Одно этажное пром здание (монолитное и сборное (ребристая плита) перекрытие)

ПЗ ЖБК - 6-8.docx

Компоновка каркаса здания.
Проектирование ребристой панели перекрытия
1. Расчетный пролет и нагрузки.
2. Усилия от расчетных и нормативных нагрузок
3. Расчетное сечение панели
4. Характеристики прочности бетона и арматуры.
5. Расчет панели по первой группе предельных состояний
6. Расчет ребристой панели по второй группе
предельных состояний
7. Конструкция ребристой плиты перекрытия
Проектирование ригеля
1. Расчетная схема и нагрузки.
2. Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля.
3. Расчет прочности ригеля по сечениям
нормальным к продольной оси
4. Расчет порочности ригеля по сечениям
наклонным к продольной оси
5. Конструирование арматуры крайнего ригеля
Расчет крайней колонны
1. Определение усилий в колонне
2. Расчет продольной арматуры колонны
проектирование ребристого монолитного перекрытия с балочными плитами
1. Компоновка конструктивной схемы ребристого
монолитного перекрытия с балочными плитами
2. Расчет монолитной плиты перекрытия
3. Расчет второстепенной неразрезной балки
Задание на проектирование
Временная нагрузка кПа
Класс арматуры для ненапряженных конструкций
бетона для ненапряженных конструкций
Класс напрягаемой арматуры
Название и несущая способность грунта R0 МПа
Пяти этажное каркасное здание без подвального этажа имеет размер в плане 2472 х 4812 м. Высота этажа 57м. Стены кирпичные толщиной 510мм. В роли покрытия и перекрытия в каркасе выступают ребристые плиты плиты толщиной 400 мм. Ширина ребристых плит 14м 145м 16м. Перекрывая пространство между колоннами они опираются на ригель. Размеры проёма под лестничный марш 58 м по длине и 59 м в ширину. Совместно с лестницей устанавливается диафрагмы жёсткости что позволяет обеспечить свободное пространство этажа.
Нормативное значение временной нагрузки V = 10 кНм2 в том числе кратковременной - 2 кНм2 длительная - 8 кНм2 . Коэффициент надежности по нагрузке γf =12; коэффициент надежности по назначению здания γп =095. Грунт основания - песок. Нормативное давление на грунт R0=0.3МПа. Город строительства Пенза. Снеговая нагрузка - 18 кНм2 снеговой район 3.
рис. 1 Конструктивный план здания
рис. 2 Поперечный разрез здания
В курсовом проекте рассматривается вариант опирания панели на ригель прямоугольного сечения. На рисунке 3 представлена конструкция ребристой панели перекрытия с размерами 1600х5950. На рисунке 4 поперечное сечение панели и узел А.
Рис. 3 Конструкция ребристой панели перекрытия
Рис. 4 Поперечное сечение панели
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в табл.1.
Таблица 2.1- Нормативные и расчетные нагрузки на 1м2 перекрытия.
Нормативные нагрузки кНм2
Коэффициент надёжности по нагрузке
Расчетные нагрузки кНм2
Собственный вес плиты с заливкой швов
керамическая плитка на цементно-песчаном растворе =20мм
армированная цементно-песчаная стяжка = 35мм
песчаная засыпка =70 мм
в том числе кратковременная
в том числе постоянная и временная длительная нагрузки
Расчетная нагрузка на 1 п. м. плиты при ее номинальной ширине 16 м с учетом коэффициента надежности по ответственности здания γп=1;
- полная расчетная q =17675·160·1 =283 кНм
- полная нормативная qn= 1475·160·1=236 кНм
- постоянная и временная длительная нормативные нагрузки
ql =1275·160·1=204 кНм
Расчетный пролет плиты при ее конструктивной длине 595 м и ширине ригеля 300 мм
где f =001– зазор между осью ригеля и плитой.
Плита рассчитывается как однопролетная шарнирно опертая балка загруженная равномерно распределенной нагрузкой.
Усилия от полной расчетной нагрузки:
- максимальный изгибающий момент в середине пролета
-максимальная поперечная сила на опорах
Усилия от нормативной нагрузки:
-постоянной и длительной временной
Конструктивные параметры поперечного сечения ребристой плиты:
- высота сечения 400 мм;
- конструктивная ширина 1600 мм;
- ширина продольных ребер понизу 85 мм поверху 100 мм;
- ширина верхней полки мм;
-толщина полки 50 мм.
В расчетах по предельным состояниям первой группы сечение панели приводится к тавровому с шириной ребра равным
Рис. 5 Расчетное сечение ребристой панели
Отношение >01 в расчет вводится вся ширина полки мм.
Рабочая высота сечения
Ребристая предварительно напряженная плита армирована стержневой арматурой класса К1500 с механическим натяжением на борта формы. Нормативное сопротивление арматуры Rsn=500 МПа расчетное сопротивление – Rs=420 МПа; модуль упругости Es =180000 МПа. Поперечная арматура класса А240 с расчетным сопротивлением Rsw =170 МПа (приложения 5 6 7 8). Полка армируется сварными сетками из арматуры класса В500 с расчетным сопротивлением Rs =415 МПа. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении.
Величина предварительного напряжения арматуры принята равной sp= 07Rsn =07·500=350 МПа.
Бетон тяжелый класса В30 соответствующий классу напрягаемой арматуры. Расчетные сопротивления бетона для расчета по первой группе предельных состояний: Rb=17 МПа; Rbt=115 МПа. Расчетные сопротивления бетона для расчета по второй группе предельных состояний: Rbser = 22МПа; Rbtser=175 МПа. Начальный модуль упругости бетона Еb=32500 МПа (приложения 1 2 3).
Расчет прочности панели по сечению нормальному к продольной оси.
