Проектирование монолитного и сборного перекрытия многоэтажного здания

ЖБК ч.2 (3421).doc

3. Расчет и конструирование многопустотной панели перекрытия
Исходные данные для проектирования
Требуется выполнить расчет и конструирование железобетонной предварительно напряженной многопустотной панели перекрытия (Рис.15) многоэтажного гражданского здания план сборного перекрытия представлен в (приложении 2).
Для изготовления панели предусматривается бетон класса В-45:
Rвser=22МПа [7таб.12]
Rвtser=180МПа [7таб.12]
Eв=32500МПа [7таб.18];
Коэффициент условий работы бетона при длительном действии нагрузок:
gв2=09 . коэффициент условий работы бетона т.к. jint=70% [7таб.15]
Плотность r=2500кНм3 [7п.2.1]
Принято армирование: рабочая продольная напрягаемая арматура - стержневая горячекатаная периодического профиля класса А-IV:
Rsn=590МПа [7таб.19]
остальная арматура панели из стали класса Вр-I диаметром 3мм:
Rsn=270МПа [7таб.23]
Натяжение арматуры предусмотрено механическим способом на упоры форм. Обжатие бетона осуществляют при кубиковой передаточной прочности Rвp=05*В=15МПа [7п.2.6]
К трещиностойкости панели предъявляют требования третьей категории трещиностойкости предельно допустимый прогиб обусловлен эстетическими требованиями и составляет три сантиметра.
Номинальная ширина панели В0=150см фактическая длина панели l=476см. Величину расчетного пролета принимают из условия что оси опор находятся на расстоянии 5 см от торцов панели.
Поперечное сечение панели показано на (Рис.15).
Поперечное сечение ригеля крестовое.
Нагрузки (нормативные): временная (полезная)
Нагрузки на перекрытие: V=5кНм;
В том числе кратковременно действующие 15кНм2.
Рис. 1 Поперечное сечение панели
2. Компоновка перекрытия.
Высота поперечного сечения панели:
Ориентировочно высота поперечного сечения панели определяется по формуле в которой соответственно величине полезной нагрузке V = 10 4 kHм2 меняется коэффициент:
Так как у меня V = 5 kHм2 то соответственно : причем высота плиты должна быть кратна 2см так как плита по заданию у меня с круглыми пустотами т.о. hП=200мм.
Ширина поперечного сечения панели:
Ширина панели bП должна быть кратна 100мм и назначается с учетом длины l1 так чтобы получить как можно меньше монтажных элементов. При этом по условию перевозки панелей к месту монтажа на ширину накладывается следующее условие:
Таким образом исходя из условия l1=63м принимаю bП=1.5м. С целью облегчения монтажа панелей фактическая ширина назначается на 10мм меньше т.е.:
Длина зависит от условий их опирания и приблизительно равно С целью облегчения монтажа панелей фактическая длина назначается на 20..30мм меньше т.е.:
Высота сечения балки:
Ориентировочно высота сечения балок (ригелей) определяется по формуле в которой соответственно величине полезной нагрузке V = 10 4 kHм2 меняется коэффициент:
Так как у меня V = 5 kHм2 то соответственно: причем высота балки должна быть кратна 5см. А раз я назначил расчетную схему соединения балок с передачей изгибающих моментов то высота сечения уменьшается в 15 раза. Таким образом hБ=045м.
Ширина сечения балки:
Ширина назначается в соответствии со следующей формулой :
но не менее 25 30 см. Таким образом получаю bБ=(03 04)045 bБ=25см.
Размеры поперечного сечения колонн :
Размеры поперечного сечения колонн принимают 30x45см при соединении их с балками с передачей изгибающих моментов. Причем 30см – ширина колонны т.е. в направлении l2 если балки расположены в направлении l1.
3. Нагрузки и расчетные воздействия
Сбор нагрузок на перекрытие Таблица 1
a) собственный вес панели
Погонные нагрузки при номинальной ширине панели b0=15м с учетом коэффициента надежности по назначению здания gh=095
Нормативная длительнодействующая
Нормативная от собственного веса панели
4. Статический расчет панели в стадии эксплуатации
Расчетную схему принимаем в виде однопролетной балки нагруженной равномерно распределенной нагрузкой с расчетным пролетом l0=516м.
Наибольшие усилия в сечениях плиты:
- Изгибающий момент от полной расчетной нагрузки
- Поперечная сила от полной расчетной нагрузки
- изгибающий момент от полной нормативной нагрузки
- изгибающий момент от длительно действующей части нормативной нагрузки
5. Подбор продольной рабочей напрягаемой арматуры из условия прочности сечения нормального к продольной оси
Расчетное нормативное сечение панели принимается тавровым у которого bf’=146см и hf’=300см () [7п.5.5].
Величину защитного слоя бетона для продольной рабочей арматуры принимаем в соответствии с [7п.5.5] равной 15мм и предполагая что диаметр стержневой арматуры будет 10 12мм принимаем полезную высоту сечения . Граница сжатой зоны проходит в полке т.к. выполняется условие
Рис. 2 Расчетное сечение панели
Определяем высоту сжатой зоны сечения (формула 15):
Предполагая и принимая предварительно коэффициент условий работы высокопрочной арматуры gS6=11 [7п.3.13] находим необходимую площадь сечения продольной арматуры:
Принимаем 6 стержней диаметр 12мм A-IV ASP=678см2.
Уточняем расстояние от центра продольной арматуры до нижней грани сечения: . Расстояние от верхней грани сечения h0=179см.
6. Геометрические характеристики поперечного сечения
При расчете по второй группе предельных состояний для определения геометрических характеристик круглые пустоты заменяются квадратными со стороной a=09d. Коэффициент приведения .
Площадь приведенного поперечного сечения:
статический момент приведенного поперечного сечения относительно оси I-I проходящий по нижней грани сечения:
Расстояние от нижней грани приведенного поперечного сечения до оси I-I
Момент инерции относительно оси проходящей через центр тяжести приведенного сечения (ось 0-0 Рис.16)
Момент сопротивления приведенного сечения относительно нижней и верхней граней:
Упругопластические моменты приведенного сечения относительно верхней и нижней граней:
где g=15 – коэффициент принимаемый в соответствии с указаниями [1с.221].
7. Предварительное натяжение арматуры
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры
Учитывая что допустимое отклонение величины предварительного напряжения при механическом способе натяжения арматуры [7п.1.23].
Проверяем условия [7п.1.23]:
(472 + 236) Мпа590 Мпа и (472 – 236) Мпа > 03х590 = 177 МПа
Коэффициент точности натяжения при механическом способе натяжения принимаем [7п.1.27].
8. Потери предварительного напряжения в напрягаемой арматуре
Все расчеты выполнены в соответствии с [7п1.23-1.31]
Потери от релаксации напряжений арматуры
При условии одновременного прогрева арматуры и формы в процессе термообработки панели перепада температуры нет потери от температурного перепада принимаются равными нулю.
Потери от деформации анкеров
Где: (смятие высаженных головок) l=54м (длина натягиваемого стержня).
Потери от деформации стальной формы (при отсутствии точных данных о технологии изготовления плиты).
Потери от быстронатекающей ползучести бетона.
