Расчет плиты из сборного и монолитного железобетона

123.dwg

ИГАСА ИСФ 97062 АКП-2 2000
Литейный цех в г. Таганрог
План прозводстенного
Схема плана на отметке 0
многоэтажного производственного здания
Проектирование несущих конструкций
Спецификация элементов монолитного перекрытия
План монолитного перекрытия
Монолитное перекрытие
Монтажная схема перекрытия и каркаса на отметке +3.600 М1:200
Изделия закладные МН-4
Сетки арматурные С-5
Каркас пространственный КП-1
Проектирование несущих конструкций многоэтажного производственного здания
ГОУВПО "ИГАСУ" кафедра СК
0100 - &&&&&& ЖБК- КП1 - 2009
Схема раскладки сеток
Схема расположения балок
План монолитного перекрытия на отметке +3.600
ГОСТ 5781-82 L=69950
ГОСТ 6727-80 L=69950
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ НА ЭЛЕМЕНТ
ПРИМЕЧАНИЕ: 1. Сварные сетки и каркасы изготовить с применением контактной точечной сварки по ГОСТ. 2. На плане монолитного перекрытия в осях 1-2 показана нижняя арматурная сетка
а в осях 2-3 показана верхняя арматурная сетка.
ПРИМЕЧАНИЕ: 1. Сварные сетки и каркасы изготовить с применением контактной точечной сварки по ГОСТ. 2. Предварительно напрягаемую арматуру плиты
натянули электротермическим способом. 3.Усилие предварительного натяжения одного стержня 4.Предварительно напрягаемую арматуру плиты отпускают при передаточной прочности бетона Rbp=15МПа.
Спецификация на железобетонный элемент
Детали закладные МН1
ø18А800 ГОСТ5781-82*L=5400
Многоэтажное производственное здание
19-ИВГПУ-ИАСТ-08.03.01-167013-ЖБиКК-КР
Схема расположения элементов каркаса и перекрытия на отметке +3
Сварные сетки и каркасы изготовить с применением контактной точечной сварки по ГОСТ15878-79. 2. Предварительно напрягаемую арматуру плиты натянуть электротермическим способом. 3. Усилие предварительного напряжения одного стержня - 132
кН. 4. Предварительно напрягаемую арматуру плиты отпустить при передаточной прочности бетона Rbp=17
МПа. 5.Ведомость расхода стали смотри лист 2.
Монтажная схема перекрытия и каркаса на отметке +3.300 М1:200
Второстепенные балки (7шт)
Схема монолитного перекрытия и раскладки арматурных сеток на отм. +3
Ведомость расхода стали на элемент
Напрягаемая арматура класса
Спецификация элементов перекрытия монолитного ПМ1
ø8А400 ГОСТ5781*L=450
ø12А400 ГОСТ5781*L=5600
ø22А400 ГОСТ5781*L=5600
ø8А400 ГОСТ5781*L=115
ø5В500ТУ14-170-217-94*L=115
ø4В500ТУ14-170-217-94*L=1250
ø25А400 ГОСТ5781*L=5600
ø25А400 ГОСТ5781*L=3050
ø10А400 ГОСТ5781*L=5600
ø20А400 ГОСТ5781*L=3050
ø14А400 ГОСТ5781*L=2430
ø4В500ТУ14-170-217-94*L=5230
ø14А400 ГОСТ5781*L=1430
ø4В500ТУ14-170-217-94*L=5430
ø12А400 ГОСТ5781*L=1430
Перекрытие монолитное
ø8А400ГОСТ5781*L=180
ø10А400ГОСТ5781*L=600
Сварные сетки изготовить с применением контактной точечной сварки по ГОСТ 15878-79. 2. Сварные каркасы изготовить с применением полуавтоматической сварки по ГОСТ 8050-85. 3. Сетки срезать по месту у колонн. 4. Данный лист смотреть с листом 1.