Расчетный изгибающий момент М =1186 кНм. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Предполагаем что нейтральная ось проходит в полке и сечение рассчитываем как прямоугольно с шириной равной ширине полки.
Вычисляем коэффициент αm
Относительная высота сжатой зоны бетона
Высота сжатой зоны бетона
Так как x h'f то нейтральная ось проходит в полке.
Граничная высота сжатой зоны бетона
Так как R установка арматуры в сжатой зоне не требуется.
Площадь продольной рабочей арматуры равна
Принимаем арматуру 514 мм с Аs=769 мм2 (приложение 15).
Расчет армирования полки ребристой плиты. Плита проектируется с поперечными ребрами при отношении пролетов полки l2l1=15751400 =1125 2 следовательно полка рассчитывается как плита защемленная по контуру.
Нагрузка на 1м2 полки плиты:
где g= gпола + gполки =(225+25·005·11)=36– постоянная нагрузка.
Принимая l1 = l2 =14 м и Ml Msup =1 уравнение моментов в защемленной плите примет вид
Полка в продольном направлении армируется стандартной сварной сеткой с рабочей арматурой класс В500 в двух направлениях. Опорный изгибающий момент по продольному ребру воспринимается сеткой с поперечной рабочей арматурой В500. Расчетное сопротивление арматуры Rs = 415 МПа.
Сечение полки прямоугольное рабочая высота сечения
- установка арматуры в сжатой зоне не требуется.
Площадь рабочей арматуры
Принимаем сетку с шагом 200 мм 4 мм с As= 88 мм2.
Геометрические характеристики приведенного сечения. Коэффициент приведения
Площадь бетонного сечения. Для этого сечение разбиваем на два участка – ребро и свесы (рис. 6).
Рис. 6. Схема для определения геометрических характеристик приведенного сечения
Площадь приведенного сечения
Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани.
где Аi – площадь i-го участка сечения yi – расстояние от нижней грани до центра тяжести i-го участка сечения.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
Момент инерции приведенного сечения
где Ii – собственный момент инерции i-го участка сечения.
Потери предварительного напряжения в арматуре.
Первые потери предварительного напряжения:
-потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения Δsp1 = 003sp =003·350=105 МПа;
Для арматуры класса К1500 350 - Δsp1 = 00.
-потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами
Потери от деформации формы Δsp3 и анкеров Δsp4 при электротермическом натяжении арматуры равны нулю.
Усилие обжатия с учетом первых потерь:
В связи с отсутствием напрягаемой арматуры в сжатой зоне бетона (Asp=0) эксцентриситет усилия предварительного обжатия будет равен
Максимальное сжимающее напряжение бетона bp при обжатии с учетом первых потерь от силы Р(1)
Рис. 7 Схема для определения эксцентриситета
Условие bp ≤ 09Rbp = 09·21=189 МПа выполняется где Rbp = 07В = 07·30 = 21 МПа – отпускная прочность бетона.
Вторые потери предварительного напряжения:
- потери от усадки бетона
- потери от ползучести бетона
где – коэффициент армирования;
φbcr – коэффициент ползучести бетона (приложение 4);
α = EsEb – коэффициент приведения;
bp – напряжение в бетоне на уровне напрягаемой арматуры с учетом собственного веса плиты.
Здесь Mg – момент от собственного веса плиты установленной на деревянных прокладках.
qw = 25·156·11=43 кНм – погонная нагрузка от собственного веса плиты; - расстояние между деревянными опорными прокладками.
Сумма вторых потерь
Сумма первых и вторых потерь
Предварительные напряжения с учетом всех потерь .
Усилие предварительного обжатия бетона с учетом всех потерь
Расчет прочности ребристой плиты по сечению наклонному к продольной оси. Расчет по бетонной полосе между трещинами. Прочность бетонной полосы между наклонными трещинами из условия
- поперечная сила в нормальном сечении принимаем на расстоянии от опоры не менее h0.
Прочность бетонной полосы обеспечена.
Расчет прочности по наклонным сечениям. В продольных ребрах устанавливаем каркасы с поперечной арматурой на всю длину ребра. Принимаем диаметр поперечных стержней 6 мм А240 с общей площадью поперечного сечения Asw= 57 мм2 (приложение 15). Максимальный шаг поперечной арматуры по конструктивным требованиям мм. Принимаем шаг мм.
Прочность по наклонным сечениям проверяем из условия
где Q – поперечная сила в конце наклонного сечения; Qb – поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении; Qsw – поперечная сила воспринимаемая поперечной арматурой в наклонном сечении
Усилие в хомутах на единицу длины элемента
Определяем коэффициент φn – учитывающий влияние усилия предварительного обжатия на несущую способность наклонного сечения
Хомуты учитываются в расчете если соблюдается условие
Условие выполняется.
Поперечная сила воспринимаемая бетоном наклонного сечения
Если нагрузка включает эквивалентную временную нагрузку то ее расчётное значение равно
Проверяем условие мм
условие выполняется с не пересчитывается. Если условие не выполняется то с определяется по формуле
По конструктивным требованиям мм.
Н = 4004 кН при этом
Qb не более Н = 191475 кН и не менее
Условия выполняются. Определяем усилие
где с0 =2h0 = 2·360=720 мм – длина проекции наклонного сечения.
Поперечная сила в конце наклонного сечения
кН. Условие выполняется прочность наклонного сечения обеспечена.