Напряжения в бетоне на уровне центра тяжести арматуры Asp с учетом потерь s1 s3 s5 и момента от собственного веса плиты Mnsl
Коэффициент где и поскольку
Потери первой группы
Потери от усадки бетона
Потери от ползучести бетона s9
Вычисляем напряжения в бетоне sbp с учетом потерь sbos1:
Потери второй группы
9. Проверка прочности панели по нормальному сечению
Где: - характеристика сжатой зоны бетона; a - коэффициент принимаемый для тяжелого бетона равным 085.
- напряжения в арматуре МПа принимаемое по вышеуказанной формуле для арматуры класса A-IV[7п.3.12].
Определяем действительное значение высоты сжатой зоны X с учетом коэффициента
[7ф(27)] для арматуры класса A-IV [7п3.13.].
Поскольку величины X и gs6 взаимозависимы расчеты ведем последовательными приближениями (этапами):
С совпадением величин на 2-м и 3-м этапах процесс последовательных приближений заканчиваем.
Окончательно принимаем x=166см проверяем условие . Несущая способность нормального сечения плиты с учетом действительной величины что больше расчетного момента M=486кНм.
Прочность панели по нормальному сечению обеспечена!!!J
10. Расчет прочности панели в стадии транспортирования
Расчет выполняется на совместное действие силы обжатия и изгибающего момента от веса панели с учетом коэффициентов динамичности при подъеме и монтаже при транспортировании в сечении подъемной панели на расстоянии 05м от торца [4 п.1.9].
Рис. 3 расчет панели в стадии транспортировки:
а – расчетная схема эпюры моментов;
б – схема усилий и напряжений в расчетной схеме
Расчетная величина силы обжатия (при )
Для обеспечения прочности панели в верхней полке установлена сетка:
С общей площадью продольных стержней в наименее сжатой зоне AS=057см2 (aS=15см; h0=20-15=185см).
Здесь RbP=935МПа определяется как для бетона класса B15 при .
Проверяем выполнение условия :
Условие прочности сечения выполняется.
При выполнении условия прочность сечения проверяется по формуле:
Момент от веса панели в сечении на расстоянии 05м от торца
Прочность сечения в стадии транспортирования обеспечена!!!J
11. Расчет сечений наклонных к продольной оси
выясняем необходимость установки в плите поперечной арматуры проверяя два условия [4ф92ф93]:
В сечении на грани опоры;
условие выполняется здесь Q=Qmax=377
Q – поперечная сила в конце наклонного сечения начинающегося от опоры с длиной проекции c
Qb1 – предельная поперечная сила
Если в пределах длины С не образуются нормальные трещины т.е.
то Qb1 принимается не менее
Где: - статический момент части приведенного сечения расположенной по одну сторону от оси проходящей через центр тяжести сечения относительно этой оси (Рис.16);
- касательное напряжение на уровне центра тяжести приведенного сечения соответствующее образованию наклонных трещин.
Условие (86) проверяем принимая и где l1 – длина участка где не образуются нормальные трещины:
. Условие (86) можно записать как подставляя в выражение для Qb1.
Поскольку 377кН=QmaxQcrc=9297кН прочность наклонного сечения без поперечной арматуры с длиной наклонного сечения обеспечена.
Расстояние от опоры до нормального сечения в котором достигается определяется из уравнения:
Таким образом это больше чем 25h0=25x0179=045м принимаем с=045м и .
Поперечная сила в конце наклонного сечения
Условие выполняется.J
При выполнении условий (93)(92) поперечная арматура в панели по расчету не требуется.J
12. Расчет на действие поперечной силы по наклонной сжатой полосе
Проверяем условие [7ф(72)]
Где Q* - поперечная сила принимаемая на расстоянии от опоры не менее h0:
т.к. поперечная арматура отсутствует и ;
Проверяем выполнение условия [7ф(72)]:
прочность наклонного сечения по наклонной сжатой полосе обеспечена т.к.
13. Расчет панели по образованию трещин нормальных к оси в стадии эксплуатации
Расчет выполняется по формуле
Mn – момент внешних сил расположенных по одну сторону от рассматриваемого сечения относительно оси параллельной нулевой линии и проходящей через ядровую точку наиболее удаленной от растянутой зоны трещинообразование которой проверяется.
Mcrc - момент воспринимаемый сечением нормальным к продольной оси элемента при образовании трещин.
Проверяем условие (91):
Трещины в растянутой от действия внешней нагрузки зоне не образуются; следовательно расчет по раскрытию трещин не нужен.J
14. Расчет панели по образованию нормальных трещин в стадии обжатия
- усилие предварительного обжатия с учетом предварительных потерь;
- максимальный изгибающий момент от веса плиты при gf=1 ;
Проверка условия: знак минус в левой части неравенства свидетельствует о том что верхняя зона сжата.
15. Расчет по образованию трещин в верхней зоне в стадии транспортирования
Проверяется верхняя зона сечения в месте расположения подъемной петли т.е. на расстоянии 05м от груза плиты (Рис.17).
Момент от веса плиты вычисляется при и .
Трещины не образуются.J
16. Расчет по образованию трещин наклонных к продольной оси
Проверяем возможность образования наклонных трещин на уровне центра тяжести сечений I-I и II-II в пределах зоны передачи напряжений lp (Рис.18).
Длину зоны передачи напряжений lp для напрягаемой арматуры без анкеров следует определять по формуле [7 ф(11)] при gb2=1
d=12мм – диаметр арматуры;
Усилие обжатия в сечении II-II с учетом всех потерь при gsp=11
В сечении I-I усилие обжатия меньше в lXlP раз:
(для сечения I-I lX=5см).
Нормальные напряжения на уровне центра тяжести сечения:
Касательные напряжения определяются по формуле Д.И.журавского:
-статический момент площади сечения расположенной выше центра тяжести относительно оси 0-0.
В сечении I-I принимаем ;
В сечении II-II принимаем .
Определяем нормальное напряжение от обжатия опорной реакцией QI в сечении I-I:
jy определяется по [5таб.4.4] в зависимости от и (здесь yI= y0=987см xI=25см Рис.18) . jy=-0846 (минус говорит о сжимающем напряжении y)
В сечении II-II jy=0.
Главные напряжения на уровне центра тяжести сечений I-I и II-II определяем по формуле:
Проверяем условие не появления трещин
Где . Произведение 001B рекомендуется принимать не менее 03.
В сечении I-I: принимаем .
трещины в сечении I-I не образуются.
В сечении II-II: принимаем .
трещины в сечении II-II не образуются.J
17. Расчет прогиба панели в стадии эксплуатации
Расчет прогиба панели в стадии эксплуатации в середине пролета выполняется по формуле [7 п.4.44]:
Где S=548 – коэффициент учитывающий характер приложения внешней нагрузки на панель [7таб.46].
Для случая когда в нормальном сечении образуются трещины полную кривизну 1r определяют по формуле:
Принимая значения (1r)1 и (1r)2 равными нулю из-за прогиба эстетическими требованиями [7.п.1.20].
yS – коэффициент учитывающий работу растянутого бетона на участке с трещинами по [7.п.4.29].
jes – коэффициент учитывающий влияние длительности действия нагрузки по [7.табл.36] jes=08.
