Бетон, как показывают испытания, хорошо сопротивляется сжатию и значительно хуже растяжению, поэтому включение стальной арматуры в растянутую зону элементов существенно повышает их несущую способность.
Совместное сопротивление бетона и стальной арматуры внешним нагрузкам обусловливается выгодным сочетанием физико-механических свойств этих материалов.
Железобетонные конструкции являются базой современной строительной индустрии. Их применяют: в промышленном, гражданском и сельскохозяйственном строительстве - для зданий различного назначения. Такое широкое распространение в строительстве железобетон получил вследствие многих его положительных свойств: долговечности, огнестойкости, стойкости против атмосферных воздействий, высокой сопротивляемости статическим и динамическим нагрузкам, малых эксплуатационных расходов на содержание зданий и сооружений. По способу возведения различают: железобетонные конструкции сборные, изготавливаемые на заводах, а затем монтируемые на строительных площадках; монолитные, полностью возводимые на месте строительства; сборно-монолитные, в которых рационально сочетается использование сборных железобетонных элементов заводского изготовления и монолитных частей конструкций.
Конструкции зданий состоят из отдельных элементов, связанных в единую систему. Отдельные элементы зданий - плиты, балки, колонны, стены и др.- должны обладать прочностью и устойчивостью, достаточной жесткостью, трещиностойкостью и участвовать в общей работе здания. При загружении одного из элементов здания в работу включаются и другие элементы, происходит работа пространственной системы. Учет пространственной работы зданий приводит к более экономичным конструктивным решениям.
1.
Описание объемно-планировочного решения
Основными несущими конструкциями многоэтажного здания являются железобетонные рамы, вертикальные связевые диафрагмы и связывающие их междуэтажные перекрытия.
При действии горизонтальных нагрузок совместная работа разнотипных вертикальных конструкций в многоэтажном здании достигается благодаря высокой жесткости при изгибе в своей плоскости междуэтажных перекрытий, работающих как горизонтальные диафрагмы.
Важнейшим условием достижения высоких эксплуатационных качеств многоэтажного здания является обеспечение его надежного сопротивления горизонтальным нагрузкам и воздействиям. Необходимую пространственную жесткость такого здания достигают различными вариантами компоновки конструктивной схемы, в основном отличающимися способами восприятия горизонтальных нагрузок.
Здание имеет колонны подвала монолитные сечением 500х500мм, остальные колонны сечением 400х400мм. Увеличение несущей способности колонн нижних этажей достигают повышением класса бетона, процента армирования, применением жесткой арматуры.
Фундамент здания представляет собой монолитную плиту под все здание высотой 600мм. Колонны подвала и перекрытие Строительные конструкции: фундаменты- монолитная плита под все здание;
цоколь и стены подполья -панели цоколя наружных стен подвалов из бетона ?=1800 кг/м3 стены наружные - сборные легкобетонные панели толщ. 300 мм. стены внутренние - сборные бетонные панели толщ. 150 мм. перекрытия - сборные железобетонные многопустотные плиты перекрытия. перегородки - сборные железобетонные перегородки толщ.100 мм, лестницы - сборные железобетонные марши по серии 1.151-1 выпуск 2,; железобетонные площадки по серии ИИ-03-02 альбом покрытие - сборные железобетонные панели. кровля - стеклоизол 3-слойный ковер; утеплитель - ПСБ25 двери наружные - по серии 1.136-11 остекленные и щитовые; двери внутренние - щитовой конструкции по ГОСТ 6629-74;
окна - со спаренными переплетами;
полы - паркет, керамическая плитка; мозаичные.
Наибольшая масса монтажного элемента (элемент шахты лифта)- 12 т;
Инженерное оборудование: водопровод - хозяйственно-питьевой от местной сети; напор на вводе -35 м.в.ст;
канализация - хозяйственно-бытовая к местным сетям;
отопление - центральное водяное от внешнего источника;
вентиляция - естественная. освещение - люминесцентное и лампы накаливания;
электроснабжение - от внешней сети;
слаботочные устройства - телефон лифт - пассажирский грузоподъемностью 320 кг; мусоропровод - с камерой на первом этаже, контейнер сменный.
2. Технико-экономическое обоснование выбора конструктивного решения монолитный перекрытие каркас строительный
Основным экономическим показателем железобетонных конструкций является стоимость, которая слагается из стоимости материала и работ по изготовлению и монтажу конструкции, стоимости энергии, топлива и материалов на технологические нужды, а также общезаводских расходов, отражающих капиталовложения по организации производства и эксплуатационные расходы предприятия.
Введение
Бетон, как показывают испытания, хорошо сопротивляется сжатию и значительно хуже растяжению, поэтому включение стальной арматуры в растянутую зону элементов существенно повышает их несущую способность.
Совместное сопротивление бетона и стальной арматуры внешним нагрузкам обусловливается выгодным сочетанием физико-механических свойств этих материалов.
