1. Компоновка сборного железобетонного перекрытия

Административно-бытовое здание в г. Грозном имеет размеры в осях: длина 68 м., ширина 28 м. Размеры конструктивной ячейки: 6,8 х 7,0 м.

При компоновки сборного железобетонного балочного перекрытия решаются следующие задачи:

а) Выбор расположения ригелей в плане и форма их поперечного сечения.

В курсовом проекте выбрана схема поперечного расположения ригелей относительно длины здания. Так как здание вытянуто в плане и имеет большие проёмы в продольных несущих стенах необходимо повышать жёсткость здания в поперечном направлении, что достигается данным расположением ригелей. К тому же эта схема приводит к облегчению оконных перемычек, что необходимо в зданиях с большими проёмами.

Форма поперечного сечения выбрана прямоугольная.

б) Выбор типа плиты перекрытия.

По заданию нормативная полезная нагрузка на перекрытие составляет 9 кПа, следовательно, экономически целесообразно применять ребристые железобетонные плиты с рёбрами вниз.

в) Определение числа типоразмеров плит перекрытий.

Плиты укладываются в продольном направлении. Для уменьшения числа типоразмеров укладка произведена так, чтобы доборные плиты отсутствовали, а связевые плиты имеют ширину рядовых. Была принята привязка продольных осей 200 мм. Плиты перекрытия имеют следующие размеры:

Рядовые - ширина 1400 мм., длина 6800 мм.

Связевые - ширина 1400 мм., длина 6800 мм.

2. Проектирование предварительно напряжённой плиты

Рисунок - Элемент перекрытия

2.1 Сбор нагрузок на перекрытие

Таблица 1 Нагрузка на 1м? междуэтажного перекрытия

2.2 Данные для расчёта

Назначаем основные геометрические размеры плиты.

Высота сечения предварительно напряжённой ребристой плиты принимается в зависимости от длины пролёта плиты перекрытия: h= ??/20

Предварительно задаёмся размерами поперечного сечения ригеля.

h=(1/10~1/15)?= 1/15*7000=467 мм ?500 мм.

b=(0.3 ~ 0.4)h=0.4*500=186,8 мм. ?200 мм.

Расчётный пролёт плиты при опирании по верху прямоугольного сечения ригеля определяется по формуле:

??=??b/2 где - ?? - расчётный пролёт плиты при опирании по верху ригелей

? - расстояние между разбивочными осями

b - ширина сечения ригеля

Рисунок 3 - К определению расчётного пролёта плиты

Расчётный пролёт равен: ??=??b/2=6800-200/2=6700 мм.

Высота плиты равна: h=??/20=6700/20=335 мм ? 350 мм.

Конструктивная ширина панели по низу принимается на 10 мм меньше номинальной, конструктивная длина панелей по верху ригеля принимается на 30 мм меньше номинальной.

Материалы для ребристой плиты перекрытия:

-класс бетона В 40.

-арматура для предварительно напряжённой плита А V.

Нормативное сопротивление бетона для расчёта по второй группе предельных состояний при сжатии Rbn=29,0 МПа, при растяжении Rbtn=2,10 МПа. Расчётное сопротивление бетона при расчёте по предельным состояниям первой группы при сжатии Rb=22,0 МПа, при растяжении Rbt= 1,40 МПа.

Начальный модуль упругости бетона естественного твердения при сжатии Eb=36,0*10? МПа.Коэффициент условия работы бетона ?b2 =0.9

Нормативное сопротивление арматуры для расчёта по второй группе предельных состояний Rs,ser=785 МПа. Расчётное сопротивление арматуры при расчёте по предельным состояниям первой группы при сжатии Rsc=400 МПа, при растяжении продольной и поперечной при расчёте наклонных сечений на действие изгибающего момента Rs= 680 МПа, при растяжении поперечной при насчёте наклонных сечений на действие поперечной силы Rsw= 545 МПа.

Модуль упругости арматуры E=190000 МПа.

Рассчитываемая панель будет работать в закрытом помещении при влажности воздуха окружающей среды выше 40%.

Требования предельных состояний второй группы: к трещиностойкости панели перекрытия предъявляется 3-я категория трещиностойкости т.е. допускается ограниченное по ширине непродолжительное аcrc=0,3 мм и продолжительное аcrc=0,2 мм раскрытие трещин. Предельно допустимый прогиб панели равен [f]=2,5 см.

