Проектирование и расчет сборных железобетонных конструкций четырехэтажного каркасного здания, длинна которого равна 50 м, ширина – 18 м, а высота этажа – 4,2 м

поперечном расположение плит       При продольном расположении плит

S₁=0,3*0,7*1,25=0,26м³;                                                 S₁=0,25*0,6*1,3=0,2м³;

g^н_с.в.р1=0,26*25=6,5кН;                                                     g^н_с.в.р1=0,2*25=5кН;

.q^н₁=76кН/м³;                                                                      q^н₁=86кН/м³;

g_mриг1= 382кг;                                                                   g_mриг1= 240кг;

g_mриг2= 191кг;                                                                    g_mриг2=120кг;

3. Проектирование ребристой плиты перекрытия.

3.1. Статический расчет.

        Плиты перекрытия опираются на ригели (прямоугольной формы сечения) поверху или на полки ригеля тавровой формы. Плиты соединяются сваркой закладных деталей с ригелями на монтаже. С точки зрения статического расчета все типы панелей рассматриваются как свободно опертые однопролетные балки, нагруженные равномерно распределенной нагрузкой q в кН/м. За расчетный пролет плиты принимают расстояние между серединами площадок ее опирания, при этом необходимо предварительно принять размеры сечения ригеля.

Полная нагрузка на проектируемую панель перекрытия:

.g^н(кН/м)= g^н(кН/м)*В_н ,

.q^р(кН/м)= q^н(кН/м)*В_н ,

.g^н=11,625*1,2=13,95 кПа,

.q^р=14,087*1,2= 16,9 кПа.

Определение внутренних усилий в сечении панели перекрытия от внешней нагрузки:

                                                                                  Плита – это свободношарнир-

                                                                                                 но опертая балка.

Определении усилий от расчетных

                                нагрузок:

М^р=q^р(кН/м)*L₀²/8 [кН*м] ;

Q^p=q^p*L₀/2  [кН] ;  

М^р=16,9*6,59²/8=91,7 кН*м ;

  Q^p=16,9*6,59/2=55,7 кН ; 

                                               Рисунок 9.

Определение расчетных сопротивлений материалов:

Бетон  В30  =>  R_В=17*0,9  ; R_Bt=1,2*0,9

Арматура АΙΙ => R_S=280 МПА ;

3.2. Расчет ребристой плиты перекрытия

Компоновка расчетного сечения, проектируемой рядовой панели перекрытия:

В_П=1190-2*20=1150 мм.

                                                                           Рисунок 10.

Компоновка расчетного сечения ребристой панели перекрытия:

Расчетным сечением как ребристой, так и многопустотной панели перекрытия. При расчетах по Ι гр.п.н.с. является тавровое сечение с полкой в сжатой зоне.

                                                                                             Рисунок 11.

Натуральное  сечение панели                                          расчетное по Ι гр.п.с.

   =>       

=>

                                                                                                              Рисунок 12.

A_S D=14;16;18;20;22;25;28;32;

В_П=1150 мм;

а=40 мм;

h_п=50мм;

h_f=50мм;

В_Р=85мм;

h₀=h-a=320-40=280мм.

Подбор продольной рабочей арматуры в проектируемой панели перекрытия:

Продольная арматура в проектируемой панели перекрытия подбирается на изгибающий момент.

Высота сечения равна фактической высоте панели h=320мм;рабочая высота сечения h₀=h-a=320-40=280мм. Расчетная толщина сжатой полки таврового сечения h_f’=50мм; ширина полки равна ширине плиты по верху 

b_f’= 1190-2*20=1150мм; расчетная ширина ребра b=(85-15)*2=140мм.

А₀=М^Р/(γ_в2*R_B*B_f’*h₀²)=91.7*10⁶/(0.9*15.3*1150*280²)=0.75 => η=0.965

γ_в2=0.9

Требуемая площадь рабочей арматуры:

A_S=M^P/ (R_S*η*h₀)= 91.7*10⁶/(280*0.965*280)=1212 мм.

A_S^Ф=1232 мм , т.к. A_S^Ф> A_Sпринимаем 2Ө28 АІІ .

                        d_SW>1/4*d_S

                        d_SW=28/4=7мм.

