Проектирование схемы сборного перекрытия

Размещено на http://www.allbest.ru/

Введение

Основным элементом каркаса является поперечная рама с жёсткими узлами. перекрытие панель ригель балочный

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.



1. Общие данные для проектирования

Исходные данные для проектирования:

Пролёт рамы - l1 = 6,3 м;

Высота этажа - hэт = 7,2 м;

Величина временной нагрузки - х = 8 кПа;

Величина кратковременной нагрузки - хsh = 2 кПа;

Класс арматуры для ненапряжённых конструкций - А500;

Класс бетона для преднапряжённых конструкций - В 20;

Шаг рам - l2= 6,3 м;

Количество этажей - nэт = 6;

Класс напрягаемой арматуры - А600;

Класс бетона для ненапряженных конструкций - В 20;

2. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

Основной несущий элемент - поперечная рама, которая воспринимает все вертикальные нагрузки с грузовой площади, равной шагу колонн умноженному на ширинуздания. 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 - трехпрлетные, жестк соединены с колоннами.



3..Проектирование пустотной панели перекрытия

3.1 Конструкция типовой пустотной панели

Конструктивные параметры поперечного сечения пустотной плиты:

- высота сечения220 мм;

- конструктивная ширина 1560 мм;

- рабочая высота сечения:

- ширина нижней полки bf=1560 мм

- ширина верхней полки

мм

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

Рис. 3.1Конструкцияпустотнойпанели. 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 номинальнойширине 1,56 м с учетом коэффициента надежности по ответственности здания гп=1,0:

- полная расчетная q =15,73·1,575·1,0 =24,78 кН/м;

- полная нормативная qn= 13,22·1,575·1,0=20,82 кН/м;

- постоянная и временная длительная нормативные нагрузки

ql=11,22·1,575·1,0=17,67 кН/м;

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

№	Вид нагрузки	Нормативные нагрузки кН/м2	Коэффициент надёжности по нагрузке	Расчетные нагрузки кН/м2
	Постоянные нагрузки
1	Собственный вес плиты с заливкой швов	3,3	1,1	3,63
2	Конструкция пола:
	Керамическая плитка на цементно-песчаном растворед=15мм 18Ч0,015Ч1=0,27	0,27	1,3	0,351
	армированная цементно-песчаная стяжка д = 40мм 20Ч0,040Ч1= 0,80	0,80	1,3	1,04
	песчаная засыпка д=50 мм 17Ч0,05Ч1=1,02	0,85	1,3	1,105
	Итого постоянная нагрузка	5,22		6,126
3	Временная нагрузка	8	1,2	9,6
4	в том числе кратковременная нагрузка	2	1,2	2,4
	Полная нагрузка	13,22		15,73
	в том числе постоянная и временная длительная нагрузки	11,22		13,33

Усилия от расчетных и нормативных нагрузок.

Расчетный пролет плиты при ее конструктивной длине 6,28 м

м.

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 напряженная 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 А500 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 20. Расчетные сопротивления бетона для расчета по первой группе предельных состояний: Rb=11,5МПа; Rbt=0,9 МПа. Расчетные сопротивления бетона для расчета по второй группе предельных состояний: Rb,ser = 15,0 МПа; Rbt,ser=1,35 МПа. Начальный модуль упругости бетона Еb=27000Па.

3.4 Расчет пустотной панели по первой группе предельных состояний

Расчет прочности плиты по нормальному сечению. Расчетный изгибающий момент М =116,02 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 ребре.

Граничная высота сжатой зоны бетона

Так как о<оRустановка арматуры в сжатой зоне не требуется.

Площадь продольной рабочей арматуры равна



где

Относительная высота сжатой зоны бетона

Высота сжатой зоны бетона

Принимаем арматуру 616 мм с Аs=1206 мм2.

Геометрические характеристики приведенного сечения.

Коэффициент приведения

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



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 = 0,9·14=12,6 МПа выполняется, где Rbp = 0,7В = 0,7·20 = 14 МПа.

