Поможем в ✍️ написании учебной работы

Имя

Поможем с курсовой, контрольной, дипломной, рефератом, отчетом по практике, научно-исследовательской и любой другой работой

Выберите тип работыЧасть дипломаДипломная работаКурсовая работаКонтрольная работаРешение задачРефератНаучно - исследовательская работаОтчет по практикеОтветы на билетыТест/экзамен onlineМонографияЭссеДокладКомпьютерный набор текстаКомпьютерный чертежРецензияПереводРепетиторБизнес-планКонспектыПроверка качестваЭкзамен на сайтеАспирантский рефератМагистерская работаНаучная статьяНаучный трудТехническая редакция текстаЧертеж от рукиДиаграммы, таблицыПрезентация к защитеТезисный планРечь к дипломуДоработка заказа клиентаОтзыв на дипломПубликация статьи в ВАКПубликация статьи в ScopusДипломная работа MBAПовышение оригинальностиКопирайтингДругое

Нажимая кнопку "Продолжить", я принимаю политику конфиденциальности

Лекция 1. Принципы комп О новки железобетонных конструкций

Конструктивные схемы

Конструктивные схемы зданий могут быть каркасными и панельными (бескаркасными), многоэтажными и одно­этажными. Каркас многоэтажного здания образуется из основных вертикальных и горизонтальных элементов — колонн и ригелей. В каркасном здании гори­зонтальные воздействия (ветер, сейсмика и т. п.) могут восприниматься совместно каркасом и вертикальными связевыми диафрагмами, соединенными перекрытиями в единую пространственную систему, или же только карка­сом, как рамной конструкцией, при отсутствии верти­кальных диафрагм. В многоэтажном панельном здании горизонтальные воздействия воспринимаются совместно поперечными и продольными стенами, также соединен­ными перекрытиями в пространственную систему.

 

1 – колонна; 2 – ригель; 3 – распорка; 4 – плита перекрытия

Рис. 1.1. Железобетонный каркас многоэтажного здания

Деформационные швы

Чтобы уменьшить усилия от температуры и усадки, железобетонные конструкции делят по длине и ширине температурно-усадочными швами на отдельные части — деформационные блоки. Если расстояние между темпе­ратурно-усадочными швами при температуре выше минус 40 °С не превышает пределов, указанных в табл.1.1, то конструкции без предварительного напряжения, а также предварительно напряженные, к трещиностойкости которых предъявляются требования 3-й категории, на темпе­ратуру и усадку можно не рассчитывать.

 

Таблица 1. 1 Наибольшие допустимые расстояния между температурно-усадочными швами в железобетонных конструкциях

Вид конструкции	Расстояние между швами, м
	внутри отап­ливаемых зданий и в грунте	в открытых сооружениях и в не отапливаемых зда­ниях
Сборная каркасная  » сплошная Монолитная и сборно-монолитная каркасная То же, сплошная	60 50   50 40	40 30   30 25

 

 

Температурно-усадочные швы выполняются в надзем­ной части здания — от кровли до верха фундамента, раз­деляя при этом перекрытия и стены. Ширина температурно-усадочных швов обычно составляет 2—3 см, она уточняется расчетом в зависимости от длины температур­ного блока и температурного перепада. Наиболее четкий температурно-усадочный шов конструкции здания созда­ется устройством парных колонн и парных балок по ним.

а – температурный шов на парных колоннах; б – осадочный шов на

парных колоннах; в – осадочный шов с вкладным пролетом

Рис. 1.2. Деформационные швы

 

Осадочные швы устраивают между частями зданий разной высоты или в зданиях, возводимых на участке с разнородными грунтами; такими швами делят и фунда­менты (рис. 1.2,б). Осадочные швы можно устраивать также с помощью вкладного пролета из плит и балок (рис. 1.2,в). Осадочный шов служит одновременно и температурно-усадочным швом здания.

 

 

Лекция 2. Принципы проектирования сборных элементов

Лекция 3. конструкции многоэтажных промышленных зданий

Конструктивные схемы зданий

Многоэтажные промышленные здания служат для размещения различных производств — машино­строения, приборостроения, цехов химической, электро­технической, радиотехнической, легкой промышленности и др., а также базисных складов, холодильников, гара­жей и т. п. Их проектируют, как правило, каркасными с навесными панелями стен.

Высоту промышленных зданий обычно принимают по условиям технологического процесса в пределах от 3 до 7 этажей (при обшей высоте до 40 м), а для некоторых видов производств с не тяжелым оборудованием, уста­навливаемым на перекрытиях, до 12—14 этажей. Ширина промышленных зданий может быть равной 18—36 м и более. Высоту этажей и сетку колонн каркаса назначают в соответствии с требованиями типизации элементов кон­струкций и унификации габаритных параметров. Высоту этажей принимают кратной модулю 1,2 м, т.е. 3,6; 4,8; 6 м, а для первого этажа иногда 7,2 м. Наиболее распро­страненная сетка колони каркаса 6x6, 9х6, 12х6 м. Такие ограниченные размеры сетки колонн каркаса обу­словлены большими временными нагрузками на пере­крытия, которые могут достигать 15 кН/м², а и некото­рых производствах 25 кН/м² и более.

Для промышленного строительства наиболее удобны многоэтажные каркасные здания без специальных вер­тикальных диафрагм, поскольку они ограничивают сво­бодное размещение технологического оборудования и производственных коммуникаций. Основные несущие конструкции многоэтажного каркасного здания — желе­зобетонные рамы и связывающие их междуэтажные пе­рекрытия (рис. 3.1). Пространственная жесткость здания обеспечивается в поперечном направлении рабо­той многоэтажных рам с жесткими узлами — по рамной системе, а в продольном — работой вертикальных стальных связей или же вертикальных железобетонных диаф­рагм, располагаемых по рядам колонн и в плоскости на­ружных стен, — по связевой системе (рис. 3.2). Если в продольном направлении связи или диафрагмы по тех­нологическим условиям не могут быть поставлены, их заменяют продольными ригелями. В этом случае прост­ранственная жесткость и в продольном направлении обеспечивается по рамной системе.

1 – поперечные рамы; 2 – продольные вертикальные связи; 3 – панели перекрытий

Рис. 3.1. Конструктивный план многоэтажного каркаса промышленного здания

 

Рис. 3.2. Вертикальные связи многоэтажного каркаса в продольном направлении

 

 

При относительно небольшой временной нагрузке на перекрытия пространственная жесткость и в поперечном направлении обеспечивается по связевой системе; при этом во всех этажах устанавливаются поперечные вер­тикальные диафрагмы. Шарнирное соединение ригелей с колоннами в этом решении достигается установкой ри­гелей на консоли колонн без монтажной сварки в узлах.

Ригели соединяют с колоннами (стойками) на консо­лях, с применением ванной сварки выпусков арматуры и обетонированием полости стыка на монтаже. Для между­этажных перекрытий применяют ребристые плиты шири­ной 1500 или 3000 мм. Плиты, укладываемые по линии колонн, служат связями-распорками, обеспечивающими устойчивость каркаса на монтаже.

В таких зданиях возможно опирание плит перекры­тий двух типов: на полки ригелей таврового сечения (для производства со станочным оборудованием, нагрузки от которого близки к равномерно распределенным) и по верху ригелей прямоугольного сечения (главным образом, для зданий химической промышленности с оборудо­ванием, провисающим из этажа в этаж и передающим большую сосредоточенную нагрузку на одну опору). В обоих типах опирания плит типовые ригели при проле­тах 6 и 9 м имеют одинаковое сечение 800 мм и ширину ребра 300 мм.

Типовые конструкции многоэтажных промышленных зданий с балочными перекрытиями разработаны под различные временные нагрузки — от 5 до 25 кН/м².

Пример решения конструкции здания с безбалочными перекрытиями приведен на рис. 3.3. Ригелем много­этажной рамы в поперечном и продольном направлениях служит безбалочная плита, жестко связанная с колонна­ми с помощью капителей. Пространственная жесткость здания в обоих направлениях обеспечивается по рамной системе. Унификация размеров плит и капителей средних и крайних пролетов безбалочного перекрытия достигает­ся смещением наружных самонесущих стен с оси край­него ряда колонн на расстояние, равное половине шири­ны надкапительной плиты.

Рис. 3.3. Конструкции зданий многоэтажных промышленных зданий

с безбалочными перекрытиями

 

Многоэтажные промышленные здания с часто распо­ложенными опорами при сетке колонн 6×6 или 9×6 м не всегда удовлетворяют требованиям гибкой планиров­ки цехов, модернизации оборудования и усовершенство­вания производства без дорогостоящих переустройств. Поэтому применять их следует в случае больших времен­ных нагрузок на перекрытия более 10 кН/м².

Особенность конструктивного решения универсальных промышленных зданий с этажами в межферменном про­странстве состоит в том, что они имеют крупную сетку колонн 18×6, 18×12, 24×6 м. Большие пролеты здания перекрывают безраскосными фермами. При этом в пре­делах конструктивной высоты этих ферм устраивают дополнительные этажи, в которых размещают инженер­ное оборудование и коммуникации, бытовые, складские и другие вспомогательные помещения. Высота межфер­менных этажей может быть 2,4; 3 и 3,6 м.

Пример решения конструкций универсального про­мышленного здания приведен на рис. 3.4. Здание име­ет 6 этажей — три основных и три межферменных. Без­раскосные фермы, жестко связанные с колоннами, явля­ются составной частью многоэтажного каркаса и работают как ригели рам. Крайние стойки ферм вверху и внизу снабжены выступами для соединения с колоннами ниже- и вышележащих этажей. Плиты перекрытий в основных этажах ребристые; их укладывают на верхний пояс ферм. Панели перекрытий вспомогательных этажей пустотные или ребристые; опираются они на полки ниж­него пояса ферм (рис. 3.5).

 

 

1 – основные этажи; 2 – межферменные этажи; 3 – соединения колонн с безраскосыми фермами

Рис. 3.4. Конструкция многоэтажного промышленного здания  с межферменными этажами

Рис. 3.5. Деталь опирания перекрытия на нижний пояс безраскосных ферм

 

Многоэтажные гражданские каркасные и панельные (бескаркасные) здания проектируют для массового стро­ительства высотой 12—16 этажей, а в ряде случаев — высотой 20 этажей и более. Сетка колонн, шаг несущих стен и высоты этажей выбирают в соответствии с требо­ваниями типизации элементов конструкций и унифика­ции габаритных параметров. Конструктивные схемы зданий, возводимых из сборных элементов, характерны постоянством геометрических размеров по высоте, регу­лярностью типовых элементов конструкций, четким реше­нием плана.

Каркасные конструкции применяют для различных административных и общественных зданий с большими помещениями, редко расположенными перегородками, а в некоторых случаях и для жилых домов высотой более 25 этажей. Основными несущими конструкциями много­этажного каркасного здания в гражданском строитель­стве являются железобетонные рамы, вертикальные связевые диафрагмы и связывающие их междуэтажные пе­рекрытия.

Важнейшим условием достижения высоких эксплуа­тационных качеств многоэтажного здания является обес­печение его надежного сопротивления горизонтальным нагрузкам и воздействиям. Необходимая пространствен­ная жесткость такого здания достигается различными вариантами компоновки конструктивной схемы, в основ­ном отличающимися способами восприятия горизонталь­ных нагрузок.

Например, при поперечных многоэтажных рамах и по­перечных вертикальных связевых диафрагмах, горизон­тальные нагрузки воспринимаются вертикальными конст­рукциями совместно, и каркасное здание в поперечном направлении работает по рамно-связевой системе, при этом в продольном направлении при наличии только вер­тикальных связевых диафрагм здание работает по связевой системе (рис. 3.6, а).

