Главная Коллекция "Revolution" Строительство и архитектура Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия и проектирование пустотной панели. Расчетный пролет, нагрузки и усилия в плите. Характеристики прочности бетона и арматуры. Расчет по образованию трещин к продольной оси. Проектирование ригеля.

Рубрика Строительство и архитектура
Вид курсовая работа
Язык русский
Дата добавления 09.05.2014
Размер файла 950,1 K
рефераты на заказ со скидкой

Отправить свою хорошую работу в базу знаний просто. Используйте форму, расположенную ниже

Студенты, аспиранты, молодые ученые, использующие базу знаний в своей учебе и работе, будут вам очень благодарны.

Страница:

Размещено на http://www.allbest.ru/

4

Федеральное государственное бюджетное образовательное

учреждение высшего профессионального образования

"Тольяттинский государственный университет"

Инженерно-строительный институт

Кафедра "Городское строительство и хозяйство"

Расчетно-пояснительная записка

к курсовому проекту

По дисциплине "Железобетонные конструкции"

Тема "Проектирование железобетонных конструкций

многоэтажного производственного здания"

Руководитель работы: Калсанова О.В.

Исполнитель: Сидоров Д.В.

Тольятти, 2014 г.

Оглавление

1. Общие данные для проектирования

2. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

3. Проектирование пустотной панели перекрытия

3.1 Конструкция типовой пустотной панели

3.2 Расчетный пролет, нагрузки и усилия в плите

3.3 Характеристики прочности бетона и арматуры

3.4 Расчет пустотной панели по первой группе предельных состояний

3.5 Расчет пустотной панели по второй группе предельных состояний. Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси

4. Проектирование ригеля

4.1 Расчетная схема и нагрузки

4.2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля

4.3 Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

4.4 Расчет порочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

4.5 Конструирование арматуры крайнего ригеля

4.6 Конструирование арматуры среднего ригеля

5. Проектирование ребристого монолитного перекрытия с балочными плитами

5.1 Компоновка конструктивной схемы ребристого монолитного перекрытия с балочными плитами

5.2 Расчет монолитной плиты перекрытия

5.3 Расчет плиты по первой группе предельных состояний

5.4 Расчет второстепенной неразрезной балки

Список используемой литературы

1. Общие данные для проектирования

Основным элементом каркаса является поперечная рама с жёсткими узлами. Исходные данные для проектирования:

- Пролёт рамы - l1 = 6,15 м;

- Высота этажа - hэт = 5,8 м;

- Величина временной нагрузки - х = 6 кПа;

- Величина кратковременной нагрузки - хsh = 3 кПа;

- Класс арматуры для ненапряжённых конструкций - А-III;

- Класс бетона для преднапряжённых конструкций - В 25;

- Шаг рам - l2 = 6,0 м;

- Количество этажей - nэт = 3;

- Класс напрягаемой арматуры - А-IV;

- Класс бетона - В 30;

- Название и несущая способность грунта - песок крупный, R0 = 0,4МПа;

- Место строительства - г. Новосибирск.

Пространственная жёсткость здания обеспечивается жёсткими в своей плоскости дисками перекрытий, которые объединяют все вертикальные несущие конструкции и вертикальные связи в пространственную систему.

Восприятие поперечной ветровой нагрузки осуществляется поперечными рамами и поперечными торцевыми стенами, и здание в этом направлении работает по рамно-связевой схеме. Но т. к. жёсткость поперечных стен, выполняющих роль поперечных диафрагм, на несколько порядков выше жёсткости каркаса, то практически вся ветровая нагрузка воспринимается ими, а поперечные рамы работают только на вертикальную нагрузку. панель ригель арматура бетон

2. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

Основной несущий элемент - поперечная рама, которая воспринимает все вертикальные нагрузки с грузовой площади, равной шагу колонн умноженному на ширину здания. Сечение колонн - 400 х 400 мм, ригелей - 300 х 800 мм. Ветровая нагрузка воспринимаются продольными и поперечными стенами, поэтому рама считается только на вертикальные нагрузки.

Плиты перекрытий предварительно напряженные многопустотные. Их принимают номинальной шириной равной

;

связевые плиты размещают по рядам колонн; доборные пристенные плиты опирают на ригели и наружные стены.

Ригели поперечных рам - трехпролетные, на средних опорах жестко соединены с колоннами, с крайними опорами соединены шарнирно.

3. Проектирование пустотной панели перекрытия

3.1 Конструкция типовой пустотной панели

Конструктивные параметры поперечного сечения пустотной плиты:

- высота сечения 220 мм;

- конструктивная ширина 1540 мм;

- рабочая высота сечения:

- ширина нижней полки bf =1540 мм

- ширина верхней полки

мм

В расчетах по предельным состояниям первой группы сечение панели приводится к двутавровому с параметрами (рис. 3.1):

Рис. 3.1 Расчетное сечение пустотной панели - толщина полок

мм.

- ширина ребра

мм

Отношение >0,1, в расчет вводится вся ширина верхней полки мм.

3.2 Расчетный пролет, нагрузки и усилия в плите

Подсчет нагрузок на 1 м 2 перекрытия приведен в табл. 3.1

Расчетная нагрузка на 1 п. м. плиты при ее номинальной ширине 1,5 м с учетом коэффициента надежности по ответственности здания гп=1,0:

- полная расчетная q =13,755·1,55·1,0 = 21,32 кН/м;

- полная нормативная qn= 11,55·1,55·1,0 = 17,9 кН/м;

- постоянная и временная длительная нормативные нагрузки

ql =8,55·1,55·1,0=13,25 кН/м;

Таблица 3.1 - Нормативные и расчетные нагрузки на 1м 2 перекрытия.

№

Вид нагрузки

Норматив-ные нагрузки кН/м 2

Коэффи-циент надёжности по нагрузке

Расчетные нагрузки кН/м 2

Постоянные

1

Собственный вес плиты с заливкой швов

3,3

1,1

3,63

2

Конструкция пола:

керамическая плитка на цементно-песчаном растворе д=20мм

18Ч0,02Ч1=0,36

0,36

1,3

0,468

армированная цементно-песчаная стяжка д = 35мм

20Ч0,035Ч1= 0,70

0,70

1,3

0,91

песчаная засыпка д=70 мм

17Ч0,07Ч1=1,19

1,19

1,3

1,547

Итого постоянная

5,55

6,555

3

Временная

6

1,2

7,2

4

в том числе кратковременная

3

1,2

3,6

Полная

11,55

13,755

в том числе постоянная и временная длительная нагрузки

8,55

10,155

Усилия от расчетных и нормативных нагрузок.