Максимально допустимый шаг хомутов учитываемых в расчете
Принятый шаг хомутов удовлетворяет требованиям максимально допустимого шага. Принятый шаг хомутов sw1 устанавливается на приопорном участке ребра длиной l1 в зоне максимального значения перерезывающей силы с уменьшением перерезывающей силы шаг хомутов может быть увеличен до sw2 = 075h0=075·360=270 мм. Принимаем шаг sw2=200 мм при этом усилие в хомутах на единицу длины элемента будет равно
Длина участка с интенсивностью хомутов qsw1 принимается в зависимости от Δqsw = 075(qsw1 - qsw2 ) = 075(646-485)=121 Нмм (кНм) следующим образом:
- если Δqsw ≤ q1 121 ≤ 193 Нмм
но не более 3ho =3·360=1080 мм принимаем с = 1080 мм.
6. Расчет ребристой панели по второй группе предельных состояний.
Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси.
Расчет по образованию трещин выполняют на расчетные усилия при значении коэффициента надежности по нагрузке ; . Расчет по раскрытию трещин не производят если соблюдается условие
где М – изгибающий момент от внешней нагрузки;
Mcrc – изгибающий момент воспринимаемый нормальным сечением элемента при образовании трещин
Момент образования трещин предварительно напряженных изгибаемых элементов в стадии эксплуатации определяют по формуле
Mcrc = γWredRbtser + P(e0p + r).
где Wred – момент сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого волокна определяемый по формуле
r – расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки определяется по формуле
γ=13 коэффициент учитывающий неупругие деформации бетона (приложение 11).
Так как - трещины в растянутой зоне образуются. Следовательно необходим расчет по раскрытию трещин.
Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси. Расчет по раскрытию трещин производят из условия
где acrc - ширина раскрытия трещин от действия внешней нагрузки; acrcult - предельно допустимая ширина раскрытия трещин.
Определим приращение напряжения напрягаемой арматуры от действия постоянных и временных длительных нагрузок s = sl т.е. принимая М = Ml = 855 кНм.
Поскольку напрягаемая арматура в верхней зоне плиты отсутствует
esp = 0 Ms = Мl = 855 кН·м и тогда
Рабочая высота сечения равна ho = 360мм
Принимая A'sp = Asp = 00 имеем
Коэффициент приведения равен as1= 300Rb = 30017 = 176 тогда
При φf = 103 и as1 = 02 из прил. 12Таблица_4_2 находим = 084 тогда плечо внутренней пары сил z = ·hо= 084·360 = 3024 мм.
Аналогично определим значение scrc при действии момента M = Мcrc = 8464 кН·м;
При φf = 103 и as1 = 02 из прил. 12Таблица_4_2 находим = 085 тогда плечо внутренней пары сил z = ·hо= 085·360 = 306 мм.
Аналогично определим значение s при действии момента M = Мtot = 989 кН·м. Поскольку согласно прил. 12Таблица_4_2 в данном случае при значении esh0 >1 коэффициент не зависит от esh0 принимаем вычисленное выше значение z = 3024 мм. При моменте от всех нагрузок М = Mtat = 989 кН·м значение s равно
Проверим условие A > t принимая t = 059
следовательно определяем ширину непродолжительного раскрытия трещин.
Определяем коэффициент s принимая s = 859 МПа
Определим расстояния между трещинами ls по формуле
где Abt – площадь зоны растянутого бетона.
Высота зоны растянутого бетона определенная как для упругого материала при Sred = мм3 равна
а с учетом неупругих деформаций растянутого бетона
yt = k·y0 = 095·138=131 мм.
Поскольку yt > 2а = 2·40 = 80 мм принимаем yt = 131 мм. Тогда площадь сечения растянутого бетона равна
Abt = byt = 185·131 = 24253 мм2
и расстояние между трещинами равно
Поскольку ls 400мм и ls 40d = 40·20 = 800 мм принимаем ls = 220мм.
Определяем ширину раскрытия acrc2 принимая φ1 = 10 φ2 =05
Определяем непродолжительное раскрытие трещин
acrc = acrc2 (1 + 04A) = 004(1 + 04·04) = 005 мм
что меньше предельно допустимого значения 03 мм.
Расчет прогиба плиты. Расчет изгибаемых элементов по прогибам производят из условия f ≤ fult
где f - прогиб элемента от действия внешней нагрузки;
fult - значение предельно допустимого прогиба.
Определяем кривизну в середине пролета от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок т.е. при М = Ml = 855 кН·м.
Для этих нагрузок имеем: φf = 103
При продолжительном действии нагрузки и нормальной влажности имеем b1red =28×10-4 при влажности окружающей среды 70 ≥W ≥ 40 %.
По прил. 13 при φf = 095 esh0 =096 и αs2 =033 находим φc = 061. Тогда кривизна равна
Определим кривизну обусловленную остаточным выгибом при sb =12516 МПа.
sb – численно равны сумме потерь напряжений от усадки и ползучести бетона sb = 36+61=97 МПа.
Полная кривизна в середине пролета от постоянных и длительных нагрузок равна
Прогиб плиты определяем принимая S =548:
Согласно СП 20.13330.2011 «Нагрузки и воздействия» поз.2 при l = 579 м предельно допустимый из эстетических требований прогиб равен fult = 5790 200 = 2895 мм что превышает вычисленное значение прогиба.
7. Конструкция типовой ребристой плиты перекрытия
В разделе приведены чертежи ребристой плиты перекрытия размером 15×60 м для опирания на нижние полки ригеля из серии 1.442.1-1.87 «Плиты перекрытий железобетонные ребристые высотой 400 мм укладываемые на полки ригелей». Конструктивная ширина панели 1560 мм длина – 5950 мм. На рисунке 9 приведены геометрические размеры панели. Армирование панели приведено на рис 10 и 11.
Рис. 9 Армирование панели
– сетка усиления зоны передачи напряжений на концевых участках ребер; 2 – каркас с поперечной арматурой продольного ребра; 3 – плоский каркас поперечного ребра; 4 – плоский каркас торцевого ребра; 5 – сетка армирования полки воспринимающая опорный отрицательный момент; 6 – сетка армирования полки воспринимающая пролетный момент и опорный момент над поперечным ребром; 7 – опорная закладная деталь со строповочной петлей; 8 – продольная напрягаемая арматура
Рис. 10 Узел I армирование (обозначение см. рис 9)
Рис. 11. Узел II армирование (обозначение см. рис. 9)
Проектирование ригеля.