принимаем его равным 1.
yb – коэффициент учитывающий неравномерность распределения деформаций крайнего сжатого волокна бетона по длине участка с трещинами. Для тяжелого бетона класса выше В75 jb=09;
jf - коэффициент определяемый по [7ф(164)]
x - относительная высота сжатой зоны бетона
n -коэффициент характеризующий упругопластическое состояние бетона сжатой зоны по [7.таб.35] n=015.
Кривизна (1r)3 от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок (от Mnl=346кНм)
Кривизна (1r)4 обусловленная выгибом панели вследствие усадки и ползучести бетона от усилия предварительного обжатия;
Полная кривизна панели в середине пролета:
Максимальный прогиб панели в середине пролета:
Предельно допустимый прогиб для панели 3см [7таб.4]. Следовательно жесткость панели обеспечена. J

ЖБК ч.2 (3421) (Восстановлен).docx

3. Расчет и конструирование многопустотной панели перекрытия
Исходные данные для проектирования
Требуется выполнить расчет и конструирование железобетонной предварительно напряженной многопустотной панели перекрытия (Рис.15) многоэтажного гражданского здания план сборного перекрытия представлен в (приложении 2).
Для изготовления панели предусматривается бетон класса В-45:
Rвser=22МПа [7таб.12]
Rвtser=180МПа [7таб.12]
Eв=32500МПа [7таб.18];
Коэффициент условий работы бетона при длительном действии нагрузок:
в2=09 . коэффициент условий работы бетона т.к. int=70% [7таб.15]
Плотность =2500кНм3 [7п.2.1]
Принято армирование: рабочая продольная напрягаемая арматура - стержневая горячекатаная периодического профиля класса А-IV:
Rsn=590МПа [7таб.19]
остальная арматура панели из стали класса Вр-I диаметром 3мм:
Rsn=270МПа [7таб.23]
Натяжение арматуры предусмотрено механическим способом на упоры форм. Обжатие бетона осуществляют при кубиковой передаточной прочности Rвp=05*В=15МПа [7п.2.6]
К трещиностойкости панели предъявляют требования третьей категории трещиностойкости предельно допустимый прогиб обусловлен эстетическими требованиями и составляет три сантиметра.
Номинальная ширина панели В0=150см фактическая длина панели l=476см. Величину расчетного пролета принимают из условия что оси опор находятся на расстоянии 5 см от торцов панели.
Поперечное сечение панели показано на (Рис.15).
Поперечное сечение ригеля крестовое.
Нагрузки (нормативные): временная (полезная)
Нагрузки на перекрытие: V=5кНм;
В том числе кратковременно действующие 15кНм2.
Рис. 1 Поперечное сечение панели
2. Компоновка перекрытия.
Высота поперечного сечения панели:
Ориентировочно высота поперечного сечения панели определяется по формуле в которой соответственно величине полезной нагрузке V = 10 4 kHм2 меняется коэффициент:
Так как у меня V = 5 kHм2 то соответственно : причем высота плиты должна быть кратна 2см так как плита по заданию у меня с круглыми пустотами т.о. hП=200мм.
Ширина поперечного сечения панели:
Ширина панели bП должна быть кратна 100мм и назначается с учетом длины l1 так чтобы получить как можно меньше монтажных элементов. При этом по условию перевозки панелей к месту монтажа на ширину накладывается следующее условие:
Таким образом исходя из условия l1=63м принимаю bП=1.5м. С целью облегчения монтажа панелей фактическая ширина назначается на 10мм меньше т.е.:
Длина зависит от условий их опирания и приблизительно равно С целью облегчения монтажа панелей фактическая длина назначается на 20..30мм меньше т.е.:
Высота сечения балки:
Ориентировочно высота сечения балок (ригелей) определяется по формуле в которой соответственно величине полезной нагрузке V = 10 4 kHм2 меняется коэффициент:
Так как у меня V = 5 kHм2 то соответственно: причем высота балки должна быть кратна 5см. А раз я назначил расчетную схему соединения балок с передачей изгибающих моментов то высота сечения уменьшается в 15 раза. Таким образом hБ=045м.
Ширина сечения балки:
Ширина назначается в соответствии со следующей формулой :
но не менее 25 30 см. Таким образом получаю bБ=(03 04)045 bБ=25см.
Размеры поперечного сечения колонн :
Размеры поперечного сечения колонн принимают 30x45см при соединении их с балками с передачей изгибающих моментов. Причем 30см – ширина колонны т.е. в направлении l2 если балки расположены в направлении l1.
3. Нагрузки и расчетные воздействия
Сбор нагрузок на перекрытие Таблица 1
a) собственный вес панели
Погонные нагрузки при номинальной ширине панели b0=15м с учетом коэффициента надежности по назначению здания h=095
Нормативная длительнодействующая
Нормативная от собственного веса панели
4. Статический расчет панели в стадии эксплуатации
Расчетную схему принимаем в виде однопролетной балки нагруженной равномерно распределенной нагрузкой с расчетным пролетом l0=516м.
Наибольшие усилия в сечениях плиты:
- Изгибающий момент от полной расчетной нагрузки
- Поперечная сила от полной расчетной нагрузки
- изгибающий момент от полной нормативной нагрузки
- изгибающий момент от длительно действующей части нормативной нагрузки
5. Подбор продольной рабочей напрягаемой арматуры из условия прочности сечения нормального к продольной оси
Расчетное нормативное сечение панели принимается тавровым у которого bf’=146см и hf’=300см () [7п.5.5].
Величину защитного слоя бетона для продольной рабочей арматуры принимаем в соответствии с [7п.5.5] равной 15мм и предполагая что диаметр стержневой арматуры будет 10 12мм принимаем полезную высоту сечения . Граница сжатой зоны проходит в полке т.к. выполняется условие
Рис. 2 Расчетное сечение панели
Определяем высоту сжатой зоны сечения (формула 15):
Предполагая и принимая предварительно коэффициент условий работы высокопрочной арматуры S6=11 [7п.3.13] находим необходимую площадь сечения продольной арматуры:
Принимаем 6 стержней диаметр 12мм A-IV ASP=678см2.
Уточняем расстояние от центра продольной арматуры до нижней грани сечения: . Расстояние от верхней грани сечения h0=179см.
6. Геометрические характеристики поперечного сечения
При расчете по второй группе предельных состояний для определения геометрических характеристик круглые пустоты заменяются квадратными со стороной a=09d. Коэффициент приведения .
Площадь приведенного поперечного сечения:
статический момент приведенного поперечного сечения относительно оси I-I проходящий по нижней грани сечения:
Расстояние от нижней грани приведенного поперечного сечения до оси I-I
Момент инерции относительно оси проходящей через центр тяжести приведенного сечения (ось 0-0 Рис.16)
Момент сопротивления приведенного сечения относительно нижней и верхней граней:
Упругопластические моменты приведенного сечения относительно верхней и нижней граней:
где =15 – коэффициент принимаемый в соответствии с указаниями [1с.221].
7. Предварительное натяжение арматуры
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры
Учитывая что допустимое отклонение величины предварительного напряжения при механическом способе натяжения арматуры [7п.1.23].
