм с
площадью As=0503 см. При классе A-III ( А400) Rs=285 МПа; поскольку
dswd=825=l3.13l3 вводится коэффициент условий работы γs2= 09 и тогда
Rsw=09·285=255 МПа. Число каркасов 2 при этом Asw=20503=1.01 см2
Шаг поперечных стержней s=RswAswqsw=255·101 (100)803.5= 0.318м и
по конструктивным условиям s=h3=503 =16.67cм. На всех приопорных
участках длиной l4 принят шаг s = 140 мм в средней части пролета шаг
s=3h4 = 3504=37.5см – принимаем 300мм.
Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами:
w=Aswbs=1.0125·14=0.00288 =EsEb=20000027000=7.5
[pic]=1+57.50.00288=1.108 [pic]=1-0.01·0.9·11.5=0.9
Условие выполняется:
3φw1φb1Rbbh0=0.31.1080.90.911.5·025·046(1000)=35661кН
Конструирование арматуры ригеля.
Построение эпюры материалов.
Стык ригеля с колонной выполняется на ванной сварке выпусков верхних
надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли
колонны . Ригель армируется двумя сварными каркасами часть продольных
стержней каркасов обрывается в соответствии с изменением огиба-
ющеи эпюры моментов и по эпюре арматуры (материалов) Обрываемые стержни
заводятся за место теоретического обрыва на длину заделки W.
Эпюру арматуры строят в такой последовательности:
) определяют изгибающие моменты М воспринимаемые в расчетных
сечениях по фактически принятой арматуре;
) устанавливают графически на огибающей эпюре моментов по ординатам
М места теоретического обрыва стержней;
) определяют длину анкеровки обрываемых стержней W=Q2qsw+5d>20d
причем поперечная сила Q в месте теоретического обрыва стержня принимается
соответствующей изгибающему моменту в этом сечении.
Арматура в средних пролётах:
2+ 2 18А-III ( А400) с As=666см2; =66625·50=000484;
=RsRb=0154; =0915; М=365·666·0915 ·46(100)10-5=10145кН·м.
В месте теоретического обрыва остается арматура 218 А-III( А400)
= 0983; М=365·157 ·0983 ·46(100)10-5=2573кН·м;
поперечная сила в этом сечений Q=1423 кН; qs=8885 Нсм. Длина
анкеровки W2=142300002·8035+5·18=89см>20d=36см.
Арматура в первом пролёте и на крайней опоре:
0( А400) с As=628см2; =62825·50=00048; =RsRb=015;
=0915; М=365·628·0915 ·46(100)10-5=961кН·м.
поперечная сила в этом сечений Q=13636 кН; qs=8035 Нсм. Длина
анкеровки W2=136360002·8035+5·2=9788см>20d=36см.
Арматура на средней опоре:
2+2 20 А-III ( А400) с As=854см2; =85425·50=000683;
=RsRb=0217; =0875; М=365·854·0875 ·46(100)10-5=12546кН·м.
В месте теоретического обрыва арматура 210 А-III ( А400) с As=157см2;
=000114; =0036; = 0983; М=365·157 ·0983 ·46(100)10-5=2573кН·м;
анкеровки W2=142300002·8035+5·18=89см>20d=36см
По полученным данным строим эпюру материалов для ригеля .
расчет колонны среднего ряда
Определение продольных сил от расчетных нагрузок
Грузовая площадь колонны составляет [pic]м2
Постоянная нагрузка от перекрытий одного этажа :
от стойки сечением 30х30 L=34м:
Итого (постоянная от 1 перекрытия): [pic]кн
Временная нагрузка от 1 перекрытия:
в том числе длительная 50% [pic]кн
кратковременная 50% [pic]кн
Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит в 6 кнм2
[pic] кн от ригеля 15 кН от стойки 641 кН.
Нагрузка от снега [pic]кН[pic]
В том числе длительная 50% [pic]кН
кратковременная 50% 2394кН
Продольная сила колонны 2-го этажа от длительной нагрузки
Продольная сила колонны 1-го этажа от длительных нагрузок
тоже от полной нагрузки:
Определение изгибающих моментов колонны
от расчетных нагрузок
Определяем опорные моменты ригеля перекрытия 1-го этажа. Отношение
погонных жесткостей вводимых в расчет согласно приложения
Определяем максимальный момент колонн - при загружении 1+2 без
перераспределения моментов. При действии длительных нагрузок
При действии полной нагрузки [pic]кн(м
Изгибающий момент колонны 1-го этажа сверху от длительных нагрузок
тоже от полной [pic] кн(м
Изгибающий момент колонны 2-го этажа снизу от длительных нагрузок
Определяем изгибающие моменты колонны соответствующие максимальным
продольным силам для этой цели используют загружение пролетов ригеля по
При действии длительных нагрузок
При действии полных нагрузок
тоже от полных 1041(04 = 4164 кн(м
от полных нагрузок 1041(06 = 625 кн(м
Характеристики прочности бетона и арматуры
Арматура А-III( А400)
Комбинация расчетных усилий (колонна 2-ого этажа)
[pic] кн в том числе [pic]кн
Мсоотв=2947 кн(м в том числе [pic] 1644кн(м
Комбинация расчетных усилий (колонна 1-ого этажа)
[pic] кн(м в том числе [pic] кн(м
Подбор сечений симметричной арматуры [pic]
-ая комбинация усилий:
-рабочая высота сечения: [pic]см
Случайный эксцентриситет [pic]см
Поскольку эксцентриситет силы [pic]см больше случайного = 1см то в
расчет принимаем [pic]см.