Поперечная многоэтажная рама имеет регулярную расчетную схему с равными пролетами ригелей и равными длинами стоек (высотами этажей) а также с одинаковой нагрузкой по ярусам. Сечения ригелей и стоек по этажам приняты постоянными. Нулевая точка моментов в колоннах расположена в середине высоты этажа. Это позволяет расчленить многоэтажную раму по нулевым моментным точкам на ряд одноэтажных рам с шарнирами по концам стоек. В курсовом проекте рассчитываем ригель среднего яруса. Расчет выполняем с помощью таблиц (прил. 17) по которым определяются опорные моменты в ригелях по формуле
где α и расчетные коэффициенты для постоянной и временной нагрузок зависящие от коэффициента k равного отношению погонных жесткостей ригеля и стойки
здесь Вр и Вк – жесткости поперечных сечений ригеля и стойки соответственно lк и lp – длины колоны и ригеля соответственно.
Нагрузка на ригель от ребристых плит при опирании на ригель не менее чем в четырех точках считается равномерно распределенной. Для получения максимальных моментов в расчетных сечениях ригеля его загружают раздельно постоянной и временной нагрузкой по схеме представленной в приложении 17. Ширина грузовой полосы для расчета погонной нагрузки на ригель равна шагу поперечных рам 595 м.
Расчетная погонная нагрузка на ригель:
- постоянная нагрузка от собственного веса ригеля с учетом коэффициента надежности по нагрузке и перекрытия и коэффициента по ответственности здания Предварительно задаемся размерами сечения ригеля мм. Нагрузки от перекрытия принимаем из гл. 2
- временная нагрузка с учетом коэффициента по ответственности здания
Жесткости колонны и ригеля при размерах сечения колонны 400×400 мм
При одинаковом классе бетона по прочности на сжатие коэффициент k равен
Опорные моменты вычисляют по таблице приложения 17. Табличные коэффициенты α и зависят от схем загружения ригеля и коэффициента k – отношения погонных жесткостей ригеля и колонны.
Расчетные пролеты ригеля равны расстоянию от оси колонны до оси колонны. Расчетный пролет крайнего ригеля при нулевой привязке крайних колонн
Расчетный пролет среднего ригеля равен 605 м.
Результаты вычисления изгибающих моментов представлены в табл. 3.1.
Опорные моменты ригеля при различных схемах загружения
Опорные моменты кН м
Пролетные моменты и поперечные силы в ригелях.
Для определения поперечных сил и изгибающих моментов в пролете из расчетной рамы вырезаем ригель и загружаем его соответствующей расчетному загружению погонной нагрузкой q или qg и сосредоточенными опорными моментами (рис. 12).
Рис. 12. Расчетная схема ригеля первого пролета
Схема загружения 1+2
- усилия в первом пролете (погонная нагрузка q):
изгибающий момент в пролете
- усилия во втором пролете (погонная нагрузка qg):
Схема загружения 1+3
- усилия в первом пролете (погонная нагрузка qg):
- усилия во втором пролете (погонная нагрузка q):
Схема загружения 1+4
Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле. Практический расчет заключается в уменьшении примерно на 30% опорных моментов ригеля М21 и М23 по схеме загружения 1+4 как самого большого по абсолютной величине и находящегося в зоне стыка. При этом пластический шарнир образуется на опоре 2.
К эпюре изгибающих моментов загружения 1+4 добавляют выравнивающую эпюру моментов таким образом чтобы после перераспределения уравнялись опорные моменты М21 = М23 и были обеспечены удобства армирования опорного узла (рис. 13).
Рис. 13. Эпюры изгибающих моментов:
а – при упругой работе бетона от загружений 1+2 1+3 1+4; б – дополнительная выравнивающая эпюра моментов к загружению 1+4; в – эпюры моментов после перераспределения усилий (показаны эпюры только первого и второго пролетов)
Максимальные положительные значения ординат выравнивающей эпюры моментов на опоре 2:
При этом максимальное значение момента на опоре 2 выровненной эпюры моментов загружения 1+4 по абсолютной величине не должно быть меньше аналогичного значения момента от загружения 1+2. На опоре 1 и 3 к эпюре 1+4 добавляем отрицательные значения моментов до уровня загружений 1+2 на опоре 1 и 1+3 на опоре 3:
Опорные моменты на эпюре выровненных моментов загружения 1+4 будут равны
М12 = -12383-244=-14823 кН·м; М21=-418+1254=-2926 кН·м;
М23= -4074+1148 =-2926 кН·м; М32=-2454-496=-295 кН·м.
В пролетах после перераспределения изгибающие моменты загружения 1+4 увеличились но они не превысили соответствующих моментов от загружений 1+2 и 1+3. Пролетные моменты на эпюре выровненных моментов 1+4 составили
Ml2 = 185+326=2176 кН·м.
Таким образом расчетными моментами в пролетах остаются: в первом пролете – M во втором пролете – Ml2 = 2176 кН·м загружения 1+3 (рис. 4.2).
Опорные моменты ригеля на грани колонны. Опорные моменты на грани колонны являются расчетными моментами для определения площади стыковой арматуры ригеля с колонной.
Опорный момент ригеля на грани крайней колонны M(12)1 :
- по схеме загружения 1+2
- по схеме загружения 1+3
- по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов:
Опорный момент ригеля на грани средней колонны слева M(21)1 :
Опорный момент ригеля на грани средней колонны справа M(23)1 :
3. Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси
Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В20. Расчетное сопротивление при сжатии МПа; при растяжении МПа; начальный модуль упругости бетона МПа; арматура продольная рабочая класса А400 расчетное сопротивление МПа; модуль упругости МПа.
