Железобетонные конструкции многоэтажного здания в монолитном исполнении (с неполным каркасом)

Drawing1.dwg

Производственный корпус
Промышленное предприятие
Монолитный пространственный каркас МПК1. Схема армированияПМ1 в осях 3-8
Второстепенная балка
План на отм. +3.900;+5.800;+9.700;+13.600;+17.500
Монолитный пространственный каркас МПК1. Схема армирования БМ2
Монолитный пространственный каркас МПК1. Схема армирования ПМ1 в осях 1-4 и 5-10
Монолитный пространственный каркас МПК1. Общие виды

жесть!.doc

Министерство образования Российской Федерации
Новосибирский государственный
архитектурно-строительный университет
Кафедра железобетонных
Железобетонные конструкции многоэтажного здания в монолитном исполнении (с неполным каркасом)
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
Цели и задачи конструирования
Компоновка перекрытия
Расчет и конструирование плиты перекрытия
Расчет и конструирование второстепенной балки
Расчет и конструирование рядовой колонны 1го этажа
Железобетон представляет собой комплексный строительный материал состоящий из бетона и стальных стержней работающих в конструкции совместно в результате сил сцепления.
Известно что бетон хорошо сопротивляется сжатию и значительно слабее растяжению а стальные стержни имеют высокую прочность как при растяжении так и при сжатии. Основная идея железобетона и состоит в том чтобы рационально использовать лучшие свойства составляющих материалов при их совместной работе. Поэтому арматуру располагают так чтобы возникающие в железобетонном элементе растягивающие усилия воспринимались в большей степени арматурой. В изгибаемых элементах например в плитах балках настилах и др. основную арматуру размещают в нижней растянутой зоне сечения а в верхней сжатой зоне ее либо совсем не ставят либо ставят небольшое количество необходимое для конструктивной связи стержней в единые каркасы и сетки. В элементах работающих на сжатие например в колоннах включение в бетон небольшого количества арматуры также значительно повышает их несущую способность.
Целью работы является проектирование несущих конструкций неполного каркаса трехпролетного многоэтажного здания с монолитными ребристыми перекрытиями с балочными плитами. В составе проекта расчет и конструирование плиты перекрытия двух пролетов второстепенной балки и средней колонны первого этажа.
Размеры здания в плане: длина 54 м ширина 162 м;
Сетка колонны - 54 м х 6 м;
Количество этажей - 5;
Высота этажей – 39 м;
Место строительства - г. Кемерово;
Полная временная нагрузка на междуэтажные перекрытия: 11 кПа в том числе длительная часть 7кПа;
Здание отапливаемое с неполным каркасом стены кирпичные.
Толщина плиты перекрытия производственного здания принимается как
где а назначают в пределах 1200 2200мм расстояние между второстепенными балками принимаем равным 1350 мм.
Толщина плиты перекрытия должна быть не меньше 60мм.
Глубина опирания плиты на кирпичную стену назначаем равной 120мм. Высота сечения второстепенных балок принимается
hвб=(112 .120)l2=05 03м
bвб=(04 05) hвб=140 175мм
Длина площади опирания второстепенных балок на кирпичную стену принимается равной 250мм.
Высота главной балки назначается в пределах
hгб=(18 .115)l1=0675 .036м
bгб=(04 .05) hгб=250 200мм
Длина площадки опирания на кирпичную стену 380мм.
Расчетные пролеты плиты определяем:
- для крайних пролетов
l01=a-bвб2-c+dn'2=135-0075-0250+06=1085(м)
- для средних пролетов
l02=a-bвб=135-015=12(м)
Расчетные пролеты второстепенной балки:
l01=l2 -bгб2-c+dвб2=6-01-0250+0125=5775(м)
l02=l2-bгб=6-01=59(м)
Расчетные пролеты главной балки:
l01=l1-c+dгб2=54-025-0175=4975(м)
Плита рассматривается как многопролетная балка шириной 1м загружена равномерно распределенной погонной нагрузкой q кН м2 численно равной нагрузке на 1м2 (Таблица 1).
Наименование нагрузок
Нормативные нагрузки кН м2
Расчетные нагрузки кН м2
Постоян. + длительн. нагрузки
hпл=а√ра=135√11135=52023мм
Изгибающие моменты определяются по формулам:
М1=±ql20111=±1488(1085)211=1592
М2=±ql20216=±1488(12)216=1339
Подбор арматуры в средних пролетах.