Находим момент относительно оси наименее сжатой (растянутой) арматуры
При длительной нагрузке:
Радиус ядра сечения r (ч)=[pic]см
Выражение для критической продольной силы при прямоугольном сечении с
симметричным армированием [pic](без предварительного напряжения)
С учетом что [p [p [pic]
[pic]см- высота этажа
Для тяжелого бетона [pic]
Задаемся коэффициентом армирования [pic]и вычисляем критическую силу.
Определяем площадь арматуры
Выполняем расчет по 2-ой комбинации усилий [pic]см
Поскольку эксцентриситет силы [pic]см меньше случайного = 1см то в
принимаю (=0285 отношение [pic]
Принимаю 3 ( 22А-III ( А400) c [pic]см2
Расчет консоли колонны
Опорное давление ригеля [pic]кн
Бетон В-20; Rв=115 МПа; ([pic]
Арматура А-III ( А400) с [pic]МПа
Принимаю [pic]см при ширине ригеля [pic]см
Вылет консоли с учётом зазора [pic]см
Высота сечения консоли у грани колонны
[pic]см при угле наклона сжатой грани (=450 высота консоли у
свободного края h1=40-25=15см при этом [pic]см[pic]см.
Рабочая высота сечения консоли ho= 40(3 = 37см.
Поскольку [pic]см[pic]см консоль короткая.
Консоль армируем горизонтальными хомутами ( 6мм А-I с [pic]см2 шагом
[pic]см (при этом [pic]см и [pic]см) и отгибами 2 ( 14 А-III ( А400) с
Проверяем прочность сечения консоли по условию [pic]
[pic]кн[pic]должно быть не более [pic]кн
Следовательно [pic]кн[pic]кн
Прочность обеспечена.
Изгибающий момент консоли у грани колонны
площадь сечения продольной арматуры при [pic]
Принимаю 2(14 А-III ( А400) c [pic]см2
Расчет фундамента под колонну
Сечение колонны 30 х 30 см.
Усилия колонны у заделки в фундаменте
) N=112307кн М=4164кн(м; [pic]=041см
) N=84014кн М=1964кн(м; [pic]см
Расчетное усилие N=112307 кн усредненное значение коэффициента
надежности по нагрузке (f=115 нормативное усилие [pic]кн
Грунты основания супеси с коэффициентом пористости =07 показатель
текучести JL = 1; R0 = 026 МПа = 260 кнм2
Бетон тяжелый класса В-125; Rвt=066МПа; ([p арматура класса А-II
Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах
Высоту фундамента предварительно принимаю Н = 90 см
глубину заложения Н = 105 см
Размер стороны квадратной подошвы [pic]м
так как [pic]см [pic]см то расчет фундамента ведем как центрально
Давление на грунт от расчетной нагрузки
Рабочая высота фундамента из условия продавливания
Полную высоту фундамента устанавливаем из условий:
- заделки колонны в фундаменте [p
-анкеровки сжатой арматуры колонны ( 22 А-III ( А400) в бетоне
колонны класса В-20 [pic]см
Принимаю окончательно фундамент высотой Н=105см; h0=101см
Толщина дна стакана 20+5=25см
Проверяют отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента
[pic]см условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования
в наклонном сечении начинающемся в сечении III-III.
Для единицы ширины этого сечения (в=100см) [pic]кн
Условие прочности выполняется
Принимаю нестандартную сетку (сварную) с одинаковой в обоих
направлениях рабочей арматурой из стержней ( 12 с шагом 20см ([pic]см2)
Процент армирования расчетных сечений
Конструктивная схема монолитного покрытия
Проектируем монолитное перекрытие ребристого типа которое состоит
из балочных плит работающих в коротком направлении второстепенных и
главных балок. Все элементы выполняются из бетона класса В15.
Монолитное перекрытие компонуем с поперечными главными балками и
продольными второстепенными балками . Второстепенные балки размещаются
по осям колонн и в 13 пролета главной балки при этом пролеты плиты ПЛ-1
между осями ребер равны 603=20м.
Предварительно задаемся размерами сечения балок:
-главная балка : высота сечения h=l 8÷l15=6008÷60015=75÷40см-
принимаем h=60см тогда её ширина b=04h÷05h=24÷30см – принимаем
- второстепенная балка h=l12÷l20=60012÷60020=50÷30см – принимаем
см тогда b=05·h=20см.