Расчетный пролет плиты при ее конструктивной длине 5,98 м

м.

Плита рассчитывается как однопролетная шарнирно-опертая балка, загруженная равномерно-распределенной нагрузкой.

Усилия от полной расчетной нагрузки:

- максимальный изгибающий момент в середине пролета

кН·м

-максимальная поперечная сила на опорах

кН

Усилия от нормативной нагрузки:

-полной

кН·м

-постоянной и временной длительной

кН·м

3.3 Характеристики прочности бетона и арматуры

Многопустотная предварительно ненапряженная плита армирована стержневой арматурой класса А 600 с механическим натяжением на борта формы. Нормативное сопротивление арматуры Rsn = 600 МПа, расчетное сопротивление Rs=520 МПа; модуль упругости Es = 200000 МПа. Поперечная арматура класса В 500 с расчетным сопротивлением Rsw = 300 МПа. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении. Величина предварительного напряжения арматуры принята равной уsp=0,7Rsn =0,7·600=420 МПа.

Бетон тяжелый класса В 25, соответствующий классу напрягаемой арматуры. Расчетные сопротивления бетона для расчета по первой группе предельных состояний: Rb=14,5МПа; Rbt=1,05 МПа. Расчетные сопротивления бетона для расчета по второй группе предельных состояний: Rb,ser = 18,5 МПа; Rbt,ser=1,55 МПа. Начальный модуль упругости бетона Еb=30000 МПа (прил. 1, 2, 3).

3.4 Расчет пустотной панели по первой группе предельных состояний

Расчет прочности плиты по нормальному сечению. Расчетный изгибающий момент М = 90,89 кН·м. Сечение двутавровое с полкой в сжатой зоне. Предполагаем, что нижняя граница сжатой зоны бетона проходит в верхней полке, и сечение рассчитываем как прямоугольное с шириной равной ширине верхней полки.

Вычисляем коэффициент бm

Относительная высота сжатой зоны бетона

Высота сжатой зоны бетона

Так как x < h'f, то нейтральная ось проходит в полке.

Граничная высота сжатой зоны бетона

Так как о<оR установка арматуры в сжатой зоне не требуется.

Площадь продольной рабочей арматуры равна

где гs =1,1, так как

Принимаем арматуру 812 мм с Аs=905 мм 2.

Геометрические характеристики приведенного сечения.

Коэффициент приведения

Площадь бетонного сечения. Для этого сечение разбиваем на три участка - ребро и свесы (рис. 3.2).

Рис. 3.2 Схема сечения для определения геометрических характеристик приведенного сечения

Площадь приведенного сечения

Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани.

где Аi - площадь i-го участка сечения, yi - расстояние от нижней грани до центра тяжести i-го участка сечения.

Расстояние от нижней грани до центра приведенного сечения

Момент инерции приведенного сечения

где Ii - собственный момент инерции i-го участка сечения.

Потери предварительного напряжения в арматуре. Первые потери предварительного напряжения:

- потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения

.

- потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами.

- потери от деформации формы Дуsp3 и анкеров Дуsp4 при электротермическом натяжении арматуры равны нулю.

Усилия обжатия с учетом первых потерь:

В связи с отсутствием напрягаемой арматуры в сжатой зоне бетона (Aґsp= 0) эксцентриситет будет равен

.

Максимальное сжимающее напряжение бетона уbp при обжатии с учетом первых потерь от силы Р(1):

Условие уbp ? 0,9Rbp = 0,9·17,5=15,75 МПа выполняется, где Rbp = 0,7В = 0,7·25 = 17,5 МПа.

Вторые потери предварительного напряжения:

Потери от усадки:

Потери от ползучести:

цb,cr - коэффициент ползучести бетона

б = Es/Eb;

уbp - напряжение в бетоне на уровне напрягаемой арматуры с учетом собственного веса плиты

Напряжение в бетоне на уровне напрягаемой арматуры с учетом собственного веса плиты

Здесь Mg - момент от собственного веса плиты, установленной на деревянные прокладки.

qw = 3,3·1,525·1,1=5,54 кН/м - погонная нагрузка от собственного веса плиты. - расстояние между деревянными опорными прокладками.

Сумма вторых потерь

.

Сумма 1-х и 2-х потерь

.

Предварительные напряжения с учетом всех потерь

.

Усилия предварительного обжатия бетона с учетом всех потерь:

Расчет прочности пустотной плиты по сечению, наклонному к продольной оси. Расчёт пустотной плиты по бетонной полосе между трещинами. Прочность бетонной полосы между наклонными трещинами определяют из условия

>Q=58,2 кН,

поперечная сила в нормальном сечении принимаем на расстоянии от опоры не менее h0.

Прочность бетонной полосы обеспечена.

В продольных ребрах между пустотами устанавливаем четыре каркаса с поперечной арматурой класса В 500. Принимаем диаметр поперечных стержней 4 мм с общей площадью Asw= 50,2 мм 2. Максимальный шаг поперечной арматуры по конструктивным требованиям мм. Принимаем шаг поперечных стержней мм.

Расчет пустотной панели по наклонным сечениям.

Прочность по наклонным сечениям проверяем из условия

,

где Q - поперечная сила в конце наклонного сечения; Qb - поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении; Qsw - поперечная сила воспринимаемая поперечной арматурой в наклонном сечении.

Усилие в хомутах на единицу длины элемента

Н/мм (кН/м)

Определяем коэффициент цn - учитывающий влияние усилия предварительного обжатия на несущую способность наклонного сечения

,

где мм 2.

Хомуты учитываются в расчете, если соблюдается условие

Н/мм

Условие выполняется.

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном наклонного сечения

где

Н·мм

мм

Если нагрузка включает эквивалентную временную нагрузку, то ее расчётное значение равно

кН/м,

где

кН/м.Проверяем условие

мм,

условие выполняется, с не пересчитывается.