Вторые потери предварительного напряжения: Потери от усадки:

Потери от ползучести:

цb,cr - коэффициентползучестибетона

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 = 3,3·1,575·1,1=5,72 кН/м - погонная нагрузка от собственного веса плиты. - расстояние между деревянными опорными прокладками.

Сумма вторых потерь

.

Сумма 1-х и 2-х потерь предапряжения

.

Предварительные напряжения с учетом всех потерь преднапряжения

.

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=71,1кН,

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 B500. Принимаем диаметр поперечных стержней 4 мм с общей площадью Asw= 50,2 мм2. 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 не 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 = 51,341 кН, при этом Qbне более

Н =184,68 кН и не менее

Н =51,34 кН

Условия выполняются.

Определяем усилие

Н =47,68 кН,

где с0=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 припрнм 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 группепредельных 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 зонеобразуются. 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 = уslт.е. принимая М = Ml= 82,73 кНм.Поскольку напрягаемая арматура в верхней зоне плиты отсутствует

esp = 0, Ms = Мl= 82,73 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 из рис. 3.3имеем:

bf = b'f= 1545 мм; b= (1545 - 7·144,2) = 535,6 мм;

hf = h'f= (220-138)/2 = 41мм.

Принимая A'sp = A's = 0, имеем

Коэффициент приведения равен as1= 300/Rb,ser = 300/15 = 20, тогда

При , цf= 0,407 и мas1 = 0,237изтабл. П12 приложения [9]находимж = 0,811, тогда плечо внутренней пары сил z = ж·hо= 0,811·190 = 154,1 мм.

МПа

Аналогично определим значение уs,crc при действии момента M = Мcrc= 63,2 кН·м;



При , цf= 0,407 и мas1 = 0,237находимж = 0,817,тогда плечо внутренней пары сил z = ж·hо= 0,817·190 = 155,23 мм.

Аналогично определим значение уs, при действии момента M = Мtot= 97,48 кН·м.

Поскольку согласно прил. 12 в данном случае при значении es/h0 =1,475 цf= 0,407 и мas1 = 0,237 находим ж = 0,809, тогда плечо внутренней пары сил z = ж ·h0= 0,809·190 = 153,71 мм.

При моменте от всех нагрузок М = Mtat=97,48 кН·м значение уsравно

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= 237,41 МПа

Определим расстояния между трещинами ls.

Высота зоны растянутого бетона, определенная как для упругого материала, при Sred = 17961209,25 мм3 равна

а с учетом неупругих деформаций растянутого бетона

yt = k·y0= 0,95·42,15= 40,04 мм.

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

Abt = byt +(bf- b)hf= 535,6· 60+(1545- 535,6)41 = 73521,4мм2,

и расстояние между трещинами равно

Поскольку ls>400 мм и ls> 40d = 40·16 = 640 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 плиты обеспечена.

Расчет прогиба плиты.

Определяем кривизну в середине пролета от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок, т.е. при М = Ml= 82,73 кН·м.

Для этих нагрузок имеем



, цf= 0,407,

При продолжительном действии нагрузки и нормальной влажности имеем:

b1,red= 28·10-4

при влажности окружающей среды 70 ? W ? 40 %.

Тогда

По приложению 13 при цf= 0,407, es/h0 =1,25 и мбs2 = 0,53 находим

цc=0,371. Тогда кривизна равна

Определим кривизну, обусловленную остаточным выгибом. Приуsb =110,56 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 = 6,12 м предельно допустимый из эстетических требований прогиб равен fult= 6120 / 200 =30,6 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 6,3 м.

Расчетная погонная нагрузканаригель.

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 ригеляпри размерах сечения колонны 400Ч400 мм

м4

м4

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 6,3 м.

Результаты вычисления изгибающих моментов представлены в табл. 4.1.