Многопролетная плита монолитного покрытия
1. Расчетный пролет плиты и сбор нагрузок.
Расчетный пролет плиты равен расстоянию в свету между гранями
второстепенных балок l0=20-02=18м в продольном направлении –
расстоянию в свету между главными балками l0= 60-030 =57м. Отношение
пролетов 5718=32 ≥ 2— плиту рассчитываем как работающую по короткому
направлению. Принимаем толщину плиты 6 см.
Подсчитываем нагрузки на 1 м2 перекрытия в табличной форме:
Нагрузка на 1 м2 перекрытия.
-плита =60 мм (ρ=2400 кгм3) 1440 11 1584
-слой цементного раствора =20
мм (ρ=1800 кгм3) 360 13 468
Временная (от веса людей мебели
Полная расчетная нагрузка g + v = 2305 +3600=5905 Нм2.
Для расчета многопролетной плиты выделяем полосу шириной 1 м при
этом расчетная нагрузка на 1 м длины плиты 5905Нм. С учетом коэффициента
надежности по назначению здания γn=10 ( класс 1) нагрузка на 1 м будет
2.1.Расчётные усилия
Изгибающие моменты определяем как для многопролетной плиты с учетом
перераспределения моментов в средних пролетах и на средних опорах (т.к.
плита равнопролётная):
-в первом пролете и на первой промежуточной опоре:
M2=(g+)l211=5905·18211 = 1740Н·м.
2.2.Армирование плиты перекрытия
Характеристика прочности бетона и арматуры:
- бетон тяжелый класса В15 со следующими характеристиками:
призменная прочность - Rb=85 МПа прочность при осевом
растяжении - Rbt=075 МПа. Коэффициент условий работы бетона
- арматура — проволока класса Вр-I (Вр500) диаметром 4 мм в
сварной рулонной сетке Rs=370 МПа.
Подбор сечений продольной арматуры.
а) В средних пролетах и на средних опорах:
h0= h—a = 6—12=48 см;
По табл. III.1 находим значение = 0965;
принимаем 64 Вр-I (Вр500) с Аs =076см2 (прил. VI) и
рулонную сетку марки [pic] .
б) В первом пролете и на первой промежуточной опоре:
A0=17400009·85·100·442(100)=0115; =094;
As=174000370·094 ·44(100)=115 см2.
Принимаем две сетки: основную и доборную с общим числом 104 Вр-I
(Вр500) и Аs=126см2. Армирование плиты выполняются путём раскатывания
рулонных сеток по опалубке поперёк второстепенных балок. Сетки
перегибают на расстоянии 025·l=450мм от оси опоры и укладывают на
каркасов второстепенных балок. В первом пролёте укладывают дополнительную
сетку которую заводят за опоры на 025l=525 мм.
[pic]3.3Многопролетная второстепенная балка
3.1Расчетный пролет и нагрузки.
Расчетный пролет равен расстоянию в свету между главными балками
Нагрузки собираем с грузовой площади шириной в=20м равной шагу
второстепенных балок.
Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки:
от балки сечением 02x04 (ρ = 2400кгм3) [pic]
Временная: =36·20=72 кНм
Полная нагрузка: g+=661+72=1381 кНм
Изгибающие моменты определяем как для многопролетной балки с учетом
перераспределения усилий:
-в первом пролете М1 = (g+v)
-на первой промежуточной опоре M=(g+ + ) l0214 = 1381·57214 =
- в средних пролетах и на средних опорах М=(g+)l²16 = 2804 кН·м.
Отрицательные моменты в средних пролетах определяются по огибающей
эпюре моментов они зависят от отношения временной нагрузки к постоянной
g. В расчетном сечении в месте обрыва надопорной арматуры отрицательный
момент при g≤3 можно принять равным 40 % момента на первой
промежуточной опоре. Тогда отрицательный момент в среднем пролете
М=04·2804=1122 кН·м.
- на крайней опоре Q=04(g+)
- на первой промежуточной опоре слева Q=06·1381·57=4723кН
- на первой промежуточной опоре справа Q=05·1381·57=3936кН
3.2.Армирование второстепенной балки
Бетон применяется как и для плиты - класса В15. Арматура продольная
класса A-III ( А400) с Rs=365 МПа поперечная — класса Bp-1(Вр500)
диаметром 5 мм с Rs=260 МПа.
Определение высоты сечения балки:
Высоту сечения подбираем по опорному моменту при =035 поскольку
на опоре момент определяем с учетом образования пластического шарнира. По
табл. III.1 при =035 находим А0=0289. На опоре момент отрицательный —
полка ребра в растянутой зоне. Сечение работает как прямоугольное с
шириной ребра b=15см. Вычисляем
h=h0+а=312+ 35=347см-оставляем h=40 см b=20 см тогда h0=40-35 =
В пролетах сечение тавровое—полка в сжатой зоне. Расчетная ширина
полки при hf'h= 630 = 02>01 равна: l3=200 см.