Предполагая использовать проволоку 5 Вр-I при минимальном защитном слое для проволочной арматуры 10мм полезная высота сечения
Определяем высоту сжатой зоны для этого вычислим коэффициент
αм=М2(Rbbh02)=1339106(103510004752)=00573
Относительная высота сжатой зоны
=хh0=1-√1-200573=0059
Для сечений в которых предусмотрено образование пластического шарнира должно быть выполнено условие:
Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры
Аs=RbbxRs=103510002803410=70758мм2
Принимаем для сетки С1 45 Вр-1 с шагом 250 мм.
Проверяем прочность при подобранной арматуре:
х=RsAs(Rbb)=410785(10351000)=3109
Mu= Rbbx(h005x)=103510003109(475-053109)=1478106Hмм
Прочность достаточна арматура подобрана правильно.
Подбор арматуры в крайних пролетах.
αм=М2(Rbbh02)=1592106(103510004752)=00682
=хh0=1-√1-200682=00706
Аs=RbbxRs=10351000335410=84567мм2
Сетка С2 должна иметь арматуру с площадью Аs=As-As1=84567-982=-13633
Сетка С2 не требуется.
Шаг второстепенных балок – а=135м ширина bвб=150мм высота сечения
Продольная арматура класса А-III с расчетным сопротивлением Rs=365Мпа.
Нагрузки и воздействия.
gвб=(035-006)01512511=1196(Кнм)
g=(333135+1196)1095=54(Кнм)
p=1321351095=16929(Кнм)
Нормативные нагрузки Кн м2
Расчетные нагрузки Кн м2
-собственный вес плиты
Определяем максимальные пролетные и минимальные опорные изгибающие моменты:
М1=ql01211=1653(5837)211=501168106Нмм
- на грани первой промежуточной опоры
l0ср=(5775+59)2=5837м
М01=-ql0ср214=1653(5837)214=402345106Нмм
- В средних пролетах и на гранях средних опор
М2= М02=±ql02216=±1653(59)216=35963106Нмм
Остальные ординаты эпюры изгибающих моментов вычисляем по зависимости:
Для сжатой зоны l0=59м
М5=-0071516533481=-41142кНм
М6=-0071516533481=-20139 кНм
М7=-001616533481=-978 кНм
М8=-001416533481=-863 кНм
М9=-002916533481=-16687 кНм
М10=-0062516533481=-35963 кНм
М11=-002816533481=-1611 кНм
М12=-061016533481=-5754 кНм
М14=-002816533481=-1611 кНм
М15=-0062516533481=-3596 кНм
М1=006516533481=374 кНм
М2=00916533481=51786 кНм
М2=009116533481=52362 кНм
М3=007516533481=43155 кНм
М4=0116533481=5754 кНм
М6=001816533481=10357 кНм
М7=005816533481=333737 кНм
М*=0062516533481=35963 кНм
М8=-005816533481=333737 кНм
М9=-001816533481=10357 кНм
Находим поперечные силы на гранях опор:
QA=04ql01=0416535775=38184103Н
Первой промежуточной слева:
QВл=-06ql01=-0616535775=-58516103Н
Первой промежуточной справа:
QВп=05ql02=05165359=487635103Н
QСл= QСп=±05ql02=05165359=487635103Н
Построение эпюры материалов
Для построения эпюры материалов используем эпюру огибающих моментов и значения Мu с принятым армированием пролетных и опорных сечений. Определяем несущую способность балки при конструктивной верхней арматуре 210 АIII c площадью Аs=157мм2 и Rs=365МПа.
х=RsAs(Rbb)=365157(1035150)=36912мм
Mu= Rbbх (h0-05x)=103515036912(320-0536912)=17279106Hмм
=422*1032163+50=2448мм
=239*1032163+50=16064мм
=299*1032163+50=18804мм
=304*1032163+50=19035мм
Расчет прочности нормальных сечений.
На положительные изгибающие моменты в пролете балка работает как тавровое сечение с полкой в сжатой зоне. При hпл hвб>01 ширину сжатой полки b'f принимаем равной расстоянию между осями второстепенных балок а=1350.
hпл hвб=60150=04; 04>01
На отрицательные изгибающие моменты балка работает как прямоугольная с шириной b=150мм. Расстояние а от центра тяжести продольной арматуры до растянутой грани балки принимаем а=30мм. Высота сжатой зоны ограничивается условием =xh0≤037
Полезная высота второстепенной балки должна быть не менее
h0min=18√M01(Rbb)=18√4023106(1035150)=2898мм
h0= hвб-30=350-30=320
Продольную арматуру подбираем в четырех сечениях: в первом пролете над первой от края опорой в среднем пролете и над второй опорой. В остальных пролетах и над остальными промежуточными опорами сечение арматуры принимают таким же как в среднем пролете и над второй опорой.