При поперечном расположении вертикальных связе­вых диафрагм и продольном расположении многоэтаж­ных рам здание в поперечном направлении работает по связевой системе, а в продольном направлении — по рамной системе (рис. 3.6, б). Конструктивная схема каркаса при шарнирном соединении ригелей с колонна­ми будет связевой в обоих направлениях.

 

1 – балка; 2 – колонна; 3 – панель

Рис. 3.6. Направление ригелей поперек (а) и вдоль (б) здания

в сборном балочном перекрытии

 

Панельные конструкции применяют для жилых до­мов, гостиниц, пансионатов и других аналогичных зда­ний с часто расположенными перегородками и стенами. В панельных зданиях основными несущими конструк­циями служат вертикальные диафрагмы, образованные панелями внутренних несущих стен, расположенными в поперечном, иногда в продольном направлении, и связы­вающие их междуэтажные перекрытия. Панели наруж­ных стен навешивают на торцы панелей несущих попе­речных стен. Многоэтажное панельное здание как в поперечном, так и в продольном направлении восприни­мает горизонтальную нагрузку по связевой системе. Возможны другие конструктивные схемы много­этажных зданий. К ним относятся, например, каркасное здание с центральным ядром жесткости, в котором в ка­честве вертикальных связевых диафрагм используются внутренние стены сблокированных лифтовых и вентиля­ционных шахт, лестничных клеток; здание с двумя ядрами жесткости открытого профиля — в виде двутавров; здание с двумя ядрами жест­кости и сложной конфигурацией в плане, позволяющей индивидуализировать архитектурное решение. В описанных конструктивных схемах зданий горизонтальные воздействия воспринимаются по рамно-связевой или связевой системе.

 

Предварительный подбор сечений

Плоские рамы, расположенные с определенным ша­гом и связанные перекрытиями, образуют пространст­венный блок рам с размерами в плане, равными расстоя­нию между температурными швами или наружными сте­нами. Вертикальные постоянные и временные нагрузки, а также горизонтальные ветровые нагрузки приложены одновременно ко всем рамам блока, поэтому пространст­венный характер работы в этих условиях не проявляется и каждую плоскую раму можно рассчитывать в отдель­ности на свою нагрузку.

Многоэтажная железобетонная рама статически не­определима, и для ее расчета необходимо предвари­тельно подобрать сечения ригелей и стоек, определить их жесткости или установить отношение жесткостей. С этой целью пользуются примерами ранее запроектированных аналогичных конструкций или предварительно прибли­женно подбирают сечения. Высоту сечения ригеля опре­деляют по формуле:

                            (4.1)

где М=0,6...0,7М₀; здесь М₀ — изгибающий момент ригеля, вычис­ленный как для однопролетной свободно лежащей балки.

 

Площадь сечений колонн находят по приближенной формуле:

A=(1,2…1,5)N / f_cd                                 (4.2)

По результатам предварительного подбора сечений производят взаимную увязку сечений ригелей и стоек и округляют их размеры до унифицированных. Момент инерции сечений ригелей и стоек определяют, как для сплошного бетонного сечения. При монолитных перекры­тиях момент инерции ригелей определяют, как для тав­ровых сечений с шириной полки, равной шагу рам.

 

Усилия от нагрузок

Многоэтажныxе многопролетные рамы каркасных зданий имеют преимущественно однообразную (регуляр­ную) расчетную схему с равными пролетами или со сред­ним укороченным пролетом на оси симметрии, а также с одинаковой нагрузкой по ярусам (рис. 4.1, а). Узлы стоек таких рам, расположенные на одной вертикали, имеют примерно равные углы поворота и, следовательно, равные узловые моменты с нулевой точкой моментов в середине высота этажа (рис. 4.1,б). Это дает осно­вание расчленить многоэтажную раму на ряд одноэтаж­ных рам с высотой стоек (колонн), равной половине вы­соты этажа, с шарнирами по концам стоек, кроме пер­вого этажа.

Рис. 4.1. Расчетные схемы многоэтажных рам (а) и эпюра моментов многоэтажной колонны (б)

 

На вертикальную нагрузку необходимо рассчитывать три такие одноэтажные рамы: верхнего, среднего и пер­вого этажа. Если число пролетов рамы больше трех, то практически заменяют трехпролетной рамой и полагают изгибающие моменты в средних пролетах многопролетной рамы такими же, как и в среднем пролете трехпролетной рамы.

При расчете по методу перемещений число неизвест­ных углов поворота равно числу узлов в одном ярусе рамы. Горизонтальным смещением при вертикальных нагрузках обычно пренебрегают. При расчете по методу сил в качестве неизвестных принимают опорные момен­ты ригелей одного яруса рамы и сводят задачу к реше­нию трехчленных уравнений балки на упруговращающихся опорах. Расчет также можно выполнять по опорным моментам ригелей рамы:

,                            (4.3)

где α, β — табличные коэффициенты, зависящие от схемы загруже-ния постоянной и временной нагрузками и от отношения суммы по­гонных жесткостей стоек, примыкающих к узлу, к погонной жестко­сти ригеля; g , v — постоянная и временная нагрузки на 1 м ригеля; l — пролет ригеля между осями колонн.

Изгибающие моменты в стойках для каждой схемы загружения рамы определяют по разности опорных мо­ментов ригелей в узле, распределяя ее пропорциональ­но погонным жесткостям стоек.

Изгибающие моменты в пролетных сечениях ригелей, а также поперечные силы определяют обычными спосо­бами как в однопролетной балке, загруженной внешней нагрузкой и опорными моментами по концам.

При расчете рам целесообразно учитывать образова­ние пластических шарниров и выравнивать изгибающие моменты для достижения экономического и производст­венного эффекта: облегчения сборных стыков, увеличе­ния повторяемости элементов опалубки и арматуры, упрощения армирования монтажных узлов, облегчения условий бетонирования их и т. п. Для этого раму (как и ригель балочного перекрытия) рассчитывают на дей­ствие постоянной нагрузки и различных загружений временной нагрузкой как упругую систему. Затем для каждого из перечисленных загружений строят свою до­бавочную эпюру моментов, которую суммируют с эпю­рой упругой системы.

Величина выравненного момента не оговаривается, но для его определения следует выполнить расчеты по предельным состояниям второй группы. Практически не­обходимо, чтобы выравненный момент в расчетном сечении составлял не менее 70 % момента в упругой схеме.

В рамных конструкциях целесообразно намечать ме­ста образования пластических шарниров на опорах ри­гелей и уменьшать опорные моменты. Допустим, что ра­ма рассчитана как упругая система и для определенного загружения получена эпюра моментов (рис. 4.2. а). Если теперь для этого же загружения построить добавоч­ную эпюру моментов, то добавочный опорный момент ΔМ будет заданной величиной, и вследствие этого рассмат­риваемую раму и систему канонических уравнений рас­членяют на две более простые системы с меньшим чис­лом неизвестных (pиc. 4.2, б), Выравненная эпюра М ригелей рамы изображена на рис. 4.2, в.

Рис. 4.2. К расчету многоэтажных рам на вертикальные нагрузки

по выровненным моментам

 

При упрошенном способе выравнивания моментов ри­гели многоэтажных и многопролетных рам загружают временной нагрузкой через пролет и постоянной нагруз­кой во всех пролетах, при этом получают эпюру момен­тов с максимальными моментами в пролетах и на стой­ках, которую принимают в качестве выравненной эпюры моментов. Опорные моменты ригелей в такой выравненной эпюре моментов при отношениях ин­тенсивности временной и постоянной нагрузок v / g ≤ S обычно составляют не менее 70% максимального мо­мента в упругой схеме. В расчете по выравненным мо­ментам необходимо, чтобы в сечениях стоек рам момент продольной силы относительно центра тяжести сжатой зоны составлял не менее 70% соответствующего момен­та в упругой схеме, а в сечениях стоек рам, работающих по случаю 2, кроме того, воспринималась полная про­дольная сила и, по крайней мере, половина изгибающего момента в упругой схеме.

Расчет на горизонтальные (ветровые) нагрузки вы­полняют приближенным методом. Распределенную гори­зонтальную нагрузку заменяют сосредоточенными сила­ми, приложенными к узлам рамы (рис. 4.3). Нулевую точку эпюры моментов стоек всех этажей рамы, кроме первого, считают расположенной в середине высоты этажа, а в первом этаже при защемлении стоек в фунда­менте — на расстоянии 2/3 высоты от места защемления.

Рис. 4.3. К расчету многоэтажных рам на горизонтальные нагрузки

Ярусные поперечные силы рамы

;  и т.д.;    (4.4)

они распределяются между отдельными стойками пропорционально жесткостям:

 

;                                       (4.5)

здесь В – жесткость сечения стойки; m − число стоек в ярусе.

Крайние стойки рамы, имеющие степень защемления в узле меньшую, чем средние стойки (поскольку к край­нему узлу примыкает ригель только с одной стороны), воспринимают относительно меньшую долю ярусной по­перечной силы, что учитывается в расчете условным уменьшением жесткости крайних стоек путем умноже­ния на коэффициент β<1, определяемый по табл. 4.1.

Таблица 4.1

Значения коэффициента β для уменьшения жесткости крайних стоек многоэтажных рам при расчете на горизонтальные нагрузки.

Коэффициент	Все этажи, кроме первого, при						Первый этаж
	0,25	0,5	1	2	3	4
β	0,54	0,56	0,62	0,7	0,75	0,79	0,9

Обозначения: ­­−погонная жесткость ригеля крайнего пролета; − погонная жесткость крайней стойки, примыкающей к узлу снизу.

По найденным поперечным силам определяют изгиба­ющие моменты на стойках всех этажей, кроме первого:

                                         (4.6)

Для первого этажа изгибающий момент стойки в верхнем и нижнем сечениях

;                             (4.7)

При определении опорных моментов ригелей суммар­ный момент в узле рамы от выше и ниже расположен­ных стоек распределяется между ригелями пропорцио­нально их погонным жесткостям. В крайнем узле момент ригеля равен сумме моментов стоек.

Проектирование ригеля

Ригель многопролетного перекрытия представляет собой элемент рамной конст­рукции. Типы опирания перекрытий на ригели представлены на рис. 7.9. При свободном опирании концов ригеля на на­ружные стены и равных пролетах ригель можно рассчи­тывать как неразрезную балку. При этом возможен учет образования пластических шарниров, приводящих к пе­рераспределению и выравниванию изгибающих момен­тов между отдельными сечениями.

 

Рис. 7.8. Типы ригелей перекрытий промышленного (а) и гражданского (б) зданий

 

 

Сущность расчета статически неопределимых желе­зобетонных конструкций с учетом перераспределения усилий. При некотором значении нагрузки напряжения в растянутой арматуре из мягкой стали достигают преде­ла текучести. С развитием в арматуре пластических де­формаций (текучести) в железобетонной конструкции возникает участок больших местных деформаций, назы­ваемый пластическим шарниром (рис. 7.9).

 

 

Рис. 7.9. Схема образования пластического шарнира в железобетонных конструкциях

Рис.7.10. Эпюры перераспределения изгибающих моментов в статически                неопределимой балке

В статически неопределимой конструкции после по­явления пластического шарнира при дальнейшем увели­чении нагрузки происходит перераспределение изгибаю­щих моментов между отдельными сечениями. При этом деформации в пластическом шарнире нарастают, но зна­чение изгибающего момента остается прежним:

                                  (7.6)

В предельном равновесии — непосредственно перед раз­рушением— изгибающие моменты балки можно найти статическим или кинетическим способом.

