• RU
  • icon На проверке: 3
Меню

Компоновка и расчет монолитного железобетонного перекрытия с балочными плитами. Компоновка сборного перекрытия, расчет и конструирование неразрезного ригеля и колонны

  • Добавлен: 24.01.2023
  • Размер: 1 MB
  • Закачек: 1
Узнать, как скачать этот материал

Описание

Компоновка и расчет монолитного железобетонного перекрытия с балочными плитами. Компоновка сборного перекрытия, расчет и конструирование неразрезного ригеля и колонны

Состав проекта

icon
icon
icon Чертеж.dwg
icon ПЗ монолит жб перекрытие с балочными плитами.docx

Дополнительная информация

Контент чертежей

icon Чертеж.dwg

Чертеж.dwg
ø18AIII+1ø16AIII+1ø12AIII
Сборочный чертёж колонны К1. Спецификация. Ведомость расхода стали.
125-ЖБК-Р1 Курсовой проект
Ростовский государственный строительный университет
Сборочный чертеж ригеля Р1
Каркас пространственный КП1
Сборочный чертеж ригеля Р2
Каркас пространственный КП2
Сборочный чертеж колонны К1
Каркас пространственный КП3
Примечание: Условно не включены в состав каркаса КП3
арматура консолей и позиции 22 и 23
Ведомость расхода стали
Спецификация арматурных изделий
Спецификация железобетонных изделий
Схема расположения элементов. Сборочный чертёж ригелей Р1 и Р2. Эпюра материалов.
Расчтная схема ригеля
Схема расположения элементов перекрытия
Спецификация к схеме расположения элементов на отм. 4.800
Примечание: Плиты условно не показаны.
Примечание: Спецификация ригелей Р1 и Р2
ведомость расхода стали помещены на листе 2.
Толщина защитного слоя бетона для продольной
и 3 поменять местами.
необходимо руководствоваться сеч. 3-3
При установке стержней в четвртом пролте
и 9 поменять местами.
как это изображено в сеч. 5-5
в третьем пролте необходимо стержни разместить
Примечания: 1. При производстве арматурных работ
Расчтная схема второстепенной балки
Спецификация перекрытия РКм1 (отм. 4.800)
Расчтная схема плиты
перекрытия РКМ на отм. 4.800
Схема расположения элементов
125-ЖБК-РКм1 Курсовой проект
Схема расположения элементов. Сборочный чертёж Бм2. Эпюра материалов.
перекрытия РКМ на отм. 6.000
Спецификация перекрытия РКм1 (отм. 4.200)
Расчетная схема плиты
Примечание. Стержни распределительной арматуры условно не показаны
Расчетная схема второстепенной балки
При установке стержней в четвертом пролете
в третьем пролете необходимо стержни разместить
Расчетные нагрузки второстепенной балки
Схема расположения элементов. Сборочный чертеж Бм2. Эпюра материлов.
Сборочный чертеж колонны К1. Спецификация. Ведомость расхода стали.

