- •1.Проектирование монолитного перекрытия с балочными плитами Компоновка конструктивной схемы
- •Расчет второстепенной балки
- •Проектирование балочного сборного перекрытия Компоновка конструктивных схем
- •Проектирование предварительно напряженных плит
- •Ребристая плита
- •Нагрузки на 1 м2 плиты перекрытия
- •Расчет ребристой плиты по предельным состояниям первой группы
- •Расчет плиты по предельным состояниям второй группы
- •Неразрезной ригель
- •Сборная железобетонная колонна и центрально нагруженный фундамент под колонну
- •Кирпичный столб с сетчатым армированием
- •Список литературы:
Нагрузки на 1 м2 плиты перекрытия
таб.2
Вид нагрузки |
Нормативная нагрузка, (кН/м2) |
Коэффициент надежности по нагрузке |
Расчетная нагрузка, (кН/м2) |
Постоянная: От массы ребристой плиты (=0,105 м,=23 кН/м3)
от массы пола |
0,105·23=2,42
0,9 |
1,1
1,2 |
2,66
1,08 |
Итого: |
3,32 |
- |
3,74 |
Временная: В том числе: длительная кратковременная |
5,00
3,50 1,50 |
1,2
1,2 1,2 |
6
4,2 1,80 |
Всего: В том числе постоянная и длительная |
8,32 6,82 |
- - |
9,74 - |
Расчетные нагрузки на 1 м длины при ширине плиты 1,4 м, с учетом коэффициента надежности по назначению здания n=1,00 (класс ответственности зданияI).
Для расчетов по первой группе предельных состояний:
q= 9,74·1,4·1,00=13,636 кН/м;
Для расчетов по второй группе предельных состояний:
полная qtot=8,32·1,4·1,00=11,648 кН/м;
длительная q1=6,82·1,4·1,00=9,548 кН·м.
Расчетные усилия:
для расчетов по первой группе предельных состояний:
M=ql02/8=13,636·5,8752/8=58,83 кН·м;
Q=ql0/2=13,636·5,875/2=40,05 кН.
для расчетов по второй группе предельных состояний
Mtot=qtotl02/8=11,648·5,8752/8=50,25 кН·м;
Ml=qll02/8=9,548·5,8752/8=41,19кН·м.
Назначаем геометрические размеры поперечного сечения плиты. Согласно таблице 8 (СНиП 2.03.01-84 «Бетонные и железобетонные конструкции») не требуется корректировать заданный класс бетона В35.
Нормативные и расчетные характеристики мелкозерн.А бетона класса В35, естественного твердения b2=0,9 (для влажности 70%):Rbn=Rb,ser=25,5 МПа;Rb=19,5·0,9=17,55 МПа;Rbtn=Rbt,ser=1,95 МПа;Rbt=1,3·0,9=1,17 МПа;Eb=27500 МПа.
Нормативные и расчетные характеристики напрягаемой арматуры класса К-7 диаметром 12 мм: Rsn=Rs,ser=1335 МПа;Rs=1110 МПа;Es=180 000 МПа.
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры sp=900 МПа. Проверяем условие при р=0,05sp=0,05900=45 Мпа.
Так как:
sp+p=900+45=945 МПа <Rs,ser=1335 МПа
sp-p=900-45=855 МПа > 0,3Rs,ser=0,3·1335=400.5 МПа
следовательно условие выполняется.
Предварительное натяжение при благоприятном влиянии с учетом точности натяжения арматуры будет равно sp(1-sp)=900∙(1-0,1)=810 МПа, где
при механическом способе натяжения арматуры.
Расчет ребристой плиты по предельным состояниям первой группы
Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси, М=58,83 кН·м.
Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. При hf'/h=50/350=0,142>0,1 расчетная ширина полки
bf'=1360 мм. h0=h-a=350-30=320 мм.
Проверим условие:
Rbbf'hf'(h0-0,5hf')=17,55·1360·50(320-0,5·50)=352·106Н·мм=352 кН·м
352 кН·м > М=58,83 кН·м, т.е. граница сжатой зоны проходит в полке и расчет производится как для прямоугольного сечения шириной b=bf'=1360 мм.
Определение значение:
m=М/(Rbbh02)=58,83·106/(17,55·1360·3202)=0,024;
По mнаходим=0,024 и=0,988.
Вычислим относительную граничную высоту сжатой зоны R. Находим характеристику сжатой зоны бетона=-0,008Rb=0,8-0,008·17,55=0,66, где=0,8 для тяжелого бетона. Тогда
где sp=Rs+400-sp=1110+400-0,7·945=848,5 МПа; (предварительное напряжение принято с учетом потерь равным 0,3sp);sc,u=500 МПа приb2<1,0.
Находим коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести
>;
принимаем γs6=1,15 – для арматуры класса К-7.