Таблица 4.1Опорные моменты ригеля при различных схемах загрузки

№	Опрные мменты, кН м
	М12	М21	М23	М32
1	-0,027·45,19·6,12=-45,40	-0,100·45,19·6,12 =-168,15	-0,091·45,19·6,32 =-163,22	-0,091·45,19·6,32 =-163,22
2	-0,036·60,48·6,12 =-81,02	-0,062·60,48·6,12 =-139,53	-0,030·60,48·6,32 =-72,01	-0,030·60,48·6,32 =-72,01
3	0,009·60,48·6,12 =20,25	-0,038·60,48·6,12 =-85,20	-0,061·60,48·6,32 =-146,43	-0,061·60,48·6,32 =-146,43
4	-0,026·60,48·6,12 =-58,51	-0,117·60,48·6,12 =-263,30	-0,105·60,48·6,32 =-252,05	-0,043·60,48·6,32 =-103,22
5	-126,42	-307,68	-235,23	-235,23
6	-25,15	-253,67	-309,65	-309,65
7	-103,91	-431,45	-415,27	-266,44

Для определения Q и M в пролете из расчетной схемы вырезаем ригель и загружаем его соответствующей расчетному загружению погонной нагрузкой q илиqg и порными моментами.

Схема загружения 1+2

- усилия в первом пролете (погонная нагрузкаq):

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 нагрузкаq):

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% порных моментов ригеля М21 иМ23 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 прные моменты М21 = М23 и были обеспечены удобства армирования прнго узла.

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

М12 = -103,91 - 22,51=-126,42 кН·м;

М21=-431,45+129,44=-302,01 кН·м;

М23= -415,27+113,21 =-302,01 кН·м;

М32=-266,44-43,21=-309,65 кН·м.

В пролетах после перераспределения изгибающие моменты загружения 1+4 увеличились, и превысили значения соответствующих моментов от загружений 1+2 и 1+3. Величина моментов на эпюре выровненных моментов 1+4 составила

Ml1 =223,82+53,46= 277,28кН·м;

Ml2 = 183,40+35,00=218,40 кН·м.

Таким образом, расчетными моментами в пролетах принимаются: в первом пролете - Ml1 = 277,28 кН·м загружения 1+4; во втором пролете - Ml2 = 218,4 кН·м загружения 1+4 (рис. 4.2).

Опорные моменты ригеля на грани колонны.

Опрные моменты на грани колонны являются расчетными моментами для определения площади объеденяемойстыковой 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 класса В20. Расчетное сопротивление сжатиюМПа; при растяжении МПа; начальный модуль упругости бетона МПа; арматура продольная рабочая класса А500, 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+3М(23),1=243,08кН·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 ммh= 600 мм. Принятое сечение проверяем по максимальному прлетному моменту кН·м и мм,

где а = 75 ммпри вертикальном расположении двух стержней большого диаметра.

,

.

Граничная высота сжатой зоны бетона

,

условие о ? оR выполняется, следовательно, принятая высота сечения достаточна.

Площадь продольной нижней арматуры в пролете крайнего ригеля

мм 2.

Принято 2Ш25 с As = 982 мм2 и 2 Ш18 сAs = 509 мм2 с общей площадьюAs = 1491 мм2. Сечениена крайней опоре М(12),1 =67,91 кН·м,



мм,

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

.

Площадь арматуры мм2.

Принято 2Ш14 сAs = 308 мм2.

Сечениена опоре 2 слева и справа М(23),1 =243,08 кН·м.

,

.

Площадь арматуры мм2.

Принято 2Ш28 с As = 1232 мм2.

Сечение в среднем пролете Мl2 = 218,4 кН·м,

мм

,

.



Площадь арматуры мм 2.

Принято 4Ш18 с As = 1018 мм2.

Сечение в среднем пролете на действие отрицательного момента М = -11,03 кН·м.

мм

,

.

Площадь арматуры мм 2.

Принято 2 Ш14 с As = 308 мм2.

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 = 351,09 кН по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов. Максимальная поперечная сила на грани опоры

кН

Н =554,76 кН,

т.е. прочность полосы обеспечена.

Минимальный диаметр поперечных стержней из условия свариваемости контактной сваркой с продольными стержнями 28 мм - 8 мм. Принимаем поперечных стержней 10 мм А500 с Rsw= 300 МПа. Максимальный шаг поперечных стержнейпо конструктивным требованиям

мм и не более 300 мм.