icon ПЗ монолит жб перекрытие с балочными плитами.docx

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ РФ
Ростовский государственный строительный университет
Кафедра железобетонных и каменных конструкций
РАСЧЕТНО-ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовой работе по дисциплине
«Железобетонные конструкции»
Часть I. Компоновка и расчет монолитного железобетонного перекрытия с балочными плитами.4
Компоновка монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами4
Предварительные размеры поперечного сечения элементов.5
1. Статический расчёт.5
2 Подбор продольной арматуры.6
3. Подбор поперечной арматуры.6
4. Конструирование сварных сеток плиты.6
5. Проверка анкеровки продольных растянутых стержней заводимых за грань свободной опоры.7
Второстепенная балка7
1. Статический расчет.7
2. Уточнение размеров поперечного сечения.8
3. Подбор продольной арматуры.9
4. Подбор поперечной арматуры.10
5 Проверка анкеровки продольной растянутой арматуры на свободной опоре.11
6. Эпюра материалов (арматуры).11
7 Определение расстояния от точки теоретического обрыва до торца обрываемого стержня.15
Часть II. Компоновка сборного перекрытия расчет и конструирование неразрезного ригеля и колонны.- 17 -
Исходные данные.- 17 -
Компоновка балочного панельного сборного перекрытия.- 17 -
Предварительные размеры поперечного сечения элементов. Расчетные сопротивления материалов.- 17 -
Расчет неразрезного ригеля.- 18 -
1. Общие сведения- 18 -
2. Статический расчет- 18 -
3. Уточнение размеров поперечного сечения.- 19 -
4.Подбор продольной арматуры.- 20 -
5.Подбор поперечной арматуры- 23 -
6. Подбор монтажной арматуры в первом пролете.- 24 -
7. Проверка анкеровки продольной растянутой арматуры на крайней опоре.- 24 -
8.Эпюра материалов (арматуры).- 24 -
9. Определение расстояния от точки теоретического обрыва до торца обрываемого стержня.- 26 -
10. Определение длины стыка арматуры внахлестку (без сварки).- 28 -
Расчет колонны- 28 -
1.Вычисление нагрузок.- 28 -
2.Подбор сечений.- 29 -
Проектирование пространственного сварного каркаса.- 30 -
Список использованной литературы:- 32 -
Часть I. Компоновка и расчет монолитного железобетонного перекрытия с балочными плитами.
Длина здания – 232 м ширина - 36 м. Стены кирпичные 1-й группы кладки толщиной t=51 см. Сетка колонн l1 x l2 = 58 x 72 м. Количество этажей n = 8. Высота этажа Нэт = 6 м. Нормативная временная нагрузка Vn равная 14 кНм2 по своему характеру является статической. Вес конструкций пола g=07. Снеговой район строительства - II. Класс бетона В25.
Бетон тяжелый класса В10. В качестве арматуры применяем стержневую арматурную сталь класса A-300 плита армируется проволочной арматурой класса В500(Вр-I). Коэффициент надежности по ответственности здания γn=1. Здание промышленное отапливаемое; влажность воздуха окружающей среды и внутреннего воздуха помещений - менее 75%.
Компоновка монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами
Расстояние между поперечными стенами меньше 54 м поэтому здание имеет жесткую конструктивную схему. Междуэтажные перекрытия и покрытие являются несмещаемыми в горизонтальном направлении опорами для наружной стены. Следовательно железобетонные рамы (главные балки совместно с колоннами) практически не участвуют в восприятии горизонтальной (ветровой) нагрузки. В этом случае не имеет значения в каком направлении расположены главные балки. Добиться этого легче всего когда пролет второстепенных балок превосходит пролет главной балки. Принимаем пролёт второстепенной балки l2=72 м а пролёт главной балки равным l1= м.
Толщину плиты принимаем .
Расстояние между осями второстепенных балок определяют по формуле:
Задаёмся = 010. Этому значению соответствует .
Из приложения следует что γb2=09. При этом значении коэффициента классу бетона В10 соответствует Rb=54 МПа =540 Нсм2.
Сечение ho определяют по формуле
а = ав +05d =1+05·1=15 см. Следовательно
Погонная нагрузка на расчётную полосу плиты q=1929 кНм2 = 1929 Нсм2.
Задаёмся = 015. Этому значению соответствует .
Из двух значений выбираем наименьшее. Следовательно принимаем
Примем шаг второстепенных балок равный 116 м т.е. две балки в пролете.
Расчётная нагрузка на 1 м2 плиты
Нормативная нагрузка кНм2
Расчетная нагрузка кНм2
Вес конструкций пола.
Железобетонная плита
Предварительные размеры поперечного сечения элементов.
Рекомендуемая высота второстепенной балки: h=(112 118) ее пролета. Задаемся h=(112)·72=06м b=12·06=03м.
Рекомендуемая высота главной балки: h =(18 112)·
Задаемся h=110·58=06м b=13·06=02м.
1. Статический расчёт.
Определяем расчетные длины пролетов:
Определяем максимальные изгибающие моменты кН·м:
б) по грани опоры В:
Определяем поперечные силы кН:
2 Подбор продольной арматуры.
В рассматриваемом случае что больше . По этой причине во II пролете и на опоре С площадь сечения арматуры Аs= 08·135 =1 08 см2. Так как эта площадь больше Аs min= 00005·b·h0 = 00005·100·45 = 0225 см2 то расчет закочен.
3. Подбор поперечной арматуры.
Классу бетона В10 при γb2=09 соответствует расчетное сопротивление бетона осевому растяжению Rbt= 051 МПа = 51 Нсм2.
4. Конструирование сварных сеток плиты.
Рабочую арматуру основной сетки подбирают по площади сечения арматуры
