Четырехэтажное каркасное здание

Размещено на http://www.allbest.ru/

1. Общие данные для проектирования

Четырехэтажное каркасное здание без подвала имеет размеры в плане 52х16,8 м и сетку колонн 5,2х5,6 м. Высота этажа 3,3 м. Здание с неполным каркасом. Нормативное значение временной нагрузки на перекрытие Qk=5,1 кН/м2. Снеговая нагрузка по 2б подрайону (место строительства - г. Минск). Класс среды по условиям эксплуатации конструкций ХD 2.



2. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

Ригели поперечных рам трехпролётные. Плиты перекрытий - ребристые. Ребристые плиты принимаются с номинальной шириной, равной 1150 мм; связевые распорки шириной 1000 мм размещаются по рядам колонн и опираются на ригели.

Шаг колонн в продольном направлении составляет 5,2 м и в поперечном направлении составляет 5,6 м.

Рис.1. Компоновка перекрытия здания с неполным железобетонным каркасом



3. Расчет и конструирование многопустотной плиты перекрытия

3.1 Общие данные

Для изготовления сборной плиты перекрытия принимаем бетон класса С (согласно ТКП EN 1992-1-1-2009 , прил. Е, табл. Е.1N для класса условий эксплуатации ХD 2).

Характеристики бетона: fck =30МПа, fctm=2,9MПa, fcd=fck/=30/1,5=20МПа (где - коэффициент безопасности по бетону, принят равным 1,5 согласно табл.2.1N ТКП EN 1992-1-1-2009).

Для армирования плиты используем:

продольное армирование - арматуру класса S500, fyk=500 МПа,

fyd = =

(- частный коэффициент для арматуры, согласно табл. 2.1N ТКП EN 1992-1-1-2009 =1,15);

поперечное армирование - арматуру класса S240, fyk=240 МПа, .

Минимальный защитный слой бетона (согласно п. 4.4.1.2 ТКП EN 1992-1-1-2009):

cmin = max {мм},

где cmin,b - минимальная толщина из условия сцепления ( п. 4.4.1.2 (3) ТКП EN 1992-1-1-2009), в нашем случае принимается не менее диаметра арматуры. Предварительно принимаем диаметр рабочей арматуры 20 мм;

cmin,dur - минимальная толщина из условий защиты от влияния окружающей среды, (согласно таблице 4.4N для класса конструкции S4 принимаем cmin,dur=40мм);

cdur, - дополнительный элемент надежности (п. 4.4.1.2 (6) ТКП EN, принимаем равным нулю);

cdur,st - уменьшение минимальной толщины при использовании нержавеющей стали, (п. 4.4.1.2 (7) ТКП EN, принимаем равным нулю);

cdur,add - уменьшение минимальной толщины при использовании дополнительной защиты (п. 4.4.1.2(8) ТКП EN, принимаем равным нулю).

Принимаем cmin=cmin, dur=40мм.

Номинальная толщина защитного слоя составляет

cnom = cmin+Дcdev = 40+10 = 50мм,

где Дcdev=10мм - допустимое отклонение (п. 4.4.1.3(1) ТКП EN).

Предварительно задаемся размерами сечения ригеля:

- высота hриг = (1/10 ? 1/15)·L=(1/10 ? 1/15)·5,65=565…393мм, принимаем hриг =500мм , где L - пролет.

- ширина сечения bриг = (0,2 ? 0,4)h, bриг = (0,2-0,4)500 = 100…200мм. По конструктивным требованиям принимаем ширину ригеля

Найдем требуемую высоту поперечного сечения ребристой плиты:

где: - расчетный пролёт плиты, равный

leff = lп-b/2-a = 5200-200-100= 4900 мм 

здесь lп - расстояние между внутренними гранями ригелей, мм;

b - величина опирания плиты на полку ригеля;

и - длительная и кратковременная нормативные составляющие временной нагрузки соответственно;

с - коэффициент, принимаемый для ребристых плит 30;

- коэффициент увеличения прогибов при длительном действии нагрузки (для ребристых плит принимается равным 1,5).

Окончательно принимаем высоту плиты:

h = 400 мм.

Приведённая толщина панели равна площади полученного тавра делённой на ширину панели.

hred=0,181/1,12=0,162 м =16,2см

3.2 Определение внутренних усилий

Сбор нагрузок на 1 м2 плиты перекрытия приведен в таблице 1.

Таблица 1 - Нагрузки на сборное междуэтажное перекрытие

ид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке, f	Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянная
1.От собственного веса ребристой плиты перекрытия (д=0,162м,=2500кг/м3 )	4,05	1,35	5,468
2.От конструкции пола (д=0,04 м, =2400кг/м3)	0,96	1,35	1,296
3.От керамической плитки (д=0,02=2400кг/м3)	0,48	1,35	0,648
Итого	5,49		7,412
Временная
Полезная	5,1	1,5	7,65
Всего	10,59		15,062

Расчет плиты по несущей способности производим на действие наиболее неблагоприятного из следующих сочетаний нагрузок (в расчете нагрузки приводим к 1 метру длины плиты):

где - коэффициент для комбинационного значения переменного воздействия; согласно табл. А.1 ТКП EN 1990-2011 принимаем =0,7;

- понижающий коэффициент; согласно табл. А.2(В) ТКП EN 1990-2011 =0,85.

Тогда,



Расчетный изгибающий момент и максимальная поперечная сила от действия второго сочетания нагрузок равны:

Расчет плиты по эксплуатационной пригодности производим на действие практически постоянного сочетания нагрузок (п. 6.5.3 ТКП EN 1990-2011):

где - коэффициент для практически постоянного переменного воздействия (принят равным 0,7 согласно табл.А1 ТКП EN 1990-2011);

- нормативное значение временной нагрузки, кН/м2;

- нормативное значение постоянной нагрузки, кН/м2;

- номинальная ширина плиты, равная 1150 мм.

Расчетный изгибающий момент и максимальная поперечная сила от действия практически постоянного сочетания нагрузок равны:

3.3 Расчет плиты по прочности сечений, нормальных к продольной оси

Расчет производим с использованием упрощенного деформационного метода.

Максимальный расчетный момент равен .

Проверим условие, определяющее положение нейтральной оси. Предполагаем, что нейтральная ось проходит по нижней грани полки, и определяем область деформирования для прямоугольного сечения шириной .

Проверим выполнение условия Mf>Msd:

,

где d=h-cnom-Ш/2=400-50-6=354 мм -рабочая высота сечения при заданном диаметре рабочих продольных стержней арматуры 12 мм.

Изгибающий момент, воспринимаемый бетоном, расположенным в пределах высоты полки, находится по формуле:

-граница сжатой зоны проходит в полке.