в) Расчет прочности по сечениям нормальным к продольной оси.
Сечение в среднем пролете М = 2804 кН·м.
По табл. III.1 =00171; х =·h0=0071·365=258см6 см; нейтральная
ось проходит в сжатой полке = 0965;
принято 212 А-III ( А400) с Аs=226см2.
Сечение на первой промежуточной опоре M=3205кН·м. Сечение работает
А0=320500009·85·20·365²·(100)=0104; = 0938;
As=3205000365·365·0938 (100)=26 см2; принято4 10А -III ( А400)
с Аs=314см2—две гнутые сетки: в одной - 210А-III в другой -210А-III.
3.3.Расчет прочности второстепенной балки
по сечениям наклонным к продольной оси
На первой промежуточной опоре слева Q=4723 кН. Вычисляем проекцию
расчетного наклонного сечения на продольную ось. Влияние свесов сжатой
В=φb2(1 +φt)Rbtbh02= 2(1+011)·075·20·3652(100) = 4436·105 Н·см
здесь: φn=0 φb2=2 – для тяжёлого бетона.
В расчетном наклонном сечении Qb=Qs—Q2 отсюда:
с=B05Q= 4436·10505·47230=939см > 2h0=2·365=73 см; - принимаем
Тогда Q=Bc=44360·10273=3.3·104 H=6077 кН;
Qsw=Q—Qb=4723—6077 0; - поперечную арматуру ставим по конструктивным
Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки с
продольными стержнями d=12 мм и принимаем ds=5 мм класса Вр-I (прил.
IX) Rs=260 MПa (с учетом γs1 и γs2).
Число каркасов два As= 2·0196=0392 см2.
Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям - s=h2=302=15
см. Для всех приопорных участков промежуточных и крайней опор балки был
принят шаг s =14 см. В средней части пролета l2 шаг s=(34)
h=(34)40=30 см – приняли 280мм.
Проверка по сжатой полосе между наклонными трещинами:
=Asbs=039220·14=00017; =EsEb=17000023000=74;
φ1=1+5=1+5·74·00017=105; φb1= l—001Rb= 1—001·090·85=092.
H0Зφ1φb1Rbbh=03·105·092·085·85·20·365(100)=152850 Н
Армирование второстепенной балки показано на листе 1: в пролёте балки
армируются 2 плоскими каркасами которые перед установкой в опалубку
объединяются в пространственный каркас приваркой горизонтальных
поперечных стержней- эти каркасы доходят до граней главных балок где
связываются понизу стыковыми стержнями. На опорах второстепенные балки
армируются 2гнутыми сетками одну обрывают на расстоянии 14L другую –
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс.
Учебник для ВУЗов. – М.: Стройиздат 1997. – 728с.
Бондаренко В.М. Судницын А.И. Расчёт строительных конструкций.
Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа 1984. – 174с.
СНиП 2.08.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции Госстрой СССР.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия Госстрой СССР. – М.: ЦИТП
Госстроя СССР1986. – 36с.
Кокарев А.М. Компоновка монолитного балочного перекрытия. М.У.к
курсовому проекту №1 для студ. спец. ПГС.– Астрахань: АИСИ 2000
Попов Н.Н. Забегаев А.В. Проектирование и расчет железобетонных и
каменных конструкций. -М.: Высшая школа 1989 г. - 400 с.
Сперанский И.М. Сташевская С.Г. Бондаренко С.В. Примеры расчёта
железобетонных конструкций. –М.: Высшая школа 1989. – 176с.
Кокарев А.М. Юшина Н.И. Железобетонные и каменные конструкции. МУ к I-
ой части курса и к курсовому проекту №1.– Астрахань: АИСИ 2001.

готовый мой1.cdw

монолитного перекрытия
многоэтажного здания
План монолитного перекрытия
Спецификация арматуры
Армирование второстепенной балки
Армирование монолитной плиты перекрытия

жб колонны.doc

Нагрузка на 1 м2 покрытия.
Нормативная Коэфф. Расчетная
Вид нагрузки нагрузка надежности нагрузка
кНм2 по нагрузкекНм2
Гравий по дегтевой мастике ( =004 13 0052
слоя гидроизоляции ( = 015 13 0195
Выравнивающий слой 036 13 0468
цементно-песчаной стяжки
переменной толщины ( = 20 мм;
слой пергамина ( = кгм3 005 13 0065
Минераловатный утеплитель 018 12 0216
раствор ( = 120 мм; ( = 150
Монолитное жб перекрытие ( = 675 11 7425
0 мм; ( = 2500 кгм3
Постоянная нагрузка q 758 - 8486
Временная нагрузка – Снеговая 15 14 21
в т.ч. длительная 05 13 065
Полная нагрузка 908 - 10586
Нагрузка на 1 м2 перекрытия типового этажа.