требуемую площадь арматуры во втором пролете 135 см2. Этому значению отвечает площадь 137 см2. Ей соответствует диаметр 5 мм шаг 150 мм.
Основная сетка: 15035053
где 150 – шаг рабочих стержней
0 – шаг распределительных стержней
– диаметр стержней рабочей арматуры
– диаметр распределительной арматуры.
Определяем требуемую площадь сечения рабочей арматуры дополнительной сетки:
7 – 135 = 072 см2. Этому значению отвечает площадь 088 см2.
Таким образом в качестве дополнительной принимаем сетку:
Аналогичным образом нужно подобрать сетки в сечении 2 – 2.
Основная сетка: 10040043;
Дополнительная сетка: 12540043
5. Проверка анкеровки продольных растянутых стержней заводимых за грань свободной опоры.
Анкеровка считается обеспеченной если фактический запуск стержней продольной арматуры за грань стены равен или больше 5d (при ) и равен или больше 10d (при ).
Таким образом стержни должны быть заведены за грань на 5d = 5·05 = 25 см. Так как в действительности стержни заходят за внутреннюю грань стены на 12-2=10 см (2 см – расстояние от торца стены до торца стержня) то анкеровка обеспечена.
Второстепенная балка
1. Статический расчет.
Расчётная нагрузка на 1 пог.м. второстепенной балки.
Расчётная нагрузка на 1м2 плиты кНм2
Шаг второстепенных балок м
Расчётная нагрузка на 1 пог.м. балки (кНм)
Собственный вес конструкций плиты стяжки и пола
Собственный вес ребра второстепенной балки
b(h-hf)ργfγn= 03(06-006)· 25·11·1 =446
Определение положительных изгибающих моментов в точках 1 2 3 4 6 7 8 9.
М1=0065·2684 ·69752= 8488 кН·м
М2=0090·2684·69752=11752 кН·м
М3=0075·2684·69752=9793 кН·м
М4=002·2684·69752=2612 кН·м
Мmax1=0091·2684·69752=11883 кН·м – максимальный изгибающий момент действующий в первом пролете.
М6= 0018 ·2684·72=2367 кН·м
М7 = 0058 ·2684·72=7628 кН·м
Мmax2=00625·2684·72=82198 кН·м – максимальный изгибающий момент действующий во втором пролете.
Определение отрицательных изгибающих моментов в точках 5 6 7 8 9 10.
М5=-00715·2684 ·72= -9403 кН·м
М6=-00715·2684 ·72=- 4393 кН·м
М7=-00715·2684 ·72=- 1683 кН·м
М8=-00715·2684 ·72=- 1353 кН·м
М9=-00715·2684 ·72=- 3604 кН·м
М10=-00715·2684 ·72=- 82198 кН·м
Поперечные силы на опорах АВ и С:
α = 04 – на опоре А.
α = 06 – на опоре В слева.
α = 05 – на опоре В справа на опоре С слева и справа.
QА==04·2684 ·6975= 7488 кН
QВл==06·2684 ·6975=11233 кН
QВпр = QС=05·2684 ·69752= 93605 кН
2. Уточнение размеров поперечного сечения.
Значение относительной высоты сжатой зоны бетона для балок 03 04. Принимаем =035.
Определяем рабочую высоту сечения:
Определяем рабочую высоту сечения из условия обеспечивающего прочность бетонной полосы ребра между наклонными трещинами:
Принимаем наибольшее значение: h0=4434 см.
Задаемся диаметром стержня d = 2 см. тогда ав = 2 см.
Величина а = ав +05 d = 3см.
Высота сечения h=h0+a=4434+3=4734 см.
Окончательно принимаем b=30 см h=50 см во всех пролетах.
3. Подбор продольной арматуры.
Необходимо по максимальным значениям изгибающих моментов определить площадь сечения арматуры в пролетах I и II на опорах В и С. Площадь сечения монтажной арматуры во II пролете определяем по отрицательному моменту равному
Момент имеет знак плюс следовательно полка находится в сжатой зоне. Вычислим значение вводимой в расчет ширины полки b'f = b + два свеса. Значение свеса должно быть не более 16 пролета элемента и не более 12 расстояния в свету между второстепенными балками (т.к. в нашем случае ).
а) b'f = b + 2(16)·l=2625 см.
б) b'f = b + 2(lf – b)2 =116 см.
Из двух значений выбираем наименьшее: b'f =116 см.
Определяем площадь сечения арматуры в первом пролете:
Принимаем 418A300. Фактическая площадь As = 1018 см2.
Определяем площадь сечения арматуры во втором пролете:
Принимаем 216A300 и 214A300. Фактическая площадь As = 71 см2.
Определяем площадь сечения арматуры на опоре В:
Принимаем 218A300. Фактическая площадь As = 509 см2.
Определяем площадь сечения арматуры на опоре С:
Определяем площадь сечения арматуры в сечении между точками 6 и 7 при действии отрицательного момента:
Принимаем 212A300. Фактическая площадь As = 226 см2.
4. Подбор поперечной арматуры.
Принимаем минимально возможный диаметр хомутов. Так как h800 мм принимаем d=5мм. При таком диаметре классу арматуры Вр-1 соответствует
Rsw= 260 МПа. = 26000 Нсм2.
Поскольку h>45см. шаг хомутов S1 (на приопорных участках равных пролета) должен быть не более (13)·h=(13)·50=17 см и не более 15 см. Шаг хомутов S2 (в средней части пролета) не более (34)·h=(34)·50=375 см и не более 50 см. Принимаем S1 = 150 мм S2 = 350 мм. Так как b35см. принимаем двухсрезные хомуты.
Определим необходимость расчёта наклонных сечений на действие поперечной силы по наклонной трещине.
Так как Qлb=112330 Н > Qb.min.=φb3Rbtbh0=06·51·30·47 = 43146 Н то расчет обязателен.
На участке примыкающем к опоре А полка (плита) находится в сжатой зоне. Вводимая в расчет ширина полки bf =b+3 hf=30+3·6=48 см.
Коэффициент учитывающий влияние сжатой полки:
Усилие воспринимаемое хомутами на приопорном участке:
Поперечное усилие воспринимаемое хомутами и сжатой зоной бетона на участке примыкающем к опоре А:
На участках примыкающих к опорах В и С полка находится в растянутой зоне поэтому φf=0.
Определение площади сечения отгибов:
отгибы по расчету не требуются.