Подбираем арматуру в первом пролете (тавровое сечение). Определим граничный момент при x=h'f
Мгр=Rbb'fh'f (h0-05h'f)=1035135060(320-0560) =243106Нмм
3106Нмм>М1=50116106Нмм
Сжатая зона не выходит за пределы полки.
αм=М1(Rbb'fh02)=50116106(103513503202)=0035
=1-√1-2αм=1-√1-20094=00402R=0627
х=h0=00402320=12864hпл=60мм
Определим требуемую площадь растянутой арматуры
Аs=Rb b'f хRs=1035135012864365=437728мм2
Принимаем 218 АIII c площадью Аsф=509мм2
Определим несущую способность сечения с выбранной арматурой
х=RsAs(Rbb'f)=365509(10351350)=14958мм
Mu= Rbb'fх(h0-05x)=1035135014958(320-0514958)=65317093106Hмм
Подбираем арматуру во втором пролете (тавровое сечение).
Определяем коэффициент
αм=М2(Rbb'fh02)=35963106(103513503202)=0025
=1-√1-2αм=1-√1-20025=00253R=0627
х= h0=00253320=8102hпл=60мм
Аs=Rb b'f хRs=103513508102365=310151мм2
Принимаем 216 АIII c площадью Аsф=402мм2
Определим несущую способность сечения с выбранной арматурой.
h0= hвб-26=350-26=324
х=RsAs(Rbb'f)=365402(10351350)=105мм
Mu= Rbb'fх(h0-05x)=10351350105(324-0510958)=467306106Hмм
Подбираем арматуру на первой промежуточной опоре (прямоугольное сечение). При назначении расстояния а от центра тяжести продольной арматуры до растянутой грани балки следует учитывать что в нем должна разместиться сетка плиты в моем случае одна принимаю а=40 арматура не более 24мм. Тогда h0=350-40=310мм>2415мм
Определим граничный момент при x=h'f
αм=М01(Rbbh0)=40234106(10351503102)=027
=1-√1-2αм=1-√1-2027=03217R=037
х= h0=03217310=99727мм
Аs=Rb b хRs=103515099727365=42418мм2
х=RsAs(Rbb)=365509(1035150)=119668мм
Mu= Rbbх (h0-05x)=1035150119668(310-05119668)=4647698106Hмм
Подбираем арматуру на второй промежуточной опоре (прямоугольное сечение).
αм=М2(Rbbh0)=35963106(10351503102)=024
=1-√1-2αм=1-√1-2024=028R=037
Аs=Rb bхRs=1035150868365=369197мм2
х=RsAs(Rbb)=365402(1035150)=945мм
Mu= Rbbх(h0-05x)=1035150945(310-05945)=38548106Hмм
Проверяем конструктивные требования: при минимальной площади арматуры Аsф=402мм2 =Аsb h0=402(150310)=0008645> min=00005.
Конструктивные требования соблюдены.
Расчет по прочности наклонных сечений.
Выполняем расчет у опор где действуют наивысшие поперечные силы. Полка расположена в растянутой зоне бетона и поэтому сечения рассматриваем как прямоугольные принимая коэффициент φf=0.
Проверяем прочность балки по наклонной полосе на сжатие слева от первой промежуточной опоры где действует наибольшая поперечная сила Q=58516103Н по условию Q≤03φw1φb1 Rbbh0
Коэффициент φw1 учитывающий влияние хомутов нормальных к продольной оси элемента определяется по формуле φw1=1+5αw но не более 1.3.
φb1=1-Rb=1-0011035=08965
– коэффициент принимаемый для тяжелого бетона 001
Расстояние а принимаем а=30мм
1089651035150320=4175448103Н > Q=58516103Н
Прочность балки по наклонной полосе обеспечена.
Для расчета прочности по наклонной трещине предварительно принимаем диаметр и шаг поперечных стержней в крайних четвертях пролета по конструктивным требованиям: по условию сварки d≥14dпрод. 184=45мм принимаем d=6 мм АIII при 2х каркасах Аsw=57мм с Rsw=285 МПа т.к. d≥13dпрод..
Шаг поперечных стержней S1:
при hвб≤450мм S1≤ hвб2 и не более 150 мм
Интенсивность поперечного армирования
qsw= Rsw AswS1=28557150=108.3Hмм
Тогда проекция наклонной трещины
с0=√ φb2 Rbtbh20 qsw=√208115032021083=479335мм
Условия по ограничению длины проекции соблюдены для дальнейшего расчета принимаем с0=479335мм.