Железобетонные конструкции являются базой современной строительной индустрии. Их применяют: в промышленном, гражданском и сельскохозяйственном строительстве - для зданий различного назначения. Такое широкое распространение в строительстве железобетон получил вследствие многих его положительных свойств: долговечности, огнестойкости, стойкости против атмосферных воздействий, высокой сопротивляемости статическим и динамическим нагрузкам, малых эксплуатационных расходов на содержание зданий и сооружений. По способу возведения различают: железобетонные конструкции сборные, изготавливаемые на заводах, а затем монтируемые на строительных площадках; монолитные, полностью возводимые на месте строительства; сборно-монолитные, в которых рационально сочетается использование сборных железобетонных элементов заводского изготовления и монолитных частей конструкций.
Конструкции зданий состоят из отдельных элементов, связанных в единую систему. Отдельные элементы зданий - плиты, балки, колонны, стены и др.- должны обладать прочностью и устойчивостью, достаточной жесткостью, трещиностойкостью и участвовать в общей работе здания. При загружении одного из элементов здания в работу включаются и другие элементы, происходит работа пространственной системы. Учет пространственной работы зданий приводит к более экономичным конструктивным решениям.
1.
Описание объемно-планировочного решения
Основными несущими конструкциями многоэтажного здания являются железобетонные рамы, вертикальные связевые диафрагмы и связывающие их междуэтажные перекрытия.
При действии горизонтальных нагрузок совместная работа разнотипных вертикальных конструкций в многоэтажном здании достигается благодаря высокой жесткости при изгибе в своей плоскости междуэтажных перекрытий, работающих как горизонтальные диафрагмы.
Важнейшим условием достижения высоких эксплуатационных качеств многоэтажного здания является обеспечение его надежного сопротивления горизонтальным нагрузкам и воздействиям. Необходимую пространственную жесткость такого здания достигают различными вариантами компоновки конструктивной схемы, в основном отличающимися способами восприятия горизонтальных нагрузок.
Здание имеет колонны подвала монолитные сечением 500х500мм, остальные колонны сечением 400х400мм. Увеличение несущей способности колонн нижних этажей достигают повышением класса бетона, процента армирования, применением жесткой арматуры.
Фундамент здания представляет собой монолитную плиту под все здание высотой 600мм. Колонны подвала и перекрытие Строительные конструкции: фундаменты- монолитная плита под все здание;
цоколь и стены подполья -панели цоколя наружных стен подвалов из бетона ?=1800 кг/м3 стены наружные - сборные легкобетонные панели толщ. 300 мм. стены внутренние - сборные бетонные панели толщ. 150 мм. перекрытия - сборные железобетонные многопустотные плиты перекрытия. перегородки - сборные железобетонные перегородки толщ.100 мм, лестницы - сборные железобетонные марши по серии 1.151-1 выпуск 2,; железобетонные площадки по серии ИИ-03-02 альбом покрытие - сборные железобетонные панели. кровля - стеклоизол 3-слойный ковер; утеплитель - ПСБ25 двери наружные - по серии 1.136-11 остекленные и щитовые; двери внутренние - щитовой конструкции по ГОСТ 6629-74;
окна - со спаренными переплетами;
полы - паркет, керамическая плитка; мозаичные.
Наибольшая масса монтажного элемента (элемент шахты лифта)- 12 т;
Инженерное оборудование: водопровод - хозяйственно-питьевой от местной сети; напор на вводе -35 м.в.ст;
канализация - хозяйственно-бытовая к местным сетям;
отопление - центральное водяное от внешнего источника;
вентиляция - естественная. освещение - люминесцентное и лампы накаливания;
электроснабжение - от внешней сети;
слаботочные устройства - телефон лифт - пассажирский грузоподъемностью 320 кг; мусоропровод - с камерой на первом этаже, контейнер сменный.
2. Технико-экономическое обоснование выбора конструктивного решения монолитный перекрытие каркас строительный
Основным экономическим показателем железобетонных конструкций является стоимость, которая слагается из стоимости материала и работ по изготовлению и монтажу конструкции, стоимости энергии, топлива и материалов на технологические нужды, а также общезаводских расходов, отражающих капиталовложения по организации производства и эксплуатационные расходы предприятия.
Вопросы экономики железобетонных конструкций следует решать совместно с вопросами прочности на протяжении всего процесса проектирования: при выборе объемно-планировочной и конструктивной схемы здания; членении конструкций на сборные элементы; выборе формы и размеров сечения элементов; назначении класса бетона, класса стальной арматуры.
Принятые на предварительной стадии проектирования решения являются экономически оправданными.