где =0,978 при (табл. 6.7 [4]);

Принимаем арматуру S500 412 с АS1 = 4,52см2; согласно СТБ 1704-2012.

Сравним площадь принятой арматуры с минимально допустимой площадью армирования (согласно п. 9.2.1.1 ТКП EN 1992-1-1-2009):

,

где , но не менее

Таким образом, площадь поперечного сечения принятой арматуры больше минимально допустимой площади армирования As1=452 мм2 > As,min=124,5 мм2.

3.4 Расчет плиты по прочности наклонных сечений

Максимальная поперечная сила от полной расчётной нагрузки VSd=39.32 кН.

Проверяем необходимость установки поперечной арматуры по расчёту.

Определяем расчетную поперечную силу, воспринимаемую элементом без вертикальной и наклонной арматуры (п. 6.2.2 ТКП EN 1992-1-1-2009):

где ;

;

;

(плита не имеет предварительно напряженной арматуры);

но не менее:

,

где

Т.к. VSd=39.32 кН <VRd,c=44,34 кН, следовательно, установка поперечной арматуры по расчёту не требуется .

Конструктивно в плитах поперечная арматура устанавливается с шагом:

а) на приопорных участках длиной 0,25l: 150 мм;

б) в средней части элемента: 200 мм;

арматуру для поперечного армирования применяем: S240, 6 мм, из условия свариваемости.

3.5 Расчёт плиты на монтажные нагрузки

Панель имеет четыре монтажные петли из стали класса S240, расположенные на расстоянии 35см от концов панели. С учетом коэффициента динамичности kd = 1,4 расчетная нагрузка от собственного веса панели:

где g - собственный вес панели;

- приведённая толщина панели, м ();

b - конструктивная ширина панели (м);

- плотность бетона ();

- коэффициент безопасности по постоянной нагрузке ()

Отрицательный изгибающий момент консольной части панели:

При подъеме панели вес ее может быть передан на две петли. Тогда усилие на одну петлю составляет

Принимаем для петли арматуру S240 (As = 131,3 мм2).

3.6 Расчёт плиты по эксплуатационной пригодности

Проверка плиты по прогибам

Условие жесткости:



2.По таблице 11.2 (Пецольд) принимаем отношение

=1, т. к. =4.9 м < 7.0 м;

- принятая площадь растянутой арматуры

-требуемая площадь растянутой арматуры по расчету

3.Проверяем условие жесткости:

Условие жесткости выполняется.

3.7 Расчет плиты по образованию и раскрытию трещин

Максимальный изгибающий момент от действия нормативной нагрузки 29,5 кНм; d = 344 мм; АS1 = 452 мм2; =0,978

1.Определяем напряжения в продольной арматуре:



2.Определяем ширину раскрытия трещин:

где sr,max -- максимальное расстояние между трещинами;

sm -- средние относительные деформации арматуры при определяющем сочетании воздействий, включая влияние вынужденных деформаций и учитывая работу бетона на растяжение. Учитывается только дополнительная относительная деформация, выходящая за нулевое значение деформаций бетона на том же уровне;

cm -- средняя относительная деформация бетона между трещинами.

Значение определяется по формуле:

где s -- напряжение в растянутой арматуре сечения с трещиной

т.к плита работает без предварительного напряжения

принимается равным 

3.Проверяем выполнение условия :



4. Определение усилий в ригеле поперечной рамы

4.1 Расчетная схема и нагрузки

Поперечная многоэтажная рама имеет регулярную расчетную схему с равными пролетами ригелей и равными длинами стоек (высотами этажей). Сечения ригелей и стоек по этажам также приняты постоянными.

Нагрузка на ригель от многопустотных плит считается равномерно распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу поперечных рам. Подсчет нагрузок на 1м2 перекрытия приведен в табл.1. Вычисляют расчетную нагрузку на 1м длины ригеля.

Таблица 2 - Сбор нагрузок на ригель междуэтажного перекрытия.

Вид нагрузки	Расч. нагрузка на 1м2 (кН/м2)	Расч. нагрузка на 1м длины ригели перекрытия (кН/м)
Постоянная: 1)От собственного веса плиты перекрытия (,) 2)От конструкции пола (,) 3)От собственного веса ригеля: полка 400Ч150 ребро 350Ч200 4)От керамической плитки (д=0,02=2400кг/м3)	5,468 1,296 4,388 0,648	4,388
Итого:	11,8	42,93
Временная:	7,65
Полная нагрузка:	19,45	82,71

Определим расчётную нагрузку на 1м длины ригеля покрытия:

Постоянная:

От плиты покрытия: кН/м;

Собственный вес ригеля(): 4,388 кН/м;

Ц.п. стяжка (,):

От веса пароизоляции(): 10·0,005·5,2·1,35=0,351 кН/м;

От веса теплоизоляции(): 2,0·0,15·5,2·1,35= 2,106 кН/м;

От веса рулонного ковра(): 0,015 ·5,2·14·1,35=1,474 кН/м;

Итого: G = 43,49кН/м;

Временная нагрузка (собирается от снега):

Снеговые нагрузки на покрытия следует определять следующим образом:

a) для постоянных/переходных расчетных ситуаций по формуле

s i Ce Ct sk=0,8111,63=1,304 кН/м2;

b) для особых расчетных ситуаций, в которых чрезвычайная снеговая нагрузка является особым воздействием ,по формуле

s i Ce Ct sAd

(для РБ не рассчитывается согласно 2.(3) нац. приложения);

c) для особых расчетных ситуаций, в которых снеговые заносы являются особым воздействием, по формуле

s i sk

( для РБ не рассчитывается согласно 2(4) нац. приложения);

где: i-- коэффициент формы снеговых нагрузок (п. 5.3 ТКП EN) принимаем для плоских кровель I=0,8 ;

sk ??1,45 ??0,60 ???A ?150??/ 100( снеговой подрайон 2б для г. Минска)

А-высота над уровнем моря(принимаем по заданию)

sk ??1,45 ??0,60 ???180 ?150??/ 100

sAd -- расчетное значение для чрезвычайных снеговых нагрузок на грунт для определенной местности (см. 4.3);

Се -- коэффициент окружающей среды (рекомендуемое значение 1);

Сt -- температурный коэффициент (рекомендуемое значение 1);

Cesl -- коэффициент перехода к чрезвычайным снеговым нагрузкам.

Таким образом, расчетное значение снеговой нагрузки( на один метр длины ригеля покрытия):

Sd= - расчётное значение временной нагрузки на перекрытие, приведенное к одному метру длины ригеля.