Групповая спецификация
ø6А400 ГОСТ5781-82*L=4700
ø4В500 ТУ14-170-217-94*L=1250
ø4В500 ТУ14-170-217-94*L=4700
ø4В500 ТУ14-170-217-94*L=550
ø4В500 ТУ14-170-217-94*L=4900
ø4В500 ТУ14-170-217-94*L=400
ø4В500ТУ14-170-217-94*L=4830
ø12А400 ГОСТ5781*L=2430
ø4В500ТУ14-170-217-94*L=1030
ГОСТ 14098-2014-С23-Рэ

РПЗ.docx

Вариант из сборного железобетона
Компановка конструктивной схемы здания
1.Выбор несущих конструкций каркаса
2 Мероприятия по обеспечению жесткости и устойчивости каркаса
Проектирование плит перекрытия
1 Сбор нагрузок. Расчетная схема продольных ребер. Определение усилий
2 Расчет продольных ребер по прочности по нормальным сечениям
3 Расчет продольных ребер по прочности по наклонным сечениям
4 Расчет по прочности полки плиты
5 Расчет по 2-ой группе продольных состояний
5.1 Расчет по образованию и раскрытию трещин
5.2 Расчет от прогиба
Вариант из монолитного железобетона
Компановка конструктивной схемы здания. Определение размеров монолитной плиты второстепенных и главных балок
Проектирование монолитной плиты
1 Сбор нагрузок. Расчетная схема определение изгибающих моментов
2 Расчет по прочности по нормальным сечениям
Проектирование второстепенных балок
1 Сбор нагрузок. Расчетная схема. Определение усилий
2 Расчет по прочности по нормальным сечениям
3 Расчет по прочности по наклонным сечениям. Конструирование каркасов
Библиографический список
Графическая часть: 2 листа формата а2
ВАРИАНТ ИЗ СБОРНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
КОМПАНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ ЗДАНИЯ
1.Выбор несущих конструкций каркаса и перекрытий. Номенклатура конструкций.
Каркас проектируемого здания выполнен из сборного железобетона и состоит из колонн и ригелей образующих многоэтажные поперечные рамы в единую пространственную систему стеновое ограждение (стеновые панели и панели остекления) и фундаменты.
Колонны высотой на 2 этажа с явно видимыми консолями для опирания ригелей с сечением 400х400 мм т.к. высота проектируемого здания до 4 этажей.
Привязка колонн: средних – осевая (разбивочные оси совмещаются с геометрическими осями колонн) крайних – нулевая (разбивочные оси совмещаются наружными гранями колонн).
Панель плит перекрытия ребристые – образные высотой 400 мм по серии 1.402.
Принимается что в каждой ячейке конструктивной схеме четыре плиты я тогда ширина одой плиты
Где L- пролёт здания который равен 5400 мм.
Такую ширину имеют связевые и рядовые плиты.
Определение сечения ригеля
Принимается высота ригеля 800мм
2. Мероприятия по обеспечению пространственной жесткости здания
Каркас здания рамно-связевой по серии 1.420-12. Устойчивость и жесткость здания обеспечивает поперечными и продольными рамами.
В поперечную раму входят ригели колонны фундаменты. Колонны жестко соединены с фундаментами и ригелями то есть по рамной схеме поэтому устойчивость и жесткость обеспечивается поперечной рамой.