Принимаем шаг sw= 180 мм,As = 78,5 мм2. В каждом ригеле устанавливают пространственный каркас, состоящий из двух плоских, при этом Asw= 2·78,5 = 157 мм2.

Проверка прочности наклонных сечений. Крайний ригель.Поперечная силаQ21 = 351,09 кН по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов.

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=3·536=1608 мм.

где кН/м.

Принимаем с0=2h0= 2·536=1072 мм < с. Тогда

Н=93,23 кН,

Н=210,41 кН,

кН,

>Q =257,80 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 пролетеравна

Н/мм.

Проверяем условиеН/мм, условие выполняется.

Определяем длину участка l1 с интенсивностью хомутов qsw1.

Так как

Н/мм>Н/мм,

значение l1 вычислим, приняв

Н

Принимаем длину участка с шагом хомутов sw1=180 мм равной 0,9 м.

В среднем ригеле поперечная сила 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

Железобетонный ригель армируют двумя плоскими сварными каркасами, объединенными в пространственный. Диаметр двух верхних конструктивных стержней пространственного каркаса принимают равным 14 мм. Для стыка ригелей с крайней железобетонной колонной требуется два стержня 14 мм. Для стыка двух ригелей со средней колонной требуется два стержня 28 мм.

Следовательно, в верхней зоне требуются два дополнительных верхних плоских каркаса. Один с двумя стержнями 14 мм слева, и один плоский каркас с двумя стержнями 28 мм - справа.

Несущая способность сечения с двумя опорными стержнями 14 мм с As = 308 мм2

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.

Несущая способность сечения

кН·м.

Определим длину каркаса с двумя стержнями 14 мм. Для этого определим несущую способность опорного сечения с двумя 14 мм с As = 308 мм2.

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.

Несущая способность сечения

кН·м.



Место теоретического обрыва двухпорных стержней 14 мм у крайней колонны и двух опорных стержней 28 мм у средней колонны от оси крайней колонны определяем по загружениям 1+2, 1+4 и выровненной эпюре моментов: М12=126,42 кН·м;М21= -307,68 кН·м; Q12=293,51 кН; Q21= -352,01 кН; q=103,79 кН/м. Изгибающий момент в месте теоретического обрыва арматурных стержней Мх= -69,5 кН·м на расстоянии х от левой опоры.

;

;м;м.

Стыковые арматурные стержни 14 мм заводят за точку теоретического обрыва на длину анкеровки W=(Q/2qsw)+5d. Длина анкеровки двух объеденяемых стержней при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении

кН,

мм.

Расстояние от оси крайней колонны до места обрыва двухобъеденяемых стержней 14 мм

м.

Длина анкеровки двухобъеденяемыхстержней у средней опоры при перерезывающей силе в рассматриваемом сечении

кН,



мм? 610 мм.

Расстояние от оси крайней колонны до места обрыва двухобъеденяемыхстержней 28 мм.

м.

Определяем несущую способность опорного сечения с двумя верхнимиобъденяемыми стыковыми стержнями 28 мм с As=1232 мм2:

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.

Несущая способность сечения

кН·м,

что больше момента на грани колонны М = 126,42 кН·м.

В нижней зоне крайнего ригеля 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 25 мм и 2 18 мм. Фактическую рабочую высоту сечения определяем из рис. 4.4

h0 = 600-50 = 550 мм, As = 1491 мм2.

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.



Несущая способность сечения

кН·м.

Два стержня 18 мм обрываем в пролете и определяем фактическую несущую способность сечения с нижней рабочей арматурой 2 25 мм. Фактическую рабочую высоту сечения определяем из рисунка 4.4

h0 = 600-42=558 мм,As =982 мм2 .

Высота сжатой зоны бетона в расчетном сечении

мм.

Несущая способность сечения

кН·м.