Проекция наклонного сечения
с=√ φb2 Rbtbh20 q=√208115032021653=122692мм
Принимаем с=333320=10656мм
Поперечное усилие воспринимаемое бетоном
Qb=2081150320210656=2335103Q=58516103Н
Поперечная арматура требуется по расчету.
Поперечное усилие воспринимаемое хомутами в наклонной трещине
Qsw=qsw с0=1083479335=51911103Н
Суммарное усилие воспринимаемое сечением
Qu= Qb+ Qsw=2335103+51911103=75261103Н>Q=58516103Н
Прочность балки по наклонной трещине обеспечена.
Расчет и конструирование рядовой колонны 1го этажа.
Требуется рассчитать и законструировать наиболее нагруженную колонну первого этажа здания.
Высота этажа hэт=39м; 5 этажей; сечение колонны 300х300мм. Бетон класса В20 ( Rb=1035МПа) рабочая арматура класса А-III (Rs=Rsc=365МПа)
Сбор нагрузок на 1м2 покрытия:
Определение усилия в колонне.
Полное усилие в колонне:
Усилие в колонне от постоянной и длительной нагрузок:
Nl=N1l +N2+N3+N4+N5l
Расчетная нагрузка от перекрытия:
N1=qрнт2Агр(n-1)=16533244=2142288кН
Расчетная нагрузка от второстепенных балок:
N2=mqвб(l2-bвб)n=51196(6000-150)5=174915кН
Нагрузка от веса главных балок:
N3=qгб(l1-hк)n=22(54-03)5=528кН
qгб=(hгб-hпл) bгб=(500-60)200=22кН
Нагрузка от веса колонны:
N4= hэт hк22511n=3904225115=858кН
Нагрузка от веса покрытия:
N5= qрнт3Агр=573324=185652кН
N=2142288+174915+528+858+185652=17738154 кН
N1l= qпост+длитт2Агр(n-1)=993244=128304 кН
N5l= qпост+длитт3Агр=374324=121176кН
Nl=128304+174915+5280858+121176=176410296 кН
С учетом коэффициента надежности γn=095 получим:
С учетом защемления в фундамент рабочая длина колонны 1го этажа составит:
l0=07(hэт+1)=07(39+1)=343м
Расчет прочности нормального сечения.
N≤φ(Rb Аb+ Rsc Аstot)
φ – коэффициент продольного изгиба принимаем в зависимости от
Аstot=(16851246-829035)32485=-2033315мм2
Принимаем 412 конструктивно. Тогда Аs=452мм2
Диаметр поперечных стержней dsw=(13-14)ds принимаю dsw=4мм.
φ*= φ1+2( φ2- φ1) Rsc Аs( Rb Аb)≤ φ2
φ*= 087+2( 089- 087) 365452( 1035900000)≤ 089
Полученный процент армирования от рабочей площади бетона составляет:
= Аsbh0=452*100(600*260)=0289
При гибкости колонны λ= l0 hк=11433 это выше минимально допустимого
Суммарный процент армирования не превышает рекомендуемого максимального max=3%.
Поэтому шаг поперечных стержней должен быть s=20ds=240мм с учетом кратности 50мм принимаю s=250мм.
Защитный слой бетона до рабочей арматуры должен составлять не менее 20мм и не менее ds принимаю 20мм.
Основу совместной работы бетона и арматуры составляет благоприятное природное сочетание их некоторых важных физико-механических свойств а именно:
) сталь и бетон имеют близкие по значению коэффициенты линейного расширения — для бетона 000001 — 0000015 для стали 0000012 поэтому при температурных изменениях (до 100° С) дополнительные напряжения в зоне контакта арматуры с бетоном не возникают и сцепление не нарушается оба материала работают совместно;
) бетон при твердении дает некоторую усадку благодаря чему его сцепление с арматурой еще больше увеличивается;
) плотный тяжелый бетон является хорошей защитой арматуры от коррозии и огня.
Благодаря многочисленным положительным свойствам железобетона — долговечности огнестойкости высокой прочности и жесткости плотности гигиеничности и сравнительно небольшим эксплуатационным расходам конструкции из него широко применяют во всех областях строительства.
Список используемой литературы
СНиП 2.03.01-84* «Бетонные и железобетонные конструкции»
СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия»
Мандриков А.П. «Примеры расчета железобетонных конструкций»
Редько Ю.М. Методические указания по выполнению курсового проекта «Железобетонные конструкции многоэтажного здания в монолитном исполнении»