5 Проверка анкеровки продольной растянутой арматуры на свободной опоре.
Так как длина запуска стержней за внутреннюю грань стены должна быть не менее 10d=10*2=20 см. В действительности стержни будут заведены за грань стены на 25 – 1 = 24 см. где 1 см - расстояние от торца балки до торца стержня. Следовательно анкеровка обеспечена.
6. Эпюра материалов (арматуры).
В целях экономии металла часть стержней продольной растянутой арматуры не доводят до опоры а обрывают там где они уже не требуются по расчету. Места обрыва стержней определяют с помощью эпюры материалов.
Эпюра материалов – это эпюра любая ордината которой означает несущую способность нормального сечения соответствующего этой ординате. Иными словами – эпюра материалов – это эпюра моментов воспринимаемых сечениями балки с фактически имеющейся продольной растянутой арматурой.
Ординату эпюры материалов в любом сечении определяют по формуле:
Правую часть этого уравнения называют или моментом внутренней пары сил или несущей способностью сечения или моментом который может взять на себя сечение. При этом высоту сжатой зоны бетона определяют по формуле:
- если сжатая зона располагается в ребре
- если сжатая зона находится в полке.
В пролете 4 стержня разных диаметров. Стержни большего диаметра размещаются в углах ребра (так положено). Из 4 стержней два доводим до опор т.к. 150 мм b 350 мм. До опор доводим угловые стержни так как:
) Угловые стержни окажутся в местах перегиба хомутов и будут анкерами для последних.
) Угловые стержни прямые а промежуточные отогнутые. И в этом случае расстояние от этих стержней до боковой грани ребра будет больше чем требуемое: 2d.
Проверка правильности расположения отгибов относительно эпюры изгибающих моментов:
Начало отгиба в растянутой зоне (где бы она ни находилась) должно отстоять от нормального сечения в котором отгибаемый стержень используется по расчету не менее чем на h02 а конец отгиба должен быть расположен не ближе того нормального сечения в котором отгиб не требуется по расчету. Иначе говоря конец отгиба должен быть расположен так чтобы эпюра материалов не врезалась в эпюру изгибающих моментов. При соблюдении этого условия плечо внутренней пары сил Zs inc > Zs а следовательно и несущая способность наклонного сечения будет не меньше чем нормального пересекающегося с наклонным в центре тяжести сжатой зоны.
По низу балки за внутреннюю грань опоры (крайней или промежуточной) заводят не все продольные рабочие стержни а лишь необходимы минимум. В рассматриваемом случае за внутреннюю грань опоры заведено два стержня поскольку 150b350 мм. Стержни заводимые в смежный пролет должны быть заведены за ближайшую боковую грань главной балки не менее чем на длину зоны анкеровки lan. Остальные стержни отгибают так как при вязаных каркасах обрыв стержней в пролете понизу запрещен. Отогнутые на крайнюю опору стержни должны быть заведены за грань стены на длину зоны анкеровки.
Угол наклона отгиба к продольной оси балки при как правило принимают равным 450 однако в низких балках допускается уменьшать угол до 350. Радиус дуги по которой отгибается наклонный участок стержня должен быть не менее 10d (во избежание смятия бетона на участке загиба стержня). Верхние концы отогнутых стержней которые не переводятся через опору в смежный пролет должны заканчиваться прямыми участками длиной не менее 08lan но не менее 20d в растянутой и 10d в сжатой зоне.
При временной нагрузке на перекрытие в пролетах балки устанавливают открытые хомуты. В противном случае а так же на участках с верхней рабочей продольной арматурой устанавливают закрытые хомуты. При ширине балки менее 350 мм применяют двухсрезные хомуты. Рекомендуют чтобы каждый двухсрезный хомут охватывал в одном ряду не более пяти растянутых стержней. Первый хомут на крайней опоре ставят у торца балки с необходимым защитным слоем а у промежуточной опоры на расстоянии 50 мм от боковой грани главной балки. Шляповидные стержни необходимы для восприятия наклонными участками поперечных сил. Горизонтальные участки необходимы для анкеровки наклонных. В рассматриваемом случае принято у каждой промежуточной опоры по 212A300. Фактическая площадь As = 226см2 что больше требуемой по расчету на опоре В слева.
Ординаты эпюры материалов
Схема внутренних усилий
Для нижней грани первого пролета:
ø18А300 Аs=1018 см2
Для верхней грани первого пролета:
Для нижней грани второго пролета:
ø16А300+1ø14А300 Аs=556 см2
ø18А300+2ø14А300 Аs=71 см2
Для верхней грани второго пролета:
ø18A300+1ø14А300 Аs=663 см2
ø18A300+1ø14А300 Аs=917 см2
ø18A300+2ø14А300 Аs=817 см2
7 Определение расстояния от точки теоретического обрыва до торца обрываемого стержня.
Чтобы обеспечить прочность нормального сечения проходящего через точку теоретического обрыва (сечение в котором изгибающий момент равен несущей способности) необходимо продлить стержень за это сечение на длину lan. lan определяем как наибольшее из трех условий:
Растянутой арматуре периодического профиля заделанной в растянутом бетоне соответствуют:
Расчетное сопротивление бетона в этом случае принимают при γb2=09. В рассматриваемом случае Rb = 13 МПа = 1300 Нсм2. Тогда длина зоны анкеров lan составляет:
(07*27000600 + 11)d = 40d – для первого условия;
Определение расстояния от точки теоретического обрыва до торца обрываемого стержня.
