Проектирование конструкции перекрытия каркасного здания

курсовой.dwg

УП "Полоцкий Техпроект
Капитальный ремонт кровли жилого дома N31 по ул. Франциска Скарины в г.Полоцке
ж.д. N 9 по ул. Гоголя в г. Полоцке
Капитальный ремонт кровли
Эпюра поперечных сил V.кНМ
Расчётная схема второстепенной балки
Схема раскладки сеток
План монолитного перекрытия
расчётная схема плиты
расчётная схема второстепенной балки
Спецификация на 1 элемент перекрытия
ø4 S500 СТБ 1704-2006 L=2940
Железобетонные изделия
Второстепенная балка БМ-1
ø12 S400 СТБ 1704-2006 L=3470
ø3 S500 СТБ 1704-2006 L=360
ø4 S400 СТБ 1704-2006 L=170
ø4 S500 СТБ 1704-2006 L=1660
ø6 S500 СТБ 1704-2006 L=1870
ø12 S400 СТБ 1704-2006 L=5200
ø10 S400 СТБ 1704-2006 L=5200
ø10 S400 СТБ 1704-2006 L=1770
ø12 S400 СТБ 1704-2006 L=5030
ø4 S500 СТБ 1704-2006 L=18300
ø3 S500 СТБ 1704-2006 L=1280
ø6 S500 СТБ 1704-2006 L=3300
ø10 S500 СТБ 1704-2006 L=1100
Эпюра поперечных сил V
Схема армирования ригеля
План сборного перекрытия
Схема сборного перекрытия
гидроизоляционный ковер
S400 СТБ 1704-2006 L=1250
S400 СТБ 1704-06 L=5000
S500 СТБ 1704-2006 L=610
S500 СТБ 1704-2006 L5050
S400 СТБ 1704-2006L=5550
S400 СТБ 1704-2006L=3630
S400 СТБ 1704-2006 L=3800
S400 СТБ 1704-2006 L=5550
S400 СТБ 1704-2006 L=3780
S400 СТБ 1704-2006L=2510
S400 СТБ 1704-2006 L=320
S400 СТБ 1704-2006 L=550
S400 СТБ1704-2006 L=6500
S400 СТБ1704-2006 L=350
S400 СТБ1704-2006 L=2800
S400 СТБ1704-2006 L=5000
S400 СТБ 1704-2006 L=420
S400 СТБ1704-2006 L=750
S400 СТБ1704-2006 L=540
S400 СТБ1704-2006 L=100
S400 СТБ1704-2006 L=220
S400 СТБ1704-2006 L=290
S240 СТБ1704-2006 L=820
S400 СТБ 1704-2006 L=5720
цементно-песчаная стяжка
Расчетная схема плиты П-1
S400 СТБ 1704-2006 L=360

курсовой.docx

УО ”Полоцкий государственный университет”
Инженерно-строительный факультет
Кафедра строительных конструкций
по дисциплине «Железобетонные конструкции»
Тема работы: «Проектирование конструкции перекрытия каркасного здания»
Проектирование конструкции перекрытия каркасного здания 2
Общие данные для проектирования 2
Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия 2
Расчет и проектирование ребристой панели 3
1 Определение нагрузок и усилий 3
3 Расчет по прочности нормальных сечений 5
4 Расчет по прочности наклонных сечений 6
5 Проверка панели на монтажные нагрузки 7
6 Проверка панели по прогибам 8
7 Расчёт панели по раскрытию трещин 8
Определение усилий в ригеле поперечной рамы 12
1 Расчётная схема и нагрузки 12
2 Вычисление изгибающих моментов в расчётном сечениии ригеля 13
3 Расчёт прочности по сечениям нормальным к продольной оси 23
3.1 Характеристики прочности бетона и арматуры 23
3.2 Уточнение высоты сечения ригеля 23
3.3 Определение площади сечения продольной арматуры ригеля 23
4 Расчёт прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси 25
5 Конструирование арматуры ригеля 27
Определение усилий в средней колонне 31
1 Определение внутренних усилий в колонне от расчётных нагрузок 31
2 Расчёт прочности средней колонны 31
2.1 Характеристики прочности бетона и арматуры. Расчётные комбинации 32
2.2 Подбор сечений симметричной арматуры 32
2.3 Поперечное армирование колонны 37
2.4 Расчёт консоли колонны 38
Расчёт и проектирование монолитного железобетонного перекрытия с балочными плитами 40
1 Расчёт и конструирование монолитной железобетонной плиты 40
1.1 Определение расчётных пролётов и нагрузок 41
2 Расчёт второстепенной балки 44
Список литературы 53
Проектирование конструкции перекрытия каркасного здания
Общие данные для проектирования
Длина здания – 42.9 м
Ширина здания – 17.7 м
Временная нагрузка на перекрытие – 9200 Нм2
Количество этажей – 5
Высота этажа – 3.9 м
Поперечный пролёт – 59 м
Продольный шаг внутренних колонн – 536 м
Коэффициент надёжности по нагрузке
Коэффициент надёжности по назначению здания.
Несущими элементами перекрытия являются ребристая плита и многопролётный сборный ригель таврового сечения.
Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия
Плиты перекрытий – ребристые. Ребристые плиты принимаются с номинальной шириной равной 1210 мм; связевые распорки размещаются по рядам колонн и опираются на ригели и опорные столики на крайних колоннах.
В продольном направлении жёсткость здания обеспечивается вертикальными связями устанавливаемыми в одном среднем пролёте по каждому ряду колонн. В поперечном направлении жёсткость здания обеспечивается также по связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытия работающие как горизонтальные жёсткие диски передаются на торцевые стены выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм.
Расчет и проектирование ребристой панели
1 Определение нагрузок и усилий
Таблица 3.1 Нагрузки на сборное междуэтажное перекрытие
Нормативная нагрузка кНм 2
Коэффициент надежности по нагрузке f
Расчетная нагрузка кНм 2
От собственного веса ребристой плиты перекрытия =0102м =2500кгм3
Бетон =004м =2400кгм3
- постоянная (351) и
Для изготовления сборной панели принимаем бетон класса Сfccube=25 MПа fcm=28 MПа fctm=2.2MПa; продольную арматуру – из стали класса S400 fyd = 364МПа fyk=400МПа; поперечную арматуру – из стали класса S240 fyk=240 МПа fyd=218МПа.
Высоту сечения принимаем:
leff = lн–а–b = 5360–300–140 = 4900мм.
Панель рассчитываем как балку таврового сечения с заданными размерами b × h = 145 × 40см (где b – номинальная ширина; h - высота панели). Толщина защитного слоя ровна 30 мм исходя из условия эксплуатации ХС 2.
В расчете поперечное сечение ребристой панели приводим к эквивалентному тавровому сечению.
Приведенная площадь тавра равна:
Приведенная толщина панели равна площади полученного тавра деленной на ширину панели
Панель рассчитываем как балку таврового сечения с заданными размерами.
Рисунок 1. Схема ребристой плиты
На 1м длины панели шириной 1466мм действуют следующие нагрузки кНм:
кратковременная нормативная: кНм;
кратковременная расчетная: кНм;
постоянная и длительная расчетная: кНм;
постоянная и длительная нормативная:кНм;
итого нормативная: qn + pn = 11889+67436=186326 кНм;
итого расчетная: р + q 101154+170627=271781 кНм.
Расчетный изгибающий момент от полной нагрузки:
расчетный изгибающий момент от полной нормативной нагрузки (для расчета прогибов и трещиностойкости) при f = 1:
то же от нормативной постоянной и длительной нагрузок:
то же от нормативной кратковременной нагрузки:
Максимальная поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки:
то же от нормативной нагрузки:
3 Расчет по прочности нормальных сечений
Вычисляем по формуле:
Где d - высота сжатой зоны бетона и равна:
d = 400 – 30 –10= 360.
Т.к. установка сжатой арматуры не требуется.
Проверим выполнение условия Mf > Ms
Т.к. – граница сжатой зоны проходит в полке.
Определим по таблице 6.7 (1)
Принимаем арматуру 414 S400 АS1 = 616см 2
4 Расчет по прочности наклонных сечений
Максимальная поперечная сила от полной расчётной нагрузки кН.
Проверяем необходимость установки поперечной арматуры по расчету:
В плитах без предварительного напряжения .
т.е. поперечная арматура требуется по расчёту.
Поперечную арматуру ставим на приопорных участках с шагом 140 мм в средней части элемента – 250 мм из конструктивных соображений. Арматуру для поперечного армирования применяем S500 из условия свариваемости.
Прочность на действие поперечных сил обеспечена.
5 Проверка панели на монтажные нагрузки
Панель имеет четыре монтажные петли из стали класса S240 расположенные на расстоянии 35см от концов панели. С учетом коэффициента динамичности kd = 14 расчетная нагрузка от собственного веса панели:
g - собственный вес панели; где
hred – приведённая толщина панели;
b – конструктивная ширина панели;
Отрицательный изгибающий момент консольной части панели:
Этот консольный момент воспринимается продольной монтажной арматурой каркасов. Полагая что z1 = 09ho требуемая площадь сечения указанной арматуры составляет:
При подъеме панели вес ее может быть передан на две петли. Тогда усилие на одну петлю составляет:
принимаем конструктивно стержни ø10мм As1 = 785мм 2.
6 Проверка панели по прогибам
Определим коэффициент продольного армирования:
тогда (по табл. 11.2 Пецольд) =20;
=1 т. к. =49 м 70 м;
- принятая площадь растянутой арматуры;
- требуемая площадь растянутой арматуры по расчету;
Проверяем условие жесткости:
условие жесткости выполняется.
7 Расчет панели по раскрытию трещин
125 кНм; d = 360 мм; АS1 =616 мм2; =0973;
Модуль упругости бетона: Еcm =МПа (для марки по подвижности П1 и П2);
мм; тогда напряжения в рабочей арматуре будут:
при wlim=04 мм (по табл. 10.2 Пец.) max=12 мм а принятый диаметр больше т.е. необходимо расчетным путем проверить ширины раскрытия трещин.
Эффективный модуль упругости: ;
Предельное значение коэффициента ползучестиопределим из номограммы (рис.4.16 Пец). При мм; 30 % RH 60 % для t0 = 30 сут. =24.
