Железобетонным конструкциям

ЖБК ШПИГАРЬ.doc

Железобетоном называется конструктивное сочетание двух разнородных материалов – бетона и стали в котором проявляются и эффективно используются достоинства каждого из этих материалов. Основное преимущество железобетона – экономия стали в строительстве. Железобетон применяется при строительстве зданий и сооружений во всех областях народного хозяйства.
Железобетонные плоские перекрытия – наиболее распространенные конструкции в промышленных и гражданских зданиях и сооружениях. Их широкому применению в строительстве способствуют высокая индустриальность экономичность жесткость огнестойкость и долговечность.
По конструктивной схеме железобетонные перекрытия могут быть разделены на две основные группы: балочные и безбалочные. Балочными называют перекрытия в которых балки работают совместно с опирающимися на них плитами перекрытий. В безбалочных перекрытиях плита опирается непосредственно на колонны с уширениями называемыми капителями.
По технологии выполнения железобетонные перекрытия разделяют на монолитные возводимые на строительной площадке сборные изготавливаемые на заводах железобетонных изделий и затем монтируемые на строительных площадках и сборно-монолитные которые сочетают в себе сборные элементы и монолитный бетон.
В данном курсовом проекте рассматриваются монолитное перекрытие над подвалом и сборное междуэтажное перекрытие.
Пролёт здания: l1=72 м.
Шаг колонн: l2=54 м.
Высота этажа: 4.8 метра
Количество этажей (без подвала):4
Поперечное сечение ригеля:
Поперечное сечение панели:
Относительная влажность воздуха в помещении:
Нормативная снеговая нагрузка: +
Нормативная временная (полезная) нагрузка на сборное междуэтажное перекрытие:
в то числе кратковременно действующая:
Нормативная временная (полезная) нагрузка на монолитное перекрытие над подвалом:
Класс напрягаемой арматуры: А-V.
Метод натяжения арматуры на упоры: ЭТ.
Монолитное перекрытие
Класс рабочей продольной арматуры главной балки и колонн: А-III.
Условное расчётное давление на грунт: 021 МПа.
Каменные конструкции
Рис. 1. Поперечный разрез здания.
МОНОЛИТНОЕ РЕБРИСТОЕ ПЕРЕКРЫТИЕ.
1. Характеристики бетона и арматуры.
Класс бетона В15: Rв=85 МПа Rвt=0.75МПа γв2=09
плотность ρ=2500 кгм3
Продольная (рабочая) арматура монолитной плиты:
класса Bp-I диаметром 5 мм: Rs = 360 МПа;
класса А-III диаметром 6-8 мм: Rs = 355 МПа.
Продольная (рабочая) арматура главной балки класса А-II: Rs = 280 МПа Rsw = 225 МПа.
Поперечная (монтажная) арматура главной балки класса А-I: Rs = 225 МПа Rsw = 175 МПа.
2. Компоновка монолитного ребристого перекрытия.
Поперечные многоэтажные многопролетные рамы образованные главными балками и колоннами связаны между собой междуэтажными перекрытиями и воспринимают действующие на здание вертикальные и горизонтальные нагрузки по рамной системе. Устойчивость каркаса в продольном направлении обеспечена по связевой системе вертикальными диафрагмами в качестве которых служат участки внутренних стен расположенных между колоннами.
Монолитное ребристое перекрытие компонуют с поперечными главными балками и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещаются по осям колонн и в третях пролета главной балки.
Вдоль поперечных осей здания расположим главные балки перекрытия с шагом l2=54 метров второстепенные балки - параллельно продольным осям здания с шагом а= l13=24 метра (рис.2).
Предварительные размеры поперечных сечений элементов перекрытия:
-высота главной балки задаем в пределах;
-высота второстепенной балкизадаем в пределах
-ширина главной балки задаем в пределах
- ширина второстепенной балкизадаем в пределах ;
толщина плиты назначается по формуле:
Глубина заделки главной балки в наружную стену здания 380 мм второстепенной балки 250 мм плиты 120 мм.
Сечение колон 300х450 мм.
Рис. 2. План монолитного ребристого перекрытия.
3. Расчет и конструирование плиты.
3.1. Расчетная схема и нагрузки.
Так как отношение сторон плиты l2а=5424=225>2 то плиту следует рассчитывать как балочную то есть работающую в одном коротком направлении. Для этого вырезается полосу плиты шириной 1 м (рис. 2) и рассчитывается по многопролетной неразрезной схеме (рис. 3). Расчетный пролет плиты =240-25=215см
Рис. 3. Расчетная схема плиты.