4.2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля

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

Схема нумерации стержней и узлов:

Рис. 4.Схема нумерации стержней и узлов

Координаты узлов:

Схемы загружения ригелей.

ВН1 (постоянная нагрузка)

Рис. 5. Первый вариант нагружения поперечной рамы

ВН 2 (Снеговая нагрузка)

Рис. 6. Второй вариант нагружения поперечной рамы

ВН 3 (Временная по междуэтажным ригелям)



Рис. 7. Третий вариант нагружения поперечной рамы.

ВН 4(Временная через один пролёт, начиная с крайнего)

Рис. 8. Четвёртый вариант нагружения поперечной рамы

ВН5 (Временная через один пролёт, начиная со второго)

Рис. 9.Пятый вариант нагружения поперечной рамы

ВН6 (Временная нагрузка в двух крайних пролётах, далее через один)



Рис. 10. Шестой вариант нагружения поперечной рамы

Эпюры изгибающих моментов.

От КН1.

Рис. 11. Эпюры моментов от первой комбинации нагрузок От КН2.

Рис. 12. Эпюры моментов от второй комбинации нагрузок От КН3.

Рис. 13. Эпюры моментов от третьей комбинации нагрузок От КН4.



Рис. 14. Эпюры моментов от четвертой комбинации нагрузокЗдесь ВН - вариант нагружения, КН - комбинация нагружений, общий эффект которых в одной комбинации вычисляется по формуле:

,

Где - эффект воздействия;

- расчётное значение постоянной нагрузки;

- расчётное значение снеговой нагрузки;

- расчётное значение временной нагрузки (является преобладающей);

- коэффициент сочетания для снеговой нагрузки (для РБ принимается 0,7);

- понижающий коэффициент.

Для данной расчетной схемы приняты следующие варианты нагружений:

ВН1 - постоянная нагрузка от собственного веса элементов конструкций;

ВН2 - снеговая нагрузка;

ВН3 - временная нагрузка по всем междуэтажным пролетам;

ВН4 - временя нагрузка через один междуэтажный пролёт, начиная с крайнего левого;

ВН5 - временная нагрузка через один междуэтажный пролёт, начиная со второго;

ВН6 - временная нагрузка в двух крайних пролётах и далее через один.

В соответствии с принятыми вариантами нагружений, образуем следующие комбинации нагружений:

1) КН1=0,85ВН1+0,7ВН2+ВН3; 2) КН2=0,85ВН1+0,7ВН2+ВН4;

3) КН3=0,85ВН1+0,7ВН2+ВН5; 4) КН4=0,85ВН1+0,7ВН2+ВН6;

Для двух крайних ригелей второго этажа строим огибающие эпюры изгибающих моментов, а также эпюры изгибающих моментов после перераспределения внутренних усилий вследствие образования пластических шарниров в опорных сечениях с наибольшим по абсолютному значению опорным моментом:

Эпюры моментов ригеля при различных комбинациях схем нагружения строят по данным отчета:

Вариант нагружения №1



Вариант нагружения №2

Вариант нагружения №3

Вариант нагружения №4



Рис. 15. Объемлющие эпюры.

4.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

4.3.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

Для изготовления сборного ригеля принимаем бетон класса С

(согласно ТКП EN 1992-1-1-2009 , прил. Е, табл. Е.1N) для классаfc,cube=37MПа, fcm=38MПа, fctm=2,9MПa, fcd=fck/=30/1,5=20МПа (где - коэффициент безопасности по бетону, принят равным 1,5 согласно табл.2 ТКП EN 1992-1-1-2009); продольную арматуру - из стали класса S500, fyd = (- частный коэффициент для арматуры, согласно табл. 2.1N ТКП EN 1992-1-1-2009 =1,15), fyk=500МПа, поперечную арматуру - из стали класса S240, fyk=240 МПа; армирование сварными сетками и каркасами.

4.3.2 Определение высоты сечения ригеля. Подбор арматуры

1)Определение высоты сечения ригеля:

Высоту сечения подбирают по опорному моменту при = 0,35, поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. Принятое же сечение ригеля следует затем проверить по пролетному моменту (если он больше опорного) так, чтобы относительная высота сжатой зоны была lim и исключалось переармированное неэкономичное сечение. По табл. 6,7 Пецольд 1 и при = 0,35 находят значение

m = 0,242, а также :

, значит разрушение по арматуре.

Вычисляем d:

- принимаем h = 500 мм исходя из конструктивных соображений

2) Подбор продольной арматуры:

Сечение в первом пролете: Msd= 217,11кНм;

d = h - 50-10 = 500-60 = 440 мм.

По табл. 6.7 Пецольд;

Принимаем 620 S500 с AS1 = 1885 мм2.

Сечение во втором пролете пролете: Мsd = 111,8 кНм;

d = h - 50-6 = 500-56 = 444 мм.

;

По табл. 6.7 Пецольд;

Принимаем 612 S500 с AS1 = 679 мм2.

Крайний ригель сечение на правой опоре: Мsd =163,51кНм;

d = h - 50-10 = 500-60 = 440 мм.

;

По табл. 6.7 Пецольд;

Принимаем 320 S500 с AS1 = 9,41см2.

Второй ригель сечение на левой опоре: Мsd =168,65кНм;

d = h - 50-10 = 500-60 = 440 мм.

;

По табл. 6.7 Пецольд;

Принимаем 320 S500 с AS1 = 9,41см2.

Второй ригель сечение на правой опоре: Мsd =158,08кНм;

d = h - 50-10 = 500-60 = 440 мм.

;

По табл. 6.7 Пецольд;



Принимаем 320 S500 с AS1 = 9,41см2.

4.4 Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

Эпюра поперечных сил:

Для левого ригеля Vsd max=264,62 кН.

Согласно п.6.2.3. ТКП EN 1992-1-1-2009 для элементов с вертикальной поперечной арматурой сопротивление срезу принимается как меньшее из значений:

где Asw -- площадь сечения поперечной арматуры;

s -- расстояние между хомутами;

fywd -- расчетное значение предела текучести поперечной арматуры;

1 -- коэффициент понижения прочности бетона, учитывающий влияние наклонных трещин;

cw -- коэффициент, учитывающий уровень напряжения в сжатом поясе (принимаем равным единице);

z=0,9d - плечо внутренней пары сил;

=400 - угол между трещиной и продольной осью плиты;

- коэффициент для учета неравномерности распределения напряжений в арматуре по высоте сечения (принимается равным 0,8);

=0,528 (fck в МПа)

Принимаем поперечную арматуру 316 класса S240 ().

Определим шаг арматуры s:

=

Окончательно принимаем шаг поперечной арматуры на приопорных участках левого ригеля:

S1=180мм

Уточним значение :



Таким образом, при данной арматуре:

< и >, где = 264,62кН.