Рисунок 4- К расчёту нагрузок

2.3 Нагрузки

Расчётная нагрузка на 1 м при ширине плиты 1,4 м с учётом коэффициента надёжности по назначению здания ?_n=0,95

Постоянная g=4390·1,4·0,95=5838,7 Н/м

Полная g+p=(4390+10800)·1,4·0,95=20202,7 Н/м

Нормативная:

Постоянная g=3850·1,4·0,95=5120,5 Н/м

Полная g+u=(3850+9000)·1,4·0,95=17090,5 Н/м

Постоянная и длительная полезная (3850+2700)·1,4·0,95=8711,5 Н/м

2.4 Усилия от нормативной и расчётной нагрузки

От расчётной нагрузки

М= Нм

Q= Н

От нормативной нагрузки

М_н= Нм

Q_н= Н

От нормативной постоянной и длительной нагрузки

М_н?= Нм

Q_н?= Н

2.5 Компоновка поперечного сечения панели

Рисунок 4 - Ребристая панель

а) проектное сечение

б) приведённое сечение

2.6 Расчёт полки на местный изгиб

Расчётный пролёт при ширине рёбер вверху 9 см составит

?₀=1350-90•2=1170мм

q=g+g₁+u=1090+10800+1375=13265 Н/м²

g₁=h_f^'·1·1·?·?_f=0,05·1·1·25000·1,1=1375 Н/м²

где g₁- нагрузка от собственной массы полки

g- расчётная нагрузка от пола

u- временная расчётная полезная нагрузка

Изгибающий момент для полосы шириной 1 м.

М= Нм

Рабочая высота сечения h₀=5-1,5=3,5 см

?_m=

Из таблицы находим ?=0,965

А_s= см²

Принимаем 6O8 АI S=3,01 см² с шагом 22,5 см, что не соответствует

СНиП 2.03.01-84 «Железобетонные элементы»

Принимаем 7O8 АI S=3,52 см² с шагом 19 см.

2.7 Расчёт прочности сечений нормальных к продольной оси

Расчётный момент от полной нагрузки М=113362,4 Нм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,98 и ?=х/h₀=0,04

х=?· h₀=0,04·32=1,28<h_f''=5 см > нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки

Вычисляем характеристики сжатой зоны

?=0,85-0,008·R_b=0,85-0,008·22·0,9=0,6916

Вычисляем граничную высоту сжатой зоны

?_R=

где ?_SR=R_s+400- ?_3P2

?_SP=0,6R_sn=0,6·785=471 МПа

?_SP2=?_sp· ?_3P·0,7=0,84·471·0,7=276,948 МПа

?_SR=680+400-276,948=803,052 МПа

Проверяем условие 0,3R_s+p< ?_sP<R_s-p

p= МПа

0,3·680+82,94=286,94<471<680-82,94=597,06>условие выполняется

?_sр+p=471+82,94=553,94<R_sn=785 мПа

Вычисляем предельное отклонение предварительного напряжения

??_sp=

где n_p- число напрягаемых стержней

?_sp=1-??_sp=1-0,15=0,85

Предварительное напряжение с учётом точности натяжения

?_sр=0,85·471=400,35 мПа

Предварительное напряжение с учётом полных потерь предварительно принять равным:

?_sр2=0,7·400,35=280,245 мПа

Определяем коэффициент условия работы с учётом сопротивления напрягаемой арматуры

?_S6=

где ?- условный предел текучести для арматуры класса А V равный 1,15

?_S6< ? > поэтому принимаем ?_S6=1,15

Находим площадь арматуры

А_s= см²

Принимаем 2O18 AV А_s=5,09 см²

^2.8 Расчёт прочности по наклонным сечениям

Поперечная сила от полной нагрузки Q=67679,045 Н

Определяем значение продольной силы

N=P= ?_sр2·A_s=280,245·5,09·100=142644,705 Н

?_n=<0,5

?_n- коэффициент учитывающий влияние продольных сил

Принимаем ?_n=0,227

?_f=<0,5

Принимаем ?_f=0,15

1+ ?_n+ ?_f ?1,5

1+0,15+0,227=1,377<1,5

Принимаем 1+ ?_n+ ?_f =1,377

Q_b=Q_sw= Н

Вычисляем проекцию расчётного наклонного сечения

с=>2h₀=64

Принимаем с=64 см тогда

Q_b= Н

86368,44>33839,52 > поперечная арматура по расчёту не требуется

На приопорных участках ?/4=337,5 см устанавливаем конструктивно O6 AI с шагом S=h/2=35/2=17,5 см

