Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Введение

Железобетон представляет собой комплексный строительный материал, состоящий из бетона и стальных стержней, работающих в конструкции совместно в результате сил сцепления.

Известно, что бетон хорошо сопротивляется сжатию и значительно слабее растяжению (в 10-20 раз меньше, чем при сжатии), а стальные стержни имеют высокую прочность, как при растяжении, так и при сжатии. Основная идея железобетона и состоит в том, чтобы рационально использовать лучшие свойства составляющих материалов при их совместной работе. Поэтому арматуру располагают так, чтобы возникающие в железобетонном элементе растягивающие усилия воспринимались в большей степени арматурой. В изгибаемых элементах, например в плитах, балках, настилах и др., основную арматуру размещают в нижней, растянутой зоне сечения, а в верхней, сжатой зоне ее либо совсем не ставят, либо ставят небольшое количество, необходимое для конструктивной связи стержней в единые каркасы и сетки. В элементах, работающих на сжатие, например в колоннах, включение в бетон небольшого количества арматуры также значительно повышает их несущую способность. Возникающие в колоннах растягивающие напряжения от поперечных деформаций воспринимаются хомутами или поперечными стержнями; последние служат также для связи продольных стержней в плоские или пространственные каркасы. В растянутых элементах действующие усилия воспринимаются арматурой.

Благодаря многочисленным положительным свойствам железобетона - долговечности, огнестойкости, высокой прочности и жесткости, плотности, гигиеничности и сравнительно небольшим эксплуатационным расходам конструкции из него широко применяют во всех областях строительства.

Данный первый курсовой проект по дисциплине “Железобетонные и каменные конструкции” включает расчет и конструирование пустотного перекрытия многоэтажного гражданского здания в двух вариантах - сборном и монолитном. В сборном варианте выполняется компоновка конструктивной схемы перекрытия, расчет и конструирование многопустотной или ребристой плиты, ригеля со стыком, железобетонной центрально сжатой колонны. В монолитном варианте выполняется компоновка конструктивной схемы перекрытия, расчет и конструирование плиты и второстепенной балки, колонны и фундамента.

Расчеты выполнены в соответствии с требованиями СНБ 5.03.01-02 «Бетонные и железобетонные конструкции» изм.1-5.

В курсовом проекте по дисциплине ``Железобетонные и каменные конструкции'' выполнен расчёт и конструирование ребристого перекрытия многоэтажного гражданского здания в двух вариантах - монолитном и сборном.

В монолитном варианте производится выбор наиболее рационального расположения главных и второстепенных балок, выполняется компоновка конструктивной схемы ребристого перекрытия, расчёт и конструирование плиты, второстепенной балки, колонны и фундамента.

В сборном варианте выполняется компоновка конструктивной схемы перекрытия, расчёт и конструирование многопустотной плиты, ригеля.

1. Компоновка конструктивной схемы и технико-экономические показатели вариантов ребристого монолитного перекрытия

балка фундамент ребристый перекрытие

Выбор рационального варианта производится на основании сравнения технико-экономических показателей перекрытия в зависимости от назначения здания, размеров помещений, эксплуатационных требований и т.п. Пюри прочих равных условиях предпочтение отдают варианту с более высокими технико-экономическими показателями.

Для выбора более рационального варианта расположения главных и второстепенных балок, составляются две схемы плана здания, в которых варьируются величины и направления пролётов главных и второстепенных балок.

Принимаем для первого варианта: пролёт главных балок - , второстепенных балок - , пролет плиты . Для второго варианта принимаем: пролёт главных балок - , второстепенных балок - , пролет плиты .

Об экономичности варианта разбивки сетки колонн и балок можно судить по значению приведенной толщины бетона, которая представляет собой объём бетона плиты, балок и колонн отнесённый к одному метру квадратному перекрытия.

По формуле Овечкина вычисляют приведенную толщину перекрытия:

(1.1)

где приведенная толщина плиты:

; (1.2)

приведенная толщина второстепенной балки:

; (1.3)

приведенная толщина главной балки:

; (1.4)

приведенная высота колонны:

(1.5)

где количество пролетов монолитной плиты;

количество пролетов второстепенной балки;

Рисунок 1.1 - Первый вариант компоновки перекрытия



Рисунок 1.2 - Второй вариант компоновки перекрытия

В формулах (1.1) - (1.5):

- полная расчетная нагрузка на плиту:

; (1.6)

- полная расчетная нагрузка на второстепенную балку:

; (1.7)

- полная расчетная нагрузка на главную балку:

. (1.8)

В результате компоновки вариантов перекрытия и данных принимаем следующие варианты.