Статический способ. Запишем значение пролетного момента:

                 (7.7)

Отсюда уравнение равновесия

                 (7.8)

где  — момент статически определимой свободно лежащей балки.

Из этого уравнения следует, что сумма пролетного момента в сечении и долей опорных моментов, соответствующих этому сечению, равна моменту простой балки М₀, Кроме того, из уравнения вытекает, что несущая способность статически неопределимой конструкции не зависит от соотношения значений опорных и пролетного моментов и не зависит от последовательности образования пластических шарниров.

Последовательность эта может быть назначена произвольно, необходимо лишь соблюдать уравнение равновесия. Однако изменение соотношения моментов в сечениях меняет значение нагрузки, вызывающей образование первого и последнего пластических шарниров, а также меняет ширину раскрытия трещин в первом пластическом шарнире.

Кинематический способ. Балка в предельном равновесии рассматривается как система жестких звеньев, сое­диненных друг с другом в местах излома пластическими шарнирами (рис. 7.10). Если прогиб балки под си­лой F равен f, то углы поворота звеньев

;                  (7.9)

.                                    (7.10)

Виртуальная работа внутренних усилий —изгибающих моментов в пластических шарнирах

   (7.11)

а с учетом полученных выше значений

                 (7.12)

Уравнение виртуальных работ:

                                  (7.13)

или

                  (7.14)

Откуда расчетная предельная сила:

                                 (7.15)

Расчет и конструирование статически неопределимых железобетонных конструкций по выравненным моментам позволяет облегчить армирование сечений» что особенно важно для монтажных стыков на опорах сборных кон­струкций; позволяет стандартизировать и осуществить в необходимых случаях одинаковое армирование сварными сетками и каркасами там, где при расчете по упругой схеме возникают различные по значению изгибающие мо­менты. При временных нагрузках расчет по выравнен­ным моментам по сравнению с расчетом по упругой схе­ме может давать 20—30% экономии стали в арматуре.

Величина перераспределенного момента не оговари­вается, но должен производится расчет по предельным состояниям второй группы. Практически ограничение раскрытия трещин в первых пластических шарнирах до­стигается ограничением выравненного момента с тем, чтобы он не слишком резко отличался от момента в уп­ругой схеме и приблизительно составлял не менее 70 %.

Чтобы обеспечить условия, отвечающие предпосылке метода предельного равновесия, следует соблюдать конструктивные требования:

1) конструкция должна быть запроектирована так чтобы причиной ее разрушения не могли быть срез сжа­той зоны или раздавливания бетона от главных сжимающих напряжений;

2) армирование сечений, в которых намечено образование пластических шарниров, следует ограничивать так чтобы относительная высота сжатой зоны x£0,35;

3) следует применять арматурные стали с площадкой текучести или сварные сетки из обыкновенной арматур­ной проволоки.

Расчетный пролет ригеля принимают равным расстоянию между осями колонн; в первом про­лете при опирании на стену расчетный пролет считается от оси опоры на стене до оси колонны. Нагрузка на ри­гель от панелей может быть равномерно распределенной (при пустотных или сплошных панелях) или сосредото­ченной (при ребристых панелях). Если число сосредото­ченных сил, действующих в пролете ригеля, более четы­рех, то их приводят к эквивалентной равномерно распре­деленной нагрузке. Для предварительного определения собственного веса ригеля размеры его сечения прини­мают:

.            (7.16)

При расположении временной нагрузки через один пролет получают максимальные моменты в загружаемых пролетах; при расположении временной нагрузки в двух смежных пролетах и далее через один пролет получают максимальные по абсолютному значению моменты на опоре (рис. 7.11).

Рис.7.11. Схемы загружения неразрезной балки

 

В неразрезном ригеле целесообразно ослабить армирование опорных сечений и упростить мон­тажные стыки. Поэтому с целью перераспределения мо­ментов в ригеле к эпюре моментов от постоянных нагрузок и отдельных схем невыгодно расположенных временных нагрузок прибавляют добавочные треугольные эпю­ры с произвольными по знаку и значению над опорными ординатами (рис. 7.12). При этом ординаты выровненной эпюры моментов в расчетных сечениях должны сос­тавлять не менее 70 %, вычисленных по упругой схеме. На основе отдельных загружений строят огибающие эпюры М и Q . Возможен также упрощенный способ рас­чета неразрезного ригеля но выровненным моментам, состоящий в том, что в качестве расчетной выровненной эпюры моментов принимают эпюру моментов упругой неразрезной балки, полученную для максимальных про­летных моментов (при расположении временной нагруз­ки через один пролет).

а – добавочные эпюры моментов; б – к определению эпюры М от равномерно распределенной нагрузки; в – то же, от сосредоточенной нагрузки; г – к построению эпюры моментов от равномерно распределенной нагрузки; д – к определению расчетного момента ригеля по грани колонны

Рис.7.12. К расчету неразрезного ригеля

 

Расчетным па опоре будет сечение ригеля по грани колонны. В этом сечении изгибающий момент:

                               (7.17)

Момент  имеет большее (по абсолютной величине) значение со стороны пролета, загруженного только посто­янной нагрузкой; поэтому в формулу следует подставлять значение поперечной силы Q , соответствую­щее загружению этого пролета. По моменту  уточня­ют размер поперечного сечения ригели и по значению x»0,35 принимают:

                          (7.18)

Сечение продольной арматуры ригеля подбирают по М в четырех нормальных сечениях: в первом и среднем пролетах, на первой промежуточной опоре и па средней опоре. Расчет поперечной арматуры по Q ведут для трех наклонных сечений: у первой промежуточной опоры сле­ва и справа и у крайней опоры.

Конструирование неразрезного ригеля.

Поперечное сечение ригеля может быть прямоугольным, тавровым с полками вверху, тавровым с полками внизу (рис. 7.13). При опиранин панелей перекрытия па нижние полки ригеля таврового сечения строительная высота перекрытия уменьшается.

 

Рис.7.13. Схемы поперечного сечения сборного ригеля

 

Стыки ригелей размещают обычно непосредственно у боковой грани колонны. Действующий в стыках ригелей опорный момент вызывает растяжение верхней части и сжатие нижней (рис. 7.14а). В стыковых соединениях ригель может опираться на железобетонную консоль колонны или же на опорный столик из уголков, выпущенных из колонны (рис. 7.14б). В верхней части стыка выпуски арматуры из колонны и ригеля соединяются вставкой арматуры на ванной сварке. Вставка арматуры повышает точность монтажного соединения в случае нарушения соосности выпусков арматуры. В нижней части стыка монтажными швами соединяются закладные детали колонны и ригеля. После приварки монтажных хомутов полость стыка бетонируется.

Скрытые стыки на консолях (с подрезкой торца ригеля) усложняют конструирование, так как требуют усиления арматуры входящего угла дополнительными каркасами и закладными деталями, повышающими расход стали и трудоемкость изготовления; кроме того, при таком стыке снижается несущая способность и жесткость ригеля на опоре. Эти стыки считаются шарнирными, фигурная же стальная накладка, привариваемая на монтаже, обеспечивает восприятие не­большого изгибающего момента (~50кН*м).

а – усилия, действующие в стыке; б – жесткий стык на консолях; в – жесткий стык бесконсольный; г – скрытый стык на консолях; 1 – арматурные выпуски из ригеля и колонны; 2 – ванная сварка; 3 – вставка арматуры; 4 – поперечные стержни, привариваемые на монтаже; 5 – бетон замоноличивания; 6 – усиленный арматурный выпуск из ригеля; 7 – опорный столик из уголков с отверстием для удобства бетонирования; 8 – стальные закладные детали; 9 – призматические углубления для образования бетонных шпонок; 10 – фигурная деталь «рыбка», привариваемая на монтаже

Рис.7.14. Конструкции стыков сборного ригеля с колонной

В бесконсольных стыках (см. рис. 7.14,е), как по­казали исследования, попе­речная сила воспринимается бетоном замоноличивания полости и бетонными шпон­ками, образующимися в при­зматических углублениях на боковой поверхности колон­ны и в торце сборного ригеля. Специальными исследованиями установлено, что этот стык равнопрочен с консольным стыком, но в то же время по расходу материалов и трудоемкости он экономичнее.

Размеры опорной консоли (рис. 7.15) определяют в зависимости от опорного давления ригеля Q; при этом считается, что ригель оперт на расположенную у свободного края консоли площадку длиной

                              (7. 19)

где  — ширина ригеля.

 

Рис.7.15. Армирование консоли колонны

 

Наименьший вылет консоли с учетом зазора с между торцом ригеля и гранью колонны . Обычно принимают l₁=200...300 мм. При этом расстояние от грани колонны до силы Q

                            (7.18)

У коротких консолей ( ) угол  сжатой грани с горизонталью не должен превышать 45°. Высота консоли в сечении у грани колонны , у свобод­ного края .

Площадь сечения продольной арматуры консоли под­бирают по изгибающему моменту у грани колонны, уве­личенному на 25 %:

                   (7.19)

Короткие консоли высотой сечения  армиру­ют горизонтальными хомутами и отогнутыми стержня­ми. Шаг хомутов должен быть не более 150 мм и не бо­лее h /4, диаметр отогнутых стержней - не более 25 мм и не более 1/15 длины отгиба.

Ригель армируют обычно двумя плоскими сварными каркасами (рис. 7.16). При значительных нагрузках возможен третий каркас в средней части пролета. Площадь растянутых стержней каркасов и их число устанав­ливают при подборе сечений по изгибающим моментам в расчетных сечениях на опоре и в пролете. По мере уда­ления от этих сечений ординаты огибающей эпюры М уменьшаются, следовательно, может быть уменьшена и площадь сечения арматуры.

Рис. 7.16. Армирование ригеля и эпюра арматуры

Надпись на чертеже – каркас К1, каркас К2

 

В целях экономии арматурной стали часть продольных стержней обрывают в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов. Сечение ригеля, в котором отдельный растянутый стержень по расчету уже не ну­жен, называют местом его теоретического обрыва. Об­рываемые стержни заводят за место теоретического об­рыва на длину заделки 1_ап.

Для проверки экономичности армирования ригеля и прочности всех его сечений строят эпюру арматуры (эпю­ру материалов). Ординаты эпюры вычисляют как мо­мент внутренних сил в рассматриваемом сечении ри­геля.

Эпюра арматуры против мест теоретического обрыва стержней имеет ступенчатое очертание с вертикальными уступами. Там, где эпюра арматуры значительно отхо­дит от эпюры М, избыточный запас прочности (избыток растянутой арматуры); в местах, где ступенчатая линия эпюры арматуры пересекает эпюру М, прочность сечения недостаточна.

 

Руководство к практическим

Занятиям

Общие требования

Организация практических занятий базируется на логической последовательности их проведения после изучения физико-механических свойств материалов железобетона и основ метода расчета конструкций по предельным состояниям. Руководство предназначено для оказания методической помощи на практических занятиях и при выполнении курсового проекта.

В рамках данного руководства рассмотрены наиболее распространенные (типовые) ситуации расчета и конструирования элементов многоэтажных каркасных зданий.