Значит, подобранная арматура удовлетворяет условиям прочности.

Принимаем на приопорных участках поперечную арматуру 316 S240 c шагом s1=180мм. В середине пролёта шаг принимается s2=330мм при арматуре того же класса и диаметра, т.к. согл. п. 9.2.2(6) ТКП EN, наибольшее продольное расстояние между следующими друг за другом элементами поперечной арматуры не должно превышать значения sl,max, где:

Определим коэффициент поперечного армирования для приопорного участка(форм.9.4 ТКП EN):

,

где w -- коэффициент поперечного армирования; w должен быть не менее w,min;

Asw -- площадь сечения поперечной арматуры на длине s ();

S -- расстояние между поперечной арматурой, измеренное вдоль продольной оси элемента (шаг поперечной арматуры); для приопорного участка;

bw -- ширина ребра элемента ();

-- угол между поперечной арматурой и продольной осью элемента;

равен 900

Тогда:

То же для середины пролета (s2=330мм):

Определим минимальный коэффициент армирования (форм. 9.5N ТКП EN):

Расчётный процент поперечного армирования превышает минимально требуемый.

Для правого ригеля Vsd max=220,01 кН.

Принимаем поперечную арматуру 316 класса S240 ().

Определим шаг арматуры s:

=

Окончательно принимаем шаг поперечной арматуры на приопорных участках левого ригеля:

S1=210мм

Уточним значение :

Таким образом, при данной арматуре:

< и >, где = 220,01кН.

Значит, подобранная арматура удовлетворяет условиям прочности.

Принимаем на приопорных участках поперечную арматуру 316 S240 c шагом s1=210мм. В середине пролёта шаг принимается s2=330мм при арматуре того же класса и диаметра, т.к. согл. п. 9.2.2(6) ТКП EN, наибольшее продольное расстояние между следующими друг за другом элементами поперечной арматуры не должно превышать значения sl,max, где:

Определим коэффициент поперечного армирования для приопорного участка(форм.9.4 ТКП EN):

,

где w -- коэффициент поперечного армирования; w должен быть не менее w,min;

Asw -- площадь сечения поперечной арматуры на длине s ();

S -- расстояние между поперечной арматурой, измеренное вдоль продольной оси элемента (шаг поперечной арматуры); для приопорного участка;

bw -- ширина ребра элемента ();

-- угол между поперечной арматурой и продольной осью элемента;

равен 900

Тогда:

То же для середины пролета (s2=330мм):

Определим минимальный коэффициент армирования (форм. 9.5N ТКП EN):

Расчётный процент поперечного армирования превышает минимально требуемый.



4.5 Конструирование арматуры ригеля

Стык ригеля с колонной выполняют на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель армируют тремя сварными каркасами, часть продольных стержней каркасов обрывают в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре арматуры (материалов). Обрываемые стержни заводят за место теоретического обрыва на длину заделки W.

Эпюру арматуры строят в такой последовательности:

Определяют изгибающие моменты М, воспринимаемые в расчетных сечениях по фактически принятой арматуре.

Устанавливают графически на эпюре моментов по ординатам М места теоретического обрыва стержней.

Определяют длину анкеровки обрываемых стержней.

Рассмотрим сечение первого пролета.

арматура 620 с AS1 = 18.85 см2

d = 440 мм.

; = 0.865;

;

В месте теоретического обрыва арматура

320 S500, АS = 9,41 см2

; = 0.942;

Расчетную длину анкеровки ненапрягаемых стержней lbd следует рассчитывать по формуле:

где 1, 2, 3, 4 и 5 -- приведенные в таблице 8.2 коэффициенты:

1 -- для учета влияния формы стержней при достаточном защитном слое ;

2 -- для учета влияния минимальной толщины защитного слоя бетона

3 -- для учета влияния усиления поперечной арматурой;

4 -- для учета влияния одного или нескольких приваренных поперечных стержней (t > 0,6) вдоль расчетной длины анкеровки lbd ;

5 -- для учета влияния поперечного давления плоскости раскалывания вдоль расчетной длины анкеровки.

Произведение

lb,rqd -- следует из формулы:

где sd -- расчетное напряжение стержня в месте, от которого измеряется анкеровка( принимается sd =fyd;)



Где где fctd -- расчетное значение предела прочности бетона при растяжении; .

С учетом повышенной хрупкости высокопрочного бетона fctк,0,05 должно быть ограничено до значений для С60/75, если не может быть проверено, что средняя прочность сцепления увеличивается выше указанного предела;

1 -- коэффициент, учитывающий качество условий сцепления и положение стержней во время бетонирования;

1 = 1,0 -- если достигаются хорошие условия сцепления, и

1 = 0,7 -- для всех других случаев, а также для конструктивных элементов, которые были изготовлены с применением слипформеров, если не может быть показано что обеспечиваются хорошие условия сцепления;

2 -- коэффициент, учитывающий диаметр стержня:

2 = 1,0 -- для 32 мм;

2 = (132 - )/100 -- для > 32 мм

lb, min -- минимальная длина анкеровки, если не действует другое ограничение, принимается:

-- для анкеровки при растяжении

lb,min = max [ 0,3 lb,rgd; 10Ш; 100 мм];

-- для анкеровки при сжатии

lb,min = max [ 0,6 lb,rgd; 10Ш; 100 мм].

Для нашего случая:



где 0,71 (согласно табл. 8.2 ТКП EN 1992-1-1-2009), сd=c (согл. рис. 8.3 ТКП EN)

Тогда

, т.к. К=0

Имеем расчётную длину анкеровки:

Рассмотрим сечение второго пролета.

арматура 612 S500 с AS1 = 6.79 см2

; = 0.96;

;

В месте теоретического обрыва арматура

312 S500, АS = 3.39 см2 d = 444мм;

; = 0.981;

Определим длину анкеровки для арматуры 12:

где 0,71 (согласно табл. 8.2 ТКП EN 1992-1-1-2009), сd=c (согл. рис. 8.3 ТКП EN)

Тогда Принимаем 0,7

, т.к. К=0

Имеем расчётную длину анкеровки:

Рассмотрим сечение крайнего ригеля на правой опоре.

арматура 320 S500 с AS1 = 9,41см2.

; = 0.942;

;

310 S500, АS = 2.36 см2 d = 445мм;

; = 0.987;

Определим длину анкеровки для арматуры 20:

где 0,71 (согласно табл. 8.2 ТКП EN 1992-1-1-2009), сd=c (согл. рис. 8.3 ТКП EN)

Тогда

, т.к. К=0

Имеем расчётную длину анкеровки:

Рассмотрим сечение на левой опоре второго ригеля.