В середине пролёта с шагом 3h/4=3·35/4=26,2 см

2.9 Расчёт преднапряжённой плиты по предельным состояниям II группы

?=

Определяем площадь приведённого сечения

A_red=A+?·A_S=135·5+14·30+5,28·5,09=1121,87 см²

Статический момент приведённого сечения

S_red=135·5·35+14·30·15+5,28·5,09·3=30005,626 см³

у₀= см

Определяем момент инерции приведённого сечения

I_red= см⁴

Момент сопротивления приведённого сечения

W_red= см³

Момент сопротивления приведённого сечения по верхней зоне

W'_red= см³

Расстояние от ядровой точки, наиболее удалённой от растянутой зоны, до центра тяжести приведённого сечения

r = см

Наименее удалённое от растянутой зоны

r_inf = см

где ?==1,6-0,75=0,85

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне

W_pi=?·W_red=1,75·4807,57=8413,25 см³

где ?=1,75 - для таврового сечения с полкой в сжатой зоне

Упруго пластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента

W'_pi= ?·W'_red=1,5·24495,71=36743,565 см³

где ?=1,5 -для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при b_f/b>2 и h_f/h<0,2

Потери предварительного напряжения арматуры

?_p=1 - Коэффициент точности натяжения арматуры

Потери при электротермическом способе натяжения

?₁=0,03·?_sp=0,03·471=14,13 МПа

Потери от температурного перепада между напряжённой арматурой и упорами ?₂=0, так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с упорами.

Усилие обжатия

Р₁=А_s·(?_sp- ?₁)=5,09(471-14,13)100=232547 Н

Эксцентриситет относительно центра тяжести приведённого сечения

e_ор=у₀-а=26,75-3=23,75 см

Напряжение в бетоне при обжатии

?_bр= МПа

Устанавливаем передаточную прочность из условия

=0,75> R_bp==18,08 мПа>0,5 В40

Принимаем R_bp=18,08 мПа

Вычисляем сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия обжатия Р₁ и с учётом изгибающего момента от веса плиты

М_св=15753,58 Нм

?_bр= МПа

Потери от быстро натекающей ползучести

==0,677<?=0,702

где ?=0,25+0,025·R_bp=0,25+0,025·18,08=0,702

?=5,25-0,185·R_bp=5,25-0,185·18,08=1,905

0,85 - коэффициент добавленный при тепловой обработке

?_b=0,85·40· =0,85·40·0,677=23,018 МПа

Первые потери

?_loc1= ?₁+?_b=14,13+23,018=37,148 МПа

Потери осадки бетона ?_s=40 МПа.

Потери от ползучести бетона при =0,677<0,75> вторые напряжения

?₉=150·? =150·0,702·0,677=71,29 МПа

?_loc2= ?_s+?₉=40+71,29=111,29 МПа

Полные потери т.е. больше установленного минимального значения

?_loc= ?_loc1+ ?_loc2= 37,148+111,29=148,438 МПа>100

Усилие обжатия с учётом полных потерь

Р₂=А_s(?_sp- ?_loc)=5,09(471-148,438)100=164184 Н

2.10 Расчёт по образованию трещин нормальных к продольной оси

М=95899,07 Нм

Момент образования трещин

М_crc=R_b,ser·W_pi+M_rp=2,1·8413,25+3777479,8=3795147,625 Нсм

где М_rp=Р₂(е_ор+r)=164184(23,75+3,64)0,84=3777479,8 Нсм - ядровый момент усилия обжатия при ?_sp=0,84

М=96 кНм> М_crc=38 кНм > трещины в растянутой зоне образуются. Требуется расчёт по раскрытию трещин

Проверяем, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при её обжатии, при значении коэффициента точности натяжения ?_sp=1,16

Изгибающий момент от веса плиты М_св=15753,6 Нм

Расчётное условие

Р₁(е_ор-r_inf)-М_св?R_btp·W'_pl

1,16·232547·(23,75-8,78)-1575360=2462865,164 Нсм<1,4·24495,71=34294 Нсм>

условие выполняется, поэтому начальные трещины не образуются

Расчёт по раскрытию трещин

Изгибающий момент от нормативных нагрузок

М^н=95899,07 Нм; М_nl=48882,4 Нм

Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия постоянной и длительной нагрузки

?_nl==298 Н/см²=2,98 МПа

где z₁= h₀-0,5h_f'=32-0,5·5=29,5 см - плечо внутренней пары сил

е_sn=0, т.к. усилие обжатия приложено в центре тяжести площади нижней напряжённой арматуры

