2х секционный 9ти этажный дом

    Предварительное напряжение не должно превышать значения Rs, ser-p=590-90=500МПа (где р=30+360/L=30+360/6=76,4МПа, L=5,1м-растояние между наружными гранями упоров) и быть не менее:

0,3* Rs, ser+p=0,3*590+90=253МПа

Исходя  из этого принимаем σsp=500МПа.

Потери  предварительного напряжения вычисляем  в соответствии с табл.5[6].

Потери  до окончания обжатия от релаксации напряжений:

σ₁=0,03 σsp=0,03*500=15МПа.

от температурного перепада Δt=65⁰С

σ₂=1,25 Δt=1,25*65=81МПа.

Потери  от деформации анкеров и поддона  могут быть учтены при определении длины заготовки арматурных стержней, поэтому здесь принимаем σ₃=0 и σ₄=0.

Усилие  предварительного обжатия с учетом перечисленных потерь при γsp=1.

P= γsp(σsp- σ₁- σ₂)Asp=1(500-15-81)6,28*100=253712H=253,712кН

Напряжение  обжатия на уровне напрягаемой арматуры.

σbp=P/Ared+P*Lop²/Jred=253712/8923+253712*5,69²/137535,93=

267,63Н/см²2,67МПа.

Потери от быстронатекающей ползучести, при: σbp/Rbp=2,67/20=0,13< =0,25+0,025*20=0,75

σ₅=0,85*40 σbp/Rbp=0,85*40*0,13=4,42МПа.

Итого первые потери, происходящие до окончания  обжатия бетона.

σLos₁= σ₁+ σ₂+ σ₅=15+81+4,42=100,42МПа.

Напряжение  в напрягаемой арматуре с учетом первых потерь:

σsp₁= σsp- σLos=500-100,42=399,57МПа.

Условия обжатия с учетом первых потерь при: γsp=1

P₁= γsp* σsp1*Asp=1*399,57*6,28*100=250929H=250,929кН.

Напряжение  обжатия бетона:

σbp= P₁/ Ared+ P₁* Lop²/ Jred=

250929/8923+250929*5,69²/33647,53=264,5Н/см²=2,64МПа<0,95 Rbp=

0,95*20=19МПа.

следовательно, требования удовлетворяется.

Потери, происходящие после обжатия: от усадки бетона σ₇=35МПа от ползучести бетона при: σbp/Rbp=2,64/20=0,13<0,75.

σ₉=0,85*150 σbp/Rbp=0,85*150*0,13=16,57МПа.

Итого вторые потери: σLos₂= σ₇+ σ₉=35+16,57=51,57МПа.

Полные  потери напряжения:

σLos= σLos₁+ σLos₂=100,42+51,57=151,99МПа>100МПа.

Предварительное напряжение с учетом всех потерь:

σsp₂= σsp- σLos=500-151,99=348,01МПа.

Усилие  обжатия с учетом всех потерь при: γsp=1.

P₂= γsp* σsp₂*Asp=1*348,01*6,28*100=218550Н=218,550кН.

В последующих  расчетах возникает необходимость  введения коэф-та точности натяжения:

Δ γsp=0,5Р/ σsp(1+1/ )=0,5*90/500(1+1 )=0,11>0,1

γsp=1± Δ γsp=1+0,11=1,11 или γsp=1-0,11=0,89. 

         2.1.7 Проверка прочности нормального  сечения продольных ребер 

Связи с тем, что для точного расчета прочности нормативного сечения предварительного напряженных продольных ребер необходимо знать величину устанавливаемого предварительного напряжения σsp, ранее лишь ориентированно была определена площадь сечения продольной арматуры продольных ребер. Произвели проверку прочности их нормальных сечений. Для этого последовательно вычисляем: характеристику сжатой зоны бетона по формуле: ω= -0,008Rb=0,85-0,008*13,05=0,746 значение Δσsp=1500σsp₂/Rs-1200=1500*348,01*0,85/510-1200=727,39<0.