По конструктивным требованиям мм.

Н = 53,303 кН, при этом Qb не более

Н = 205,485 кН и не менее

Н =53,303 кН

Условия выполняются.

Определяем усилие

Н =47,68 кН,

где с 0 =2h0 = 2·190=380 мм - длина проекции наклонного сечения.

Поперечная сила в конце наклонного сечения

кН

Условие

.

Максимально допустимый шаг хомутов, учитываемых в расчете

мм.

Принятый шаг хомутов удовлетворяет требованиям максимально допустимого шага.

Каркасы с принятым шагом хомутов sw устанавливаются на приопорном участке панели длиной l1, где перечная сила воспринимается бетоном и поперечной арматурой ребра. В середине ребра, где поперечная сила воспринимается бетоном, поперечную арматуру не устанавливают

м.

3.5 Расчет пустотной панели по второй группе предельных состояний. Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси

Расчет по образованию трещин выполняют на усилия при значении коэффициента надежности по нагрузке ; . Расчет по раскрытию трещин не производится, если соблюдается условие .

Для предварительно напряженных элементов в стадии эксплуатации момент образования трещин предварительно напряженных изгибаемых элементов в стадии эксплуатации определяют по формуле

Mcrc = гWredRbt,ser + P(e0p + r)

г = 1,25 - коэффициент, учитывающий неупругие деформации бетона (прил. 11).

Т.к. - трещины в растянутой зоне образуются. Следовательно, необходим расчет по раскрытию трещин.

Определение ширины раскрытия трещин, нормальных к продольной оси.

Определим приращение напряжения напрягаемой арматуры от действия постоянных и длительных нагрузок уs = уsl т.е. принимая М = Ml = 56,49 кНм. Поскольку напрягаемая арматура в верхней зоне плиты отсутствует

esp = 0, Ms = Мl = 56,49 кН·м и тогда

Рабочая высота сечения равна ho = 190 мм,

Сечение плиты представляем в виде двутаврового сечения, заменив пустоты прямоугольниками, эквивалентными по площади и моменту инерции. Ширина и высота такого прямоугольника соответственно равны:

А = 0,907D = 0,907·159 = 144,2 мм; В = 0,866D = 0,866·159 = 138 мм.

Тогда имеем:

bf = b'f = 1525 мм; b = (1525 - 7·144,2) = 515,6 мм;

hf = h'f = (220-138)/2 = 41мм.

Принимая A'sp = A's = 0,0, имеем

Коэффициент приведения равен as1 = 300/Rb,ser = 300/18,5 = 16,21, тогда

При , цf = 0,422 и мas1 = 0,1497 находим ж = 0,8175, тогда плечо внутренней пары сил z = ж·hо= 0,8175·190 = 155,33 мм.

Мпа

Аналогично определим значение уs,crc при действии момента M = Мcrc = 57,5 кН·м;

При , цf = 0,422 и мas1 = 0,1497 находим ж = 0,8157, тогда плечо внутренней пары сил z = ж·hо= 0,8157·190 = 154,98 мм.

Аналогично определим значение уs, при действии момента M = Мtot = 76,31 кН·м.

Поскольку согласно прил. 12 в данном случае при значении es/h0 =1,385 цf = 0,422 и мas1 = 0,1497 находим ж = 0,80024, тогда плечо внутренней пары сил z = ж ·h0 = 0,80024·190 = 152,046 мм.

При моменте от всех нагрузок М = Mtat = 76,31 кН·м значение уs равно

Проверим условие A > t, принимая t = 0,59,

Поскольку условие не выполняется, определяем непродолжительное раскрытие трещин по условию

acrc = acrc1 + acrc2 - acrc3,

Определяем коэффициент шs, принимая уs = 234,212 Мпа

Определим расстояния между трещинами ls .

Высота зоны растянутого бетона, определенная как для упругого материала, при Sred = 17533024,25 мм 3 равна

а с учетом неупругих деформаций растянутого бетона

yt = k·y0 = 0,95·49,86= 47,37 мм.

Поскольку yt < 2а = 2·30 = 60 мм, принимаем yt = 60 мм. Тогда площадь сечения растянутого бетона равна

Abt = byt +(bf - b)hf = 515,6· 60+(1525- 515,6)41 = 72321,4 мм 2,

и расстояние между трещинами равно

Поскольку ls >400 мм и ls < 40d = 40·12 = 480 мм, принимаем ls = 400 мм.

Определяем acrc,1, принимая ц1 = 1,4, ц2 = 0,5

Определяем acrc,2, принимая ц1 = 1,0, ц2 =0,5

Определяем acrc,3, принимая ц1 = 1,0, ц2 =0,5

Непродолжительное раскрытие трещин

мм,

что меньше предельно допустимого значения 0,3 мм. Трещиностойкость ребристой плиты обеспечена.

Расчет прогиба плиты.

Определяем кривизну в середине пролета от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок, т.е. при М = Ml = 56,49 кН·м.

Для этих нагрузок имеем: , цf = 0,422,

При продолжительном действии нагрузки и нормальной влажности имеем:

Тогда

По прил. 13 при цf = 0,422, es/h0 = 1,026 и мбs2 = 0,403 находим

цc = 0,403. Тогда кривизна равна

Определим кривизну, обусловленную остаточным выгибом. При уsb = 87,04 МПа. уsb - численно равно сумме потерь напряжений от усадки и ползучести бетона

ед/мм

Полная кривизна в середине пролета от постоянных и длительных нагрузок равна

Прогиб плиты определяем, принимая S = 5/48 :

Согласно СП 20.13330.2011 "Нагрузки и воздействия" поз.2 при l = 5,84 м предельно допустимый из эстетических требований прогиб равен fult = 5840 / 200 = 29,2 мм, что превышает вычисленное значение прогиба. Жесткость плиты достаточная.

4. Проектирование ригеля

4.1 Расчетная схема и нагрузки

Поперечная многоэтажная рама имеет регулярную расчетную схему с равными пролетами ригелей и равными длинами стоек (высотами этажей), а также с одинаковой нагрузкой по ярусам. Сечения ригелей и стоек по этажам приняты постоянными. Нулевая точка моментов в колоннах расположена в середине высоты этажа. Это позволяет расчленить многоэтажную раму по нулевым моментным точкам на ряд одноэтажных рам с шарнирами по концам стоек.