Проверяем условия [7п.1.23]:
(472 + 236) Мпа590 Мпа и (472 – 236) Мпа > 03х590 = 177 МПа
Коэффициент точности натяжения при механическом способе натяжения принимаем [7п.1.27].
8. Потери предварительного напряжения в напрягаемой арматуре
Все расчеты выполнены в соответствии с [7п1.23-1.31]
Потери от релаксации напряжений арматуры
При условии одновременного прогрева арматуры и формы в процессе термообработки панели перепада температуры нет потери от температурного перепада принимаются равными нулю.
Потери от деформации анкеров
Где: (смятие высаженных головок) l=54м (длина натягиваемого стержня).
Потери от деформации стальной формы (при отсутствии точных данных о технологии изготовления плиты).
Потери от быстронатекающей ползучести бетона.
Напряжения в бетоне на уровне центра тяжести арматуры Asp с учетом потерь 1 3 5 и момента от собственного веса плиты Mnsl
Коэффициент где и поскольку
Потери первой группы
Потери от усадки бетона
Потери от ползучести бетона 9
Вычисляем напряжения в бетоне bp с учетом потерь bos1:
Потери второй группы
9. Проверка прочности панели по нормальному сечению
Где: - характеристика сжатой зоны бетона; - коэффициент принимаемый для тяжелого бетона равным 085.
- напряжения в арматуре МПа принимаемое по вышеуказанной формуле для арматуры класса A-IV[7п.3.12].
Определяем действительное значение высоты сжатой зоны X с учетом коэффициента
[7ф(27)] для арматуры класса A-IV [7п3.13.].
Поскольку величины X и s6 взаимозависимы расчеты ведем последовательными приближениями (этапами):
С совпадением величин на 2-м и 3-м этапах процесс последовательных приближений заканчиваем.
Окончательно принимаем x=166см проверяем условие . Несущая способность нормального сечения плиты с учетом действительной величины что больше расчетного момента M=486кНм.
Прочность панели по нормальному сечению обеспечена!!!
10. Расчет прочности панели в стадии транспортирования
Расчет выполняется на совместное действие силы обжатия и изгибающего момента от веса панели с учетом коэффициентов динамичности при подъеме и монтаже при транспортировании в сечении подъемной панели на расстоянии 05м от торца [4 п.1.9].
Рис. 3 расчет панели в стадии транспортировки:
а – расчетная схема эпюры моментов;
б – схема усилий и напряжений в расчетной схеме
Расчетная величина силы обжатия (при )
Для обеспечения прочности панели в верхней полке установлена сетка:
С общей площадью продольных стержней в наименее сжатой зоне AS=057см2 (aS=15см; h0=20-15=185см).
Здесь RbP=935МПа определяется как для бетона класса B15 при .
Проверяем выполнение условия :
(R вычислено по формуле 79 при =0714; ; )
Условие прочности сечения выполняется.
При выполнении условия прочность сечения проверяется по формуле:
Момент от веса панели в сечении на расстоянии 05м от торца
Прочность сечения в стадии транспортирования обеспечена!!!
11. Расчет сечений наклонных к продольной оси
выясняем необходимость установки в плите поперечной арматуры проверяя два условия [4ф92ф93]:
В сечении на грани опоры;
условие выполняется здесь Q=Qmax=377
Q – поперечная сила в конце наклонного сечения начинающегося от опоры с длиной проекции c
Qb1 – предельная поперечная сила
Если в пределах длины С не образуются нормальные трещины т.е.
то Qb1 принимается не менее
Где: - статический момент части приведенного сечения расположенной по одну сторону от оси проходящей через центр тяжести сечения относительно этой оси (Рис.16);
- касательное напряжение на уровне центра тяжести приведенного сечения соответствующее образованию наклонных трещин.
Условие (86) проверяем принимая и где l1 – длина участка где не образуются нормальные трещины:
. Условие (86) можно записать как подставляя в выражение для Qb1.
Поскольку 377кН=QmaxQcrc=9297кН прочность наклонного сечения без поперечной арматуры с длиной наклонного сечения обеспечена.
Расстояние от опоры до нормального сечения в котором достигается определяется из уравнения:
Таким образом это больше чем 25h0=25x0179=045м принимаем с=045м и .
Поперечная сила в конце наклонного сечения
Условие выполняется.
При выполнении условий (93)(92) поперечная арматура в панели по расчету не требуется.
12. Расчет на действие поперечной силы по наклонной сжатой полосе
Проверяем условие [7ф(72)]
Где Q* - поперечная сила принимаемая на расстоянии от опоры не менее h0:
т.к. поперечная арматура отсутствует и ;
Проверяем выполнение условия [7ф(72)]:
прочность наклонного сечения по наклонной сжатой полосе обеспечена т.к.
13. Расчет панели по образованию трещин нормальных к оси в стадии эксплуатации
Расчет выполняется по формуле
Mn – момент внешних сил расположенных по одну сторону от рассматриваемого сечения относительно оси параллельной нулевой линии и проходящей через ядровую точку наиболее удаленной от растянутой зоны трещинообразование которой проверяется.
Mcrc - момент воспринимаемый сечением нормальным к продольной оси элемента при образовании трещин.
Проверяем условие (91):
Трещины в растянутой от действия внешней нагрузки зоне не образуются; следовательно расчет по раскрытию трещин не нужен.
14. Расчет панели по образованию нормальных трещин в стадии обжатия
- усилие предварительного обжатия с учетом предварительных потерь;
- максимальный изгибающий момент от веса плиты при f=1 ;
Проверка условия: знак минус в левой части неравенства свидетельствует о том что верхняя зона сжата.
15. Расчет по образованию трещин в верхней зоне в стадии транспортирования
Проверяется верхняя зона сечения в месте расположения подъемной петли т.е. на расстоянии 05м от груза плиты (Рис.17).
Момент от веса плиты вычисляется при и .
Трещины не образуются.
16. Расчет по образованию трещин наклонных к продольной оси
Проверяем возможность образования наклонных трещин на уровне центра тяжести сечений I-I и II-II в пределах зоны передачи напряжений lp (Рис.18).
Длину зоны передачи напряжений lp для напрягаемой арматуры без анкеров следует определять по формуле [7 ф(11)] при b2=1
d=12мм – диаметр арматуры;
Усилие обжатия в сечении II-II с учетом всех потерь при sp=11
В сечении I-I усилие обжатия меньше в lXlP раз:
(для сечения I-I lX=5см).
Нормальные напряжения на уровне центра тяжести сечения:
Касательные напряжения определяются по формуле Д.И.журавского:
-статический момент площади сечения расположенной выше центра тяжести относительно оси 0-0.
В сечении I-I принимаем ;
В сечении II-II принимаем .
Определяем нормальное напряжение от обжатия опорной реакцией QI в сечении I-I:
y определяется по [5таб.4.4] в зависимости от и (здесь yI= y0=987см xI=25см Рис.18) . y=-0846 (минус говорит о сжимающем напряжении y)
В сечении II-II y=0.
Главные напряжения на уровне центра тяжести сечений I-I и II-II определяем по формуле:
Проверяем условие не появления трещин
Где . Произведение 001B рекомендуется принимать не менее 03.
В сечении I-I: принимаем .
трещины в сечении I-I не образуются.