Места теоретического обрыва стержня определяем аналитическим методом по загружению 1+2: М12=-126,42кН·м; М21= -307,68 кН·м;

Q12=288,3 кН; Q21= -351,09 кН; q=105,67 кН/м. Изгибающий момент в местах теоретического обрыва стержня Мх= 169,18 кН·м.

;

;

м;м.

Место теоретического обрыва стержня находится на расстоянии 1,7 и3,7 м от оси крайней колонны.

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

кН,

мм ? 300 мм.

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

кН,

мм ? 300 мм.

Сечение фактического обрыва стержней находится на расстоянии

l2 =1,7-0,37 =1,33 м и l3 = 3,7+0,37=4,07 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].

5. Проектирование ребристого монолитного перекрытия с балочными плитами

5.1 Компоновка конструктивной схемы ребристого монолитного перекрытия с балочнымиплитами

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 В20. 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 (1/8…1/15)l1 = (1/8…1/15)·6300= 787…420 ? 600 мм, а второстепенных(1/12…1/20)l2 =(1/12…1/20)·6300 =525…315?400 мм, ширину балок принимаем 300 и 250 мм соответственно.

Второстепенные балки располагаем с шагом l1/3 = 6300/3 = 2100 = 2,1 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 - многопрлетная неразрезная балка. Расчётный пролёт плиты равен расстоянию в свету между второстепенными балками

l02 =2,1 - 0,25 = 1,85 м, для крайнего пролета от центра площадки опирания на стену до второстепенной балкиl01 = 2,1 - 0,25/2 - 0,12/2 = 1,915 м (рис. 5.2).

Таблица 5.1- Нормативные и расчетные нагрузки на 1м2перекрытия.

№	Вид нагрузки	Нормативные нагрузки кН/м2	Коэффи-циент надёжности по нагрузке	Расчетные нагрузки кН/м2
	Постоянные
1	Собственный вес плиты25Ч0,08Ч1=2,0	2,0	1,2	2,4
2	Конструкция пола:
	Керамическая плитка на цементно-песчаном растворе д=15мм 18Ч0,015Ч1=0,27	0,27	1,3	0,351
	армированная цементно-песчаная стяжка д = 40мм 20Ч0,040Ч1= 0,80	0,80	1,3	1,04
	песчаная засыпка д=50 мм 17Ч0,05Ч1=1,02	0,85	1,3	1,105
	Итого постоянная	3,92		4,90
3	Временная	8	1,2	9,6
4	в том числе кратковременная	2	1,2	2,4
	Полная	11,92		14,50
	в том числе постоянная и временная длительная нагрузки	9,92		12,10

Расчётная погоннаянагрузка на расчетнуюполосу плиты шириной 1 м

кН/м.

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

в средних пролетах и на средних опорах



кН·м;

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 =80/1850 ? 1/23>1/30, следовательно,влияние распора учитывается. Величина изгибающих мментов в плитах, окаймленных по всему контуру монолитно связанными балками составит М1 = 0,8·ql012/16 = 0,8·14,50·1,852/16 = 2,481 кН·м.

5.3 Расчет плиты по первой группе предельных состояний

Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В20; расчетное сопротивление бетона на сжатие Rb=11,5 МПа. Арматура сеток проволока класса B500, Rs=415 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.

,

,

мм2;



принимают 10 Ш4A500 с As=126 мм2 и соответствующую рулнную сетку марки . Так как плита армируется рулнными сетками, т эта сетка является снвной на всю ширину здания. В первм пролете и на первой промежуточной опоре раскатывают дополнительную сетку, которая рассчитывается на изгибающий ммент

М = 4,834 - 3,102=1,73 кН·м. Рабочая высота сечения h0= h - a= 80 - 15=65 мм.

,

,

мм2;

принимают 5 Ш5A500 с As=98 мм2 и соответствующую дополнительную рулнную сетку марки . Между главными балками на всю ширину здания раскатывают две основные сетки и по две дополнительныесетки с каждого края.

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 Ш4A400 с As=100,5 мм2 и соответствующую рулнную 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 ммент М = 4,834 - 2,481=2,353 кН·м.