В продольном направлении обеспечивается продольной рамой. Входят панели покрытия и перекрытия с ригелями образуя диски с шарнирным креплением то есть по связевой схеме колонны и фундаменты. Жесткость продольных рам не достаточна поэтому установка вертикальной связи по рядам колонн в осях 2 и 3 от торцов здания
Проектирование плиты перекрытия
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности
·1·0.015·1800·10-3·981·1=0252
Цементно-песчаная стяжка
·1·0.013·1800·10-3·981·1=0252
·1·008·2400·10-3·981·1=047
Железобетонные ребристые плиты перекрытия h=400мм
·1·275·10-3·981·1·1=275
Полезная полная нагрузка
1 Сбор нагрузок на продольное ребро
Вычисляем расчетные нагрузки на 1 погонный метр ригеля:
-Погонная полная расчетная нагрузка
P=Vbпл=228513=2981кНм
-Погонная кратковременная расчетная нагрузка
Ps=Vsbпл=8413=1014кНм
-Погонная длительная расчетная нагрузка
Pl=Vl bпл=144513=1803кНм
-Погонная полная нормативная нагрузка
Pser=Vserbпл=177313=2435кНм
-Погонная кратковременная нормативная
Ssser=Vsserbпл=713=845кНм
-Погонная длительная нормативная
Plser=Vlserbпл =117313=1509кНм
Конструктивные размеры ребристой плиты перекрытия и расчетный пролет продольных ребер рассчитывается с учетом конструктивных требований опирания плит на ригели (рис 2.1.1)
Рисунок 2.1.1 Схема опирания панели на ригель таврового сечения
Длина плиты определяется по формуле:
Расчетная длина продольных ребер определяется по формуле:
Конструктивная ширина плиты определяется по формуле:
bf’=bf-=13-002=128 м
Расчетная схема продольных ребер и эпюры усилий приведены на рисунке 2.1.2
Рисунок 2.2. Расчетная схема панели и эпюры усилий
Вычисляем максимальные изгибающие моменты :
Вычисляем поперечную силу:
2. Расчет продольных ребер по прочности по нормальному сечению
Ребристая панель изготавливается из тяжелого бетона марки В20. Физико механические характеристики принимаются по СП 63.13330.2012 (табл 6.7; 6.8; 6.11)
Rb=115 МПа-сопротивление бетона осевому сжатию для предельных состояний первой группы
Rbt=09 МПа-сопротивление бетона осевому растяжению для предельных состояний первой группы
Rbser=15 МПа-сопротивление бетона осевому сжатию для предельных состояний второй группы
Rbtser=135 МПа-сопротивление бетона осевому растяжению для предельных состояний второй группы
Eb=27500 МПа-начальный модуль упругости
rb1=09-коэффициент условий работы бетона
Продольное ребро армируется предварительно напрягаемой арматурой А600. Физико механические характеристики принимаются по СП 63.13330.2012
Rsp=520 МПа-сопротивление арматуры осевому сжатию для предельных состояний первой группы
Rspser=600 МПа-сопротивление арматуры осевому сжатию для предельных состояний второй группы
Esp=200000 МПа-начальный модуль упругости арматуры
Ненапрягаемая арматура продольных ребер и полки класса BR500 и А400
Для арматуры класса BR500
Rs=415 МПа-сопротивление арматуры растяжению для предельных состояний первой группы
Rsс=390 МПа-сопротивление арматуры осевому сжатию для предельных состояний первой группы
Es=200000 МПа-начальный модуль упругости арматуры
Для арматуры класса А400
Rs=350 МПа -сопротивление арматуры осевому сжатию для предельных состояний первой группы
Rsс=350 МПа-сопротивление арматуры осевому сжатию для предельных состояний первой группы
Es=200000 Мпа-начальный модуль упругости арматуры
Сечение ребристой плиты приведено на рисунке 2.2.1
Рисунок 2.2.1 Сечение ребристой плиты Рисунок 2.2.2 Расчетное поперечное сечение ребра плиты
Ширина полки приведенного таврового сечения bf=128 м.
Толщина полки hf=005 м.
Высота таврового сечения hp=04 м
Ширина ребра при расчете по предельным состояниям первой группы:
b=2bребниз+= 2007+002=016 м.
Расстояние от центра напрягаемой арматуры до нижней грани аs=005 м.
