Несущие конструкции многоэтажного здания с полным каркасом - плита ребристая

ЖБ.dwg

Схема монолитного перекрытия
Схема сборного перекрытия
Схема армирования К-1 М1:20
Несущие конструкции многоэтажного здания с полным каркасом
Схема расположения элементов
монолитное перекрытие
схема раскладки сеток
Арматура фундамента ФМ-1 приведена в спецификации сборного перекрытия
Спецификация элементов перекрытия
Монолитное перекрытие
Второстепенная балка
Бетон тяжелый класса В25
Спецификация элементов монолитного перкрытия
Бетон тяжелый класса В35
Каркас пространственный
Спецификация арматурных изделий
Выборка стали на один элемент
Бетон тяжелый класса В40
Бетонная подготовка В10
Фундамент ФМ-1 М1:50
Схема раскладки сеток М 1:100

КП по ЖБК.docx

МИНИСТЕРСТВО НАУКИ И ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ РФ
(ФИЛИАЛ) ФЕДЕРАЛЬНОГО ГОСУДАРСТВЕННОГО АВТОНОМНОГО
ОБРАЗОВАТЕЛЬНОГО УЧРЕЖДЕНИЯ ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ
«КАЗАНСКИЙ (ПРИВОЛЖСКИЙ) ФЕДЕРАЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ»
Дисциплина «Железобетонные и каменные конструкции»
Пояснительная записка
Тема «Несущие конструкции многоэтажного здания с полным каркасом»
Проектирование конструкций сборного перекрытия.5
2. Расчет предварительно напряженной плиты перекрытия (ребристой)7
3. Расчет сборной плиты перекрытия на прочность по нормальному сечению (на действие момента)8
4. Определение геометрических характеристик приведенного сечения9
5. Определение потерь предварительного напряжения11
6. Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси.12
7.Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси при γsp=112
8. Расчет прочности панели по сечению наклонному к продольной оси14
9. Расчет прогиба плиты15
Расчет и конструирование ригеля16
1.Расчетная схема и нагрузки16
2.Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля17
3.Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле20
4.Опорные моменты ригеля по грани колонны20
5.Расчет прочности ригеля по нормальным и продольным сечениям21
6.Расчет по прочности ригеля по наклонному сечению22
2. Определение изгибающих моментов от действия расчетных нагрузок25
3.Расчет прочности средней колонны27
4.Расчет консоли колонны32
Расчет фундамента под колонну33
1.Данные для проектирования33
2.Определение размера сторон подошвы фундамента33
3.Определение площади рабочей арматуры фундамента34
Проектирование монолитного перекрытия36
1.Расчетный пролет и нагрузки37
2.Подбор сечений продольной арматуры38
3.Расчетный пролет и нагрузки39
4.Расчетные усилия39
5.Определение высоты сечения балки40
6.Расчет прочности по сечениям нормальным к продольной оси40
7.Расчет прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси41
Список используемой литературы43
Высота этажа – 46 м;
Количество надземных этажей – 6;
Временная нагрузка на перекрытие – 47 кНм2;
Район строительства – II снеговой район;
Расчетное сопротивление грунта – 0249 МПа;
Класс бетона монолитного перекрытия – В25;
Класс бетона сборной плиты перекрытия – В40;
Класс напрягаемой арматуры для сборной ПП – А600;
Способ натяжения напрягаемой арматуры в сборной ПП – механический;
Тип сборной предварительно напряженной ПП – ребристая;
Сечение сборного неразрезного ригеля – тавровое с полкой в растянутой зоне
Поперечное сечение колонны – ;
Конструкция консоли колонны – короткая прямоугольная.
Проектирование конструкций сборного перекрытия.
1.Расчет и конструирование предварительно напряженной ребристой плиты
Рис. 1. Совместный план монолитного и сборного перекрытий
bриг= (0305)hриг = 65005= 330 мм
В соответствии с принятой компоновкой сборного перекрытия плита имеет номинальные размеры l=82 м b=126 м.