Для многих зданий общественного назначения и ряда сооружений большое влияние на выбор материала и формы конструкций могут оказать требования к архитектурно-художественному качеству объектов и эстетические свойства конструкций. В этих случаях может быть признано рациональным применение конструкций с большими приведенными затратами, позволяющих получать социально-экономический эффект. Поэтому в сферу рационального применения конструкций в общем случае включают и часть областей, эффективных с социальной точки зрения, но экономически неэффективных.
Исходя из всего вышеперечисленного, можно сделать вывод, что все принятые конструктивные решения и материалы технически, экономически и социально эффективны.
3. Конструктивные решения
3.1 Расчет и конструирование плиты перекрытия
Элементы монолитного ребристого железобетонного перекрытия (плиту, второстепенную и главную балку) рассчитываем отдельно. Расчет элементов производим в соответствии с указаниями СНИП 2.03.01 и "Руководства по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения)".
Монолитные ребристые перекрытия выполняются из бетонов классов по прочности на сжатие В10...В15. Класс арматуры принимаем в зависимости от принятого варианта армирования.
Подсчет нагрузок на отдельные элементы перекрытия, несмотря на его монолитность, ведем, как для разрезных конструкций.
Для балочных плит повышение несущей способности, обусловленное опиранием по коротким сторонам, относительно невелико. Поэтому для расчета балочной плиты на равномерно распределенную нагрузку из нее мысленно выделяем полосу шириной в 1 м, опертую на второстепенные балки. Такую полосу рассматриваем как отдельную неразрезную балку, изгибающуюся в одном направлении.
Нагрузки на 1 м2 плиты складываются из постоянной нагрузки (от собственной массы плиты и заданной конструкции пола) и временной (полезной), принимаемой по заданию. Для определения расчетных нагрузок коэффициенты надежности по нагрузке определяются по СНИП II-6-74 "Нагрузки и воздействия": пп. 2.2 и 3.7 СНИП II-6-74 от веса железобетонных конструкций gf = 1,1 от веса выравнивающих и отделочных слоев (плиты, засыпки, стяжки и др.), выполняемых: в заводских условиях gf = 1,2 на строительной площадке gf = 1,3;
для равномерно распределенных временных нагрузок на перекрытия и лестницы: при нормативной нагрузке 2,0 КПА gf = 1,2
Таблица 3.1. Нормативные и расчетные нагрузки на 1м2 перекрытия
№ Наименование нагрузки Нормативное значение, КН/м2 gf Расчетное значение, КН/м2
Плита рассматривается как неразрезная балка, загруженная равномерно распределенной нагрузкой. В неразрезных балочных плитах с равными пролетами или с пролетами, отличающимися не более чем на 20%, изгибающие моменты определяют с учетом перераспределения вследствие пластических деформаций по готовым формулам.
На работу участков плиты, защемленных по четырем сторонам во второстепенных и главных балках, благоприятное влияние оказывают распоры. Поэтому для плит, окаймленных по всему контуру монолитно связанными с ними баками, рассчитываемых без учета распора, возникающего в предельном состоянии, значению изгибающих моментов следует уменьшить против определенных по расчету в сечениях промежуточных пролетов и промежуточных опор на 20%.
Таким образом, расчет следует выполнять для двух полос; условно вырезанных у торцовых стен (участки плиты защемлены по трем сторонам и свободно оперты одной стороной на стену - полоса 1) и в средней части перекрытий (участки плиты защемлены по четырем сторонам - полоса 2).
За расчетные пролеты плиты принимаются: средние - расстояния в свету между второстепенными балкам;
крайние - расстояния от оси опоры на стене (при опирании на наружные стены) до грани ребра второстепенной балки.
Длина опорной чести плиты на кирпичную наружную стену принимается ранкой 120 мм.
Толщину плиты, предварительно принятую для вычисления ее веса, необходимо уточнить по наибольшим расчетным усилиям.
В расчетном отношении плита представляет собой изгибаемый элемент прямоугольного сечения шириной 1000 мм и высотой h. Высоту плиты определяют, исходя из оптимального для плит значения относительной высоты сжатой зоны хопт=x/h=0.1…0.2. Также необходимо, чтобы удовлетворялось условие Q?jb4?Rbt?b?h0, и не требовалась постановка арматуры. Принимаем бетон класса B15 с характеристиками: Rb=7.65 МПА Rbt=0.675 МПА
Оптимальная относительная высота сжатой зоны для плит хопт=x/h=0.2. aopt=хопт?(1-хопт/2)=0.2?(1-0.2/2)=0.18
a=10 d/2=10 8/2=14 мм h=h0 a=0,03 0,014=0,047 e принимаем h=60 мм. тогда h0=60-14=46 мм
Армирование плиты может осуществляться в виде отдельных стержней или в виде сварных рулонных или плоских сеток. Подбор продольной арматуры в каждом сечении плиты определяется по соответствующим изгибающим моментам, как для изгибаемых элементов прямоугольного сечения с одиночной арматурой.При расчете количества арматуры пользуются следующей схемой расчета: 1) Задаются исходными данными
М - изгибающий момент в сечении, классом бетона- в нашем случае В15; Rb=7.65 МПА. Назначается арматура сварых сеток из арматуры Вр-I: Rs=375 МПА; b=1000 мм.; h0=60-14=46 мм.2) Рассчитываем ? для определения ?R: w=a-0,008?Rb=0.85-0.008?7.65=0,789; a=0,85 - для тяжелого бетона.
3) Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
4)Определяем ?m: ;
5) Далее по [4] (таблица 3.1. стр.140) находим ? ИСРАВНИВАЕМС?R.Если ? > ?R,то необходимо изменить сечение или марку бетона.
Если ? ? ?R,то находим v=1-0.5?.
6) Далее находим площадь арматуры:
Плиты ребристых перекрытий армируют сварными рулонными сетками с продольной или поперечной рабочей арматурой или вязаными сетками. Наиболее экономичным является армирование плит сварными сетками. Их изготавливают из обыкновенной холоднотянутой проволоки класса ВРІ диаметром 3-5 мм или из стали класса АІІІ диаметром 6-9 мм согласно ГОСТ 8478 "Сетки сварные для армирования железобетонных конструкций". Вязаные сетки состоят из стержней диаметром 6-12 мм из стали класса А-1 или А-III.
П. 5.20 СНИП 2.03.01-84
Расстояния между осями рабочих стержней в средней части пролета плиты и над опорой (вверху) должны быть не более 200 мм при толщине плиты до 150 мм и не более 1,5h-при толщине плиты более 150 мм, где h - толщина плиты.
В плитах расстояния между стержнями, заводимыми за грань опоры, не должны превышать 400 мм, причем площадь сечения этих стержней на 1 м ширины плиты должна составлять не менее 1/3 пощади сечения стержней в пролете, определенной расчетом по наибольшему изгибающему моменту.
Сечение распределительной арматуры должно быть не менее 10% от сечения рабочей арматуры (но менее 3 стержней на 1 м.п.).
Детальная проработка в графической части.
3.2 Расчет второстепенной балки
Несмотря на неразрезность конструкций, при подсчете нагрузок они рассматриваются как разрезные. Нагрузки на второстепенную балку принимаем с полосы шириной, равной расстоянию между осями второстепенных балок. Размеры ребра второстепенной балки назначаем предварительно в зависимости от пролета балки.
За расчетные пролеты второстепенной балки принимаем расстояния между главными балками в свету.
Определение изгибающих моментов производим с учетом перераспределения вследствие пластических деформаций. В приложении методических указаний приведены данные для построения огибающих эпюр изгибающих моментов в балках, загруженных равномерно распределенной постоянной нагрузкой g и временной p при соотношениях p/g=0,5?5,0.
Ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов вычисляют в сечениях через 0,2L0 по формуле: M=b?(g p)?L20 где b коэффициент, принимаемый по таблице в методических указаниях.
Второстепенная балка имеет тавровое сечение. Если полка тавра расположена в растянутой зоне, то она при расчете не учитывается. И в этом случае расчет тавровой балки ничем не отличается от расчета прямоугольной балки с шириной, равной ширине, ребра. Поэтому размеры сечения второстепенной балки определяют по наибольшему опорному моменту - Мв.
Как известно, при проценте армирования, равном или большем предельного, изгибаемые элементы разрушаются хрупко по сжатой зоне бетона без развития значительных деформаций. В этом случае в статически неопределимых конструкциях к моменту разрушения перераспределение усилий полностью не реализуется и несущая способность конструкции не может быть оценена расчетом по методу предельного равновесия. Поэтому для реализации полного перераспределения усилий элементы статически неопределимых конструкций следует проектировать с армированием, меньшим предельного армирования для статически определимых систем.
В связи с этим при подборе сечений, в которых намечено образование пластических шарниров, принимаем значение x = 0,35 - 0,40. Согласно "Руководству по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций", необходимо проектировать конструкции так, чтобы причиной разрушения не могли быть срез сжатой зоны или (особенно в элементах двутаврового и таврового сечения) раздавливания бетона от главных сжимающих напряжений, и применять для армирования конструкций стали, допускающие достаточно большие деформации в пластических шарнирах. e h=h0 a=0,283 0,05=0,333 e h=350 мм b/h=0.15/0.35=0.43
Принимаем h=350 мм ; b=150 мм ; h0=300 мм
В зависимости от направления действия изгибающего момента сжатая зона второстепенной балки таврового сечения расположена в верхней или нижней части сечения. При подборе продольной арматуры в пролетах второстепенной балки по положительным изгибающим моментам сечение балки рассчитывается как тавровое с шириной полки b’f.
