Проектирование несущих конструкций многоэтажного каркасного дома

Постоянная и длительная 4,29+0,84 =5,13 кН/м.Величины расчетных изгибающих моментов в неразрезной балочной плите с равными или отличающимися не более чем на 20% пролетами (= = 1,03 < 1,2) определяются с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций бетона и арматуры в соответствии с [3] последующим формулам:

в крайних пролетах: = = 2,37кН· м;в средних пролетах и над средними опорами (см. Рис. 11, Рис. 12):= = ±2,09кН· м;над второй от конца опорой при армировании рулонными сетками (непрерывное армирование): = = -3,05 кН·, где l- больший из примыкающих к опоре расчетный пролет.

6.3. 3 Определение толщины плиты.

Для монолитного железобетонного перекрытия принимаем бетон проектного класса по прочности на сжатие В15. С учетом соотношения длительных нагрузок к полным, равного = 0,70 < 0,9(в соответствии с п. 3.3 [3]) расчетные сопротивления определяютсяс коэффициентом условий работы b1 = 1; Rb = 1*8,5 = 8,5 МПа; Еb = 24 000 МПа; Rbt = 1*0,75 = 0,75 Мпа. Арматуру в плите перекрытия принимаем для следующего варианта армирования:

арматурой класса В500 с расчетным сопротивлениемRs = 415 МПа = 415 Н/мм2 при армировании рулонными сварными сетками (непрерывное армирование), Еs = 200 000 МПа. Необходимую толщину плиты перекрытия определяем при среднем оптимальном коэффициенте армирования = 0,006 по максимальному моменту МВ= 3,2кН· м иширинеплиты b’f= 1000 мм. Расчетная высота сечения плиты при относительной ее высоте = = 0,29< = 0,502,где = 0,502- для арматуры класса В500; определяется по табл. 3.2 [3]и при и Мmax = 3,05кН· м: = 0,29*(1−0,5*0,29) = 0,248 — для арматуры класса В500; = = 40,5 мм. Полная высота сечения плиты при диаметре арматуры d = 10 мм и толщине защитного слоя 10 мм:= 40,5+15 = 55,5 мм, где, а = 10+5 = 15 мм. Уменьшаем принятую ранее толщину плиты. Принимаемh’f= 60 мм и расчетную высоту сечения = 60−15 = 45 мм. Таблица 3. Расчет рабочей арматуры в многопролетной неразрезной плите монолитного перекрытия.

РасчетныесеченияРасчетные характеристики.

Принятые сварные сетки сплощадью сечениярабочей арматуры As, мм2/мМ, Н· ммb, ммh0, мм;Rb=8,5 МПаАрматура класса.

В500 с Rs=415Мпа, 1 234 567.

На крайних участкахмежду осями1−2 и 8−9 В крайнихпролетах2,37*1 061 000 450,138137,4+ = 130,9+62,8 = 193,7 см2У опор В3,05*1 061 000 450,177180,9+ = 130,9+62,8 = 193,7 см2 В среднихпролетах2,09*1 061 000 450,121119,2, = 130,9 см2У опор С2,09*1 061 000 450,121119,2, = 130,9 см2На средних участках между осями 2−8 В крайнихпролетах2,37*1 061 000 450,138137,4+, = 100,5+98 = 198,5 см2У опор В3,05*1 061 000 450,177180,9+, = 100,5+98 = 198,5 см2 В среднихпролетах1,67*1 061 000 450,09794,2, = 100,5 см2У опор С1,67*1 061 000 450,09794,2, = 100,5 см26.

3.4 Расчет продольной арматуры в плите.