В сечении II-II: принимаем .
трещины в сечении II-II не образуются.
17. Расчет прогиба панели в стадии эксплуатации
Расчет прогиба панели в стадии эксплуатации в середине пролета выполняется по формуле [7 п.4.44]:
Где S=548 – коэффициент учитывающий характер приложения внешней нагрузки на панель [7таб.46].
Для случая когда в нормальном сечении образуются трещины полную кривизну 1r определяют по формуле:
Принимая значения (1r)1 и (1r)2 равными нулю из-за прогиба эстетическими требованиями [7.п.1.20].
S – коэффициент учитывающий работу растянутого бетона на участке с трещинами по [7.п.4.29].
es – коэффициент учитывающий влияние длительности действия нагрузки по [7.табл.36] es=08.
принимаем его равным 1.
b – коэффициент учитывающий неравномерность распределения деформаций крайнего сжатого волокна бетона по длине участка с трещинами. Для тяжелого бетона класса выше В75 b=09;
f - коэффициент определяемый по [7ф(164)]
- относительная высота сжатой зоны бетона
-коэффициент характеризующий упругопластическое состояние бетона сжатой зоны по [7.таб.35] =015.
Кривизна (1r)3 от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок (от Mnl=346кНм)
Кривизна (1r)4 обусловленная выгибом панели вследствие усадки и ползучести бетона от усилия предварительного обжатия;
Полная кривизна панели в середине пролета:
Максимальный прогиб панели в середине пролета:
Предельно допустимый прогиб для панели 3см [7таб.4]. Следовательно жесткость панели обеспечена.

ЖБК ч.1 (3421).doc

Железобетонные и каменные конструкции являются основной базой современного индустриального наземного и подземного строительства. Они применяются при возведении промышленных жилых и общественных зданий инженерных сооружений а так же других объектов народного хозяйства.
При проектировании железобетонных конструкций зданий основным нормативным документом является СНиП 2.03.01-84 Бетонные и железобетонные конструкции (эти нормы не распространяются на бетонные и железобетонные конструкции гидротехнических сооружений мостов автомобильных дорог и аэродромов и т.п.).
Согласно этому нормативному документу:
Бетонные и железобетонные конструкции должны быть обеспечены с требуемой надежностью от возникновения всех видов предельных состояний расчетом выбором материалов назначением размеров и конструированием.
При проектировании должны приниматься расчетные схемы обеспечивающие необходимую прочность устойчивость и пространственную неизменяемость здания в целом а также отдельных конструкций.
Расчет по предельным состояниям конструкции в целом и отдельных ее частей должен как правило производится для всех стадий – изготовления возведения эксплуатации а так же и транспортировки.
Элементы сборных конструкций должны отвечать требованиям механизированного изготовления на специализированных предприятиях. При выборе элементов сборных конструкций предусматривается преимущественно предварительно напряженные конструкции из высокопрочных бетонов и арматуры. Конструкции узлов соединений элементов должны обеспечивать с помощью различных технологических и конструктивных мероприятий надежную передачу усилий прочность самих элементов в зоне стыка.
Расчетные параметры окружающей среды принимаются в соответствии с СНиП 2.01.01-82 "Строительная климатология и геофизика".
Значения нагрузок и воздействий коэффициентов надежности по нагрузке принимаются с учетом и в соответствии со СНиП 2.01.07.- 85 "Нагрузки и воздействия" [6]
Вообще весь расчет делится на :
Расчет по предельным состояниям первой группы который должен обеспечит конструкции от:
хрупкого или вязкого разрушения
потери устойчивости формы конструкции
разрушения от совместного действия внешних силовых факторов и неблагоприятных влияний внешней среды.
Расчет по предельным состояниям второй группы которой должен обеспечить:
образования трещин а также их чрезмерного и продолжительного раскрытия.
чрезмерных перемещений.
Расчет монолитной плиты выполняется в соответствии со СНиП особого внимания заслуживает расчет главной балки.
Статический расчет балки монолитного перекрытия выполняется с учетом перераспределения усилий в стадии предельного равновесия. Это позволяет рассчитать главную балку перекрытия с более высокими технико-экономическими показателями.
Расчет балок с учетом перераспределения усилий может выполнятся по-разному в зависимости от поставленных задач перераспределения. Выбор той или иной задачи перераспределения выполняется проектировщиком самостоятельно. Вообще выбор той или иной задачи перераспределения – процесс творческий и он определяется условиями работы конструкции ограничениями на ее армирование и условия изготовления а также получением необходимых технико-экономических показателей.
Как известно [7] причиной разрушения нормальных сечений изгибаемых железобетонных конструкций является либо достижение в растянутой арматуру предела текучести либо достижение в бетоне сжатой зоны сечения предела прочности на сжатие. Нормами проектирования железобетонных конструкций запрещено проектировать элементы разрушающиеся по второму из указанных видов разрушения а первый вид обеспечивается соблюдением условия:
X - высота сжатой зоны сечения в стадии разрушения;
ХR -предельно допустимая высота сжатой зоны сечения для первого вида разрушения.
Переход нормального сечения изгибаемого элемента в предельное состояние происходит не внезапно а постепенно до тех пор пока деформации текучести арматуры не приведут к чрезмерному развитию нормальных трещин по ширине и высоте как следствие этого к сокращению высоты сжатой зоны сечения концентрации в ней сжимающих усилий и разрушению бетона сжатой зоны от раздавливания.
Если при этом деформации изгибаемого элемента ничем не ограниченны (например в статически определимой конструкции) то произойдет разрушение элемента по этому сечению. Если же эти деформации сдерживаются за счет работы конструкции в других сечениях как это имеет место в статически неопределимых конструкциях то разрушения элемента в сечении в котором начались деформации текучести арматуры может и не произойти за счет перераспределения энергии внешней нагрузки на другие менее нагруженные части конструкции. Эта стадия работы нормального сечения изгибаемого элемента при которой в арматуре развиваются пластические деформации а бетон сжатой боны еще не разрушен называется пластическим шарниром. Свое название она получила потому что изгибающий момент в этом сечении остается постоянным от начала развития деформаций текучести арматуры до момента разрушения бетона сжатой зоны.
Деформирование конструкций в пластическом шарнире приводит к появлению дополнительных внутренних усилий в других сечениях конструкции. Поэтому этот процесс называется перераспределением усилий происходящим в стадии предельного равновесия конструкции
При расчете и конструировании статически неопределимых железо бетонных конструкций процесс перераспределения усилий может быть направлен проектировщиком в нужное русло в зависимости от поставленной задачи перераспределения. Для этого ему нужно правильно выбрать места конструкции в которых должны образовываться пластические шарниры. Для того чтобы в заданном сечении вызвать образование пластического шарнира проектировщик назначает армирование в этом сечении недостаточное для восприятия момента действующего в этом сечении в упругой стадии расчета конструкции. Величина изгибающего момента действующего в пластическом шарнире определяется количеством арматуры поставленной в этом сечении. Поэтому количественным процессом перераспределения проектировщик может управлять по своей воле.