Проверка высоты сечения ригеля. Проверку выполняют по максимальному моменту (по абсолютному значению) по грани опоры по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов М(23)1=225 кН·м при =035 поскольку момент определен с учетом образования пластического шарнира.
Вычисляют рабочую высоту сечения
Полная высота ригеля мм т.к. расстояние от низа ригеля до низа стыковой арматуры в типовом ригеле составляет 720 мм и расстояние от верхней грани ригеля до центра этой арматуры а' = 64 мм Окончательно принимаем высоту ригеля кратной 100 мм h = 600 мм. Принятое сечение проверяем по максимальному пролетному моменту кН·м и мм где а = 75 мм при вертикальном расположении двух стержней большого диаметра.
условие ≤ R выполняется следовательно принятая высота сечения достаточна. Нагрузку от собственного веса ригеля не пересчитываем т.к. уменьшение общей нагрузки на ригель составило 11%.
Площадь продольной нижней арматуры в пролете крайнего ригеля
Принято 4 диаметра 25 с As = 1963 мм2 .
Сечение на крайней опоре М(12)1 =877 кН·м
мм т.к. выпуски арматуры из ригеля должны находиться на фиксированной высоте выпусков арматуры из колонны.
Площадь арматуры мм2.
Принято 2 диаметра 18 с As = 509 мм2.
Сечение на опоре 2 слева и справа М(23)1 =225 кН·м.
Принято 3 диаметра 28 с As = 1847 мм2.
Сечение в среднем пролете Мl2 = 2176 кН·м
Принято 4 диаметра 22 с As = 1520 мм2.
Сечение в среднем пролете на действие отрицательного момента М = - 214 кН·м.
Принято 2 диаметра 10 с As = 157 мм2.
4. Расчет порочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами. Прочность бетонной полосы проверяем по максимальной перерезывающей силе Q21max = 3516кН по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов. Максимальная поперечная сила на грани опоры
т.е. прочность полосы обеспечена.
Минимальный диаметр поперечных стержней из условия свариваемости контактной сваркой с продольными стержнями диаметром 25мм – 8 мм. Принимаем диаметр поперечных стержней 12 мм А400 с Rsw = 285 МПа. Максимальный шаг поперечных стержней по конструктивным требованиям
мм и не более 300 мм.
Принимаем шаг sw = 180 мм As = 113 мм2. В каждом ригеле устанавливают пространственный каркас состоящий из двух плоских при этом Asw = 2·113 = 226 мм2.
Проверка прочности наклонных сечений. Крайний ригель. Поперечные силы Q12 = 302 кН по схеме загружения 1+2 Q21 = 3516 кН по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов. Каркасы выполняют симметричными и расчет ведут по максимальной перерезывающей силе на грани опоры Q = 3516 кН.
Определяют интенсивность хомутов
проверяют условие Нмм. Условие выполняется следовательно хомуты полностью учитываются в расчете. Определяют Mb
Определяют длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с.
Поскольку 2 значение с определяем по формуле
мм 3h0 =3·636=1908 мм.
Принимаем с0 =2h0 = 2·536=1072 мм с. Тогда
Прочность наклонных сечений обеспечена. Проверяют требование
принятый шаг хомутов не превышает максимального значения.
В средней части ригеля принимаем шаг поперечных стержней мм 075h0. Таким образом принятая интенсивность хомутов в пролете равна нмм.
Проверяем условие нмм условие выполняется.
Определяем длину участка с интенсивностью хомутов . Так как Нмм>Нмм значение вычислим приняв
Принимаем длину участка с шагом хомутов =180 мм равной 132 м.
В среднем ригеле поперечная сила Q23 = 3516 кН по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов практически равна расчетной поперечной силе в крайнем пролете. Не пересчитывая во втором пролете принимают такой же шаг поперечной арматуры.
Армирование опорных зон с применением дополнительных каркасов. Стык ригеля с колонной выполняют на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель армируют двумя плоскими каркасами объединенными в пространственный. Диаметр двух верхних конструктивных продольных стержней пространственного каркаса принимают равным 10 мм. Для стыка ригелей с крайней колонной требуется два стержня диаметром 18 мм. Для стыка ригелей со средней колонной требуется три стержня диаметром 25 мм.
Следовательно в верхней зоне требуются два дополнительных верхних плоских каркаса. Один с двумя стержнями диаметром 18 мм слева и один плоский каркас с тремя стержнями 25 мм – справа.
Несущая способность сечения с двумя опорными стержнями 18 мм с As = 509 мм2
Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении
Несущая способность сечения
Определим длину каркаса с двумя стержнями диаметром 18 мм. Для этого определим несущую способность опорного сечения с двумя диаметрами 10 мм с As = 157 мм2.
Место теоретического обрыва двух опорных стержней диаметром 18 мм у крайней колонны и трех опорных стержней диаметром 25 мм у средней колонны от оси крайней колонны определяем аналитическим методом по загружению 1+4 и выровненной эпюре моментов: М12=14823 кН·м; М21= -2926 кН·м; Q12=302 кН; Q21= -3516 кН; q=1118 кНм. Изгибающий момент в месте теоретического обрыва стержней Мх= -261 кН·м на расстоянии х от левой опоры.
Стыковые стержни диаметром 18 мм заводят за точку теоретического обрыва на длину анкеровки W=(Q2qsw)+5d. Длина анкеровки двух стыковочных стержней при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении
Расстояние от оси крайней колонны до места обрыва двух стыковых стержней диаметром 18 мм
Длина анкеровки трех стыковочных стержней у средней опоры при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении
Расстояние от оси крайней колонны до места обрыва трех стыковых стержней диаметром 28 мм
Определяем несущую способность опорного сечения с тремя верхних стыковыми стержнями диаметром 28 мм с As =1847 мм2:
кН·м что больше момента на грани колонны М = 255 кН·м.
