Сборное железобетонное ребристое перекрытие

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Санкт-Петербургский политехнический университет Петра Великого

Инженерно-строительный институт

Кафедра: «Водохозяйственное и гидротехническое строительство»

Курсовой проект

по дисциплине: Железобетонные конструкции

Сборное железобетонное ребристое перекрытие

Санкт-Петербург

2018 г.



Оглавление

монтажный перекрытие арматура железобетонный

Введение

1. Монтажная схема перекрытия. Назначение основных размеров

2. Проектирование плиты панели

2.1 Статический расчет

2.2 Подбор арматуры

2.3 Конструирование арматуры

3. Проектирование промежуточной диафрагмы

3.1 Статический расчет

3.2 Расчет продольной арматуры

3.3 Расчет поперечной арматуры

4. Проектирование продольного ребра

4.1 Статический расчет

4.2 Расчет продольной арматуры

4.3 Расчет поперечной арматуры

5. Проектирование сборного неразрезного прогона

5.1 Статический расчет и построение огибающих эпюр моментов

5.2 Расчет продольной арматуры и построение эпюр предельных моментов

5.3 Расчет поперечной арматуры

5.4 Сопряжение прогона и колонны

6. Проектирование железобетонной колонны

6.1 Расчет армирования колонны

Список литературы



Введение

Настоящий проект сборного железобетонного перекрытия разработан в соответствии с заданием на проектирование и действующим СНиП.

Исходные данные (вариант В-4):

- нормативная полезная нагрузка на перекрытие - 1000 кг/м².

- длина перекрытия a₁=15,6 м, a₂=31,2 м.

- ширина перекрытия b₁=20,7 м, b₂=34,5 м.



1. Монтажная схема перекрытия. Назначение основных размеров

Сборные ребристые перекрытия состоят из несущих балок, называемых прогонами, или главными балками, на которые укладываются сборные панели. Прогоны в свою очередь опираются на наружные стены и промежуточные колонны. Прогоны располагаются поперек здания, так как, будучи связанными с колоннами, они образуют рамную конструкцию, тем самым увеличивая общую жесткость здания.

Размещение колонн в плане увязано с расположением стен. Оси колонн расположены на продолжении входящих углов здания. В каждом пролете на прогон опирается более двух панелей (плит) перекрытия и укладываются на него сверху. Пролеты в направлении прогонов l_пр следует принимать от 6 до 8 м, а в перпендикулярном направлении - от 5 до 7 м.

Назначим длину пролета l_пр = 7,8 м; в противоположном направлении l = 6,9 м. Зазор между панелями и секциями панели принимаем от 1 до 2 см. Тогда:

Длина панели:

Ширина панели:

Принимаем число плит n=4, разделенных на 3 секции, тогда:

Длина секции панели:



Нацело не делится, поэтому принимаем крайние секции 230 см, среднюю 229 см. Проверим условие, согласно которому размеры панели должны быть близки к квадратным для улучшения работы:

Назначаем остальные размеры:

Плита:

принимаем

Промежуточная диафрагма:

принимаем

Торцевая диафрагма:

Продольные ребра:



см

принимаем

Рис. 1. Монтажная схема перекрытия

а) б) в)

Рис. 2. Диафрагмы: а - поперечные, б - торцевые, в - продольные



Рис. 3. Фрагмент плана с указанием основных размеров

Рис. 4. Схема ребристой плиты



2. Проектирование плиты панели

2.1 Статический расчет

Постоянная нагрузка включает в себя собственный вес плиты и вес пола. Запроектируем чистый цементный пол по железобетонной плите ().

Вес пола:

где - коэффициент надежности по нагрузке.

Вес плиты:

где - коэффициент надежности по нагрузке.

Полезная нагрузка:

где - коэффициент надежности по нагрузке.