Расчеты по определению необходимого количества рабочей арматуры в многопролетной неразрезной плите монолитного перекрытия сведены в таблицу (Таблица 3) для двух вариантов армирования — непрерывного, сварными рулонными сетками из арматуры класса В500 и раздельного, плоскими сварными сетками из арматуры класса А400 (рис. 4, 5). В курсовом проекте достаточно расчета по одному из вариантов армирования. При расчете продольной арматуры в плите перекрытия на средних участках между осями 2−8 учтено указание[11] о том, что для плит, окаймленных по всему контуру монолитно связанными с ними балками, в сечениях промежуточных пролетов и у промежуточных опор величины изгибающих моментов, а, следовательно, и необходимое количество рабочей продольной арматуры разрешается уменьшать до 20%.На участках в средних пролетах и над средними опорами = ±0,8*2,09 = ±1,67кН· м.Рис. 13. Схема армирования монолитной плиты перекрытия. При выборе сеток в таблице (Таблица 3) учтено указание п. 1.6 ГОСТ 8478–81 о том, что вследствие ограниченной номенклатуры стандартных сеток, разрешается изготовление нестандартных, при условии, что диаметры всех продольных рабочих стержней будут одинаковыми, не превышающими 5 мм в рулонных сетках, диаметры всех поперечных стержней будут также одинаковыми, не превышающими 8 мм, как в рулонных, так и в плоских сетках. При армировании разрешается разрезка сеток.

6.4 Расчет второстепенной балки Б-16.

4.1 Статический расчет.

Второстепенная балка, крайними опорами которой служат стены, а промежуточными — главные балки, работает и рассчитывается как неразрезная многопролетная конструкция. Расчетные средние пролеты исчисляются как расстояния в свету между гранями главных балок, а за расчетные крайние пролеты принимаются расстояния между гранями главных балок и серединами площадок опирания на стены (Рис. 14).Рис. 14. К определению расчетного пролета второстепенной балки. При ширине ребер главных балок (ориентировочно) 250 мм и глубине заделки второстепенных балок и стены на 250 мм. lкр = 5280−0,5*250+0,5*250 = 5280 мм;lср = 5800−2*0,5*250 = 5550 мм. Расчетные нагрузки на наиболее нагруженную второстепенную балку Б-1 с грузовой площадью шириной 2,2 м, равной расстоянию между осями балок, кН/м:постоянная:

от веса пола и плиты:(2,13+2,16)*2,2 = 9,44;от веса балки с ориентировочными размерами сечения 200 500 мм при плотности вибрированного железобетона 2500 кг/м3: = 2,37;временная по заданию (Таблица 1):длительная = 0,84*2,2 = 1,85; кратковременная = 2,16*2,2 = 4,75Полная расчетная нагрузка: g + v= (9,44+2,37)+1,85+4,75 = 18,41 кН/м.Постоянная и временная длительная:(9,44+2,37)+1,85 = 13,66 кН/м.С учетом коэффициента надежности по ответственности = 0,95:полная расчетная нагрузка: 18,41*0,95 = 17,49 кН/м;постоянная и временная длительная: 13,66*0,95 = 12,98 кН/м.Рис. 15. Расчетные изгибающие моменты в неразрезных балках (Рис. 15) с равными или отличающимися не более чем на 10% пролетами:= = 1,05 1,10 В соответствии с [11] с учетом перераспределения усилий, в следствие пластических деформаций, определяются по формулам:

в крайних пролетах: = = 44,33кН· м;в средних пролетах и над средними опорами:= = ±33,7кН· м;над вторыми от конца промежуточными опорами В:= = -38,5кН· м, где l — больший из примыкающих к опоре В расчетный пролет. Величины значений возможных отрицательных моментов в средних пролетах при невыгоднейшемзагружении второстепенной балки временной нагрузкой в соответствии с [11] определяются по огибающим эпюрам моментов для неразрезной балки в зависимости от соотношения временной и постоянной нагрузок по формуле:

где — коэффициент, принимаемый по приложению (Приложение 1).При = 6,6/11,81 = 0,56 для сечений на расстоянии 0,2l от опоры.

В во втором пролете: II = -0,0112и 0,2l от опоры С в третье пролете: III =0,0086.

Соответствующие значения расчетных изгибающих моментов: minMII = = -6,03кН· м;minMIII = = -2,26кН· м. Расчетные поперечные силы:= 0,4*17,49*5,28 = 36,94 кН; = -0,6*17,49*5,28 = -55,41 кН; = 0,5*17,49*5,55 = 48,53 кН;= -0,5*17,49*5,55 = -48,53кН.

6.4. 2 Определение размеров сечения второстепенной балки.