Конструктивные размеры плиты:
l=8200-100 = 8100 мм
Расчетный пролет плиты:
Рис. 2. Поперечное сечение плиты
Рис. 3. Продольное сечение плиты
2. Расчет предварительно напряженной плиты перекрытия (ребристой)
Сбор нагрузок на перекрытие
Нагрузка на 1м2 перекрытия:
Коэф. надежности по нагрузке
-собственный вес плиты
-слой цемент. Раствора
= 20мм (ρ = 2200 Нм3)
-керамическая плитка
= 13мм (ρ = 1800 Нм3)
Расчетная нагрузка на 1м длины при ширине плиты 126м с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn=1:
- постоянная: g = 30361261 = 3825 Нм
- временная: = 56401261 = 7106 Нм
- полная: g+ = 10845 Нм
Нормативная нагрузка на 1м длины:
- постоянная: gn = 26801261 = 3377 Нм
- временная: n = 47001261 = 5922 Нм
- полная: gn + n = 3377+5922 = 9299 Нм
- постоянная и длительная: 47951261=6042 Нм
Усилия от расчетных и нормативных нагрузок.
Усилия расчётных и нормативных нагрузок:
M = (g + ) l028 = 10845 80128 = 8698 кНм
Q = (g + ) l02 = 10845 8012 = 4343 кН
От нормативной нагрузки:
Mn = (g + ) l028 = 929980128 = 7458 кНм
Qn = (g + ) l02 = 92998012 = 3724 кН
Mln(пост + длит) = 6042 80128 = 4846 кНм
Мshn(кратк) = 258580128 = 2073 кНм
Характеристики прочности и деформативности бетона и арматуры
Бетон тяжелый класс В40:
Rb = 22 Мпа; Rbn = Rbser = 29 Мпа
Rbt = 14 МПа; Rbtser = 21 МПа
Арматура класса A600:
3. Расчет сборной плиты перекрытия на прочность по нормальному сечению (на действие момента)
Определяем рабочую высоту: h0=h – ap = 40 – 3 = 37 см где а=3÷35см
Уточним расчетную призменную прочность бетона:
Rb'=Rbγb1= 2209=198 МПа
Определяем величину остаточного напряжения в напрягаемой арматуре после полных потерь:
Вычислим: SR=Rs+400 – 06Rs=580+400 – 06580=632 Мпа
Определяем относительные деформации в арматуре при напряженности SR: scl= SRЕS=632(2105)=316 10-3МПа
Определяем предельное значение относительной высоты сжатой зоны: R= =
Определяем характеристику αR: αR= R(1-05R) = 048(1-05048)=036
Определяем изгибающий момент воспринимаемой полкой:
Mf=Rb'bf'hf'(h0-05hf') = 1981255(37-055) [100] =42694 кНм
Сравниваем M ≤ Mf 8698 кНм 42694 кНм – нейтральная ось в полке
Определяем характеристику αm:
Сравниваем αR>αm : αR =036> αm=0026 следовательно сжатой арматуры (Аs') не требуется.
определяем по таблице при αm=0026 φ=0988 =0025.
Принимаем 218 А600 с Aspфакт =5.09 см2 > 41 см2.
4.Определение геометрических характеристик приведенного сечения
Рис. 4. Расчетное сечение плиты
A1=1215=605 см2 у1=375 см
A2=2035=700см2 у2=175 см
Отношение модулей упругости:
Площадь приведенного сечения:
Ared = A + αAsp = 1305+56 462=133087 см2
Статический момент относительно нижней грани сечения панели:
Sred=605*375+700*175+462*56*36=3503064 см3
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
Момент сопротивления приведенного сечения:
Расстояние от ядровой точки наиболее удаленной от растянутой (верхней) зоны до центра тяжести приведенного сечения:
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне:
Wpl = Wred = 13 99961 = 1299493 см3
5.Определение потерь предварительного напряжения
-Потери от релаксации напряжений в арматуре при механическом способе натяжения:
-Потери от температурного перепада: sp2 = 125t=12565=8125МПа.
-Потери от деформации стальной формы (упоров):
sp3 =30 Мпа (механический способ)
-Потери от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств:
Сумма первых потерь:
=34+8125+30+4878=19403 МПа
- Потери от усадки бетона:
sp5 = bshEs=00022105=40 Мпа
С учетом тепловой обработки бетона:
- Потери от ползучести бетона:
Коэффициент армирования: ==
Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного сечения:
еор=у0-а=2632-36=2272 см.