Таким образом, расчетная постоянная нагрузка равна:



Плита ребристой панели в статическом отношении представляет собой однорядную многопролётную плиту, работающую в двух направлениях, упруго защемленную на продольных ребрах и диафрагмах. Ввиду возможного поворота продольных рёбер и торцевых диафрагм допускаем, что вдоль этих рёбер плита оперта шарнирно. Вдоль промежуточных диафрагм плиту считаем жестко защемленной, т.к. поворот плиты на них практически отсутствует. Таким образом, торцевые участки плиты панели рассматриваются как плита, шарнирно опертая по трем сторонам и жестко заделанная по четвертой (случай а), а средние - как плита, шарнирно опертая по двум сторонам, а по двум другим - жестко защемленная (случай б).

Рис. 5. Расчетные схемы

Подсчитаем наибольшие значения пролетных изгибающих моментов в торцевой плите (случай а) в направлении осей х и у:



где q - полная расчетная нагрузка на 1 погонный метр полосы шириной 1 м, вырезанной условно в центре плиты в направлении осей х и у,

- табличные коэффициенты (табл. 2 Методического пособия), зависящие от отношения - расчетные пролеты участков плиты, , . Коэффициенты определяем линейной интерполяцией.

Опорный момент:

где (случай а), коэффициент - табл. 2. Методического пособия.

Аналогично рассчитаем среднюю плиту (б):

Опорный момент:



где (случай б)

Рис. 6. Результирующие эпюры изгибающих моментов в плитах панели

2.2 Подбор арматуры

Для элементов монолитного ребристого перекрытия примем бетон класса В25 R_в=14,5 МПа/9,81=148 кгс/см² и арматуру класса Bр-1 R_s = 415 МПа/9,81=4230 кгс/см² (табл. 2 Пособия)

Рис. 7. Расчетная схема для подбора продольной арматуры: R_в - расчетное сопротивление сжатию; x -высота сжатой зоны; h₀ - расстояние от центра тяжести арматуры до крайних сжатых волокон; а - защитный слой (то же до растянутых волокон); A_s - суммарная площадь поперечных сечений всех стержней арматуры



Порядок расчета:

Определяем полезную высоту сечения:

h₀=h_пл-a

примем a=1,5 см

h₀=10-1,5=8,5 см

Затем в каждом расчетном сечении подсчитываем А₀ по формуле:

где M_i - наибольший пролетный или опорный изгибающий момент в торцевой или средней частях плиты;

b - расчетная ширина полосы плиты (принимаем b=1 м).

По значению A₀ в прил. 4 [1] находим значение з, после чего площадь сечения арматуры определяется по формуле:

Плита панели, как правило, армируется сварными сетками, которые изготавливаются из отдельных стержней арматуры, свариваемых между собой с помощью контактной точечной сварки.

Пролетные участки торцевых и средних плит панели работают в двух направлениях. Поэтому для их армирования изготавливают сетки с рабочей арматурой в двух направлениях, причем количество арматуры на каждый погонный метр сетки в обоих направлениях должно соответствовать расчетному сечению.

Устанавливаются эти сетки по низу плиты. В плитах панели количество рабочих стержней на 1 п. м в обоих направлениях принимается от 5 до 10.

Недоармирование более 1% не допускается, переармирование, по возможности, не более 10 %.

Таблица 2

		М, кгс·м	h0, см	A0, см2	з	As, см2	Сортамент	Asфакт, см2	Д,%	S, мм
схема а	Мх пр	202	8.5	0.019	0.990	0.57	5	Ш4	Вр-1	0.63	10.0	200
	Мупр	236		0.022	0.989	0.66	6	Ш4	Вр-1	0.76	12.6	167
	Мхоп	571		0.053	0.973	1.63	6	Ш6	Вр-1	1.7	3.9	167
схема б	Мxпр	175		0.016	0.992	0.49	7	Ш3	Вр-1	0.49	-0.2	143
	Мyпр	170		0.016	0.992	0.48	7	Ш3	Вр-1	0.49	2.7	143

Пример расчета для М^х _пр:

Принимаем арматуру 5Ш4 Вр-1 с A_sфакт=0,63 см².

S=1000/5=200 мм.

2.3 Конструирование арматуры

Площадь сечения арматуры подбиралась для полосы шириной один метр, условно вырезанной в зоне плиты панели с максимальными изгибающими моментами в направлении осей х и у.

