Проектирование железобетонных конструкций каркасного многоэтажного здания

метки: Многоэтажный, Здание, Каркасный, Сечение, Нагрузка, Коэффициент, Тяжесть, Высота

В данном курсовом проекте рассмотрено проектирование многоэтажного каркасного здания в связевом варианте, в г. Абакан. Рассчитаны такие элементы каркаса как колонна и плита, ригель не рассчитывался по указаниям преподавателя. Рассчитывались: нагрузки и воздействия на здание для того региона, в котором находится данный город, так же рассчитывались конструктивные размеры каркаса здания, плиты и колонны. Подбирались размеры сечения колонны, размеры ригеля и тип плиты перекрытия. Производился расчет прочности нормальных сечений колонны и плиты, а так же их конструирование.

К пояснительной записке прилагаются чертежи формата А3:

• Многоэтажное каркасное здание, схема расположения элементов;
• Ребристая панель перекрытия П1;
• Изделия арматурные и закладные для ребристой панели перекрытия;
• Колонна;
• Изделия арматурные и закладные для колонны.

1. Исходные данные

Исходными данными для проектирования являются:

• размеры здания в плане по наружным осям L1 х L2 — 17,7*61 м.
• расстояния между продольными и поперечными разбивочными осями l1x l2 (сетка колонн) — 5,9*6,1 м.
• количество этажей — 4
• высота этажа — 4,8 м.
• нагрузка

а) постоянная (пол) — 0,9 кПа

б) полная временная — 9 кПа

в) длительная часть — 4 кПа

• Место строительства — г. Абакан
• Напрягаемая арматура — проволока Вр1500

Таблица 1. Нагрузка на перекрытие

Наименование нагрузки	Нормативная, кПа	Коэффициент надежности г t	Расчетная, кПа
Постоянная: Собственные вес панели	3	1,1	3,3
пол	1,2	1,25	1,5
Итого	4,5		4,8
Временная: длительная	4	1,2	4,8
кратковременная	5	1,2	6
Итого	9		10,8
Полезная нагрузка	10,2		12,3
Полная	13,2		15,6
Постоянная и длительная	8,5		8,6

Таблица 2. Нагрузка на покрытие

Наименование нагрузки	Нормативная кПа	Коэффициент надежности г t	Расчетная, кПа
Постоянная: Собственный вес	3	1,1	3,3
Пол	1,2	1,25	1,5
Итого	4,2		4,8
Снеговая	0,84	0,7	1,2
Полная	5,04		6
Полезная	2,04		2,7

Чтобы приступить к разработке конструкций, необходимо скомпоновать здание, определить габариты каждой конструкции и расчетные пролеты.

2. Компоновка здания, определение габаритов и расчетных пролетов конструкции

При трех междуэтажных перекрытиях и грузовой площади колонны:

Агр=6,1Ч5,9=35,99м ²

Усилие в колонне:

N1=(n-1)Ч(g+p)Ч Агр =(4-1)*15,6*35,99=1684,33 кН.

Расчетная нагрузка на покрытие равна 6 кПа, усилие в колонне

N2=(g+p)Ч Агр = 6Ч35,99=215,94 кН.

Полное усилие в колонне:

N= N1+N2=1684,33+215,94 кН =1900,27 кН,

что меньше 2000 кН, значит принимаем сечение колонн 300х300мм.

Так как привязка крайних колонн осевая, проектная длина ригелей:

L2=5900-150Ч2-10Ч2=5580мм.

L1=5900-2*150-2*150-2*10=5280мм.

Расчетная длина ригеля:

lо = 6100-2Ч(300+80)=5340 мм.

Рисунок 2. Фрагмент схемы связевого каркаса

Размеры сечения ригеля назначаем bЧh=200Ч350мм с шириной полки bf=400мм, (расчетная полезная нагрузка т.е. временная нагрузка на перекрытие равна 10,62 кПа, далее по табл.2).

Рисунок 3.Сечение ригеля

Отсюда проектная длина панелей с учетом зазоров:

l _П = l₂ -2Чb/2 -2Ч10=6100-200-2Ч10= 5880 мм

Расчетный пролет панели равен:

l ₀ = l_П — 2Ч90/2 =5880-90=5790 мм

Расстояние между продольными осями колонн 6700мм номинальную ширину рядовых панелей назначаем 1350мм, доборных800мм, межколонных панелей 1300мм (фактическая проектная ширина с учетом допусков будет на 10мм меньше — 1340, 790, 1290мм).

Колонны с поэтажной разрезкой, стыки колонн располагаем на расстоянии 650 мм от верха ригелей.

3. Проектирование элементов здания

колонна каркасный здание железобетонный

3.1 Расчет и конструирование колонны

• Исходные данные:

Бетон класса В30 с R _b =17 МПа при г_{b 2} =1, рабочая арматура класса A-IV с R_s =400, R_sc =435 МПа. Расчетная длина колонны равна высоте этажа l₀ =4,8м.

• Определение сечение колонны:

N=q _т1 *A_гр *(n-1)+q_т2 *A_гр , кН

Где, q _т1 , q_т2 — полная расчетная нагрузка из 1 и 2 таблицы соответсвенно (таблица 1,2)

A _гр — грузовая площадь колонны l1x l2 — 6,1*5,9 м

n — количество этажей

N=15,69*35,99*(4-1)+6*35,99=1900,27 кН

Если N меньше 2000кН, то сечение колонны будет 300*300 мм.

• Нагрузки и воздействия

Грузовая площадь колонны А _с =6,1*5,9=35,99 м²

Расчетная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом данных таблицы 1:

N ₁ =(q+p)*A_c =15,6*35,99=561,444 кН,

В том числе постоянная и длительная:

N _1,l =9,6*35,99=345,504 кН.

Расчетная нагрузка от собственного веса ригеля:

N ₂ =V*г*г_f , кН

где V — объем в м ³ , г — объемный вес железобетона =25 кН/м³ , г_f — коэффициент надежности по нагрузке 1,1

N ₂ =((0,2*0,35+0,4*0,2)*5,28+0,2*2*0,4*0,15)*25*1,1=22,44 кН

Расчетная нагрузка от собственного веса колонны:

N ₃ =(0,3*0,3*4,8+2*0,3*0,15*0,15)*25*1,1=12,25 кН.

Расчетная нагрузка от покрытия (табл. 2) на колонну:

N ₄ =(q+p)*A_c =7,2*35,99=259,128 кН,

В том числе постоянная и длительная

N _{4, l} =6*35,99=215,94 кН.

Суммарная продольная сила в колонне (с учетом коэффициента надежности по назначению г _n =1):

N=(3* N ₁ +4* N₂ +4* N₃ + N₄ )*1=(3*561,444+4*22,44+4*12,25+259,128)*1=2082,22 кН

От постоянных и длительных нагрузок:

N _l =(3*345,504+4*22,44+4*12,25+215,,94)*1=1391,212 кН

• Расчет прочности нормального сечения.

Условие прочности имеет вид:

N?ц*(R _b *A_b +(A_s +A’_s )* R_sc ),

Где A _b = 300*300=90000 мм² — площадь бетонного сечение, ц — коэффициент, учитывающий гибкость колонны и длительность действия нагрузок.

Преобразуя формулу, получим:

(A _s +A’_s )?(N-ц*R_b *A_b )/(ц* R_sc ),

ц= ц ₁ +2*(ц_2- ц₁ )* R_sc* (A_s +A’_s )/(R_b *A_b )? ц_2,

где ц ₁ и ц₂ коэффициенты для учета гибкости колоны и длительности нагрузки.

Коэффициент ц определяем последовательными приближениями. В первом приближении принимаем ц= ц _2. В нашем случае, при l₀ /h=4800/300=16 и N_l /N=1939,97/2164,97=0,896 коэффициенты ц1=0,78 и ц₂ =0,835.

При ц= ц ₂ определяем

(A _s +A’_s )=(2082,22*10³ -0,835*17*90000)/(0,835*435)=2215,35 мм²

Проверяем:

• ц=0,78+2*(0,835-0,78)*435*2215,35/(17*90000)=0,849>0,86

не сходятся

(A _s +A’_s )=(2082,22*10³ -0,835*19,5*90000)/(0,835*435)=1698,11 мм²

Проверяем:

• ц=0,78+2*(0,835-0,78)*435*1698,11/(19,5*90000)=0,826<0,835

Результаты сходятся , площадь арматуры подобрана верно.

Принимаем по сортаменту 4 d=25 A500 (A _s +A’_s =1963 мм² ).

Полученный процент армирования от рабочей площади бетона составляет:

м=(A _s +A’_s )*100/(b*h₀ )=1963*100/(300*250)=2,62%

При гибкости колонны l ₀ /h=16 это выше минимально допустимого процента армирование 0,2% и меньше рекомендуемому максимальному 3%.

Проверка: N _l ?ц*(R_b *г_{l 1} *A_b +R_sc *(A_s +A’_s ))

1391,212кН?0,835*(19,5*0,9*90000+435*1963)=2031,89 кН

• Расчет прочности консоли

Скрытые консоли имеют малые размеры, поэтому их армируют жесткой арматурой, которую рассчитывают на воздействие опорных реакций ригелей Q без учета работы бетона. Усилия в наклонных пластинах определяются из условия равенства нулю проекций сил на вертикаль:

N _п =Q/sin45,

Q=A _s /2*((q+p)^{т 1} +N/2)=5,9*6,1/2*15,6+22,44/2=291,94 кН,

N _п =291,94/0,707=412,93 кН

Сечение пластин из стали ВСт3пс2: 2*д*h _п =2*8*120=1920 мм²

Площадь нормального сечение пластин А _п =1920* sin45=1358 мм² , сжимающее напряжение у= N_п / А_п =412930/1358=304,3 МПа>245 МПа.

Меняем толщину: д=8/0,81?10

2*д*h _п =2*10*120=2400 мм²

Площадь нормального сечение пластин А _п =2400* sin45=1696,8 мм² , сжимающее напряжение у= N_п / А_п =412930/1696,8=243,36 МПа<245 МПа.

Усилия в растянутых стержнях:

N _s = N_п * sin45=Q=412930*0,707=291941,5 Н

Откуда:

A _s =N_s /R_s =291941,5/435=671,13 мм²

Принимаем по сортаменту 2 d=22 А 500 (A _s =760 мм² )

Ниже сжатые и распределительные стержни принимаем того же сечения что верхние d=22 A 500.

• Конструирование колонны

Шаг поперечных стержней не должен быть более 500 мм и не более 15d _s , где d_s =22мм — диаметр продольных стержней. При м>3% шаг s уменьшается до 300 мм или до 10 d_s . В нашем случае м =2,62<3% принимаем 22*15=330 мм. По условиям сварки диаметр поперечных стержней должен быть не менее 0,25d_{s ,} принимаем d=8 А-I.

Длинна колонны l=4,8+0,8+0,65=6,25 м.

Продольные стержни, определенные расчетом, включаем в 2 плоских каркаса КР-1, которые с помощью поперечных стержне объединяются в пространственный каркас КП-1.

Шаг поперечных стержней — 330мм

Защитный слой бетона до рабочей арматуры должен составлять не менее 20 мм (стр. 111, табл. 10.1 и п.10.3.2 (3 абзац)[2]) и не менее ds, в моем случае ds=22м => толщина защитного слоя =22 мм.

Защитный слой — 22мм

Окончательное расстояние от осей продольных стержней до наружных граней принимаем 45 мм. С учетом надевания на КП1 сеток косвенного армирования С2.

Размеры ячеек сеток: 45-75

Шаг сеток — 60-100 мм

Длина установки сеток не менее — 10*22=220 мм

На расстоянии не менее 220мм нужно установить ? 4 сеток в оголовке колонны во избежание смятия. При этом коэффициент объемного армирования должен быть м(xy)>0,0125

Предварительно назначаем шаг сеток s=70, d=8 мм А 500 с ячейками 60*60 для С1 и 70*70 для С2.

0.0224>0,0125

При объеме бетона 0,58 м ³ и массе колонны 1,45 т. предусматривается 2 петли из стержней d=12мм А-1. Располагаются на расстоянии а=0,21*l=0,21*6,25=1,31м, следовательно а=1,4 м.

3.2 Расчет и конструирование ребристой панели

Исходные данные:

• Ш Проектные размеры — 1490* 5880 мм, высота сечения — 350 мм;

Ш Бетон тяжелый В25:

Ш R _bn =18,5 Мпа, R_btn =1,55 Мпа, R_b =14,5 Мпа, R_btn =1,05 Мпа при г_{b 1} =1;

Ш Модуль упругости Е _b =24*10³ ;

Ш Продольная напрягаемая арматура — проволока Вр1500 R _s =1300 МПа, R_sc =500 (400) МПа. R_sn =R_sser =1500 МПа.

Ш Способ натяжения арматуры — механический;

• Ш Предварительные напряжения арматуры принимаем не более 0,8 от Rsn для проволок. (п.9.1 [2]) у _sp =0,8*1500=1200 МПа. Принимаем у_sp =1000 Мпа.

(по п. 6.2.12 [2]).

Ш Поперечная арматура и сварные сетки — из проволоки класса Вр-I с расчетным сопротивлением R _s =435 МПа, R_sw =300 МПа.

Нагрузки и воздействия

Нагрузки приведены в таблице 2 и 1. Глубина площадки опирания на полку ригеля: (100-10)=90 мм (где 100 мм — ширина свеса полки, 10 мм — зазор), тогда расчетный пролет панели l _o =5880-2*90/2= 5790 мм = 5,79 м.

С учетом заделки швов площадь поперечного сечения панели в пролете составит:

1500*350-(((1260*300)-(0,5*35*2*300)=136500 мм ² ,

Где первое слагаемое площадь прямоугольника образуемого поперечным сечением плиты, второе площадь прямоугольника образуемого нижней граней полки плиты и третье слагаемое это площадь треугольника состоящего из 2-х прямоугольных треугольников, образуемых внутренними гранями ребер плиты.

Тогда нормативная нагрузка от собственной массы 1 м ² панели:

0,1365*1*25/1,5=2,28 кПа,

расчетная:

2,28*1,1=2,5 кПа.

С учетом этого погонные нагрузки на панель при номинальной ширине 1,5 м и коэффициенте надежности по назначению г _n =1:

• расчетная q=(15,6-3,3+2,6)*1*1,5=22,35 кН/м;
• нормативная полная q=(13,2-3,0+2,6)*1*1,5=19,2 кН/м;
• нормативная постоянная и длительная:

q=(8,2-3,0+2,6)*1*1,5=11,7 кН/м.

Усилия от расчетной нагрузки:

M=q*l _o ² /8=22,35*(5,79^2)/8=93,66 кН*м=93,66*10⁶ Н*мм;

Q=q*l _o /2=22,35*5,79/2=64,7 кН=64,7*10³ Н.

Усилия от нормативной полной нагрузки:

M _n =q*l_o ² /8=19,2*(5,79^2)/8=80,46 кН*м=80,46*10⁶ Н*мм;

Q=q*l _o /2=19,2*5,79/2=55,58 кН=55,58*10³ Н.

Усилия от нормативной постоянной и длительной нагрузки:

M _{n , l} =q*l_o ² /8=11,7*(5,79^2)/8=49,03 кН*м=49,03 *10⁶ Н*мм;

Q=q*l _o /2=11,7*5,79/2=33,87 кН=33,87 *10³ Н.

Выполним приведение фактического сечения плиты к расчетному:

• Высота сечения равна фактической высоте панели h=350 мм;
• рабочая высота сечения h ₀ =h-a=350-30=320 мм.

• Расчетная толщина сжатой полки таврового сечения h` _f =50 мм;

• ширина полки равна ширине панели сверху b` _f =1490-20*2=1450 мм;

• расчетная ширина ребра b=(85-15)*2=140 мм.

Расчет прочности нормальных сечений

R _b * b`<sub>f</sub> * h`_f *(h₀ -0,5* h`_f )=14,5*1450*50*(310-25)= 299,6*10⁶ Н*мм>М=93,66*10⁶ Н*мм

Из этого следует, что сжатая зона не выходит за пределы полки.

Определим высоту сжатой зоны:

x= 320- v(320^2-(2*93,66*10^6)/(14,5*1450)) = 14,24 мм

Относительная высота сжатой зоны:

о=x/ho=14,24/320=0,0445.

Граничная высота сжатой зоны определяется по формуле (8.1[2]):

о _r =x_R /h₀ =0,8/(1+е_{s , bl} /е_{b 2} )

где е _{s , bl} — относительная деформация растянутой арматуры при напряжениях, равных R_s ,

е _{s , bl} =R_s /E_s =1300/2,0*10^5=6,5*10^(-3);

е _{b 2} — относительная деформация сжатого бетона при напряжениях, равных R_b , принимаемая в соответствии с указаниями (п.6.1.20 [2]), е_{b 2} =0,0035

о _r =xR/h0=0,8/(1+е_s,bl /е_b2 )=0,8/(1+6,5*10^(-3)/ 0,0035)= 0,28

о = 0,03< о _r =0,28 => условие выполнено.

Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры:

A _s =R_b *b`_f *x/R_s =14,5*1450*14,24/1300=232,64 мм2

При двух ребрах число принимаемых стержней должно быть четным. Принимаем по сортаменту арматуры 6 проволок d = 8 мм; площадь сечения 50,333*6=302 мм ² .

м=А _s /bh₀ =302/(140*320)= 0,0067> м_min =0,0005 => конструктивные требования соблюдены.

Далее проверяем прочность той арматуры, которую подобрали:

x=R _s *A_s /(R_b *b`_f )=1300*302/(14,5*1450)= 18,67 мм

M _u =R_b *b`_f *x*(h₀ -0,5x)=14,5*1450*18,67*(310-0,5*18,67)= 118,02*10⁶ H*мм> M_u >M=64,32 *10⁶ Н*мм. => прочность достаточна.

Проверим прочность плиты с учетом длительности нагрузки:

x _L =R_s *A_s /(R_b *0,9*b`_f )=1300*302/(14,5*0,9*1450)= 20,75 мм

M _u,L =R_b *b`_f *x_L *(h₀ -0,5x_L )=14,5*1450*20,75*(310-0,5*20,75)=130,72 *10⁶

M _{u , L} > M_L =64,32*10⁶ Н*мм. => прочность достаточна.

Потери предварительного напряжения арматуры

Потери от релаксации напряжений арматуры у _{sp 1} определяют по формуле (п.9.1.3 СП 63.13330.2012 при механическом способе натяжения для арматуры Вр 1500):

у ₁ =(0,22*у_sp /R_{s , n} -0,1)* у_sp =(0,22*(1000/1500)-0,1)*1000=46,67 МПа

Тогда усилие в арматуре к началу обжатия бетона:

P1=(у _sp — у₁ )*As=(1000-91,2)*302 = 287905,7 H.

Потери у _{sp 2} от температурного перепада ?t°C, определяемого как разность температур натянутой арматуры в зоне нагрева и устройства, воспринимающего усилия натяжения при нагреве бетона, принимают равными (п.9.1.4 СП):

у _{sp 2} =1,25*?t=1,25*65=81,25 Мпа

При отсутствии точных данных по температурному перепаду допускается принимать ?t=65°C.

Потери от деформации анкеров натяжных устройств у _{sp 4} при натяжении арматуры на упоры определяют по формуле:

у _{sp 4} =?l*Es/l=(0,002*2,0*10^5)/(5,79+1)=58,9 МПа,

где ?l — обжатие анкеров или смещение стержня в зажимах анкеров;

• l — расстояние между наружными гранями упоров;
• По рекомендациям СП 63.13330.2012 при отсутствии данных допускается принимать ?l=2 мм.Потери от усадки бетона у _{sp 5} при натяжении арматуры на упоры определяют по формуле:

у _{sp 5} =е_{b , sh} *E_s =0,0002*2,0*10^5=40 МПа

где е _{b , sh} — деформации усадки бетона, значения которых можно приближенно принимать в зависимости от класса бетона равными 0,0002 — для бетона классов В35 и ниже.

Определим геометрические характеристики приведенного сечения.

Площадь приведенного сечения:

А _red =A_b +A_s *E_s /E_b =1490*50+(85-15)*2*(350-50)+302*(2,0*10^5)/(24*10^3)= =74500+42000+2516,67=119016,67мм²

Статический момент приведенного сечения:

S _red =S_b +S_s *E_s /E_b =74500*325+42000*150+2516,67*30=30,59*10^6 мм³

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:

у ₀ =S_red /A_red =30,59*10^6/119016,67=242,02 мм.

Момент инерции приведенного сечения:

I _red =I_b +A_s (y₀ -a)^2*E_s /E_b =1450*(50^3)/12+74500*(325-257,02)^2+140*300^3/12+42000*(150-257,02)^2+2516,67*(257,02-45)^2=1295,26*10^6 мм⁴

Момент сопротивления сечения по нижней зоне:

W _red =I_red /y_o =1295,26*10^6/257,02=5,04*10^6 мм³

Тоже по верхней зоне:

W _red `=I_red /(h-y_o )= 1295,26*10^6/(350-257,02)= 13,93*10^6 мм³

Эксцентриситет усилия обжатия P1 относительно центра тяжести сечения:

e _op =y_o -a=242,02-45=212,02 мм.

Напряжение в бетоне при обжатии на уровне арматуры:

у _br =P₁ /A_red +P₁ *e_op ^2/I_red =287905,7/119016,67+287905,7*(212,02^2)/(1295,26*10^6)=12,41 МПа

Потери от ползучести бетона у ₆ определяют по формуле:

у ₆ =(0,8*б*ц_{b , cr} *у_bpj )/(1+б*м_sp *(1+(y_sj ^2)*A_red /I_red )*(1+0,8*ц_{b , cr} ))=(0,8*8,333*2,5*12,41)/(1+8,333*0,0029*(1+(222^2)* 119016,67/1295,26*10^6)*(1+0,8*2,5))= 51,71 МПа

где ц _{b , cr} — коэффициент ползучести бетона, определяемый согласно 6.1.16;(ц_{b , cr} =2,5)

у _bpj — напряжения в бетоне на уровне центра тяжести рассматриваемой j-й группы стержней напрягаемой арматуры, у_bpj =12,41 МПа;

y _sj — расстояние между центрами тяжести сечения рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры и приведенного поперечного сечения элемента;

м _sp — коэффициент армирования, равный м_sp =A_sp /A=302/(74500+42000)=0,0026, где A и A_sp — площади поперечного сечения элемента и рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры соответственно.

б=Es/Eb=(2,0*10^5)/(24*10^3)= 8,333

? у = у _{sp 1} +у_{sp 2} +у_{sp 4} +у_{sp 5} +у_{sp 6} =280,04 МПа

P ₂ =(у_sp -у_{sp 1} -у_{sp 2} -у_{sp 4} -у_{sp 5} -у_{sp 6} )*As=(1000-46,67-81,25-58,9-40-51,71)*302=721,47*302=217883,9 Н

Расчет прочности наклонных сечений

Предварительно поперечную арматуру примем по конструктивным требованиям (п [2]): на приопорных участках длиной l /4 устанавливаем 2 d=5 Bp-I (по одному каркасу в ребре) с шагом s=150 мм< h/2. В средней части панели можно увеличить шаг до 3*h/4=265.

Расчет железобетонных элементов по полосе между наклонными сечениями

Проверяем достаточность принятых размеров панели по условию обеспечения прочности наклонной полосы между соседними трещинами (п. СП 8.1.32.): Расчет изгибаемых железобетонных элементов по бетонной полосе между наклонными сечениями производят из условия:

Q?ц _{b 1} R_b bh_o

где ц _{b 1} =0,3;

Q?0,3*14,5*140*320=194880=194,88 *10^3 Н

Q=64,7*10^3 Н<194,88 *10^3 Н => размеры сечения достаточны.

Расчет железобетонных элементов по наклонным сечениям на действие поперечных сил

п. 8.1.33. Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия:

Q _b + Q _sw ?Q,

Q _b =(ц_{b 2} R_bt bh_o ² )/C=(1,5*1,05*140*(320^2))/640=35280=35,28*10^3 Н

где ц _{b 2} -коэффициент равный 1,5;

С- проекция наибольшего опасного сечения, С=2h _o =2*320=640 мм.

Условие прочности имеет вид:

Q _b + Q _sw ?Q,

где Q=Q _max -q*C=64,7*10^3-0,64*22,35*10^3=50,4*10^3

Q _sw = q_{sw *} ц_sw *C;

q _sw = (R_{sw *} A_sw )/ S_w =300*57/150=114 Н/мм;

R _sw =300 Мпа — Расчетные значения сопротивления поперечной арматуры растяжению для предельных состояний первой группы, МПа.

A _sw =57 — мм2площадь поперечных стержней арматуры, пример ВР-1 2 диаметра по 6мм.

S _w =150 — шаг поперечного армирования.

ц _sw =0,75.

Q _sw =114*0,75*640=54,72*10^3 Н;

Q _b + Q _sw =35,28*10^3+54,72*10^3 ? Q = 50,4*10^3

Наклонные трещины не образуются, Расчет по образованию трещин

Расчет железобетонных элементов по образованию трещин производят из условия:

• М>M _crc

где M — изгибающий момент от внешней нагрузки относительно оси, нормальной к плоскости действия момента и проходящей через центр тяжести приведенного поперечного сечения элемента;

M _crc — изгибающий момент, воспринимаемый нормальным сечением элемента при образовании трещин, определяемый по формуле:

M _crc =R_bt,ser *W_pl ±N*e_x

где W _pl — упругопластический момент сопротивления сечения для крайнего растянутого волокна бетона;

e _x — расстояние от точки приложения продольной силы N (расположенной в центре тяжести приведенного сечения элемента) до ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны, трещинообразование которой проверяется.

В формуле знак «плюс» принимают при сжимающей продольной силе N, «минус» — при растягивающей силе.

Для прямоугольных сечений и тавровых сечений с полкой, расположенной в сжатой зоне, значение W _pl при действии момента в плоскости оси симметрии допускается принимать равным:

W’ _pl =1,3*W’_red =1,3*13,93*10^6=6370000 мм³ =18,11*10^6 мм³

где W’ _red — упругий момент сопротивления приведенного сечения по растянутой зоне сечения.

Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин на стадии обжатия:

M _crc =R_{bt , ser} *W’_pl =1,55*18,11*10^6 =28,07*10^6 мм³

Момент, от внецентренного обжатия, вызывающий появление трещин:

M _rp =г_sp *P1*(e_ор -r)=1,1*287905,7*(212,02-117,04)= 27,35 * 10^6 Н*мм

где г _sp =1.1;

• P1=287905,7 Н;

r=W’ _red /A_red =13,93*10^6/119016,67=117,04 мм.

Условие: M

не образуются.

Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин на стадии эксплуатации:

M _crc =R_bt,ser *W’_pl +P2*e_x =1,55*18,11*10^6+217883,9*42,3=37,29*10^6 Н*мм

e _x =Wred/A_red =5,04*10^6/119016,67=42,3 мм

не образуются

Расчет прогиба панели

Прогиб ребристой панели от действия постоянной и длительной нагрузок не должен превышать l ₀ /200=5880/200= 29,4 мм. Определим параметры, необходимые для расчета прогиба панели без трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок М=M_{n , L} ; продольная сила равна усилию обжатия с учетом всех потерь Р₂ .

1/r ₂ =M_nl /(E_{b 1} *I_red )

где E _{b 1} — модуль деформации сжатого бетона, определяемый в зависимости от продолжительности действия нагрузки и с учетом наличия или отсутствия трещин, E_{b 1} =Е_b /(1+?_{b , cr} )=24*10^3/(1+2,3)= 7272,73 МПа.

1/r ₂ =M_nl /(E_b1 *I_red )=49,03*10^6/(7272,73*1295,26*10^6)=5,2*10^(-6) мм^-1

1/r ₃ =Р/(E_b1 *I_red )= 217883,9/(7272,73*1295,26*10^6)=2,3*10^(-8) мм^-1

1/r ₄ =(?_sp5 +?_sp6 )/(E_s *h_o )=(40+51,71)/(2,0*10^5*310)=1,48*10^(-6) мм^-1

Значение полной кривизны равно:

1/r=1/r ₂ -1/r₃ -1/r₄ =5,2*10^(-6)-2,3*10^(-8)-1,48*10^(-6)= 3,743*10^(-6) мм^-1

Прогиб панели определяется по формуле:

f = (5/48)*(1/r)*l^ 2 = (5/48)* 3,743*10^(-6)*5790^2=13,07 мм < 30 мм =>

Жесткость панели достаточна., Конструирование панели

В ребристой панели устанавливаются закладные детали, рабочая арматура, объединенная в сетки и каркасы, конструктивная арматура: гнутые сетки, охватывающие напрягаемые стержни в концевых участках и предохраняющие бетон от раскалывания при отпуске натяжения, каркасов торцевых ребрах и гнутые каркасы, соединяющие продольные и торцевые ребра.

При проектировании сеток и каркасов учитываем конструктивное требование норм: длина от концов стержня до оси крайнего пересекаемого стержня должна быть не менее диаметра выступающего стержня и не менее 20 мм.

Четыре петли предназначенные для подъема панели, их диаметр определяется по таблице 4 [1], имея в виду, что собственная масса панели распределяется на три петли. Размеры петель определяем по таблице 5 [1].

V _плиты 1500*350-(((1260*300)-(0,5*35*2*300)*5880=0,82 м³ ,

Собственный вес плиты равен 2 т. Принимаем 4 петли 10 диаметра.

Литература

[Электронный ресурс]//URL: https://drprom.ru/kursovoy/mnogoetajnoe-karkasnoe-zdanie/

1. СП 20.13330 — 2012. Нормы проектирования. Нагрузки и воздействия.

2. СП 63.13330 — 2012. Проектирование бетонных и железобетонных конструкций.

3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01 — 84).

М. 1989. 193 с.

4. Расчет и кнструирование частей жилых и общественных зданий (Под ред. П.Ф. Вахненко).

Киев: Будивэльник, 1987. 424 с.

5. ГОСТ Р 21.1101 — 92. СПДС. Основные требования к рабочей документации. М.: Изд-во стандартов. 1993. 24 с.

6. ГОСТ Р 21.1501 — 92. СПДС. Правила выполнения архитектурно-строительных рабочих чертежей. М.: Изд-во стандартов, 1993. 40 с.

7. Рабочая документация для строительства. Вып. 1: Общие требования. М.: АПП ЦИТП, 1992. 240 с.