Усилия обжатия в напряженной арматуре после 1-х потерь:
Р1= Аsр* ()=462*(540-19403)=1598 кН
Напряжение в бетоне при обжатии:
Сумма вторых потерь:
Усилие в напрягаемой арматуре после полных (первых и вторых) потерь предварительного напряжения:
Р2= Аs* ()=462*(540-19403-6912) = 1279 Кн
6.Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси.
Выполняется для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин (третья категория требований по трещиностойкости).
Проверим выполнение условия M ≤ Mcrc 8698 кН > 508 кН
Условие не выполняется трещины в растянутой зоне образуются. Следовательно необходим расчет по раскрытию трещин.
7.Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси при γsp=1
Предельная ширина раскрытия трещин: продолжительная acrc=02 мм
Изгибающие моменты от нормативных нагрузок: полной Mn=8698 кНм
Ширина раскрытия трещин:
Где:φ1 =14 - коэффициент учитывающий действие длительной нагрузки;
φ2 = 05 - коэффициент учитывающий профиль продольной арматуры
φ3 = 10 - коэффициент учитывающий характер нагружения изгибаемых
s = 10 - коэффициент учитывающий неравномерное распределение относительной деформации арматуры между трещинами;
s – напряжение в продольной растянутой арматуре
ls – расстояние между трещинами:
ds ≤ ls≤40 ds 10см≤ ls≤40см
Следовательно расстояние ls= 1248см
Acrc=011 мм ≤ acrc=02 мм – раскрытие трещин не превышает допустимых значений.
8.Расчет прочности панели по сечению наклонному к продольной оси
Влияние усилия обжатия N=Р2=1279 кН.
Проверяем требуется ли поперечная арматура по расчету:
Условие – удовлетворяется
Проверяем второе условие
– это расстояние от вершины наклонного сечения до опоры.
Условие выполняется поперечная арматура не требуется.
поперечная арматура не требуется.
9.Расчет прогиба плиты
Прогиб определяется от нормативного значения постоянной и длительных нагрузок.
Предельный прогиб составляет:
Определяем значение кривизны:
- от действия кратковременной нагрузки:
- от постоянной и длительной временной нагрузки:
Полная величина кривизны:
Принятое сечение плиты и армирование удовлетворяют требованиям по первой и второй группам предельных состояний.
Расчет и конструирование ригеля
1.Расчетная схема и нагрузки
Поперечная многоэтажная рама имеет регулярную расчетную схему с равными пролетами ригелей и равными длинами стоек. Сечения ригелей и стоек по этажам приняты постоянными. Такую многоэтажную раму расчленяют на одноэтажные рамы с нулевыми точками моментов- шарнирами расположенными на концах стоек- в середине длины стоек всех этажей кроме первого.
Рис. 5. Расчетная схема рамы средних этажей
Нагрузка на ригель от плит перекрытия считается равномерно распределенной.
Нагрузку на 1м2 перекрытия принимаем из расчета сборной плиты:
-Расчетная постоянная нагрузка g=3036 Нм2
-Расчетная временная нагрузка = 5640 Нм2
Расчетная нагрузка на 1м длины ригеля с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn=1
-от перекрытия – gпер=3036631=1913 кНм
-от веса ригеля сечением
g=gпер+gриг=1913+174=2087 кНм
- длительная 0454625=2081 кНм
- кратковр. 0554625=2544 кНм
Полная нагрузка:q=g+=2087+4625=6712 кНм
1. Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля
Опорные моменты вычисляют для ригелей соединенных с колоннами на средних и крайних опорах жестко:
Табличные коэффициенты α и зависят от схем загружения ригеля и коэффициента k - отношение погонных жесткостей ригеля и колонны.
Сечение колонны 40*40см длина колонны 46 м.
Коэффициент k - соотношение погонных жесткостей ригеля и колонны.
Опорные моменты ригеля при различных схемах загружения
Пролетные моменты ригеля
а) в крайнем пролете
Схема загружения (1+2)
Максимальный полетный момент:
Схема загружения (1+3)
Схема загружения (1+4)
б) в среднем пролете
М23 = М32 = -1051 кН*м
М23 = М32 = -19872 кН*м
Строим эпюры моментов ригеля при различных комбинациях схем загружения.
Рис. 6. Эпюра изгибающих моментов
2.Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле
Эпюры построены на упругой стадии работы. В схемах загружения (1+2) и (1+3) наибольший опорный момент составляет 70% от максимально возможного полученного по схеме (1+4). В то же время выравненные опорные моменты не должны отличаться более чем на 30%.