Покрытие из ворсового ковра на0005 13 0065
клее “Бустилат” ( = 5 мм
Выравнивающий слой 001 13 001
полимер-цемента ( = 8 мм
Цементно-песчаная стяжка М-15009 13 117
( = 50 мм; ( = 1800 кгм3
Песок ( = 37 мм; ( = 800 кгм303 13 039
Монолитная жб плита 675 11 7425
перекрытия ( = 270 мм; ( =
Постоянная нагрузка q 7965 - 906
Временная нагрузка – в том 15 13 195
Кратковременная 12 13 156
Длительная 03 13 039
Полная нагрузка 9564 - 1101
Нагрузка на 1 м2 перекрытия технического этажа.
Покрытие из керамических 096 13 1248
гранитных плиток по слою
армированного раствора ( = 40
Керамзитобетон ( = 40 мм 072 13 0936
Монолитная плита перекрытия 675 11 7425
( = 270 мм; ( = 2500 кгм3
Постоянная нагрузка q 843 - 9609
Полная нагрузка 993 - 11559
Расчет средней колонны
Грузовая площадь колонны: S = 40 м2
Постоянная нагрузка от перекрытия типового этажа с учетом коэффициента
надежности по назначению здания (n = 095:
6 х 40 х 095 = 34428 кН.
Постоянная нагрузка от перекрытия технического этажа с учетом коэффициента
09 х 40 х 095 = 365142 кН.
Нагрузка от собственного веса колонны типового этажа:
х 303 х 2500 х 095 х 11 х 10-2 = 31664 кН
Нагрузка от собственного веса колонны технического этажа:
х 2 х 2500 х 095 х 11 х 10-2 = 209 кН
Постоянная нагрузка на колонну с одного этажа
Типового (6 этажей): 34428 + 31664 = 375944 кН
Технического: 34428 + 209 = 36518 кН
Под техническим: 365142 + 31664 = 396806 кН
Постоянная нагрузка от покрытия приходящаяся на колонну:
5 х 8486 х 40 = 322468 кН.
Временная нагрузка приходящаяся на колонну c одного этажа:
5 х 40 х 195 = 741 кН.
Временная нагрузка приходящаяся на колонну c покрытия:
5 х 40 х 21 = 798 кН.
Коэффициент снижения временных нагрузок в многоэтажных зданиях:
Нормальная сила в средней колонне:
N = 375944 х 6 + 36518 + 396806 + 322468 + 741 х 8 х 0513 + 798
Определяем случайный эксцентриситет
е = l0600 = 400600 = 15 мм
Принимаем для дальнейшего расчета e0 = 15 мм.
Проверяем прочность сечения колонны:
Значение коэффициента ( учитывающего влияние прогиба на значение
эксцентриситета продольного усилия е0 следует определять по формуле
где Ncr — условная критическая сила определяемая по формуле
(l — коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки на
прогиб элемента в предельном состоянии равный:
[pic] но не более 1 + (
здесь ( — коэффициент равный для тяжелого бетона 10
М ( момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения от
действия постоянных длительных и кратковременных нагрузок
равный 3724024 х 0215 = 800665 Кнм
Мl — то же от действия постоянных и длительных нагрузок
равный 3340118 х 0215 = 718125 Кнм
(e — коэффициент принимаемый равным e0h равный 15400 = 004
но не менее [pic]= 0294
Площадь сжатой зоны бетона
Увеличиваем площадь арматуры в 15 раза
Расчет крайней колонны
Грузовая площадь колонны: S = 24 м2
6 х 24 х 095 = 20657 кН.
09 х 24 х 095 = 21909 кН.
Типового (6 этажей): 20657 + 31664 = 23823 кН
Технического: 20657 + 209 = 22747 кН
Под техническим: 21909 + 31664 = 25075 кН
5 х 8486 х 24 = 19348 кН.
5 х 24 х 195 = 4446 кН.
5 х 24 х 21 = 4788 кН.
Нормальная сила в крайней колонне:
N = 23823 х 6 + 22747 + 25075+ 19348 + 4446 х 8 х 0513 + 4788 =
равный 233142 х 0215 = 50126 Кнм
равный 210108 х 0215 = 45173 Кнм
Уменьшаем площадь арматуры в 2 раза

моя жбк.docx

TOC o "1-3" h z u Введение PAGEREF _Toc357981608 h 2
Исходные данные PAGEREF _Toc357981609 h 3
Компоновка монолитного перекрытия PAGEREF _Toc357981610 h 4
Определение усилий в плите. PAGEREF _Toc357981611 h 7
Характеристики прочности бетона и арматуры PAGEREF _Toc357981612 h 8
Подбор сечений продольной арматуры PAGEREF _Toc357981613 h 8
Расчет многопролетной второстепенной балки PAGEREF _Toc357981614 h 11
Расчетный пролет и нагрузки PAGEREF _Toc357981615 h 11
Характеристики прочности бетона и арматуры PAGEREF _Toc357981616 h 13
Определение высоты сечения балки PAGEREF _Toc357981617 h 13
Список литературы PAGEREF _Toc357981618 h 18
Железобетонные конструкции являются базой современной строительной индустрии. Из железобетона возводят промышленные одноэтажные и многоэтажные здания гражданские здания различного назначения в том числе жилые дома сельскохозяйственные здания различного назначения. На изготовление железобетонных стержневых конструкций расходуется в 25—35 раза меньше металла чем на стальные конструкции.