арматура 320 S500 с AS1 = 9,41см2.

; = 0.942;

;

310 S500, АS = 2.36 см2 d = 445мм;

; = 0.987;

Определим длину анкеровки для арматуры 20:



где 0,71 (согласно табл. 8.2 ТКП EN 1992-1-1-2009), сd=c (согл. рис. 8.3 ТКП EN)

Тогда

, т.к. К=0

Имеем расчётную длину анкеровки:

Рассмотрим сечение на правой опоре среднего ригеля .

арматура 320 S500 с AS1 = 9,41см2.

; = 0.942;

;

310 S500, АS = 2.36 см2 d = 445мм;

; = 0.987;

Определим длину анкеровки для арматуры 20:

где 0,71 (согласно табл. 8.2 ТКП EN 1992-1-1-2009), сd=c (согл. рис. 8.3 ТКП EN)

Тогда

, т.к. К=0

Имеем расчётную длину анкеровки:

Строим эпюру материалов:



Рис. 17. Эпюра материалов



5. Определение усилий в колонне

5.1 Определение внутренних усилий колонны от расчетных нагрузок

Расчет проводим в программном комплексе “RADUGA-BETA”. Расчетная схема аналогична схеме расчета ригеля. Строим эпюры колонны изгибающих моментов и соответствующих продольных усилий.

Значения внутренних усилий при вариантах нагружения:

КН1

КН2

КН3



КН4

5.1.1 Характеристики бетона и арматуры

Принимаем класс тяжелого бетона C 30/37 и класс арматуры S500 принимают такими же, как и для ригеля.

Комбинация расчетных усилий 4: max N = 1726,6 кН и соответствующий момент

M = 27,51 кНм, и соответствующие загружению комбинацией 2 значения N = 1005,14кН и соответствующий момент max M = 90,23 кНм.

5.2 Подбор симметричной арматуры. Проверка прочности поперечного сечения

Колонна многоэтажного рамного каркаса с размерами сечения b=400 мм, h=400 мм. Арматура класса S500 симметрично расположена в сечении, т.е AS1 = AS2.

Расчетная длина колонны многоэтажных зданий при жестком соединении колоннами с фундаментом и шарнирном в уровне перекрытия (согласно 5.8.3.2(2) равна: .

Первое сочетание:

Величина эксцентриситета приложения продольной силы равна:



Необходимо учесть геометрические несовершенства (п. 5.2(7) ТКП EN 1992-1-1-2009):

Для данного сочетания:

Имеет место случай малого эксцентриситета. Согласно 9.5.2(2) ТКП EN 1992-1-1-2009:

Общее количество продольной арматуры не должно быть менее As,min:

или 0,002Aс, в зависимости от того, какое значение больше,

где fyd -- расчетное значение предела текучести арматуры;

NEd -- расчетное значение максимального осевого сжимающего усилия ().

Таким образом,

Принимаем ориентировочно S500 (As=804мм2).

Согласно 9.5.3(1):

Диаметр поперечной арматуры (хомутов, петель или винтовой спиральной арматуры) не должен быть менее 6 мм или четверти максимального диаметра продольной арматуры, в зависимости от того, что больше.

Принимаем поперечные стержни S240 c шагом 200мм, исходя из требований 9.5.3(3).

Проверка прочности сечения:

Определим необходимость учёта продольного изгиба для колонны при проверке прочности её расчётного сечения:

Гибкость колонны:

,

Где - радиус инерции бетонного сечения без трещин;

Тогда с учетом найденной ранее расчётной длины:

Минимальный процент армирования установленный нормами равен

Определяем минимальную площадь арматуры:

Принимаем величину относительной высоты сжатой зоны равной

По таблице 6.7 (Пецольд) находим ,

Т.к. (0.61<0.894) сечение находится в области деформирования 3 и коэффициенты ks1<1.0, ks2=1.0

Определяем величину относительной деформации растянутой арматуры:

Определяем коэффициент ks1:

Определяем величину равнодействующих внутренних усилий:

Определяем величину изгибающего момента, воспринимаемого сечением, относительно центра тяжести сечения растянутой арматуры:

Т.к. MRd1> MSd (367,28>27,51), арматура подобрана правильно.

Принимаем S500 (As=804мм2).

Определяем коэффициент продольного армирования:



Следовательно, арматура подобрана правильно.

Второе сочетание:

Величина эксцентриситета приложения продольной силы равна:

Необходимо учесть геометрические несовершенства (п. 5.2(7) ТКП EN 1992-1-1-2009):

Для данного сочетания:

Имеет место случай малого эксцентриситета. Согласно 9.5.2(2) ТКП EN 1992-1-1-2009:

Общее количество продольной арматуры не должно быть менее As,min:

или 0,002Aс, в зависимости от того, какое значение больше,

где fyd -- расчетное значение предела текучести арматуры;

NEd -- расчетное значение максимального осевого сжимающего усилия ().

Таким образом,

Принимаем минимально допустимый диаметр S500 (As=804мм2).

Согласно 9.5.3(1):

Диаметр поперечной арматуры (хомутов, петель или винтовой спиральной арматуры) не должен быть менее 6 мм или четверти максимального диаметра продольной арматуры, в зависимости от того, что больше.

Принимаем поперечные стержни S240 c шагом 200мм, исходя из требований 9.5.3(3).

Проверка прочности сечения:

Определим необходимость учёта продольного изгиба для колонны при проверке прочности её расчётного сечения:

Гибкость колонны:

,

Где - радиус инерции бетонного сечения без трещин;

Тогда с учетом найденной ранее расчётной длины:

Минимальный процент армирования установленный нормами равен

Определяем минимальную площадь арматуры:

Принимаем величину относительной высоты сжатой зоны равной

По таблице 6.7 (Пецольд) находим ,

Поскольку выполняется условие ,сечение находится в области деформирования 2 и коэффициенты и .

Определяем величину равнодействующих внутренних усилий:

Определяем величину изгибающего момента, воспринимаемого сечением, относительно центра тяжести сечения растянутой арматуры:

Т.к. MRd1> MSd (251,3>90,23), арматура подобрана правильно.

Принимаем S500 (As=804мм2).

Определяем коэффициент продольного армирования:

Следовательно, арматура подобрана правильно.



5.3 Расчёт консоли колонны

1)Расчёт консоли на действие изгибающего момента. Подбор продольной арматуры консоли:

Размеры расчётного сечения:

Растянутая арматура класса S500 расположена в верхней части сечения.

Расчетная поперечная сила, действующая на консоль с эксцентриситетом относительно расчётного сечения .