Зная расчетную площадь сечения арматуры на один погонный метр ширины, выполняем армирование всей плиты панели в соответствии с нормами.

Фактическая площадь арматуры должна отклоняться от расчетной не более чем на 10%, а отклонение в меньшую сторону не должно превышать 2%.

По низу плиты устанавливаются сетки (С-1 и С-2) с рабочей арматурой по двум направлениям.

Рис. 8. Расчетные сетки для низа плиты

Над промежуточными диафрагмами по верху плиты ставятся плоские сетки с рабочей арматурой в одном направлении (С-3). Перпендикулярно рабочей арматуре в надопорных сетках устанавливается распределительная арматура, надопорные сетки следует продолжить не менее чем на 1/4 пролета в каждую сторону от опоры и на 1/3 b_пан. Шаг устанавливаем не менее трех стержней на один погонный метр, диаметр конструктивной арматуры в 1,5-2 раза меньше расчетной.

Рис. 9. Расчетные сетки для верха плиты



Над торцевыми диафрагмами и продольными ребрами по верху плиты устанавливаются не менее чем на 1/4 пролета сетки с гнутыми рабочими стержнями: не менее трех стержней на один погонный метр. Она предназначена для восприятия изгибающих моментов, возникающих в сечениях плиты у продольных ребер и торцевых диафрагм, которые при расчете плиты не учитывались.

Рис. 10. Схема армирования плиты



3. Проектирование промежуточной диафрагмы

3.1 Статический расчет

Поперечные ребра диафрагмы рассматриваются как однопролетные свободно опертые балки. Нагрузка на них передается от плиты по закону треугольника (ширина панели равна расстоянию между диафрагмами). Закон передачи нагрузки - путем проведения биссектрис углов между продольными и поперечными ребрами.

Рис. 11. Грузовая площадь

Рис. 12. Расчетная схема

Величина расчетного пролета:

l_д =b_пан =1,94 м.

Нагрузка от собственного веса на один погонный метр диафрагмы:



q_св=(h_д-h_пл)·b_дср·

где

h_д - высота диафрагмы, h_д=20 см

h_пл - высота плиты панели, h_пл=10 см

b_дср - средняя ширина сечения диафрагмы, b_дср= 9 см,

г_ж/б - удельный вес железобетона, г_ж/б = 2500 кгс/м³,

- коэффициент перегрузки ( = 1,1).

q_св=(0,2-0,1)·0,09·2500·1,1=24,8 кгс/м.

Наибольшее значение треугольной нагрузки q₀, передаваемой от плиты, включая вес плиты, вес пола и полезную нагрузку для средних диафрагм, найдем по формуле:

q₀=q_пл·b_пан

q₀=1554·1,94=3015 кгс/м.

Наибольший изгибающий момент в пролете и поперечная сила на опорах при треугольном законе передачи нагрузки определяется по формулам:



3.2 Расчет продольной арматуры

Диафрагма, изгибаясь под действием нагрузок сверху, вовлекает в работу прилегающие части плиты. Сечение становится не прямоугольным, а тавровым. Нейтральная линия, которая отличает сжатую зону от растянутой, может проходить в полке или в ребре.

Назначаем расчётную ширину полки, исходя из следующих критериев:

b_п ? l_д/3

b_п ? a_пан

b_п ? 12h_п+b_дср

Подставляя найденные ранее значения, получаем:

b_п ? 194/3= 65 см;

b_п ? 230 см;

b_п ? 12·10+9 = 129 см.

Принимаем b_п= 65 см.

Определяем полезную высоту диафрагмы:

h₀=h_д-a,

где защитный слой бетона а принимается равным 3 см.

Тогда

h₀=20-3=17 см.



Рис. 13. Расчетная схема

Определяем положение нейтральной оси.

Предельный момент, воспринимаемый полкой:

Т.к. М_max= 957 кгс·м< М_п=11544 кгс·м, нейтральная ось проходит в полке и сечение рассчитывается как прямоугольное с шириной, равной ширине полки b_п, т.е. b_п· h_д.