,

,

мм2;

принимают 8Ш4A500 с As=100,5 мм2 и соответствующую дополнительную рулнную 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 0,25Ч0,32 (0,4-0,08=0,32)

кН/м;

полная постоянная нагрузка

кН/м;

кН/м;

полная расчетная нагрузка

кН/м.

Расчетная схема второстепенной балки - неразрезная много-пролетная балка. Расчётный пролёт второстепенных балок принимают равным расстоянию в свету между главными балками l0 = 6,3 - 0,3 = 6,0 м, а при опирании на наружные стены - расстоянию от центра площадки опирания на стену до грани главной балкиl01 = 6,3 - 0,3/2= 6,15 м (рис. 5.4).

Изгибающие моменты определяют как для много-пролетной балки методом предельного равновесия с учетом перераспределения усилий.

Изгибающий ммент в первом пролете

кН·м.

Изгибающий ммент на первой промежуточной опоре

кН·м.



Изгибающий ммент в средних пролетах и на средних промежуточных опорах

кН·м.

Отрицательные мменты 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+0,25qvв четных пролетах; полная нагрузка q в четных пролетах и условная нагрузка qg+0,25qvв нечетных пролетах.

Условная нагрузка qу=12,69+0,25·19,36=17,5 кН/м.

Изгибающий ммент 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 поре



кН;

на первой промежуточной опоре слева

кН;

на первой промежуточной опоре справа и других опорах

кН

Расчет второстепенной балки по первой группе предельных состояний

Характеристики прочности бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В20; расчетное сопротивление бетона сжатиюRb= 11,5 МПа. Арматура продольная А 500, Rs=435 МПа, поперечная А 500, Rsw=300 МПа.

Проверка высоты сечения балки. Высоту сечения балки проверяют по опорному моменту М=86,6 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 вводимаяширина каждого свеса не должна превышать. В нашем случае при величина свесов вводимых в расчет в каждую сторону должна быть не более (2100-250)/2=925 мм и не болееl2/6 = 6300/6=1050 мм и, следовательно, полная ширина полки, вводимая в расчет равна мм.

Сечение в первом пролете: М=112,95 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

мм2;

Принимаем 2 Ш22А 500с As=760 мм2.

Сечение в средних пролетах: М = 73,91 кН·м, h0 = 360 мм.

,

,

Высота сжатой зоны бетона

< h'f =80 мм

мм 2;

Принимаем 2 Ш18А 500 с As= 509 мм2.

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

Сечение во втором пролете: М=-40,88 кН·м



,

,

мм2;

Принимаем 2 Ш14А 500 с As=308 мм2.

Сечение в третьем пролете: М= - 34,53 кН·м

,

Между наклонными трещинками

,

мм2;

Принимаем 2 Ш12А 500 с As=226 мм2.

Сечение на первой промежуточной опоре при М=86,6 кН·м, h0 = 400 - 50 = 350 мм. Опорное сечение армируют двумя сетками, которые раскатывают по главным балкам. Ширина сеток (0,33+0,25)l2 = 0,58·6,3 = 3,65 м. Арматуру сеток рассчитываем на изгибающий момент М =86,6/2=43,3 кН·м.



,

,

мм2;

Принимаем 108А500 с As=503 мм2 и две соответствующие сетки

Сечение на второй и следующих промежуточных опорах М =73,91кН·м, h0 = 400 - 50 = 350 мм. Расчетный ммент на одну сетку М = 73,91/2=36,955 кН·м.

,

,

мм 2;

Принимаем 7Ш8А 500 с As=352 мм2 и две соответствующие сетки .

Армирвание опорных зон второстепенных балок представлено на рисунке 5.6. Раскладка сеток армирования плиты и опорных сеток второстепенной балки показана на рисунке чертеже.



Расчет прочности по сечениям, наклонным к продольной оси. Проверка по сжатой наклонной полосе Q=121,22 кН.

Н = 301,88 кН,прочность наклонной полосы обеспечена.