Вычисляем требуемую площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры:
Asp=M/(s6Rsh0)=58,83·106/(1,15·1110·0,988·320)=145,77 мм2.
Принимаем 212 К-7 (Аsp=181,2 мм2).
Расчет полки на местный изгиб.Расчетный пролетl0=bf'-b-40=1360-140-40=1180мм= =1,18м.
Нагрузка на 1м2полки толщиной 50 мм будет равна
Изгибающий момент для полосы шириной 1м определяем с учетом частичной заделки в ребрах по формуле:
Рабочая высота расчетного сечения прямоугольного профиля:
h0=h-a=50-15=35мм.
Арматура 4 Вр-I(Rs=365МПа). Тогда
m=M/(Rbbh02)= 1,06∙106/(17,55·1000·352)=0,094;=0,975.
Аs=М/(Rsh0)=1,06·106/(365·0,975·35)=85,1 мм2
Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой 4 Вр-Iс шагомs=100мм
(104, Вр-I,Аs=126 мм2)
Проверка прочности плиты по сечениям, наклонным к продольной оси.
Будем армировать каждое ребро плиты плоским каркасом с поперечными стержнями из арматуры класса Вр-I, диаметром 4 мм. (Аsw =2∙12,6=25,6мм2 ,RSW =265 Мпа, Еs =170000 Мпа) с шагомs=150 мм.
Усилие обжатия от растянутой продольной арматуры P=sp∙Asp =0,7 ∙900∙181,2= =114200H.(коэффициент 0,7 учитывает ,что потери предварительного напряженияlos 0,3sp ). Поперечная сила на опореQmax=40,05 кН, фактическая равномерно-распределенная нагрузкаq1=q=13,636 кН/м.
Согласно формуле (72) [2], проверяем прочность по наклонной полосе ребра плиты между наклонными трещинами. Определяем коэффициенты φw1 и φb1:
μw = Asw/(bs) =25,6/(140·150) = 0,0012;
α = Es/Eb = 170000/26000 = 6,54;
отсюда φw1 = 1 + 5αμw = 1 + 5·6,54·0,0012 = 1,04<1,3;
φb1 = 1 – βRb = 1 – 0,01·17,55 = 0,824 (β = 0,01 ).
Тогда 0,3 φw1φb1Rbbh0 = 0,3·1,04·0,824·17,55·140·320 = 202,132 кH > Qmax = 40,05 кН, т.е. прочность бетона ребер плиты обеспечена.
Прочность наклонного сечения по поперечной силе проверяем из условия (75) [2]. Определяем величины Mb и qsw. Так как для одного ребра имеем b’f – b = 1360-140= =1220 мм > 3h’f = 3·50 = 150 мм, то принимаем b’f – b = 150 мм; тогда
φf = 0,75 (b'f - b)h'f/(bh0) = 0,75·150·50/(140·320) = 0,126 < 0,5;
φn =0,1Р/( Rbtbh0 )= 0,1·114200/(1,17·140·320)=0,21< 0,5;
поскольку 1 + φf + φn = 1 + 0,126 + 0,21 = 1,336 > 1,5;
принимаем 1 + φf + φn = 1,5;
φb2 =1,7; φb3=0,5;
Mb = φb2 (1 + φf + φn)Rbtbh02 = 1,7(1+0,126+0,21)·1,17·140·3202 = 38·106 Н·мм = 38 кН·м;
qsw = RswAsw/s = 265·25,6/150 = 45,22Н/мм (кН/м).
Проверяем условие:
Qb,min/(2h0) < qsw:
Qb,min = φb3(1 + φf + φn) Rbtbh0 = 0,5(1+0,126+0,21)·1,17·140·320 = 35013,8 H = 35,01 кН;
поскольку Qb,min/(2h0) = 35013,8/(2·320) = 54,74 H/мм qsw = 45,22 H/мм, то корректируем значение Mb:
Mb=2h0qswφb2/φb3=2·3202·45,22·1,7/0,5=31,4·106Н·мм=31,4кН·м и принимаем С0=2h0=2·320 =640мм.
Определим длину проекции опасного наклонного сечения с:
так как 0,56qsw = 0,56·45,22 = 25,32 Н/мм > q1 = 13,636 H/мм,
то значение с вычисляем по формуле
поскольку (φb2/φb3)h0=(1,7/0,5)∙0,32=1,09 м < с = 1,52 м;
принимаем с = 1,09 м и Qb = Qb,min = 35,01 кН.
Так как Q=Qmax–q1c= 40,05 – 13,636·1,09 = 25,19 кН;
Qb+qswc0= 35,01 + 45,22·0,64 = 63,95 кН >Q= 25,19 кН,
то прочность наклонного сечения обеспечена.
При этом
smax = 502мм >s= 150мм, т.е. выполнены требования п.3.32[2].