Следовательно огибающую эпюру моментов при загружении по схемам (1+2) и (1+3) уже можно считать выравненными. Наибольшие моменты на средней опоре получены по схеме (1+4).
М23(выр) = 25195-015*25195= 21416 кН*м
М32(выр) =18036+ 015*18036= 20741 кН*м
Строим выравнивающую эпюру и выравнивающую эпюру (1+4)
3.Опорные моменты ригеля по грани колонны
Опорный момент ригеля по граням по схеме (1+2) колонн:
-по крайней колонне:
4.Расчет прочности ригеля по нормальным и продольным сечениям
а) Характеристика прочности бетона и арматуры
Бетон тяжелый класса В35
Продольная арматура класса А400
б) Определение высоты ригеля по условию прочности:
Высоту сечения подбираем по опорному моменту при =035 поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира.
По табл. 3.1[1] при =035 и m=0289
h = h0 + a = 482+ 5= 532 см
принимаем окончательно h = 65 см
Определение продольной арматуры в сечении ригеля
Сечение на левой опоре: М = кН*м:
Принимаем 216 А400 + 214 А400 с As = 402+308=71 см2
Сечение в пролете: М= *м
Принимаем 218 А400 + 216 А400 с As = 509+402=911 см2
Сечение в правой опоре: М= кН*м
Принимаем 218 А400 + 216А400 с As = 509+402=911 см2
Рис. 7. Сечение ригеля с арматурой
5.Расчет по прочности ригеля по наклонному сечению
Выполним проверку условий:
кН 2786 кН – условие выполняется
поперечную арматуру назначают конструктивно
)Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки их с продольной арматурой 18 А400.
Принимаем dsw= 5 мм с Asw = 0393 см2 класса Вр500.
)Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям
на всех приопорных участках принят шаг S1 =20 см
Расчет и конструирование средней колонны.
1. Определение продольных усилий от расчетных нагргузок
а) грузовая площадь средней колонны при сетке колонн: Fгр=63×82=5166 м2
б) постоянная нагрузка с учетом γn=1
-от перекрытия одного этажа gэт =303615166=15684 кН
(3036 кНм2 – из расчета сборной плиты перекрытия)
- от ригеля gриг=633741=2356 кН
(Расчетная нагрузка от 1м длины ригеля 374 кН)
-от колонны (сечение 04×04 м; γf=11) gкол= 04042511=44 кН
Итого: постоянная нагрузка от веса конструкций одного этажа:
- от веса кровли и покрытия (5 кНм2) gкр=551661=2583 кН
Итого: постоянная нагрузка от веса конструкций верхнего этажа :
Суммарная расчетная постоянная нагрузка от веса конструкций семи этажей и подвала (gподвала=g1)
в) Временная нагрузка (с учетом γn=1):
- от перекрытия одного этажа:
= 7106 5166 1 = 3671 кН
в том числе: длительнодействующая
- снеговая нагрузка (II снеговой район 05 кНм2):
s = 1 5166 = 5166 кН
в том числе длительнодействующая
Суммарная расчетная временная нагрузка :
в том числе длительнодействующая :
г) Продольная сила колонны подвала от полной нагрузки:
в том числе от постоянной и временной длительнодействующей нагрузок:
2. Определение изгибающих моментов от действия расчетных нагрузок
а) вычисляем опорные моменты ригеля перекрытия подвала (первого этажа рамы).
Отношение жесткостей k1=12k=122=24
Определяем максимальный момент колонны при загружении (1+2) по упругой схеме работы:
-при действии полных нагрузок:
- то же при действии длительных нагрузок:
б) Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы:
-при полной нагрузке:
М = М21 М23 = 907 кН
-при действии длительных нагрузок:
М = М21 М23 = = 438 кН
в) Изгибающий момент колонны подвала:
-от полной нагрузки:
-от действия длительных нагрузок:
г) Изгибающие моменты колонны 1-го этажа:
д) Изгибающие моменты колонны соответствующие максимальным продольным силам:
Используем загружение пролетов ригеля по схеме загружения(1):
-от полных нагрузок:
-от длительнодействующих нагрузок:
е) Изгибающие моменты колонны подвала:
М = 04 1732 = 693 кНм
М = 04 1075 = 43 кНм
ж) Изгибающие моменты колонны 1-го этажа:
М = 06 1732 = 1039 кНм
М = 06 1075= 645 кНм
Строим эпюру изгибающих моментов.
