Расчет здания связевой системы

Министерство образования Российской Федерации Сибирский государственный индустриальный университет Кафедра инженерных конструкций Расчетно-пояснительная записка к курсовому проекту по дисциплине: «Железобетонные и каменные конструкции»

на тему Расчет здания связевой системы

Выполнил: ст. гр СПО-05

Симаков К.Г.

Руководитель: Колышкина Л.С.

Новокузнецк — 2008

• задание
• 1. Расчет панели типа «2Т»
• 1.1 Сбор нагрузки и определение расчетного пролета панели
• 1.2 Компоновка поперечного сечения панели
• 1.3 Расчет продольных ребер панели
• 2. проектирование неразрезного железобетонного ригеля
• 2.1 Определение расчетной нагрузки на 1 м длины ригеля
• 2.2 Выбор расчетной схемы неразрезного железобетонного ригеля
• 2.3 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля
• 2.4 Пролетные моменты ригеля
• 2.5 Перераспределение изгибающих моментов
• 2.6 Поперечные силы ригеля
• 2.7 Опорные моменты ригеля по грани колонны
• 2.8 Расчет прочности ригеля по сечению, нормальному к продольной оси
• 2.9 Расчет прочности ригеля по сечению, наклонному к продольной оси
• 2.10 Конструирование арматуры ригеля
• 3. проектирование колонны
• 3.1 Определение усилий в средней колонне
• 3.2 Расчет прочности средней колонны
• 3.3 конструирование арматуры колонны
• 3.4 Фундамент колонны
• 4. расчет монолитного перекрытия
• 4.1 Конструктивная схема многопролетного перекрытия
• 4.2 Многопролетная плита монолитного перекрытия
• 4.3 Многопролетная второстепенная балка
• литература

1. Расчет панели типа 2Т

1.1 Сбор нагрузки и определение расчетного пролета панели

Таблица 1.1.1

Сбор нагрузки

С учетом коэффициента надежности по назначению _n = 0,95 к расчету принимаем нагрузки а) нормативную

постоянную + длительную (4805+3800)0,95 = 8174,75 Н/м²;

кратковременную 20 000,95 = 1900 Н/м²

полную 8174,75+ 1900 = 10 074,75 Н/м²

б) расчетную

постоянную + длительную (5940 + 4560)0,95 = 9975 Н/м²

кратковременную 24 000,95 = 2280 Н/м²

полную 9975 + 2280 = 12 255 Н/м².

Расчетный пролет и конструктивная длина панели соответственно равны l_o = l_н b/2 = 6000 100 = 5900 мм l_к = l_н 2t = 6000 25 = 5990 мм.

Конструкция перекрытия приведена на рис. 1.1.1.

Конструкция перекрытия

Рис. 1.1.1

1.2 Компоновка поперечного сечения панели

Ориентировочная высота сечения панели, удовлетворяющая условиям прочности и жесткости, определяется по формуле

Принимаем h = 46 м, а = 4 см h_о = h, а = 46 4 = 42 см

Поперечное и приведенное сечения панели приведены на рис. 1.2.1.

Поперечное и приведенное сечение панели

Рис. 1.2.1: а поперечное сечение панели, б приведенное сечение панели

Поперечное сечение панели (рис. 2.2.1. а) имеет следующие размеры

ширина панели по верху

толщина полки

Приведенное поперечное сечение панели (рис. 2.2.1 б) имеет размеры

1.3 расчет полки панели на местный изгиб

Сбор нагрузок на полку

Расчетная схема панели приведена на рис. 1.3.1.

Расчетная схема панели

Рис. 1.3.1

На 1 м²

— от веса пола

— от веса полки плиты

Временная нагрузка

1).

2).

— сжатая арматура по расчету не требуется.

Принимаем конструктивно 5 4 ВрI с A_s = 12,6 см², с шагом 200 мм.

Расчет продольных ребер панели.

Нагрузки и усилия.

• Расчетные нагрузки на 1 пог. метр панели
• а) для по несущей способности
• б) для расчета по трещиностойкости и деформациям
• длительно действующая (постоянная + временная длительная)
• кратковременная
• полная
• Изгибающий момент
• от нагрузки q
• от нагрузки
• от нагрузки
• Поперечные силы
• от нагрузки q
• от нагрузки
• от нагрузки
• Расчет панели по несущей способности
• Размеры приведенного поперечного сечения панели, принятые к расчету, показаны на рис. 1.2.1, б.