Максимальная расчетная ширина полки b’f ограничивается определенными пределами, так как ее совместная работа с ребром в предельной стадии может быть не обеспечена вследствие местной потери устойчивости полки и ее чрезмерного прогиба. п. 3.16 СНИП 2.03.01-84
Значение b, вводимое в расчет, принимаем из условия, что ширина свеса полки в каждую сторону от ребра должна быть не более 1/6 пролета элемента и не более: а) при наличии поперечных ребер - 1/2 расстояния в свету между продольными ребрами. б) при отсутствии поперечных ребер или при расстояниях между ними, больших, чем расстояния между продольными ребрами.
Расчет на действие поперечной силы не производится, если соблюдается условие
Q?jb4?Rbt?b?h0 где jb4 - коэффициент, для тяжелого бетона принимаемый равным 0,6.
39,81>0.6?0.675?103?0.15?0.315=19,13
Следовательно, требуется постановка поперечной арматуры.
При армировании балки вязаными каркасами хомуты принимаются диаметром 6-8 мм из стали класса А-I с шагом, кратным 50 мм. Затем вычисляем Qsw Qb и сравнивают с поперечной силой у грани опор балки. Если Qsw Qb> Q - отогнутые стержни (утки) проектируются конструктивно, если Qsw Qb< Q - отогнутые стержни рассчитываются. Расстояния между хомутами S, между опорой и концом отгиба, ближайшего к опоре, S1, а также между концом предыдущего и началом последующего отгиба S2, должен быть не более величины
Расчет хомутов и отгибов производим по поперечной силе. Отогнутые стержни устанавливаются в балке также в связи с переводом части нижней арматуры, воспринимающей положительный момент в пролете, наверх - на опоры для восприятия отрицательных моментов. Места отгибов стержней следует согласовать с огибающей эпюрой моментов и с эпюрой материалов.
Принимаем: диаметр хомутов - ^6 мм. арматура класса - А-I число ветвей nw -2 jf=0 ; JN=0 - т.к. нет продольной силы и полка находится в растянутой зоне.
S на приопорном участке ?h=175 мм, но не более 150 мм.
S в пролете ?h=263 мм, но не более 300 мм.
Принимаем S в приопорном участке 150 мм, на остальных участках 250 мм.
Таким образом, проекция наклонной трещины, отвечающая минимальной суммарной несущей способности бетона и арматуры равна:
Длина участка, на котором учитывается работа хомутов Cw равна: , тогда Qsw Qb > Q=39,81 КН
Шаг хомутов и их диаметр выбраны верно.
Проверим прочность по сжатому бетону между наклонными трещинами: , jw1=1 5?a?mw=1 5?9.13?2,515?10-3=1.1148 a=Esw/Eb=2.1?1011/2.3?1010=9.13 mw=nw?Asw/b?S=2?28,3?106/0.15?0.15=2,515?10-3 jb1=1-b?Rb=1-0.01?7.65=0.9235
Прочность по сжатому бетону между наклонными трещинами обеспечена.
Определив необходимое сечение арматуры в пролетах и на опорах, а также отогнутой арматуры, переходим к назначению количества и диаметра стержней. Сначала подбираем арматуру во всех пролетах. При этом руководствуемся следующими положениями: Количество стержней желательно назначить таким, чтобы арматура поместилась в одном ряду (но не менее 3 стержней). Диаметр рабочих стержней рекомендуется принимать от 12 мм до 25 мм.
Число стержней в пролете следует согласовать с требуемым по расчету сечением отогнутой арматуры и с количеством отогнутых стержней, которое требуется, чтобы перекрыть участок огибающей эпюры поперечных сил.
Всю отогнутую арматуру следует получить посредством отгиба нижних продольных стержней и, в крайнем случае, если их не хватает, поставить "утки", Количество плоскостей отгибов и площадь отогнутых стержней в каждой плоскости должны быть не меньше требуемых по расчету. Угол наклона отгибов к оси балки (при h<800 мм)принимается 45О
Следует стремиться к меньшему количеству разных диаметров рабочей арматуры. Разница в диаметрах рабочей арматуры не должна быть меньше 2 мм.
Из лежащих по низу балки стержней не менее чем два стержня должны быть доведены до опоры по низу балки (при b?150 мм).
Подбор количества стержней и их диаметров должен быть осуществлен таким образом, чтобы разность расчетной площади сечения арматуры и суммарной площади уложенных в пролетах стержней была минимальной.
При размещении в поперечном сечении стержней следует обязательно следить за соблюдением зазора между ними, исходя из принятой ширины балки. Над опорой зазоры между стержнями в ряду увеличиваются для удобства бетонирования. При расположении нижней арматуры более чем в два ряда по высоте сечения расстояние между стержнями, расположенными в третьем и следующих рядами, должны приниматься не менее 50 мм.
Требуемая на опорах по расчету на момент, продольная рабочая арматура должна быть получена за счет пролетной арматуры, которую можно отогнуть, и арматуры, принятой по отрицательному моменту в соседних пролетах и укладываемой на крайне свободные места с тем, чтобы они являлись одновременно и монтажными стержнями.