В процессе решения задач допускается, с разрешения преподавателя использовать систему MathCad в реализации алгоритмов расчета прочности по методу предельных усилий и упрощенного деформационного метода. Расчетную систему уравнений общего деформационного метода следует решать с использованием программного комплекса «Бета» (разработка Полоцкого государственного университета). Для приобретения устойчивых навыков в решении задач данной части курса необходимо самостоятельно решить все задачи настоящего руководства. На практических занятиях рекомендуется (обязательным является использование действующих нормативных документов…) использовать, кроме учебно-методических разработок, действующие нормативные документы по проектированию железобетонных конструкций (ТКП, СНБ, СНиП, СТБ и пр.).

 

Цели и содержание занятий

Пример 1

Дано:

Пятиэтажное каркасное здание имеет размеры в плане 26,7х53,2 м. Высота этажа 4,9 м. Здание с полным каркасом. Ригели таврового сечения с полкой вверху, плиты ребристые. Стеновые панели навесные из лёгкого бетона, в торцах здания замоноличиваются совместно с торцевыми рамами, образуя вертикальные связевые диафрагмы. Нормативное значение временной нагрузки v=5200 Н/м², в том числе кратковременной нагрузки 2600 Н/м², Снеговая нагрузка принимается по району I Б (г. Брест, см. Приложение). Влажность воздуха выше 75%. Класс по условию эксплуатации Х D 1.

 

Требуется:

Выполнить компоновку конструктивной схемы сборного перекрытия и сбор нагрузок.

Решение:

    Принимаем сетку колонн 5,34х5,91м, с расположением ригелей в поперечном направлении. Ригели рам пятипролётные, на опорах жёстко сопряжены с крайними и средними колоннами. Принимаем связевые распорки номинальной шириной 1470 мм, они размещаются по рядам колонн и опираются на ригели и опорные столики на крайних колоннах. Тогда ребристые плиты принимаются с номинальной шириной, равной 1290 мм, конструктивная ширина плиты 1290-30=1260мм.

    В продольном направлении жёсткость здания обеспечивается вертикальными связями, устанавливаемыми в одном среднем пролёте по каждому ряду колонн. В поперечном направлении жёсткость здания обеспечивается также по связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытия, работающие как горизонтальные жёсткие диски, передаются на торцевые стены, выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм.

    Определение нагрузок на междуэтажное перекрытие и покрытие выполняем в форме табл. 1.1 и 1.2.

 

Таблица 1.1           Нагрузки на 1 м² сборного междуэтажного перекрытия 

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Частный коэффициент безопасности, gf	Расчетная нагрузка, кН/м2
	постоянная
От собственного веса ребристой плиты перекрытия, hred=0.121м r=2500кг/м3, определение hred см. Пример2	3,025	1,35	4,084
От слоя цементно-песчаного раствора, δ=0,03 м, r=1800 кг/м3	0,540	1,35	0,729
От керамической плитки,    δ=0,02м, r=2400 (1800) кг/м3	0,480	1,35	0,648
Итого постоянная, g	qn = 4,045	-	q = 5,461
	Временная, v
Полезная по заданию на проектирование	5,2	1,5	7,8
в т.ч. кратковременная, pn	2,6	1,5	3,9
в т.ч. длительно действующая, qn	2,6	1,5	3,9
Полная нагрузка	9,245	-	13,261

Нормативные документы не дают определения длительно действующей и кратковременной нагрузке

Таблица 1.2           Нагрузки на 1 м² сборного покрытия 

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Частный коэффициент безопасности, gf	Расчетная нагрузка, кН/м2
	постоянная
Рулонный ковер на битумной мастике в три слоя, (δ = 8мм, Р=15кг/м2 ρ=1000кг/м3)	0,150	1,35	2,025
Цементно-песчаная стяжка,  (δ = 40мм, ρ=2000(1800)кг/м3)	0,8	1,35	1.080
Теплоизоляционные плиты, (δ = 120мм, ρ=30кг/м3)	0,036	1,35	0,049
Пароизоляция (окраска горячим битумом за два раза), (δ = 4мм, Р=5кг/м2 ρ=1400кг/м3)	0,050	1,35	0,068
Ж/Б ребристая плита покрытия,  (приведенная толщина δ = 80мм, по справочным данным)	2,000	1,35	2,700
Итого постоянная, g	qн = 3,036	-	g = 5,922
временная (v)  - снеговая нагрузка в зависимости от района строительства	0,8	1,5	1,5
Полная нагрузка	3,836	-	7,422

Примечание: при сборе нагрузок условно принято 1кг=10Н

 

Пример 2.

Требуется:

По исходным данным примера 1 и с учетом принятой компоновки выполнить расчет и проектирование ребристой панели.

Проверка панели по прогибам

 

Условие жесткости:

;

Определим коэффициент продольного армирования:

,  Acd – см. выше

Отношение = 20, см. Приложение 20;

=1, т. к. =5,715 м < 7,0 м;

;

- принятая площадь растянутой арматуры;

- требуемая площадь растянутой арматуры по расчету;

 => =0,8;

Проверяем условие жесткости:

;

условие жесткости выполняется.

2.6.1 Расчет панели по образованию трещин

???

Пример 3.

Требуется:

По исходным данным примера 1 и с учетом принятой компоновки определить внутренние усилия в поперечной раме и произвести расчет неразрезного пятипролетного ригеля.

3.1 Определение усилий в ригеле поперечной рамы

 

Подсчет нагрузок на 1м² перекрытия и покрытия приведен в табл.1.1, 1.2.

Вычисляем расчетную нагрузку на 1м длины ригеля перекрытия.

Постоянная:

- от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания g_wn=0.95; 5,61·0.95·5,91=30,66 кН/м;

- от веса ригеля таврового сечения (полка: 150х350, стенка: 200х400) (r = 2500кг/м³) с учетом частного коэффициента безопасности g_f = 1,35 и g_n = 0,95

 кН/м;

Итого постоянная: g = 30,66+4,248 = 34,91 кН/м.

Временная (по заданию) с учетом g_тn =0,95, v=7,8·5,91·0.95=43,79 кН/м;

 

Вычислим расчетную нагрузку на 1м длины ригеля покрытия:

Постоянная:

- от веса ригеля таврового сечения (полка: 150х350, стенка: 200х450) (r = 2500кг/м³) с учетом частного коэффициента безопасности g_f = 1,35 и g_n = 0,95.

 кН/м;

- от конструкций покрытия и кровли: 5,922·0.95·5,91=33,25 кН/м;

Итого постоянная: g = 33,25+4,248=37,50 кН/м;

Временная нагрузка (от снега в зависимости от района строительства):

v=0,8·1.5·5,91·0.95=6,74кН/м.

Опорные и пролетные моменты вычисляются в программном комплексе “RADUGA-BETA”

Различные схемы загружения постоянной и временной нагрузкой приведены на рис.3.3-3.6.

              

 

Рис. 3.1. Схема нумерации стержней и узлов

Рис. 3.2.

 

 

 

Рис. 3.3. Схема нагружения ригеля постоянной нагрузкой             Рис. 3.4. Схема нагружения ригеля временной нагрузкой 1

 

                                  

 

Рис. 3.5. Схема нагружения ригеля временной нагрузкой 2            Рис. 3.6. Схема нагружения ригеля временной нагрузкой 3

 

 

Еще одна схема – в двух первых пролетах + через пролет

 

 

Эпюры моментов нужно построить от сочетаний нагрузок как для плиты (СТБ ЕН 1990-2007, Приложение А.1, таблица А.1.2(В))

Пример 4.

Требуется:

По исходным данным примера 1 и с учетом действующих в поперечной раме внутренних усилий произвести расчет колонны первого этажа многоэтажного здания

Значения внутренних усилий при вариантах нагружения:

 

КН1

 

КН2

 

 

КН3

 

Рис. 4.1 Усилия при загружении комбинацией 1:

(Max N) вместо Q - N

Рис. 4.2 Усилия при загружении комбинацией 3:

(Max M)  вместо Q - N

 

Пример 5.

Дано:

Трехэтажное здание с неполным каркасом без подвала имеет размеры в плане 18,6х41,4м (шаг колонн 6,2·6,9м). Наружные несущие стены кирпичные толщиной 510мм. Высота этажей 4,0м. Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия 9000Н/м². Коэффициент надежности по назначению здания . Класс по условию эксплуатации XС2 (минимальный класс бетона для изготовления конструкций С16/20 С25/30).

Требуется:

Выполнить компоновку монолитного ребристого перекрытия и определить наиболее экономичный вариант.

Решение:

Наиболее экономичным вариантом компоновки будет тот, на реализацию которого требуется наименьшее количество железобетона (с наименьшей приведенной толщиной перекрытия). Приведенную толщину перекрытия можно определить по формуле:

,

где , , , - приведенные толщины соответственно плиты, второстепенных балок, главных балок и колонн:

;

;

В приведенных выше формулах знак «+» следует принимать для перекрытий, имеющих по контуру окаймляющие балки (здания с полным каркасом), а для перекрытий, опирающихся по контуру на несущие стены (здания с неполным каркасом) – знак «-».

При заданной сетке колонн можно изменять направление расположения главных и второстепенных балок, количество и пролеты плит.

 

Для выбора экономичного перекрытия рассмотрим три варианта компоновки. Исходные данные для всех вариантов:

 

Здание с неполным каркасом, сетка колонн х
временная нагрузка	высота этажа	количество этажей

 

ВАРИАНТ №1:

 

 

 

Тогда

ВАРИАНТ №2:

 

 

Тогда

 

ВАРИАНТ №3:

 

 

Тогда

ВЫВОД: по расходу бетона наиболее экономичным является вариант №3.

 

Далее задаемся предварительными размерами сечений элементов для выбранного оптимального варианта.

Толщина плиты принимается из следующих условий:

- не менее 70мм (для монолитных перекрытий производственных зданий);

- из условий прочности по приближенной эмпирической зависимости при полной расчетной нагрузке ;

- по конструктивным требованиям из условий жесткости по таблицам 5.1, 5.2 толщина плитной части должна быть в пределах 70…90мм.

Принимаем толщину плиты

 

 

Высота второстепенной балки предварительно определяется:

- из условия жесткости

- по приближенной формуле из условия прочности .

Принимаем высоту второстепенной балки

 

Высота главной балки предварительно определяется:

- из условия жесткости

- по приближенной формуле из условия прочности

Принимаем высоту главной балки .

 

Ширина главной и второстепенной балок должна быть . Тогда принимаем ширину второстепенной балки , главной балки .

 

Сторона квадратного сечения колонны:

, принимаем колонну сечением 300х300мм.

 

 

Пример 6.

Требуется:

По исходным данным примера 5 и с учетом принятой компоновки определить внутренние усилия в плите и второстепенной балке монолитного ребристого перекрытия.

Решение:

I. Определение внутренних усилий в монолитной балочной плите.

Сбор нагрузок на м² междуэтажного перекрытия представлен в табл.6.4

 

Таблица 6.4 – Нагрузки на 1м² монолитного перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Частный коэффициент безопасности	Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянная -от собственного веса плиты (d=0,08м, r=25 кН/м3); - от бетонного пола, δ=0,07м, r=20кН/м3	2   1,4	1,35   1,35	2,7   1,89
Итого	3,4		4,59
Временная	9,0	1,5	13,5
Всего	12,4		18,09

Расчетные пролеты:

- крайние

- средние ,

где 250мм – привязка наружных стен;

120мм – длина опирания плиты на наружную стену.