Проверка прочности продольных ребер по наклонной полосе между наклонными трещинами Расчет выполняем по I, формула (72) без учета поперечной арматуры

Класс бетона В15.

Размеры сечения продольных ребер достаточны.

Расчет прочности по нормальным сечениям Расчетная ширина полки продольных ребер

Полагая определим По 3, табл. 20

Определим Следовательно, граница сжатой зоны бетона проходит в полке. Сечение рассчитываем как прямоугольное с шириной, равной

Требуемая площадь сечения арматуры класса АIII (R_s = 365 МПа) Принимаем 4 12 АIII с A_s = 4,52 см² > 4,22 см².

Расчет прочности по наклонным сечениям Определим требуемую интенсивность хомутов тогда Принимаем

следовательно, поперечная арматура по расчету не требуется и устанавливается конструктивно. Поперечные стержни конструктивного каркаса принимаем 3 ВрI, продольные, длиной ј пролета панели 2 6 АI, с А_с=0,57 см². Шаг поперечных стержней на приопорных участках принимаем S = 100 мм. В средней части пролета Принимаем S = 200 мм.

Корректировка диаметра поперечной арматуры не требуется Расчет панели на монтажные усилия Распределенная нагрузка от собственного веса панели на 1 пог. м где нормативная нагрузка 1 м² панели b_н номинальная ширина панели k_д коэффициент динамичности 1, п. 1.13.

Величина опорного момента Требуемая площадь продольной арматуры (класса АI) в верхней зоне панели при Принимаем 2 10 АI с

Характер работы панели при монтаже показан на рис. 2.3.2.

Расчет панели на монтажные усилия Собственный вес панели равен

• Нормативное усилие на одну петлю (при передаче усилия от веса панели на три петли)
• Рис. 1.3.2
• При Р_н = 0,9 тс и арматуре класса АI принимаем диаметр петли d = 12 мм.
• Расчет по предельным состояниям второй группы
• Определение геометрических характеристик приведенного сечения
• Определение геометрических характеристик приведенного сечения панели при
• Площадь сечения:
• Статический момент сечения относительно нижней грани ребер
• Расстояние от центра тяжести сечения до нижней грани ребер
• Момент инерции сечения относительно его центра тяжести
• Момент сопротивления для крайнего растянутого волокна
• Расстояние от центра тяжести сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны
• Упругопластический момент сопротивления для крайнего растянутого волокна
• Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси элемента
• Момент от усилия Р, вызванного усадкой бетона
• где
• Момент образования трещин
• Следовательно, трещины образуются. Необходим расчет по раскрытию трещин.
• Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси элемента. Предварительно вычислим
• Напряжения в растянутой арматуре от полной нагрузки
• Напряжение в растянутой арматуре от постоянной и длительной нагрузки
• Ширина продолжительного раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузки при
• Ширина непродолжительного раскрытия трещин
• Расчет по деформациям
• Кривизна изгибаемого элемента с трещинами в растянутой зоне определяется с использованием [1, формула (160)]. Кривизна от непродолжительного действия полной нагрузки
• коэффициент _m
• коэффициент _s
• Кривизна от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузки
• коэффициент _m
• коэффициент _s
• Кривизна от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузки
• коэффициент _m
• коэффициент _s
• Полная кривизна составляет [1, формула (170)]
• Величина прогиба для свободно опертой панели [3, формула (311)]
• В соответствии с [3, табл. 2]

2. Проектирование неразрезного железобетонного ригеля

2.1 Определение расчетной нагрузки на 1 м длины ригеля

Постоянная

от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания

от веса ригеля с учетом коэффициента надежности

Итого

Временная с учетом коэффициента надежности по назначению здания

Полная нагрузка

2.2 Выбор расчетной схемы неразрезного железобетонного ригеля

Основная задача расчета любой конструкции обеспечение прочности и эксплуатационных свойств при минимально возможных ее размерах. Поэтому расчетная схема должна быть максимально приближена к действительной работе конструкции.

Многоэтажные многопролетные рамы имеют, как правило, регулярную геометрическую схему и однообразную нагрузку по этажам.