Рациональное сочетание применения железобетонных металлических и других конструкций с наиболее рациональным использованием лучших свойств каждого материала имеет большое народнохозяйственное значение. Такое широкое распространение в строительстве железобетон получил вследствие многих его положительных свойств: долговечности огнестойкости стойкости против атмосферных воздействий высокой сопротивляемости статическим и динамическим нагрузкам малых эксплуатационных расходов на содержание зданий и многое другое.
По способу выполнения различают железобетонные конструкции сборные изготовляемые на заводах стройиндустрии и затем монтируемые на строительных площадках монолитные возводимые на месте строительства и сборно-монолитные которые образуются из сборных железобетонных элементов и монолитного бетона.
Длина перекрытия 48 м
Ширина перекрытия 31 м
Полезная нагрузка на перекрытие 3.6 кНм2
Шаг второстепенных балок 3.5 м
Шаг главных балок 6.6 м
Доля кратковременной нагрузки 0.3
Компоновка монолитного перекрытия
Монолитное ребристое перекрытие компонуют с поперечными главными балками и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки и главные балки размещаются по осям колонн. Шаг колонн 6-8 м но кратно шагу второстепенных балок т.к. шаг второстепенных балок в данной работе 35 м то следовательно шаг колонн я принимаю 7 м. Толщина стены 510 м.
Плиты в монолитных конструкциях делают толщиной от 50-120 мм мы принимаем 60 мм. Глубина опирания на стены плиты 012 м главной и второстепенной балки 025 м.
Высота балок изменяется в диапазоне 110 до 120 длины пролета в зависимости от нагрузки и типа конструкции. Высоту балок назначают кратной 50 мм если она меньше 600 мм если больше 600 мм то кратна 100 мм
Предварительно задаются размером сечения балок.
bг.б.=0.4hг.б.=0.40.550.22 м.
Второстепенная балка:
bв.б.=0.4hв.б.=0.40.450.2 м.
Многопролетная плита монолитного перекрытия
Расчетный пролет и нагрузки.
Расчетный пролет плиты равен расстоянию в свету между гранями ребер
l01=l0--b2+c2=1.5-0.22+0.122=1.46 м
где l01= пролеты плиты между осями ребер и наружной стеной
б) в коротком направлении (между второстепенными балками)
в) в длинном направлении (между главными балками)
l02l01=6.783.3=2.05 > 2 плиту рассчитывают как работающую по короткому направлению. Принимаем толщину плиты равной 6.0 см.
Для расчета балочной плиты нагруженной равномерно распределенной нагрузкой рассмотрим полосу шириной 1 м. Нагрузки на 1 м такой полосы и на 1 м2 численно равны и отличаются только размерностью – вместо нагрузки распределенной по площади принимаем распределенную по длине.
Нагрузка на 1 м 2 перекрытия
Собственный вес плиты =60мм ρ=2500кгм³
Слой цементно-песчаной стяжки =20 мм ρ=1800кгм³
Плитка керамическая =15мм ρ=1800кгм³
Временная (по заданию)
Полная расчетная нагрузка g+v=2.475+0.36=2.835 кНм2. С учетом коэффициента надежности по назначению здания =0.95 нагрузка на 1 м плиты – 2.8350.95=2.693 кНм2.
Определение усилий в плите.
Изгибающие моменты определяют как для многопролетной плиты с учетом перераспределения моментов:
в средних пролетах и на средних опорах
в первом пролете и на первой промежуточной опоре
Средние пролеты плиты окаймлены по всему контору монолитно связанными с ними балками и под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты уменьшаются на 20 % если hl ≥ 130
Так как в рассматриваемой конструкции hплl01=6330=0.018130 условие не соблюдается.
Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон тяжелый класса В15; призменная прочность Rb=8.5 МПа прочность при осевом растяжении Rbt=0.75 МПа.
Коэффициент условий работы бетона γb2=0.9.
Арматура – проволока класса В500 в сварной рулонной сетке; расчетное сопротивление арматуры растяжению Rs=415 МПа.
Подбор сечений продольной арматуры
Произведем расчет для средних опор и средних пролетов.
h0=hпл-a=60-15=45 мм.
Исходя из условия прочности сечения M≤Mсеч получим:
Учитывая что x=RsAsRbb и =xh0 преобразуем полученные выше уравнения:
Из полученных уравнений находим A0:
A0=MсечRbbh02=1.8385000.910.0452=0.118;
По таблице для A0=0.118 находим =0.13 и =0.935.