Нагрузка на ригель от ребристых плит при опоре на ригель не менее чем в четырех точках, считается равномерно распределенной. Для получения максимальных моментов в расчетных сечениях ригеля его загружают раздельно постоянной и временной нагрузкой. Ширина грузовой полосы для расчета погонной нагрузки на ригель равна шагу поперечных рам 6,0 м.

Расчетная погонная нагрузка на ригель.

Предварительно задаемся размерами сечения ригеля мм. Нагрузки от перекрытия принимаем из гл. 2.

Постоянная нагрузка от собственного веса ригеля с учетом коэффициента надежности по нагрузке и перекрытия и коэффициента по ответственности здания

Временная нагрузка с учетом коэффициента по ответственности здания

Полная нагрузка

.

4.2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля

Жесткости колонны и ригеля при размерах сечения колонны 400Ч400 мм

м 4

м 4

При одинаковом классе бетона по прочности на сжатие коэффициент k равен

Табличные коэффициенты б и в зависят от схем загрузки ригеля и коэффициента k - отношения погонных жесткостей ригеля и колонны.

Расчетные пролеты ригеля равны расстоянию от оси колонны до оси колонны. Расчетный пролет крайнего ригеля при нулевой привязке крайних колонн

м

Расчетный пролет среднего ригеля равен 6,15 м.

Результаты вычисления изгибающих моментов представлены в табл. 4.1.

Таблица 4.1 Опорные моменты ригеля при различных схемах загрузки

№

Схема загружения

Опорные моменты, кН м

М 12

М 21

М 23

М 32

1

-0,035·45,93·5,952=-56,91

-0,098·45,93·5,952 =-159,35

-0,09·45,93·6,152 =-156,35

-0,090·45,93·6,152 =-156,35

2

-0,044·49,2·5,952 =-76,64

-0,063·49,2·5,952 =-109,73

-0,027·49,2·6,152 =-50,24

-0,027·49,2·6,152 =-50,24

3

0,009·49,2·5,952 =15,68

-0,035·49,2·5,952 =-60,96

-0,062·49,2·6,152 =-115,37

-0,062·49,2·6,152 =-115,37

-0,034·49,2·5,952 =-59,22

-0,114·49,2·5,952 =-198,57

-0,103·49,2·6.152 =-191,67

-0,047·49,2·6,152 =-87,46

5

Загружение 1+2

-133,55

-269,08

-206,59

-206,59

6

Загружение 1+3

-41,23

-217,31

-271,72

-271,72

7

Загружение 1+4

-116,13

-357,92

-348,02

-243,81

Пролетные моменты и поперечные силы в ригелях.

Для определения поперечных сил и изгибающих моментов в пролете из расчетной рамы вырезаем ригель и загружаем его соответствующей расчетному загружению погонной нагрузкой q или qg и сосредоточенными опорными моментами (рис. 4.1).

Рис. 4.1. Расчетная схема ригеля первого пролета

Схема загружения 1+2

- усилия в первом пролете (погонная нагрузка q):

поперечные силы:

кН;

кН.

изгибающий момент в пролете:

- усилия во втором пролете (погонная нагрузка qg):

поперечные силы

кН;

изгибающий момент в пролете

Схема загружения 1+3

- усилия в первом пролете (погонная нагрузка qg):

поперечные силы

кН;

кН.

изгибающий момент в пролете

- усилия во втором пролете (погонная нагрузка q):

поперечные силы

кН;

изгибающий момент в пролете

Схема загружения 1+4

- усилия в первом пролете (погонная нагрузка q):

поперечные силы

кН;

кН.

изгибающий момент в пролете

- усилия во втором пролете (погонная нагрузка q):

поперечные силы

кН;

кН;

изгибающий момент в пролете

Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле.

Практический расчет заключается в уменьшении примерно на 30% опорных моментов ригеля М 21 и М 23 по схеме загружения 1+4 как самого большого по абсолютной величине и находящегося в зоне стыка. При этом пластический шарнир образуется на опоре 2.

К эпюре изгибающих моментов загружения 1+4 добавляют выравнивающую эпюру моментов таким образом, чтобы после перераспределения уравнялись опорные моменты М 21 = М 23 и были обеспечены удобства армирования опорного узла (рис. 4.2).

Рис. 4.2 Эпюры изгибающих моментов: а - при упругой работе бетона от загружений 1+2, 1+3, 1+4; б - дополнительная выравнивающая эпюра моментов к загружению 1+4; в - эпюры моментов после перераспределения усилий (показаны эпюры только первого и второго пролетов)

Максимальные положительные значения ординат выравнивающей эпюры моментов на опоре 2:

слева кН·м;

справакН·м.

При этом максимальное значение момента на опоре 2 выровненной эпюры моментов загружения 1+4 по абсолютной величине не должно быть меньше аналогичного значения момента от загружения 1+2. На опоре 1 и 3 к эпюре 1+4 добавляем отрицательные значения моментов до уровня загружений 1+2 на опоре 1 и 1+3 на опоре 3:

кН·м.

кН·м.

Опорные моменты на эпюре выровненных моментов загружения 1+4 будут равны

М 12 = -116,13 - 17,42 = -133,55 кН·м;

М 21 = -357,92 + 86,2 = -271,72 кН·м;

М 23 = -348,02 + 76,3 = -271,72 кН·м;

М 32 = -243,81- 27,919 = -271,72 кН·м.

В пролетах после перераспределения изгибающие моменты загружения 1+4 увеличились, но они не превысили соответствующих моментов от загружений 1+2 и 1+3. Пролетные моменты на эпюре выровненных моментов 1+4 составили

Ml1 = 184,04+34,39 = 218,43кН·м;

Ml2 = 13,94+24,20 = 38,14 кН·м.

Таким образом, расчетными моментами в пролетах остаются: в первом пролете - Ml1 = 219,75 кН·м загружения 1+2; во втором пролете - Ml2 = 178,13 кН·м загружения 1+3 (рис. 4.2).

Опорные моменты ригеля на грани колонны.

Опорные моменты на грани колонны являются расчетными моментами для определения площади стыковой арматуры ригеля с колонной.