Принимаем для балки бетон класса В15 (как для плиты). Поскольку отношение постоянных и длительных нагрузок к полным = 0,7< 0,9, принимаем коэффициент γb1 = 1,0. Тогда характеристики бетона: Rb = 8,5 МПа;Rbt = 0,75 МПа; Еb = 24 000 МПа, Rbtser = 1 МПа. В качестве рабочей в каркасах используем стержневую арматуру периодического профиля класса А400 с Rs = 355 МПа и сварные сетки из обыкновенной арматурной проволоки класса В500 с Rs = 415 МПа. Поперечная и монтажная арматура — класса, А 240 с характеристиками: Rs = 215 МПа; Rsw = 170 МПа. Необходимую высоту балки определяем по максимальному опорному моменту, задавшись шириной ребра b = 200 мм и приняв относительную высоту сжатой зоны = 0,3, поскольку в соответствии с [11] расчетные усилия в балке подсчитаны с учетом перераспределения усилий и возможного образования в опорных сечениях пластических шарниров. При = 0,3, αm= 0,3*(1−0,5*0,3) = 0,255; расчетная высота сечения:= = 319,8 мм. Полная высота сечения при однорядном расположении стержней продольной арматуры:= 319,8+35 = 354,8 мм. Принимаем высоту второстепенной балки h = 400 мм, ширину ребраb = 200 мм. Тогда расчетная высота сечения балки будет равна: = 400−35 = 365 мм. Проверка достаточности принятых размеров сечения производится согласно п. 3.30 [3] из условия обеспечения прочности балки по наклонной полосе между наклонными трещинами с учетом поперечного армирования.

6.4. 3 Расчет продольной рабочей арматуры.

В соответствии с эпюрами моментов плита, работающая совместно с балкой, в пролетах располагается в сжатой зоне, поэтому за расчетное принимается тавровое сечение с полкой в сжатой зоне. В опорных сечениях плита расположена в растянутой зоне и при образовании в ней трещин из работы выключается. Поэтому вблизи опор за расчетное принимается прямоугольное сечение с шириной равной 200 мм. При действии в средних пролетах отрицательных моментов плита в них также оказывается в растянутой зоне, поэтому за расчетное сечение балки также принимается прямоугольное сечение. Расчетная ширина полки в элементе таврового сечения при:= 60/400 = 0,15 > 0,1 В соответствии с п. 3.26 [3] принимается меньшей из двух величин:= 2200 мм;= 5280/6*2+200 = 1960 мм. Округляя, принимаем bf= 2000 мм.Рис. 16. Схема армирования второстепенной балки. Расчет продольной арматуры в пролетных и опорных сечениях второстепенной балки, выполненной для двух вариантов армирования, сведен в таблицу (Таблица 4). В опорных сечениях предусмотрено армирование сварными сетками с рабочей арматурой класса А400 сRs = 355 МПа. В пролетных сечениях арматура класса А400. Монтажная и поперечная арматура — класса А240 (Рис. 16). При расчете продольной арматуры в пролете второстепенной балки при расчетное сечение принимаем прямоугольнымс шириной, а при- тавровым (п. 3.23, 3.24 [3]).Таблица 4. Расчет продольной арматуры второстепенной балки.

РабочаяарматураРасчетныесечения.

Расч.

усилие.

М, Н· ммbf, ммb, ммh0, ммαmКласс арм.Расч.

арм.Принятая арматура As, мм2 В нижней зонев крайних пролетах44,33*1 062 000−3650,020А4 003 532 16А400As = 402 В двух плоских каркасахв средних пролетах33,7*1 062 000−3650,015А4 002 642 14А400As = 308 В двух плоских каркасах.

В верхней зонево втором пролете6,03*106−2 003 650,027А400 482 10А400As = 157 В двух каркасахво всех средних пролетах2,26*106−2 003 650,010А400 182 10А400As = 157 В двух каркасахна опоре В38,5*106−2 003 650,170А4 003 282 16А400As = 402 В одной П-образной сеткена опоре С33,7*106−2 003 650,149А4 002 832 14А400As = 308 В одной П-образной сетке6.

4.4 Расчет по прочности наклонных сечений второстепенной балки.