Площадь сечения стержней первой плоскости отгибов (при отсутствии "уток"), считая от опоры, но только слева или только справа от опоры, не учитывается. Эти отгибы имеют, как правило, горизонтальный участок. на опоре всего 50-100 мм и не могут воспринимать изгибающий момент.
В опорном сечении на восприятие изгибающего момента работает тот стержень, который имеет до опорного сечения прямой участок не менее h/2.
В некоторых случаях допускается для получения на опоре требуемой площади сечения арматуры устанавливать дополнительные прямые стержни, которые укладывают на крайние свободные места.
Прочность балки должна быть обеспечена по всей ее длине, однако необходимо учесть и экономическую сторону проектирования. Площади сечения арматуры найдены по усилиям в наиболее загруженных сечениях, естественно, что по мере уменьшения моментов по длине балки часть стержней отбрасывают или переводят в другую зону балки. Для того что бы определить места обрывов и уточнить места отгибов и строят эпюру материалов.
Эпюра материалов представляет собой графическое изображение значений моментов, которые могут быть восприняты балкой в любом сечении. Сопоставляя эпюру материалов с огибающей эпюрой моментов, можно проверить прочность балки на изгиб во всех сечениях по ее длине.
Опорные сечения
Положительный момент: М=ASRS?(h0-a?)
Отрицательный момент:
3.3 Расчет главной балки
Расчетная схема главной балки принимается в виде неразрезной балки на шарнирно вращающихся опорах. Расчетные величины пролетов принимаются равными расстоянию между осями опор.
L=6000мм=6,0м
Нагрузки, передаваемые второстепенными балками на главную, учитываются в виде сосредоточенных сил и определяются без учета неразрезности второстепенных балок. Нагрузка от собственного веса ребра главной балки фактически является равномерно распределенной. Для упрощения расчета нагрузку от собственного веса ребра главной балки можно собирать с участка между осями примыкающих пролетов плиты и добавлять к сосредоточенным силам, передающимся от второстепенных балок.
Задаваясь сечением главной балки 40х20см, находим нагрузки на главную балку.
Определение расчетных усилий производится с учетом их перераспределения. Предварительно определяем усилия в балке как в упругой системе. При симметричных нагрузке и схеме балки усилия достаточно определить только для половины балки. При определении усилий будем пользоваться [4], позволяющей построить эпюры изгибающих моментов от каждой рассматриваемой комбинации постоянной и временной нагрузок в отдельности. Ввиду нескольких комбинаций нагрузок вычисление величин изгибающих моментов и поперечных сил производим в табличной форме.
Перераспределение усилий вследствие неупругих деформаций в данном случае целесообразно использовать для уменьшения в допустимых пределах больших изгибающих моментов на промежуточных опорах. Пределом рационального перераспределения следует считать такое уменьшение наибольшего изгибающего момента на опоре В, при котором изгибающие моменты в пролете II от это комбинации нагрузок будут примерно равны изгибающим моментам, полученным из расчета упругой системы при других комбинациях нагрузок.
Этим соображениям отвечает уменьшение опорного момента МВ=-123,49 КНМ на 20% т.е. на 30 КНМ.
Тогда изгибающие моменты при временной нагрузке, расположенной в пролетах I и II, будут равны: МВ=-93,49 КНМ
М11/=99.57 8=107.57 КНМ<113.67КНМ
М12/=58,66 16=74,66 КНМ<82,91 КНМ
М21/=34,15 16=50,15 КНМ<52,06КНМ
М22/=46,5 8=54,5 КНМ
Соответственно поперечные силы будут равны: QАПР=43,54 28,8-(99,49/6)=55,76КН
QВЛ =43,54 28,8 (99,49/6)=88,92КН
QВПР=43,54 28,8 (99,49-85,13)/6=74,73КН
Величины остальных усилий, вычисленные в таблице остаются без изменений.
Для сечений, у которых плита находится в сжатой зоне, расчетную ширину сечений принимаем:
BП=b 2·l/6=200 2·6000/6=2200мм для сечений, у которых плита находится в растянутой зоне, расчетную ширину сечения принимаем b=200мм.
Рабочую высоту сечения определяем исходя из толщины защитного слоя 20мм и в предположении расположения арматуры: нижней в пролетах I и II - в два ряда; верхней в пролете II и в опорном сечении - под двумя слоями сеток опорной арматуры второстепенных балок.
Принимаем армирование пролетными и опорными каркасами; рабочие стержни каркасов из горячекатаной стали периодического профиля класса АІІ; поперечные стержни каркасов - из гладкой круглой горячекатаной стали класса AI.
Определяем площадь продольной арматуры в пролетных сечениях. Плита находится в сжатой зоне, расчетная ширина сечения BП= 2200мм.