Определяем параметр А_о:

По таблице для найденного параметра А₀ определяем коэффициент з =0,983.

Определяем площадь сечения продольной арматуры, используем арматуру класса A400 (R_s = 355 МПа/9,81?3600 кгс/см²):



Подбираем по сортаменту 1Ш16 А400 с A_s^факт=2,01 см².

3.3 Расчет поперечной арматуры

Диафрагма сборной панели армируется, как правило, одним плоским каркасом, который состоит из одного или двух рабочих стержней продольной арматуры, поперечных стержней - хомутов и одного монтажного стержня, диаметр которого назначается конструктивно:

Поперечная арматура (хомуты) ставится в балках для обеспечения их прочности по наклонным сечениям. Задача расчета поперечной арматуры состоит в подборе диаметра и шага хомутов.

I. Проверяем условие прочности по бетонной полосе между наклонными сечениями:

Если условие не проходит, следует увеличить размеры сечения или назначить более высокий класс бетона.

Исходя из этого,

Условие выполняется.

II. Назначаем шаг хомутов, руководствуясь следующими ограничениями:

где для бетона класса В25. Подставляя известные значения, получаем:

s?0,5·17= 8,5 см;

s? 30 см;

s?9·17²·10,5/1486=18,4 см.

Принимаем s=8 см.

Назначаем хомуты минимального диаметра Ш6 А240.

Силу, сосредоточенную в хомутах заменяем условно распределённой на единицу длины элемента силой :

где:

- площадь поперечного сечения хомутов в одном поперечном сечении балки;

- расчетное сопротивление хомутов, для арматуры класса А240 .

Тогда,

При этом должно выполняться следующее условие:



Принимаем

Считаем в запас прочности, что q=0, так как нагрузка не является равномерно распределённой.

Определяем момент M_в:

Тогда,

M_в=1,5•9•17²•10,5=40960 кгс•см

Проверяем выполнение следующего условия, при котором предельная поперечная сила на опоре, воспринимаемая диафрагмой должна быть больше поперечной силы в нормальном сечении элемента:

Q_u?Q_max

При этом пренебрегаем собственным весом диафрагмы как малой величиной.



Рис. 14. Расчетная схема

Рассмотрим три сечения с = h₀, 2h₀, 3h₀.

c₁=h₀

c₂=2h₀

c₃=3h₀



Проверка прочности выполняется, назначаем хомуты Ш6 А240, с шагом s=8 см.



4. Проектирование продольного ребра

4.1 Статический расчет

Продольные ребра рассматриваются как свободно опертые на прогоны балки. Нагрузка на них передается непосредственно от плиты по закону треугольника или трапеции и от диафрагм в виде сосредоточенных сил.

Рис. 15. Схема загрузки продольного ребра (грузовая площадь)

Рис. 16. Расчетная схема

1. Нагрузка от собственного веса погонного метра ребра:

где - средняя ширина ребра (= 11 см);

- высота ребра ();

- удельный вес железобетона ( = 2500 кгс/м³);

- коэффициент надежности по нагрузке ( = 1,1).

Тогда:

2. Практическая нагрузка, принимаемая равномерно распределенной (в запас):

3. Наибольший изгибающий момент в середине пролета:

где длина ребра принимается как расстояние между осями за вычетом половины ширины прогона.

4. Наибольшая поперечная сила на опорах:



4.2 Расчет продольной арматуры

При расчете арматуры в ребре необходимо учесть работу плиты, часть которой попадает в сжатую зону. Расчетный профиль зависит от положения нейтральной оси.

Для армирования продольных ребер выбрана арматурная проволока класса А400 с расчетным сопротивлением R_s=3600 кгс/см².

Рис. 17. Схема армирования продольного ребра

1. Полезная высота ребра:

h₀=h_р-a

где а - толщина защитного слоя (принимаем а =5 см).

Тогда h₀=40-5=35 см.