Коэффициент приведения: ;
Высота сжатой зоны бетона xeff из условия равенства статических моментов сжатой и растянутой зон сечения относительно нейтральной оси и при отсутствии поперечной арматуры находится:
Напряжения в арматуре: МПа;
Расчет по раскрытию трещин следует производить из условия:
где wk — расчетная ширина раскрытия трещин:
= 17—при расчете ширины раскрытия трещин образующихся от усилий вызванных соответствующей комбинацией нагрузок.
где — диаметр стержня мм (при использовании в одном сечении стержней разных диаметров допускается принимать в формуле их средний диаметр);
k1— коэффициент учитывающий условия сцепления арматуры с бетоном для стержней периодического профиля k1 = 08;
k2— коэффициент учитывающий вид напряженно-деформированного состояния элемента; при изгибе k2 = 05;
eff— эффективный коэффициент армирования определяемый для железобетонных элементов по формуле
здесь As — площадь сечения арматуры заключенной внутри эффективной площади растянутой зоны сечения Aceff ;
Aceff— эффективная площадь растянутой зоны сечения
где меньшее из 3х значений:
а) =25(h-d)=25(400-360)=100 мм;
=9876 мм тогда Aceff ==177768 мм2;
eff =616177768 = 0035;
где = 1 для арматурных периодического профиля;
= 05 для практически постоянной комбинации нагрузок;
Нормами допускается заменять =; ;
Определение усилий в ригеле поперечной рамы
1 Расчетная схема и нагрузки
Поперечная многоэтажная рама имеет регулярную расчетную схему с равными пролетами ригелей и равными длинами стоек (высотами этажей). Сечения ригелей и стоек по этажам также приняты постоянными.
Нагрузка на ригель от плит считаем равномерно распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу поперечных рам. Подсчет нагрузок на 1м2 перекрытия приведен в таблице 1.
Вычисляем расчетную нагрузку на 1м длины ригеля:
) постоянная: от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания w=0.95; кНм; от веса ригеля (03х08)=024м2 ( = 2500кгм3) с учетом коэффициента надежности f = 135 и n = 095.
Итого: g = 7695+24131=31826кНм.
) временная с учетом т = 095 v = кНм.
Полная нагрузка: g + v = 31826+7027=1021 кНм
Вычислим расчётную нагрузку на ригель покрытия:
- от веса ригеля сечением (03х08) с учетом коэффициента надежности f = 135 и n = 095; кНм
- от плиты покрытия: кНм;
- от веса пароизоляции: кНм;
- от веса теплоизоляции ( = 250кгм3): кНм;
- от веса стяжки: кНм;
- от веса рулонного ковра: кНм.
Итого: g = 30338 кНм.
) временная нагрузка (снеговая для г.Витебска) нормативное значение снегового покрова 12кПа):
2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля
Опорные и пролетные моменты вычисляют в программном комплексе “RADUGA-BETA”.
Различные схемы загружения постоянной и временной нагрузкой приведены ниже.
Схема нумерации стержней и узлов
Схема нагружения постоянной нагрузкой
Схема нагружения временной нагрузкой 1
Схема нагружения временной нагрузкой 2
Схема нагружения временной нагрузкой 3
Эпюры моментов при нагружении комбинацией 1 (временная 1+постоянная)
Эпюры моментов при нагружении комбинацией 2 (временная 2+постоянная)
Эпюры моментов при нагружении комбинацией 3 (временная 3+постоянная)
Эпюры моментов ригеля М кНм
Выравнивающая эпюра моментов
Эпюра моментов после перераспределения усилий
3 Расчёт прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси
3.1 Характеристики прочности бетона и арматуры
Для изготовления ригеля как и для плиты принимаем бетон класса Сfccube=25 MПа fcm=28 MПа fctm=2.2MПa; продольную арматуру – из стали класса S400 fyd = 364МПа fyk=400МПа; поперечную арматуру – из стали класса S240 fyk=240 МПа fyd=218МПа.
3.2 Уточнение высоты сечения ригеля
Высоту сечения подбирают по опорному моменту при = 035 поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. По табл. 67 Пецольд 1 и при = 035 находим значение m = 0242 а по формуле определяют граничную высоту сжатой зоны:
Высоту сечения подбирают по максимальному опорному моменту при = 035 поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. По табл. 67 Пецольд 1 и при = 035 находим значение m = 0242 а по формуле определяют граничную высоту сжатой зоны:
. Из конструктивных соображений оставляем принятую ранее высоту ригеля h = 800 мм.
3.3 Определение площади сечения продольной арматуры ригеля
Сечение в первом пролете: Msd= 209519 кНм;
d = 800-30-202 = 760мм где
мм – предполагаемый диаметр рабочей арматуры.
; (по табл. 6.7 Пецольд);
Принимаем 416 S400 с AS1 = 804 мм2.
Сечение во втором пролете: Мsd = 192675 кНм;
;(по табл. 6.7 Пецольд);
Первый ригель сечение на левой опоре: Мsd =281132 кНм;
d = 800 – 30 – 322 = 754 мм
где 30мм – защитный слой;
Проверим выполнение условия Mf>Msd:
Сжатая зона находится в полке.