Нагрузки на плиту определяются по таблице 1.
Таблица 1. Нагрузки на плиту (Нм).
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности
- собственная масса плиты
- масса конструкций пола
- масса перегородок
- полезная нагрузка Рn
С учетом коэффициента надежности здания по назначению полная расчетная нагрузка на плиту
3.2. Статический расчет плиты.
Расчетные значения изгибающих моментов в плите определяются с учетом перераспределения:
а) в средних пролетах и на средних опорах
б) в первом пролете и на первой промежуточной опоре
В средних полосах плиты перекрытия где элементы плиты окаймлены по всему контуру главными и второстепенными балками под влиянием возникающих в них распоров изгибающие моменты уменьшаются на 20% так как . Следовательно изгибающие моменты (рис. 4):
б) в первом пролете и на первой промежуточной опоре изгибающие моменты остаются без изменения
Максимальная поперечная сила в плите действует на первой промежуточной опоре со стороны крайнего пролета (рис. 5):
Минимальная поперечная сила в плите действует на первой опоре со стороны крайнего пролета:
На остальных опорах поперечная сила равна:
Рис. 4. Эпюра изгибающих моментов действующих в плите.
Рис. 5. Эпюра поперечных сил действующих в плите.
3.3. Проверка прочности сечения плиты на действие поперечной силы.
Так как в плитах поперечная арматура не устанавливается то вся поперечная сила в сечении должна восприниматься только бетоном. Проверка прочности выполняется по формуле:
*085*100*7=357 МПа*см2> Q =289.84 МПа*см2
Следовательно прочность плиты на действие поперечных сил обеспечена.
3.4. Расчет на прочность нормальных сечений плиты. Подбор арматуры.
Расчёт на прочность нормальных сечений.
Сечение рассчитывается как прямоугольное с одиночной арматурой шириной b = 100 см и высотой h = 10 см.
Предполагая что армирование плиты будет выполняться рулонными сетками сначала определяется сечение основной сетки. Рассматривается сечение на первой промежуточной опоре.
Полезная высота сечения h0=70 мм.
Расчетный момент М1 = 6491 Н*м.
Требуемое усилие в арматуре
Подбираем требуемую площадь сечения арматуры из стали класса А-III при Rs=355 МПа.
Принимаем As1=302см2 (ø 8А-III шаг 150 мм)
Расчетный момент М3 = 51928 Н*м.
Принимаем As3=2. 51см2 (ø 8А-II шаг 150 мм)
В незаконтуренных полосах плиты принимаем дополнительную рулонную сетку из стержней ø4 класса Вр-1 с шагом 200мм с сечением арматуры Аs=126см2. Выполняем проверку прочности принятого армирования плиты в сечении на первой промежуточной опоре.
Арматура первого ряда армирования (дополнительная сетка)
Аs1=126 см2 (ø 4 мм Вр-1 шаг 150 мм Rs=360 МПа) а1=2 см
Арматура второго ряда армирования (основная сетка)
Аs2=302см2 (ø 8А-III шаг 200 мм Rs=355 МПа) а2=3 см
Положение равнодействующей усилий во всей арматуре
Высота сжатой зоны сечения
Несущая способность сечения плиты
Мсеч=(126*360+302*355)х(10-27-179*05 = 9772Нм>М2=9441 Нм (+338%)
Следовательно несущая способность сечении плиты обеспечена.
В законтуренных полосах плиты принимаем дополнительную рулонную сетку из стержней ø 6 класса А-Ш с шагом 200мм с сечением арматуры Аs=также выполняем проверку прочности принятого армирования плиты в сечении на первой промежуточной опоре.
Аs1=17 см2. (ø 6 мм А-Ш шаг 150мм Rs=355 МПа)а1=2 см
Аs2=251см2 (ø 8 мм А-Ш шаг 200 мм Rs=355 МПа)а2=3 см
Мсеч=(17+251)355х(10-26-176*05)= 9744Нм>М4=9441 Нм (+31%)
Следовательно несущая способность сечении плиты обеспечена
3.5. Армирование плиты.
Согласно расчета армирование выполняется сварными рулонными сетка-
ми с продольным расположением рабочей арматуры в рулоне (рис.6). Ширина всех сеток принимается равной 2600 мм.
В незаконтуренных полосах плиты (в осях 1-2 и 5-6) принимается:
основная сетка С-1 ;
дополнительная сетка С-2 .
В законтуренных полосах плиты (в осях 2-5) принимается:
основная сетка С-3 ;
дополнительная сетка С-4 .