Часть II. Компоновка сборного перекрытия расчет и конструирование неразрезного ригеля и колонны.
Компоновка балочного панельного сборного перекрытия.
Расстояние между поперечными стенами меньше 54 м поэтому здание имеет жесткую конструктивную схему. Иными словами междуэтажные перекрытия и покрытие являются жесткими (несмещаемыми) в горизонтальном направлении опорами для наружной стены. Следовательно железобетонные рамы (ригели совместно с колоннами) практически не участвуют в восприятии горизонтальной (ветровой) нагрузки. В этом случае не имеет значения в каком направлении расположены ригели. Принимаем поперечное расположение ригелей.
Предварительные размеры поперечного сечения элементов. Расчетные сопротивления материалов.
Размеры сечения элементов определяют по расчету. Однако в начале проектирования дли определения нагрузки от собственного веса элементов и значений расчетных пролетов необходимо предварительно задаться как размерами поперечного сечения элементов так и глубиной опирания их на стену.
Рекомендуемая высота сечения ригеля h=(110 114)·l1 ширина сечения b=(03 04)·h. Задаемся h = (110)·l1= (110)·56 = 056=06 м.
Ширина сечения находится в границах: от 03h до 04h. Задаемся
Высоту сечения ригеля рекомендуется принять кратной 50 мм при и кратной 100 мм при а ширину сечения назначать с округлением до размеров 150 180 200 220 250 мм и далее кратно 50 мм.
Глубину опирания ригеля на стену принимаем 03 м и на консоли колонн принимаем 006 м.
Поперечное сечение колонны принимаем квадратным с размером стороны 03 м. Для определения расчетных сопротивлений бетона Rb и Rbt необходимо установить численное значение коэффициента условий работы бетона. Коэффициент γb2 следует принять равным 09. При этом значении коэффициента γb2 классу бетона В10 соответствует Rb= 540 Нсм2 Rbt= 51 Hсм2.
Арматуре класса А300 диаметром от 10 мм соответствуют: Rs= Rsc =270 MПа = 27000 Нсм2 и Rsw = 215 МПа = 21500 Нсм2.
Расчет неразрезного ригеля.
Неразрезной ригель образуется из однопролетных ригелей Р1 и Р2. Ригель Р1 опирается одним концом на стену другим - на консоль (при этом его закладная деталь приваривается к закладном детали консоли). Выпуски верхней рабочем арматуры из ригелей и выпуски из колонн соединяют вставками-коротышами с помощью ванной сварки. Во избежание перегрева бетона длину выпусков принимаем не менее 100 мм. Применение вставок-коротышей улучшает соосность соединяемых стержней.
По завершении монтажа каждый из ригелей находясь под действием собственного веса и монтажной нагрузки работает как однопролетная балка со свободно опертыми концами. После окончания сварочных работ и тем более после укладки бетона омоноличивания в зазоры между торцами ригелей и гранями колонн набор состоящий из однопролетных ригелей работает как неразрезная балка.
2. Статический расчет
Ригель является элементом рамы однако при свободном опирании концов ригеля на наружные стены и равных пролетах он рассчитывается как неразрезная балка. Таким образом рассматриваемый ригель представляет собой четырехпролетную неразрезную балку.
Определяем численные значения расчетных пролетов l. Значение расчетного пролета в крайних пролетах равно lкр=5800 – 05·1000 - 200 + 150 = 5250 мм а в средних lср=5800-1000 = 4800 мм.
Вычисление нагрузки на 1 пог.м ригеля
Расчетная нагрузка на 1 пог.м ригеля кНм
Соб. вес бетонного пола t=30мм
Соб. вес плит с ребрами вниз
Соб. вес ригеля h=06м; b=02м; ρ=25 кНм3
bh1ργfγn= 05*015*1*14*11*1=33
Положительные изгибающие моменты в точках 1;2;3;4;6;7:
М1= 006514118(525)2=25293 кНм
М2= 009014118(525)2=35021 кНм
М3= 007514118(525)2=29185 кНм
М4= 002014118(525)2=7783 кНм
МImax=009114118(525)2=35411 кНм
М6= М9=001814118(48)2=5855 кНм
М7= М8=005814118(48)2=18866 кНм
МIImax=0062514118(48)2=203299 кНм
Отрицательные изгибающие моменты в точках 5;6;7;8;9;10:
М5= - 0071514118(525)2== - 27823 кНм
М6= - 004014118(48)2= - 13011 кНм
М7=- 002414118(48)2= - 7807 кНм
М8= - 002114118(48)2= - 6831 кНм
М9= - 003414118(48)2= - 11059 кНм
М10= - 0062514118(48)2= - 203299 кНм
Максимальные поперечные силы:
QАпр = 0414118525= 29648 кН
Qлв = 0614118525 = 44472 кН
Qпрв = Qлс = 051411848 = 33883 кН
3. Уточнение размеров поперечного сечения.
Уточнение размеров производится по максимальному изгибающему моменту в 1 пролете.
Оптимальное значение относительной высоты сжатой зоны бетона для балок составляет 03 04. Принимаем =04. Соответствующее значение αm= 032. Определяем рабочую высоту сечения:
Теперь определяем рабочую высоту сечения из условия обеспечивающего прочность наклонной бетонной полосы между смежными наклонными трещинами полагая коэффициент φw1 равным единице
Задаемся диаметром стержня d=32 см. Тогда толщина защитного слоя бетона аb=35 см. Она должна быть кратна 5 мм в целях стандартизации фиксаторов положения арматуры и при должна составлять не менее диаметра стержня и не менее 20 мм. Расстояние между осям продольных стержней V1=7 см.
a=ab+05d+05V1=35+0532+057=86см.
Высота сечения h=h0+a=14509+86=15369 см. Принимаем h=150см. Отношение bh=20150=013 получилось меньше рекомендуемого (03 04). Соотношение не выдержано.
Задаемся b=25 см. По первой формуле получаем h0=9053 см по второй h0=11608 см. Тогда h=11608+86=12468 см. Принимаем h=120. Отношение bh=25120=021. Соотношение не выдержано.