2. Расчётная ширина полки, исходя из следующих критериев:

b_п ? l_р/3;

b_п ? b_пан/2;

b_п ? 12h_п+b_рср



Подставляя найденные ранее значения, получаем:

b_п ? 689/3 = 230 см;

b_п ? 194/2=97 см;

b_п ? 12·10+11=131 см.

Принимаем b_пол = 97 см.

3. Определение положения нейтральной оси.

Предельный момент, воспринимаемый полкой:

Так как М_max= 8909 кгс·м < М_п=43070 кгс·м, то нейтральная ось проходит в полке и сечение рассчитывается как прямоугольное с шириной, равной ширине полки b_п, т.е. b_п· h_р.

Определяем параметр А_о:

По таблице для найденного параметра А₀ определяем коэффициент з =0,974.

Площадь сечения продольной арматуры:



Подбираем по сортаменту 2Ш22 А400 с A_s1^факт=7,60 см².

4.3 Расчет поперечной арматуры

Диафрагма сборной панели армируется, как правило, одним плоским каркасом, который состоит из одного или двух рабочих стержней продольной арматуры, поперечных стержней - хомутов и одного монтажного стержня, диаметр которого назначается конструктивно:

Поперечная арматура (хомуты) ставится в балках для обеспечения их прочности по наклонным сечениям. Задача расчета поперечной арматуры состоит в подборе диаметра и шага хомутов.

I. Проверяем условие прочности по бетонной полосе между наклонными сечениями:

Если условие не проходит, следует увеличить размеры сечения или назначить более высокий класс бетона.

Исходя из этого,

Условие выполняется.

II. Назначаем шаг хомутов, руководствуясь следующими ограничениями:



где для бетона класса В25. Подставляя известные значения, получаем:

s?0,5·35= 17,5 см;

s? 30 см;

s?11·32²·10,5/5288=22,4 см.

Принимаем s=17 см.

Назначаем хомуты Ш8 А240.

Силу, сосредоточенную в хомутах заменяем условно распределённой на единицу длины элемента силой :

где:

- площадь поперечного сечения хомутов в одном поперечном сечении балки;

- расчетное сопротивление хомутов, для арматуры класса А240 .

Тогда,

При этом должно выполняться следующее условие:



Принимаем

Считаем в запас прочности, что q=0, так как нагрузка не является равномерно распределённой.

Определяем момент M_в:

Тогда,

M_в=1,5•11•35²•10,5=212200 кгс•см

Проверяем выполнение следующего условия, при котором предельная поперечная сила на опоре, воспринимаемая диафрагмой должна быть больше поперечной силы в нормальном сечении элемента:

Q_u?Q_max

При этом пренебрегаем собственным весом диафрагмы как малой величиной.

Рис. 18. Расчетная схема



Рассмотрим три сечения с = h₀, 2h₀, 3h₀.

c₁=h₀

c₂=2h₀

c₃=3h₀

Проверка прочности выполняется, назначаем расчетные хомуты Ш8 А240, с шагом s=17 см. Устанавливаем их с таким шагом приблизительно на трети пролета по краям, посередине используем конструктивные хомуты с шагом:

Принимаем шаг 26 см.



Рис. 19. Арматурный каркас продольного ребра

Рис. 20. Арматурные каркасы торцевых и поперечных ребер



5. Проектирование сборного неразрезного прогона

5.1 Статический расчет и построение огибающих эпюр моментов

Неразрезные прогоны жестко связаны с колоннами и образуют с ними рамную конструкцию. Достоинством неразрезного прогона является более выгодная статическая работа и, соответственно, более рациональное распределение арматуры, а также более высокая жесткость. Недостатком такого прогона является сложность осуществления жестких стыков.

Верхнюю арматуру пропускают через пазы колонны. В этом случае она может воспринимать изгибающий момент. Нагрузки на прогон передаются в виде постоянных и временных сосредоточенных сил G и P, а также равномерно распределенной нагрузки от собственного веса в местах опирания продольных ребер панелей. Постоянные силы G складываются из веса пола, элементов панели (плиты, диафрагм, продольных ребер) и собственного веса участка прогона длиной, равной ширине панели b_пан. Таким образом, расчетная постоянная нагрузка равна:

Нагрузка от веса пола на 1м² перекрытия:

Нагрузка от веса плиты панели:



Нагрузка от веса диафрагм в одной панели, где n - число диафрагм в одной панели:

Нагрузка от веса продольных рёбер:

Нагрузка от собственного веса части прогона:

где h_пр?1/10l_пр - высота прогона, h_пр=80 см;

b_пр?0,4h_пр - ширина прогона, b_пр=30 см.