 

 

Таблица 6.5 – Значения внутренних усилий в сечениях плиты
усилие	на первой опоре	в первом (крайнем) пролете	на первой промежуточной опоре	в средних пролетах	на средних опорах	в средних пролетах и на средних опорах, где плиты окаймлены по всему контуру монолитно связанными с ними балками
1	2	3	4	5	6	7
Значения внутренних усилий в сечениях плиты для полосы I
M, кНм	-					-
V, кН		-		-		-
Значения внутренних усилий в сечениях плиты для полосы II
M, кНм	-
V, кН		-		-		-

 

           II. Определение внутренних усилий в сечениях второстепенной балки монолитного балочного перекрытия.

Длина площадки опирания второстепенной балки на стену – 250мм, тогда расчетные пролеты:

- крайние

- средние .

 

Второстепенная балка работает совместно с прилегающими к ней участками плиты, и ее расчетное сечение будет тавровым с шириной полки равной шагу балок, т.е. . Подсчет нагрузок на погонный метр второстепенной балки.

 

Таблица 6.6 – Нагрузка на 1м.п. второстепенной балки монолитного перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м	Частный коэффициент безопасности	Расчетная нагрузка, кН/м
Постоянная -от собственного веса плиты (d=0,08м, r=25 кН/м3); - от бетонного пола, δ=0,07м, r=20кН/м3	0,08х25х1,55=3,1   0,07х20х1,55=2,17	1,35     1,35	4,19     2,93
Итого	5,27		7,12
Временная	9,0х1,55=13,95	1,5	21,62
Всего	19,22		28,74

 

При количестве пролетов более 5-ти к расчету принимается пятипролетная схема.

 

Ординаты огибающей эпюры моментов определяют по формуле . Величины коэффициентов  определяем в зависимости от величины соотношения .

Результаты расчета сведены в табл.6.7 и отображены на рис. 6.1.

 

Таблица 6.7 – Изгибающие моменты второстепенной балки                    

№ пролёта	№ точки	Доля пролёта	b		, кНм	М, кНм
			+	-		ММАХ	ММIN
I	1	0,2 l01	0,065		1261,4	82,0
	2	0,4 l01	0,090			113,5
	мах	0,425 l01	0,091			114,8
	3	0,6 l01	0,075			94,6
	4	0,8 l01	0,020			25,2
	5	1,0 l01	-	-0,0715			-90,2
II	6	0,2 l01	0,018	-0,035	1261,4	22,7	-44,1
	7	0,4 l01	0,058	-0,016		73,2	-20,2
	мах	0,5 l01	0,0625	-0,015		78,8	-18,9
	8	0,6 l01	0,058	-0,014		73,2	-17,7
	9	0,8 l01	0,018	-0,029		22,7	-36,6
	10	1,0 l01	-	-0,0625			-78,8
III	11	0,2 l01	0,018	-0,028	1261,4	22,7	-35,3
	12	0,4 l01	0,058	-0,01		73,2	-12,6
	мах	0,5 l01	0,0625	-0,01		78,8	-12,6

 

Нулевые точки эпюры положительных моментов расположены на расстояниях 0,15 l₀ от грани опор:

- в крайнем пролёте:

- в средних пролётах:

Положение нулевой точки отрицательных моментов в 1-м пролёте:

Перерезывающие силы (у граней опор):

- на первой свободной опоре (А): 0,4х28,74х6,625=76,2кН;

- на первой промежуточной опоре (В) слева: 0,6х28,74х6,625=114,2кН;

- на первой промежуточной опоре (В) справа и у остальных опор:

0,5х28,74х6,625=95,2кН.

 

 

6.1 Эпюра изгибающих моментов (кНм) и поперечных сил (кН)

 

Пример 7.1

Требуется:

По исходным данным примера 5 и 6 выполнить подбор сеток для армирования монолитной плиты ребристого перекрытия.

Решение:

 

Условия эксплуатации XC2, тогда минимальный класс бетона С16/20, минимальный размер защитного слоя бетона 25мм. – см. п. 4.4.1 ТКП EN

Подбор требуемой площади арматуры выполняем по упрощенному деформационному методу. Вначале выполняем подбор основных сеток в пролетах (затем разностью между требуемой площадью и площадью арматуры в основной сетке определяется требуемая площадь арматуры над опорами).

В средних пролётах и на средних опорах полосы II изгибающий момент .

Рабочая высота сечения  

где 80мм – толщина плиты;

25мм – размер защитного слоя;

6/2мм – половина предполагаемого максимального диаметра рабочей арматуры.

Высота сжатой зоны расчетного сечения:

При использовании арматуры для сеток класса S500 Ø4…5мм, ,

При соблюдении определяем  и требуемая площадь сечения растянутой арматуры:

Проверяем требуемую площадь арматуры из условия соблюдения минимального процента армирования:

 ρ_min

По определенной площади рабочей арматуры можно принять сетки с продольной рабочей арматурой Ø4 S500 с шагом 150мм (площадь поперечного сечения на 1м ширины плиты будет составлять ).

Расчет площади рабочей арматуры и подбор диаметров стержней в остальных сечениях выполним в форме табл. 7.2. Сетки подбирают таким образом, чтобы суммарная площадь поперечных сечений рабочих стержней, приходящаяся на 1м ширины плиты, соответствовала найденным из расчета нормальных сечений площади  рабочей арматуры.

Поскольку для армирования достаточно сетки с диаметром рабочей арматуры менее 6мм, рассматриваем наиболее экономичный вариант армирования плиты сварными рулонными сетками.

Между главными балками можно уложить две, три или четыре сетки с нахлестом распределительных стержней от 50 до 100мм. При этом шириной сетки задаемся не менее 2м.

При укладке 2-ух сеток необходимая ширина:

Где с – минимальная длина нахлестки распределительных стержней;

- минимальная длина свободных концов распределительных стержней.

При расположении между главными балками двух сеток с шириной В=3560мм действительный нахлест:

При 3-х сетках необходимая ширина сетки:

 → можно принять сетки шириной В=2350мммм с действительной величиной нахлеста:

При 4-х сетках необходимая ширина сетки менее 2 метров:

.

Окончательно принимаем вариант с укладкой 3-х сеток с наименьшей длиной нахлеста 147мм.

 

Таблица 7.2                                                                     Армирование плиты

Сечение		Требуемая площадь	Принятое армирование					Марка сетки
			рабочей			распределительной
			Ø, мм	Шаг S, мм		Ø, мм	Шаг S, мм
		Полоса I
Средние пролеты и опоры	2,06	1,00	4	125	1,01	4	350
Первый (крайний) пролет - основная сетка - дополнительная сетка 1,22-1,01=0,21	2,61	1,22   1,00 0,21	4 4	125 350	1,01 0,36	4 4	350 350
Первая промежуточная опора - основная сетка - дополнительная сетка 1,22-1,01=0,21	2,35	1,22   1,00 0,21	4 4	125 350	1,01 0,36	4 4	350 350
		Полоса II
Средние пролеты и опоры	1,65	0,79	4	150	0,84	4	350
Первый (крайний) пролет - основная сетка - дополнительная сетка 1,22-0,84=0,38	2,61	1,22   1,00 0,38	4 4	150 300	0,84 0,42	4 4	350 350
Первая промежуточная опора - основная сетка - дополнительная сетка 1,22-1,01=0,21	2,35	1,22 1,00 0,38	4 4	125 300	0,84 0,42	4 4	350 350
Над главными балками		0,41	4	300	0,42	4	350

Вначале подбираем сетки С1 и С2, в которых площадь поперечных сечений рабочих стержней на ширине 1м соответствует площади рабочей арматуры, полученной из расчета нормальных сечений плиты в средних пролетах и на средних опорах. Такие сетки располагаются во всех пролетах и над всеми опорами: сетка С1 между осями 1-2 и 6-7, сетка С2 – между осями 2-6. Длину сеток С1 и С2 принимаем 6900мм для возможности перекрытия одной сеткой половины пролета здания.

В крайних пролетах и над вторыми от края опорами укладываются дополнительные сетки С3 между осями 1-2 и 6-7, сетки С4 между осями 2-6. Дополнительные сетки подбираются по разнице между площадями арматуры, требуемой из расчета нормальных сечений в указанных местах плиты и площади арматуры основной сетки.

Ширина дополнительной сетки для крайних пролетов и первой промежуточной опоры:

Принимаем ширину сетки В=2350мм, длину L=6900мм.

Над главными балками укладываем конструктивно сетки С5, площадь сечения поперечных рабочих стержней которых должна составлять не менее 1/3 площади пролетной арматуры плиты, шириной не менее:

. Принимаем ширину сетки В=1140мм.

Фрагмент плана раскладки сеток плиты приведен на рис. 7.1.

Расчет прочности железобетонных элементов на действие поперечных сил производится из условия . Расчетная поперечная сила, воспринимаемая железобетонным элементом без поперечного армирования:

, но не менее

 

. Поскольку условие не соблюдается принимаем .

Поскольку условие  во всех сечениях выполняется, то расчет поперечной арматуры не производится; согласно конструктивным требованиям при толщине плиты 80мм постановка поперечной арматуры не требуется.

 

7.1 Конструирование второстепенной балки

 

Второстепенная балка при подборе продольной арматуры в пролетах имеет тавровое сечение с шириной полки . Если полка тавра расположена в растянутой зоне, то она при расчете не учитывается и в этом случае расчет проводят как для прямоугольного сечения шириной равной ширине ребра . Поэтому размеры сечения уточняют по наибольшему опорному моменту :

.

Максимальная расчетная ширина полки ограничивается, поскольку ее совместная работа с ребром в предельной стадии может быть не обеспечена вследствие местной потери устойчивости полки и ее чрезмерного прогиба.

 

При предельном проценте армирования, либо большем, изгибаемые элементы разрушаются хрупко по сжатой зоне бетона без развития значительных пластических деформаций. В этом случае в статически неопределимых конструкциях к моменту разрушения перераспределения усилий полностью не реализуется, и несущая способность конструкций не может быть оценена расчетом по методу предельного равновесия. Поэтому процент армирования статически неопределимых конструкций следует принимать меньше предельного. В связи с этим при подборе сечений, в которых намечено образование пластических шарниров, следует принимать , а армирование осуществлять сталями, допускающими достаточно большие деформации.

Определив необходимое сечение арматуры в пролетах и на опорах, переходят к назначению количества и диаметра стержней. Сначала подбирают арматуру в пролетах. При этом следует руководствоваться следующими положениями:

- диаметр рабочих стержней принимают от 12 до 25мм;

- следует стремиться к наименьшему количеству разных диаметров рабочей арматуры;

- при обрыве стержней до опоры должно быть доведено не мене 50% рабочей арматуры и не менее двух стрежней. Места обрыва или отгиба стержней назначаются в соответствии с эпюрами изгибающих моментов после построения эпюры материалов;

- расстояние в свету между рядами при двухрядном расположении должно быть не менее половины диаметра и не менее 25мм;

- толщина защитного слоя у нижней и верхней граней при диаметре продольной арматуры до 32мм принимается согласно классу по условиям эксплуатации и не менее максимального размера зерна крупного заполнителя. Толщина защитного слоя у боковых граней хомутов должна быть не менее 15мм. См. п.п. 8.2, 8.7 ТКП EN

Конструирование арматуры балки может быть выполнено в двух вариантах:

- с применением вязаной арматуры (отдельными стержнями);

- армирование сварными сетками. Пролетную арматуру конструируют в виде плоских вертикальных сеток (каркасов), которые объединяют в пространственные с помощью монтажных стержней с соблюдением требований по обеспечению защитных слоев и требуемого расстояния в свету между стрежнями. Опорные сечения армируют плоскими сетками (каркасами), раздвинутыми от оси главной балки на расстояние  и  (  - расчетный пролет второстепенной балки,  или ).