Сборное железобетонное балочное перекрытие состоит из панелей и поддерживающих их балок (приложение 2). В учебной литературе панели иногда называют плитами или настилами а балки - ригелями или прогонами. Балки вместе с колоннами на которые они опираются образуют плоский каркас здания. Плоский каркас и панели создают несущую систему здания воспринимают вертикальную нагрузку. Горизонтальная нагрузка (например ветер) действующая в двух направлениях воспринимается в одном направлении каркасом а в другом - специальными связями. Возможно опирание балок на наружные стены. Тогда каркас называется неполным.
Разработаны типовые конструкции перекрытий: серии альбомов чертежей - ИИ 20-24 и 1020. В качестве панелей перекрытия в этих сериях используются плоские панели с цилиндрическими пустотами и плоские панели с продольными ребрами выступающими на нижней поверхности . Сечение балок проектируется в виде прямоугольника или с полками в нижней зоне.
От способа соединения балок с колоннами зависят условия их работы. При шарнирном соединения балки работают как отдельно лежащие статически определимые стержни. При соединении балок различных пролетов с передачей изгибающего момента и шарнирным опиранием на колонну балки работают как неразрезные статически неопределимые стержни. Если баки и колонны соединяются с передачей изгибающего момента на колонны то образуется рамный каркас с жесткими узлами в котором балки работают как ригели каркаса. Иногда в этой схеме соединение балок с колоннами осуществляется с частичной небольшой по величине передачей изгибающего момента на колонны.
В зависимости от способа соединения назначается расчетная схема каркаса и соответственно балок. Панели как правило опираются на балки без передачи изгибающего момента т.е. шарнирно а поэтому работают как статически определимые стержни (в одном направлении перпендикулярном линии опирания их на балки). При прямоугольном сечении балок панели опираются на верхнюю грань а при наличии полок - на верхние грани полок. На период монтажа каркаса балки опираются на консоли колонн. Они же воспринимают как правило поперечную силу возникающую как в процессе монтажа так и при эксплуатации здания.
Расчет и конструирование плиты и главной балки
монолитного ребристого перекрытия
Размеры здания в плане по крайним осям 171х204м. Расстояние между продольными осями l1=57м. Расстояние между поперечными осями l2=48м. Толщина кирпичных стен 51см. привязка внутренней грани наружных стен к осям здания 20см.
а) бетон тяжелый класса В-15
Rвt=075МПа [7таб.13]
Rвser=11МПа [7таб.12]
Rвtser=115МПа [7таб.12]
Eв=23000МПа [7таб.18];
Плотность ρ=25кНм3 [7п2.1]
б) Арматура рабочая продольная:
для плиты класса А-III
для главной балки класса А-III
в) Арматура рабочая поперечная для главной балки класса Вр-I
г) Арматура монтажная:
для плиты класса Вр-I;
для главной балки Вр-I.
Нагрузки (нормативные): временная (полезная)
Нагрузки на перекрытие: V=14кНм;
Масса конструкции пола: 25кНм2;
Коэффициент надежности по назначению здания γn=09.
2. Компоновка перекрытия
Вдоль поперечных осей здания расположим главные балки перекрытия с шагом l2=52м второстепенные балки параллельно продольным осям здания с шагом (Рис.1Приложение 1):
Рис. 1 Фрагмент плана плиты перекрытия
Предварительно зададимся размерами поперечных сечений элементов перекрытия:
- Высота главной балки
- Ширина главной балки
- Высота второстепенной балки
- Ширина второстепенной балки
- Толщина плиты перекрытия назначается по формуле (2):
-Глубина заделки главной балки в наружную стену здания CГ=38см; второстепенной балки CВ=25см; плиты CП=12см.
Рис. 2 Разрез поперек второстепенных балок
3. Расчет и конструирование плиты
3.1. расчетная схема плиты и нагрузок
Так как отношение сторон плиты
то плиту следует рассчитывать как балочную то есть работающую в одном коротком направлении. Для этого вырезаем полосу плиты шириной 1м (приложение 1) и рассчитываем ее по многопролетной неразрезной схеме.
расчетный пролет плиты для средних пролетов вычисляется по формуле (4) для крайних (5):
Собственный вес плиты вычисляется в соответствии с формулой (6):
Сбор нагрузок на плиту(Нм)Таблица 1
Нормативные нагрузки
Коэффициент надежности
Собственная масса плиты
Масса конструкции пола и перегородок
С учетом коэффициента надежности здания по назначению полная расчетная нагрузка на плиту:
3.2. Статический расчет плиты
Рис. 3 Расчетная схема плиты.
Расчетные значения изгибающих моментов в плите определяем с учетом распределения:
a)В крайних пролетах:
б)На первых промежуточных опорах:
в)В среднем пролете:
В средних полосах плиты перекрытия где элементы плиты окаймлены по всему контуру главными и второстепенными балками под влиянием возникающих в них распоров изгибающие моменты могут быть уменьшены на 20 % при условии следовательно в этих элементах плиты можно учесть уменьшение изгибающих моментов:
В средних пролётах и на средних опорах:
Рис. 4 Эпюры изгибающих моментов
Рис. 5 Эпюры изгибающих моментов
в осях 2-3 3-4 и 4-5
3.3. Проверка прочности сечения на действие поперечных сил
Так как в плитах поперечная арматура не устанавливается то вся поперечная сила в сечении должна восприниматься только бетоном.
Следовательно прочность плиты на действие поперечных сил обеспечена.
Максимальная поперечная сила в плите будет действовать на первой промежуточной опоре со стороны крайнего пролёта.
3.4. Расчет на прочность нормальных сечений
Подбор арматуры для М2 для первой расчетной схемы в осях 1-2 и 5-6 (Рис. 4).
Сечения рассчитываем как прямоугольные с единичной шириной b=1м и высотой h=hП=8см при этом полагаем что армирование плиты будет выполнено сварными рулонными сетками с продольным расположением рабочей арматуры в рулоне. Расчётный момент Мср=44584Нм. h0=55см.
X1 - требуемая высота сжатой зоны бетона
Часто при расчетах жб плит полученную высоту сжатой зоны проверяют по предельной высоте:
где - предельная высота сжатой зоны. Но в большинстве случаев это условие всегда выполняется поэтому в данном случае это условие не проверяется.
NS1 – Требуемое усилие в арматуре
Требуемая площадь арматуры A-III (6-8мм) RS=355МПа [7 .таб.22]
Шаг арматурной сетки 150мм A-III диаметр 8мм .
То же для Мум=35667Нм.
Требуемая высота сжатой зоны бетона
Требуемое усилие в арматуре
Принимаем арматуру класса A-III (6-8мм) RS=355МПа [7таб.22]
Требуемая площадь арматуры
Шаг арматурной сетки 150мм A-III диаметр 7мм .
Дополнительная сетка.
В незаконтуренных поласах плиты принимаем дополнительную рулонную сетку (Примем шаг арматурной сетки 200мм Вр-I диаметр 4мм ).
Выполняем проверку прочности принятого армирования плиты.
ряд арматуры шаг 200мм Вр-I диаметр 4мм RS1=365Мпа а1=155см.
ряд арматуры шаг 150мм A-III диаметр 8мм RS2=355Мпа а2=25см.
aS – Положение равнодействующей во всей арматуре
X – высота сжатой зоны
Несущая способность сечения плиты.