При действии вертикальной нагрузки допускается расчленять многоэтажную раму на ряд одноэтажных рам [4, стр. 512] с высотой колонн, равной половине высоты этажа в каждую сторону, за исключением первого этажа.

В принятых к расчету одноэтажных рамах работа неразрезного железобетонного ригеля (при действии вертикальной нагрузки) определяется, в основном, жесткостями ригелей и примыкающих к ним колонн. Поэтому выбор расчетной схемы неразрезного ригеля зависит от отношения погонных жесткостей ригеля и колонны [4, стр. 722 723]

где соответственно жесткость ригеля и колонны

соответственно пролет ригеля и длина колонны (высота этажа)

где соответственно моменты инерции сечения ригеля и колонны (рис. 3.2.1).

E_b = 3010³ МПа начальный модуль упругости бетона [1, табл. 18].

Следовательно

для ригелей средних этажей k = 1,66, по [6, табл. 1] расчетная схема неразрезного ригеля 2 (а), при n = 3.

2.3 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля

Опорные моменты для ригелей, жестко соединенных с колоннами на средних и крайних опорах, вычисляются по формуле

где коэффициенты зависят от схем загружения ригеля и коэффициента k отношения погонных жесткостей ригеля и колонны.

Вычисление опорных моментов ригеля от постоянной нагрузки и различных схем загружения временной нагрузкой приведено в табл. 3.3.1.

Таблица 3.3.1

Опорные моменты ригеля при различных схемах загружения

2.4 Пролетные моменты ригеля

1. В крайнем пролете, схема загружения 1+2, опорные моменты

М₁₂ = 181,08 кНм, М₂₁ = 219 кНм Нагрузка

Максимальный пролетный момент

2. В крайнем пролете, схема загружения 1+3, опорные моменты

М₁₂ = 97,386 кНм, М₂₁ = 149,966 кНм Нагрузка

Максимальный пролетный момент

3. В крайнем пролете, схема загружения 1+4, опорные моменты

М₁₂ = 167,935 кНм, М₂₁ = 259,589 кНм Нагрузка

Максимальный пролетный момент

4. В среднем пролете, схема загружения 1+2, опорные моменты

М₂₃ = М₃₂ = 133,307 кНм Нагрузка

Максимальный пролетный момент

5. В среднем пролете, схема загружения 1+3, опорные моменты

М₂₃ = М₃₂ = 211,597 кНм Нагрузка

Максимальный пролетный момент

6. В среднем пролете, схема загружения 1+4, опорные моменты

М₂₃ = 248,671 кНм, М₃₂ = 198,944 кНм Нагрузка

Максимальный пролетный момент

2.5 Перераспределение изгибающих моментов

Максимальные величины изгибающих моментов до перераспределения составляют

в первом пролете

М₁₂= 181,073 кНм (схема 1+2) М₁= 139,26 кНм (схема 1+2)

М₂₁= 259,589 кНм (схема 1+4)

в среднем пролете

М₂₃= 248,671 кНм (схема 1+4) М₂= 127,703 кНм (схема 1+3)

М₃₂= 211,597 кНм (схема 1+3).

Максимальные величины изгибающих моментов после перераспределения

в первом пролете

М₁₂= 180,915 кНм (схема 1+2)

М₁= 138,518 кНм (схема 1+2, 1+4 после перераспределения)

М₂₁= 220,651 кНм (схема 1+4 после перераспределения)

в среднем пролете

М₂₃= 218,83кНм (1+4 после перераспределения)

М₂= 125,437 кНм (схема 1+3, 1+4 после перераспределения)

М₃₂= 198,944 кНм (схема 1+3).

Расчетная схема и эпюры моментов ригеля приведены на рис. 2.5.1.

2.6 Поперечные силы ригеля

1. В крайнем пролете, схема загружения 1+2, поперечные силы

2. В среднем пролете, схема загружения 1+2, поперечные силы

Рис. 2.5.1 Расчетная схема и эпюры моментов ригеля: а расчетная схема б эпюра моментов ригеля в выравнивающая эпюра моментов г эпюры моментов после перераспределения усилий

3. В крайнем пролете, схема загружения 1+3, поперечные силы

4. В среднем пролете, схема загружения 1+3, поперечные силы

5. В крайнем пролете, схема загружения 1+4, поперечные силы до перераспределения

6. В среднем пролете, схема загружения 1+4, поперечные силы до перераспределения

7. В крайнем пролете, схема загружения 1+4, поперечные силы после перераспределения