(по табл. 6.7 Пецольд);
Принимаем 228 S400 с AS1 = 1232мм2
Первый ригель сечение на правой опоре и второй ригель сечение на левой опоре (моменты приблизительно равны между собой): Мsd =224193 кНм;
Принимаем 225 S400 с AS1 = 982мм2
Второй ригель сечение на правой опоре: Мsd =312579 кНм;
Принимаем 232 S400 с AS1 = 1608мм2
4 Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
Эпюра поперечных сил.
Максимальная расчетная поперечная сила: VSd = 315186 кН диаметр поперечных стержней устанавливают из условия сварки их с продольной арматурой диаметром =28 мм и принимают sw = 5мм с площадью As = 0196 см2. При классе S500 = 300 МПа; поскольку sw = 528 = 018 13 вводим коэффициент условий работы s2 = 1 и тогда = 1х300=300 МПа.
Проверяем необходимость установки поперечной арматуры по расчёту:
Определяем расчетную поперечную силу воспринимаемую элементом без вертикальной и наклонной арматуры:
т.к. ригель работает без предварительного напряжения; но не менее: ;
Следовательно Vrdct=5962кН Vsd = 315186кН; =>поперечная арматура требуется по расчету.
Шаг поперечных стержней по конструктивным требованиям:
S = h3 =8003 =26667 мм на приопорных участках длиной l4 принимаем шаг S = 100 мм в средней части пролета шаг S = 3h4 = 3x8004 = 600мм.
Принимаем шаг равный 200 мм – в средней части (S20 = 20x16 = 320 мм).
- минимальное из трёх значений:
- для тяжелого бетона
Поперечное усилие воспринимаемое бетоном:
Предельное значение поперечной силы на опоре:
Прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами:
где коэффициент учитывающий влияние хомутов нормальных к продольной оси элемента и определяется по формуле:
здесь где (для тяжелого бетона).
5 Конструирование арматуры ригеля
Стык ригеля с колонной выполняют на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель армируют двумя сварными каркасами часть продольных стержней каркасов обрывают в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре арматуры (материалов). Обрываемые стержни заводят за место теоретического обрыва на длину заделки lbd.
Рассмотрим сечение первого пролета
Арматура 4 16 S400 с AS1 = 804 мм2.
При минимальном расстоянии между продольными стержнями 25 мм и защитном слое 30мм:
d = 800-30-16 =754мм.
В месте теоретического обрыва арматура 216 S400 АS = 402мм2;
d = 800-30-8 =762мм.
Расчетную длину анкеровки ненапрягаемых стержней lbd следует рассчитывать по формуле:
где Asreq— площадь продольной арматуры требуемая по расчету;
Asprov— принятая площадь продольной арматуры;
2 3 4— коэффициенты определяемые по таблице 11.6 СНБ;
lb— базовая длина анкеровки
lbmin— минимальная длина анкеровки принимаемая:
— для растянутых стержней
Для стержней периодического профиля произведение 124 должно удовлетворять условию 124 07.
Для растянутых стержней общая длина запуска должна быть не менее половины высоты ригеля.
С целью уменьшения расчетов согласно методическим указаниям к курсовому проекту .
Нижняя растянутая арматура в первом ригеле:
Asreq= ; Asprov=804 мм2.
где fbd— предельное напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном определяемое по формуле:
Допускается определять по табл. 11.7 СНБ: =23;
> lbmin=06·63304=37982мм
Рассмотрим сечение на левой опоре
8 S400 с AS1 = 1232 мм2; d = 800-30-14=756мм;
Определим длину анкеровки:
Asreq= 1003 мм2; Asprov= 1232 мм2
= 6647мм; 15 = 420мм => lbm
Рассмотрим сечение на правой опоре перворо ригеля и на левой опоре второго:
5 S400 с AS1 = 982 мм2; d = 800-30-125=7575 мм;
Определим длину анкеровки
Asreq= ; Asprov= 982 мм2
= 594мм; 15 = 375 мм; => lbm
Рассмотрим сечение второго пролета.
Арматура 416 S400 с AS1 = 804мм2; d =800-30-8=762мм;
Asreq= ; Asprov=804 мм2
= 380мм; 15 = 240 мм; => lbm
> lbmin=> lbd =397мм.
Рассмотрим сечение на правой опоре второго ригеля
2 S400 с AS1 = 1608 мм2; d = 800-30-16=754 мм;
= 75965 мм; 15 = 480 мм; => lbm
lbmin => lbd =760мм.
Армирование ригеля вверху принимаем из 212мм S400:
2 S400 с AS1 = 226 мм2; d = 530-4-282=512 мм;
Определение усилий в средней колонне
1 Определение внутренних усилий колонны от расчетных нагрузок
Расчет проводим в программном комплексе “RADUGA-BETA”. Расчетная схема аналогична схеме расчета ригеля. Строим эпюры средней колонны изгибающих моментов и соответствующих продольных усилий.
Значения внутренних усилий при вариантах нагружения:
2 Расчет прочности средней колонны
2.1Характеристики прочности бетона и арматуры. Расчетные комбинации
Принимаем как и для изготовления всех конструкций тяжелый бетон С2025 арматуру стержневую класса S400.
Комбинации расчетных усилий:
) Ma соответствующий момент М = 9521 кНм.