MСЕЧ=72846Нм> Mоп1 =64849Нм запас несущей способности сечения плиты составляет123%.
В законтуренных полосах плиты принимаем дополнительную рулонную сетку. Шаг арматурной сетки 200мм А-III диаметр 6мм .
Выполняем проверку прочности.
ряд арматуры шаг 200мм A-III диаметр 6мм RS1=365Мпа а1=165см.
ряд арматуры шаг 150мм A-III диаметр 7мм RS2=355Мпа а2=25см.
Положение равнодействующей во всей арматуре:
Несущая способность сечения плиты
MСЕЧ=69042Нм> M1 =64849Нм запас несущей способности сечения плиты составляет 65%.
Прочность сечения обеспечена.
Расчет размеров сеток (оси 1-2 5-6).
Таким образом с учетом того что сетки укладываются в нахлест (величина нахлеста 10 25мм) получаем:
Дополнительная сетка:
Расчет размеров сеток (2-5).
4. Расчет главной балки.
4.1.Расчетная схема балки и нагрузки.
Главная балка рассчитывается как трехпролетная неразрезная нагруженная двумя сосредоточенными нагрузками в третях каждого пролета: постоянной G и временной P (Рис.9).
Постоянная нагрузка на балку рассчитывается по формуле (31)
qпол- суммарная масса конструкций плиты пола и перегородок. ( qпол=5200Нм).
- объемный вес бетона
-коэффициент надежности =11.
Рис. 6 Схема сосредоточения нагрузки на главную балку
постоянных и полезных нагрузок
Таким образом после подстановки всех значений в формулу (31) получаем:
Временные нагрузки рассчитываются по формуле (32)
Рис. 7 Расчетная схема главной балки
Статический расчет главной балки с учетом перераспределения усилий выполняется в соответствии с требованиями пособия [2].
4.2. Статический расчет балки с учетом перераспределения.
Расчет конструкции с учетом перераспределения усилий должен обеспечить образование пластических шарниров и в то же время не допустить преждевременного разрушения конструкции вследствие их образования. Поэтому должны быть выполнены следующие обязательные требования:
-В качестве рабочей растянутой арматуры должна применятся арматурная сталь с четко выраженной площадкой текучести. Этому требованию соответствуют арматурные стали классов A-IA-II A-III.
-Изгибающий момент действующий в пластическом шарнире должен отличатся от момента в том же сечении определенного по упругой стадии расчета не более чем на 30% т.е.
Для определения величин изгибающих моментов в упругой стадии от действия постоянных нагрузок и различных схем временных нагрузок воспользуюсь расчетными коэффициентами k (k - для заданной расчетной точки балки зависит от количества сил в пролете и вида загружения) таким образом что моменты определяются по формуле:
l – пролет главной балки
F – Сосредоточенная сила в главной балке.
Результаты расчета представлены в таблице 2 и таблице 3. Эпюры изгибающих моментов и поперечных сил а также огибающие эпюры представлены в (приложении 3 и 4).
Изгибающие моменты в расчетных сечениях главной балки (kНм).
m(П)=1174х638640=00856 m(В)=1704х638640=012425.
4.3. Перераспределение усилий
Таким образом видно что максимальный или критический момент возникает в 3й расчетной точке (на опоре) то четвертого сочетания нагрузок и он равен. .
Опираясь на формулу (33) получаю:
Исходя из этого будем перераспределять усилия таким образом чтобы опорные моменты при любом сочетании нагрузок были равны .
а). Для С4(четвертого сочетания нагрузок)
б). Для С1(первого сочетания нагрузок)
в). Для С2(второго сочетания нагрузок)
г). Для С3(третьего сочетания нагрузок)
д). Для С5(пятого сочетания нагрузок)
Эпюры поперечных сил получаем из эпюр изгибающих моментов следующими дифференциальными зависимостями:
4.4. Проверка достаточности принятых размеров главной балки
Главная балка на восприятие положительных изгибающих моментов работает как тавровое сечение со сжатой полкой а на восприятие отрицательных моментов – как прямоугольное сечение.
M>0 главная балка работает как тавровое сечение;
M0 главная балка работает как прямоугольное сечение.
При расчете балки с учетом перераспределения усилий должно соблюдаться условие :
Это условие дает гарантию что разрушение конструкции произойдет в результате разрушения арматуры а не бетона.
Наибольшая величина высоты сжатой зоны бетона будет в сечении с максимальным отрицательным моментом то есть для нашего случая – на грани опирания балки на колонну. Принимаю размеры сечения колонны 60x60см а затем считаю по формуле (37) величину изгибающего момента на грани опоры балки на колонну по которому и проверяю достаточность.
x – высота сжатой зоны
h0 – рабочая высота сечения.
Рабочая высота главной балки:
Проверяем условие (36)
сечение главной балки не достаточно.
Принимаем hГБ=80см (bГБ=40см) h0ГБ=73см
Принятые размеры главной балки достаточны.
4.5. Подбор продольной арматуры главной балки
Сечение на средней опоре (M0 главная балка работает как прямоугольное сечение)
Рис. 8 Сечение главной балки
Аsтреб – требуемое сечение расчетной арматуры
Rs=365Мпа A-III (10-40)мм [7. Т(22)]
Принимаем Аs=2114см2 (2 28+2 25AIII)
Аs1=1232см2 2 28 A-III as=4см;
Аs2=982см2 2 25 A-III as=10см.
Центр тяжести всех стержней:
проверка несущей способности сечения:
Несущая способность сечения обеспечена.
Удаляем два стержня из сечения находящихся ближе к нейтральной линии.
Аs=1232см2 228 A-III as=4см.
Сечение в крайнем пролете
Рис. 9 Сечение главной балки
расчет нижней арматуры (M>0 главная балка работает как тавровое сечение)
- расчетная ширина сжатой полки сечения
сжатая зона в пределах полки
1. Принимаем Аs=20см2 2 25 4 18 A-III
Аs1=12365см2 2 25+1 18 A-III as=4см;
Аs2=7635см2 3 18 A-III as=9см.
2. Удаляем из К-2 один стержень второго ряда:
Аs2=509см2 2 18 A-III as=9см.
3. Удаляем из К-2 один стержень первого ряда:
Аs1=982см2 2 25 A-III as=4см.
4. Удаляем из К-1 два стержня второго ряда:
Аs2=982см2 2 25 A-III as=4см.
Центр тяжести всех стержней as=4см
5. расчет верхней арматуры (M0 главная балка работает как прямоугольное сечение)
Аs1=339см2 3 12 A-III as=4см.
Сечение в среднем пролете
Рис. 10 Сечение главной балки
a) нижняя арматура (M>0 главная балка работает как тавровое сечение):
Rs=365Мпа A-III (10-40)мм [7. Т22]
находим высоту сжатой зоны:
Требуемая площадь продольной растянутой арматуры:
1. Принимаем Аs=1018см2 4 18 A-III
Аs1=509см2 2 18 A-III as=4см;
Центр тяжести всех стержней as=65см
2. Удаляем два стержня из второго ряда арматуры
расчет верхней арматуры (M0 главная балка работает как прямоугольное сечение)
Принимаем Аs=804см2 4 16 A-III
Аs1=402см2 2 16 A-III as=4см;
Аs2=402см2 2 16 A-III as=9см.