Задаемся b=30 см. По первой формуле получаем h0=8265 см по второй h0=9673см. Тогда h=9673+86=10533 см. Принимаем h=110 см. Отношение bh=30110=027. Соотношение не выдержано.
Задаемся b=35 см. По первой формуле получаем h0=7652 см по второй формуле h0=8291 см. Тогда h=8291+86=9151 см. Принимаем h=90 см. Отношение bh=3590=038. Соотношение не выходит за рамки рекомендуемого поэтому во всех пролетах окончательно принимаем h=90 см b=35 см.
4.Подбор продольной арматуры.
Площадь сечения продольной рабочей арматуры необходимо определить:
)в первом пролете - по максимальному моменту между точками 2 и 3
)во втором пролете - по максимальному моменту между точками 7 и 8
)на опоре В - по моменту в точке 5
)на опоре С - по моменту в точке 10.
Площадь сечения монтажной арматуры во втором пролете вычисляется по отрицательному моменту между точками 6 и 7.
Традиционно во всех пролетах принимают по 4 стержня располагая их на двух плоских каркасах. Стержни с более крупным диаметром размещают в нижнем ряду. Над промежуточными опорами принимают по два иногда по три стержня (располагают в одном ряду).
Стержни продольной рабочей арматуры в расчетном сечении нужно принять одного диаметра. Если же это сопряжено с перерасходом металла то двух диаметров (желательно не более трех диаметров на ригель). При этом минимальное значение диаметра стержней для балок с не должно быть менее 12 мм.
Схема расчета такова:
Определение площади сечения арматуры.
В первом пролете. Рабочая высота сечения h0=90-86=814 см. Величина Требуемая площадь сечения Принимаем 425A300. Фактическая площадь сечения Полученный по расчету диаметр отличается от ранее принятого следовательно необходим перерасчет.
Задаемся d=25 см тогда ab=25 см V1=5 см a=25+05·25+05·5=625 см
Принимаем 425AIII. Фактическая площадь сечения Asfact = 1963см2. Расчет считаем законченным поскольку фактическая площадь сечения удовлетворяет требуемой по расчету а полученный диаметр совпадает с диаметром которым задавались в последний раз.
Во втором пролете. Задаемся d=2 см ab=2 см. Тогда V1=50 см а=2+05·2+05·5=55 см h0=90-55=845см.
Принимаем 418AII. Фактическая площадь сечения Asfact = 1018см2. Полученный по расчету диаметр отличается от ранее принятого следовательно необходим перерасчет.
Задаемся d=18 см ab=20 см тогда V1=40 а=4+05·18+05·4=49 см h0=90-49=851 см.
Принимаем 418A300. Фактическая площадь сечения Asfact = 1018 см2. Расчет считаем законченным поскольку фактическая площадь сечения удовлетворяет требуемой по расчету а полученный диаметр совпадает с диаметром которым задавались в последний раз.
Над опорой В. Задаемся d=36 см ab=40 см тогда а=4+05·36=58 см h0=90-58=842 см.
Принимаем 232A300. Фактическая площадь сечения Asfact = 1609 см2. Полученный по расчету диаметр отличается от ранее принятого следовательно необходим перерасчет.
Задаемся d=32 см ab=35 см тогда а=35+05·32=51 см h0=90-51=849 см.
Принимаем 232A300. Фактическая площадь сечения Asfact = 1609 см2. Чтобы исключить перерасход стали необходимо вместо двух стержней принять три но меньшего диаметра.
Задаемся d=28 см ab=30 см тогда а=3+05·28=44 см h0=90-44=856 см.
Принимаем 325A300. Фактическая площадь сечения Asfact = 1473 см2. Полученный по расчету диаметр отличается от ранее принятого следовательно необходим перерасчет.
Задаемся d=25 см ab=30 см тогда а=3+05·25=425 см
Принимаем 325A300. Фактическая площадь сечения Asfact = 1475 см2. Расчет считаем законченным поскольку фактическая площадь сечения удовлетворяет требуемой по расчету а полученный диаметр совпадает с диаметром которым задавались в последний раз.
Над опорой С. Рабочую высоту сечения h0 принимаем такую же как на опоре В. h0=90-425=8575 см.
Принимаем 225A300. Фактическая площадь сечения Asfact = 982см2. Расчет считаем законченным поскольку фактическая площадь сечения удовлетворяет требуемой по расчету а полученный диаметр совпадает с диаметром которым задавались в последний раз.
У верхней грани второго пролета.
Задаемся d=2 см тогда а=425+05·25+05·2=65 см h0=90-65=835 см.
Принимаем 220A300. Фактическая площадь As = 509 см2. Полученный по расчету диаметр отличается от ранее принятого следовательно необходим перерасчет.
Задаемся d=18 см тогда а=425+05·25+05·18=64 см h0=90-64=836 см.
Принимаем 220A300. Фактическая площадь As = 509 см2. Расчет считаем законченным поскольку фактическая площадь сечения удовлетворяет требуемой по расчету а полученный диаметр совпадает с диаметром которым задавались в последний раз.
5.Подбор поперечной арматуры
Прежде всего нужно выяснить необходим ли расчет наклонных сечений на действие поперечной силы по наклонной трещине или можно обойтись без него. Для этого сопоставляем максимальную поперечную силу Qлв с минимальным поперечным усилием Qbmin воспринимаемым железобетонным элементом без поперечной арматуры.
Поскольку QВл=444720 H > Qbmin= =φb3Rbtbh0=06·510·35·8575 = 9183825 H то расчет поперечной арматуры обязателен.
Определяем площадь сечения арматуры
Усилие которое должны воспринять поперечные стержни на единицу длины ригеля на приопорном участке:
Для дальнейших расчетов принимаем .
Максимальный шаг поперечных стержней:
Так как h>45см шаг поперечных стержней на приопорных участках S1 должен быть не более (13)·h=(13)·90=30 см не более 50см и не более Smах. Шаг поперечных стержней в средней части пролета S2 не более (34)·h=(34)·90=675 см и не более 50см. Принимаем S1=30см (как наименьшее из трех значений) и S2=50см (как наименьшее из двух значений).
Площадь сечения одного поперечного стержня:
Принимаем 114А300 Asfact=154см2.
Следовательно: S1=30см S2=50см.
Принимаем 110А300 Asfact=0785см2.
6. Подбор монтажной арматуры в первом пролете.
Монтажная арматура является анкером для поперечных стержней. Диаметр ее должен быть не менее 08 диаметра поперечных стержней. В нашем случае 08·14=112 мм. Принимаем в качестве монтажной арматуры 212А300. Аsfact=226см2 что больше Аsmin=00005bh0=00005·35·8575=15 см2. Следовательно монтажные стержни можно учитывать при построении эпюры материалов. Традиционно диаметр монтажных стержней в балках принимают 10мм.
7. Проверка анкеровки продольной растянутой арматуры на крайней опоре.
Проверку анкеровки производят с целью исключить возможность проскальзывания арматуры в бетоне. Так как QA=296480 H > Qbmin=φb3Rbtbh0=9183825 H то длина запуска стержней за внутреннюю грань опоры должна быть не менее 10d=1025=25см. В действительности стержни будут заведены за грань опоры на 30-1=29см где 1cм - расстояние от торца ригеля до торца стержня. Следовательно анкеровка силами сцепления обеспечивается.
8.Эпюра материалов (арматуры).
Эпюра материалов – это эпюра любая ордината которой означает несущую способность нормального сечения соответствующего этой ординате. Другими словами эпюра материалов – это эпюра моментов воспринимаемых сечениями балки с фактически имеющейся продольной растянутой арматурой.
По низу ригеля за внутреннюю грань опоры заводят один стержень при два стержня при три стержня при .
Вычисление ординат эпюры материалов.
h0=h-a=90-375=8625 см
a=425+05·25+05·12=61 см
9. Определение расстояния от точки теоретического обрыва до торца обрываемого стержня.
Точкой теоретического обрыва называют точку пересечения контура огибающей эпюры изгибающих моментов с контуром эпюры материалов. Причем ордината этой точки должна быть равна несущей способности нормального сечения без учета обрываемых стержней.
Каждая абсцисса точки теоретического обрыва Х т.е. расстояние от конца расчетного пролета до точки теоретического обрыва стержня определена из подобия треугольников выделенных на огибающей эпюре изгибающих моментов.
Чтобы обеспечить прочность наклонного сечения на действие момента обрываемый стержень должен быть заведен за точку теоретического обрыва т.е. за нормальное сечение в котором этот стержень перестает требоваться по расчету на длину не менее величины W.
где Q – поперечная сила в нормальном сечении проходящем через точку теоретического обрыва причем ее значение должно быть вычислено при том положении временной нагрузки при каком вычислена ветвь эпюры изгибающих моментов на которой располагается точка теоретического обрыва;
qsw1 – усилие воспринимаемое поперечными стержнями на единицу длины ригеля на приопорных участках;
d – диаметр обрываемого стержня.
Поперечные силы в нормальных сечениях проходящих через точки теоретического обрыва определены из подобия треугольников на эпюрах поперечных сил.
Вычислим усилие воспринимаемое поперечными стержнями на единицу длины ригеля на приопорных участках.
Сопоставляем в каждой строке числовые значения W и 20d и принимаем наибольшее из них.
10. Определение длины стыка арматуры внахлестку (без сварки).
Стержни поз.5 стыкуются со стержнями поз.6 а стержни поз. 13 - со стержнями поз. 15 и 17. Чтобы обеспечить прочность нормальных сечений по длине любого стыка необходимо длину стыка принять равной не менее длины зоны анкеровки lan. Последнюю определяют как наибольшее из трех условий:
Растянутой арматуре периодического профиля стыкуемой в растянутом бетоне соответствует an = 09; Δλan= 11; λan = 20. Расчетное сопротивление бетона при вычислении величины lan принимают при γb2=10 . В рассматриваемом случае Rb= 6 МПа=600 Нсм2. Тогда длина зоны анкеровки lan составляет для первого условия (0927000600+11)d=515 для второго – 20d. Принимаем lan = 515d.
Поскольку здание имеет жесткую конструктивную схему усилия в колонне возникают практически только от вертикальных нагрузок. Вследствие незначительности изгибающего момента в колонне возникающего от поворота опорного сечения ригеля им пренебрегают и колонну рассчитывают как сжатый элемент со случайным эксцентриситетом.
1.Вычисление нагрузок.
Нагрузку на колонну удобно подсчитываются с использованием нагрузки на 1 пог.м ригеля. Последнюю нужно умножить на l1 так как грузовая площадь колонны в l1 раз больше площади полосы нагрузка с которой передается на 1 пог. м ригеля.
Все перекрытия (в том числе и покрытие) имеют одинаковую массу.
Вес колонны длиной в четыре этажа bbHэтργfγnn = 04046251118= 2112 кН.
Особые нагрузки на перекрытии отсутствуют. Следовательно временная нагрузка состоит из длительной и кратковременной частей. Доля длительной нагрузки 06 кратковременной - 04.
Нормативное значение веса снегового покрова Sg на 1 м2 горизонтальной поверхности земли составляет 12 кНм2 (СНиП 2.01.07-85). Коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие равен 10 так как угол наклона покрытия α 25°. Тогда нагрузка на 1 пог.м ригеля равна Sgl2=12172 = 864 кНм.