) Ma соответствующее продольное усилие N = 1839342кН.
Продольная сила от собственного веса колонны:
N = 135·03·03·39·5·25=59231кН.
Тогда продольные силы в комбинациях с учетом собственного веса:
2.2 Подбор сечений симметричной арматуры
Расчетная длина колонны многоэтажных зданий при жестком соединении с фундаментом равна:
Рабочая высота: d=300-30-20=250мм.
N=2757154 кН; M=9521 кНм.
Величина полного эксцентриситета продольной силы:
Изгибающий момент относительно центра тяжести растянутой арматуры равна:
Определяем величину относительного изгибающего момента воспринимаемого сжатой зоной сечения:
Для бетона класса С2025 и арматуры класса S 400 находим и .
Поскольку выполняется условие необходимо устанавливать арматуру в сжатой зоне сечения.
Коэффициенты Ks1=1.0 и Ks2=1.0.
Требуемая площадь сжатой арматуры
Находим величину требуемой площади растянутой (менее сжатой) арматуры:
Полученный результат свидетельствует о том что при выбранной величине относительной высоты сжатой зоны для выполнения условий равновесия внутренних и внешний сил требуется ставить сжатую арматуру в зоне сечения в которой наблюдаются деформации растяжения. Это свидетельствует о неверном выборе величины .
В этом случае рекомендуется найти такое значение относительной высоты сжатой зоны когда при выполнении условий равновесия внутренних и внешних сил усилие в арматуре растянутой зоны равно нулю т.е. не требуется устанавливать эту арматуру.
Величину можно найти по формуле:
Поскольку условие не выполняется () сечение полностью сжато и находится в области деформирования 4.
В этом случае необходимо найти такое значение относительной высоты сжатой зоны когда при выполнении условий равновесия внутренних и внешних сил усилие в арматуре растянутой зоны равно нулю т.е. не требуется ее установка.
Величину можно найти
Следовательно по расчёту арматура не требуется. Конструктивно принимаем арматуру 16.
N=1898573кН; M=73314кНм.
Поскольку соблюдается условие то сечение находится в области деформирования 4 а следовательно величина определена правильно.
Находим величину требуемой площади сжатой арматуры:
Поскольку гибкость колонны минимальный процент армирования установленный нормами равен 15 %.
Площадь как сжатой так и «растянутой арматуры» должна быть не менее .
Минимальный диаметр стержней для армирования сжатых элементов по технологическим соображениям равен 12мм.
По второму сочетанию принимаем для «растянутой» и сжатой арматуры 425 S400 (Asс=1963мм2).
Окончательно принимаем для «растянутой» и сжатой арматуры 425 S400 (Asс=1963мм2).
2.3 Поперечное армирование колонны
Диаметр стержней назначаем из условий свариваемости стержней: 5 Шаг назначаем по конструктивным требованиям: s = 10 =280 мм. Для усиления торцов внецентренно сжатых элементов следует устанавливать не менее четырех сеток на длине 10=50 мм т. к. продольная арматура имеет периодический профиль считая от торца конструкции.
2.4. Расчет консоли колонны
Проектируем консоль колонны:
Опорное давление ригеля: V = 315.186 кН бетон класса C2025 fcd = 133 МПа fctd = 1.0МПа; S400 fyd= 364 МПа fywd = 290 МПа.
l = 20см lbm = 25см.
Вылет консоли с учетом зазора 5 см составляет: l1 = l + c = 20 + 5 = 25см
Высота сечения консоли у грани колонны . При угле наклона сжатой грани = 45 высота консоли у свободного края при этом принимаем тогда
Рабочая высота сечения консоли . Поскольку консоль короткая.
Консоль армируют горизонтальными хомутами 28 S240 с АSW = 101 см2 с шагом S=10см (при этом S 554 =1375 см и S 15 см) и отгибами 216 S400 АS = 402 см2.
Проверяем прочность сечения консоли:
Проверяем прочность сечения консоли (по сжатой полосе между наклонными трещинами):
- прочность обеспечена.
где (для тяжелого бетона).
Изгибающий момент консоли у грани колонны:
Площадь сечения продольной арматуры при = 09 :
- принимаем 216 S400 с As = 402 см2.
Колонна армируется пространственными каркасами образованными из плоских сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры 22 принимают 8 S400 с шагом S = 300 мм по размеру стороны сечения колонны b = 300 мм что менее 20.
В стыках колонн усилия могут передаваться через бетон или через закладные детали и бетон. Принимаем стык с ванной сваркой выпусков арматуры.
Ванная сварка выпусков продольных стержней позволяет уменьшить расход стали и восстановить непрерывность рабочей арматуры колонны. Стык менее материалоемок но требует бетонирования при монтаже с постановкой специальных сеток что повышает трудоемкость монтажных работ.
Все стыки уменьшают сечение колонны. Возмещение этих потерь обеспечивается постановкой косвенной арматуры в виде сеток. Выпуски продольной арматуры расположены в подрезках которые затем омоноличиваются.
Количество сварных сеток у торца колонны принимается не менее четырех. Длина зоны их установки должна составлять не менее 10 при продольной арматуре колонны из стержней периодического профиля и 20 при гладких стержнях где – наибольший диаметр продольной арматуры.