Опорный момент ригеля на грани крайней колонны M(12),1:

- по схеме загружения 1+2

кН·м;

- по схеме загружения 1+3

кН·м;

- по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов:

кН;

кН·м.

Опорный момент ригеля на грани средней колонны слева M(21),1:

- по схеме загружения 1+2

кН·м;

- по схеме загружения 1+3

кН·м;

- по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов:

кН;

кН·м.

Опорный момент ригеля на грани средней колонны справа M(23),1:

- по схеме загружения 1+2

кН·м;

- по схеме загружения 1+3

кН·м;

- по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов:

кН;

кН·м;

4.3 Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В 30. Расчетное сопротивление при сжатии МПа; при растяжении МПа; начальный модуль упругости бетона МПа; арматура продольная рабочая класса А 400, расчетное сопротивление МПа; модуль упругости МПа.

Проверка высоты сечения ригеля. Проверку выполняют по максимальному моменту (по абсолютному значению) по грани опоры по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов М(23),1=213,2 кН·м при о = 0,35, поскольку момент определен с учетом образования пластического шарнира.

Вычисляют рабочую высоту сечения

мм,

где .

Полная высота ригеля

мм.

т.к. расстояние от верхней грани ригеля до центра этой арматуры а' = 64 мм Окончательно принимаем высоту ригеля кратной 100 мм h = 500 мм. Принятое сечение проверяем по максимальному пролетному моменту кН·м и

мм,

где а = 75 мм при вертикальном расположении двух стержней большого диаметра.

,

.

Граничная высота сжатой зоны бетона

,

условие о ? оR выполняется, следовательно, принятая высота сечения достаточна. Нагрузку от собственного веса ригеля не пересчитываем, т.к. уменьшение общей нагрузки на ригель составило 1,1%.

Площадь продольной нижней арматуры в пролете крайнего ригеля

мм 2.

Принято 2 Ш28 с As = 1232 мм 2 и 2 Ш18 с As = 509 мм 2 с общей площадью As = 1741 мм 2.

Сечение на крайней опоре М(12),1 = 81,58 кН·м,

мм,

т.к. выпуски арматуры из ригеля должны находиться на фиксированной высоте выпусков арматуры из колонны.

.

Площадь арматуры мм 2.

Принято 3 Ш16 с As = 603 мм 2.

Сечение на опоре 2 слева и справа М(23),1 =213,2 кН·м.

,

.

Площадь арматуры мм 2.

Принято 2 Ш32 с As = 1609 мм 2.

Сечение в среднем пролете Мl2 = 178,13 кН·м,

мм

,

.

Площадь арматуры мм 2.

Принято 2 Ш25 с As = 982 мм 2 и 2 Ш14 с As = 308 мм 2 общей площадью As = 1290 мм 2.

4.4 Расчет порочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами. Прочность бетонной полосы проверяем по максимальной перерезывающей силе Q21max = 306,29 кН по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов. Максимальная поперечная сила на грани опоры

кН

Н =667,1 кН,

т.е. прочность полосы обеспечена.

Минимальный диаметр поперечных стержней из условия свариваемости контактной сваркой с продольными стержнями диаметром 32 мм - 8 мм. Принимаем диаметр поперечных стержней 12 мм А 400 с Rsw = 285 МПа. Максимальный шаг поперечных стержней по конструктивным требованиям

мм и не более 300 мм.

Принимаем шаг sw = 180 мм As = 113 мм 2. В каждом ригеле устанавливают пространственный каркас, состоящий из двух плоских, при этом Asw = 2·113 = 226 мм 2.

Проверка прочности наклонных сечений. Крайний ригель. Поперечные силы Q12 =260,29 кН по схеме загружения 1+2, Q21 = 306,29 кН по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов. Каркасы выполняют симметричными, и расчет ведут по максимальной перерезывающей силе на грани опоры Q = 306,29 кН.

Определяют интенсивность хомутов

Н/мм,

проверяют условие

Н/мм.

Условие выполняется, следовательно, хомуты полностью учитываются в расчете. Определяют Mb

Н.

Определяют длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с.

Поскольку

< 2,

значение с определяем по формуле

мм < 3h0 =3·436=1308 мм.

где кН/м.

Принимаем с 0 = 2h0 = 2·436 = 872 мм < с. Тогда

Н=83,294кН,

Н=233,936 кН,

кН,

>Q =222,97 кН.

Прочность наклонных сечений обеспечена. Проверяют требование

мм > sw=180 мм,

принятый шаг хомутов не превышает максимального значения.

В средней части ригеля принимаем шаг поперечных стержней

мм < 0,75h0. Таким образом, принятая интенсивность хомутов в пролете равна

н/мм.

Проверяем условие н/мм, условие выполняется.

Определяем длину участка с интенсивностью хомутов .

Так как

Н/мм > Н/мм,

значение вычислим, приняв

Н

Принимаем длину участка с шагом хомутов =180 мм равной 0,54 м.

В среднем ригеле поперечная сила Q23 = 292,59 кН по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов практически равна расчетной поперечной силе в крайнем пролете. Не пересчитывая, во втором пролете принимают такой же шаг поперечной арматуры.

4.5 Конструирование арматуры крайнего ригеля

Армирование опорных зон с применением дополнительных каркасов. Стык ригеля с колонной выполняют на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель армируют двумя плоскими каркасами, объединенными в пространственный. Диаметр двух верхних конструктивных продольных стержней пространственного каркаса принимают равным 14 мм. Для стыка ригелей с крайней колонной требуется три стержня диаметром 16 мм. Для стыка ригелей со средней колонной требуется два стержня диаметром 32 мм.

Следовательно, в верхней зоне требуются два дополнительных верхних плоских каркаса. Один с тремя стержнями диаметром 16 мм слева, и один плоский каркас с двумя стержнями 32 мм - справа.

Несущая способность сечения с тремя опорными стержнями 16 мм с As = 603 мм 2

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.

Несущая способность сечения

кН·м.

Определим длину каркаса с тремя стержнями диаметром 16 мм. Для этого определим несущую способность опорного сечения с двумя диаметрами 14 мм с As = 308 мм 2.

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.

Несущая способность сечения

кН·м.