3.Расчет прочности средней колонны
а) Характеристика прочности бетона и арматуры:
Бетон тяжелый класса В35: Rb = 195 МПа; Еb = 345*103 МПа
Арматура класса А400: Rs =350 МПа; Еs = 2*105 МПа.
б) комбинация расчетных усилий:
в том числе от длительно действующих нагрузок:
) Мmax = 3628 кН*м и соответствующее загружение (1+2) значение
в том числе от длительно действующих нагрузок:
в) Подбор сечений симметричной арматуры As = As.
Дальнейший расчет делаем исходя из схемы загружения:
- Рабочая высота сечения (h = 40 см b = 40 см):
h0 = h - a = 40 - 5 = 35 см а = а = 5см ширина.
- Эксцентриситет силы:
где еа - случайный эксцентриситет:
- момент внешних сил относительно оси параллельной линии ограничивающей сжатую зону и проходящей через центр тяжести сжатой (растянутой) арматуры:
от действия длительной нагрузки:
- гибкость элемента:
Принимаем е = emin = 019
- Определяем коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки на прогиб элемента в предельном состоянии:
=1 - для тяжелого бетона.
- определяем коэффициент α = Es Eb = 200000 34500 = 579
- с учетом коэффициента гибкости элемента задаемся процентом
- определяем значение условной критической силы:
- определяем коэффициент учитывающий влияние прогиба:
Принимаем 236 А400 c As=2036 см2
Фактический процент армирования:
- высота сжатой зоны бетона:
- При Х=52 см >R*h0 = 059*35= 2065 см - случай малых эксцентриситетов принимаем
Х=*h0 = 114*35= 40 см
- условие прочности:
*195*40*40*(35- 05*40)+35*2036*(35-5)=63598 кН*м
Защитный слой бетона 36 мм
Поперечная арматура из условий свариваемости с 7 А240 с шагом S = 20d = 2007= 14 см 40 см
Принимаем S = 40 см (по размеру стороны сечения колонны)
Рис. 8. Колонна сечение
4.Расчет консоли колонны
Опорное давление ригеля Qmax = 23087 кН
В соответствии с номенклатурой принимаем консоль размером lk*hk=200x200 мм.
Консоль армируется каркас-балкой которая представляет собой двутавровую балочку составного сечения поясами которой являются арматурные стержни а стенка выполнена из листовой стали =6мм. Из-за большого насыщения металлом консоль рассчитывается как металлическая.
Металлическая консоль — это консольная балка работающая на изгиб. Ее расчет заключается в определении сечения поясов и стенки. Т.к. стенки у грани колонны обрываются то в работе сечения они не участвуют и изгибающий момент в сечении будет восприниматься только продольными стержнями (полками).
Определим их сечения.
Расчетное сопротивление арматурной стали Rs = 350 МПа (А400)
а) Определим плечо силы Q: .
б) Определяем действующий на консоль изгибающий момент:
=125*Q*c=125**01075=3102 кН*м
в) Определяем плечо внутренней пары сил:
где d=20-предполагаемый диаметр арматуры поясов
г) Определяем требуемую площадь поясов:
Принимаем 222 А400 с As=76 см2
Расчет фундамента под колонну
1.Данные для проектирования
Сечение колонны - 40×40 см
Усиление колонны у заделки фундамента:
Ввиду относительно малых значений эксцентриситета фундамент колонны рассчитываем как центрально загруженный.
Расчетное усилие: N = 36495 кН.
Усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке γf =115;
Нормативное значение нагрузки:
Расчетное сопротивление грунта: R0 = 0249 МПа.
Бетон тяжелый класса В15: Rbt = 075 МПа; γb2 = 09.
Арматура класса А400: Rs =350 МПа.
Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его срезах γm = 20 кНм3.
Высоту фундамента предварительно принимаем равной H =90 см.
Заложение фундамента: Н1 = 90+15 = 105 см.