Тогда расчётный изгибающий момент

для арматуры класса S500.

(по табл.6.7 Пецольд)

Принимаем S500 ()

2) Подбор поперечной арматуры консоли колонны:

Согласно п. 6.2.2(6) Для элементов конструкций, у которых нагрузка приложена к верхней грани сечения в пределах зоны 0,5d av 2d от края опоры (или середины опоры, если используются деформируемые опоры), вклад данной нагрузки в поперечном усилии VEd учитывается умножением на коэффициент = av/2d. Данное понижение может быть применено при определении VRd,c. Это правило понижения действительно только в тех случаях, когда продольная арматура полностью надежно заанкерена на опоре. Для av 0,5d, как правило, необходимо использовать значение av = 0,5d.

Здесь

где d -- в мм;

Таким образом, при выполнении условия установка поперечной арматуры не требуется.

;

Принимаем av = 0,5d.

Тогда

Условие не выполняется, значит нужна поперечная арматура по расчёту.

Согласно п.6.2.3. ТКП EN 1992-1-1-2009 для элементов с вертикальной поперечной арматурой сопротивление срезу принимается как меньшее из значений:

где Asw -- площадь сечения поперечной арматуры;

s -- расстояние между хомутами;

fywd -- расчетное значение предела текучести поперечной арматуры;

1 -- коэффициент понижения прочности бетона, учитывающий влияние наклонных трещин;

cw -- коэффициент, учитывающий уровень напряжения в сжатом поясе (принимаем равным единице);

z=0,9d - плечо внутренней пары сил;

=450 - угол между трещиной и продольной осью консоли;

- коэффициент для учета неравномерности распределения напряжений в арматуре по высоте сечения (принимается равным 0,8);

=0,528 (fck в МПа)

Принимаем поперечную арматуру 216 класса 240 ().

Определим шаг арматуры s:

=

Окончательно принимаем шаг поперечной арматуры:

S1=210мм

Таким образом, при данной арматуре:

< и >, где = 264,62кН.



6. Расчет и проектирование монолитного железобетонного перекрытия с балочными плитами

сборный перекрытие многопустотный железобетонный

Для расчета принимаем следующие данные:

- длина здания, м - 52;

- ширина здания, м -16,8;

- количество главных пролетов - 3

- количество второстепенных пролетов - 10

- номинальный пролет второстепенной балки, м - 5,2

- номинальный пролет главной балки, м - 5.6

пролет плиты, м - 1,12

бетон

- продольная арматура класса S500

6.1 Расчет и конструирование монолитной железобетонной плиты

Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия:

высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок:

; .

высота и ширина поперечного сечения главных балок:

; .

- толщина плиты:



6.1.1 Определение расчетных пролетов и нагрузок

Для расчета плиты по первой группе предельных состояний необходимо учитывать следующие сочетания нагрузок (приведенной к 1 метру плиты):

Где: - коэффициент для комбинационного значения переменного воздействия;

- понижающий коэффициент

Согласно табл. А1 ТКП EN 1990-2011 принимаем =0,7

Тогда,

Таким образом, для расчёта по первой группе предельных состояний будем использовать значение нагрузки, полученной от второй комбинации, т.к. она имеет более неблагоприятное воздействие.

За расчетные пролеты плиты в коротком направлении принимаются:

- крайние - расстояние от оси опоры на стене до грани ребра второстепенной балки:

;

- средние - расстояние в свету между гранями второстепенных балок:



.

Монолитные балочные плиты (в нашем случае отношение пролетов 5500/1100 = 5 3) при расчете рассматриваются как неразрезные балки шириной 100см, опертые на второстепенные балки. При ширине полосы 1м нагрузка, приходящаяся на 1м2 плиты, равна по величине нагрузке на 1м погонной полосы. Подсчет нагрузки дан в таблице 4.

Таблица 4 - Нагрузки на 1м2 монолитного перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянная 1)от собственного веса плиты(=0,08м, =25 кН/м3); 2)от бетонного пола (, )	2,0 0,96	1,35 1,35	2,7 1,296
Итого	2,96		Gd = 3,996
Временная полезная (по заданию)	5,1	1,5	7,65
Итого	8,06		Qd = 7,65

6.1.2 Определение расчетных усилий

Определение расчётных усилий выполняем для двух условно выделенных полос:

полоса 1 - между осями 1-2 у торцевых стен (участки плиты защемлены по трём сторонам);

полоса 2 - между осями 2-3 (участки плиты защемлены по четырём сторонам).



Рис. 20. Компоновка монолитного перекрытия

Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий:

в первом пролете (при раздельном армировании):

;

- на первой промежуточной опоре:

;

в средних пролетах и средних опорах (для полосы 1):

;

-в средних пролётах и на средних опорах, где плиты окаймлены по всему контуру монолитно связанными с ними балками:



Наибольшая поперечная сила возникает на первой промежуточной опоре слева:

6.1.3 Определение толщины плиты

Принимаем = 0,2, тогда m =0,135

Mmax = 0,692 кНм, Vmax = 5,503 кН.

Полная высота плиты:

h = d + a = 15,99 + (40 + 5) = 60,99 см, где а =40+ Ш/2 = 40 + 10/2 = 45 мм;

(Ш= 10мм - предполагаемый диаметр рабочей арматуры плиты); 40 мм - защитный слой.

Принимаем толщину плиты 80 мм из конструктивных соображений.

Уточняем рабочую толщину плиты:

d =80 - (40 + 5) = 35 мм.

При выполнении условия установка поперечной арматуры не требуется.

Здесь -поперечная сила, воспринимаемая сечением без поперечной арматуры.

Условие выполнено.

Постановка поперечной арматуры для плиты не требуется.



6.1.4 Подбор сечения арматуры

При назначении шага рабочей арматуры сеток необходимо руководствоваться требованиями п.9.3.1.1 ТКП EN 1992-1-1-2009

в первом пролёте (полоса 1 и 2):

Арматура для сеток класса S500;

;

на первой промежуточной опоре (полоса 1 и 2):

в средних пролётах и на средних опорах (полоса 1) :

;

в средних пролётах и на средних опорах (полоса 2):

В соответствии с полученными значениями AS принимаем следующие сетки:

- в средних пролётах и на средних опорах С1: , AS1 = 95,74 мм2,

- в первом пролёте и на первой промежуточной опоре: дополнительная сетка С2:

, AS2 = 95,74 мм2, всего AS = AS1+ AS2 = 95,74+95,74 = 191,48 мм2.