8. В среднем пролете, схема загружения 1+4, поперечные силы после перераспределения

2.7 Опорные моменты ригеля по грани колонны

Опорный момент ригеля по грани средней колонны слева :

по схеме загружения 1+2

по схеме загружения 1+3

по схеме загружения 1+4 после перераспределения моментов

Опорный момент ригеля по грани средней колонны справа :

по схеме загружения 1+2

по схеме загружения 1+3

по схеме загружения 1+4 после перераспределения моментов

Следовательно, расчетный опорный момент ригеля по грани средней опоры равен .

Опорный момент ригеля по грани крайней колонны :

по схеме загружения 1+2

по схеме загружения 1+3

по схеме загружения 1+4 после перераспределения моментов

Следовательно, расчетный опорный момент ригеля по грани крайней опоры равен .

2.8 Расчет прочности ригеля по сечению, нормальному к продольной оси

Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон тяжелый класса В20, расчетные сопротивления при сжатии R_b = 11,5 МПа, при растяжении R_bt = 0,9 МПа коэффициент условий работы бетона = 0,90 модуль упругости E_b = 27 000 МПа.

Арматура продольная рабочая класса А-III, расчетное сопротивление R_s = 365 МПа, модуль упругости E_s = 200 000 МПа.

Определение высоты сечения ригеля

Высоту сечения подбираем по опорному моменту при поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира.

Вычисляем

Проверка принятого сечения по пролетному моменту в данном случае не производится, так как М = 138 < М_{(23), 1} = 160,1 кНм.

Подбор сечений арматуры в расчетных сечениях ригеля

Сечение на крайней опоре, М = 152,877 кНм, h_o = 48 см, вычисляем

Принято 225 с A_s =9,82 см².

Сечение в первом пролете, М = 139,26 кНм, h_o = 48 см, вычисляем

Принято 418 с A_s = 10,18 см².

Сечение в среднем пролете, М = 125,437 кНм, h_o = 48 см, вычисляем

Принято 418 с A_s = 10,18 см².

Сечение на средней опоре, М = 184,652 кНм, h_o = 46 см, вычисляем

Принято 228 с A_s = 12,32 см².

Принято 420 с A_s = 12,56 см².

2.9 Расчет прочности ригеля по сечению, наклонному к продольной оси

На крайней опоре поперечная сила Q_max = 241,475 кН.

Поперечная арматура устанавливается на приопорных участках с шагом S_к = 200 мм максимальный шаг поперечной арматуры на приопорных участках определяется по формуле

Принимаем шаг поперечной арматуры на приопорных участках S = 150 мм, на остальной части пролета устанавливается поперечная арматура с шагом S₁ = 300 мм.

Принимаем поперечную арматуру класса А-III, R_sw = 175 МПа, требуемая площадь поперечной арматуры вычисляется по формуле

Принято 25 с A_sw = 39,3 мм².

2.10 Конструирование арматуры ригеля

Стык ригеля с колонной выполняется на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель армируется двумя сварными каркасами, часть продольных стержней каркасов обрывается в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре арматуры. Обрываемые стержни заводятся за место теоретического обрыва на длину заделки W. Армирование ригеля показано на рис. 2.10.1.

Рис. 2.10.1 Армирование ригеля

Сечение на крайней опоре. Арматура 225 А-III с A_s = 9,82 см²

Сечение на средней опоре слева. Арматура 228 А-III с A_s = 12,32 см²

В месте теоретического обрыва арматура 214 А-III с А_s = 6,16 см²

Сечение в первом пролете. Арматура 418 А-III с A_s = 10,18 см²

В месте теоретического обрыва арматура 222 А-III с А_s = 7,6 см²

3. Проектирование колонны

3.1 Определение усилий в средней колонне

панель ригель колонна фундамент перекрытие

Определение продольных сил от расчетных нагрузок

Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн

Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента надежности по назначению здания

от ригеля от стойки (сечением 0,30,3 l = 4,2 м;

Итого G = 223,38 кН.

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом

в том числе длительная

Кратковременная

Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит составит от ригеля 11,25 кН, от стойки 8,98 кН. Итого G = 191,23 кН.