По результатам конструирования ригеля строим эпюру материалов (рис. 14).
В нижней зоне обоих ригелей расположено по 4 стержня два из которых не доводят до опор а обрывают в пролете в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Определяем фактическую несущую способность сечения крайнего ригеля с нижней рабочей арматурой 4 диаметра 25 мм и Фактическую рабочую высоту сечения определяем из рисунка 15
h0 = 600-62=538 мм As =1963 мм2.
Рис. 14. Эпюра материалов ригеля первого пролета.
Рис. 15. Схема расположения нижней арматуры
Два стержня диаметром 18 мм обрываем в пролете и определяем фактическую несущую способность сечения с нижней рабочей арматурой 2 диаметра 25 мм. Фактическую рабочую высоту сечения определяем из рисунка 17
h0 = 600-44=556 мм As =982 мм2 .
Места теоретического обрыва стержня определяем аналитическим методом по загружению 1+2: М12=-14823 кН·м; М21= -291 кН·м; Q12=3026 кН; Q21= -3514 кН; q=1118 кНм. Изгибающий момент в местах теоретического обрыва стержня Мх= 176 кН·м.
Место теоретического обрыва стержня находится на расстоянии 16 и 38 м от оси крайней колонны.
Длина анкеровки стержня со стороны крайней колонны при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении
Длина анкеровки стержня со стороны средней колонны при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении
Сечение фактического обрыва стержней находится на расстоянии l2 =16-03 = 13 м и l3 = 38+03=41м от оси крайней колонны.
В курсовом проекте принята самонесущая кирпичная стена толщиной 510 мм на ленточном фундаменте с наружным утеплением. Здание пятиэтажное с высотой этажа 57 м. Сечение колонн b×h =400×400 мм.
Определение продольных сил от расчетных нагрузок. Вертикальная нагрузка на колонну собирается с грузовой площади. Грузовая площадь крайней колонны при сетке колонн 605×595 м м2.
Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента надежности по ответственности здания γn=10 и с учетом собственного веса ригеля кН:
Постоянная нагрузка от веса покрытия при расчетном весе кровли и плит 525 кНм2
Постоянная нагрузка от собственного веса колонны от верха до перекрытия первого этажа Н=57·4=228 м с учетом коэффициента надежности по ответственности здания γn=10
Временная нагрузка:
от перекрытия одного этажа
в том числе длительная
Временная нагрузка от снега на покрытие
в том числе длительная кН.
Продольная сила в колонне первого этажа от полной нагрузки на уровне перекрытия первого этажа
Продольная сила в колонне первого этажа от полной нагрузки на уровне фундамента
Продольная сила в колонне первого этажа от постоянной и временной длительной нагрузки на уровне перекрытия первого этажа
Определение изгибающих моментов в колонне. Опорный изгибающий момент в ригеле в стыке с крайней колонной распределяется между верхней и нижней колонной пропорционально их погонным жесткостям. При одинаковой длине и равных сечениях верхней и нижней колонны опорный момент ригеля распределяется между ними поровну. В средней колонне распределяется разность опорных моментов в стыке ригеля с колонной слева и справа также пропорционально погонным жесткостям.
Максимальный опорный изгибающий момент в стыке ригеля с крайней колонной будет при загружении 1+2 М12 =14823 кН·м и он распределяется в узле поровну между низом и верхом колонны пропорционально погонным жесткостям верхней и нижней колонны. При одинаковых размерах сечения колонн и (сократив на EI) погонная жесткость колонны второго этажа равна i2=157=018. Погонная жесткость первого этажа при жестком защемлении в фундамент равна i1=133·157=023. Изгибающий момент распределится между колоннами следующим образом:
в колонне второго этажа
в колонне первого этажа
Изгибающий момент в колонне первого этажа в месте заделки в фундамент определяют умножением момента в верхнем сечении стойки на коэффициент 05
М1ф = 83·05 = 415 кН·м.
Изгибающий момент в опорном сечении ригеля от постоянной и временной длительной нагрузки (из расчета ригеля)
Изгибающий момент М12l распределится между колоннами следующим образом:
Изгибающий момент на нижнем конце стойки в месте заделки в фундамент от длительной нагрузки
М1фl = 70·05 = 35 кН·м.
Наиболее нагруженным сечением колонны первого этажа является сечение с большим изгибающим моментом в сечении стыка с ригелем.
Продольная сила и изгибающие моменты в опорном сечении: от вертикальных нагрузок: всех N= 1431 кН M =83 кН·м постоянных и длительных N высота этажа l=57 м.
Поскольку рассматриваемое сечение опорное у консоли и колонна у этой опоры имеет податливую заделку и жесткую в заделке в фундамент коэффициент v = 10 и увеличение изгибающего момента вследствие гибкости колонны не будет. Рабочая высота сечения h0 = h – a = 400 – 45 =355 мм (рис. 16).
Рис. 16 Сечение колонны
Площади сечения сжатой и растянутой арматуры соответствующие минимуму их суммы определяются по формулам:
где αR =039 и R =0531
Принимаем 4 D 32 с A's=3217 мм2.
Принимаем 4 D 20 с As=1256 мм2.
Процент армирования сечения =2790·1004002 =174%.
Колонны первого и второго этажей среднего и крайнего ряда назначим сечение размером b×h= 400×400 мм. Армирование колон среднего ряда примем симметричное 2х4 D 32 с A's=3217 мм2х2=6434.