Рабочая высота сечения h0=hn-аsp=04-005=035 м
)+RscAsc(ho-asc)=09 1151280.05(0.35 - ) +350101(035-002) = 11687106Нмм =11687 кНм >
Нейтральная ось проходит в точке х>hf
Проводится расчет для таврового сечения шириной
Определяется значение m: m== = 0056
По табл. 3.1[5] при классе арматуры А600 и spRs = 06 находим R = 043.
Тогда αR= R(l- R2) = 043(1 - 0432) = 0338 > αm=0056 т.е. сжатой арматуры не требуется
=0057043=013 06 принимаем γs3= 11.
Принимаем продольную напрягаемую арматуру: 218 A400 (Asp=509 мм2)
3. Расчет продольных ребер по прочности по наклонным сечениям
Рис. 2.3.1. Продольное ребро полки
Прочность бетонной полосы из условия :
11510309016035 ≥ 17388 кН
Наибольшая поперечная сила в опорном сечении равна: Qmax = 7373 кН А1=bh=160400=64000
Rbtb=1503809160=3704кНм
Так как =5325 кН2h0 Qmax=2 – 7373=13524кH тогда интенсивность хомутов определяется по формуле:
При этом поскольку =5225 кНRbb=13809160=635кН то ==4881кНм где
Rbb=0513809160350=3026 кНм
Проверяется выполнение условия: 025Rbb=025138Нмм т.е. условие выполняется.
Шаг хомутов у опоры должен быть не более 05 h0 = 175мм и не более 300мм а в пролете не более h0 = 2625 мм и не более 500мм. Максимальный шаг хомутов у опоры согласно формуле равен:
Принимается шаг хомутов у опоры S1 = 150мм а в пролете S2 =250мм
Отсюда: Asw===2603мм
Принимается в поперечном сечении 2и ∅ 6 А400(Asw1 =570мм2) тогда
Нмм >025Rbb=025138Нмм
Рис.2.3.2. Плоский каркас КР1
4. Расчет по прочности полки панели
Схема расположения поперечных ребер представлена на рисунке 2.4.1.
Рисунок 2.4.1. Схема расположения продольных ребер
Определяем расчетный случай:
= 1250 мм следовательно средние полки принимаются кратно 100 с округлением в большую сторону l=1300 мм.
Полка защемлена жестко по четырем сторонам.
l02= 1300-250= 1200 мм
l02- длина полки панели
= 11 2=> полка работает как плита опертая по контуру и рассчитывается в двух направлениях.
Нагрузка на 1 м2 полки панели представлена в таблице 2.2
Проектируемое здание в соответствии с ГОСТ «Надежность зданий и сооружений» по табл. 2 относится к уровню ответственности нормальный (2К) следовательно коэффициент надежности по ответственности =1
Полка железобетонной ребристой плиты
Расчетная нагрузка на полосу шириной 1 м:
q= V 1=21 271=21 27 кНм
Полка армируется одной сеткой следовательно сжатой арматуры не требуется.
Изгибающие моменты в полке:
МII=МII’=075М1=075082 = 061 кНм;
М2=05М1=05082= 041 кНм.
Определяем площадь подбираем диаметр и шаг рабочих стержней сетки в поперечном направлении:
где h0=h-as=50-15=35 мм - рабочая высота полки.
as=15 мм - расстояние от нижней грани полки до центра тяжести арматуры.
Тогда ar = (1- ) = 048(1-024)=036 > αm= 0073 проверка выполняется
Принимается стержни из арматуры класса B500: Rs=415 МПа Rs ser=500 МПа Es=200000 МПа.
Принимается шаг стержней в поперечном направлении S1=200 мм тогда количество рабочих стержней приходящихся на расчетную полосу шириной 1 метр n1=1000200=5;
Принимается 3 Bр500 (Аs1=35мм2).
Аналогично определяем и шаг рабочих стержней в продольном направлении.