Диаметр поперечных стержней арматуры назначают из условия свариваемости с продольными стержнями d =22 мм и принимают dsw= 8 мм класса А 240. Шаг поперечных стержней для всех приопорных участков по конструктивным условиям не более sw=h0/2=350/2=175 мм. Принимаем шаг sw=100 мм, As = 50,3 мм2. В каждой второстепенной балке устанавливают пространственный арматурный каркас, состоящий из двух плоских, при этом Asw = 2·50,3 = 100,6 мм2.

Определяют интенсивность хомутов

Н/мм,

проверяют условие Н/мм. Условие выполняется, следовательно, хомуты арматуры полностью учитываются в расчете. Определяют Mb



Н.

Определяют длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с.

Поскольку < 2, значение с определяем по формуле

мм > 3h0 = 1050 мм

где кН/м.

Принимаем c= 1050 мм, Принимаем с0 =2h0 = 2·350=700 мм < с. Тогда

Н=39,38 кН,

Н=89,79 кН,

кН,

>Q =96,92 кН.

Прочность наклонных сечений обеспечена. Проверяют требование

мм >sw=100 мм,

принятый шаг хомутов не превышает максимального значения.

В средней части второстепенной балки принимаем шаг поперечных стержней мм. Таким образом, принятая интенсивность хомутов в пролетеравна



Н/мм,

Проверяем условиеН/мм, условие выполняется.

Определяем длину участка l1 с интенсивностью хомутов qsw1. Так как

Н/мм >

Н/мм,значение l1 вычислим по формуле, приняв

Н

Принимаем длину участка с шагом хомутов sw1=100 мм равным 1,6 м.

В средних пролетах второстепенной балки поперечная сила

Q23 = 98,55 кН. Расчет выполняется аналогичным образом.

Н =301,88 кН,

прочность наклонной полосы обеспечена.

кН,

>Q =74,25 кН.

Прочность наклонных сечений обеспечена. Проверяют требование



мм >sw=100 мм,

принятый шаг хомутов не превышает максимального значения.

В средней части второстепенной балки принимаем шаг поперечных стержней мм. Т.о., принятая интенсивность хомутов в пролете равна

Н/мм,

Проверяем условие Н/мм, условие выполняется.

Определяем длину участка l1 с интенсивностью хомутовqsw1. Так как

Н/мм >Н/мм,

значение l1 вычислим по формуле, приняв

Н

Принимаем длину участка с шагом хомутов sw1=100 мм равным 0,6м.



Заключение

При выполнении курсового проекта по дисциплине «Железобетонные конструкции» я овладел методикой расчёта и проектирования таких конструкций как: монолитная и многопустотная плиты, неразрезной ригель. Выполнил рабочие чертежи проектируемых железобетонных конструкций.



Список используемой литературы

1. СП 20.13330.2011 Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*. СВОД ПРАВИЛ НАГРУЗКИ И ВОЗДЕЙСТВИЯ. Минрегион России. - М.: ОАО "ЦПП", 2011

2. СП 63.13330.2012 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003. Минрегион России. - М.: ОАО "ЦПП", 2012

3. ГОСТ Р 54257-2010 Надежность строительных конструкций и оснований. Основные положения и требования.Минрегион России. - М.: ОАО "ЦПП", 2011

4. ГОСТ 21.503-80 Система проектной документации для строительства. Конструкции бетонные и железобетонные. Рабочие чертежи. Издательство стандартов, М 1981. - 18 с.

5. СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. - М.: ФГУП ЦПП, 2004. - 54 с.

6. СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. - М.: ФГУП ЦПП, 2004. - 36 с.

7. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). - М.: ОАО ЦНИИПромзданий, 2005. - 212 с. с ил.

8. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). - М.: ОАО ЦНИИПромзданий, 2005. - 157 с. с ил.

9. Проектирование конструкций железобетонных многоэтажных зданий: электрон. учеб.-метод. пособие / В.А. Филиппов; ТГУ; Архитектурно-строит. ин-т ; каф. «Городское стр-во и хоз-во». - Тольятти: ТГУ, 2015. - 140 с.

Размещено на Allbest.ru

...