Временная нагрузка снег для IV снегового района при коэффициентах надежности по нагрузке и по назначению здания в том числе длительная кратковременная Q = 23,94 кН.

Продольная сила колонны первого этажа рамы от длительной нагрузки

N = 191,23 + 23,94 + (223,38+ 155,952) 3 = 1353,166 кН.

Продольная сила колонны первого этажа рамы от полной нагрузки

N = 1353,166 + 23,94 + 82,083 = 1623,346 кН.

Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок

Вычислим опорные моменты ригеля перекрытия 1-го этажа 2-го этажа рамы.

Вычисляем максимальный момент колонн при загружении 1+2 (без перераспределения моментов). При действии длительных нагрузок

При действии полной нагрузки

Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы

при длительных нагрузках

при полной нагрузке

Изгибающий момент колонны 1-го этажа

от длительных нагрузок

от полной нагрузки

Изгибающий момент колонны 2-го этажа

от длительных нагрузок

от полной нагрузки

Вычислим изгибающие моменты колонны, соответствующие максимальным продольным силам воспользуемся для этой цели загружением пролетов ригеля по схеме 1.

От длительных нагрузок

изгибающий момент колонны 1-го этажа

изгибающий момент колонны 2-го этажа

От полной нагрузки

изгибающий момент колонны 1-го этажа

изгибающий момент колонны 2-го этажа

3.2 Расчет прочности средней колонны

Характеристики прочности бетона и арматуры

Класс тяжелого бетона В20 и класс арматуры А-III принимаются такие же, как и для ригеля.

Колонна 1-го этажа

Две комбинации расчетных усилий

1. maxN = 1623,346 кН, в том числе от отдельных нагрузок N_l = 1353,166 кН и соответствующий момент М = 6,28 кНм, в том числе от длительных нагрузок М_l = 6,52 кНм.

2. maxM = 31,64 кНм, в том числе М_l = 21,8 кНм и соответствующее загружению 1+2 значение N = 1623,346 205,2/2 = 1520,75 кН, в том числе N_l = 1353,166 155,952/2 = 1275,19 кН.

Подбор сечений симметричной арматуры выполняют по двум комбинациям усилий и принимают большую площадь сечения. Анализом усилий часто можно установить одну расчетную комбинацию и по ней выполнять подбор сечений арматуры. Ограничимся здесь расчетом по второй комбинации усилий.

Рабочая высота сечения ширина b = 30 см.

Эксцентриситет силы

Случайный эксцентриситет

или

но не менее 1 см.

Найдем значение моментов в сечении относительно оси, проходящей через цент тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры. При длительной нагрузке

при полной нагрузке

Отношение

следует учитывать влияние прогиба колонны,

где радиус ядра сечения.

Выражение для критической продольной силы при прямоугольном сечении с симметричным армированием (без предварительного напряжения) с учетом того, что

принимает вид

Для бетона

Значение

принимаем Отношение модулей упругости

Задаемся коэффициентом армирования и вычисляем критическую силу по формуле

Вычисляем коэффициент по формуле

Значение

Определяем граничную высоту сжатой зоны по формуле

Вычисляем по формулам

Определяем площадь арматуры по формуле

Принято 228 А-III с A_s = 12,32 см² .

Консоль колонны для опирания ригеля

Опорное давление ригеля Q = 241,475 кН бетон класса В20, R_b = 11,5 МПа, R_bt = 0,9 МПа арматура класса А-III, R_s = 365 МПа, R_sw = 290 МПа.

Принимаем длину опорной площадки l = 14 см при ширине ригеля b_bm = 15 см и проверяем условие согласно формуле

Вылет консоли с учетом зазора с = 5 см составит при этом, согласно формуле, расстояние

Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной при угле наклона сжатой грани высота консоли у свободного края при этом Рабочая высота сечения консоли Поскольку консоль короткая.

Проверяем высоту сечения короткой консоли в опорном сечении по условию

условие выполняется.

Изгибающий момент консоли у грани колонны по формуле

Площадь сечения продольной арматуры консоли подбираем по изгибающему моменту у грани консоли, увеличенному на 25%, по формуле, принимаем

принято 214 А-III с A_s = 3,08 см².

Короткие консоли высотой сечения армируются горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями.