W_s=А_s·z₁=5,09·29,5=150,155 см³

?= O18

?_sⁿ=316,105

а_crc1=20(3,5-100?)?· ???_s· =20(3,5-100·0,0114)·1·1·1·=0,206 см

а_crc2=20(3,5-100?)?· ???_s·=20(3,5-100·0,0114)·1·1·1·=0,002 см

а_crc3=20(3,5-100?)?· ???_s·=20(3,5-100·0,0114)·1·1·1,5·=0,003 см

Непродолжительная ширина раскрытия трещин

а_crc= а_crc1- а_crc2+ а_crc3=0,206-0,002+0,003=0,207<0,3

Продолжительное раскрытие трещин а_crc= а_crc3=0,003мм<0,2 мм

> трещины раскрываются в пределах допустимого.

2.11 Расчёт прогиба плиты

[f/?]=1/200; ?₀=6700 мм

f/?=670/200=3,35 см

М=48882,4 Нм

N_tot=Р₂=1641844 Н

?=1

е_stot==29,77 см

?_i=0,8- при длительном действии нагрузки

?_m= >1> принимаем ?_m=1

М_rp=Р₂·(е_stot-z)=164184(29,773-8,78)=3446714,712 Нсм

Определяем коэффициент характеризующий неравномерность расстояния армирования на участке между трещинами

?_s=

Вычисляем кривизну оси при изгибе

где А_b=135·5=675 см²

Вычисляем прогиб плиты

f=<3,35 см >

прогиб не превышает предельно допустимый

Рисунок 5 - К расчёту плиты при монтаже

2.12 Расчёт плиты при монтаже

g_cв=(0,14·0,3+1,35·0,05)·25000·1,1=3011,25 Н/м

М_св=Нм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,905

А_s= см²

Принимаем 2O22 АI S=7,6 см²

3. Проектирование неразрезного ригеля

3.1 Определение нагрузок

Предварительно задаёмся размерами сечения ригеля

Длина ригеля в середине пролёта

Длина крайнего ригеля

Из таблице 1, постоянная нагрузка на 1м² ригеля равна:

- нормативная Па

- расчётная Па

временная нагрузка

- нормативная Па

- расчётная Па

Нагрузка от собственного веса ригеля:

с учётам коэффициента

с учётом коэффициента

Итого

Временная с учётом коэффициента

Полная расчётная нагрузка

3.1.1 Вычисление изгибающих моментов в расчётной схеме

1)Вычисляем опорные моменты и заносим в таблицу

2)Вычисляем опорные моменты при различных схемах загружения и заносим в таблицу.

Таблица 2 - Ведомость усилий в ригеле

3.1.2 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров

Наибольший опорный момент уменьшаем на 30% по схеме загружения 1+4

кНм

кНм

Рисунок 6 - Эпюры моментов

а) - эпюры по схема загружения

б) - выравнивающая эпюра

в) - перераспределённая эпюра

3.2 Расчёт прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси

Высоту сечения ригеля подбираем по опорному моменту М=385,784 кНм при ?=0,35.

По заданию марка бетона В25, арматура АII.

Определяем граничную высоту сжатой зоны

?_R=

где =0,85-0,008·14,5·0,9=0,74

МПа

МПа (<1)

Высота сечения ригеля при ширине сечения 200 мм

Так как b принимается в пределах , то для согласования этих размеров принимаем b=250 мм, тогда

см

Полная высота сечения

см

Подбираем сечение арматуры в различных сечениях ригеля

Сечение в первом пролёте М=452,19 кНм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,785

А_s= см²

Принимаем 4O32 АI S=32,17 см²

Сечение во втором пролёте М=329,69 кНм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,856

А_s= см²

Принимаем 2O28 АI S=12,32 см² 2O25 S=9,82 см²

Сечение на первой опоре М=403,214 кНм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,816

А_s= см²

Принимаем 2O32 АI S=16,09 см² 2O28 S=12,32 см²

Сечение на второй опоре М=528,16 кНм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,729

А_s= см²

Принимаем 4O36 АI S=40,72 см²

3.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси

Диаметр поперечных стержней определяют из условия сварки их с продольной арматурой d=32 мм и принимают равным d_sw=8 мм. На приопорных участка устанавливаем поперечную арматуру с шагом S=15см, в середине пролёта S==51 cм.