Таким образом, получим расчетную постоянную нагрузку:

G=1059+3676+192+1250=6177 кг

Расчетную полезную (временную) сосредоточенную силу определим из зависимости:

где p -расчетная полезная нагрузка на 1 м² перекрытия

Р=1200•1,94•6,89=16040 кг

Так как число сосредоточенных сил в пролете больше трех, то нагрузку на прогон можно привести к равномерно распределенной:

Установив расчетную схему, можно определить значения изгибающих моментов М:

Результаты расчетов сводим в таблицу:

x/l	б	Mq	вmax	вmin	Mpmax	Mpmin	Mmax	Mmin
		тс•м			тс•м	тс•м	тс•м	тс•м
0.2	0.0589	11.41	0.0695	-0.0105	34.96	-5.28	46.37	6.13
0.4	0.0779	15.09	0.0989	-0.0211	49.75	-10.61	64.84	4.48
0.6	0.0568	11.00	0.0884	-0.0316	44.47	-15.90	55.47	-4.89
0.8	-0.0042	-0.81	0.0381	-0.0423	19.17	-21.28	18.35	-22.09
0.9	-0.0497	-9.63	0.0183	-0.068	9.21	-34.21	-0.42	-43.83
1.0	-0.1053	-20.40	0.0144	-0.1196	7.24	-60.16	-13.15	-80.56
1.1	-0.0576	-11.16	0.014	-0.0717	7.04	-36.07	-4.12	-47.22
1.2	-0.02	-3.87	0.03	-0.05	15.09	-25.15	11.22	-29.03
1.4	0.0253	4.90	0.0726	-0.0474	36.52	-23.84	41.42	-18.94
1.5	0.0328	6.35	0.0789	-0.0461	39.69	-23.19	46.04	-16.84
1.6	0.0305	5.91	0.0753	-0.0447	37.88	-22.49	43.79	-16.58
1.8	-0.0042	-0.81	0.0389	-0.0432	19.57	-21.73	18.75	-22.54
1.9	-0.0366	-7.09	0.028	-0.0646	14.08	-32.50	6.99	-39.59
2.0	-0.0799	-15.48	0.0323	-0.1112	16.25	-55.94	0.77	-71.41
2.1	-0.0339	-6.57	0.0293	-0.0633	14.74	-31.84	8.17	-38.41
2.2	0.0011	0.21	0.0416	-0.0405	20.93	-20.37	21.14	-20.16
2.4	0.0411	7.96	0.0805	-0.0385	40.49	-19.37	48.46	-11.40
2.5	0.0461	8.93	0.0855	-0.0395	43.01	-19.87	51.94	-10.94

Пример расчета:

1. .

2. Определяем момент от постоянной нагрузки:

3. Определяем максимальный возможный момент от временной нагрузки в данном сечении:

4. Определяем минимальный возможный момент от временной нагрузки в данном сечении:

5. Определяем суммарный максимальный момент в данном сечении:

6. Определяем суммарный минимальный момент в данном сечении:



По результатам вычислений строим огибающие эпюры М_max и М_min

Рис. 21. Огибающие эпюры моментов

5.2 Расчет продольной арматуры и построение эпюр предельных моментов

Для изготовления прогонов без предварительного напряжения принимаем бетон класса В30 (R_в= 1730 тс/м²), в качестве продольной рабочей арматуры используется стержневая сталь горячекатаная периодического профиля класса А400 (R_s = 36000 тс/м²), поперечная арматура (хомуты) и монтажная (конструктивная) арматура изготавливается из стали класса А240 (R_sw=1750 кгс/см²).

Для уточнения размеров сечения прогона возьмем наибольший момент в прогоне, то есть момент на грани опоры. Определим его графически по эпюре, приняв ширину колонны равной ширине прогона +5-10 см - 40 cм.

Задаёмся величиной процента армирования м_%=1,5%=0,015.

Определяем по табличным данным в зависимости от величины

Определяем полезную высоту прогона по формуле:

Определяем высоту прогона:

Где, а - защитный слой 6-7 см.

h кратно 5 см, окончательно принимаем

Уточняем полезную высоту h₀:

Ширина прогона:

Принимаем .

По известным значениям считаем параметр

Определяем требуемую площадь арматуры

Подбор арматуры произведём в табличной форме:

	М, тс•м	h0, см	A0, см2	з	As, см2	Сортамент	Asфакт, см2	Д,%
M1прmax	64.84	74	0.228	0.869	28.02	3Ш28+3Ш20 А400	27.89	-0.46
М2прmax	46.04		0.162	0.911	18.97	3Ш22+3Ш18 А400	19.03	0.32
М3прmax	51.94		0.183	0.898	21.70	3Ш22+3Ш22 А400	22.80	4.81
Мгр В	76.61		0.270	0.839	34.26	3Ш32+3Ш22 А400	35.53	3.58
Мгр С	67.69		0.238	0.862	29.48	3Ш28+3Ш22 А400	29.87	1.30

Т.к. момент имеет в середине балки большие значения, чем по краям, то в целях экономии стержни обрывают. Найдем точки теоретического обрыва стержней. Для этого необходимо построить эпюры предельных моментов.

Для этого сначала определяются моменты, воспринимаемые арматурой (см. таблицу)

	Сортамент	Asфакт, см2	о	з	Mпред, тс•м	w, мм
1 пр	3Ш28+3Ш20 А400	27.89	0.261	0.870	64.64	500
	3Ш28 А400	18.47	0.173	0.914	44.97
2 пр	3Ш22+3Ш18 А400	19.03	0.178	0.911	46.18	450
	3Ш22 А400	11.40	0.107	0.947	28.76
3 пр	3Ш22+3Ш20 А400	22.80	0.214	0.893	54.24	550
	3Ш22 А400	11.40	0.107	0.947	28.76
гр. B	3Ш32+3Ш22 А400	35.53	0.333	0.834	78.94	800
	3Ш22 А400	11.40	0.107	0.947	28.76
гр. C	3Ш28+3Ш22 А400	29.87	0.280	0.860	68.43	700
	3Ш22 А400	11.40	0.107	0.947	28.76

Пример расчета:

Определяем

Находим предельный момент по формуле:

От сечения стержня с предельным моментом необходимо отложить длину анкеровки w:

Где - диаметр обрываемого стержня.

5.3 Расчет поперечной арматуры

Поперечная сила воспринимается в пределах сжатой зоны в хомутах. Рассчитаем хомуты по максимальной поперечной силе на грани опоры и поставим подобранные по ней хомуты во всех пролетах. Интенсивность поперечной силы на опорах:



1. Определим максимальную поперечную силу с помощью табличных решений:

Из условия прочности по наклонной полосе между трещинами проверяем достаточность размеров сечения:

где: предельная поперечная сила, кгс;

ширина прогона = 30 см;

полезная высота сечения, расстояние от центра тяжести арматуры до верхнего края прогона,

74 см;

расчетное сопротивление бетона сжатию, зависит от класса бетона. В данном случае:

Условие прочности выполняется.

2. Назначим шаг хомутов:

для хомутов, расположенных по краям.



где для бетона класса В30.

Принимаем s=30 см.

для хомутов, расположенных по центру.

s' ? 0,75•h=0,75•80=60 см;

s' ? 50 см;

Принимаем s'=50см.

3. Назначаем хомуты 3Ш12 класса А240 (A_sw=1,13) с расчетным сопротивлением R_sw=1750 кгс/см²

где n - количество хомутов;

площадь поперечного сечения стержня;

При этом должно выполняться условие:

Принимаем

4. Определяем момент M_в:

Тогда,

M_в=1,5•30•74²•11,7=28,83 тс•м

5. Проверяем выполнение условия, при котором предельная поперечная сила на опоре, воспринимаемая диафрагмой должна быть больше поперечной силы в нормальном сечении элемента:

Q_u?Q₁

Рассмотрим три сечения с = h₀, 2h₀, 3h₀.

c₁=h₀

c₁=2h₀

c₁=3h₀

Назначаем хомуты 3Ш12 А240, с шагом s=30 см для хомутов, расположенных у опор, и s=50 см для хомутов, расположенных посередине пролета.

5.4 Сопряжение прогона и колонны

Одной из существенных особенностей сборного ребристого перекрытия является необходимость устройства стыков отдельных элементов для обеспечения жесткости самого перекрытия и всего здания в целом. Наиболее ответственным является сопряжение прогона с колоннами. При проектировании неразрезного прогона жесткий стык с колонной выполняет одновременно монтажную и рабочую роль. В данном курсовом проекте принят стык прогона с помощью пластин.

Толщина пластины

д=1,0ч1,6 см

Высота пластины

Определим площадь поперечного сечения:

расчетное сопротивление стали

- площадь двух стержней верхней арматуры на опоре с наибольшим изгибающим моментом;

Для стержней опоры В Ш32+Ш22

Принимаем высоту пластины 11 см.



Рис. 22. Узел сопряжения прогона и колонны



6. Проектирование железобетонной колонны

6.1 Расчет армирования колонны

Колонны предназначены для поддержания железобетонного перекрытия. Будучи жестко связанными с главными балками, они фактически представляют собой стойки рамной конструкции. Поэтому в них в общем случае возникают сжимающие усилия, изгибающие моменты и поперечные силы. Поперечное сечение центрально сжатых железобетонных колонн имеет обычно форму квадрата, как и в данном курсовом проекте.

Для изготовления колонн обычно принимают класс бетона не ниже В20 (R_b=115 кгс/см²=0,115 тс/см²), а в качестве рабочей арматуры используют сталь класса А400 (для хомутов - А240).

Нагрузка на колонну передается от неразрезного прогона перекрытия рассматриваемого этажа и от колонны вышележащего этажа.

Расчет колонны включает в себя:

подсчет сжимающей силы, для средних колонн

Где, - расчетная продольная сила от длительно действующей нагрузки,

- расчетная продольная сила от кратковременно действующей нагрузки,

В расчетную силу N также включают собственный вес колонны (предварительно размеры колонны назначаются больше ширины поперечного сечения прогона на 5-10 см).

Определение размеров поперечного сечения колонны.

Определение площади сечения продольной арматуры.



Где, - грузовая площадь, равная произведению пролета прогона на длину продольного ребра панели:

- средний собственный вес 1 м² перекрытия:

- собственный вес колонны:

- полезная расчетная нагрузка.

=160,5 тс

Расчетную длину принимаем =4 м (сборное перекрытие). При допускается рассчитывать колонны без учета случайного эксцентриситета, тогда условие прочности для колонны можно записать в виде:



где m=1 для колонн шириной более 20 см;

Из данной зависимости выразим площадь продольной арматуры:

Коэффициент продольного изгиба колонны:

определяются по табл. 9 в зависимости от отношений:

Предварительно примем коэффициент и определим площадь продольной арматуры:

Зная уточним значение коэффициента продольного изгиба и выполним проверку прочности, а также процент армирования:



Условие выполняется.

По полученной площади подбираем 4Ш18 А400 c

Поперечную арматуру принимаем Ш9 А240.

Рис. 23. Схема армирования колонны



Список литературы

1. Ю.И. Кононов, М.Ю. Кононова, учебное пособие: Железобетонные и каменные конструкции. Сборное железобетонное ребристое перекрытие. СПб, изд-во Политехнического университета, 2013 г.

2. Методические указания: Проектирование сборной железобетонной ребристой плиты покрытия. СПб, изд-во Политехнического университета, 2008 г.

Размещено на Allbest.ru