Вариант 1. Исходные данные:

м; м; ; ; .

м; м; ; м; .

м; м; ; ; .

Решение

кН/м;

кН/м;

кН/м;

мм;

мм;

мм;

мм;

мм.

Вариант 2. Исходные данные:

м; м; ; ; .

м; м; ; м; .

м; м; ; ; .

Решение

кН/м;

кН/м;

кН/м;

мм;

мм;

мм;

мм;

мм.

К дальнейшим расчетам принимаем первый вариант как более экономичный по расходу бетона, т. к. мм < мм.

1.1 Определение предварительных размеров поперечных сечений элементов для выбранного оптимального варианта перекрытия

Толщина плиты принимается:

- согласно (1, таблица 11.3) для монолитных перекрытий гражданских зданий не менее 70мм;

- из условий прочности (5, формула(7.9)) при полной расчетной нагрузке

мм,

где - расчетное сопротивление бетона сжатию ;

- по конструктивным требованиям из условия жесткости

мм;

Окончательно принимаем мм.

Высота второстепенной балки принимается:

- по (5, формула (7.10)) при полной расчетной нагрузке

мм;

- по конструктивным требованиям из условий жесткости

мм.

Принимая во внимание требования градации размеров балок, окончательно принимаем мм.

Ширина второстепенной балки мм.

Принимаем мм.

Высота главной балки принимается:

- по (5, формула (7.11)) при полной расчетной нагрузке

мм;

- по конструктивным требованиям из условий жесткости

мм.

Окончательно принимаем мм.

Ширина главной балки мм.

Принимаем мм.

Сторона квадратного сечения колонны определяется следующим образом:

Так как временная нагрузка на здание имеет небольшое значение, то принимаем с учетом градации размеров сечения колонны мм.

2. Расчет и конструирование монолитной железобетонной балочной плиты

2.1 Определение расчетных пролетов

Статический расчет плит выполняем, рассматривая ее как многопролетную неразрезную балку шириной мм.

Привязку кирпичных стен принимаем мм.

Крайний расчетный пролет (рисунок 2.1):

мм.

Средний расчетный пролет:

мм.

Рисунок 2.1 - К определению расчетных пролетов монолитной плиты

Размер поля плиты в длинном направлении:

- между осями А-Б и В-Г (см. рисунок 1.1)

мм;

- между осями Б-В (см. рисунок 1.1)

мм.

Так как и , следовательно, плита рассчитывается как балочная.

2.2 Подсчет нагрузок на плиту

Нагрузка, действующая на перекрытие, состоит из постоянной и временной. Принимаем следующую конструкцию пола перекрытия: бетонный пол, цементно - песчаная стяжка. Расчетные постоянную и временную нагрузки вычисляют путем умножения нормативных на соответствующие коэффициенты надежности по нагрузке, т. е:

(2.1)

(2.2)

где - коэффициенты надежности по нагрузке (для постоянной , для временной ).

Нагрузки на 1 м² поверхности плиты в кПа приведены в таблице 1.

Таблица 2.1 - Подсчет нагрузок на 1 м² перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кПа		Расчетная нагрузка, кПа
Постоянная : - плиточный пол мм =20кН/м3	0,20	1,35	0,27
- цементно-песчаная стяжка мм,кН/м3	0,33	1,35	0,45
- ж/б плита мм,кН/м3	1,75	1,35	2,36
Итого	2,28		3,08
Переменная : - по заданию	7,0	1,5	10,5

2.3 Определение внутренних усилий в плите

Плита рассматривается как неразрезная многопролетная балка, загруженная равномерно распределенной нагрузкой . Моменты в таких конструкциях определяются с учетом перераспределения усилий вследствие развития пластических деформаций по готовым формулам.

Расчетная схема плиты и эпюры внутренних усилий представлены на рисунке 4.

При ширине полосы мм или 1 м нагрузка, приходящаяся на 1 м² плиты, равна по величине нагрузке на 1 м погонной полосы. Таким образом, расчетная нагрузка на плиту: постоянная нагрузка кН/м, переменная - кН/м.