Проектирование ребристого монолитного перекрытия с балочными плитами
1. Компоновка конструктивной схемы ребристого монолитного перекрытия с балочными плитами
Ребристое монолитное перекрытие с балочными плитами состоит из плиты работающей по короткому направлению второстепенных и главных балок. Все элементы перекрытия монолитно связаны и выполняются из бетона класса В20. Сетка координационных осей м. Главные балки располагают в поперечном направлении здания и опирают на продольные стены толщиной 510 мм с пилястрами сечением 250×510 мм. Привязка внутренней грани стены толщиной 510 мм к продольным и поперечным осям – 250 мм.
Высота главных балок составляет (18 115)l1 второстепенных – (112 120)l2. Принимаем высоту главных балок l110 = 605010=600 мм а второстепенных l212=595012=500 мм ширину балок принимаем 300 и 250 мм соответственно.
Второстепенные балки располагаем с шагом 2015 м вдоль здания по продольным координационным осям и между ними еще две балки. Толщину плиты принимаем 80 мм (рис.17) .
Расчетная схема и усилия в плите. Для расчета плиты из состава покрытия поперек второстепенных балок вырезаем полосу шириной 1 м. Расчетная схема плиты – многопролетная неразрезная балка. Расчётный пролёт плиты равен расстоянию в свету между второстепенными балками l0 =2015 – 025 = 1765 м для крайнего пролета от центра площадки опирания на стену до второстепенной балки l0 = 2015 – 0252 - 0252 = 1765 м (рис. 18).
Нагрузку на плиту подсчитываем в табличной форме (табл. 5.1).
рис. 17 схема монолитного перекрытия
Рис. 18 Расчетный пролет плиты
Таблица 5.1- Нормативные и расчетные нагрузки на 1м2 перекрытия.
Собственный вес плиты
Расчётная погонная нагрузка на расчетную полосу плиты шириной 1 м
Изгибающие моменты определяют как для многопролетной неразрезной балки с учетом перераспределения моментов:
в средних пролетах и на средних опорах
в первом пролете и на первой промежуточной опоре
При отношении hl ≥ 130 в плитах окаймленных по всему контуру монолитно связанными балками под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты уменьшают на 20%. Отношение hl =801765 = 122 >130 следовательно влияние распора учитывается. Величина изгибающих моментов в плитах окаймленных по всему контуру монолитно связанными балками составит М1 = 08·337=27 кН·м.
Расчет плиты по первой группе предельных состояний. Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В20; расчетное сопротивление бетона на сжатие Rb=115 МПа. Арматура сеток проволока класса К1500 Rs=420 МПа.
Подбор сечения продольной арматуры в средних пролетах и на средних опорах плиты между осями «1» и «2». Рабочая высота сечения h0 = h – a = 80 – 15=65 мм.
принимают 10 диаметров 5 К1500 с As=196 мм2 и соответствующую рулонную сетку марки . Так как плита армируется рулонными сетками то эта сетка является основной на всю ширину здания. В первом пролете и на первой промежуточной опоре дополнительную сетку принимаем конструктивно т.к. моменты в пролете и на опоре одинаковы.
Принимают 10 диаметров 4 К1500 с As=126 мм2 и соответствующую дополнительную рулонную сетку марки . Между главными балками на всю ширину здания раскатывают две основные сетки и по две дополнительные сетки с каждого края (рис. 19).
Рис. 19. Схема армирования плиты рулонными сетками
Подбор сечения продольной арматуры в средних пролетах и на средних опорах в плитах окаймленных по контуру балками. Рабочая высота сечения h0 = h – a = 80 – 15=65 мм;
принимают 8 диаметров 5 К1500 с As=1571 мм2 и соответствующую рулонную сетку марки . Эта сетка является основной на всю ширину здания. В первом пролете и на первой промежуточной опоре дополнительную сетку принимаем конструктивно т.к. моменты в пролете и на опоре одинаковы.
Принимают 7 диаметров 5 К1500 с As=1375 мм2 и соответствующую дополнительную рулонную сетку марки . Сетки раскатывают также как и в первом случае.
Расчетная схема и усилия в балке. Расчетные нагрузки на 1п. м. второстепенной балки:
от собственного веса плиты и пола
то же от ребра сечением 025×042 (05- 008=042)
полная постоянная нагрузка кНм;
полная расчетная нагрузка кНм.
Расчетная схема второстепенной балки – неразрезная многопролетная балка. Расчётный пролёт второстепенных балок принимают равным расстоянию в свету между главными балками l0 = 595 – 03 = 565 м а при опирании на наружные стены - расстоянию от центра площадки опирания на стену до грани главной балки l01 = 595 – 0252= 5825 м (рис. 20).
Изгибающие моменты определяют как для многопролетной балки методом предельного равновесия с учетом перераспределения усилий.
Изгибающий момент в первом пролете
Изгибающий момент на первой промежуточной опоре
Изгибающий момент в средних пролетах и на средних промежуточных опорах кН·м.
Рис. 20. Расчетный пролет крайней второстепенной балки
Отрицательные моменты в средних пролетах определяют по огибающей эпюре моментов. Огибающая эпюра моментов строится для двух схем загружения: полная нагрузка q в нечетных пролетах и условная нагрузка qg+025qv в четных пролетах; полная нагрузка q в четных пролетах и условная нагрузка qg+025qv в нечетных пролетах.
Условная нагрузка qу=138+025·242=1985 кНм.
Изгибающий момент от условной нагрузки в первом пролете
Изгибающий момент от условной нагрузки в средних пролетах
Огибающая эпюра изгибающих моментов представлена на рис 21.
Отрицательный изгибающий момент во втором пролете
Отрицательные изгибающие моменты в следующих пролетах
Огибающая эпюра изгибающих моментов во второстепенной балке представлена на рис 21.