Вычисление продольной силы в колонне на уровне верха фундамента
Шаг колонн вдоль ригелей м
Количество перекрытий передающих нагрузку (включая покрытие) шт.
Расчетная продольная сила кН
Временная(длительная)
Полезная кратковременная
Ширина колонны квадратного сечения
Принимаем b = 70 см. Площадь сечения бетона А= 4900 см2.
Усилие воспринимаемое арматурой (площадью сечения Astot)
где коэффициент продольного изгиба но не более φsb.
Коэффициент представляет собой отношение усилия воспринимаемого арматурой к усилию воспринимаемому бетоном.
Так как формула содержит два неизвестных: Аstot и φ задаются значением одного неизвестного а другое определяют путем последовательных приближений. В первом приближении принимают φ=φsb.
Для того чтобы определить значение коэффициентов φb и φsb вычисляем отношение:
Гибкость тогда φb= 0905.
Так как φb= φsb φ= φb
Так как αs05 то принимаем φ=φ b +2( φsb- φ b)=0895+2(0905-0895)0312=090124
Поскольку толстые стержни более устойчивы чем тонкие (при прочих равных условиях) следует избегать очень большого количества стержней. Рекомендуется принять четыре стержня шесть или восемь. При этом расстояние между осями стержней должно быть не более 400 мм.
Следуя этим рекомендациям задаемся 436+428А300 (Asfact=6535см2).
Так как здание имеет жесткую конструктивную схему то в рассматриваемой колонне практически не возникают поперечные силы поэтому диаметр и шаг поперечных стержней следует принять по конструктивным соображениям.
Поперечная арматура в данном случае не требуется по расчету поэтому принимаем ее из стали класса А300. Диаметр стержней - 10 мм .
Так как насыщение сечения продольной арматурой составляет:
то шаг поперечных стержней должен быть не более 20d = 2028=56 см не более 2b = 270 = 140см и не более 50см. Сопоставляем все три значения и выбираем из них наименьшее округляя его в сторону уменьшения с кратностью 5см. Принимаем шаг поперечных стержней равным 50 см.
Проектирование пространственного сварного каркаса.
Для возможности свободной укладки каркаса в форму (опалубку) длина каркаса т.е. длина позиций 3 и 12 должна быть на 20 мм меньше длины однопролетного ригеля т.е.
где l – расчетный пролет.
0 – половина глубины опирания ригеля на стену мм;
(350-60) – глубина опирания ригеля на консоль мм.
Длину всех остальных продольных стержней нужно определить используя результаты построения эпюры материалов. Так если принять длину выпуска из ригеля 110мм то
Высота каркаса т.е. длина вертикального поперечного стержня:
где h1 – расстояние по высоте сечения между осями верхних и нижних продольных стержней
где ab – толщина защитного слоя бетона для стержней у нижней грани элемента она должна быть кратна 5 мм что необходимо для стандартизации фиксаторов положения арматуры.
Величину К откладывают от оси соответствующего крайнего стержня. Значение принимают не менее 20 мм и не менее диаметра выступающего стрежня.
Ширина каркаса равна длине горизонтальных поперечных (соединительных) стержней lc. Последняя принимается как наибольшее из двух значений: поверху понизу где расстояние по ширине сечения между осями угловых верхних продольных стержней
а между осями нижних стержней .
Поскольку значение поперечной силы убывает по мере приближения к середине пролета то шаг поперечных стержней не одинаков: на приопорных участках его назначают равным S1 а в средней части пролета – S2. Следует иметь ввиду что один из шагов может оказаться не кратным 50 мм.
Список использованной литературы:
СНиП 11-22-81. Каменные и армокаменные конструкции. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат 1983.
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат 1983.
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. – М.: Минстрой России ГП ЦПП 1996.
Методические указания по выполнению курсового проекта №1 для студентов специальности 2903 – «Промышленное и гражданское строительство». Часть 1. – Б.Г. Аксенов Н.Б. Аксенов РГСУ 2003 г.
Методические указания по выполнению курсового проекта №1 для студентов специальности 2903 – «Промышленное и гражданское строительство». Часть 2. – Б.Г. Аксенов Н.Б. Аксенов РГСУ 2003 г.
«Железобетонные перекрытия» - Б.Г. Аксенов Н.Б. Аксенов Ростов-на-Дону 1996 г.
Попов Н.Н. Забегаев А.В. Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций. – М.: Высшая школа 1985 1989.
Руководство по расчету статически непреодолимых железобетонных конструкций. – М.: Стройиздат 1975.
Бондаренко В.М. Судницын А.И. Расчет строительных конструкций. Железобетонные и каменные конструкции. - М.: Высшая школа. 1984.
Расчет и конструирование частей жилых и общественных зданий: Справочник проектировщика. – Киев: Будивельник 1987.
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие. – Киев: Будивельник 1985.
Бондаренко В.М. Суворкин Д.Г. Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа 1987.
Попов Н.Н. Чарыев М. Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа 1996.
Бондаренко В.М. Бакиров Р.О. Назаренко В.Г. Римшин В.И. Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа 2003.

Рекомендуемые чертежи

Свободное скачивание на сегодня

Обновление через: 15 часов 58 минут
up Наверх