Первая сетка располагается на 15-20 мм от торца. Шаг сеток принимается от 60 до 150 мм но не более 13 меньшей стороны сечения колонны. Размер ячеек сетки - от 45 до 100 мм и не более 14 меньшей стороны сечения колонны. Продольная арматура должна находиться внутри контура сеток. Площадь сечения стержней сетки на единицу длины в одном и другом направлениях не должна отличаться больше чем в 15 раза.
Расчет и проектирование монолитного железобетонного перекрытия с балочными плитами
Для расчета принимаем следующие данные:
-Здание с неполным каркасом;
-длина здания м – 42.9;
-ширина здания м – 17.7;
-количество главных пролетов – 3;
-количество второстепенных пролетов – 8;
-номинальный пролет второстепенной балки м – 536;
-номинальный пролет главной балки м – 59;
-высота этажа м – 39;
-количество этажей – 5;
-временная нагрузка – 9200 Нм2 ;
- арматура стержневая класса S400 для армирования балок и проволочная класса S500 для изготовления сеток.
1. Расчет и конструирование монолитной железобетонной плиты
Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия из условия жесткости:
-высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок:
из условия жесткости (112..120) =53616=0335м;
принимаем hsb=400мм .
-высота и ширина поперечного сечения главных балок:
из условия жесткости (18..115) =5910=059м
принимаем hmb=600мм .
-Толщина плиты по конструктивным соображениям не должна быть меньше 70мм;
Необходимо чтобы для плиты удовлетворялись условия: Vmax 25fcdtbd
где Vma V 15fcdtbd2c
где V – поперечная сила в конце наклонного сечения;
с – длина проекции наклонного сечения начинающегося от опоры и принимаемого не более сmax = 25d.
Сторона квадратного сечения колонны:
Принимаем колонну сечением 300х300 мм.
1.1 Определение расчетных пролетов и нагрузок
За расчетные пролеты плиты в коротком направлении принимаются:
- крайние – расстояние от оси опоры на стене до грани ребра второстепенной балки:
где 260 мм – привязка наружных стен
0 мм – длина опирания плиты на наружную стену
- средние – расстояние в свету между второстепенными балками:
lo2 = l – b = 59004 – 200 = 1275 мм.
В длинном направлении lo2 = l – b = 5360 – 300 = 5060 мм.
Монолитные балочные плиты (в нашем случае отношение пролетов 50601275=397 >2) при расчете рассматриваются как неразрезные балки шириной 100см опертые на второстепенные балки. При ширине полосы 1м нагрузка приходящаяся на 1м2 плиты равна по величине нагрузке на 1м погонной полосы. Подсчет нагрузки дан в таблице 2.
Таблица 6.1.1 - Нагрузки на 1м2 монолитного перекрытия
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности по нагрузке
-от собственного веса плиты(=007м =25 кНм3);
- от бетона =004м =2400кгм3
полезная (по зданию)
С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1м плиты:
q = (g + v)·l·n = 174585·1·095= 1659 кНм.
1.2 Определение расчетных усилий
Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий:
-в первом пролете (только при непрерывном армировании) и на первой промежуточной опоре:
M1 = MB = qlo1211 = 1659
-в средних пролетах и средних опорах:
M2 = Mc = Mз = qlo2216 = 1659x1275216 = 1686кНм.
Так как для плиты отношение h lo2 = 7120.0 = 00583 130 то в средних пролетах окаймленных по всему контуру балками изгибающие моменты уменьшаем на 20 то есть они будут равны 08х1.686= 1349 кНм.
Поперечные силы: на первой промежуточной опоре слева имеет максимальное значение и равна:
Vmax = 06qlo1 = 06x1659x1.175= 117кН.
Определим по 2 и приложению 1 методических указаний характеристики прочности бетона с учетом заданной влажности окружающей среды.
Бетон тяжелый естественного твердения класса С2025: fcd= 2015 = 1333МПа;
Армирование плиты может осуществляется в виде отдельных стержней или сварных сеток. Подбор продольной арматуры в каждом сечении плиты выполняется по соответствующим изгибающим моментам как для прямоугольного сечения с одиночной арматурой.
1.3 Определение толщины плиты
Принимаем = 015 тогда m =0242
Mmax = 208 кНм Vmax = 117 кН.
Полная высота плиты (при возможной укладке сеток из = 5мм в два ряда):
h = d + a = 2.539 + (2 + 1) = 5539 см где а =2см – защитный слой;
(= 5мм – предполагаемый диаметр рабочей арматуры плиты).
Принимаем толщину плиты 70 мм.
Уточняем полезную высоту плиты:
Условие 117 25*1*1000*40*10-3=100кН удовлетворяется.
Условие 7.483кН также удовлетворяется при с = сmax = 25d.
Постановка поперечной арматуры для плитной части монолитного перекрытия не требуется.
1.4 Подбор сечения арматуры
- в первом пролёте и на первой промежуточной опоре:
Арматура для сеток S500 fyd = 417 МПа.
Площадь сечения арматуры:
Проверка условия соблюдения минимального % армирования:
. Условие выполняется.