Принимаем 2 каркаса d_sw=8 мм см² арматура класса АI

МПа

Н/см

Н

Проверяем условие обеспечения прочности сечения

<1178,33

> условие прочности удовлетворяется

Требование удовлетворяется

см>15 см>

Рассчитываем прочность по наклонному сечению

Для этого вычисляем

кНм

так как

кН/cм<0,56g_sw=0,56·1178,33=659,87 кН/cм

см<3,33·h₀=3,33·64=213,12 см

При этом кН>99,225

Поперечная сила в вершине наклонного сечения

300,85·10³-658,54·171,43=187,96 кН

Длина проекции наклонного сечения

>

Н

Условие прочности >187,96>прочность обеспечивается

3.4 Построение эпюры материалов ригеля в крайнем и среднем пролёте

Рассмотрим сечение первого пролёта

4O32 АII см² h₀=64 cм

кНм

Арматура 2 O32 доводим до опор и 2O32 обрывается

Определяем момент воспринимаемый сечением арматуры 2O32 АII см²

кНм

Сечение на опоре В

2O32 и 2O28АII см²

кНм

Арматура 2 O32 доводим до опор и 2O28 обрывается

Определяем момент воспринимаемый сечением арматуры 2O32 АII см²

кНм

Сечение во втором пролёте

2O28 и 2O25 АII см²

кНм

Арматура 2 O28 доводим до опор и 2O25 обрывается

Определяем момент воспринимаемый сечением арматуры 2O28 АII см²

кНм

Сечение на опоре С

4O36 АI S=40,72 см²

кНм

Арматура 2 O36 доводим до опор и 2O36 обрывается

Определяем момент воспринимаемый сечением арматуры 2O36 АII см²

кНм

Определяем места теоретического обрыва продольных рабочих стержней и длину их анкеровки.

1178,33 кН/м

Поперечные силы в местах теоретического обрыва стержней определяем по эпюре Q

1)Q₁=238,5 кН; d=32

см<20·d=20·3,2=64

2)Q₂=278,5 кН; d=32

см<20·d=20·3,2=64

3)Q₃=448,4 кН; d=28

см<20·d=20·2,8=56

4)Q₄=399 кН; d=28

см<20·d=20·2,8=56

5)Q₅=119,2 кН; d=25

см<20·d=20·2,=50

6)Q₆=119,2 кН; d=25

см<20·d=20·2,5=50

7)Q₇=156,23 кН; d=36

см<20·d=20·3,6=72

Рисунок 7 - Эпюра материалов ригеля

4. Расчёт прочности колонны

4.1 Сбор нагрузок на колонны

Сетка колонн 6,8х7 м, высота первого этажа 4 м, высота последующих 4,2 м, количество этажей 4. Нормативная нагрузка 9 кПа.

Район строительства - г Грозный. II - снеговой район.

Бетон В 25 МПа, , арматура АII МПа

Таблица 3 - Сбор нагрузок на 1 м² на колонну

4.2 Определение расчётной продольной нагрузки на колонну

Грузовая площадь равна м²

Собственный вес колонны сечением 30х30 и длиной 4,2 м с коэффициентом надёжности

=10,395

От покрытия

-длительная кН

-кратковременная кН

От перекрытия

-длительная кН

-кратковременная кН

4-й этаж

кН

кН

кН

3-й этаж

кН

кН

кН

2-й этаж

кН

кН

кН

1-й этаж

кН

кН

кН

4.3 Определение изгибающих моментов колонны от расчётной нагрузки

Находим при вычисленных размерах ригеля 70х25 см и сечении колонны 30х30

Отношение погонных жесткостей, вводимых в расчёт.

Определяем максимальные моменты колонны при загружении 1+4 без перераспределения моментов. g=30,97, временная , длительная .кратковременная

При длительной нагрузке кНм; кНм.

При полной нагрузке кНм.

кНм

Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы от длительных нагрузок кНм, от полной нагрузки

кНм.

Изгибающие момента колонны подвала от длительных нагрузок

кНм,

от полной кНм

Изгибающие момента колонны 1-го этажа от длительных нагрузок

кНм,

от полной кНм

4.4 Расчёт прочности колонны первого этажа

Характеристики прочности бетона и арматуры: В25 Rb=14,5 Мпа,

А

- МПа МПа

кН; кНм, кНм

Задаёмся =1, =0,025. Предварительно определяем сечение колонны

см²

Сечение колонны принимаем 40х40 с площадью поперечного сечения 1600 см²

Рабочая высота сечения см

Эксцентриситет силы

см,

случайный эксцентриситет см.

см.

Для расчёта принимаем е=3,254 см.