Принимается шаг стержней в продольном направлении S2=200 мм тогда n2=1000200=5;
Принимается 3 B500 (Аs2=7100 мм2)
Полка армируется сеткой.
Длина сетки: lc1= ln-220-215 = 5000-70 = 4930мм
Ширина сетки: bc1 = bn - 275= 1280-150=1130мм
Шаг стержней S=200мм.
Рисунок 2.4.2. Сварные сетки С1 и С2 для армирования полки панели.
5. Расчет панелей по второй группе предельных состояний
5.1. Расчет по образованию трещин и раскрытию трещин
Расчет по образованию трещин проводят из условия:
где M - изгибающий момент от внешней нагрузки
Mcrc - изгибающий момент воспринимаемый нормальным сечением при образовании трещин:
Mcrc = γWredRbtser + P(e0p + r)
где = 13 коэффициент учитывающий пластичные напряжения в растянутом бетоне
Wred -момент сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого волокна
Рис.2.4.Приведенное сечение
Площадь сечения: Аred=A+αAsp=1200+727509=123664 см2
Поперечное сечение: A=A1+A2=640+560=1200 см2
А2==(40-5)16=560 см2
Sred=A1y1+ A2y2+αAspasp=640375+560175+7275095=3398502 см3
Центры тяжести 1 и 2-ой ординаты: у1=h-05= 40-055=375 см
у2=05(h-)=05(40-5)=175 см
Расстояние от центра тяжести: у0= = 2748 см
Ired=128640(2748-375)2+128560(2748-175)+727509(2748-5)2 =55022386 см4
- моментинерции приведенного сечения относительно его центра тяжести
er = = 1619 см - расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки.
Чтобы определить значение усилия предварительного обжатия нужно собрать с первой по шестую потери. Предварительные напряжения без потерь: sp=09Rsp.ser=09600=540 МПа.
) Потери от релаксации напряжений арматуры при электротермическом способе для выбранной нами арматуры класса А600 sp1=003sp=003540=162 МПа.
) Потери от температурного перепада t будет равен нулю так как изделие нагревается вместе со своими изделиями sp2=0 МПа.
) Потери от деформации стальной формы при электротермическом способе натяжения арматуры будет равен нулю так как при электротермическом натяжении арматуры потери от деформации формы не учитываются sp3=0 МПа.
) Потери от деформации анкеров будет равен нулю так как при электротермическом способе натяжения потери от деформации анкеров не учитываются они должны быть учтены при определении значений полного удлинения арматуры. sp4=0 МПа.
Суммарные первые потери: sp(1)=sp1+sp2+sp3+sp4=162 МПа.
Усилие обжатия с учетом первых потерь:
P(1)=Asp(sp-sp(1))=509(540-162) = 36661 кН.
Максимальное сжимающее напряжение бетона bp от действия усилия P(1):
где e0p1=ysp=y0-аsp=2748-5=2248см- эксцентриситет усилия P(1) относительно центра тяжести приведенного сечения элемента
уs=y0=2748 см – расстояние между центрами тяжести сечения рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры и приведенного поперечного сечения элемента
) Потери от усадки бетона: sp5=bshEs=00002200000=40 МПа.
) Потери напряжений в напрягаемой арматуре от ползучести бетона:
где bcr=28 – коэффициент ползучести бетона для влажности 40-75%; (табл.4.4[Пособие к к СП 52-101-2003])
=727– коэффициент приведения арматуры к бетону;
sp= = 0004 – коэффициент армирования.
Суммарные вторые потери: sp(2)=sp5+sp6=40+26.64=6664 МПа.
Общие потери: sp=sp(1)+sp(2)=162+6664=8284 МПа.
Напряжение с учетом всех потерь: sp2=sp-sp=540-8284=45716 МПа.
Усилие обжатия от напрягаемой арматуры в растянутой зоне с учетом всех потерь:
Р=sp2Asp-sp(2)As=45716509-66641005=22599кН.