6.2 Расчет второстепенной балки

6.2.1 Определение нагрузок

Сбор нагрузок на 1м длины второстепенной балки, имеющей поперечное сечение в виде тавра:

1)Постоянная расчётная:

(здесь 0.08 - площадь поперечного сечения балки, м2; 25 - плотность бетона, кН/м3; 1,19 - шаг второстепенных балок, м; 1.296 - расчётное значение нагрузки на балку от веса пола, кН)

2) Временная расчётная:

Составляем основные сочетания нагрузок на балку:

1)Первое сочетание: P1Б=

2)Второе сочетание:

Второе сочетание имеет более неблагоприятное воздействие. В дальнейшем будем использовать только его.

6.2.2 Определение расчетных пролетов

- для крайних пролетов;

- для средних пролетов.

6.2.3 Определение расчетных усилий

Ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов вычисляются в сечениях через 0,2 l0 по формуле .

Значения коэффициентов принимаем по отношению:

Определение изгибающих моментов в различных сечениях второстепенной балки будем производить в табличной форме:

Таблица 5 - Изгибающие моменты второстепенной балки

№ пролёта	№ точки	Доля пролёта		, кНм	М, кНм
			+	-		ММАХ	ММIN
I	1	0,2 l01	0,065		303,94	19,76
	2	0,4 l01	0,090			27,35
	мах	0,425 l01	0,091			27,66
	3	0,6 l01	0,075			22,8
	4	0,8 l01	0,020			6,08
	5	1,0 l01	-	0,0715		-	-21,73
II	6	0,2 l02	0,018	0,026	307	5,53	-7,98
	7	0,4 l02	0,058	0,003		17,81	-0,921
	мах	0,5 l02	0,0625	-		19,19	-
	8	0,6 l02	0,058	0		17,81	0
	9	0,8 l02	0,018	0,02		5,53	-6,14
	10	1,0 l02	-	0,0625		-	-19,19
III	11	0,2 l02	0,018	0,019	307	5,53	-5,83
	12	0,4 l02	0,058	0,004		17,81	-1,23
	мах	0,5 l02	0,0625			19,19

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

Перерезывающие силы (у граней опор):

- у опоры А: ;

- у опоры В слева: ;

- у опоры В справа и у остальных опор:.

6.2.4 Определение размеров сечения второстепенной балки

Второстепенная балка имеет тавровое сечение. Но если полка тавра расположена в растянутой зоне, то она при расчёте не учитывается, и в этом случае расчёт тавровой балки ничем не отличается от расчёта прямоугольной балки с шириной равной ширине ребра. Поэтому размеры сечения второстепенной балки определяем по наибольшему опорному моменту:

ММАХ = 27,66 кНм . При = 0,36, m = 0,248.

Предварительно были приняты следующие размеры поперечного сечения:

h = 400 мм, = 200 мм. Проверяем правильность назначенной высоты сечения второстепенной балки:

;

h = d + c =166,98+ 40 = 206,98 мм < 400 мм.

Принимаем окончательно h=400 мм.

Уточняем d:

6.2.5 Подбор продольной арматуры

Определяем ширину полки :

Сечение в первом пролёте:

Мsd =27,66кНм;

d = 400 - 40-8/2 = 356 мм;

Так как в этом случае сжата полка тавра, необходимо определить, где проходит нейтральная ось сечения:

В случае выполнения условия Mf>Msd нейтральная ось располагается в полке.

, значит область деформирования 1б. Тогда

Условие выполняется, значит нейтральная ось располагается в полке. Дальнейший расчёт ведём как для прямоугольного сечения шириной мм.

- область деформирования 1а;

(по табл. 6.7 Пецольд) ;

;

Принимаем 48 S500 с AS1 = 201 мм2;

Уточняем несущую способность сечения:

;

с - несущая способность сечения в первом пролёте.

Сечение на первой промежуточной опоре:

Расчёт ведём как для прямоугольного сечения размерами 200Х400, так как бетон растянутой в данном случае полки не включён в работу.

Мsd =21,73кНм;

d = 356 мм;

Принимаем S500

Уточняем несущую способность сечения:

Несущая способность сечения на второй промежуточной опоре:



Сечение во втором пролёте:

Расчёт ведём как для таврового сечения, так как бетон сжатой в данном случае полки включён в работу.

Мsd =19,19кНм;

d = 400 - 40-8/2 = 356 мм;

Принимаем 500

Уточняем несущую способность сечения:

Несущая способность сечения во втором пролёте:

Сечение на второй промежуточной опоре:

Расчёт ведём как для прямоугольного сечения размерами 200Х400, так как бетон растянутой в данном случае полки не включён в работу.

Мsd =19,19кНм;

d = 356 мм;

Принимаем S500

Уточняем несущую способность сечения:

Несущая способность сечения на второй промежуточной опоре:

6.2.6 Расчёт поперечной арматуры

Первый пролёт:

Согласно п.6.2.3. ТКП EN 1992-1-1-2009 для элементов с вертикальной поперечной арматурой сопротивление срезу принимается как меньшее из значений:

где Asw -- площадь сечения поперечной арматуры;

s -- расстояние между хомутами;

fywd -- расчетное значение предела текучести поперечной арматуры;

1 -- коэффициент понижения прочности бетона, учитывающий влияние наклонных трещин;

cw -- коэффициент, учитывающий уровень напряжения в сжатом поясе (принимаем равным единице);

z=0,9d - плечо внутренней пары сил;

=400 - угол между трещиной и продольной осью плиты;

- коэффициент для учета неравномерности распределения напряжений в арматуре по высоте сечения (принимается равным 0,8);

=0,528 (fck в МПа)

Предварительно принимаем поперечную арматуру 38 класса S240 ().

Определим шаг арматуры s:

=



Окончательно принимаем шаг поперечной арматуры на приопорных участках первого пролёта:

S1=260мм

Уточним значение :

Таким образом, при данной арматуре :

< и >, где = 36,66кН.

Значит, подобранная арматура удовлетворяет условиям прочности.

Принимаем на приопорных участках поперечную арматуру 38 S240 c шагом s1=260мм. В середине пролёта шаг принимается s2=260мм при арматуре того же класса и диаметра, т.к. согл. п. 9.2.2(6) ТКП EN, наибольшее продольное расстояние между следующими друг за другом элементами поперечной арматуры не должно превышать значения sl,max, где:

Принимаем шаг конструктивной арматуры S240 в середине первого пролёта 260 мм

Определим коэффициент поперечного армирования для приопорного участка(форм.9.4 ТКП EN):



,

где w -- коэффициент поперечного армирования; w должен быть не менее w,min;

Asw -- площадь сечения поперечной арматуры на длине s ();

S -- расстояние между поперечной арматурой, измеренное вдоль продольной оси элемента (шаг поперечной арматуры); для приопорного участка;

bw -- ширина ребра элемента ();

-- угол между поперечной арматурой и продольной осью элемента;

равен 900

Тогда:

То же для середины пролета (s2=260мм):

Определим минимальный коэффициент армирования (форм. 9.5N ТКП EN):



Расчётный процент поперечного армирования превышает минимально требуемый.