4.6. Расчет наклонных сечений балки на поперечную силу
Q – поперечная сила в сечении от внешней нагрузки
Qb – поперечное усилие воспринимаемое бетоном
Qsw – поперечное усилие воспринимаемое хомутами
Qsinc – поперечное усилие воспринимаемое отгибами.
φb2=2 т.к. тяжелый бетон
φf – Коэффициент учета влияния сжатых полок в тавровых элементах
С – шаг второстепенных балок 210см.
C0 – длина проекции опасной наклонной трещины на продольную ось элемента
Qsw – усилие в хомутах на единицу длина элемента
Rsw – расчетное сопротивление поперечной арматуры растяжению.
Шаг хомутов определяется в соответствии со следующими условиями [7. П.5.27.]:
)сечение у свободной опоры участок 0-1
K-1 (2шт) Rsw=175МПа(А-I) Asw=157см2 (2 10) шаг 150мм.
)сечение слева от средней опоры участок 2-3
K-1 (2шт) Rsw=175Мпа(А-I) Asw=157см2 (2 10) шаг 150мм
K-4 (2шт) Rsw=175Мпа(A-I) Asw=157см2 (2 10) шаг 150мм.
)сечение справа от средней опоры участок 3-4
K-3 (2шт) Rsw=175Мпа Asw=157см2 (2 10) шаг 200мм
K-4 (2шт) Rsw=175Мпа Asw=157см2 (2 10) шаг 150мм.
)сечение в крайнем пролете участок 1-2
K-1 (2шт) Rsw=175Мпа Asw=157см2 (2 10) шаг 400мм
K-2 (1шт) Rsw=175Мпа Asw=157см2 (2 10) шаг 400мм.
Условие минимума поперечных усилий в сечениях балки:
jb3=06 т.к. тяжелый бетон
полученное значение минимальной поперечной силы должно быть меньше усилий полученных в сечениях (см. выше).
4.7. Расчет длин анкеровки обрываемых в пролете стержней
W – выход стержней за точку теоретического обрыва;
Q – поперечная сила в точке теоретического обрыва;
Qsw – интенсивность поперечной арматуры;
ds – диаметр арматуры.
Q=2288кН d=18 qsw=1832кН;
Q=5902кН d=18 qsw=1033кН;
Q=34682кН d=282518 qsw=3663кН;
Q=2878кН d=282518 qsw=3205кН;
4.8. Проверка прочности наклонного сечения
Схема наклонного сечения главной балки на свободной опоре показана на (Рис.14). изгибающий момент в наклонном сечении воспринимается продольной арматурой доведенной до опоры и пересеченной наклонной трещиной поперечной арматурой балки. В нашем случае до опоры доведена арматура в виде двух стержней диаметра 25мм. Расчетное усилие в этих арматурах определяется с учетом коэффициента условий работы gS5 вводимого в расчет при недостаточной анкеровке арматуры. Длина запуска за грань опоры указанной арматуры составляет 37см.
M – момент от внешней нагрузки (берется с огибающей эпюры);
Ms – момент воспринимаемый продольной арматурой;
Msw – момент воспринимаемый хомутами;
Рис. 11 Схема наклонного сечения и армирования
У свободной опоры главной балки
- расстояние от равнодействующей растянутой арматуры до равнодействующей сжатой зоны бетона.
-коэффициент условий работы [7 таб.24поз.5]
lX – расстояние от начала зоны напряжений до рассматриваемого сечения (длина захода арматуры за грань) l1Х=37см l2Х=21см
lanc –длина зоны анкеровки арматуры [7 п.5.14].
Аs1=982см2 2 25 A-III as=4см;
Аs2=509см2 2 18 A-III as=9см;
Ns1=Rsγ1s5 Аs1=365x0361x982=12903кН
Ns2=Rsγ2s5 Аs2=365x0028x509=52кН
прочность не обеспечена.
Принимаем l2Х=37см тогда γ2S5=0463 NS2=8602 Ms=1505кНм
В каркасах К-1 ставим дополнительные хомуты.
зону расстановки таких хомутов принимаем 900мм.
прочность по наклонному сечению обеспечена.
4.8. Проверка прочности главной балки на отрыв в местах опирания второстепенных балок
Этот расчет выполняется в соответствии с указаниями п3.43[1]. Длина зоны отрыва .
Рассмотрим место опирания второстепенной балки в крайнем пролете у свободной опоры т.к. в этом месте самое слабое поперечное армирование главной балки. На участке длины зоны отрыва имеем следующую суммарную поперечную арматуру: 1310 в каркасах К-1 т К-2 суммарное усилие воспринимаемое этой арматурой:
Расчетное отрывное усилие:
Прочность главной балки на отрыв обеспечена. В других местах опирания второстепенных балок дополнительное поперечное армирование не устанавливаем т.к. сечение поперечной арматуры в каркасах главной балки достаточно.

Сборное_перекрытие (Вера).dwg

Железобетонные конструкции
Сборочный чертеж плиты
П-1. Узлы. Спецификации.
Схема расположения элементов каркаса
брусок 120x120 l=400мм
ТЕХНИЧЕСКОЕ ОПИСАНИЕ
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ
Спецификация арматурных изделий
АС-421.2903.092.КП1.02
Напрягаемая арматура
Каркас серии 102083 запроектирован по связевой схеме с шарнирным
опиранием ригелей с колоннами.Пространственная устойчивость здания
обеспечивается системой вертикальных устоев
объедененных горизонтальными
в качестве вертикальных устоев используются сборные
железобетонные диафрагмы жесткости (или связевые панели).
Ведомость расхода стали
Схема расположения элементов перекрытия
Спецификация сборных ЖБ изделий

Монолитное_перекрытие(Вера).dwg

Железобетонные конструкции
Сборочный чертеж плиты
П-1. Узлы. Спецификации.
Напрягаемая арматура
Опорная железобетонная
распределительная подушка
ø25 A-III ГОСТ 5781 82*
Ось симметрии здания
СХЕМА АРМИРОВАНИЯ ПЛИТЫ МОНОЛИТНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ Пм-1
СХЕМА АРМИРОВАНИЯ ГЛАВНОЙ БАЛКИ Гб-1
АС-421.092.290300.КП1.02
Плита монолитная Пм-1
ø18 A-III ГОСТ 5781 82*
ø12 A-III ГОСТ 5781 82*
ø16 A-III ГОСТ 5781 82*
ø10 A-III ГОСТ 5781 82*
ø10 A-I ГОСТ 5781 82*
ø8 A-III ГОСТ 5781 82*
ø3 Bp-I ГОСТ 6727 80
ø4 Bp-I ГОСТ 6727 80
СПЕЦИФИКАЦИЯ ПЛИТЫ Пм-1 ГЛАВНОЙ БАЛГИ гБ-1
СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРНЫХ ИЗДЕЛИЙ
Для армирования плиты Пм-1 используются следующие сетки:
Сварные соединения производить в соответствии с
Указаниями по сварке соединений и закладных деталей
железобетонных конструкций" СН 393-78
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ НА ЭЛЕМЕНТ КГ
ø6 A-III ГОСТ 5781 82*