Место теоретического обрыва трех опорных стержней диаметром 16 мм у крайней колонны и двух опорных стержней диаметром 32 мм у средней колонны от оси крайней колонны определяем аналитическим методом по загружению 1+4 и выровненной эпюре моментов: М 12 = 133,55 кН·м;

М 21 = -271,72 кН·м; Q12 = 259,85 кН; Q21= -306,29 кН; q = 95,15 кН/м. Изгибающий момент в месте теоретического обрыва стержней Мх = -46,5 кН·м на расстоянии х от левой опоры.

;

; м; м.

Стыковые стержни диаметром 16 мм заводят за точку теоретического обрыва на длину анкеровки W = (Q/2qsw) + 5d. Длина анкеровки двух стыковочных стержней при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении

кН,

мм.

Расстояние от оси крайней колонны до места обрыва трех стыковых стержней диаметром 16 мм

м.

Длина анкеровки двух стыковочных стержней у средней опоры при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении

кН,

мм.

Расстояние от оси крайней колонны до места обрыва двух стыковых стержней диаметром 32 мм.

м.

Определяем несущую способность опорного сечения с двумя верхними стыковыми стержнями диаметром 32 мм с As =1609 мм 2:

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.

Несущая способность сечения

кН·м,

что больше момента на грани колонны М = 210,46 кН·м.

По результатам конструирования ригеля строим эпюру материалов (рис. 4.3).

В нижней зоне обоих ригелей расположено по 4 стержня, два из которых не доводят до опор, а обрывают в пролете в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Определяем фактическую несущую способность сечения крайнего ригеля с нижней рабочей арматурой 2 диаметра 28 мм и 2 диаметра 18 мм. Фактическую рабочую высоту сечения определяем из рисунка 4.4

h0 = 500-59 = 441 мм, As = 1741 мм 2.

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.

Несущая способность сечения

кН·м.

Рис. 4.3 Эпюра материалов ригеля первого пролета.

Рис. 4.4 Схема расположения нижней арматуры

Два стержня диаметром 18 мм обрываем в пролете и определяем фактическую несущую способность сечения с нижней рабочей арматурой 2 диаметра 28 мм. Фактическую рабочую высоту сечения определяем из рисунка 4.6

h0 = 500-44=456 мм, As =1232 мм 2 .

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.

Несущая способность сечения

кН·м.

Места теоретического обрыва стержня определяем аналитическим методом (рис.) по загружению 1+2: М 12 = -133,55 кН·м; М 21 = -269,08 кН·м;

Q12 = 260,29 кН; Q21 = -305,85 кН; q = 95,15 кН/м. Изгибающий момент в местах теоретического обрыва стержня Мх = 180,69 кН·м.

;

;

м; м.

Место теоретического обрыва стержня находится на расстоянии 1,8 и 3,67 м от оси крайней колонны.

Длина анкеровки стержня со стороны крайней колонны при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении

кН,

мм.

Длина анкеровки стержня со стороны средней колонны при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении

кН,

мм.

Сечение фактического обрыва стержней находится на расстоянии

l2 =1,8-0,22 = 1,58 м и l3 = 3,67+0,22=3,89 м от оси крайней колонны.

Конструктивная длина ригеля крайнего пролета при нулевой привязке колонн крайнего ряда с учетом зазоров между колонной и ригелем равных 50 мм будет равна

мм,

где l1 - расстояние между координационными осями крайнего и внутреннего ряда колонн; hcol - высота сечения колонн; а - номинальная величина зазора между ригелем и колонной равная 50 мм; 20 мм - дополнительной зазор, обеспечивающий удобство монтажа.

Конструктивная длина каркасов принимается на 10 - 15 мм меньше конструктивной длины ригеля для удобства установки их в форму. Минимальная величина защитного слоя бетона и минимальное расстояние между продольными стержнями принимается в соответствии с указаниями главы 5 [2].

4.6 Конструирование арматуры среднего ригеля

Армирование опорных зон с применением дополнительных каркасов. Стык ригеля с колонной выполняют на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель армируют двумя плоскими каркасами, объединенными в пространственный. Диаметр двух верхних конструктивных продольных стержней пространственного каркаса принимают равным 14 мм. Для стыка ригелей с колонной требуется два стержня диаметром 32 мм.

Следовательно, в верхней зоне требуются два дополнительных верхних плоских каркаса. Оба с двумя стержнями 32 мм.

Определяем несущую способность опорного сечения с двумя верхними стыковыми стержнями диаметром 32 мм с As =1609 мм 2:

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.

Несущая способность сечения

кН·м,

что больше момента на грани колонны М = 213,2 кН·м.

Определим длину каркаса двумя стержнями диаметром 32 мм. Для этого определим несущую способность опорного сечения с двумя диаметрами 14 мм с As = 308 мм 2.

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.Несущая способность сечения

кН·м.

Место теоретического обрыва двух опорных стержней диаметром 32 мм у колонн от оси крайней колонны определяем аналитическим методом по загружению 1+4 и выровненной эпюре моментов: М 12 = -271,72 кН·м;

М 21 = -271,72 кН·м; Q12 = 292,59 кН; Q21= -292,59 кН; q = 95,15 кН/м. Изгибающий момент в месте теоретического обрыва стержней Мх = -46,5 кН·м на расстоянии х от левой опоры.

;

м; м.

Длина анкеровки двух стыковочных стержней при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении

кН,

мм.

Расстояние от оси крайней колонны до места обрыва трех стыковых стержней диаметром 32 мм

м.

Длина анкеровки двух стыковочных стержней у средней опоры при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении

кН,

мм.

Расстояние от оси крайней колонны до места обрыва двух стыковых стержней диаметром 32 мм.

м.

По результатам конструирования ригеля строим эпюру материалов (рис. 4.6).

В нижней зоне обоих ригелей расположено по 4 стержня, два из которых не доводят до опор, а обрывают в пролете в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Определяем фактическую несущую способность сечения крайнего ригеля с нижней рабочей арматурой 2 диаметра 25 мм и 2 диаметра 14 мм. Фактическую рабочую высоту сечения определяем из рисунка 4.5

h0 = 500-54 = 446 мм, As = 1269 мм 2.

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.

Несущая способность сечения

кН·м.

Рис. 4.5 Схема расположения нижней арматуры

Рис. 4.6 Эпюра материалов ригеля первого пролета.