Если Мcrc со знаком минус то трещины образуются до воздействия внешней нагрузки.
Mcrc = γWredRbtser + P(e0p + er)= 132002270135+22599(2248+1619)= 4387кНм
Мmax = 8873 кНм > Mcrc = 4387 кНм
Трещины в стадии эксплуатации не образуются. Расчет по раскрытию трещин не требуется.
5.2. Расчет по прогибам
Расчет по прогибам проводят из условия:
где f - прогиб от действия внешней нагрузки
fult == 0025м - предельно допустимый прогиб.
Для элементов постоянного сечения работающих как свободно опертая или консольная балка прогиб допускается определять вычисляя кривизну только для наиболее напряженного сечения и принимая для остальных сечений кривизны изменяющимся пропорционально значениям изгибающего момента: f =
где - полная кривизна в сечении.
S =- коэффициент зависящий от расчетной схемы загружения балки.
Кривизну элемента определим без трещин: =
где M - изгибающий момент от внешней нагрузки.
Ired - момент инерции.
Eb1 = Eb - модуль деформации сжатого бетона при продолжительном действии нагрузки.
Прогиб при продолжительном действии нагрузки.
где bcr=28 – коэффициент ползучести бетона для влажности 40-75% ; (табл.4.4[Пособие к к СП 52-101-2003])
Eb1 = 085Eb =27500 - модуль деформации сжатого бетона при непродолжительном действии нагрузки.
Кривизна от изгиба в следствии действия усилия обжатия.
условие выполняется прогиб меньше допустимого. Жёсткость плиты обеспечена.
Вариант из монолитного железобетона 3. Компоновка конструктивной схемы здания.
Определение размеров монолитной плиты второстепенных и главных балок
Монолитное перекрытие состоит из: монолитной плиты второстепенных балок главных балок.
В данном курсовом проекте главные балки располагаются по ширине здания а второстепенные балки – по длине здания.
Каркас состоит из: колонн крайнего ряда колонн среднего ряда.
Условные размера сечения колон принимаем как и в сборном варианте.
В конструктивной схеме на рисунке 3.1. принимаем колонны крайних рядов сечением 400х400 средних 400х600 так как на средние колонны нагрузка вдвое больше.
Рис.3.1. Конструктивная схема монолитного варианта.
Назначают для монолитного перекрытия тяжелый бетон класса B20: Rb=115 МПа; Rbt=09 МПа Rb ser=15 МПа Rbt ser=135 МПа Eb=27500 МПа .
- ненапрягаемая продольная арматура класса A400: 2 каркаса диаметры ds=dsc=8 мм:
As=Asc=1005 мм2 Rs=Rsс=350 МПа Rsser=400 МПа Es=Esс=200000 МПа;
Количество шагов второстепенных балок в одном пролете равна 2 тогда:
Принимают толщину монолитной плиты : hпл=70 мм
Разрез второстепенной балки показан на рисунке 3.2.
В зависимости от пролета выбирают балки ( В- шаг колонн) вычисляют второстепенные балки по формуле:
Принимаем hв.б= 450 мм
bв.б.=04hв.б.=04450=180 мм
Принимаем bв.б.=200 мм
Размеры сечения главной балки показана на рисунке 3.3.
По исходным данным вычисляем высоту главной балки: hг.б.= L= 5200 = 650 520 мм
Принимаем hг.б.=550 мм
bг.б.=04hг.б.=04 550=220 мм
Принимаем bг.б.=220 мм
Рис.3.3.Сечение главной балки
ПРОЕКТИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОЙ ПЛИТЫ
1. Сбор нагрузок. Расчетная схема. Определение усилий. Расчет по прочности по нормальным сечениям
Монолитная плита рассчитывается на действие нагрузки на полосу шириной 1 м . Расчетная схема плиты принимается как многопролетная неразрезная балка опорами которой являются второстепенные балки. Сбор нагрузок на монолитную плиту показаны в таблице 3.1.