Требуемая площадь поперечного сечения рабочей арматуры для средних пролетов и на средних опорах (В500):
As=MсечRsh0=1.834.151050.0450.935=104.8 мм2;
Принимаем арматуру 5 ∅6 В500 с шагом 100 мм:
Принимаем С2 6 В500 2004 В500 250 326028300
Повторим расчет для первого пролета и первой промежуточной опоры:
A0=MсечRbbh02=2.6785000.910.0452=0.172;
Для A0=0.172 находим =0.19 и =0.905.
Требуемая площадь поперечного сечения рабочей арматуры для крайних пролетов и на первых промежуточных опорах (В500):
As=MсечRsh0=2.674.151050.0450.9=1.57910-4 м2=157.9 мм2;
Принимаем арматуру 5 ∅8 В500 с шагом 200 мм:
Принимаем С1 8 В500 2006 В500 250 32601720
Рулонные сетки с продольным направлением рабочих стержней раскатывают в направлении главных балок и стыкуют между собой внахлестку без сварки. Сетки выбираются по сортаменту сварных сеток соответствующей ширины. Для участка между главными балками шириной 6.6 - 0.22 = 6.38 принимаем две сетки шириной 3260 мм каждая. Для перекрытия в первом пролете и над первой промежуточной опорой принимаем основные сетки марки
С1 8 В500 2006 В500 250 3260 х 1720 шириной 3260 мм длиной L= n*1+2*c-2*10=1500+2*120-2*100=1720.
В первом пролете над первой промежуточной опорой необходимо уложить дополнительные сетки марки С3 8 В500 2006 В500 250 3260 х 4470 шириной 3260 мм длиной:
L=l0 +b+0.25l0+(h0-15)+120-10=3300+200+0.25*3300+(45-15)+110=4500
Для перекрытия с плитами среднего пролета и над средними опорами второстепенных балок принимаем основные сетки С2 6 В500 2004 В500 250 3260х28300
шириной 3260 мм длиной
L= n*1+0.5 b +c-10=8*3500+0.5*200+120-10=28300 мм
Расчет многопролетной второстепенной балки
Расчетный пролет и нагрузки
Принимая длину опирания второстепенной балки на стену 250 мм получаем расчетную длину для средних пролетов.
Расстояние для крайних пролетов балки:
l0кр=l0--b2+c2=4.2-0.222+0.252=4.215 м
для средних пролетов:
Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки
Собственный вес плиты и пола
Собственный вес балки =20 мм(0.2*0.34) ρ=250кгм³
Полная расчетная нагрузка g+v=10.5+1.26=11.76 кНм2. С учетом коэффициента надежности по назначению здания =0.95 :
Изгибающие моменты определяют как для многопролетной балки с учетом перераспределения усилий. В первом пролете:
На первой промежуточной опоре
В средних пролетах и на средних опорах
Отрицательные моменты в средних пролетах определяют по огибающей эпюре моментов; они зависят от отношения временной нагрузки к постоянной vg. В расчетном сечении в месте обрыва надопорной арматуры отрицательный момент при vg ≤ 3 можно принять равным 40 % момента на первой промежуточной опоре. Тогда отрицательный момент в среднем пролете М=0.4*32.09=12.836 кН*м
Вычислим расчетные величины поперечных сил:
на первой промежуточной опоре слева:
на первой промежуточной опоре справа и на средней опоре:
Продольная арматура – стержневая класса А400; расчетное сопротивление арматуры растяжению Rs=365 МПа. Поперечная арматура – проволока класса В500; расчетное сопротивление арматуры растяжению Rs=415 МПа Rsw=290 МПа.
Определение высоты сечения балки
Высоту сечения подбирают по опорному моменту при =0.35 поскольку на опоре момент определяют с учетом образования пластического шарнира. По таблице при =0.35 находим А0=0.289. на опоре момент отрицательный –полка ребра в растянутой зоне. Сечение работает как прямоугольное с шириной ребра b=15 см. Вычисляем
h0=MRbb0.289=1417 0008.50.9150.289=20.67 см
Принимаем h=h0+a=20.67+15=35.67 см40 см.
b=15 тогда h0=h-a=40-15=25 см
В пролетах сечение тавровое - полка в сжатой зоне. Расчетная ширина полки при hf’ h=640=0.15>0.1равна: l3=6003=200 см
Расчет прочности по сечениям нормальным к продольной оси.