2.Определение размера сторон подошвы фундамента
-Площадь подошвы фундамента определяем предварительно без поправок R0 на ее ширину и заложение:
-Размер стороны квадратной подошвы:
Принимаем: а = 39 м (кратно 03м)
-Давление на грунт от расчетной нагрузки:
-Рабочая высота фундамента из условий продавливания:
-Полную высоту фундамента устанавливаем из условий:
Н = h0 + a =74+4= 78 cм
)заделки колонны в фундаменте:
Н = 15*hcol+ 25 = 15*40+25 = 85 см
)анкеровки растянутой арматуры колонны 36 А400 (d = 36 см):
Н = 25*d + 25 = 25*36 + 25 = 115 см.
Принимаем окончательно фундамент высотой Н = 120 см (кратно 30 см);
h0 = h – a = 120 – 4 = 116 см трехступенчатый (2 верхних ступени по 30 см нижняя ступень – 60 см).
dp = 25*d + 5 = 25*36+ 5 = 95 см
-Толщина дна фундамента :
0 – 95 = 25см > 20 см.
t ≥ 075*hверх. ступени = 075*30 = 225 см;
Принимаем по конструктивным требованиям с учетом призмы продавливания t = 225 см.
-Проверим отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении находящемся в сечении III – III :
h02 = 60 – 4 = 56 см
-Для единицы длины этого сечения b = 100 см.
-при с = 25*h0=25*116=29
68условие прочности удовлетворяется.
3.Определение площади рабочей арматуры фундамента
Расчетные изгибающие моменты колонны в сечениях I-I и II-II:
Площадь сечения арматуры:
В соответствии с конструктивными требованиями диаметр стержней принимаем не менее 12мм шаг стержней S не менее 100 мм и не более 200мм.
Для удобства армирования принимаем 1 сетку с площадью стержня:
Сетка С-1: 4014 А400 с As=6156 см2 с шагом S=200мм
Рис. 9. Фундамент сетка фундамента
Проектирование монолитного перекрытия
Рис. 10. Главная балка монолитного перекрытия
Монолитное перекрытие компонуем с поперечными главными балками и продольными второстепенными. Второстепенные балки размещаем по осям колонн на третях пролета главной балки при этом пролет плиты между осями ребер равен:1260 ммм
Предварительно задаемся размерами сечений балок:
Окончательно принимаем = 70 мм;
- второстепенная балка:
1.Расчетный пролет и нагрузки
Отношение пролетов 78001010 = 772 > 2 – плиту рассчитываем как работающую по короткому направлению. Толщину плиты принимаем 6см.
Нагрузки на 1м2 перекрытия
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности по нагрузке γf
- от собственного веса плиты
= 60мм; ρ = 2500 кгм3
(006*10*25000 = 1500 Нм2);
- от слоя цементного раствора:
= 20мм; ρ = 2200 кгм3
(002*10*22000 = 440 Нм2);
- от керамических плиток
= 13мм; ρ = 1800 кгм3
Временная нагрузка: =
Полная расчетная нагрузка:
q = g + = 2476 +5640 = 8116 Нм2
Для расчета многопролетной плиты выделяем полосу шириной 1м при этом расчетная нагрузка на 1м длины плиты равна 8116 Нм.
С учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 10 нагрузка на 1м равна: 8116*1 = 8116 Нм2.
Изгибающие моменты определяем как для многопролетной плиты с учетом перераспределения моментов:
- в средних пролетах и на средних опорах:
- в первом пролете и на первой промежуточной опоре:
Средние пролеты плиты окаймлены по всему контуру монолитно связанными с ними балками и под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты уменьшаются на 20% если h l02≥ 130.
Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон тяжелый класса В25:
- призменная прочность: Rb = 145 МПа;
- прочность при осевом растяжении: Rbt = 105 МПа
- коэффициент условий работы бетона: γb2 = 09.
Арматура – проволока класса Вр500 диаметром 5 мм в сварной рулонной сетке Rs = 415МПа.
2.Подбор сечений продольной арматуры
В средних пролетах и на средних опорах:
h0 = h – a = 60 – 225 = 375 мм.
По таблице 31 [1] находим значение = 0987
Принимаем 10 5Bp500 c As = 196 см2 и соответствующую рулонную сетку марки (С-1) (в пролете 63 м укладывается 4 сетки).