- в средних пролётах и на средних опорах: М = 1686кНм
Площадь сечения арматуры: ;
В соответствии с полученными значениями AS принимаем следующие сетки:
- в средних пролётах и на средних опорах сетки с рабочей арматурой 4мм и шагом 100мм (126мм2 на метр ширины плиты при требуемых 10651мм2):
Между главными балками принимаем две сетки С1. Тогда необходимая ширина:
где 50мм – минимальная длина нахлестки распределительных стержней;
мм – минимальная длина свободных концов распределительных стержней.
Принимаем между главными балками две сетки с унифицированной шириной 2940мм с действительной величиной нахлеста:
Основная сетка С1х 18300;
- в первом пролёте и на первой промежуточной опоре проектируем дополнительную сетку С2:
Ширина дополнительной сетки должна быть такой чтобы смогла перекрывать первый пролет и четверть следующего т.е.
В=1175-260+120+200+12754=1555мм
С2х 2940 (126+141=267мм2 на метр ширины плиты при требуемых 1325мм2).
2 Расчет второстепенной балки
2.1 Определение нагрузок
Ребро второстепенной балки монолитно связано с плитой и поэтому второстепенную балку рассматривают как балку таврового сечения.
Определим расчетную нагрузку на 1 погонный метр второстепенной балки собираемую с грузовой полосы шириной равной максимальному расстоянию между осями второстепенных балок (1275 м). Постоянная нагрузка:
- от собственного веса плиты и пола: 36585х1275=466кНм;
- от веса ребра балки: 02(04-007)25х135х1275=284кНм
Временная нагрузка: 138х135=1863кНм;
Всего с учетом коэффициента надежности по назначению здания:
q = (g + v)n = (75 + 1863) 095 = 2482кНм.
2.2 Определение расчетных пролетов
l02 = l – b2 – b2 = 5360 – 3002 – 3002 = 5060 мм – для средних пролетов.
2.3 Определение расчетных усилий
Ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов вычисляются в сечениях через 02 l0 по формуле.
Значения коэффициентов принимаем по отношению:
Определение изгибающих моментов в различных сечениях второстепенной балки будем производить в табличной форме:
Изгибающие моменты второстепенной балкиТаблица 3
Нулевые точки эпюры моментов расположены:
- в крайнем пролёте: 0228
- в крайнем для положительных моментов: 015х5.335=08м.
- в промежуточном пролете для положительных моментов: 015х5.06=0759м.
Перерезывающие силы (у граней опор):
- у опоры А: 04х2482х5335=52966кН;
- у опоры В слева: 06х2482х5335=79449кН;
- у опоры В справа и у остальных опор: 05х2482х506=62795кН.
2.4 Определение размеров сечения второстепенной балки
Второстепенная балка имеет тавровое сечение. Но если полка тавра расположена в растянутой зоне то она при расчёте не учитывается и в этом случае расчёт тавровой балки ничем не отличается от расчёта прямоугольной балки с шириной равной ширине ребра. Поэтому размеры сечения второстепенной балки определяем по наибольшему опорному моменту:
ММАХ = -5051 кНм при = 035 m = 0242.
Предварительно были приняты следующие размеры поперечного сечения:
h = 40 см b = 20 см. Проверяем правильность назначенной высоты сечения второстепенной балки:
Увеличивать высоту балки нет необходимости оставляем принятое ранее сечение.
2.5 Подбор сечения арматуры
При расчете элементов имеющих полку в сжатой зоне сечения следует ограничивать значение ее расчетной ширины beff из условия что размер свеса полки в каждую сторону от ребра должен быть не более 16 пролета элемента и не более:
–при наличии поперечных ребер или при hf' ³ 0.1×h половины расстояния в свету между продольными ребрами;
–при отсутствии поперечных ребер или при расстоянии между ними большем чем расстояние между продольными ребрами и hf' 0.1×h –6hf';
–при консольных свесах полки и условии что:
при hf' ³ 0.1×h –6hf';
при 0.05×h hf' 0.1 –3hf';
при hf' 0.05×h–свесы не учитываются.
Определим расчётную ширину полки таврового сечения:
тогда 01х400=40мм. ; => ;
Тогда ширина тавра расчетного сечения:
Определяем площадь продольной рабочей арматуры.
В 1-м пролёте: М =64285кНм bf’ = 104 см hf’ = 7см b = 20 см
d = h – c = 400 – 20 – 20 = 360 мм
где 20мм- предполагаемый диаметр арматуры;
Граница сжатой зоны проходит в полке и расчёт производим как для прямоугольного сечения шириной b = bf’ = 104 см.
В среднем пролёте: М = 39718кНм bf’ = 104 см hf’ = 7 см b = 20 см
При определении сечений продольной арматуры на промежуточных опорах и в средних пролётах по отрицательным изгибающим моментам в расчет вводится только ширина ребра балки b = 20 см.
На опоре В: М = 5051кНм b = 20 см d = h – c = 400 – 20 – 25 = 355 мм.
Полка находится в растянутой зоне и в расчёт не вводится. Так как
Так как то арматура в сжатой зоне не требуется.
На опоре С: М = 39718кНм b = 20 см.