Рис. 6. Армирование плиты монолитного перекрытия.
4.РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ 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 Р.
Рис. 7. Расчетная схема главной балки.
Постоянная нагрузка:
Где g1n=2500 Нм2 масса 1 м2 плиты; g2n=1000 Нм2 масса конструкций пола g3n=1500 Нм2 масса перегородок
-масса 1 пог. м. второстепенной балки
-масса 1 пог. м. главной балки
и коэффициент надежности по нагрузки
4.2. Статический расчет балки с учетом перераспределения усилий.
Эпюра изгибающих моментов действующих в балке от постоянной нагрузки G = 107410 кН.
Эпюры изгибающих моментов действующих в балке от воздействия всех возможных комбинаций приложения временной нагрузки P = 23328 кН.
Сложение эпюр изгибающих моментов из возможных комбинаций приложения временной нагрузки P = 233280 кН с эпюрой моментов от постоянной нагрузки G = 107410 кН.
Перераспределение эпюр изгибающих моментов в каждом сочетании постоянной и временной нагрузок.
При построении перераспределенных эпюр для каждого из загружений строится своя добавочная эпюра моментов которая суммируется с эпюрой упругой системы. Практически необходимо чтобы выровненный момент на опоре составлял не менее 70% момента в упругой схеме.
*72878 = 51015кН*м – ограничение армирования балки на опоре.
Эпюры поперечных сил действующих в балке с учетом перераспределения усилий.
Рис. 8. Огибающая эпюра моментов до перераспределения усилий (кН*м).
Рис. 9. Огибающая эпюра моментов после перераспределения (кН).
Рис. 10. Огибающая эпюра поперечных сил в главной балке (кН).
4.3. Проверка достаточности принятых размеров балки.
Проверка достаточности принятых размеров главной балки
Положительно изгибающий момент (ПИМ) – главная балка работает как тавровое сечение со сжатой полкой т.е. учёт наличия плиты.
Отрицательно изгибающий момент (ОИМ) – главная балка работает как прямоугольное сечение.
где hо – полезная высота сечения;
х – высота сжатой зоны.
– условие необходимое при расчёте балки с учётом перераспределения усилий. хmax будет наблюдаться в сечении с max отрицательным моментом (на опоре) т.к. площадь прямоугольника меньше площади тавра.
Мгр – момент на грани колонны (колонны 300×450 мм);
– подсчитанный момент на оси опоры;
– min поперечная сила (с эпюры ) – эпюра моментов max полагая в запас прочности.
– размеры сечения главной балки достаточны
4.4. Подбор продольной арматуры главной балки и определение ординат эпюры материалов.
Сечение на средней опоре.
– требуемое сечение арматуры.
Проверяем несущую способность сечения (находим ординату эпюры материалов)
Рис.11. Армирование главной балки на средней опоре.
(+198%) – несущая способность обеспечена.
Теперь определяем несущую способность сечения после обрыва двух стержней ø 22мм:
Сечение в крайнем пролёте.
При растяжении нижней зоны главной балки сечение работает как тавровое с полкой в сжатой зоне. Расчётная ширина сжатой полки сечения принимается:
сжатая зона в пределах полки.
Проверяем несущую способность сечения:
Рис.12. Армирование главной балки в крайнем пролете.
Обрываем стержень ø 20 во втором ряду армирования (верхний стержень в каркасе К-2)
Обрываем стержень ø 20 во втором ряду армирования (нижний стержень в каркасе К-2)
Обрываем два стержня 2ø 20 во втором ряду армирования (верхние стержни в каркасах
Полученные ординаты эпюры материалов в крайнем пролёте по положительным моментам.
В каркасах К-1 и К-2 в качестве верхней арматуры принимаем стержни ø 12 А-III
Сечение в среднем пролёте
а) Нижняя арматура сжат верхний бетон.
Проверяем несущую способность сечения
Рис.13. Армирование главной балки в среднем пролете.
(+466%) – несущая способность обеспечена.
Обрываем стержни 2ø 18 второго ряда армирования (верхние стержни каркаса К-3)
б) верхняя арматура сжат нижний бетон
(+055%) – несущая способность обеспечена
4.5. Расчет наклонных сечений балки на поперечную силу.