При = 36,94 кН > 0,5Rbtbh0 = 0,5*0,75*10³*0,2*0,365 == 27,38 кН, поперечная арматура в балке должна ставиться по расчету. Принимаем поперечную арматуру класса A240 с Rsw = 170 МПа (см. табл. 2.6 [3]). В двух плоских каркасах при диаметре стержней продольной арматуры 16 мм поперечные стержни из условия технологии сварки принимаем диаметром 6 мм (dw ≥ 0,25· d, см. п.

9. ГОСТ 14 098–91).У опоры, А имеем: Asw= 2*28,3 = 57 мм² (26А240), = 36,94кН.Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с п. 5.21 [3] при h0 = 400−35 мм = 365 мм: s 0,5h0 = 0,5*365 = 183 мм; s 300 мм. Кроме того, в соответствии с п. 3.35 [3]: = = 0,54 м. Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах s = 150 мм. Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями. Расчет прочности по наклонной полосе между наклонными сечениями производим из условия 3.43 [3]:, где Q принимается на расстоянии не менее h0 от опоры: = = 186,2 кН;= 36,94−17,49*0,365 = 30,56 кН, т. е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.

Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонномусечению:= = 64,60 кН/м, см. формулу (3.48) [3]. Так как:= 64,6 кН/м > = 0,25*0,75*1000*0,2 = 37,50 кН/м,= = 29,98кН· м, см.

п. 3.31 и формулу (3.46) [3]. Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения c. При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q значение c принимают равным, а если при этом < или, следует принимать: (см. п. 3.32 [3]); = = 0,431 < 2. Так как: = = 1,31 м > = = 0,931 м, = 1,31 м, но не более 3h0 = 3*0,365 = 1,095 м (см. п.

3.32 [3]).Поскольку = 1,45 > = 1,095 м, принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения равной = 1,095 м. Длину проекции наклонной трещины c0принимают равным c, но не более 2h0 = 0,365*2 = 0,730 м (см. п. 3.31 [3]).Принимаем длину проекции наклонной трещины =0,73 м. Тогда: = 0,75*64,6*0,73 = 35,37кН.Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяют по формуле, но не болееи не менее (см. п. 3.31 [3]).Имеем:= = 27,4 кН;= = 136,9 кН=27,4 кН < = 29,98/0,73 = 41,07 кН < =136,9кН.Принимаем = 41,07кН.Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия, где Q — поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции c; при вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение Q принимается в нормальном сечении, проходящем на расстоянии c0 от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длиной c0: = 36,94−6,6*0,73 = 32,12кН.При = 35,37+41,07 = 76,44 кН > Q = 25,36 кН, т. е. прочность наклонных сечений у опоры.

А обеспечена (см. п. 3.31 [3]). У опор

Ви С при Аsw = 28,3*2 = 57 мм² (2 6 А240) и поперечной силе = 55,41 кН; QВп=QCл= 48,53кН.Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с п. 5.21 [3] при h0 = 365 мм:= 0,5*365 = 183 мм; s 300 мм. Кроме того, в соответствии с п. 3.35 [3]: = = 0,361 м. Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах s = 150 мм. Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями. Расчет прочности по наклонной полосе между наклонными сечениями производим из условия 3.43 [3]:, где Q принимается на расстоянии не менее h0 от опоры: = 186,2 кН>= 55,41−17,49*0,365 = 49,03 кН, т. е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена. У опоры.

ВQBл= 55,41кН. При прочих равных параметрах (см. расчет по наклонному сечению у опоры А) проверим достаточность принятой поперечной арматуры по условию, где =55,41−6,6*0,73 = 50,59кН.При = 76,44 кН > Q = 50,59 кН, т. е. прочность наклонных сечений у опоры B достаточна (см. п. 3.31 [3]). Нет необходимости в изменении диаметра/шага поперечных стержней. Таким образом, окончательно устанавливаем во всех пролетах на приопорных участках длиной = = 1450 ≈ 1500 мм поперечную арматуру диаметром 6 мм с шагом 150 мм, а на средних участках с шагом 300 мм. У опоры.