Момент относительно растянутой арматуры

- при длительной нагрузке

кНм

- при полной нагрузке

кНм

Определяем гибкость колонны при радиусе инерции

14 см

Для вычисления критической силы находим

- для тяжёлого бетона

_min принимаем =0,255

; =0,025

Вычисляем критическую силу по формуле

Вычисляем коэффициент

см

Определяем граничную высоту сжатой зоны

где

Определяем площадь армирования

Принимаем 4O28 А_s=24,63 см²

Коэффициент армирования для расчёта брали ?=0,025

> решение можно считать найденным.

Поперечную арматуру принимаем d=8 мм.

4.5 Расчёт консоли колонны

Размеры площадки консоли колонны определяются от опорного давления ригеля и составляет Q=300,85 кН.

Рисунок 8 - К расчёту консоли колонны

Принимаем l=20 см, при b_р=25 см.

Вылет консоли с учётом зазора принимаем l₁=28 см

Высоту сечения консоли у грани колонны принимают равной , при угле наклона сжатой грани =45 высота консоли у свободного края . Рабочая высота сечения консоли

. Поскольку консоль короткая.

Рассчитываем армирование консоли. Консоль армируется продольной и поперечной арматурой. Изгибающий момент у грани колонны кНм. Расчётный изгибающий момент принимаем на 25% больше кНм.

Для определения площади продольной арматуры находим

?_m=

Из таблицы находим ?=0,968

А_s= см²

Принимаем 220 А с см²

Консоль армируют горизонтальными хомутами 6 А с см², с шагом S=10 см (при этом см и ) и отгибами 216 =4,02 см².

Проверяем прочность сечения консоли по условию

;;.

прочность обеспечена.

4.6 Расчёт стыка колонны

Рассчитываем стык колонны между первым и вторым этажом. Колонны стыкуют сваркой стальных листов между которыми устанавливаются при монтаже центрирующая прокладка толщиной 5 мм. Расчётное усилие в стыке принимаем по усилиям второго этажа N=1777,303 кН. Концы колонны усиливают сварными сетками косвенного армирования, т.к. продольная арматура колонн в зоне стыка обрывается. Сварные сетки из арматуры класса А d_s=6 мм. Количество сеток не менее 4-х штук.

Находим коэффициент косвенного армирования

где - соответственно количество стержней, площадь сечения и длина стержня вдоль осей х и у (т.е. в продольном и поперечном направлении)

Назначаем размеры ячеек сетки колонны. При размерах сечения шаг сеток должен удовлетворять соотношению . При шаг ( мм.) принимаем равным s=60 мм. Число стержней , длина стержня (считая выступы по 10 мм) равна

при этом см². площадь сечения одного стержня d=6мм см², при шаге s=10см=100 мм косвенный коэффициент армирования равен:

Рисунок 9 -Конструкция стыка колонны

Коэффициент эффективности косвенного армирования

где

Приведённая призменная прочность бетона

Площадь сечения смятия площадки (пластинки) определяется из условия прочности на смятие см².

Для квадратной пластинки см, принимаем пластинку размером 13х13х0,5 см.

4.7 Расчёт стыка ригеля с колонной

Рисунок 10 - Стык ригеля с колонной

Рассматриваем вариант бетонированного стыка ригеля с колонной, в этом случае изгибающий момент на опоре воспринимается соединительными стержнями в верхней растянутой зоне и бетоном, заполняющим полость между торцом ригеля и колонной. Принимаем для замоноличивания бетон класса B25, стыковые стержни из арматуры А. Изгибающий момент ригеля на грани колонны М=528,16 кН. Ригель сечением 70х25 см, рабочая высота сечения .

?_m=

Из таблицы находим ?=0,98. Площадь сечения стыковых надопорных стержней

А_s= см²

Принимаем арматуру 432 см².

Определяем длину сварных швов стыковых стержней к закладным деталям ригеля. Усилие растяжения в стыке равно:

кН.

Требуемая суммарная длина сварных швов при высоте катета сварного шва мм, где - диаметр стыковых стержней

Расчётное сопротивление сварных швов составит

где 1,3 вводится для обеспечения надёжной работы сварных швов в случае перераспределения опорных моментов вследствии пластических деформаций. При 4-х стыковых стержнях и двусторонних швах длина каждого шва составит:

см

Конструктивное требование см, принимаем .

Находим длину стыковых стержней (складывается из размера сечения колонны, двух зазоров между колонной и торцами ригелей и 2-х длин сварных швов).

см.