Суммарное сечение отгибов, пересекающих верхнюю половину отрезка l_w,

A_i = 0,002 b h_o = 0,002 30 42 = 2,52 см²,

принимаем 216 А-III с A_i = 4,02 см².

Условие соблюдается. Длина отгибов Условие d_i = также соблюдается.

Горизонтальные хомуты принимаем 6 А-I. Шаг хомутов принято

Расчет стыка ригель — колонна.

• Принимаем 222 А-III с A_s = 7,6 см².
• При t=10мм.

3.3 Конструирование арматуры колонны

Колонна армируется пространственными каркасами, образованными из плоских сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры 28 мм на первом и втором этажах здания равен 6 мм принимаем 6 А-III с шагом s = = 400 мм, по размеру стороны сечения колонны b = 300 мм, что менее 20d=2028=560 мм. Колонна пятиэтажной рамы членится на пять элементов длиной в этаж каждый. Стык колонн выполняется на ванной сварке выпусков стержней с обетонировкой, концы колонн усиливаются поперечными сетками. Армирование колонны изображено на рис. 4.4.1. Элементы сборной колонны должны быть проверены на усилия, возникающие на монтаже от собственного веса с учетом коэффициента динамичности и по сечению в стыке.

3.4 Фундамент колонны

Сечение колонны 3030 см. Усилия колонны у заделки в фундаменте

1) N = 1623,346 кН,

эксцентриситет

2) N = 1520,75 кН,

эксцентриситет

Ввиду относительно малых значений эксцентриситета фундамент колонны рассчитывается как центрально загруженный. Расчетное усилие N = 2546,17 кН усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке нормативное усилие = 1411,6

Грунты основания пески пылеватые средней плотности, маловлажные, условное расчетное сопротивления грунта R_o = 0,2МПа бетон тяжелый класса В12,5 R_bt = 0,66 МПа арматура класса А-II R_s = 280 МПа. Вес единицы бетона фундамента и грунта на его обрезах

Высота фундамента предварительно принимается равной H = 90 см глубина заложения фундамента H₁ = 105 см.

Площадь подошвы фундамента определяем предварительно по формуле без поправок R_o на ее ширину и заложение

Размер стороны квадратной подошвы Давление на грунт от расчетной нагрузки

Рабочая высота фундамента из условия продавливания по формуле

Полная высота фундамента устанавливается из условий

1) продавливания H = 56+ 4 = 60 м

2) заделки колонны в фундаменте

3) анкеровки сжатой арматуры колонны 28-III в бетоне колонны класса В20

H = 24 d + 25 = 24 2,8+25= 92,2 см

Принимаем окончательно фундамент высотой H = 90 см, h_o = 86 см трехступенчатый. Толщина дна стакана 20 + 5 = 25 см.

Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающемся в сечении III-III. Для единицы ширины этого сечения (b = = 100 см)

условие прочности удовлетворяется.

Расчетные изгибающие моменты в сечениях I-I и II-II по формулам

Площадь сечения арматуры

Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 1414 A-II с A_s = 21,55 см². Проценты армирования расчетных сечений

что больше

4. Расчет монолитного перекрытия

4.1 Конструктивная схема монолитного перекрытия

Монолитное ребристое перекрытие компонуется с поперечными главными балками и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещаются по осям колонн и в третях пролета главной балки. Предварительно задаемся размером сечения балок главная балка b = 25 см второстепенная балка b = 20 см.

4.2 Многопролетная плита монолитного перекрытия

Расчетный пролет и нагрузки

Расчетный пролет плиты равен расстоянию в свету между гранями ребер l_o=2 0,2 = 1,8 м, в продольном направлении l_o = 6 0,25 = 5,75 м. Отношение пролетов плиту рассчитываем, как работающую по короткому направлению. Принимаем толщину плиты 6 см.

Подсчет нагрузок на 1 м² перекрытия приведен в табл. 4.2.1.

Таблица 4.2.1

Нагрузка на 1 м² перекрытия

Полная расчетная нагрузка

Для расчета многопролетной плиты выделяем полосу шириной 1 м, при этом расчетная нагрузка на 1 м длины плиты 9430 Н/м². С учетом коэффициента надежности по назначению здания нагрузка на 1 м будет 9430 0,95 = 8958 Н/м.