В первом пролете и на первой промежуточной опоре:
По таблице 3.1 [1] находим значение = 0979
Принимаем сетки с общим числом стержней 510 Bp500 c As =196см2
3.Расчетный пролет и нагрузки
Расчетный пролет равен расстоянию в свету между главными балками:
l0 = 8200 – 400 = 7800 см.
Расчетные нагрузки на один метр длины:
- собственный вес плиты и полок: 2476*126 = 312 кНм;
- собственный вес балки сечением 025м×05 м; ρ = 25 кНм3;
5*05*25*11*1 = 344 кНм;
Итого постоянной нагрузки: gВБ=312+344=656 кНм
ВБ = 564*126 = 711 кНм.
Суммарная погонная нагрузка на второстепенную балку:
qВБ = gВБ + ВБ = 656+711=1367 кНм.
Изгибающие моменты определяем как для многопролетной балки с учетом перераспределения усилий.
-На первой промежуточной опоре:
-В средних пролетах и на средних опорах:
Отрицательные моменты в средних пролетах определяются по огибающей эпюре моментов. Они зависят от отношения временной нагрузки к постоянной g. В расчетном сечении в месте обрыва над опорной арматурой отрицательный момент при g = 1 3 можно принять равным 40% момента на промежуточной опоре тогда:
- отрицательный момент в среднем пролете:
М = 04*5198 = 2079 кН*м
Q = 04* qВБ *l01 = 04*1367*78 = 4265 кН
- на первой промежуточной опоре слева:
Q = 06* qВБ *l01 = 06*1367*78=6398 кН
- на первой промежуточной опоре справа:
Q = 05* qВБ *l01 = 05*1367*78= 5331 кН
Бетон как и для плиты класса В25.
Арматура продольная класса А400 с Rs = 350 МПа
5.Определение высоты сечения балки
Высоту сечения балки подбираем по опорному моменту т.к. на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. При = 035; αm = 0289. На опоре момент отрицательный – полка ребра в растянутой зоне сечение работает как прямоугольное ширина ребра b=20см
h = h0 + a = 2605+5 = 3105 см
Принимаем h = 50 см как принято ранее.h0 = h – a = 50 – 5 = 45 см.
В пролетах сечение тавровое – полка в сжатой зоне. Расчетная ширина полки при то
6.Расчет прочности по сечениям нормальным к продольной оси
а) Сечение в первом пролете: М = кН*м
Принимаем 218 А400 с As = 509 см2.
б) Сечение в среднем пролете: М = кН*м.
При αm = 0015; = 0993
Принимаем 2 16 А400 с As = 402 см2.
в) На отрицательный момент М = 2079кН*м сечение работает как прямоугольное.
Принимаем 210 А400 с As = 157 см2.
г) Сечение на первой промежуточной опоре М = 6398 кН*м. Сечение работает как прямоугольное.
Принимаем 414 А400 с As = 462 см2
д) Сечение в средних опорах: М = 5198 кН*м.
При αm = 0094; = 095
Принимаем 216 А400 с As = 402 см2.
7.Расчет прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси
Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки с продольными стержнями d = 18 мм и принимаем 8 А240 Rsw = 170 МПа. Число каркасов – 2; Asw = 101 см2.
- Условие выполняется
Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям
на всех приопорных участках принят шаг S1 =15 см
в средней части пролета шаг
Принимаем шаг S2=35 см.
Рис. 11. Второстепенная балка монолитного перекрытия
Список используемой литературы
Железобетонные конструкции. Общий курс - 6- издание. Издательство АТП Екатеринбург 2014 В.Н. Байков.
Железобетонные конструкции: общий курс: Учебник для вузов. – 5-е изд. Строиздат1991. – 767 с. В.Н. Байков Э. Е. Сигалов.
Железобетонные и каменные конструкции учебник для вузов - Высшая школа Москва В.М. Бондаренко Д.Г. Суворкин.
Проектирование железобетонных каменных и армокаменных конструкций учебное пособие для студентов – Издательство АСВ 2002 А.К Фролов А.И.Бедов В.Н.Шпанова А.Ю.Родина Т.В.Фролова.
Железобетонные и каменные конструкции учебное пособие - КамПИ 2003 Н.В.Лагутина.
СНиП II-22-81. «Каменные и армокаменные конструкции»
СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия»
СП 52-101-2003 «Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения»
СП 52-102-2004 «Бетонные и железобетонные конструкции с предварительным напряжением»