Два стержня диаметром 14 мм обрываем в пролете и определяем фактическую несущую способность сечения с нижней рабочей арматурой 2 диаметра 25 мм. Фактическую рабочую высоту сечения определяем из рисунка 4.6

h0 = 500-42=458 мм, As =982 мм 2.

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.

Несущая способность сечения

кН·м.

Места теоретического обрыва стержня определяем аналитическим методом (рис.) по загружению 1+3: М 12 = -271,72 кН·м; М 21 = -271,72 кН·м;

Q12 = 292,59 кН; Q21 = -292,59 кН; q = 95,15 кН/м. Изгибающий момент в местах теоретического обрыва стержня Мх = 147,74 кН·м.

;

;

м; м.

Место теоретического обрыва стержня находится на расстоянии 2,275 и 3,874 м от оси крайней колонны.

Длина анкеровки стержня со стороны крайней колонны при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении

кН,

мм.

Длина анкеровки стержня со стороны средней колонны при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении

кН,

мм.

Сечение фактического обрыва стержней находится на расстоянии l2 =2,275-0,176 = 2,1 м и l3 = 3,874+0,176=4,05 м от оси крайней колонны.

Конструктивная длина ригеля среднего пролета при нулевой привязке колонн крайнего ряда с учетом зазоров между колонной и ригелем равных 50 мм будет равна

мм,

где l1 - расстояние между координационными осями крайнего и внутреннего ряда колонн; hcol - высота сечения колонн; а - номинальная величина зазора между ригелем и колонной равная 50 мм; 20 мм - дополнительной зазор, обеспечивающий удобство монтажа.

5. Проектирование ребристого монолитного перекрытия с балочными плитами

5.1 Компоновка конструктивной схемы ребристого монолитного перекрытия с балочными плитами

Ребристое монолитное перекрытие с балочными плитами состоит из плиты, работающей по короткому направлению, второстепенных и главных балок. Все элементы перекрытия монолитно связаны и выполняются из бетона класса В 30. Сетка координационных осей м. Главные балки располагают в поперечном направлении здания и опирают на продольные стены толщиной 510 мм с пилястрами сечением 130Ч510 мм. Привязка внутренней грани стены толщиной 510 мм к продольным и поперечным осям - 120 мм.

Высота главных балок составляет (1/8…1/15)l1, второстепенных - (1/12…1/20)l2. Принимаем высоту главных балок l1/10 = 6150/10 ? 600 мм, а второстепенных l2/15 = 6150/15 = 400 мм, ширину балок принимаем 250 и 150 мм соответственно.

Второстепенные балки располагаем с шагом 2,05 м вдоль здания по продольным координационным осям и между ними еще две балки. Толщину плиты принимаем 80 мм (рис. 5.1).

5.2 Расчет монолитной плиты перекрытия

Расчетная схема и усилия в плите. Для расчета плиты из состава покрытия поперек второстепенных балок вырезаем полосу шириной 1 м. Расчетная схема плиты - многопролетная неразрезная балка. Расчётный пролёт плиты равен расстоянию в свету между второстепенными балками

l02 = 2,05 - 0,15 = 1,9 м, для крайнего пролета от центра площадки опирания на стену до второстепенной балки l01 = 2,05 - 0,15/2 - 0,12/2 = 1,915 м (рис. 5.2).

Нагрузку на плиту подсчитываем в табличной форме (табл. 5.1).

Рис. 5.1. План монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами

Рис. 5.2. Расчетный пролет плиты

Таблица 5.1- Нормативные и расчетные нагрузки на 1м 2 перекрытия.

№

Вид нагрузки

Нормативные нагрузки кН/м 2

Коэффициент, надёжности по нагрузке

Расчетные нагрузки кН/м 2

Постоянные

1

Собственный вес плиты 25Ч0,08Ч1 = 2,0

2,0

1,2

2,4

Конструкция пола

2

керамическая плитка на цементно-песчаном растворе д = 20мм 18Ч0,02Ч1 = 0,36

0,36

1,3

0,468

3

армированная цементно-песчаная стяжка д = 35мм 20Ч0,035Ч1 = 0,70

0,70

1,3

0,91

4

песчаная засыпка д = 70 мм 17Ч0,07Ч1 = 1,19

1,19

1,3

1,547

Итого постоянная

4,25

5,325

Временная нагрузка

6

1,2

7,2

Полная

10,25

12,525

Расчётная погонная нагрузка на расчетную полосу плиты шириной 1 м

кН/м.

Изгибающие моменты определяют как для многопролетной неразрезной балки с учетом перераспределения моментов:

крайний шаг рам

в первом пролете и на первой промежуточной опоре

кН·м.

в средних пролетах и на средних опорах

кН·м;

второй и следующие шаги рам

в первом пролете и на первой промежуточной опоре

кН·м.

При отношении h/l ? 1/30 в плитах, окаймленных по всему контуру монолитно связанными балками под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты уменьшают на 20%. Отношение h/l = 80/1900 ? 1/24 > 1/30, следовательно, влияние распора учитывается. Величина изгибающих моментов в плитах, окаймленных по всему контуру монолитно связанными балками составит М 2 = 0,8·ql012/16 = 0,8·12,5252·1,92/16 = 2,261 кН·м.

5.3 Расчет плиты по первой группе предельных состояний

Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В 30; расчетное сопротивление бетона на сжатие Rb=17 МПа. Арматура сеток проволока класса А 400, Rs=355 МПа.

Подбор сечения продольной арматуры в средних пролетах и на средних опорах плиты между осями "1" и "2". Рабочая высота сечения h0 = h - a = 80 - 15 = 65 мм.

,

,

мм 2;

принимают 10 Ш4 A400 с As=126 мм 2 и соответствующую рулонную сетку марки . Так как плита армируется рулонными сетками, то эта сетка является основной на всю ширину здания. В первом пролете и на первой промежуточной опоре раскатывают дополнительную сетку, которая рассчитывается на изгибающий момент

М = 4,176 - 2,826=1,35 кН·м. Рабочая высота сечения h0 = h - a = 80 - 15 = 65 мм.

,

,

мм 2;

принимают 5 Ш4 A400 с As=62,8 мм 2 и соответствующую дополнительную рулонную сетку марки . Между главными балками на всю ширину здания раскатывают две основные сетки и по две дополнительные сетки с каждого края (рис. 5.3).