Принимаем для наклонных сечений балки полезную высоту
где коэффициент принимаемый согласно п.3.31
– коэффициент учёта влияния сжатых полок в тавровых элементах;
– полезная высота сечения для всех наклонных сечений балки;
т.к. нет продольных сил;
Так как балка нагружена сосредоточенными силами длину проекции наклонных сечений принимаем равной расстоянию от опор балки до ближайшей к опоре сосредоточенной силы с=а=240 см 333h0=3.33x78=25974cм. Требуемая интенсивность поперечного армирования вычисляется по формуле
Сечение у свободной опоры балки (участок 1)
в данном сечении поперечная арматура входит в состав двух каркасов К-1. Поперечные стержни принимаем ø10 мм из стали класса А-II с шагом 250 мм.
Сечение слева от средней опоры балки (участок 3)
В данном сечении поперечная арматура входит в состав двух каркасов К-1 и двух каркасов К-4.
К-1: ø10 А-II шаг 250 мм;
К-4: ø10 А-II шаг 200 мм.
Сечение справа от средней опоры балки (участок4)
В данном сечении поперечная арматура входит в состав двух каркасов К-4 и двух каркасов К-3. В каркасах К-4 оставляем принятую поперечную арматуру а в каркасах К-3 поперечную арматуру принимаем из стержней ø8мм из стали А-II с шагом 250мм.
К-4: ø10 А-II шаг 200 мм;
К-3: ø8 А-II шаг 250 мм.
4.6. Расчет длин запуска обрываемых в пролете стержней за точки их теоретического обрыва
Для обеспечения прочности наклонных сечений главной балки по изгибающим моментам обрываемые в пролёте стержни продольной арматуры необходимо завести за точку теоретического обрыва на расстояние:
где W – выход стержня за точку теоретического обрыва;
Q – поперечная сила в точке теоретического обрыва стержня;
– усилие в хомутах на единицу длины элемента в точке теоретического обрыва стержня;
– диаметр обрываемого стержня.
Поперечная арматура на участке состоит из стержней ø10 А-II с шагом 400 мм входящих в состав двух каркасов К-1 и одного каркаса К-2.
Таблица 2. Спецификация материалов главной балки.
Бетон класса В15 (м3)
Рис. 14. Эпюра материалов главной балки.
Рис. 15. Сварные каркасы главной балки и их размещение.
4.7.Проверка прочности наклонного сечения на грани свободной опоры на действие изгибающего момента.
Расчетная схема наклонного сечения главной балки на свободной опоре показана на рис. 16. Изгибающий момент в наклонном сечении воспринимается продольной арматурой доведенной до опоры и пересеченной наклонной трещиной поперечной арматурой балки. В данном случае до опоры доведена арматура 1 в виде двух стержней ø 28 мм (рис. 15). Расчетное усилие в этой арматуре определяется с учетом коэффициента условий работы γs5 вводимого в расчет при недостаточной анкеровке арматуры. Длина запуска за грань опоры указанной арматуры соответственно
-для стержней поз. lз1 = 37 см.
-для стержней поз. lз2 = 21 см.
Длина зоны анкеровки продольной арматуры рассчитывается по формуле:
- для позиции 1 ø28мм
- для позиции 1 ø20мм
Коэффициент условий работы арматуры:
Рис.16. Расчетная схема наклонного сечения по изгибающему моменту у свободной опоры главной балки.
Доля изгибающего момента воспринимаемая доведенной до опоры арматурой:
Аs1 = 1232 см2 (2ø 28 A-III) а1 = 4 см ; γs51 = 0298;
Аs2 = 6.28 см2 (2ø 20 A-III) а1 = 9 см ; γs51 = 0024;
5*0298*12.32 = 1340 МПа*см2;
5*0024*6.28 = 55.01 МПа*см2;
z = hг.б. - a - 05x = 85 – 4.2 - 05*0593= 80.50 см.
Мs = (Ns1 +Ns1) z = 1089.01*80.5 = 87669.12 Н*м = 87.67 кН*м.
Так как эпюра моментов главной балки на приопорном участке линейна то длина проекции наиболее опасного наклонного сечения определяется по формуле:
Величина действующего в опасном наклонном сечении изгибающего момента:
M = Q(cm+cоп) = 269.83*(191 + 02) = 569.24 кН*м.
Несущая способность заданного наклонного сечения по изгибающему моменту:
67 + 14.13*05*1912*10 = 345.41*м М = 569.24 кН*м.
Следовательно прочность наклонного сечения главной балки на свободной опоре не обеспечена. Для удовлетворения прочности сечения арматуру 2 в виде двух стержней ø 20 мм доводится до торца балки то есть lз2 = 37 см.
5*0417*6.28 = 955.85 МПа*см2;
z = hг.б. - a - 05x = 85 – 6.08 - 05*125 = 78.29 см.