Закладная деталь приваривается к верхним стержням каркаса при изготовлении арматурных каркасов. Приняв ширину закладной детали равной ширине ригеля 250 мм и расчётное сопротивление металла растяжению ,находим её толщину.

см,

принимаем толщину при этом площадь пластины равна см².

Длина закладной детали принимается из условия приварки верхних и нижних опорных стержней каркасов и не менее см, принимаем см.

5. Расчёт и конструирование отдельного железобетонного фундамента

Фундамент для колонны принимаем сборный, стаканного типа. Размеры фундамента принимаем в зависимости от геологических условий места строительства в разделе «Расчёт оснований и фундаментов»

Рисунок 11 - Фундамент колонны

Принимаем бетон класса B25, арматуру класса А.

Высота фундамента составляет , размеры квадратного фундамента в плане 2,7х2,7 м.

Рабочая высота сечения м.

Давление на грунт от расчётной нагрузки по ГПС составляет

кПа.

Определяем изгибающие моменты в сечениях

кНм.

кНм.

кНм.

Площади сечений арматуры

см².

см²

см²

Принимаем нестандартную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой

3-3 1712 А с шагом s=16 см. см².

2-2 108 А с шагом s=20 см. см².

1-1 108 А с шагом s=15 см. см².

Процент армирования расчётного сечения

6. Расчёт и конструирование монолитного перекрытия

6.1 Компоновка ребристого монолитного перекрытия

Проектируем монолитное ребристое перекрытие с поперечными главными балками и продольными второстепенными балками. При этом пролёт между осями рёбер равен (второстепенные балки располагаем через пролёта главной балки). Предварительно задаёмся размерами сечений балок:

- главная балка см. Принимаем см, см, принимаем см.

- второстепенная балка см. Принимаем см, см, принимаем см.

6.2 Расчёт многопролётной плиты монолитного перекрытия

6.2.1 Расчётный пролёт и нагрузки

Рисунок - Монолитная плита ребристого перекрытия

Бетон класса В25 МПа, МПа.

Арматура класса А 6 МПа в сварной рулонной сетке.

Расчётный пролёт плиты равен расстоянию в свету между гранями рёбер в средних пролётах м.

В крайних пролётах при опирании плиты на наружнюю стену

м

где м- привязка оси к внутренней грани стенки.

м - величина опирания плиты на стену.

Расчётный пролёт плиты в продольном направлении м.

где 0,25- ширина главной балки.

Отношение пролётов - плита рассчитывается как работающая в коротком направлении.

Таблица - Нагрузки на 1 м² монолитного перекрытия

Полная расчётная нагрузка кПа.

Для расчёта многопролётной плиты выделяем полосу шириной 1 м, при этом расчётная нагрузка на 1 м длины с учётом коэффициента :кПа.

Изгибающие моменты балки определяем как для многопролётной неразрезной балки шириной 100 см с пролётами, равными шагу второстепенных балок с учётом перераспределения моментов.

Рисунок - К расчёту плиты ребристого монолитного перекрытия

В средних пролётах и на средних опорах

кНсм

В первом пролёте

кНсм

На первой промежуточной опоре

кНсм

Средние пролёты плиты окаймлены по контуру монолитно связанными с ними балками и под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты уменьшаются на 20%, если условие соблюдается и момент на средней опоре можно уменьшить на 20%.кНсм.

6.2.2 Подбор сечений продольной арматуры

В средних пролётах и на средней опоре см

кНсм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,965

А_s= см²

Принимаем сетку 76 А -см² и соответствующую сетку с шагом 100-200 мм в продольном и поперечном направлении.

В первом пролёте

кНсм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,957

А_s= см²

Принимаем сетку 96 А -см² и соответствующую сетку с шагом 100-200 мм в продольном и поперечном направлении.

На первой промежуточной опоре. Сечение работает как прямоугольное

кНсм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,958

А_s= см²

Принимаем сетку 86 А -см² - две гнутые сетки по 46 в каждой.

6.3 Расчёт многопролётной второстепенной балки

6.3.1 Расчётный пролёт и нагрузки

Расчётный момент второстепенной балки равен расстоянию в свету между главными балками для средних пролётов.

м

где мм- ширина сечения главной балки.

В крайних пролётах

м

где мм- величина опирания на стенку второстепенной балки.

Расчётные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки.

- постоянная от веса плиты и пола кН/м.

- постоянная для балки сечением 20х40 кН/м.

- с учётом кН/м.

- временная с учётом коэффициента кН/м.