Рис. 5.3. Армирование плиты.

Подбор сечения продольной арматуры в средних пролетах и на средних опорах в плитах, окаймленных по контуру балками. Рабочая высота сечения h0 = h - a = 80 - 15=65 мм;

,

,

мм 2;

принимают 8 Ш4 A400 с As=100,5 мм 2 и соответствующую рулонную сетку марки . Эта сетка является основной на всю ширину здания. В первом пролете и на первой промежуточной опоре раскатывают дополнительную сетку, которая рассчитывается на изгибающий момент М = 4,176 - 2,261 = 1,915 кН·м.

,

,

мм 2;

принимают 5 Ш5 A400 с As=98,2 мм 2 и соответствующую дополнительную рулонную сетку марки . Сетки раскатывают также, как и в первом случае.

5.4 Расчет второстепенной неразрезной балки

Расчетная схема и усилия в балке

Расчетные нагрузки на 1п. м. второстепенной балки: постоянная:

от собственного веса плиты и пола

кН/м;

то же от ребра сечением 0,25Ч0,42 (0,4-0,08=0,32)

кН/м;

полная постоянная нагрузка

кН/м;

временная

кН/м;

полная расчетная нагрузка

кН/м.

Расчетная схема второстепенной балки - неразрезная многопролетная балка. Расчётный пролёт второстепенных балок принимают равным расстоянию в свету между главными балками l0 = 6,15 - 0,25 = 5,9 м, а при опирании на наружные стены - расстоянию от центра площадки опирания на стену до грани главной балки l01 = 6,15 - 0,25/2 = 6,025 м (рис. 5.4).

Изгибающие моменты определяют как для многопролетной балки методом предельного равновесия с учетом перераспределения усилий.

Изгибающий момент в первом пролете

кН·м.

Изгибающий момент на первой промежуточной опоре

Изгибающий момент в средних пролетах и на средних промежуточных опорах

кН·м.

Рис. 5.4. Расчетный пролет крайней второстепенной балки

Отрицательные моменты в средних пролетах определяют по огибающей эпюре моментов. Огибающая эпюра моментов строится для двух схем загружения: полная нагрузка q в нечетных пролетах и условная нагрузка qg+0,25qv в четных пролетах; полная нагрузка q в четных пролетах и условная нагрузка qg+0,25qv в нечетных пролетах.

Условная нагрузка qу=12,36+0,25·14,76=16,05 кН/м.

Изгибающий момент от условной нагрузки в первом пролете

кН·м.

Изгибающий момент от условной нагрузки в средних пролетах

кН·м.

Огибающая эпюра изгибающих моментов представлена на рис 5.5.

Отрицательный изгибающий момент во втором пролете

кН·м.

Отрицательные изгибающие моменты в следующих пролетах

кН·м.

Огибающая эпюра изгибающих моментов во второстепенной балке представлена на рис 5.5

Поперечные силы во второстепенной балке:

на крайней опоре

кН;

на первой промежуточной опоре слева

кН;

на первой промежуточной опоре справа и других опорах

кН

Рис. 5.5. Огибающая эпюра изгибающих моментов во второстепенной балке

Расчет второстепенной балки по первой группе предельных состояний

Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В 30; расчетное сопротивление бетона на сжатие Rb = 17 МПа. Арматура продольная класса А 400, Rs=355 МПа, поперечная А 400, Rsw =285 МПа.

Проверка высоты сечения балки. Высоту сечения балки проверяют по опорному моменту М = 68,87 кН·м при о=0,35, поскольку он определен с учетом образования пластического шарнира.

мм.

Минимальная высота балки

мм.

Принятая высота балки 400 мм достаточная. Рабочая высота балки в опорном сечении мм.

Расчет прочности по сечениям, нормальным к продольной оси. В пролетах сечение второстепенной балки тавровое - полка в сжатой зоне. Расчетная ширина свеса полки в каждую сторону от ребра должна быть не более половины расстояния в свету между второстепенными балками и не более 1/6 рассчитываемого пролета. В элементах с полкой толщиной без поперечных ребер вводимая ширина каждого свеса не должна превышать . В нашем случае при величина свесов вводимых в расчет в каждую сторону должна быть не более (2050-150)/2=950 мм и не более l2/6 = 6150/6=1025 мм и, следовательно, полная ширина полки, вводимая в расчет равна мм.

Сечение в первом пролете: М = 89,5 кН·м, h0 =400-40=360 мм.

,

Высота сжатой зоны бетона < h'f =80 мм, следовательно, нижняя граница сжатой зоны проходит в полке, и сечение рассчитывается как прямоугольное

мм 2;

Принимаем 2 Ш22 А 400 с As=760 мм 2.

Сечение в средних пролетах: М = 59 кН·м, h0 = 360 мм.

,

,

Высота сжатой зоны бетона

< h'f =80 мм

мм 2;

Принимаем 2 Ш18 А 400 с As= 509 мм 2.

На отрицательный момент в пролете сечение работает как прямоугольное, так как полка находится в растянутой зоне, h0 = 400 - 50 = 350 мм.

Сечение во втором пролете: М = -29,015 кН·м

,

,

мм 2;

Принимаем 2 Ш14 А 400 с As=308 мм 2.

Сечение в третьем пролете: М= - 24,08 кН·м

,

,

мм 2;

Принимаем 2 Ш12 А 400 с As=226 мм 2.

Сечение на первой промежуточной опоре при М = 68,87 кН·м, h0 = 400 - 50 = 350 мм. Опорное сечение армируют двумя сетками с поперечными рабочими стержнями в соответствии с рис. 5., которые раскатывают по главным балкам. Ширина сеток (0,33+0,25)l2 = 0,58·6,15 = 3,57 м. Арматуру сеток рассчитываем на изгибающий момент М =68,87/2=34,435 кН·м.

...

Страница:


Подобные документы

Работы в архивах красиво оформлены согласно требованиям ВУЗов и содержат рисунки, диаграммы, формулы и т.д.
PPT, PPTX и PDF-файлы представлены только в архивах.
Рекомендуем скачать работу.

© 2000 — 2023, ООО «Олбест» Все права защищены