Мсеч= (Ns1 + Ns2)z = 2295.85*78.29 = 179749 Н*м = 179.749 кН*м.
Усиливается также и поперечное армирование на приопорном участке балки. Для этого в каркасах К-1 на длине 900 мм от оси опоры устанавливаются
поперечные стержни ø 10 мм из стали класса А-I с шагом 100 мм.
Ms = Q(cm+cоп) = 269.83*(0881 + 02) = 291.69 кН*м.
1.69 + 2748*05*08812*10 = 398.33 кН*м > М = 291.69 кН*м.
Следовательно прочность наклонного сечения главной балки на свободной опоре по изгибающему моменту обеспечена.
На рис. 15 конструкция каркасов К-1 принята с учетом выполненных изменений.
4.8. Проверка прочности главной балки на отрыв в местах опирания второстепенных балок.
Длина зоны отрыва 2*(77 – 25) + 25 = 129 см.
Самое слабое поперечное армирование главной балки находится в месте опирания второстепенной балки в крайнем пролете у свободной опоры.
На участке длины зоны отрыва имеется следующая суммарная поперечная арматура: 10ø 9 A-I в каркасах К-1 и 2 ø 9 A-I в каркасе К-2 (рис. 14).
35 МПа*см2 = 133.5 кН.
Расчетное отрывное усилие:
Следовательно в данном сечении мощность поперечного армирования главной балки достаточна.
СБОРНОЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЕ ПЕРЕКРЫТИЕ.
1. Характеристики панели бетона и арматуры.
Панель изготавливается преднапряженной с напрягаемой арматурой класса A-V. Натяжение арматуры – электротермическое неавтоматизированное на упоры стальной формы. Изделие подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении. Панель эксплуатируется при относительной влажности воздуха 75% следовательно γв2 = 09. Панель отнесена к 3-й категории трещиностойкости. Расчет прогибов следует производить при ограничении эстетическими требованиями.
Бетон тяжелый естественного твердения класса B25: Rbn = Rbser = 185 МПа Rb = 145 МПа Rbtn = Rbtser = 16 МПа Rbt = 105 МПа gв2 = 09.
Продольная напрягаемая арматура класса A-V: Rsn = Rsser = 785 МПа Rs = 680 МПа Es = 190000 МПа.
Поперечная арматура класса Вр-I ø5 мм: Rs = 365 МПа; Rsw = 265 МПа Es = 170000 МПа.
2. Компоновка сборного железобетонного перекрытия.
Компоновка сборного железобетонного перекрытия показана на рис. 17.
Сборное железобетонное балочное перекрытие состоит из панелей (плит) и поддерживающих их балок (ригелей). Балки вместе с колоннами на которые они опираются образуют плоский каркас здания. Плоский каркас и панели создают несущую систему здания воспринимающую вертикальную нагрузку. Горизонтальная нагрузка (например ветер) действующая в двух направлениях воспринимается в одном направлении каркасом а в другом – специальными связями. В продольном направлении жесткость здания обеспечивается вертикальными связями устанавливаемыми в одном среднем пролете по каждому ряду колонн. В поперечном направлении жесткость здания обеспечивается по рамно-связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытия работающие как горизонтальные жесткие диски передается на торцевые стены выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм и поперечные рамы.
Плиты перекрытий – многопустотные предварительно напряженные с номинальной шириной b0 = 150 см. Длина плит l = 540 см.
Рис. 17. План сборного железобетонного перекрытия.
Сечение ригеля крестовые. Плиты опираются на ригели здания.
Расчетный пролет плит l0 принимается равным расстоянию между осями ее опор (рис. 18). Для установления расчетного пролета плиты предварительно задаются размерами сечения ригеля:
Рис.18. Расчетный пролет плиты.
При опирании на ригель поверху расчетный пролет плиты:
3. Расчет и конструирование ребристой панели перекрытия.
Расчетная схема принимается в виде однопролетной балки опертой на двух опорах и нагруженной равномерно распределенной нагрузкой (рис. 20). Расчетный пролет l0 = 673 м.
Рис. 19. Расчетная схема плиты.
Нагрузки на плиту определяются по таблице 3.
Таблица 3. Нагрузки на плиту (Нм).
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности
Собственная масса плиты
С учетом коэффициента надежности здания по назначению нагрузка при ширине плиты 15 м:
полная расчетная нагрузка на плиту
Нормативно длительнодействующая
Нормативная от собственного веса панели
- изгибающий момент от полной расчетной нагрузки
- поперечная сила от полной расчетной нагрузки
- изгибающий момент от полной нормативной нагрузки
-изгибающий момент от длительного действующей части нормативной нагрузки
3.3. Предварительное напряжение арматуры.