Второй пролёт:

Принимаем поперечную арматуру 38 класса S240 ().

Определим шаг арматуры s:

=

Окончательно принимаем шаг поперечной арматуры на приопорных участках левого ригеля: S1=310мм

Уточним значение :

Таким образом, при данной арматуре :

< и >, где = 30,7кН.

Значит, подобранная арматура удовлетворяет условиям прочности.

Принимаем на приопорных участках поперечную арматуру 38 S240 c шагом s1=310мм. В середине пролёта шаг принимается s2=260мм при арматуре того же класса и диаметра, т.к. согл. п. 9.2.2(6) ТКП EN, наибольшее продольное расстояние между следующими друг за другом элементами поперечной арматуры не должно превышать значения sl,max, где:

Принимаем шаг конструктивной арматуры S240 в середине первого пролёта 250 мм

Определим коэффициент поперечного армирования для приопорного участка(форм.9.4 ТКП EN):

,

где w -- коэффициент поперечного армирования; w должен быть не менее w,min;

Asw -- площадь сечения поперечной арматуры на длине s ();

S -- расстояние между поперечной арматурой, измеренное вдоль продольной оси элемента (шаг поперечной арматуры); для приопорного участка;

bw -- ширина ребра элемента ();

-- угол между поперечной арматурой и продольной осью элемента;

равен 900

Тогда:

То же для середины пролета (s2=250мм):

Определим минимальный коэффициент армирования (форм. 9.5N ТКП EN):

Расчётный процент поперечного армирования превышает минимально требуемый.

6.2.7 Конструирование арматуры второстепенной балки

Рассмотрим первый пролет.

Арматура 48 AS1 = 201 мм2.

В месте теоретического обрыва арматура 28 S500,АS =101 мм2;

d = 400 - 40 - 8/2 =356 мм;

(стадия 1а)

Расчетную длину анкеровки ненапрягаемых стержней lbd следует рассчитывать по формуле:



где 1, 2, 3, 4 и 5 -- приведенные в таблице 8.2 коэффициенты:

1 -- для учета влияния формы стержней при достаточном защитном слое ;

2 -- для учета влияния минимальной толщины защитного слоя бетона;

3 -- для учета влияния усиления поперечной арматурой;

4 -- для учета влияния одного или нескольких приваренных поперечных стержней (t > 0,6) вдоль расчетной длины анкеровки lbd ;

5 -- для учета влияния поперечного давления плоскости раскалывания вдоль расчетной длины анкеровки.

Произведение

lb,rqd -- следует из формулы:

где sd -- расчетное напряжение стержня в месте, от которого измеряется анкеровка( принимается sd =fyd;

Где где fctd -- расчетное значение предела прочности бетона при растяжении;

С учетом повышенной хрупкости высокопрочного бетона fctк,0,05 должно быть ограничено до значений для С60/75, если не может быть проверено, что средняя прочность сцепления увеличивается выше указанного предела;

1 -- коэффициент, учитывающий качество условий сцепления и положение стержней во время бетонирования;

1 = 1,0 -- если достигаются хорошие условия сцепления, и

1 = 0,7 -- для всех других случаев, а также для конструктивных элементов, которые были изготовлены с применением слипформеров, если не может быть показано что обеспечиваются хорошие условия сцепления;

2 -- коэффициент, учитывающий диаметр стержня:

2 = 1,0 -- для 32 мм;

2 = (132 - )/100 -- для > 32 мм

lb, min -- минимальная длина анкеровки, если не действует другое ограничение, принимается:

-- для анкеровки при растяжении

lb,min = max [ 0,3 lb,rgd; 10Ш; 100 мм];

-- для анкеровки при сжатии

lb,min = max [ 0,6 lb,rgd; 10Ш; 100 мм].

Для нашего случая:

где 0,71 (согласно табл. 8.2 ТКП EN 1992-1-1-2009), сd=c (согл. рис. 8.3 ТКП EN)

Тогда Принимаем =0,7

, т.к. К=0

Имеем расчётную длину анкеровки:

Рассмотрим второй пролёт:

Арматура 48 AS1 = 201 мм2.

В месте теоретического обрыва арматура 28 S500,АS =101 мм2;

d = 400 - 40 - 8/2 =356 мм;

(стадия 1а)

Расчетная длина анкеровки:

где 0,71 (согласно табл. 8.2 ТКП EN 1992-1-1-2009), сd=c (согл. рис. 8.3 ТКП EN)

Тогда Принимаем =0,7

, т.к. К=0

Имеем расчётную длину анкеровки:

Рассмотрим сечение балки на первой промежуточной опоре :

Арматура 38S500 AS = 151 мм2.

В месте теоретического обрыва арматура 36 S500, АS = 85 мм2;

d = 400 - 40 - 6/2 = 357мм;

(стадия 1а)

Расчетная длина анкеровки:

где 0,71 (согласно табл. 8.2 ТКП EN 1992-1-1-2009), сd=c (согл. рис. 8.3 ТКП EN)

Тогда Принимаем =0,7

, т.к. К=0

Имеем расчётную длину анкеровки:

Рассмотрим сечение балки на второй промежуточной опоре :

Арматура 38S500 AS = 151 мм2.

В месте теоретического обрыва арматура 36 S500, АS = 85 мм2;

d = 400 - 40 - 6/2 = 357мм;

(стадия 1а)

Расчетная длина анкеровки:

где 0,71 (согласно табл. 8.2 ТКП EN 1992-1-1-2009), сd=c (согл. рис. 8.3 ТКП EN)

Тогда Принимаем =0,7

, т.к. К=0



Имеем расчётную длину анкеровки:

Строим эпюру материалов:



Литература

1. ТКП EN 1990-2011 Еврокод. Основы проектирования несущих конструкций.

2. ТКП EN 1991-1-2-2009 (02250) Еврокод 1. Воздействия на конструкции.

3. ТКП EN 1992-1-1-2009 (02250) Еврокод 2. Проектирование железобетонных конструкций.

4. Пецольд Т.М., Тур В.В. Железобетонные конструкции/Издательство БГТУ 2003.

5. Расчёт и конструирование монолитных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания: Учебно-методическое пособие. БНТУ-Минск 2006.

6. ГОСТ 21.501-93. Система проектной документации для строительства. Правила выполнения архитектурно-строительных чертежей

Размещено на Allbest.ru

...