значение  σsR

σsR= Rs+400-σsp- Δσsp=510+400-348,01*0,85=614,2МПа.

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны по формуле:

ζR= ω/1+ σsR/ σsс,u(1- ω/1,1)=0,746/1+614,2/500(1-0,746/1,1)=0,746/1,40=0,53

где: σsс,u=500МПа.

и коэффициент  AR= ζR(1-0,53 ζR)=0,53(1-0,53*0,53)=0,53*0,53=0,38.

Решаем  совместно уравнение:

ζ=γs6* Rsр* Asp/b*h₀*Rb= γs6*3,24*510/187*27*13,05=0,04γs6

и γs6=ι-(ι-1)(2ζ/ ζR-1)=1,2-(1,2-1)(2ζ/0,53-1)=0,76ζ-1,4

γs6=1,2-(1,2-1)(2/0,65-1)=1,2-0,2(2ζ-0,53/0,53)=1,2-0,38(2ζ-0,53)=1,2-0,76 ζ+0,2=1,4-0,76ζ

γs6=1,4-0,76ζ

γs6=1,4-0,02*0,76=1,386 По ζ=0,02находим Ао=0,039

Тогда ζ=0,04-1,386=0,05

Мadm=Ао*b*h₀²*Rb=0,05*187*27²*13,05*100=8895075=88,95кН*м>М=56,7кн* м. 
 

         2.1.8 Расчет прочности сечений, наклонных к продольной оси панели, на действие поперечной силы 

При предварительно принятом поперечном армировании (n=2 Ø4ВрI S=10см)

=Es/Eb=170000/27000=6,2

ω=Asω/(bs)=2*0.196/16*10=0,002

φω₁=1+5 * ω=1+5*6,2*0,002=1,06<1,3

φb₁=1- *Rb=1-0,01*13,05=0,87.

Так, как  Q=41,7*10³<0,3 φω₁* φb₁* Rb*b* h₀=0,3*1,06*0,87*16*27*100=119517Н=119,517кН т.е. условие соблюдается, принятые размеры достаточны.

Вычисляем коэффициент:

φn=0,1Р₁/Rbt*b*ho=0,1*250929/0,95*16*27*100=0,61>0,5 φn=0,5.

φf=0,75(b^׀f-b) h^׀f/b* ho=0,75*(18,7-16)3/12*27=0,01<0,5.

Вычисляем 1+ φf+ φn=1+0,5+0,02=1,501>1,5 принимаем 1,5.

В= φb₂(1+φf+φn)Rbt*b*ho²=2*1,5*0,95*16*27²*(100)=3324240Н см.

В расчетном  наклоном сечении:

Qb=Qsw=Q/2=41,7/2=20,85кН

отсюда  С=В/0,5Q=3324240/20850=159,43см>2ho=2*27=54см.

Принимаем с=54см.

Тогда Qb=В/с=3324240/54=61560=61,56кН>41,7кН.

следовательно, поперечная арматура по расчету не требуется.

На приопорных участках длиной 1/4L шаг поперечных стержней принят S=h/2=300/2=150мм. принимаем S₁=100мм. В середине пролета S₂=2* S₁=200мм. 
 

         2.1.9 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси плиты, в стадии изготовления, транспортировки и монтажа 

Поскольку при расчете трещиностойкости и  деформативности панели при действии эксплутационных нагрузок необходимо знать, будут ли начальные трещины в сжатой зоне, необходимо в начале произвести расчет трещиностойкости этой при действии усилий в стадии производства работ:

σbp=P/Ared+P*Lop*уred/Jred=253712/8923+253712*5,69*8,69/33647,53=

397,33Н/см²=3,97МПа.

Коэффициент φ=1,6- σbp/Rbser=1,6-3,97/15=1,37

Тогда искомое расстояние:

r=φ* W ^׀ red/ Ared=0,57*1588,34/892,3=1,01см.