Величина предварительного напряжения арматуры назначается:
Допустимое отклонение величины предварительного напряжения при электротермическом способе натяжения арматуры на упоры:
Восприятие потерь предварительного напряжения от усадки бетона:
0-80=390>0.3*785=235.5МПа
Следовательно значение sp0 = 470 МПа принято правильно.
Возможные производственные отклонения от заданного значения предварительного напряжения арматуры учитываются в расчетах коэффициентом точности натяжения арматуры:
где Δγsp – предельное отклонение предварительного напряжения в арматуре. При электротермическом способе натяжения арматуры Δγsp вычисляется по формуле:
3.4. Расчет прочности панели по сечению нормальному к продольной оси на действие изгибающего момента. Подбор продольной напрягаемой рабочей арматуры.
Расчетное нормальное сечение панели принимаем тавровым у которого и
Величину защитного слоя бетона для продольной рабочей арматуры принимаем равной 15 мм диаметр стрежневой арматуры будет 10-12 мм принимаем полезную высоту сечения . Граница сжатой зоны проходит в полке т.к. выполняется условие
Определяем высоту сжатой зоны сечения
Принимаем 8ø10 А-V при Asp=628 cм2
Уточняем расстояние от центра продольной арматуры до нижней грани сечения
аsp=1.5+0.5x100=2см h0=22-2=20см
Используем формулу 25 СНиП:
– характеристика сжатой зоны бетона определяем по формуле 26 СНиП.
Т.к. gb2 = 0.9 1 то по СНиП 2.03.01-84 п.3.12 принимаем sscu = 500 МПа;
ssr = Rs + 400 - gsp×ssp = 680 + 400 – 3689×0.9 = 74799 МПа;
x = xh0 = 30120 = 0.15 xR = 0.51 (выполняется).
3.5.Определение геометрических характеристик сечения.
Рис. 23. Поперечное сечение плиты для определения геометрических характеристик.
Отношение модулей упругости: .
Площадь приведённого поперечного сечения:
Статический момент площади приведённого сечения относительно нижней грани:
Расстояние от нижней грани до ц.т. приведённого сечения:
Момент инерции приведённого сечения:
Момент сопротивления приведённого сечения по нижней зоне:
Расстояние от ядровой точки наиболее удалённой от растянутой зоны (верхней) до ц.т. приведённого сечения.
По формуле 132 СниПа:
– т.к. изгибаемый преднапряжённый элемент.
где – коэффициент учитывающий упругопластические свойства бетона который определяется по формуле 135 СНиПа.
Примем ориентировочно
Определяем ядровые расстояния:
– расстояние до нижней ядровой точки.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне:
где – для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента:
где – для таврового сечения с полкой в растянутой зоне
3.6. Определение потерь предварительного напряжения арматуры.
lostot = los1 + los2
los2 потери второй группы (на стадии эксплуатации).
Вычисление потерь предварительного напряжения арматуры
Потери от релаксации напряжения арматуры
Для стержневой арматуры при электротермическом способе натяжения арматуры
Потери от быстронатекающей ползучести бетона.
Вычисление напряжения в бетоне на уровне центра тяжести арматуры с учетом потерь :
Момент от собственного веса как для свободно опертой балки
п. 2.6 СНиП: передаточная прочность бетона.
α определяем из условия:
Т.к. знак меньше то α из таблицы 5 СНиПа:
Потери первой группы
Потери от усадки бетона
Потери от длительной ползучести бетона:
Вычисляем напряжения с учетом потерь
– больше установленного минимального значения потерь.
3.7. Расчет прочности сечений наклонных к продольной оси панели.
3.7.1. Расчет на действие поперечной силы по наклонной трещине.
В расчетном сечении (рис. 19) число ветвей хомута составляет n=2. Диаметр стержня хомута принимается 5 мм площадь поперечного сечения хомута 039 см2. Шаг хомутов S = 150 мм.
Рис. 25. Схема расположения трещины.
Расчет сводится к проверке достаточности принятого количества хомутов. Согласно [6 п.3.31] расчет железобетонных элементов с поперечной арматурой на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной трещине должен производиться по наиболее опасному наклонному сечению из условия:
Сила принимается в нормальном сечении проходящем через наиболее удаленный от опоры конец наклонного сечения то есть
где - опорная реакция;
- расстояние от опоры до конца трещины.