Расчет прочности наклонных сечений по поперечной силе производится для трех наклонных сечений: у крайней опоры и у первой промежуточной опоры справа и слева.

Пример 7.2

Требуется:

По исходным данным примера 5 и 6 рассчитать продольное и поперечное армирование второстепенной балки монолитного ребристого перекрытия.

 

Решение:

 

Требуемую площадь сечения арматуры при действии положительного момента ведем как для таврового сечения с полкой в сжатой зоне, при действии отрицательного момента полка находится в растянутой зоне и тогда расчетное сечение будет прямоугольным.

Определим расчётную ширину полки таврового сечения:

-

-

Тогда расчетные размеры сечения второстепенной балки:

; ; ; .

Крайние и средние пролёты балки армируем двумя каркасами КР-1 и КР-2 соответственно. В каждом каркасе по 2 продольных стержня, расположенных в 2 ряда. Верхние стержни каркаса КР-1 принимаем 2Æ12 S400 по одному стержню в каркасе исходя из конструктивных требований. Верхние стержни каркаса КР-2 определяются по расчёту, так как в средних пролётах действуют отрицательные моменты.

На промежуточных опорах (В и С) второстепенная балка армируется 2-мя сварными сетками.

Определяем площадь сечения продольной рабочей арматуры в первом пролете при действии положительного изгибающего момента  упрощенным деформационным методом.

Задаемся величиной , тогда рабочая высота сечения второстепенной балки . Определяем положение границы сжатой зоны:

, нейтральная ось проходит в полке, сечение можно рассматривать как прямоугольное с шириной .

При использовании арматуры для сеток класса S500 Ø4…5мм, ,

При соблюдении определяем  и требуемая площадь сечения растянутой арматуры:

Принимаем 2 Ø14 и 2 Ø16мм.

Определяем площадь сечения рабочей арматуры над первой промежуточной опорой при действии изгибающего момента  упрощенным деформационным методом.

Задаемся величиной , тогда рабочая высота сечения второстепенной балки . Сечение рассматриваем как прямоугольное с шириной

При использовании арматуры для сеток класса S500 Ø6…22мм, ,

При соблюдении определяем  и требуемая площадь сечения растянутой арматуры:

На опоре В площадь сечения арматуры в одной сетке на 1м полки второстепенной балки шириной  = 116 см равна:

.

Проектируем сварную рулонную сетку с рабочими стержнями Æ6 мм из стали класса S500 с шагом 100 мм (А_s = 2,83 см²) с укладкой в два ряда, продольные распределительные стержни принимаем Æ4 мм из стали класса S500 с шагом 350 мм. Принимаем сетку шириной 1140мм и длиной 3900мм (6,625/3+6,6/4):

Аналогичным образом определяем требуемую площадь сечения рабочей арматуры второстепенной балки для остальных сечений, см. табл. 7.3.

Таблица 7.3 Расчет армирования второстепенной балки

Сечение Положение арматуры Изгибающий момент в сечении Требуемая площадь арматуры Принятое армирование Принятая площадь 1 пролет Нижняя 114,8 6,91 2 Ø14 2 Ø16 7,1 1 пролет Верхняя - Монтажная конструктивная 2 Ø12 1,57 1-ая опора (В) Верхняя - 90,2 2,66 2,83 2 пролет Нижняя 78,8 4,7 2 Ø12 2 Ø14 5,34 2 пролет Верхняя - (20,2+17,7)/2= -18,95 – среднее между моментом в точках 7 и 8 1,14 2 Ø12 1,57 2-ая опора (С) Верхняя - 78,8 2,26 2,26

Максимальная расчетная поперечная сила на первой промежуточной опоре (В) слева: V_Sd = 114,2 кН.

1. Определяем расчетную поперечную силу, воспринимаемую элементом без вертикальной и наклонной арматуры:

где

       , где - площадь арматуры, доведенной до опоры (2Ø16мм);

       , т.к. плита работает без предварительного напряжения;

но не менее:

;

следовательно, V_rd,ct=32,8 кН < V_sd = 114,2 кН; => требуется установка поперечной арматуры.

Конструктивно шаг  поперечной арматуры: 

- на приопорных участках длиной  при высоте второстепенной балки  должен быть не более  и 150мм, принимаем 150мм;

- в средней части пролета балки не более и , принимаем шаг ;

- по всей длине элемента из условия обеспечения работы продольной арматуры, установленной по расчету в сжатой зоне сечения при  – не более 500 мм и не более 20Æ сварных каркасах: 240мм.

Диаметр поперечных стержней устанавливают не менее, чем из условия сварки их с продольной арматурой диаметром Ø=16мм. Принимаем 2Ø_sw = 6 мм с площадью A_sw = 57мм².

При классе S500  = 313 МПа.

Вычисляем:

 - минимальное из значений:

2d, .

;

;

где ;

- для тяжелого бетона,

; ;

;

Тогда  и ;

Поперечное усилие, воспринимаемое бетоном над вершиной наклонной трещины:

кН

Тогда

, прочность по наклонной трещине обеспечена.

К проектированию каркасов КР-1, КР-2 можно приступать после построения эпюры материалов и расчета длины анкеровки для установления точек обрыва второго ряда нижней пролетной арматуры.

 

 

 

Приложения

 

Не изменены !

 

 

Приложение 1.1 

Прочностные и деформационные характеристики тяжелых и мелкозернистых бетонов

Характеристики, единицы измерения	Класс бетона по прочности на сжатие
	С8/10	С12/15	С16/20	С20/25	С25/30	СЗО/37	С35/45	С40/50	С45/55	С50/6О	С55/67	С60/75	С70/85	С80/95	С90/105
fck , МПа	8	12	16	20	25	30	35	40	45	50	55	60	70	80	90
fcG,cube , МПа	10	15	20	25	30	37	45	50	55	60	67	75	85	95	105
fcm , МПа	16	20	24	28	33	38	43	48	53	58	63	68	78	88	98
fctm , МПа	1,2	1,6	1,9	2,2	2,6	2,9	3,2	3,5	3,8	4,1	4,2	4,4	4,6	4,8	5
fctk,0,05 , МПа	0,85	1,1	1,3	1,5	1,8	2	2,2	2,5	2,7	2,9	3	3,1	3,2	3,4	3,5
fctk,0,95 , МПа	1,55	2	2,5	2,9	3,3	3,8	4,2	4,6	4,9	5,3	5,5	5,7	6	6,3	6,8
eс1 , ‰	-1,7	-1,8	-1,9	-2,0	-2,1	-2,2	-2,25	-2,3	-2,4	-2,45	-2,5	-2,6	-2,7	-2,8	-2,8
eс u1 , ‰	-3,5										-3,2	-3	-2,8	-2,8	-2,8
eс2 , ‰	-2										-2,2	-2,3	-2,4	-2,5	-2,6
eс u2 , ‰	-3,5										-3,1	-2,9	-2,7	-2,6	-2,6
n	2,0										1,75	1,60	1,45	1,40	1,40
eс3 , ‰	-1,75										-1,8	-1,9	-2,0	-2,2	-2,3
eс u3 , ‰	-3,5										-3,1	-2,9	-2,7	-2,6	-2,6
Примечание ¾ Для мелкозернистых бетонов, приготовленных с применением песков, имеющих модуль крупности Мк = 2,0 и менее (группа Б), значения прочностных характеристик fctm , fctk,0,05 , fctk,0,95 следует умножать на поправочный коэффициент kt = 0,65 + 6×10–3 × fc,Gcube .

 

Приложение 1.2

Модуль упругости тяжелых и мелкозернистых бетонов

Марка бетонной смеси по удобоукладываемости	Модуль упругости бетона Ecm , ГПа, для классов по прочности на сжатие
	С8/10	С12/15	С16/20	С20/25	С25/30	СЗО/37	С35/45	С40/50	С45/55	С50/6О	С55/67	С60/75	С70/85	С80/95	С90/105
Ж3, Ж4 СЖ1¾СЖ3	¾	¾	38	39	40	41	42	43	44	45	46	47	49	50	52
Ж1, Ж2	¾	31	35	37	38	40	41	42	43	44	45	46	47	49	51
П1, П2	24	27	31	32	35	37	38	39	40	41	42	43	45	46	48
П3¾П5	21	24	28	29	32	33	35	37	38	39	¾	¾	¾	¾	¾
П5-Л1¾П5-Л5	19	22	25	26	28	29	32	35	¾	¾	¾	¾	¾	¾	¾
Примечания 1  При назначении модуля упругости бетона марка бетонной смеси по удобоукладываемости принимается в соответствии с рекомендациями СНиП 3.01.09 с учетом СТБ 1035. 2  Значения модуля упругости приведены для бетонов естественного твердения. Для бетонов, подвергнутых тепловой обработке, приведенные значения следует умножать на коэффициент 0,9. 3  Приведенные значения модуля упругости действительны для бетонов, приготовленных с применением гравия и гранитного щебня с крупностью зерен до 40 мм. Для мелкозернистых бетонов приведенные значения модуля упругости следует умножать на коэффициент 0,85. 4  Для бетонов, подвергающихся попеременному замораживанию и оттаиванию, значения Ecm, указанные в таблице 6.2, следует умножать на поправочный коэффициент, принимаемый равным при эксплуатации конструкции в водонасыщенном состоянии при температуре: ¾  ниже минус 20 до минус 40 °С включ. ¾ 0,85; ¾  ниже минус 5 до минус 20 °С включ. ¾ 0,90; ¾  минус 5 °С и выше                          ¾ 0,95. При повышении марки бетона по морозостойкости по сравнению с требуемой согласно таблице 5.3 приведенные выше коэффициенты могут быть увеличены на 0,05 соответственно каждой ступени превышения, однако, не могут быть больше единицы.

Приложение 2

Характеристики ненапрягаемой арматуры

 

Класс арматуры	Номинальный диаметр	Вид поверхности	k = ftk /fyk	Нормативное сопротивление fyk(f0,2k), Н/мм2	Расчетное сопротивление fyd (f0,2d), Н/мм2	Расчетное сопротивление поперечной арматуры fywd, Н/мм2
S240	5,5–40	Гладкая	1,08	240	218	174	157*
S400	6–40	Период. профиля	1,05	400	367	290	263*
S500	4–5	Гладкая и период. профиля	1,05	500	417	333	300*
	6–22	Периодического профиля	1,05	500	435	348	313*
	25–40	Период. профиля	1,05	500	417	333	—
* В сварных каркасах при диаметре поперечной арматуры 4–5 мм или менее 1/3 диаметра продольных стержней.