В крайнем пролете:

(2.3)

кНм.

На первой промежуточной опоре:

(2.4)

кНм.

В средних пролетах и на средних опорах:

(2.5)

кНм.

Поперечные силы:

(2.6)

кН;

(2.7)

кН;

(2.8)

кН.



Рисунок 2.2 - Расчет прочности нормальных сечений

2.4 Расчет прочности нормальных и наклонных сечений

Для бетона класса С 16/20 принимаем по (3, таблица 2.1) нормативные и подсчитанные расчетные характеристики бетона:МПа; , тогда

МПа; .

Расчетные характеристики для арматуры класса S500 (проволока): МПа.

Размеры сечения, принятые для расчета: мм; мм;

?/2=20+4/2=22мм.

где - защитный слой бетона арматуры плиты;

? - предполагаемый максимальный диаметр арматуры плиты.

Рабочая высота сечения плиты: мм.

Подбираем площадь рабочей арматуры в крайнем пролете.

Вычисляем значение коэффициента :

(2.9)

где - расчетный изгибающий момент;

- коэффициент работы бетона;

- расчетное сопротивление бетона сжатию;

- рабочая высота сечения плиты.

;

Зная значение коэффициента , найдем численное значение

(2.10)

(2.11)

(2.12)

, k=0,85

Сравниваем значения и :

Определим значение - относительное плечо пары сил:

, (2.13)

Зная значение необходимого для расчета коэффициента ,площадь рабочей арматуры:

(2.14)

Подбираем площадь рабочей арматуры на первой промежуточной опоре:

;

Сравниваем значения и :

.

Подбираем площадь рабочей арматуры в средних пролетах и средних опорах:

;

Сравниваем значения и :

Площадь рабочей арматуры с учетом положительного влияния распора для средних пролетов и средних опор определяется по формуле

(2.15)

Согласно ( 1. таблица 11.1 ) минимальный процент армирования для изгибаемых элементов , поэтому:

.

Таблица 2.2 - Требуемая площадь сечения арматуры на 1 п.м. плиты

Сечение		,мм			Площадь сечения, см2
					расчетная	минимальная
Крайний пролет	2,45	48	0,10	0,946	129,39	62,4
Первая промежуточная опора	2,60		0,106	0,942	137,9
Средний пролет и средняя опора с учетом положительного влияния распора	1,78		0,072	0,962	73,95

Расчет прочности ж.б. элементов на действие поперечных сил производится из условия:

- расчетная поперечная сила от внешних воздействий;

- поперечная сила, воспринимаемая ж.б. элементом без поперечного армирования;

, но не менее (2.16)

(2.17)

-коэффициент армирования;

-наименьшая ширина поперечного сечения в пределах растянутой зоны;

(2.18)

(2.19)

Принимаем

Поскольку условие выполняется, расчет поперечной арматуры не производится и согласно конструктивным требованиям постановка поперечной арматуры не требуется.

2.5 Армирование монолитной плиты сварными рулонными сетками

Наиболее экономичным является армирование плит сварными сетками заводского изготовления.

Непрерывное армирование рулонными сетками с продольной рабочей арматурой рекомендуется при требуемом диаметре рабочей арматуры до 6 мм включительно. Армирование многопролетных балочных плит (с равными или отличающимися не более чем на 20% пролетами) сварными рулонными сетками с продольным расположением рабочих стержней производится путем раскатки рулона на опалубке поперек второстепенных балок.

Сечение рабочей арматуры принимается одинаковым на всех средних пролетах и на всех промежуточных опорах (исключая первую промежуточную опору). Требуемая по расчету дополнительная арматура в крайних пролетах принимается в виде дополнительной сетки, укладываемой на основную сетку.

Многопролетные балочные монолитные плиты толщиной до 100мм с рабочей арматурой средних пролетов и опор диаметром до 6мм включительно рекомендуется армировать сварными рулонными типовыми сетками с продольной рабочей арматурой.

Рулоны при этом раскатывают поперек второстепенных балок, а поперечные стержни сеток, являющиеся распределительной арматурой плиты, стыкуют внахлестку без сварки.