Учет влияния сжатых полок.
Учет влияния усилия обжатия Р.
Определение Мb и qsw.
где - для тяжелого бетона.
Так как 676 Нсм то значение Мb не корректируется.
q = 3066 кНм = 3066 Нсм.
Так как 3858 Нсм > q = 3066 Нсм то значение с вычисляется по формуле:
Поскольку 666 см 798 см то принимается с = 733 см. Так как то с ≤ 333h0 = 333*22 = 7326 см = 733 см.
Назначение длины проекции наклонной трещины с0 (рис.25).
= 2*20 = 40 см 733 см.
= 7849 – 3006*0733 = 5602 кН.
Так как Н > Н то принимается Н.
= 5602 кН 564 кН. Следовательно прочность сечения обеспечена и принятое количество хомутов достаточно.
3.7.2. Расчет на действие поперечной силы по наклонной сжатой полосе
Расчет производится по формуле:
где - поперечная сила принимаемая на расстоянии от опоры не менее
49 – 3006*020 = 7248 кН;
= 1 + 5*567*00019 = 105 13 – коэффициент учитывающий влияние хомутов; 63;
= 1 – 001*09*145 = 087;
- для тяжелого бетона.
*105*087*09*145*15*20 = 10729 кН
Так как = 7248 кН 1072 кН то условие выполняется.
3.8. Расчет панели по образованию трещин нормальных к оси в стадии эксплуатации.
К плите предъявляются требования третьей категории трещиностойкости поэтому γf = 1.
Расчет выполняется по формуле:
*1734082 = 277 кН*м;
8*(084*470–1011)*(883+ 447) =2453 кН*м;
7 + 2453 = 5223 кН*м.
Так как 5223 кН*м 9068 кН*м то трещины в растянутой от действия внешней нагрузки зоне образуются. Следовательно необходим расчет по раскрытию трещин.
3.9. Расчет по раскрытию трещин нормальных к оси панели.
Ширина раскрытия трещин обозначается:
)а1 – от непродолжительного действия всей нагрузки;
)а2 – от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок;
)а3 – от длительного действия постоянной и длительной нагрузок.
непродолжительная ширина раскрытия трещин ;
продолжительная ширина раскрытия трещин .
Вычисления выполняются по формуле:
= 1 – при непродолжительном действии нагрузки;
= 16 – 15*002 = 13 – при продолжительном действии нагрузки.
Изгибающие моменты от нормативных нагрузок при γf = 1 и γn = 095:
от постоянной и длительной нагрузки М1 = 9341 кН*м;
от полной нагрузки М2 = 9068 кН*м.
Приращения напряжений в арматуре вычисляются по формуле:
= 20 – 05*385 = 181 см;
= 628*181 = 1135 см3.
При подсчете Р принимается γsp = 116 [6 п.1.27].
Приращения напряжений в арматуре:
от постоянной и длительной нагрузки 22953МПа;
от полной нагрузки 35417 МПа.
Ширина раскрытия трещин:
Непродолжительная ширина раскрытия трещин:
Продолжительная ширина раскрытия трещин:
Следовательно ширина раскрытия трещин меньше допускаемой.
3.10. Расчет прогиба панели в стадии эксплуатации.
На рис. 26 приведена эпюра изгибающих моментов возникающих в плите в стадии транспортирования от нагрузки q = 11*16*25*15 = 66 кНм.
Расчетным является сечение в месте расположения подъемной петли то есть на расстоянии 0065 м от торца плиты.
Расчетная формула для определения образования трещин в верхней зоне в стадии транспортирования:
= 1 МПа - принимается как для бетона В125;
= 139 кН*м – момент от собственного веса плиты (вычисляется при γf = 11 и γd = 16);
Рис. 26. К вопросу об определении длины участка а на котором распространяются трещины в верхней зоне панели при ее транспортировке: а) нагрузка б) вид на панель на сбоку в) эпюра изгибающих моментов.
=2788*(00883 –00433)+139= 125 кН*м 1*14411 = 1441кН*м. Следовательно трещины в верхней зоне не появляются.
Из уравнения следует что конец участка трещинообразования в верхней зоне плиты то есть положение т.А определяется по формуле:
88*(833-433) – 1*14411 = 155 кН*м.
Длина участка а определяется из уравнения:
Так как на большем протяжении плиты в верхней зоне нет начальных трещин ее прогиб определяется без снижения значения силы [6 п. 4.27].