Изгибающие моменты

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

Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон тяжелый класса В15, R_b = 8.5 МПа, R_bt = 0,75 МПа, Арматура проволока класса Вр-I диаметром 5 мм в сварной рулонной сетке, R_s = 365 МПа.

Подбор сечения продольной арматуры

В средних пролетах и на средних опорах

принимаем 104 Вр-I с A_s = 1,26 см² и соответствующую рулонную сетку марки

В первом пролете и на первой промежуточной опоре

Принимаем две сетки основную 155 Вр-I с A_s = 2,75 см² и соответствующую рулонную сетку марки и соответствующую рулонную сетку марки с общим числом 155 Вр-I с A_s = 2,75 см².

4.3 Многопролетная второстепенная балка

Расчетный пролет и нагрузки

Расчетный пролет равен расстоянию в свету между главными балками

l_o = 6 0,25 = 5,75 м.

Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки

Расчетные усилия

Изгибающие моменты определяем как многопролетной балки с учетом перераспределения усилий. В первом пролете

На первой промежуточной опоре

В средних пролетах и на средних опорах

моменты в средних пролетах определяются по огибающей эпюре моментов они зависят от отношения временной нагрузки к постоянной В расчетном сечении в месте обрыва надопорной арматуры отрицательный момент при можно принять равным 40% момента на первой промежуточной опоре. тогда отрицательный момент в среднем пролете М = 0,4 37,59 = 15,04 кНм. Поперечные силы на крайней опоре

на первой промежуточной опоре слева

на первой промежуточной опоре справа

прочности бетона и арматуры

Бетон, как для плиты класса В15. Арматура продольная класса А-III с R_s = 365 МПа, поперечная класса Вр-I, R_sw = 260 МПа.

Определения высоты сечения балки

Высоту сечения подбираем по опорному моменту при поскольку на опоре момент определяем с учетом образования пластического шарнира. При А_о= 0,289. На опоре момент отрицательный полка ребра в растянутой зоне. Сечение работает как прямоугольное с шириной ребра b = 20 см. Вычисляем

принимаем h = 35 см, b = 20 см,

тогда

В пролете сечение тавровое полка в сжатой зоне. Расчетная ширина полки при равна

Расчет прочности по сечениям, нормальным к продольной оси

Сечение в первом пролете, М = 63,89 кНм.

нейтральная ось проходит в сжатой полке

принято 218 A-III с A_s = 5,09 см².

Сечение в среднем пролете, М = 37,56 кН.

принято 216 A-III с A_s = 4,02 см².

На отрицательный момент М = 15,04 кНм сечение работает как прямоугольное.

принято 210 A-III с A_s = 1,57 см².

Сечение на первой промежуточной опоре, М = 62,76 кНм.

принято 225 A-III с A_s = 9,82 см² две гнутые сетки по 225 А-III в каждой.

Сечение на средних опорах, М = 37,59 кНм.

принято 216 A-III с A_s = 4,02 см².

Расчет прочности второстепенной балки по сечениям, наклонным к продольной оси

На первой промежуточной опоре слева Q_max = 62,76 кН.

Поперечная арматура устанавливается на при опорных участках с шагом S_к = 150 мм максимальный шаг поперечной арматуры на при опорных участках определяется по формуле

Принимаем шаг поперечной арматуры напри опорных участках S = 150 мм, на остальной части пролета устанавливается поперечная арматура с шагом S₁ = ¾ h = 220 мм. Принимаем поперечную арматуру класса А-I, R_sw = 175 МПа, E_s = 210 000 МПа, требуемая площадь поперечной арматуры вычисляется по формуле

Принято 26 с A_sw = 57 мм².

Условие Q_max = 49,5 кН < Q_сеч = 131,91 кН удовлетворяется.

СНиП 2.03.01−84*. Строительные нормы и правила. Бетонные и железобетонные конструкции. М. Госстрой СССР, 1989. 78 с.

СНиП 2.01.07−85. Строительные нормы и правила. Нагрузки и воздействия. М. Госстрой СССР, 1987. 36 с.

Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01−84).

Байков В.Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. М. Стройиздат, 1985. 728 с.

Методические указания к выполнению курсового проекта № 1. «Расчет ребристых железобетонных панелей перекрытий», составил Яковлев С. К., Новокузнецк, 1995.

Методические указания «Проектирование неразрезного железобетонного ригеля», составил Яковлев С. К., Новокузнецк, 1989.