В пролете I
М1=113,67 КНМ
по табл. 4.6[4] v=0,972
В пролете II
М11=54,5 КНМ; М11=-5,48 КНМ
по табл. 4.6[4] v=0,99
по табл. 4.6[4] v=0,985
Определяем площадь продольной арматуры в опорном сечении на опоре В. Плита находится в растянутой зоне, расчетная ширина сечения b=200мм. Найденный в результате перераспределения усилий расчетный изгибающий момент на опоре В МВ==-93,49 КНМ и относится к сечению по оси опоры.
Площадь продольной арматуры определяется для сечения по грани опоры, т.е. по грани нижней колонны. Так как площадь арматуры в сечениях по грани опоры справа и слева одинакова, находим больший из изгибающих моментов
, где hk - ширина опоры (высота поперечного сечения колонны), принятая предварительно 0,40м.
QВПР- поперечная сила, вычисленная для сечения на опоре В(справа).
по табл. 4.6[4] v=0,655
Принимаем армирование: В пролете I
Принимаем три каркаса с двумя рабочими стержнями ?14мм.
6?14=923мм2>914мм2
В пролете II
Принимаем два каркаса с двумя рабочими стержнями ?12 мм в каждом, всего 4?12=452мм2>431мм2;
верхние стержни каркасов принимаем 1?10мм в каждом каркасе, всего 2?10=101мм2>43,5мм2
На опоре В
Два каркаса с двумя рабочими стержнями ?18мм в каждом; всего 4?18=1017мм2>1010мм2
В соответствие с указаниями о целесообразности назначать поперечную арматуру с некоторым избытком расчет ее производим на наибольшие значения поперечных сил, полученные из рассмотрения балки как упругой системы и с учетом перераспределения изгибающих моментов.
Проверяем условие в сечении на опоре А, где действует наименьшая поперечная сила: QAПР=55.76КН>Rbt·b·h=0.675·200·350=47.25КН
Условие не удовлетворяется - поперечная арматура на всех приопорных участках ставится по расчету.
Наибольшее допустимое расчетное расстояние между поперечными стержнями
Принимаем арматуру ?6мм класса АІ.
Усилие, которое должны воспринять поперечные стержни и требуемый шаг поперечных стержней при принятом диаметре: в сечении у опоры А справа при двух каркасах:
в сечении у опоры В слева при четырех каркасах:
в сечении у опоры В справа при четырех каркасах:
Руководствуясь указаниями по конструированию, принимаем шаг поперечных стержней на приопорных участках
Места обрыва каркасов или отдельных стержней в каркасах определяем с учетом принятой схемы армирования: а) в пролете I обрывается средний каркас (2?14) со стороны опор А и В. б) в пролете II обрываются верхние стержни в обоих каркасах (2?12) со стороны опор В и С. в) каркасы в опорном сечении устанавливаются со сдвижкой и таким образом, обрываются по одному.
Находим места теоретического обрыва стержней.
Обрыв среднего каркаса в пролете I. Оставшаяся арматура составляет 4?14 (As=616мм2)
[М]=Rs·As·v·h0=365·616·0.98·350=77,12 КНМ
Обрыв второго ряда рабочих стержней каркасов в пролете II. Оставшаяся арматура 2?12 расположена в один ряд. При этом рабочая высота сечения h0=370 (As=226мм2)
[М]=Rs·As·v·h0=365·226·0.995·370=30,36 КНМ
Обрыв опорных каркасов в пролете I. Одним местом теоретического обрыва каркаса является сечение, где не действуют отрицательные изгибающие моменты ни при каких комбинациях временной нагрузки. В нашем случае наиболее удаленное от опоры В сечение, где М=0, соответствует расположению временной нагрузки в пролете II. Второе место обрыва находится по общим правилам.
Расчетная несущая способность сечения, армированного одним каркасом с As=509мм2(2?18) при расположении плиты в растянутой зоне:
[М]=Rs·As·v·h0=365·509·0.78·350=50,70 КНМ
Обрыв опорных каркасов в пролете II. Местом теоретического обрыва является сечение, где площадь поперечного сечения верхних стержней пролетных каркасов 2?8=101мм2 недостаточна. Второй каркас обрывается по общим правилам.
Расчетная несущая способность сечений (плита находится в растянутой зоне): при с As=101мм2
[М]=Rs·As·v·h0=365·101·0.965·350=12,4 КНМ при As=2?18 2?8=609мм2
[М]=Rs·As·v·h0=365·609·0.41·350=55,62 КНМ
По огибающей эпюре моментов определяем положение мест теоретического обрыва каркасов:
Расстояния, на которые необходимо продолжить каркасы за место теоретического обрыва, принимаем 20d. a1-w1=1.43-0.36=1.07м a2-w2=2-0,36=1,64м a3-w3=1,7-0,28=1,42м a4 w4=1,6 0,36=1,96м a5 w5=0,78 0,36=1,44м a6 w6=1,8 0,28=2,08м a7 w7=0,93 0,36=1,29м
Определяем длину участка и площадь сечения дополнительных поперечных стержней в местах опирания второстепенных балок. Длина участка
S=2·h1 b=2·(350-300) 200=300мм
As=P/Rs=(28.8 43.54)/365=198мм2
Принимаем два каркаса с общим количеством поперечных стержней 4?8 AI
Детальную разработку эпюры материалов и конструирование плиты смотреть в графической части проекта.