                        Принимаем стержневую арматуру диаметром 8мм.

Рисунок 13.

Расчет ребристой панели перекрытия на местный изгиб:

Расчет полки на местный изгиб выполняем , рассматривая ее как частично защемленную в ребрах .Расчетный пролет равен расстоянию в свету между внутренними гранями продольных ребер l₀=1190-2*20-2*85-2*35=910мм(рис.№10).В расчете плитной конструкции удобно рассматривать полосу шириной 1м. Тогда погонная расчетная нагрузка с учетом массы полки толщиной 50мм составит (см.табл.№1)

q^p=V^Р+h_П*γ_жб*1,1+g_с.в.п:

q^p=1,2+0,05*25*1,1+10=12,58кН/м;

М^Р= q^p*L₀/11=12.58*0.91²/11=0.95кН*М=9,5*10⁵Н*мм;

Покажем на рис.№13 расчетное сечение полки – это прямоугольное сечение шириной 1000мм , так же h,h₀,a.

                                                                               а=15мм

Рисунок 14.

Найдем рабочую высоту:

h₀=50-15=35мм;

A₀=M^P/(R_B*B*h₀²) => η

А₀=9,5*10⁵/(15,3*1000*35²)=0,05 => η=0.97

Площадь сечения арматуры из проволоки класс В_Р-Ι :

 A_S=M^P/ (R_S*η*h₀)

  A_S=9.5*10⁵/(365*0.97*35)=0.77см².

 as=0.126см²

 n= A_S/ as=0,77/0,126=7

s=1000/7=150

С1=Ө3Вр-1-300/Ө4Вр-1-150

Принимаем 7Ө4 В_Р-Ι  с шагом 150мм и площадью поперечного сечения A_S=0,88см².

3.3 Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер плиты.

 Расчет железобетонных элементов по наклонным сечениям должен производиться для обеспечения прочности на:

·  действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами (влияние главных сжимающих напряжений);

·  действие поперечной силы по наклонной трещине, вызывающей взаимный сдвиг двух частей изгибаемого момента;

·  на действие изгибающего момента по наклонной трещине, вызывающего взаимный поворот двух частей элемента, разделенных этой трещиной.

Q^P_MAX=0.6*R_Bt*B*h₀=0.6*1.08*140*280=25401.6 H,

Q^P=55.7кН >Q^P_MAX=25.4кН

Q^P_MAX<= Q_SWB

Q_SWB=2*(φ_B2*R_Bt*h₀²*(1+φ_f)*g_SW)^1/2,

B_f’=B+3h_f’=140+3*50=290мм,

φ_f=(0.75*(B’_f-B)*h_f)/(B*h₀)=0.75*(290-140)*50/(140*280)=0,14.

b’_f=140+3*50=290мм.

g_sw=R_sw*A_sw/S=730*101/100=740

A_sw=101мм²

Q_SWB=2*(2*1.08*280²*(1+0,14)*740)^1/2=26230Н.

Q_SWB=26,23*10³Н   >=  Q^P_MAX=25,4*10³ H

4. Расчет и конструирование колонны.

В связевых корсаках горизонтальные нагрузки передаются  на диафрагмы жесткости , поэтому колонны воспринимают только вертикальные нагрузки . Если соседние пролеты и нагрузки одинаковы  , то допускается приложение вертикальных сил N на колонну учитывать только с эксцентриситетом е₀ . Значение е₀ принимается большим из трех величин : h/30, L₀ /600, 10мм (где h-высота сечения колонны , L₀-расчетная длина). Поскольку случайный эксцентриситет может быть и слева, и справа от оси , армирование колоны принимается симметричным :A_S=A_S’ . Для элементов прямоугольного сечения при расчетной длине L₀<20h b симметричной арматуре классов А-1,А-2,А-3 расчет на внецентренное  сжатие со случайным эксцентриситетом допускается заменять расчетом на центральное сжатие; при этом напряжение в бетоне принимают равными R_В, а арматуре –R_S .

4.1. Сбор нагрузок.

Грузовая площадь колонны:

А_С=6*7=42м².

Определим расчетную нагрузку от перекрытия одного этажа ( с учетом