Максимальный прогиб в середине пролета определяется по формуле:
где кривизна в середине пролета определяемая по формуле:
По условию задания расчет прогиба должен производиться при ограничении эстетическими требованиями. Поэтому в соответствии с указаниями [6 п. 1.20] расчет ведется на действие нормативных значений постоянной и длительной нагрузок от которых 9341 кН*м.
= 9341 кН*м (так как ) - момент относительно оси нормальной к плоскости действия момента и проходящей через центр тяжести площади сечения арматуры S от всех внешних сил расположенных по одну сторону от рассматриваемого сечения и от усилия предварительного обжатия.
8*(1*470–2371)=1463 кН - равнодействующая продольной силы N и усилия предварительного обжатия определяется при [6 п. 1.27].
- коэффициент учитывающий работу растянутого бетона на участке с трещинами
где - коэффициент зависящий от класса бетона [6 табл. 36.];
6 см - эксцентриситет силы относительно центра тяжести площади сечения арматуры.
Согласно [6 п. 4.29] .
где 1463*(0152 + 0024) = 2575 кН*м.
5 – 036 – 013 = 076 1.
– 05*5 = 195 см - расстояние от центра тяжести площади сечения арматуры до точки приложения равнодействующей усилий в сжатой зоне сечения над трещиной.
- коэффициент учитывающий неравномерность распределения деформаций крайнего сжатого волокна бетона по длине участка с трещинами и принимаемый для тяжелого бетона.
- коэффициент учитывающий упругопластическое состояние бетона сжатой зоны и принимаемый по [6 табл. 35].
С учетом влияния выгиба плиты обусловленного усадкой и ползучестью бетона от усилия предварительного обжатия [7 формулы (158) и (170)]
Согласно [6 табл. 4] при = 5 10 м 25. Так как 145 25 то прогиб панели в стадии эксплуатации удовлетворяет требованиям нормативной документации и жесткость панели обеспечена.
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. – М.: Стройиздат 1991.
Ивашенко Ю.А. Оатул А.А. Палкин М.К. Расчет и конструирование сборного железобетонного перекрытия: Учебное пособие для самостоятельной работы студентов. – Челябинск: ЧПИ 1988.
Колбасин В.Г. Расчет и конструирование монолитного железобетонного перекрытия колонны и фундамента: Учебное пособие к I-му курсовому проекту. – Челябинск: ЧПИ 1987.
Колбасин В.Г. Статический расчет и перераспределение усилий в главной балке монолитного перекрытия: Учебное пособие для самостоятельной работы студентов. – Челябинск: ЧГТУ 1992.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01 – 84) ЦНИИПромзданий. – М.: ЦИТП 1990.
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Госстрой СССР. – М.: ЦИТП 1989.

ЖБК ШПИГАРЬ.dwg

Железобетонные конструкции каркаса
ИВ-539.270102.059.КП.
СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРНЫХ ИЗДЕЛИЙ
ø3 Bp-I ГОСТ 6727 80
ø16 A-III ГОСТ 5781 82*
ø18 A-III ГОСТ 5781 82*
ø10 A-II ГОСТ 5781 82*
ø12 A-II ГОСТ 5781 82*
ø20 A-IIi ГОСТ 5781 82*
ø20 A-III ГОСТ 5781 82*
ø12 A-III ГОСТ 5781 82*
ø28 A-III ГОСТ 5781 82*
ø8 A-II ГОСТ 5781 82*
ø22 A-III ГОСТ 5781 82*
ø8 A-III ГОСТ 5781 82*
ø8 Вр-I ГОСТ 5781 82*
ø6 Вр-I ГОСТ 5781 82*
ø4 Bp-I ГОСТ 6727 80
железобетонных конструкций" СН 393-78
Указаниями по сварке соединений и закладных деталей
Сварные соединения производить в соответствии с
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ НА ЭЛЕМЕНТ КГ
Для армирования плиты Пм-1 используются сетки:
План монолитного перекрытия (Пм-1) хема расположения сеток
Защитный слой бетона10мм
Эпюра материалов и схема армирования главной балки (Гб-1)
Железобетонная распределительная подушка
Сборочный чертеж плиты П-1. Узлы. Спецификация.
Монтажная схема междуэтажного сборного перекрытия (М1:200)
Поперечный разрез здания 1-1 (М1:200)
ТЕХНИЧЕСКОЕ ОПИСАНИЕ
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ
Спецификация арматурных изделий
Напрягаемая арматура
Ведомость расхода стали
Технические требования:
Нормативная 90.68кНм
Контрольное напряжение арматуры
из стали класса А-V -470МПа
Способ предварительного напряжения
Длительно действ 93.41кНм