3.4 Расчет железобетонной колонны
Грузовая площадь от перекрытий и покрытий при сетке колонн 6х6м равна 36м2. Подсчет нагрузок сводим в таблицу. При этом высота и ширина ригеля приняты h=60см, b=30см. При таких размерах масса ригеля на 1м длины составляет 4,5КН/м, а на 1м2 равна 0,75 КН/м2.
Нагрузка с грузовой площади на колонну:
Нагрузка на колонну с грузовой площади одного перекрытия:
Полная нагрузка на колонну первого этажа.
Кратковременная нагрузка на колонну первого этажа.
При расчете колонн монолитных ребристых перекрытий их рассматривают, как центральносжатые, так как изгибающий момент от поворота опорных сечений монолитно связанной с колонной главной балки незначителен.
Условия закрепления стержня колонны (для определения расчетной длины и коэффициента продольного изгиба ?) принимаются следующие: а) примыкание к перекрытию рассматривается как шарнирно-неподвижное опирание;
б) заделка в фундамент рассматривается как полное защемление в уровне верхнего обреза фундамента.
Расчетная схема колонны нижнего этажа принимается в виде стержня с шарнирно неподвижной опорой в уровне верха перекрытия и защемлением в уровне верхнего обреза фундамента.
Площадь поперечного сечения арматуры в колоннах, поддерживающих ребристые перекрытия, в пределах этажа обычно принимается постоянной, а арматура симметричной. Расчетным сечением колонны является сечение на уровне обреза фундамента.
Принимаем для армирования колонны горячекатаную арматурную сталь периодического профиля класса АІІІ. Сечение колонны квадратное: 40х40см. Расчетная свободная длина колонны: l0=?·l=0.7·(3.9 0.8)=3.29м
Отношение расчетной свободной длины колонны к размеру поперечного сечения l0/h=329/40=8.2 ?=0.98; мдл=1.0.
Так как мдл=1.0, приведенная продольная сила в расчетном сечении колонны на уровне верхнего обреза фундамента равна сумме расчетных постоянной и временной нагрузок: Nп=1329 905=2234КН.
Требуемая площадь арматуры:
Принимаем 4?20мм, As=1256мм2
Хомуты принимаем: d=6мм; шаг- 250 мм<20·18=360мм
Рассчитываем плиту покрытия размером 3х18м типа «ТТ». Бетон тяжелый класса В20 по прочности на сжатие, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении: Rb=11.6МПА; Rbt=0.9МПА, Rb,ser=15.0МПА, Rbt,ser=1.4МПА, начальный модуль упругости Eb=24·103МПА. Коэффициент работы бетона, учитывающий длительность действия нагрузки, ?b2=0.9. Напрягаемая арматура класса К-7 диаметром 15мм: Rs=1080МПА, Rs.ser=1295МПА, Es=18·103МПА.
Верх плиты плоский. Номинальная длина плиты 18м. Учитывая ширину швов между торцами плит 50мм, фактическая длина плиты L1=18000-2·50/2=17950мм. Длину опирания продольных ребер плиты принимаем 150мм. Расчетный пролет плиты определяем, как расстояние между серединами площадок отпирания: L0=17850-2·150/2=17800мм. Номинальная ширина плиты В=3м. Фактическая ширина плиты с учетом ширины шва между соседними плитами 20мм составляет В1=3000-20=2980мм. Продольные ребра плиты располагаем на таком расстоянии одно от другого, чтобы каждое приходилось посередине своей половины полки плиты, т.е. В0=В/2=1500мм. Общую высоту ребер плиты вместе с толщиной полки принимаем унифицированной и равной L/20=900мм. Среднюю ширину ребра принимаем 160мм. С учетом угла наклона боковых граней ребер к вертикали ~ 1/10 ширина ребра поверху принимаем 205мм, а понизу - 115мм. Толщину полки принимаем 50мм по краям и 65мм у ребер.
Для упрощения вычислений ведем расчет одного продольного ребра плиты. Геометрические характеристики сечения плиты: средняя толщина полки плиты hf’=(65 50)/2=57,5мм; полная ширина сжатой полки, вводимой в расчет, из условия, что ширина свеса полки в каждую сторону от ребра равна 6hf’=6·57,5=345мм, составляет bf’=2·345 160=850мм.
Вы можете ЗАГРУЗИТЬ и ПОВЫСИТЬ уникальность своей работы