2.6 Назначение количества и диаметра стержней
Крайние пролёты балки армируются двумя каркасами КР-1. В каждом каркасе по 2 продольных стержня расположенных в 2 ряда 412 S400 (АS = 452 мм2). Верхние стержни каркаса КР-1 принимаем 210 S400 (АS = 157 мм2) по одному стержню в каркасе.
Средние пролёты балки армируются двумя каркасами КР-2. В каждом каркасе по 2 продольных стержня расположенных в 2 ряда 210 212 S400 (АS = 383 мм2). Верхние стержни каркаса КР-2 с учетом конструктивных соображений принято 212 S400 (АS = 226 мм2) по одному стержню в каркасе.
На опорах В и С второстепенная балка армируется 2-мя сварными сетками.
На опоре В площадь сечения арматуры в одной сетке на 1м полки второстепенной балки шириной bf’ = 104 см равна:
В пересчёте на класс S-500 : .
Проектируем сварную рулонную сетку с поперечными рабочими стержнями 6 мм из стали класса S500 с шагом 150 мм (Аs = 184 см2) с укладкой в два ряда продольные распределительные стержни принимаем 3 мм из стали класса S500 с шагом 350 мм. Принимаем сетку
На опоре С площадь сечения арматуры в одной сетке на 1м полки второстепенной балки шириной bf’ = 104 см равна:
Проектируем сварную рулонную сетку с поперечными рабочими стержнями 6 мм из стали класса S500 с шагом 200 мм (Аs = 141 см2) с укладкой в два слоя продольные распределительные стержни принимаем 3 мм из стали класса S500 с шагом 350 мм. Принимаем сетку
2.7 Расчёт поперечной арматуры
Максимальная расчетная поперечная сила: VSd = 79449кН диаметр поперечных стержней устанавливают из условия сварки их с продольной арматурой диаметром =12 мм и принимают 2sw = 3 мм с площадью Asw = 14 мм2.
При классе S500 = 300 МПа.
т.к. плита работает без предварительного напряжения;
Следовательно Vrdct=3303кН Vsd = 79449кН; =>арматура требуется по расчету.
В средней части элемента независимо от высоты — не более 34h и 500 мм
шаг поперечных стержней по конструктивным требованиям:
S = h3 =4003 =133 мм на приопорных участках длиной l4 принимаем шаг S = 120 мм
в средней части пролета шаг S = 3h4 = 3x4004 = 300 мм.
по всей длине элемента из условия обеспечения работы продольной арматуры установленной по расчету в сжатой зоне сечения:
при fyd 400 Нмм2 — не более 500 мм и не более 20 сварных каркасах: 200 мм.
- минимальное из значений:
Поперечное усилие воспринимаемое бетоном над вершиной наклонной трещины:
прочность обеспечена.
2.8 Построение эпюры материалов
Рассмотрим сечение первого пролета.
Арматура 412 S400 (АS = 452 мм2) d = 400-20-12=368мм.
В месте теоретического обрыва арматура 212 S400 АS = 226 мм2;
Asprov — принятая площадь продольной арматуры;
lb — базовая длина анкеровки
lbmin — минимальная длина анкеровки принимаемая:
Asreq= ; Asprov= 452 мм2.
где fbd— предельное напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном определяемое по формуле
допускается определять по табл. 11.7 СНБ: =07*10*225*1=1575;
= 416 мм; 15 = 180 мм; => lbm
Рассмотрим сечение среднего пролета.
Арматура 210 212 S400 (АS = 383 мм2) d = 400-20-12=368мм.
Рассчитаем длину анкеровки ненапрягаемых стержней lbd :
Asreq= ; Asprov= 383 мм2
= 416мм; 15 = 180 мм; => lbm
Определим момент воспринимаемый сечением в приопорной зоне с армированием двумя стержнями = 10 мм d = 400-70=330 мм. 210 S400 АS = 157 мм2;
Определим момент воспринимаемый сечением с армированием двумя стержнями = 12 мм d = 400-70=330 мм. 212 S400 АS = 226 мм2;
Определим момент воспринимаемый двумя опорными сетками С3:
Аs = 157х2=262см2; d = 400-20=380 мм
Определим момент воспринимаемый двумя опорными сетками С4:
Аs = 126х2=252см2; d = 380 мм
Список использованных литературных источников
Железобетонные конструкции. Основы теории расчета и конструирования Курс лекций для студентов строительных специальностей. Под ред. проф. Т.М. Пецольда и проф. В.В. Тура.– Брест БГТУ 2002 – 466 с. с илл.
Байков В.Н. СигаловЭ.Е. «Железобетонные конструкции: общий курс». 5-е изд. – М.: Стройиздат 1991.
Расчет и конструирование монолитных железобетонных многоэтажного производственного здания: учебно-методическое пособие по выполнению курсового проекта по дисциплине «Железобетонные конструкции» Сост. Т.М. Пецольд [и др.] Мн: БНТУ 2006.-92с.
СНБ 5.03.01-02. Бетонные и железобетонные конструкции. Минск.: МиАС РБ 2003 г.
СНиП 2.01.07-86. Нагрузки и воздействия. М.: ЦИТП Госстроя СССР 1989.
Методические указания к выполнению первого курсового проекта по курсу: Железобетонные конструкции на тему: «Многоэтажное каркасное здание» (Сборный вариант). А.И. Колтунов А.А. Хотько