Поперечные силы во второстепенной балке:
на крайней опоре кН;
на первой промежуточной опоре слева
на первой промежуточной опоре справа и других опорах
Рис. 21. Огибающая эпюра изгибающих моментов во второстепенной балке
Расчет второстепенной балки по первой группе предельных состояний. Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В20; расчетное сопротивление бетона на сжатие Rb=115 МПа. Арматура продольная класса А400 Rs=355 МПа поперечная А400 Rsw =285 МПа.
Проверка высоты сечения балки. Высоту сечения балки проверяют по опорному моменту М=89 кН·м при =035 поскольку он определен с учетом образования пластического шарнира.
Минимальная высота балки мм. Принятая высота балки 500 мм достаточная. Рабочая высота балки в опорном сечении мм.
Расчет прочности по сечениям нормальным к продольной оси. В пролетах сечение второстепенной балки тавровое – полка в сжатой зоне. Расчетная ширина свеса полки в каждую сторону от ребра должна быть не более половины расстояния в свету между второстепенными балками и не более 16 рассчитываемого пролета. В элементах с полкой толщиной без поперечных ребер вводимая ширина каждого свеса не должна превышать . В нашем случае при величина свесов вводимых в расчет в каждую сторону должна быть не более (2015-250)2=883 мм и не более l26 = 59506=992 мм и следовательно полная ширина полки вводимая в расчет равна мм.
Сечение в первом пролете: М=15493 кН·м h0 =500-40=460 мм.
Высота сжатой зоны бетона h'f =80 мм следовательно нижняя граница сжатой зоны проходит в полке и сечение рассчитывается как прямоугольное
Принимаем 2 диаметра 22 А400 с As=760 мм2.
Сечение в средних пролетах: М = 70 кН·м h0 = 460 мм.
Высота сжатой зоны бетона h'f =80 мм
Принимаем 2 диаметра 18 А400 с As= 509 мм2.
На отрицательный момент в пролете сечение работает как прямоугольное так как полка находится в растянутой зоне h0 = 500 – 50 = 450 мм.
Сечение во втором пролете: М=-491 кН·м
Принимаем 2 диаметра 20 А400 с As=628 мм2.
Сечение в третьем пролете: М=- 304 кН·м
Принимаем 2 диаметра 12А400 с As=226 мм2.
Сечение на первой промежуточной опоре М = 89 кН·м h0 = 500 – 50 = 450 мм. Опорное сечение армируют двумя сетками с поперечными рабочими стержнями в соответствии с рис. 22 которые раскатывают по главным балкам. Ширина сеток (033+025)l2 = 058·595 = 345 м. Арматуру сеток рассчитываем на изгибающий момент М = 892=445 кН·м.
Принимаем 10 диаметров 8 А400 с As=503 мм2 и две соответствующие сетки
Сечение на промежуточных опорах М = 70 кН·м h0 = 500 – 50 = 450 мм. Расчетный момент на одну сетку М = 702=35 кН·м.
Принимаем 10 диаметров 8 А400 с As=503 и две соответствующие сетки .
Армирование опорных зон второстепенных балок представлено на рисунке 22.
Рис. 5.6. Армирование опорных зон второстепенной балки сварными сетками (арматура балок условно не показана)
Расчет прочности по сечениям наклонным к продольной оси. Проверка по сжатой наклонной полосе Q=133 кн.
-прочность наклонной полосы обеспечена.
Диаметр поперечных стержней назначают из условия свариваемости с продольными стержнями d =25 мм и принимают dsw= 8 мм класса А240. Шаг поперечных стержней для всех приопорных участков по конструктивным условиям не более sw=h02=4502=225 мм. Принимаем шаг sw=150 мм As = 503 мм2. В каждой второстепенной балке устанавливают пространственный каркас состоящий из двух плоских при этом Asw = 2·503 = 1016 мм2.
проверяют условие Нмм. Условие выполняется следовательно хомуты полностью учитываются в расчете. Определяем Н.
Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с.
Принимаем с0 =2h0 = 2·450=900 мм с. Тогда
В средней части второстепенной балки принимаем шаг поперечных стержней мм. Таким образом принятая интенсивность хомутов в пролете равна
Определяем длину участка с интенсивностью хомутов . Так как Нмм >Нмм
значение вычислим по формуле приняв
Принимаем длину участка с шагом хомутов =150 мм равным 12 м.
Байков В.Н. Железобетонные конструкции. М.: Стройиздат 1984. - 726 с.
ГОСТ Р 21.1101-92. СПДС. Основные требования к рабочей документации. - М.: 1993. - 24 с.
ГОСТ Р 21.1501-92. СПДС. Правила выполнения архитектурно- строительных рабочих чертежей. - М.: 1993. - 40с.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84). - М.: 1989. - 193с.
СП 63.13330.2012 Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования. (СНиП 2.03.01-84*).- М.: 2012. - 106 с.
СП 20.13330. 2011 Нагрузки и воздействия. - М.: 2011. - 96 с.
СП 52.101.2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. - М.: 2004. - 71 с.
СП 52.102.2003 Предварительно напряженные железобетонные конструкции. - М.: 2004. - 44 с.
Расчет и конструирование частей жилых и общественных зданий (Под ред. П.Ф. Вахненко). - Киев: Будивэльник 1987. - 424с.

лист А1 6-8.dwg

Сборный вариант перекрытия
Монолитный вариант перекрытия
Конструктивная схема перекрытия Колонна К1 Ригель Р 1
Конструктивная схема 1:200
Спецификация арматурных изделий
Спецификация материалов и изделий
закладная деталь (сварные соединения по площади операния)
арматурные выпуски из колоны и ригеля
поперечные стержни привариваемые при монтаже
центрирующая прокладка
сетки косвенного армирования
ГОСТ 14098-85-К1-Кт2
Ведомость расхода стали