- полная кН/м.

Рисунок - К расчёту второстепенной балки

6.3.2 Расчётные усилия

Изгибающие моменты балки определяем как для многопролётной неразрезной балки с учётом перераспределения моментов.

В средних пролётах и на средних опорах

кНсм

В первом пролёте

кНсм

На первой промежуточной опоре

кНсм

Отрицательный момент во втором пролёте на расстоянии от опоры определяется по формуле

где - коэффициент определяемый в зависимости от отношения можно принять равным 40 % от момента на промежуточной опоре.кНсм.

Поперечные силы:

- на крайней опоре кН

- на первой промежуточной опоре кН

- справа от опоры кН

6.3.3 Определение высоты балки

Высоту сечения определяем по опорному моменту при , поскольку на опоре момент определяют с учётом образования пластического шарнира. Находим .На опоре момент отрицательный - полка ребра в растянутой зоне. Сечение работает как прямоугольное с шириной ребра см.

см

см

Принимаем см, см, см.

В пролётах сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Расчётная ширина полки при равна см.

6.3.4 Расчёт прочности по сечениям нормальным к продольной оси

Сечение в средних пролётах и на средних опорах

кНсм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,987;

см

Нейтральная ось проходит в полке.

А_s= см²

Принимаем 225 А -см²

В первом пролёте

кНсм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,9775

А_s= см²

Принимаем 232 А -см².

На первой промежуточной опоре

кНсм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,9825

А_s= см²

Принимаем 228 А -см²

На отрицательный момент во втором пролёте. Сечение работает как прямоугольное.

кНсм

?_m=

Из таблицы находим ?=0,995

А_s= см²

Принимаем 216 А -см²

6.3.5 Расчёт прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси

кН. Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки с продольными стержнями 32 мм. Принимаем мм А - число каркасов 2 с см².

Шаг поперечных стержней на приопорных участках при см.

смсм. Принимаем см.

кН/м.

Влияние свесов сжатой полки определяется по формуле

Вычисляем

кН

Условие кН/м - выполняется

Требованиесмсм -

выполняется.

При расчёте прочности вычисляем

кНсм.

кН/мкН/м

Значение с находим по формуле

м.

см

Тогда кНкН. Принимаем кН.

Поперечная сила в вершине наклонного сечения

кН.

Длина проекции расчётного наклонного сечения

м.см.

кН.

Условие прочности кНкН.- выполняется.

Проверка по сжатой наклонной полосе

Условие прочности выполняется, прочность обеспечена.

кН.

Содержание

1 Компоновка сборного железобетонного перекрытия

2 Проектирование предварительно напряжённой плиты

2.1 Сбор нагрузок на перекрытие

2.2 Данные для расчёта

2.3 Нагрузки

2.5 Компоновка поперечного сечения панели

2.6 Расчёт полки на местный изгиб

2.7 Расчёт прочности сечений нормальных к продольной оси

2.8 Расчёт прочности по наклонным сечениям

2.9 Расчёт преднапряжённой плиты по предельным состояниям II группы

2.10 Расчёт по образованию трещин нормальных к продольной оси

2.11 Расчёт прогиба плиты

2.12 Расчёт плиты при монтаже

3 Проектирование наразрезного ригеля

3.1 Определение нагрузок

3.1.1 Вычисление изгибающих моментов в расчётной схеме

3.1.2 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров

3.2 Расчёт прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси

3.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси

3.4 Построение эпюры материалов ригеля в крайнем и среднем пролёте

4 Расчёт прочности колонны

4.1 Сбор нагрузок на колонны

4.2 Определение расчётной продольной нагрузки на колонну

4.3 Определение изгибающих моментов колонны от расчётной нагрузки

4.4 Расчёт прочности колонны первого этажа

4.5 Расчёт консоли колонны

4.6 Расчёт стыка колонны

4.7 Расчёт стыка ригеля с колонной

5 Расчёт и конструирование отдельного железобетонного фундамента.

6 Расчёт и конструирование монолитного перекрытия

6.1 Компоновка ребристого монолитного перекрытия

6.2 Расчёт многопролётной плиты монолитного перекрытия

6.2.1 Расчётный пролёт и нагрузки

6.3 Расчёт многопролётной второстепенной балки

6.3.1 Расчётный пролёт и нагрузки

6.3.2 Расчётные усилия

6.3.3 Определение высоты балки

6.3.4 Расчёт прочности по сечениям нормальным к продольной оси

6.3.5 Расчёт прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси