Размещено на http://www.allbest.ru/

ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО

ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНОГО ТРАНСПОРТА

МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ ПУТЕЙ СООБЩЕНИЯ (МИИТ)

Кафедра «Строительные конструкции»

КУРСОВОЙ ПРОЕКТ

по дисциплине

«Строительные конструкции»

ПРОЕКТИРОВАНИЕ НЕСУЩИХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ МНОГОЭТАЖНОГО ЗДАНИЯ

Выполнил Ушакова Е.Д.(0900473)

Проверил Строкач А.А.

СМОЛЕНСК 2013



Задание на проектирование

Таблица 1

Наименование данных	Вариант
	0	1	2	3	4	5	6	7	8	9
Последняя цифра шифра
Ширина здания в осях,м	15	18	21	24	18	21	15	18	21	24
Длина здания в осям,м	78	66	84	72	78	78	66	76	72	84
Количество этажей	4	5	7	6	4	5	5	4	6	7
Высота этажа(от пола до пола),м	4	4,8	4,2	5	4	4,6	4,4	5,4	6	4,4
Предпоследняя цифра шифра
Расчетное сопротивление грунта Ro, МПа	0,30	0,35	0,20	0,25	0,30	0,40	0,25	0,45	0,20	0,30
Нормативная: длительно действующая полезная нагрузка, кН/м2	10,0	12,0	14,0	10,0	13,0	10,0	12,0	10,0	14,0	11,0
Кратковременная полезная нагрузка, кН/м2	2,0	0,5	15	2,0	0,5	1,5	1,5	1,5	2,0	2,0

Таблица 2

Вариант (третья от конца цифра шифра)	Район строительства	Железобетонные конструкции
		с ненапрягаемой арматурой	предварительно напряженные
		класс бетона	класс арматурной стали	класс бетона	класс арматурной стали
			для изгибаемых элементов	для колонн и фундаментов
0	Свердловск	В 25	А-II	А-III	В 40	Ат-VI
1	Омск	В 15	А-IV	А-II	В 40	Ат-V
2	Минск	В 25	А-III	А-III	В 30	А-IV
3	Москва	В 25	Ат-IV	А-II	В 45	А-V
4	Новосибирск	В 15	А-IV	А-III	В 40	А-IIIв
5	Киев	В 25	А-III	А-III	В 30	K-7
6	Рига	В 15	Ат-IV	А-II	В 40	Bp-II
7	Липецк	В 25	А-III	А-II	В 45	Ат-V
8	Казань	В 15	А-IV	А-III	В 40	K-7
9	Новгород	В 25	А-II	А-III	В 30	Bp-II



Оглавление

Задание на проектирование

1. Введение

2. Исходные данные для проектирования

2.1 Данные о бетоне

2.2 Данные о напрягаемой арматуре

3.3 Данные о ненапрягаемой арматуре

3. Компоновка конструктивной схемы каркаса здания

3.1 Объёмно-планировочные параметры здания

3.2 Состав и работа каркаса здания

3.3 Температурные швы

3.4 Колонны и наружные стены

3.5 Ригели

3.6 Панели перекрытия

Заделка панелей в стены

Размеры сечения панели перекрытия

3.7 План и поперечный разрез здания

4. Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса

4.1 Общие положения

4.2 Нагрузки на перекрытие и покрытие

4.3 Статический расчёт панели перекрытия

4.3.1 Расчётная схема панели

4.3.2 Расчётная нагрузка

4.3.3 Внутренние усилия в панели

4.4 Статический расчёт поперечной рамы каркаса

4.4.1 Расчётная схема поперечной рамы

4.4.2 Нагрузка на ригель поперечной рамы

4.4.3 Внутренние усилия в ригеле

4.4.4Продольные усилия в колонне 1-го этажа

5. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия

5.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

5.1.1 Бетон

5.1.2 Арматура

5.2 Предварительное напряжение арматуры

5.2.1 Методы натяжения арматуры

5.2.2 Способы натяжения арматуры

5.2.3 Величина предварительных напряжений в арматуре

5.3 Граничная относительная высота сжатой зоны бетона

5.4 Опалубочные размеры панели

5.4.1 Основные габаритные размеры панели

5.4.2Ширина продольного ребра панели

5.4.3Размеры полки (плитной части)

5.4.4 Поперечные рёбра

5.5 Эквивалентное поперечное сечение панели

5.6 Подбор продольной рабочей арматуры панели

5.7 Конструирование поперечной рабочей арматуры панели

5.8 Расчет поперечной рабочей арматуры панели

5.9 Проверка прочности на действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами

5.10 Расчет полки панели на местный изгиб

5.10.1 Общие соображения

5.10.2 Нагрузки на полку панели

5.10.3 Расчётная схема полки, внутренние усилия

5.10.4 Поперечное сечение полки

5.10.5 Подбор рабочей арматуры

5.10.6 Конструирование сеток

5.11 Расчет плиты перекрытия по предельным состояниям второй группы

5.12 Потери предварительного напряжения арматуры

5.13 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

5.14 Расчет прогиба плиты

5.15 Рабочие чертежи панели перекрытия

6. Расчет и конструирование ригеля перекрытия

6.1 Прочностные и деформативные характеристики бетона и арматуры

6.2 Подбор продольной рабочей арматуры ригеля

6.3 Подбор поперечной рабочей арматуры ригеля

6.3.1 Конструирование поперечной арматуры

6.3.2 Общие соображения по расчёту прочности наклонных сечений

6.3.3 Расчет на действие поперечной силы по наклонной трещине

6.3.4 Проверка прочности на действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами

6.4 Обрыв продольной арматуры в пролёте

6.4.1 Построение эпюры материалов

6.4.2 Определение длины заделки арматурных стержней

6.5 Конструктивное армирование ригеля, опорный узел

7. Расчёт и конструирование колонны

7.1 Подбор продольной арматуры

7.2 Конструирование поперечной арматуры колонны

8. Расчёт и конструирование фундамента

8.1 Общие соображения

8.2Определение площади подошвы фундамента

8.3 Определение основных размеров фундамента

8.3.1 Определение высоты ступеней

8.3.2 Определение глубины заделки колонны в фундаменте

8.3.3 Определение размеров ступеней в плане

8.4 Расчёт фундамента на продавливание

8.5 Проверка прочности плиты по наклонному сечению

8.6 Подбор арматуры подошвы фундамента

9. Расчет многопролетной плиты монолитного перекрытия

9.1 Расчетный пролет и нагрузки

9.2 Определение усилий в плите от расчетной полной нагрузки

9.3 Характеристика прочности бетона и арматуры

9.4 Подбор сечений продольной арматуры

10. Многопролетная второстепенная балка

10.1 Расчетный пролет и нагрузки

10.2 Определение усилий от внешней нагрузки во второстепенной балке

10.3 Характеристика прочности бетона и арматуры

10.4 Расчет прочности второстепенной балки по нормальным сечениям

Список литературы

нагрузка перекрытие бетон арматура



1. Введение

Многоэтажные промышленные здания служат для размещения различных производств: цехов лёгкого машиностроения, приборостроения, химической, электро- и радиотехнической промышленности, а также складов, холодильников, гаражей, предприятий железнодорожного транспорта и прочих объектов. Для всех названных производств характерны сравнительно небольшие вертикальные и горизонтальные нагрузки на конструкции здания.

Многоэтажные производственные здания целесообразно строить, когда технологический процесс организован по вертикальной схеме или когда площадь территории, выделенная для строительства, ограничена и стеснена.

Чаще всего многоэтажные производственные здания выполняют из железобетона, так как в настоящее время он является одним из основных материалов капитального строительства и реконструкции.

Основу многоэтажного производственного здания образует железобетонный каркас, состоящий из колонн, ригелей, плит перекрытия и элементов жесткости. Иногда здания проектируют с неполным каркасом, в котором колонны располагаются только внутри, а наружные стены выполняют роль несущих и ограждающих конструкций.

Требованиям индустриализации строительства в наибольшей степени отвечают сборные железобетонные конструкции, возведение которых на строительной площадке осуществляется из заранее заготовленных элементов. Их производство ведется на базе развитой сети высокомеханизированных и автоматизированных предприятий сборного железобетона, специализированных на выпуск определенного ассортимента изделий и конструкций. Вместе с тем, в настоящее время в строительстве широко применяется и монолитный железобетон.

В данной работе выполняется проектирование основных несущих конструкций сборного железобетонного каркаса многоэтажного производственного здания. Целью проектирования является разработка наиболее технологичных конструктивных решений, обеспечивающих несложное, быстрое и экономичное изготовление, транспортирование и монтаж конструкций, которые будут надёжны и безопасны в эксплуатации.

Проектирование ведется в соответствии с действующими нормативными документами (СНиП, ГОСТ), составляющими техническую и юридическую основу проектных работ и обеспечивающими необходимую надёжность и экономичность строительных объектов.



2. Исходные данные для проектирования

2.1 Данные о бетоне

Вид бетона - тяжелый с = 2500кН/м³

Условия твердения естественные.

Передаточная прочность для предварительно напряженных конструкций R_bp - 20 МПа п. 2.6 [2].

Проектная марка бетона на сжатие R_b и R_b,ser (табл.12 [2])

для бетона В15 - 11,0 МПа

для бетона В40 - 29 МПа

Растяжение осевое R_bt и R_bt.ser (табл. 12[2])

для бетона В15 - 1,1 МПа

для бетона В40 - 2.,1 МПа

Сжатие осевое R_b, (табл. 13 [2])

для бетона В15 - 8,5 МПа

для бетона В40 - 22,0 МПа

Растяжение осевое R_bt (табл. 13 [2])

для бетона В15 - 0,8 МПа

для бетона В4О - 1,40 МПа.

Коэффициенты надежности по бетону при сжатии и растяжении для расчета конструкций по предельным состояниям (табл. 11 [2]).

первая группа: г_bc = 1,3;

при сжатии: г_bt = 1,5;

при растяжении: г_bt = 1,3

вторая группа

г_bc = г_bt = 1,0

Коэффициент условия работы (табл. 15 [2])

г_br = 0,9

Начальные модули упругости бетона Е_в (табл. 18 [2])

для бетона В15 - 34000 МПа

для бетона В40 - 36000 Мпа

2.2 Данные о напрягаемой арматуре

Класс арматурной стали A540 - стержневая, горячекатанная

Нормативное сопротивление арматуры R_sn (табл. 20 [2])

R_sn = 540 МПа

Коэффициент надежности по арматуре при расчете конструкций по предельным состояниям по (табл. 21 [2]).

г_c = 1,15 по первой группе

г_c =1,0 по второй группе

Расчетное сопротивление арматуры по (табл. 23 [2])

R_s = 490 МПа - растяжение продольной арматуры I группы

r_sw ⁼ 390 МПа - растяжение поперечной арматуры I группы

R_sc = 200 МПа - сжатие арматуры I группы

Модуль упругости арматуры по (табл. 29[2]) E_s = 180000 МПа.

Способ натяжения арматуры - электротермический.

2.3 Данные о ненапрягаемой арматуре

Класс арматуры для изгибаемых элементов - А600

Расчетное сопротивление арматуры:

R_s = 510 МПа;

R_sw = 405 МПа;

R_sc = 450 МПа.

Класс арматуры для колонн и фундаментов - A400

Расчетное сопротивление арматуры:

R_s = 365 МПа;

R_sw = 290 МПа;

R_sc = 365МПа.

Все элементы армируются сварным каркасом.

Марка стали закладных деталей С38/23 (ВСтЗкп).

Требования второй группы:

1. Все элементы третьей категории допускаемое ограничение по ширине непродолжительное раскрытие трещин (а_crc1 - 0,4мм) и продолжительное раскрытие трещин (a_crc2 - 0,3мм).

2. Нагрузки и коэффициенты надежности по нагрузке г₁, принимаемые при расчете ( см. табл. 3[2]).

3. Предельно допустимые прогибы конструкций (для перекрытий с ребристыми потолками) 5< l <10 f = 2,5 см.



3. Компоновка конструктивной схемы каркаса здания



3.1 Объёмно-планировочные параметры здания

Таблица 1.1

Расстояние между продольными разбивочными осями	L	по заданию	8 м
Количество пролётов поперек здания	n	по заданию	3
Ширина здания (в осях)	L0	L·n	24 м
Расстояние между поперечными разбивочными осями	l	по заданию	6 м
Количество пролетов вдоль здания	m	по заданию	13
Длина здания (в осях)	l0	l·m	72 м
Высота этажа	H	по заданию	5 м
Количество этажей		по заданию	6

3.2 Состав и работа каркаса здания

Продольные и поперечные разбивочные оси образуют сетку, в узлах которой устанавливаются колонны. Расстояние между продольными разбивочными осями принято называть пролётом здания, между поперечными - шагом колонн.

Колонны по высоте имеют выступающие части - консоли, на которые устанавливаются балки - ригели. Сверху на ригели укладываются панели перекрытия.

На панели действуют вертикальные нагрузки (эксплуатационные), которые передаются затем через ригели на колонны, а с них через фундаменты на грунт основания. Горизонтальные нагрузки (ветровые) воспринимаются наружными стенами здания, которые выполняются из кирпича. На них передается также и часть вертикальных нагрузок.

Конструктивная система здания с использованием колонн и несущих стен носит название неполного каркаса.



3.3 Температурные швы

Чтобы в элементах каркаса не возникали дополнительные усилия от изменения температуры, здание в необходимых случаях разрезают на отдельные самостоятельные блоки (температурные отсеки) поперечными и продольными температурными швами.

По требованиям СНиП [2] наибольшая длина температурного отсека составляет 60 м.

Длина здания l₀ = 72 м > 60 м, поэтому необходимо устройство поперечного температурного шва.

Предусматриваем шов в середине длины здания, тогда длина температурного отсека составит:

l_t = l · 7= 6 · 7 = 42 м < 60 м.

Температурный шов представляет собой два ряда колонн, смещённых от разбивочной оси на 500 мм.

3.4 Колонны и наружные стены

Сечение колонн обычно принимают квадратным со стороной 300, 350, 400, 450 мм (в соответствии с требованиями унификации). С увеличением нагрузки увеличивается и сечение колонн.

Толщина наружной стены принимается кратной размерам кирпича (250120 мм, высота 65 мм), с учётом 10 мм на вертикальный шов:

380 мм = 120+10+250 мм	(1,5 кирпича)
510 мм = 250+10+250 мм	(2 кирпича)
640 мм = 250+10+120+10+250 мм	(2,5 кирпича)

Принимаем сечение колонн 450450 мм, толщину кладки наружных стен 640 мм (постоянной на всех этажах).

3.5 Ригели

Принимаем поперечное направление ригелей, т.е. располагаем ригели поперёк здания. В этом случае они образуют вместе с колоннами раму с жесткими узлами, обеспечивая дополнительную пространственную жесткость каркаса в поперечном направлении.

Сечение ригеля принимаем прямоугольным, так как оно наиболее простое в изготовлении (а так же и в расчёте). Назначаем размеры сечения ригеля (рис. 3.1):

высота h_r = (1/10…1/15)L = 800…540 мм; принимаем h_r = 750 мм (кратно 50 мм);

ширина b_r = (0,3…0,4)h_r = 225…300 мм; принимаем b_r = 250 мм (кратно 50 мм).

4 Чем больше высота сечения ригеля, тем лучше он работает на восприятие нагрузки, но строительная высота перекрытия при этом увеличивается.

Ригели, находящиеся у продольной наружной стены, опираются одним концом на эту стену, а другим - на консоль колонны. Глубину заделки ригеля в стену примем равной длине кирпича (250 мм).

3.6 Панели перекрытия

4 Выбор типа панелей производится на основе экономических и эксплуатационных критериев. В курсовой работе предлагается выбрать тип панели по собственному усмотрению и использовать рёбристые панели (рис.3.3,а), или панели типа «2Т» (рис.3.3,б). В данном примере расчёта применяются рёбристые панели перекрытия.

Схема раскладки панелей. Принимаем наиболее распространённый вариант раскладки (подходит для любого типа панелей): между колоннами укладываются связевые панели, которые служат распорками, передающими горизонтальные нагрузки. Рядовые и связевые панели имеют одинаковую ширину; укладываемые у продольных стен доборные панели в два раза уже рядовых (рис. 3.2).

Заделка панелей в стены:

4 в продольные стены панели не заделываются;

4 в поперечные стены заделка составляет 130 мм

(половина кирпича с учётом толщины раствора шва: 120 + 10 мм).

Привязка наружных стен к разбивочным осям:

4 к продольной оси: нулевая привязка

(внутренняя грань стены совмещена с разбивочной осью);

4 к поперечной оси: привязка 130 мм

(внутренняя грань стены смещена с разбивочной оси внутрь здания на величину заделки панели в стену).

Размеры сечения панели перекрытия:

4 высота h_п = (1/20…1/30)l = 300…200 мм, принимаем h_п = 350 мм (кратно 50 мм);

4 ширина панели b_n назначается такой, чтобы в соответствии со схемой раскладки на длине пролёта можно было разместить целое число панелей. При этом ширина панели должна находиться в пределах 1200…1500 мм. Рекомендуемая ширина панелей представлена в таблице 2 Приложения 1.

Принимаем ширину панели b_n = 1300 мм (кратно 100 мм), тогда между продольными осями укладывается 6 панелей.

3.7 План и поперечный разрез здания

Компоновка конструктивной схемы каркаса заканчивается изображением плана и поперечного разреза здания (масштаб М 1:200).

Основные сборные конструктивные элементы каркаса на строительных чертежах принято обозначать марками (например: П-1, П-2, П-3 - панели перекрытия соответственно рядовые, связевые и доборные). Однотипные элементы получают одинаковые марки.

Колонны здания для удобства изготовления, транспортировки и монтажа разделяются по высоте на отдельные монтажные элементы. Длина монтажного элемента может составлять 1; 2 и 3 этажа (но не более 18 м для возможности перевозки).

Для удобства выполнения работ по замоноличиванию стыков и сварки выпусков арматуры стык колонн располагается выше пола перекрытия на 800 мм.

Для изображения на поперечном разрезе задают ориентировочные (предварительные) размеры консольного выступа колонн (напр. 250250 мм, скос под углом 45є) и фундамента (трёхступенчатый, высота ступени 350 мм). Глубина заложения подошвы фундамента d_f принимается по заданию.

4. Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса

4.1 Общие положения

В Нормах проектирования (СНиП [1]) указаны нормативные значения нагрузок (q_n), которые соответствуют условиям нормальной эксплуатации сооружений (за это их называют эксплуатационными).

Нормативные нагрузки приняты с обеспеченностью (доверительной вероятностью), равной 0,95. Это означает, что из 100 нагрузок 95 не будут превышать установленного нормативного значения.

В практических расчётах используются расчётные значения нагрузки (q), получаемые путём умножения их нормативной величины q_n на коэффициент надёжности по нагрузке г_f, учитывающий статистический характер изменчивости нагрузок:

q = q_n · г_f

Расчётные нагрузки имеют обеспеченность 0,997…0,999, что вполне достаточно для проведения расчётов по прочности.

Коэффициенты надежности по нагрузке

Таблица 2.1

Вид нагрузки	гf	пункт СНиП [1]
Постоянная: собственный вес конструкций	железобетонных	1,1	табл. 1
	изоляционных, выравнивающих и отделочных слоев, выполняемых на строительной площадке	1,3
Временная	снеговая	1,4	п. 5.7
	технологическая v ? 2 кН/м2	1,2	п. 3.7

Расчётные значения нагрузок также принято умножать на коэффициент надёжности по назначению здания г_n, учитывающий степень ответственности зданий и сооружений, которая характеризуется значимостью экономических, социальных и экологических последствий отказов этих объектов.

Здание в данном проекте, как и большинство зданий, относится ко II-му уровню ответственности (нормальному), которому соответствует коэффициент г_n = 0,95 (прил. 7* СНиП [1]).

4.2 Нагрузки на перекрытие и покрытие

Таблица 2.2

Вид нагрузки	Толщина слоя, м	Объемный вес, кН/м3	Нагрузка, кН/м2
			нормативная	гf	расчётная
Нагрузка на перекрытие:
Постоянная (собственный вес конструкций):	Рёбристая панель перекрытия (Прил. 1)	2,5	1,1	2,750
	Стяжка из цем. раствора	0,015	18	0,27	1,3	0,351
	Плиточный пол	0,015	20	0,3	1,3	0,390
Временная (по заданию)	11,5	1,2	13,8
Полная (постоянная + временная) Р0	11,57		17,291
Нагрузка на покрытие:
Постоянная (собственный вес конструкций):	Рёбристая панель покрытия (Прил. 1)	2,5	1,1	2,750
	Пароизоляция: 2 слоя рубероида на мастике	0,1	1,3	0,130
	Утеплитель: плиты минераловатные	0,15	3	0,45	1,3	0,585
	Стяжка из цем. раствора	0,02	18	0,36	1,3	0,468
	Гидроизоляция: 3 слоя рубероида на мастике	0,20	1,3	0,260
	Слой гравия на мастике	0,02	20	0,40	1,3	0,520
Временная (снеговая, по заданию)	1,29	1,4	1,800
Полная (постоянная + временная) Р1	5,30		6,513



4.3 Статический расчёт панели перекрытия

4.3.1 Расчётная схема панели

· Расчётной схемой панели перекрытия является балка, свободно лежащая на двух опорах (рис. 2.1).

· Расчётный пролёт панели - это расстояние между центрами её опорных площадок:

,

где b_r - ширина ригеля (п. 1.5).

4.3.2 Расчётная нагрузка

· Панель воспринимает нагрузку, действующую в пределах её номинальной ширины b_п = 1,3 м (п. 1.6).

· Полная расчетная нагрузка на панель:

q = Р₀ b_{n n} = 17,2911,30,95 = 21,35 кН/м.

4.3.3 Внутренние усилия в панели

Наибольшие внутренние усилия в панели перекрытия от действия полной расчётной нагрузки вычисляются по формулам сопротивления материалов:

· изгибающий момент (в середине пролёта):

,

· поперечная сила (на опоре):

.

4.4 Статический расчёт поперечной рамы каркаса

4.4.1 Расчётная схема поперечной рамы

Многоэтажная многопролётная поперечная рама каркаса здания является сложной статически неопределимой системой. При расчете её делят на ряд простых, размещая шарниры посередине высоты стоек рамы, и рассматривают отдельно рамы верхнего, первого и типового этажа (рис. 4.2). Усилия во всех ригелях средних пролетов будут одинаковыми, поэтому достаточно рассматривать трёхпролётные рамы. Расчёт проведём для рамы типового этажа (рис. 4.2,б).

· Средний пролёт рамы равен расстоянию между продольными разбивочными осями L = 8,0 м.

· Величина крайнего пролета рамы - это расстояние от оси крайнего ряда колонн до центра опорной площадки ригеля на стене:

,

где а = 250 мм - глубина заделки ригеля в стену.

Внутренние усилия в раме определяют от совместного действия постоянной (q) и временной (v) нагрузки, рассматривая три комбинации с различными схемами действия временной нагрузки (рис. 4.2, б).

Если построить все три эпюры моментов на одном чертеже и учитывать только максимальные по абсолютной величине значения, можно получить так называемую огибающую эпюру моментов и использовать её в расчете (рис. 4.2, б).

Определение внутренних усилий можно производить:

4 вручную с помощью специальных таблиц (такой метод в настоящее время представляет в основном академический интерес);

4 с помощью IBM (что в основном и имеет место в реальной практике проектирования).

В данной работе мы не будем пользоваться ни одним из этих способов, а проведем расчет упрощённо, как делают старые опытные проектировщики: на действие полных нагрузок.

Рис. 4.2 а - расчётная схема поперечной рамы здания; б - условная рама типового этажа, схемы её загружения и эпюры внутренних усилий; в - определение поперечных усилий на участке стержня из условий равновесия.

При определении нагрузок от собственного веса конструкций часто используют понятие объёмного веса материала. Его следует отличать от объёмной массы (плотности). Например, объёмная масса железобетона = 2500 кг/м³, по этой величине путём несложного преобразования можно найти объёмный вес железобетона: ₀ = 25 кН/м³.

4.4.2 Нагрузка на ригель поперечной рамы

· Ригель воспринимает нагрузку, действующую на грузовой площади шириной, равной расстоянию между поперечными разбивочными осями l = 8,0 м, а также нагрузку от собственного веса.

· Расчётная линейная нагрузка на ригель от его собственного веса:

q_r = b_r h_{r b f} = 0,250,75251,1 = 5,156 кН/м,

где

b_r, h_r - размеры поперечного сечения ригеля (п. 1.5);

г_b = 25 кН/м³ - объёмный вес конструкций из тяжелого бетона;

г_f = 1,1 - коэффициент надёжности по нагрузке (табл. 2.1).

· Продольная расчетная линейная нагрузка на ригель:

q = (P₀l + q_r)_n = (17,2918,0 + 5,156)0,95 = 136,31 кН/м.

4.4.3 Внутренние усилия в ригеле

Значения ординат огибающей эпюры моментов в ригеле обычно не превышают следующих величин:

4 в крайнем пролёте:	,
4 на левой средней опоре:	M21 = M23 = 0,085 qL2 = 0,085136,31 (8)2 = 741,53 кНм,
4 в среднем пролёте:	M22 = 0,055 qL2 = 0,055136,31 (8)2 = 479,81 кНм,
4 на правой средней опоре:	M32 = 0,065 qL2 = 0,065136,31 (8)2 = 507,05 кНм.

Значения поперечных сил на опорах определяются методами строительной механики (рис. 2.2,в):

Q_A = Q_q + Q_M, Q_B = Q_q - Q_M,

где:

Q_q - поперечная сила от действия равномерно распределённой нагрузки:

;

Q_M - поперечное усилие от действия опорных изгибающих моментов:

.

4 В крайнем пролёте:

, ,

Q₁₂ = 553,76 + (- 91,27) = 462,49 кН, Q₂₁ = 553,76 - (- 91,27) = 620,25 кН.

4 В среднем пролёте:

,

,

Q₂₃ = 545,24 + 21,88 = 567,12 кН,

Q₃₂= 543,24 - 21,88 = 523,36 кН.

· Расчетный изгибающий момент на средней опоре определяется в сечении ригеля по грани колонны; величину этого момента можно вычислить по формуле:

,

где h_к - ширина колонны: h_к = 450 мм (п. 1.4).



4.4.4 Продольные усилия в колонне 1-го этажа

· Колонны здания работают в составе поперечной рамы каркаса, поэтому в них возникают продольные силы и изгибающие моменты. Последние обычно невелики, поэтому мы ограничимся только определением продольных усилий. Наибольшая продольная сила в колонне возникает на уровне пола 1-го этажа (сечение «к» на рис. 4.2, а).

· Колонна воспринимает со всех этажей нагрузку, действующую на её грузовой площади размером Ll, а также нагрузку от собственного веса.

· Нагрузка от собственного веса колонны

4 Нормативная нагрузка:

,

где

n_э =5 - число этажей (табл. 1.1); H = 5 м - высота этажа; h_k - ширина колонны.

4 Расчётная нагрузка:

G_k = G_k,nf = 151,881,1 = 167,06 кН.

· Продольная сила в колонне на уровне пола 1-го этажа:

4 От нормативной нагрузки:

N_k,n = G_k,n + Ll[P_0,n(n_э - 1) + P_1,n] = 151,88 + 86[14,576(6 - 1) + 5,30] = 3903 кН.

4 От расчётной нагрузки:

N_k = _n(G_k + Ll[P₀ (n_э - 1) + P₁]) = 0,95(167,06 + 86[17,291(6 - 1) + 6,513]) = 4384 кН.



5. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия

5.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

5.1.1 Бетон

4 Применяем тяжелый бетон класса В40 (по заданию), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.

4 Расчётное сопротивление сжатию R_b = 22,0 МПа (табл. 13 СНиП [2]).

4 Бетон находится под воздействием длительной нагрузки, поэтому в расчетах умножаем его расчётное сопротивление на коэффициент условий работы г_b2 = 0,9 (табл. 15 СНиП [2]).

5.1.2 Арматура

4 Продольная рабочая арматура панели - предварительно напрягаемая, класса А-III В(А540) - по заданию.

Сопротивление растяжению:

· нормативное R_sn = 540 МПа (табл. 19* СНиП [2]),

· расчётное R_s = 490 МПа (табл. 22* СНиП [2]).

4 Полка панели армируется сеткой из проволочной арматуры класса Вр-I (В500).

Расчётное сопротивление растяжению R_s = 410 МПа (табл. 23* СНиП [2]).

5.2 Предварительное напряжение арматуры

Предварительно напряженная арматура - это арматура, получающая начальные (предварительные) напряжения в процессе изготовления конструкций до приложения внешних нагрузок в стадии эксплуатации.

5.2.1 Методы натяжения арматуры

Существуют два метода натяжения арматуры: натяжение на упоры и натяжение на бетон. Натяжение на бетон применяется, как правило, только в монолитных конструкциях.

4 Используем метод натяжения арматуры на упоры, так как он наиболее целесообразен в условиях заводского изготовления железобетонных конструкций.

Арматура до бетонирования натягивается и затем фиксируется в натянутом состоянии на жестком стенде или форме. После укладки в форму бетона и набора им необходимой передаточной прочности арматура освобождается от натяжных приспособлений. Арматура, стремясь сократиться, обжимает бетон, а сама остается растянутой.

5.2.2 Способы натяжения арматуры

Существует 4 способа натяжения арматуры (из них получили распространение только первые два):

1. Механический (с помощью домкратов, рычагов, грузов).

2. Электротермический (с помощью эл. тока).

3. Электротермомеханический (комбинированный).

4. Физико-химический (самонапряжение).

4 Используем электротермический способ натяжения, так как он является наиболее распространённым благодаря своей простоте, малой трудоёмкости и сравнительно низкой стоимости оборудования.

Стержни арматуры нагревают до температуры 300…350єС с помощью электротока и в нагретом состоянии закрепляют в упорах формы. При остывании стержни, стремясь сократиться, натягиваются, что используется для обжатия бетона. Точность этого метода по сравнению с остальными более низкая. Кроме того, этот способ достаточно энергоёмкий и не может применяться для натяжения арматуры классов Aт-VII, B-II, B500, К-7, К-19.

5.2.3 Величина предварительных напряжений в арматуре

· Допустимое отклонение значения предварительного напряжения при электротермическом способе натяжения определяются по формуле (2) СНиП [2]:

,

где l - длина натягиваемого стержня (расстояние между наружными гранями упоров): l = 8 м.

· В соответствии с формулой (1) СНиП [2] установим пределы, в которых можно назначать величину предварительного напряжения в арматуре:

_sp 0,3 R_sn + p = 0,3540 + 75= 237 МПа;

_sp R_sn - p = 540 - 75 = 465 МПа.

Границы этого интервала установлены на основе следующих соображений:

ь при высоких значениях предварительных напряжений существует опасность разрыва арматурной стали или её проскальзывания в захватах при натяжении; опасность разрушения бетона или образования в нём трещин вдоль напрягаемой арматуры.

ь низкие значения предварительных напряжений неэффективны, т.к. почти всё напряжение будет утрачено в результате потерь.

· Величина предварительного напряжения назначается обычно близкой к верхнему пределу: у_sp 0,9R_sn = 0,9540 = 486 МПа. Принимаем у_sp = 450 МПа.

· Передаточная прочность бетона R_bp - это прочность бетона к моменту его обжатия усилием натяжения арматуры.

Передаточная прочность бетона назначается не менее (п.2.6* СНиП [2]):

R_bp 0,5 B = 0,540 = 20 МПа, где В - класс бетона, В = 40 МПа.

R_bp 15,5 МПа. Принимаем R_bp = 20 МПа.

· Возможные производственные отклонения от заданного значения предварительного напряжения арматуры учитываются в расчётах коэффициентом точности натяжения арматуры г_sp:

_sp = 0,9 - при благоприятном влиянии предварительного напряжения;

_sp = 1,1 - при неблагоприятном влиянии предварительного напряжения.

· Значение _sp = 1,1 соответствует случаю, когда увеличение усилия обжатия сверх проектного неблагоприятно сказывается на работе конструкции, например, при расчёте прочности железобетонного элемента в стадии обжатия.

5.3 Граничная относительная высота сжатой зоны бетона

·

· Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона определяется по формуле (25) СНиП [2]:

,

где

щ - характеристика сжатой зоны бетона, определяемая по формуле (26) СНиП [2]:

щ = - 0,008 R_bb2 = 0,85 - 0,008 22 0,9 = 0,6916;

- коэффициент, учитывающий вид бетона; для тяжелого бетона = 0,85;

R_b здесь следует брать в МПа.

у_sR - напряжение в арматуре, определяемое по формуле:

у_sR = R_s + 400 - у_spsp = 490 + 400 - 4500,9 = 485 МПа;

здесь используется значение _sp = 0,9.

у_sc,u - предельное напряжение в арматуре сжатой зоны, принимаемое при _b2 < 1,0 равным у_sc,u = 500 МПа.

Тогда

5.4 Опалубочные размеры панели

Опалубочные размеры необходимы для изготовления опалубочных форм сборных железобетонных элементов. Обычно предусматривается применение типовых опалубочных форм. Чертежи железобетонных элементов, на которых показано не армирование, а только наружные размеры элементов, называются опалубочными.

5.4.1 Основные габаритные размеры панели

а) номинальные - в осях. Эти размеры установлены в процессе компоновки конструктивной схемы каркаса здания:

4 длина l_n = 800 мм

4 ширина b_n = 1300 мм

4 высота h_n = 250 мм.

б) конструктивные - с учётом зазоров, которые необходимы:

1) для возможности свободной укладки сборных элементов при монтаже (зазор не менее 10 мм);

2) для возможности замоноличивания швов между элементами (зазор не менее 30 мм при высоте элементов более 250 мм, п. 5.51 СНиП [2]).

Устраиваем зазоры (рис. 3.1): Д = 30 мм, Д₁ = 10 мм, тогда конструктивные размеры панели будут такими:

· длина l_k = l_n - Д = 8000 - 30 = 7 970 мм,

· ширина b_k = b_n - Д₁ =1 300 - 10 = 1 290 мм.

Принимаем величину уступа в поперечном сечении ребристой панели д = 15 мм, тогда зазор Д₂:

Д₂ = Д₁ + 2д = 10 + 2 · 15 = 40 мм > 30 мм, требования СНиП выполнены.

5.4.2 Ширина продольного ребра панели

4 внизу (b₁) принимается из условия обеспечения требуемой толщины защитного слоя бетона b₁ ? 70…80 мм, принимаем b₁ = 80 мм.

4 вверху (b₂) принимается из условия обеспечения уклона граней ребра, равного 1/10:

;

4 средняя ширина:

5.4.3 Размеры полки (плитной части)

4 ширина (расстояние в свету между продольными рёбрами):

· в ребристой панели: .

4 толщина h_f ? 50…60 мм, принимаем h_f = 60 мм.

5.4.4 Поперечные рёбра

Поперечные ребра панели предусматриваются по её краям, и иногда - по длине пролета (мы их устанавливать не будем). Размеры поперечных ребер назначаем конструктивно (см. рис. 3.1.)

5.5 Эквивалентное поперечное сечение панели

При расчете фактическое поперечное сечение панели заменяется эквивалентным тавровым сечением (рис. 3.2.) Оно имеет ту же площадь и те же основные размеры.

Полная высота сечения равна высоте панели: h = h_n = 250 мм.

· Полезная (рабочая) высота сечения h₀ = h - a, где

а - расстояние от нижней растянутой грани сечения до центра тяжести продольной рабочей арматуры.

Принимаем а = 5 см, тогда h₀ = 25 - 5 = 20 см.

· Толщина стенки эквивалентного сечения равна суммарной толщине ребер:

b = 2b_m = 2·8,5 = 17 см.

· Толщина полки h_f = 6 см.

· Участки полки, удаленные от ребра, напряжены меньше, чем соседние участки. Поэтому ширина свеса полки в каждую сторону от ребра b_ef ограничивается двумя условиями (п. 3.16 СНиП [2]); она должна быть:

1) не более 1/6 пролета элемента: b_ef ? l/6 = 8000/6 = 1300 мм.

2) в рёбристой панели, когда расстояние между поперечными ребрами больше, чем между продольными:

· при h_f ? 0,1h: b_ef ? с/2

· при h_f < 0,1h: b_ef ? 6 h_f

В панели типа «2Т»: b_ef ? c₁, а также:

· при h_f ? 0,1h: b_ef ? 6 h_f

· при 0,05 h ? h_f < 0,1h: b_ef ? 3 h_f

· при h_f < 0,05 h: свесы не учитываются

· В данной рёбристой панели 0,1h = 0,1·35 = 3,5 см < h_f = 6 см, поэтому

b_ef ? c/2 = 108/2 = 54 см.

Принимаем b_ef = 54 см, тогда принимаемая в расчете ширина полки b_f:

b_f = 2 b₂ + 2 b_ef = 2·9 + 2·54 = 126 см.

· В панели типа «2Т»: b_f = 2 b₂ + 2 b_ef + с.

5.6 Подбор продольной рабочей арматуры панели

· Определение требуемой продольной рабочей арматуры производят с помощью вспомогательного коэффициента А₀:

4 Все величины в расчётных формулах рекомендуется брать в кН и см:

М = 165,5 кН = 16550 кН·см; R_b = 22 МПа = 2,2 кН/см².

· По значению коэффициента А₀ находим значения относительной высоты сжатой зоны о = x / h₀ и относительного плеча внутренней пары сил з₀ = z₀ / h₀, используя специальную таблицу или предлагаемые аналитические зависимости:

,

з₀ = 1 - 0,5о = 0,909.

· Фактическая высота сжатой зоны:

х = о h₀ = 0,18220 = 3,64 см < h_fґ = 6 см,

поэтому граница сжатой зоны находится в пределах полки.

· Для напрягаемой арматуры необходимо использовать коэффициент условий работы г_s6, который учитывает увеличение сопротивления арматуры при её деформациях за границей условного предела текучести; этот коэффициент определяется по формуле (27) СНиП [2]:

где з - коэффициент, учитывающий класс арматуры; для арматуры класса А540 з=1,10 (п. 1.13. СНиП [2]). Тогда

поэтому принимаем г_s6 = з = 1,10.

· Требуемая площадь сечения продольной рабочей арматуры:

· По сортаменту арматуры назначаем диаметр стержней так, чтобы он был не менее требуемой величины А_s. Число стержней - 2, по одному в каждом ребре.

Принимаем 236А540, А_s = 5,09 см².

4 Сортамент арматуры можно найти в Приложении 3. Не следует создавать излишний запас прочности элемента. Переармированные элементы не только неэкономичны, но и опасны (см. Приложение 5).

· Толщина защитного слоя бетона а_b продольной рабочей арматуры, необходимого для предохранения её от коррозии, должна составлять (п. 5.5 СНиП [2]):

ь не менее диаметра стержня: а_b ? d = 36 мм,

ь не менее 20 мм (в ребрах высотой h ? 250 мм): а_b ? 20 мм.

4 Защитный слой бетона - это толщина слоя бетона от грани элемента до ближайшей поверхности арматурного стержня.

· Фактическая толщина защитного слоя:

а_b = а - 0,5 d = 50 - 0,5·36 = 32 мм > 20 мм,

значит, требования СНиП по величине защитного слоя выполнены.

4 Если бы указанные требования не выполнялись, расстояние а пришлось бы увеличить, а расчёт (п. 3.6.) произвести заново.



5.7 Конструирование поперечной рабочей арматуры панели

Конструирование поперечной арматуры заключается в выборе класса, диаметра и шага поперечных стержней.

· Используем поперечную арматуру из проволоки класса В500, диаметром 5 мм (5В500).

· Шаг поперечной арматуры назначаем не основе конструктивных требований п. 5.27 СНиП [2]:

1) на приопорных участках длиной, равной ј пролета l₀= l/4 = 8/4 = 2,0 м

при высоте сечения h ? 450 мм (в данном случае h = 350 мм) шаг поперечной арматуры должен быть не более:

,

S₁ 150 мм.

Принимаем S₁ = 100 мм (кратно 50 мм), см. прил. 1.

2) на остальной части пролёта при высоте сечения h > 300 мм шаг поперечной арматуры должен быть не более:

,

S₂ 500 мм.

Принимаем S₂ = 150 мм (кратно 50 мм).



5.8 Расчет поперечной рабочей арматуры панели

1-й этап. Установим необходимость проведения расчёта.

· Поперечное усилие в сечении с наклонной трещиной воспринимает бетон (Q_b) и поперечная арматура (Q_sw).

· Минимально возможное значение поперечного усилия, воспринимаемого бетоном (по ф-ле п. 3.31* СНиП [2]):

Q_b,min = _b3 R_{bt b2} bh₀ = 0,60,140,91720 = 25,70 кН < Q = 84,07 кН.

здесь _b3 - коэффициент, учитывающий вид бетона; для тяжелого бетона _b3 = 0,6.

В качестве рабочей высоты сечения принимается фактическое значение h₀ в крайнем пролёте из табл. 4.1.

4 Если Q < Q_b,min, то поперечная арматура по расчёту не требуется.

· Фактически бетон может воспринимать большее усилие, чем Q_b,min, поэтому уточним значение Q_b. В общем случае расчета принимается, что поперечное усилие распределяется поровну между бетоном и поперечной арматурой:

Q_b = Q_sw = Q / 2 = 84,07/ 2 = 42,035 кН.

· Параметр, характеризующий сопротивление бетона образованию наклонных трещин:

M_b = _b2 R_{bt b2} bh₀² = 2,000,140,91720² = 1713,6 кНсм ;

здесь _b2 - коэффициент, учитывающий вид бетона; для тяжелого бетона _b2 = 2,00.

· Длина проекции опасной наклонной трещины на продольную ось элемента из ф-лы (76) СНиП [2]:

· Величина с₀ принимается в пределах h ? 2h₀=2·20 = 40 см ? с₀=41.

Условие не выполняется, и мы принимаем с₀ = 2h_0.

· Поперечное усилие, воспринимаемое бетоном:

· Получили Q_b < Q, значит бетон не может воспринять всё усилие и поперечная арматура требуется по расчёту.

2-й этап. Найдём шаг поперечной арматуры, необходимой по расчёту.

· Необходимая интенсивность поперечного армирования из ф-лы (82) СНиП [2]:

.

· В соответствии с ф-лой (33) СНиП [2] величина ...