Всправа и у опоры С слева и справа прии одинаковой поперечной арматуре прочность наклонных сечений также обеспечена. Проверка прочности наклонного сечения у опоры, А на действие момента. Поскольку продольная растянутая арматура при опирании на стену не имеет анкеров, расчет наклонных сечений на действие момента необходим. Принимаем начало наклонного сечения у грани опоры. Отсюда = 250−10 = 240 мм. Опорная реакция балки равна Fsup = 36,94 кН, а площадь опираниябалки = 200*250 = 50 000 мм², откуда:= = 0,7 МПа, = = 0,082 < 0,25,следовательно, α = 1. Из табл. 3.3 [3] при классе бетона В15, классе арматуры А400 и α = 1 находим λan=47. Тогда, длина анкеровки при ds = 16 мм будетравна= 47*16 = 752 мм; = = 45 546 Н.Рис.

17.Поскольку к растянутым стержням в пределах длины ls приварены 4 вертикальных и 1 горизонтальный поперечных стержня, увеличим усилие Ns на величину Nw. Принимая dw= 6 мм, nw = 5, φw = 200 (см. табл. 3.4 [3]), получаем: = = 18 900 Н. Отсюда Ns= 45 546+18900 = 50 472 Н. Определяем максимально допустимое значение Ns. Из табл. 3.3 [3] при α = 0,7 находим λan=33; тогда: = = 64 868 Н >50 472 Н, т. е. оставляем = 50 472 Н. Определим плечо внутренней пары сил: = = 350,2 мм > = 365−30 = 335 мм. Тогда момент, воспринимаемый продольной арматурой, равен: = 50 472*350,2 =17 675 294Н· мм. По формуле 3.48 [3] вычислим величину qsw: = = 64,6 Н/мм.Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения по формуле 3.76 [3], принимая значение Qmaxравным опорной реакции балки: = = 450,0 мм < 2h0 = 730 мм. Тогда момент, воспринимаемый поперечной арматурой, равен: = =6 540 750Н· мм. Момент в наклонном сечении определяем как момент в нормальном сечении, расположенном в конце наклонного сечения, т. е. на расстоянии от точки приложения опорной реакции, равной: = 250/3+450 = 465,9 мм; = 36 940*465,9-(17,49*449,3²)/2 =12 618 497Н· мм. Проверяем условие 3.69 [3]: = 17 675 294+6540750= 24 216 044Н· мм > = 12 618 497Н· мм, т. е.

прочность наклонных сечений по изгибающему моменту обеспечена.Приложения.

Приложение 1Значения коэффициентов β для определения ординат отрицательных моментов во втором и третьем пролетах в зависимости от отношения временной и постоянной нагрузок v/gv/gβ0,51,01,52,02,53,03,54,04,55,0Во втором пролете-0,010−0,020−0,026−0,030−0,033−0,035−0,037−0,038−0,039−0,040 В третьем пролете-0,003−0,013−0,019−0,023−0,025−0,028−0,029−0,030−0,032−0,033.

Список литературы

СНиП 2.

01.07−85. Нормы проектирования. Нагрузки и воздействия. СП 52−101−2003.

Нормы проектирования. Бетонные и железобетонные конструкции. М.: 2004 — 59 с. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СП 52−101−2003). М.: ОАО «ЦНИИПромзданий, 2005. — 214 с. Байков В. М., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. М: Стройиздат, 1991. 767 с. Расчет и конструирование частей жилых и общественных зданий / Под ред.

П.Ф. Вахненко. Киев: Будивэльник, 1987. 424 с. ГОСТ Р 21.1101−92. СПДС. Основные требования к рабочей документации.

М.: Изд-во стандартов. 1993. 24 с. ГОСТР 21.1501−92. СПДС. Правила выполнения архитектурно-строительных рабочих, чертежей. М.: Изд-во стандартов, 1993.

40 с. Рабочая документация для строительства. Вып. 1: Общие требования. М.: АПП ЦИТП, 1992. 240 с. СНиП II-23−81 * Нормы проектирования. Стальные конструкции. Бондаренко, В.

М.Железобетонные и каменные конструкции. Учеб. для студентов вузов по спец &# 171;Пром.

и граждстр-во&# 187;. / В. М. Бондаренко, Д. Г. Суворкин — М Высш. шк, 1987 — 384 с. — ил. Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций.

М.: Стройиздат, 1975. — 192 с.