Сечение в первом пролете М=18.04 кНм
A0=MRbbf'h02=18040008.50.9200252=0.018
По таблице =0.02; нейтральная ось проходит в сжатой полке =0.99
As=MRsh0=1804000365250.99=1.99 см2=199 мм2
Принимаем арматуру 4 ∅8 А400 Asф=201 мм2:
Сечение в среднем пролете М=32.09 кНм
As=MRsh0=3209000365250.99=3.552 см2=355.2 мм2
Принимаем арматуру 4 ∅8 А400 Asф=201 мм2
На отрицательный момент М = 12.836 кН*м сечение работает как прямоугольное
A0=MRbbh02=12836008.50.915252=0.178
As=MRsh0=1283600365150.91=2.57 см2=257мм2
Принимаем арматуру 6 ∅8 А400 Asф=302 мм2
Сечение на первой промежуточной опоре М=14.17 кНм. Сечение работает как прямоугольное:
A0=MRbbh02=14170008.50.915252=0.197
По таблице =0.885 =0.23
As=MRsh0=1417000365250.885=1.75 см2=175 мм2
Принимаем арматуру 7 ∅6 А400 Asф=198 мм2
A0=MRbbh02=32090008.50.915252=0.45
As=MRsh0=3209000365250.92=3.823 см2=382.3 мм2
Принимаем арматуру 5 ∅10 А400 Asф=393 мм2
Расчет прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси Q=37.86 кН
Диаметр поперечных стержней устанавливают из условия сварки с продольными стержнями d=8 мм и принимают dsw=3 мм класса А400 Rsw=285 МПа.
Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям s=h2=402=20 см. Для всех приопорных участков промежуточных и крайней опор балки принят шаг s=15 см. В средней части пролета s=(34)h=43*40=30 см.
qs=Rs*Ass=285*0.502415=954.56 Нсм
As =*R2=3.14*42=50.24 мм2
Влияние свесов сжатой полки
φf=0.75(3hf')hf'b*hf=0.75(3*6)615*25=0.2160.5
Qb min=φb3(1+φn+φf)Rbtbh0=0.6(1+0+0.216)1.11525=30.1 кН
Условие qs=954.56 Нсм > Qb min2h0=30.1* 102*25=602 Нсм удовлетворяется.
Требование smax=φb4*Rbtbh02Qb max=1.5*1.1*15*25237.86*103=40.1 см>s=15 см – удовлетворяется. При расчете прочности вычисляют
Мb =φb21+φn+φfRbtbh02=21+0+0.2161.115252=2508 кН*см
q1=g + v2 = 10.5 + 1.262=11.13 кН м=111.3 Н cм 0.56 qs=0.56*954.56=534.5 Н cм. В связи с этим вычисляют значение с по формуле
с=Mbq1=2508*103111.3=150.1>3.33
h0=3.33*25=83.25 см принимаем с =83.25 см
Тогда Qb=Мb с=2508*10383.25=30.12*103 Н> Qb min=30.12*103 Н
Поперечная сила в вершине наклонного сечения
Q=Qmax-q1с=37.86*103-111.3*83.25=28.6*103 Н
Длина проекции расчетного наклонного сечения
с0=Mbqsw=2508*103954.56=51.3 см>2h0=2*25=50 см
Принимаю с=50 см. Вычисляем
Qsw=qsw*с0=954.56*50=47.8*103 Н
Условие прочности Qb+Qsw=30.12*103+47.8*103=77.9*103
9*103 Н> Q=28.6*103 Н - обеспечивается
Asw=qsw*SRsw*n=150*954.56285*2=251 см2
d=Asw*4=251.2*43.14=18 мм
Принимаем арматуру 2 ∅18 А400 Asф=2545 мм2
Одним из путей повышения качественного уровня строительства его эффективности повышения архитектурного разнообразия и выразительности застройки является расширение применения монолитного железобетона.
Монолитные и сборные железобетонные конструкции не следует противопоставлять друг другу. Так область рационального применения сборных железобетонных конструкций — массовое строительство жилых общественных и промышленных зданий где основной тенденцией является повышение индустриальности строительства заводское производство изделий и их поточный монтаж на строительной площадке. Вместе с тем имеется широкая область гражданского и промышленного строительства где рационально применение монолитного железобетона. Это — цельномонолитные гражданские и производственные здания которые по своему назначению градостроительному акцентному положению не могут быть выполнены из стандартных сборных железобетонных конструкций; устройство «столов» над первыми этажами панельных зданий располагаемых на магистралях города которые позволят получить современные решения магазинов и других крупных предприятий обслуживания населения; сборно-монолитные конструкции многоэтажных зданий — каркасных или панельных с монолитными ядрами жесткости; монолитные плоские безбалочные перекрытия под тяжелые нагрузки
Байков В. Н. Сигалов Э. И. Железобетонные конструкции. Общий курс. – М.: Стройиздат 2008 г. – 727 с.
Бондаренко В. М. Бакиров Р. О. Назаренко В. Г. Римшин В. И. Железобетонные и каменные конструкции: Под ред. В. М. Бондаренко. – 3-е изд. Исправл. – М.: Высш. Шк. 2004. – 876 с.: ил.
СНиП 52-01-2003 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. – М.: 2004. – 26с.
СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции. – М.: 1989.
Проектирование железобетонных конструкций: Справоч. Пособие А. Б. Голышев В. Я. Бачинский В. П. Полищук и др.; Под ред. А. Б. Голышева. – К.: Будiвельчик 1985. – 496 c.