Таблица 3.1. Сбор нагрузок на плиту
Собственный вес монолитной плиты
Расчетный пролет равен: = =2400мм
Рис.4.3. Эпюра изгибающих моментов в плит
Рис.4.4. Сварные сетки для армирования монолитной плиты
Вычисляют значение am:
где hо = h-a= 70-20=50мм – рабочая высота
as = 20мм – расстояние от нижней грани полки до центра тяжести арматуры;
2–относительная высота сжатой зоны бетона
- граничная относительная высота сжатой зоны бетона
Проверяют условие := 032053 => условие выполняется
Расчет площади поперечной арматуры выполняется по формуле:
Принимается шаг продольных стержней равным 300 мм. Количество стержней в 1 м ширины сетки равно 5 тогда требуемая площадь одного стержня равна:
По сортаменту арматуры принимаем стержни 12 А400 (As1=1131 мм2).
Так как диаметр арматуры больше 5 мм то армирование производится раздельными плоскими сетками с поперечным расположением рабочей арматуры.
Для сетки C1 производится аналогичный расчет сетки C2:
По сортаменту арматуры принимаем стержни 14 А400 (As1=1539 мм2).
Рис.4.4. С1 С2 С3 С4
Проектирование второстипенных балок
1. Сбор нагрузок. Расчетная схема. Определение усилий
Расчетная нагрузка на 1 п.м. балки:
qр=qперl1+bв.б(hв.б-hпл)gn=147924+200(450-70)25009811110-9=3754 кНм.
Расчетный пролет второстепенной балки:
Расчетная схема многопролетная неразрезная балка.
Q1=04ql0= 043754 518 =7778кН
Q2=-06ql0= -063754 518= - 11667кН
Q3=±05ql0= ±053754 518= ± 9722кН
Рис.5.1. Эпюры M и Q второстепенных балок
2. Расчет прочности по нормальному сечению.
Расчет по прочности второстепенной балки производится в четырех сечениях а так же в пятом сечении в точке действия момента М1.
Балка в общем случае рассматривается как элемент таврового сечения с расчетным армированием растянутой зоны (R). Уточняем размеры таврового сечения.
Так как то величина свеса полки тавра определяется из условия:
Из полученных значений выбирается наименьшее.
Окончательно принимается в дальнейших расчетах bсв=900мм.
Приведенная ширина полки равна:
В дальнейших расчетах будем принимать что условия выполняются то есть расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b=b'f мм.
По расчету получаем что сжатая арматура не требуется.
Принимается арматуру: 225 A400 (As=981 мм2).
Так как αmαR принимаем сжатую арматуру: 212 A400 (АSС=2262 мм2).
Рис. 5.2. Сечение I-I
Проходит по грани главной балки рассматривается как прямоугольное размерами bв.б=200 мм hв.б=450 мм.
Требуемую площадь сечения растянутой арматуры:
Принимаем арматуру: 225 A400 (As=981мм2).
Рис.5.4. Сечение II-II
Проверяется прочность балки в точке обрыва арматуры.
Mcrc = =1152003821 (400 - ) = 6236 кНм
Проверяем условие Мcrc М3
36 кНм 42.09 кНм – условие выполняется следовательно прочность достаточна.
m= - сжатая арматура не требуется
Принимаем арматуру: 222A400 (As=760 мм2)
Рис. 5.1. Сечение IV-IV
Зная класс бетона и размеры рассчитанного таврового сечения приступают к армированию второстепенной балки сварными каркасами.
Продольные стержни плоских каркасов КР1 и КР4 принимают из расчета второстепенной балки на действие моментов М1 и М2.
При положительной величине момента сечение рассматривается как тавровое при отрицательной величине момента- как прямоугольное шириной равной bвб.
Сечение 5-5 проходит по грани главной балки рассматривается как прямоугольное размерами bв.б=200 мм hв.б=450 мм.