Изгибающий  момент воспринимающий сечением перед  образованием трещин:

Мсчс=Rbtser*Wpe*Мгр

Мгр=Р₂(Lop+ r)=218550(5,69+1,01)=1451172Н см

Мсчс=1,6*6658,5+1451172=1461825,6Н  см=14,61кН м< Мn=51,78кН м

следовательно, трещины в верхней зоне сечения  не образуются. 
 

         2.1.10 Определение диаметра подъемных петель 

    Собственный вес плиты с учетом коэффициента динамичности hпр* к*Вк*р=0,053*508*1,49*3000=1203,5. 
 

Учитывая  возможный перекос эту нагрузку распределяем не на четыре, а на три петли, тогда нагрузка на одну петлю составляет:

1203,5/3=401,16кгс.

Принимаем Ø12АIII табл.1,4. 
 

         2.2 Расчёт фундамента 

        Расчёт ширины подушки ленточного фундамента под внутреннюю несущую кирпичную стену проектируемого жилого дома, расчёт и конструирование подушки ленточного фундамента по материалу. Фундаменты – подземные конструкции, передающие нагрузки от здания на грунт.

        Сборные ленточные  фундаменты состоят из плит-подушек, укладываемых в основание фундаментов и стеновых блоков, которые являются стенами подземной части здания.

         Глубина заложения  фундамента здания устанавливается  в зависимости от свойств и характера напластований грунтов, уровня грунтовых вод с учётом его колебаний в процессе строительства и эксплуатации сооружения, величины и характера действующих на основание нагрузок, глубины заложения подземных коммуникаций и фундаментов под машины и оборудование, климатических особенностей района строительства. Принятая глубина заложения фундамента должна быть достаточной для обеспечения устойчивости основания и исключения возможности пучения грунта при его промерзании и осадки при оттаивании. В непучинистых грунтах при залегании уровня грунтовых вод на значительном расстоянии от поверхности земли допускается закладывать подошву фундамента выше глубины промерзания грунта. Размеры подошвы фундамента определяют, исходя из условия, чтобы среднее давление на основание не превышало расчётного давления, величина которого зависит от вида и свойств грунта, глубины заложения фундамента, конструктивных особенностей сооружения. При назначении размеров подошвы фундамента учитывают предельные величины вертикальных деформаций-  осадок и подъёмов, при которых ещё обеспечивается необходимая прочность надфундаментных конструкций и соответствие здания технологическим или архитектурным требованиям. При действии значительных горизонтальных нагрузок в том числе сейсмических, а также в случае водонасыщенных глинистых и заторфованных грунтов должна быть обеспечена устойчивость основания. 
 

         2.2.1  Определение  отметки подошвы фундамента  

         Глубина промерзания  грунта в г. Кемерово составляет 2,1 м 

         ПОЗ (проектная отметка  земли): – 1,382 м

         Расчетная ОПФ (отметка  подошвы фундамента): -1,382 м + (-2,1 м) = -3,482 м 

         Высота фундамента: Нф = ОПФ - h перекр. 1 этажа = 3,482 м – 0,28 м = 3,202 м

         Подбор элементов  сборного железобетонного ленточного фундамента под наружные несущие стены: 
 

         2.2.2 Определение количества  фундаментных блоков по высоте 

         ОПФ - h перекр. 1 этажа  – h фл = 3,482 – 0,28-0,3= 2,902 м , следовательно, получается 5 фундаментных блока марки ФБС 24.4.6 (2380х400х580) 

 

             Рисунок 12-Схема фундамента  
 
 
 
 

         2.2.3 Определение ширины  подушки 

         Для расчёта ленточных  фундаментов условно вырезается 1 метр длины фундамента, производится сбор нагрузок и находиться ширина подушки b. Формула для определения площади подошвы отдельно стоящего фундамента :

         b=Nser/(R-γmd1). 

         2.2.4 Сбор нагрузок 

         2.2.4.1 Расчёт нагрузки на 1м² кровли 

Снеговой  район IV,  S=2,4 кПа

µ=(60-30)/35=0,857 – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытии 

             Таблица № 7