 

Приложение 3

 

Характеристики напрягаемой арматуры

 

Класс арматуры	Номинальный диаметр, мм	k = ftk/fpk	Нормативное сопротивление fpk(f0,2k), Н/мм2	Расчетное сопротивление fpd, Н/мм2
S800	10—32	1,1	800	640
S1200	10—32	1,1	1200	960
S1400	3—15	1,1	1400	1120»

 

Приложение 4

Сортамент стержневой армaтуры и проволоки

 

Диаметр, мм	Расчетные площади поперечного сечения, см2, при числе стержней										Масса, кг/м	Сортамент стержневой армaтуры и проволоки
	1	2	3	4	5	6	7	8	9	10		S240	S400	S540	S500	S800	S1200	S1400
3	0,071	0,14	0,21	0,28	0,35	0,42	0,49	0,57	0,64	0,71	0,052	—	—	—	+	—	—	+
4	0,126	0,25	0,38	0,5	0,63	0,76	0,88	1,01	1,13	1,26	0,092	—	—	—	+	—	+	—
5	0,196	0,39	0,59	0,79	0,98	1,18	1,37	1,57	1,77	1,96	0,144	—	—	—	+	—	+	—
6	0,283	0,57	0,85	1,13	1,42	1,7	1,98	2,26	2,55	2,83	0,222	+	+	—	+	—	—	—
8	0,503	1,01	1,51	2,01	2,51	3,02	3,52	4,02	4,53	5,03	0,395	+	+	—	+	—	—	—
10	0,785	1,57	2,36	3,14	3,93	4,71	5,5	6,28	7,07	7,85	0,617	+	+	—	+	+	—	—
12	1,313	2,26	3,39	4,52	5,65	6,79	7,92	9,05	10,18	11,31	0,888	+	+	—	+	+	—	—
14	1,539	3,08	4,62	6,16	7,69	9,23	10,77	12,31	13,85	15,39	1,208	+	+	—	+	+	—	—
16	2,011	4,02	6,03	8,04	10,05	12,06	14,07	16,08	18,1	20,11	1,578	+	+	+	+	+	—	—
18	2,545	5,09	7,63	10,18	12,72	15,27	17,81	20,36	22,9	25,45	1,998	+	+	+	+	+	—	—
20	3,142	6,28	9,41	12,56	15,71	18,85	21,99	25,14	28,28	31,42	2,466	+	+	+	+	+	—	—
22	3,801	7,6	11,4	15,2	19	22,81	26,61	30,41	34,21	38,01	2,984	+	+	+	+	+	—	—
25	4,909	9,82	14,73	19,63	24,54	29,45	34,36	39,27	44,13	49,09	3,853	+	+	+	+	+	—	—
28	6,158	12,32	18,47	24,63	30,79	36,95	43,1	49,26	55,42	61,58	4,834	+	+	+	+	—	—	—
32	8,024	16,08	24,13	32,17	40,21	48,25	56,3	64,34	72,38	80,42	6,313	+	+	+	+	—	—	—

 

 

Приложение 5

Сортамент арматурных канатов

Класс каната	Номинальн. диаметр каната, мм	Диаметр проволоки, мм	Площадь поперечного сечения каната, см2	Теоретическ. масса 1м длины каната, кг
S 1400	6	2	0.227	0.173
S 1400	9	3	0.51	0.402
S 1400	12	4	0.906	0.714
S 1400	15	5	1.416	1.116
S 1400	14	2.8	1.287	1.02

 

Приложение 6

 

Соотношение между диаметрами свариваемых стержней

в сетках и каркасах

 

Приложение 7

 

Минимально допустимая толщина защитного слоя

Минимально допустимая толщина защитного слоя бетона в мм	Класс по условиям эксплуатации
	Х0	ХС1	ХС2, ХС3, ХС4	ХD1, ХD2, ХD3,	XF1, XF2, XF3, XF4	XA1	XA2	XA3
С, мм	15	20	25	35	40	25	30	40
Примечания 1) Минимально допустимая толщина защитного слоя бетона установлена для арматуры, работающим с полным расчетным сопротивлением. 2) Минимально допустимая толщина защитного слоя бетона может быть уменьшена, но не более чем на 5 мм, в каждом из перечисленных случаев: а) если конструкция проектируется из бетона, имеющего класс по прочности на сжатие, превышающий не менее чем на один разряд минимальный класс бетона по табл. 1 для соответствующего класса по условиям эксплуатации; б) если проектируется вторичная защита бетона конструкции; в) если использована арматура, имеющая антикоррозионное покрытие. При этом суммарный размер, на который может быть снижена минимальная допустимая толщина защитного слоя бетона, не должен превышать 15мм, а минимально допустимая толщина защитного слоя бетона должна составлять не менее, мм: -для класса ХО-10; - для класса ХС1-15; - для классов от ХС2 до ХС4-20;

 

 

Приложение 8

 

Минимальная площадь сечения продольной арматуры

в железобетонных элементах

 

 

Условия работы арматуры	ρт i п , в процентах от площади сечения бетона
1 Арматура S 1 — в изгибаемых и внецентренно растянутых при расположении продольной силы за пределами рабочей высоты сечения элементах	26 , но не менее 0,13
2 Арматура S1 и S2 — во внецентренно растянутых элементах при расположении продольной силы между арматурой S1 и S2
3 Арматура S1 и S2 — во внецентренно сжатых элементах	, но не менее ρλ, где  принимаемый не менее 0,10 и не более 0,25
Примечания 1    Минимальная площадь сечения арматуры, приведенная в настоящей таблице, относится к площади сечения бетона, равной произведению ширины b сечения элемента на уровне центра тяжести арматуры S1 (для элементов таврового и двутаврового сечений — ширины стенки bw) на рабочую высоту сечения d. 2    При равномерном расположении арматуры по контуру сечения принимают d = h . 3    В центрально сжатых и центрально растянутых элементах минимальную площадь сечения всей продольной арматуры следует принимать вдвое больше, чем указано в таблице и относить к полной площади сечения бетона.»

 

 

Приложение 9

 

Минимальная площадь сечения поперечной арматуры

в железобетонных элементах

Бетон	r sw , min  при арматуре класса
	S240	S400, S500
C12/15 — С20/25	0,09/0,14	0,04/0,06
C25/30 — C30/37	0,14/0,21	0,07/0,11
C40/45 — C50/60	0,19/0,28	0,09/0,14
> C50/60	0,24/0,35	0,11/0,17
Примечания 1 Минимальная площадь сечения арматуры, приведённая в настоящей таблице, относится к площади сечения бетона, равной произведению ширины b сечения элемента (для элементов таврового и двутаврового сечений — ширины стенки bw) на шаг s стержней поперечной арматуры. 2 Перед чертой даны значения r sw , min при h £ 450 мм, после черты — при h > 450 мм.

 

Приложение 10

 

Таблица для расчета изгибаемых элементов прямоугольного сечения, армированных одиночной арматурой

 

 

 

Приложение 11

 

Таблица для практического расчета изгибаемых элементов симметрического сечения (бетон классов по прочности при сжатии С¹²/₁₅÷С⁵⁰/₆₀)

 

Расчетный параметр     Область деформирования	Коэффициенты									Относительные деформации, ‰
	x = x/d		w = C 0(1–h)		h = z/d			am		сжатия в бетоне eс (+)					растяжения в арматуре est (+)
1	2		3		4			5		6					7
Область 1а	0,02		0,002		0,993			0,002		0,20					10,0
	0,03		0,004		0,990			0,004		0,31					10,0
	0,04		0,008		0,986			0,008		0,42					10,0
	0,05		0,012		0,983			0,012		0,53					10,0
	0,06		0,017		0,979			0,017		0,64					10,0
	0,07		0,023		0,976			0,022		0,75					10,0
	0,08		0,030		0,972			0,029		0,87					10,0
	0,09		0,037		0,969			0,036		0,99					10,0
	0,10		0,045		0,965			0,044		1,11					10,0
	0,11		0,054		0,961			0,052		1,24					10,0
	0,12		0,063		0,957			0,061		1,36					10,0
	0,13		0,073		0,953			0,070		1,49					10,0
	0,14		0,083		0,949			0,079		1,63					10,0
	0,15		0,093		0,745			0,088		1,76					10,0
	0,16		0,104		0,940			0,098		1,90					10,0
Верхний предел для области 1а	0,167		0,111		0,938			0,104		2,00					10,0
Область 1 b	0,17		0,115		0,936			0,107		2,05					10,0
	0,18		0,125		0,931			0,117		2,20					10,0
	0,19		0,136		0,927			0,135		2,35					10,0
	0,20		0,147		0,922			0,135		2,50					10,0
	0,21		0,157		0,917			0,144		2,66					10,0
	0,22		0,168		0,912			0,153		2,82					10,0
	0,23		0,179		0,907			0,162		2,99					10,0
	0,24		0,189		0,902			0,171		3,16					10,0
	0,25		0,200		0,897			0,179		3,33					10,0
Верхний предел для области 1 b	0,259		0,211		0,892			0,187		3,50					10,0
Область 2	0,26		0,210		0,892			0,188		3,50					9,96
	0,27		0,219		0,888			0,194		3,50					9,46
	0,28	0,227		0,884				0,200		3,50					9,00
	0,29	0,235		0,879				0,206		3,50					8,57
	0,30	0,243		0,875				0,213		3,50					8,17
	0,31	0,251		0,871				0,219		3,50					7,79
	0,32	0,259		0,867				0,225		3,50					7,44
	0,33	0,267		0,863				0,230		3,50					7,11
	0,34	0,275		0,859				0,236		3,50					6,79
	0,35	0,283		0,854				0,242		3,50					6,50
	0,36	0,291		0,850				0,248		3,50					6,22
	0,37	0,300		0,846				0,252		3,50					5,96
	0,38	0,308		0,842				0,259		3,50					5,71
	0,39	0,316		0,838				0,264		3,50					5,47
	0,40	0,324		0,834				0,270		3,50					5,25
	0,41	0,332		0,829				0,275		3,50					5,04
	0,42	0,340		0,825				0,281		3,50					4,83
	0,43	0,348		0,821				0,286		3,50					4,64
	0,44	0,356		0,817				0,291		3,50					4,45
	0,45	0,364		0,813				0,296		3,50					4,28
	0,46	0,372		0,809				0,301		3,50					4,11
	0,47	0,380		0,805				0,306		3,50					3,95
	0,48	0,388		0,800				0,311		3,50					3,79
	0,49	0,397		0,796				0,316		3,50					3,64
	0,50	0,405		0,792				0,321		3,50					3,50
	0,51	0,413		0,788				0,325		3,50					3,36
	0,52	0,421		0,784				0,330		3,50					3,23
	0,53	0,429		0,779				0,334		3,50					3,10
	0,54	0,437		0,775				0,339		3,50					2,98
	0,55	0,445		0,771				0,343		3,50					2,86
	0,56	0,453		0,767				0,348		3,50					2,75
	0,57	0,461		0,763				0,352		3,50					2,64
	0,58	0,469		0,759				0,356		3,50					2,53
	0,59	0,478		0,755				0,360		3,50					2,43
	0,60	0,486		0,750				0,364		3,50					2,33
Граничное значение для арматуры S500	0,61	0,494		0,746				0,368		3,50						2,25
Область 2 при арматуре S240 и S400, области 3 при арматуре S500	0,62	0,502		0,742				0,372		3,50						2,15
	0,625	0,505		0,740				0,374		3,50						2,10
Граничное значение для арматуры S500 диаметром (4-5) и (25.40) мм	0,663	0,507		0,739				0,375		3,50						2,08
	0,63	0,510		0,738				0,376		3,50						2,06
	0,64	0,518		0,734				0,380		3,50						1,97
Граничное значение для арматуры S400	0,657	0,532		0,727				0,387		3,50						1,825
Область 2 при арматуре S240, области 3 при арматуре S400 и S500	0,66	0,540		0,722				0,390		3,50						1,75
	0,667	0,540		0,722			0,390			3,50						1,75
	0,67	0,542		0,721			0,391			3,50						1,72
	0,68	0,550		0,717			0,395			3,50						1,65
	0,69	0,558		0,713			0,398			3,50						1,57
	0,693	0,561		0,712			0,399			3,50						1,55
	0,70	0,567		0,709			0,402			3,50						1,50
	0,71	0,575		0,705			0,405			3,50						1,43
	0,72	0,583		0,701			0,408			3,50						1,36
	0,73	0,591		0,696			0,411			3,50						1,29
	0,74	0,599		0,692			0,415			3,50						1,23
	0,75	0,607		0,688			0,418			3,50						1,17
	0,76	0,615		0,684			0,421			3,50						1,11
Граничное значение для арматуры S240	0,769	0,622		0,680			0,423			3,50						1,05
Область 2 при арматуре S240, области 3 при арматуре S400 и S500	0,77	0,623		0,680			0,424			3,50						1,045
	0,78	0,631		0,675			0,426			3,50						0,99
	0,787	0,637		0,673			0,428			3,50						0,95
	0,79	0,640		0,671			0,429			3,50						0,93
	0,80	0,648		0,667			0,432			3,50						0,87
	0,81	0,656		0,663			0,435			3,50						0,82
	0,82	0,664		0,659			0,437			3,50						0,77
	0,83	0,672		0,655			0,440			3,50						0,72
	0,84	0,680		0,651			0,442			3,50						0,67
	0,85	0,688		0,646			0,445			3,50						0,62
	0,86	0,696		0,642			0,447			3,50						0,57
	0,87	0,704		0,638			0,449			3,50						0,52
	0,88	0,712		0,634			0,452			3,50						0,48
	0,89	0,720		0,630			0,454			3,50						0,43
	0,90	0,729		0,626			0,456			3,50						0,39
	0,91	0,737		0,621			0,458			3,50						0,35
	0,92	0,745		0,617			0,460			3,50						0,30
	0,93	0,753		0,613			0,462			3,50						0,26
	0,94	0,761		0,609			0,463			3,50						0,22
	0,95	0,769		0,605			0,465			3,50						0,18
	0,96	0,777		0,601			0,467			3,50						0,15
	0,97	0,785		0,597			0,468			3,50						0,11
	0,98	0,793		0,592			0,470			3,50						0,07
	0,99	0,801		0,588			0,471			3,50						0,04
	1,00	0,810		0,584			0,473			3,50						0,00
	1,01	0,818		0,580			0,474			3,50						–0,04
	1,02	0,826		0,576			0,476			3,50						–0,07
	1,03	0,834		0,572			0,477			3,50						–0,10
	1,04	0,842		0,568			0,478			3,50						–0,13
	1,05	0,850		0,564			0,479			3,50						–0,17
	1,06	0,858		0,560			0,480			3,50						–0,20
	1,07	0,866		0,55			0,481			3,50						–0,23
	1,08	0,874		0,550			0,481			3,50						–0,26
	1,09	0,882		0,546			0,482			3,50						–0,29
	1,10	0,890		0,543			0,483			3,50						–0,32
	1,11	0,899		0,538			0,484			3,50						–0,35
	1,12	0,907		0,534			0,484			3,50						–0,38
	1,13	0,915		0,530			0,485			3,50						–0,40
	1,14	0,923		0,525			0,485			3,50						–0,43
	1,15	0,931		0,522			0,486			3,50						–0,46