Требуемую площадь сечения растянутой арматуры:
Принимаем арматуру: 220 A400 (As=628мм2).
Рис. 5.5. Сечение V-V
3. Расчет прочности по наклонному сечению.
Наибольшая поперечная сила в опорном сечении:
Mb= φb1 Rbt γb1bв.бh02=150909200042 = 3888 кНм.
где φb1 – коэффициент принимаемый равным 15.
Qb1=2= 4426 кН 2- Qmax= 2 – 11667 = 7771 кН
Qb1- поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении
Нагрузка на второстепенную балку:
P=Vll3+bв.бhв.б2500gn =11222+045022500981111=245 кНм.
Временная расчетная нагрузка на второстепенную балку:
Ps=Σql3=17232=344 кНм.
q1=P-05Ps=245-05344=73 кНм.
Интенсивности хомутов при Qb12-Qmax
Задаемся шагом поперечных стержней.
S1≤ ==225 мм S1≤500 мм.
S2≤075hвб=075450=337мм S2≤500 мм.
Шаг хомутов должен быть не более значения:
Принимаем шаг хомутов у опоры S1=150 мм в пролете S2=250 мм.
Наибольшая поперечная сила в опорном сечении: Q3=Qmax= 9722 кН.
Qb1=2= 4426 кН 2-Qmax=2 – 9722= 9718кН
Интенсивности хомутов при Qb1 2- Qmax
S1≤ =225 мм S1≤500 мм.
Принимаем шаг хомутов у опоры S1=200 мм в пролете S2=300 мм
Рис.5.6. КР1 КР2 КР3 КР4 КР5
Библиографический список:
СНиП 52-01-03 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения".
СП 52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры
СП 52-102-2004 Предварительно напряженные железобетонные конструкции
СП 20.13330.2011 «Нагрузки и воздействия»
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона к СП 52-102-2003
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК
ГОСТ 23279-85. Сетки арматурные сварные для железобетонных конструкций и изделий. Москва. Госстрой СССР 1985.
ГОСТ 27215-87. Плиты перекрытий железобетонные ребристые высотой 400 мм для производственных зданий промышленных предприятий. Москва. Госстрой СССР 1987.
ГОСТ 27772-88. Прокат для строительных стальных конструкций. Общие технические условия. Москва. Госстрой СССР 1989.
ГОСТ 5781-82*. Сталь горячекатаная для армирования железобетонных конструкций.
ГОСТ 6727-80*. Проволока из низкоуглеродистой стали холоднотянутая для армирования железобетонных конструкций. Технические условия. Москва. Госстрой СССР 1994.
Серия 1.442.1-1.87. Плиты перекрытий ЖБ ребристые высотой 400 мм (Вып. 1).
Серия 1.442.1-1.87. Плиты перекрытий ЖБ ребристые высотой 400 мм (Вып. 4).
СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Министерство регионального развития РФ. Москва. 2011.
СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетоннве конструкции. Основные положения. Министерство регионального развития РФ. Москва. 2011.
2.СП 52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры
3.СП 52-102-2004 Предварительно напряженные железобетонные конструкции
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. М.: Стройиздат 1985. 728 с.
Железобетонные конструкции. Курсовое и дипломное проектирование. Барашиков. 1987.
Бетонные и железобетонные конструкции. Проектирование монолитных перекрытий каркасных зданий (Пример расчета). Методические указания к курсовому и дипломному проектированию. ИГАСУ. Сост.: А. О. Рязанский А. А. Абрамов. Иваново 2003.
Проектирование монолитных перекрытий каркасных зданий: Методические указания к курсовому проекту. ИИСИ. Н. Л. Марабаев Иваново 1987.
Строительные конструкции. Учебное пособие. Малбиев С.А. Телоян А.Л. Лопатин А.Н. Иваново 2006.