 

 

Приложение 12

 

Значения коэффициентов для определения параметров сжатой зоны бетона упрощенного деформационного метода (параболически линейная диаграмма)

 

 

Приложение 13

 

Факторы	Условия анкеровки	Арматурные стержни
		растянутые	сжатые
Защитный слой бетона cd, мм	Линейные стержни (рисунок 11.3а)		α1=1,0
	Отличные от линейных (рисунки 11.2; 11.36, в)
Вязаная попереч­ная арматура	Независимо от условий		α2 = 1,0
Приваренная попе­речная арматура		α3 = 0,7	α3 = 0,7
Поперечное дав­ление p, МПа			α4 = 1,0
Примечания 1 Значения коэффициента α3 в общем случае принимают для стержней периодического профиля, имеющих не менее трех приваренных поперечных стержней на длине анкеровки. В противном случае α3 = 1,0. где — суммарная площадь сечения поперечных стержней на расчетной длине анкеровки lbd; — минимальная суммарная площадь сечения поперечных стержней, принимаемая равной: для балок — 0,25Аs;      для плит — 0; As            — площадь одного анкеруемого стержня наибольшего диаметра.
3 p — давление, приложенное перпендикулярно к линии скольжения анкеруемого стержня и действующее на расчетной длине анкеровки (МПа). 4 Расчетную толщину защитного слоя с d следует принимать по рисунку 11.3. 5 Значения коэффициентов k следует принимать по рисунку 11.4.»

 

 

Приложение 14

 

Расчетные значения f_bd , Н/мм², при h₁ = 1,0 и g _с = 1,5

Класс бетона по прочности на сжатие	С12/15	С16/20	С20/25	С25/30	С30/37	С40/45	С40/50	С45/55	С50/60	>С55/70
Для арматуры периодичес-кого профиля Æ £ 32 мм	1,7	2,0	2,3	2,7	3,0	3,4	3,7	4,0	4,3	4,6

 

 

Приложение 15

 

Расчетные значения базовой длины анкеровки l_b для арматуры класса S500

Класс бетона по прочности на сжатие	С12/15	С16/20	С20/25	С25/30	С30/37	С40/45	С40/50	С45/55	С50/60	>С55/70
lb / Æ	66	54	47	40	36	32	30	27	25	24

 

 

Приложение 16

 Классы среды по условиям эксплуатации конструкций и минимальные классы бетона по прочности на сжатие

 

Класс среды	Характеристика среды	Примеры для идентификации классов среды	Минимальный класс бетона по прочности на сжатие

Подвергаемый увлажнению

ХС1

Сухая или постоянно влажная

Элементы конструкций внутри помещений, включая кухни, ванные и прачечные в жилых зданиях

С¹²/₁₅

 

 

Элементы конструкций, постоянно находящиеся в воде

 

ХС2

Влажная, редкое высыхание

Элементы резервуаров для воды (водохранилищ)

С¹⁶/₂₀

 

 

Элементы фундаментов

 

ХС3 Умеренно влажная Элементы, к которым часто или постоянно поступает наружный воздух (например, в открытых павильонах), элементы во внутренних помещениях с повышенной влажностью (в общественных кухнях, ванных, прачечных, в помещениях закрытых бассейнов, хлевов, сельскохозяйственных построек) С²⁰/₂₅ ХС4 Переменное увлажнение и высыхание Внешние элементы конструкций, непосредственно орошаемые водой С²⁵/₃₀

Продолжение приложения 16

 

Класс среды	Характеристика среды	Примеры для идентификации классов среды	Минимальный класс бетона по прочности на сжатие
Литература 1. Железобетонные конструкции. Основы теории, расчета и конструирования: учеб. пособие для студентов строительных специальностей ; под ред. проф. Т. М. Пецольда, проф. В. В. Тура. – Брест : БГТУ, 2003. – 380 с.  2. Байков, В. Н. Железобетонные конструкции: Общий курс / В. Н. Байков, Э. Е. Сигалов. – М. : Стройиздат, 1991. – 767 с.  3. СНБ 5.03.01-02. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования. – Взамен СНиП 2.03.01-84* ; введ. 01.07.2003. – Мн. : Минстройархитектуры РБ, 2003. – 139 с. 4. СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. – Введ. 01.01.1987. – М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1986. – 36 с. 5. Бондаренко В.М., Судницын А.И. Расчет строительных конструкций. Железобетонные и каменные конструкции: Учеб. пос. для вузов. – М.: Высшая школа, 1984. – 176с. 6. Бондаренко, В. М. Железобетонные и каменные конструкции : учеб. пособие для студентов вузов по спец. «Пром. и гражд. стр-во» / В. М. Бондаренко, Д. Г. Суворкин. – М. : Высшая школа, 1987. – 384 с. 7. 8. 9. 10. Маилян, Р.Л. Строительные конструкции: учебное пособие / Р.Л. Маилян, Р.Д. Маилян, Ю.А. Веселов; под ред. Р.Л. Маиляна. – Ростов : Феникс, 2005. – 880 с. 11. Шерешевский, И.А. Конструирование промышленных зданий и сооружений / И.А.Шерешевский. – Л.: Стройиздат, 1979. – 168 с.   12. 13.  ГОСТ 21.101-93. Основные требования к рабочей документации. Система проектной документации для строительства. – Мн.: Белстандарт, 1995. – 42 с. 14. ГОСТ 21.501-95. Правила выполнения архитектурно-строительных рабочих чертежей. Система проектной документации для строительства. – Мн.: Белстандарт, 1994. – 46 с. 15. ТКП 45-5.01-67-2007 (02250). Фундаменты плитные. Правила проектирования. – Введ. 01.09.2007. – Мн. : Минстройархитектуры РБ, 2008. – 136 с. 16. + добавить еврокоды     Лекция 1. Принципы комп О новки железобетонных конструкций Конструктивные схемы Конструктивные схемы зданий могут быть каркасными и панельными (бескаркасными), многоэтажными и одно­этажными. Каркас многоэтажного здания образуется из основных вертикальных и горизонтальных элементов — колонн и ригелей. В каркасном здании гори­зонтальные воздействия (ветер, сейсмика и т. п.) могут восприниматься совместно каркасом и вертикальными связевыми диафрагмами, соединенными перекрытиями в единую пространственную систему, или же только карка­сом, как рамной конструкцией, при отсутствии верти­кальных диафрагм. В многоэтажном панельном здании горизонтальные воздействия воспринимаются совместно поперечными и продольными стенами, также соединен­ными перекрытиями в пространственную систему.   1 – колонна; 2 – ригель; 3 – распорка; 4 – плита перекрытия Рис. 1.1. Железобетонный каркас многоэтажного здания Деформационные швы Чтобы уменьшить усилия от температуры и усадки, железобетонные конструкции делят по длине и ширине температурно-усадочными швами на отдельные части — деформационные блоки. Если расстояние между темпе­ратурно-усадочными швами при температуре выше минус 40 °С не превышает пределов, указанных в табл.1.1, то конструкции без предварительного напряжения, а также предварительно напряженные, к трещиностойкости которых предъявляются требования 3-й категории, на темпе­ратуру и усадку можно не рассчитывать.   Таблица 1. 1 Наибольшие допустимые расстояния между температурно-усадочными швами в железобетонных конструкциях   Вид конструкции Расстояние между швами, м внутри отап­ливаемых зданий и в грунте в открытых сооружениях и в не отапливаемых зда­ниях Сборная каркасная  » сплошная Монолитная и сборно-монолитная каркасная То же, сплошная 60 50   50 40 40 30   30 25     Температурно-усадочные швы выполняются в надзем­ной части здания — от кровли до верха фундамента, раз­деляя при этом перекрытия и стены. Ширина температурно-усадочных швов обычно составляет 2—3 см, она уточняется расчетом в зависимости от длины температур­ного блока и температурного перепада. Наиболее четкий температурно-усадочный шов конструкции здания созда­ется устройством парных колонн и парных балок по ним. а – температурный шов на парных колоннах; б – осадочный шов на парных колоннах; в – осадочный шов с вкладным пролетом Рис. 1.2. Деформационные швы   Осадочные швы устраивают между частями зданий разной высоты или в зданиях, возводимых на участке с разнородными грунтами; такими швами делят и фунда­менты (рис. 1.2,б). Осадочные швы можно устраивать также с помощью вкладного пролета из плит и балок (рис. 1.2,в). Осадочный шов служит одновременно и температурно-усадочным швом здания.     Дата: 2018-12-21, просмотров: 281. 12345678910Следующая ⇒ Материалы представленные на сайте исключительно с целью ознакомления пользователям Интернета и не преследуют коммерческих целей или нарушение авторских прав. © 2018 - 2024