В крайних пролетах и на первых промежуточных опорах, где обычно требуется дополнительная арматурная сетка, ее укладывают на основную и заводят за грань первой промежуточной опоры во второй пролет на (1/4) пролета плиты.

Сварные рулонные сетки принимают в соответствии с сортаментом по ГОСТ 8478-81. Ширина унифицированных сеток принимася:1140,1280,1340,1440,1540,1660, 2350, 2550, 2660,2830, 2940, 3030, 3260,3330,3560 и 3630 мм.

Необходимо помнить, что сварные сетки из обыкновенной проволоки класса S500 изготавливают Ш 4…5 мм.

Рассматриваем вариант армирования плиты сварными рулонными сетками с продольной рабочей арматурой.

Между главными балками можно уложить 2, 3 или 4 сетки с нахлестом распределительных стержней 50-100 мм, причем ширина сеток принимается не менее 2м.

При 2-х сетках необходима ширина сетки:

(2.20)

где: с- минимальная длина нахлестки распределительных стержней;

с₁ - минимальная длина свободных концов распределительных стержней;

n - количество сеток;

Можно принять между главными балками 2 сетки с шириной В=3560мм с действительным нахлёстом:

с = 50 + (3560 - 3395) = 215мм.

При 3-х сетках необходимая ширина сетки:

Можно принять между главными балками 3 сетки с шириной В=2350мм с действительным нахлёстом:

с = 50 + (2350 - 2287) = 113 мм.

При 4-х сетках необходимая ширина сетки:

Можно принять между главными балками 4 сетки с шириной В=2350мм с действительным нахлёстом:

с = 50 + (2350 - 1733) =667 мм

Окончательно принимаем вариант с 3-мя сетками В=2350 мм с длиной нахлёста с = 113 мм.

Таблица 2.33-Армирование плиты рулонными сетками

Сечение	Требуемое Ast, см2 по расчету	Принятое армирование	Марка сетки
		рабочей	Ast, см2 принятая	Распределительной
			шаг			шаг
1.Средние пролет и средние опоры	0,74	4	150	0,84	4	350
2. Первая промежуточная опора	1,38	5	125	1,57	4	350
3. Первый пролет	1,29	5	150	1,31	4	350

3. Расчет второстепенной балки

3.1 Исходные данные

Размеры второстепенной балки мм (размер в осях), мм, мм, шаг второстепенных балок м; размеры сечения главной балки: мм, мм.

Для бетона класса С 16/20 принимаем расчетные характеристики бетона: МПа; , тогда МПа;

3.2 Определение расчетных пролетов

Расчетный пролет для крайних пролетов (рисунок 3.1):

, (3.1)

мм.

Расчетный пролет для средних пролетов:

, (3.2)

мм.



Рисунок 3.1 - К определению расчетных пролетов второстепенной балки

3.3 Подсчет нагрузок на второстепенную балку

Второстепенная балка работает совместно с прилегающими к ней участками плит, т. е. расчетное сечение будет тавровое с шириной полки в сжатой зоне , равной расстоянию между осями (шагу) второстепенных балок: мм.

Определение погонной нагрузки в килоньютонах на метр на второстепенную балку сводим в таблицу 3.1.

Таблица 3.1 - Подсчет нагрузок на 1 м. п. второстепенной балки

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м		Расчетная нагрузка, кН/м
Постоянная нагрузка : - от веса пола и монолитной плиты нормативная: расчетная: - от собственного веса второстепенной балки	3,76 1,65	1,35	5,08 2,23
Итого	5,41		7,31
Временная нагрузка : - по заданию	11,55	1,5	13,05
Всего:	16,96		20,36

3.4 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил

Второстепенная балка рассчитывается как неразрезная многопролетная балка с шарнирным опиранием на стену (крайние опоры) и на главные балки (средние опоры). Расчетная схема представлена на рисунке 3.2.

Статический расчет второстепенной балки выполняется с учетом перераспределения усилий в стадии предельного равновесия конструкции. Ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов определяются с помощью (3, рисунок 5.1, таблица 5.1). Величины коэффициентов для эпюр положительных моментов в крайних и средних пролетах, для эпюры отрицательных моментов приведены в (8) в зависимости от величины отношения:

,

где , - постоянная и переменная расчетные нагрузки на балку.

Величина ординат огибающей эпюры моментов определяется по формуле:

(3.3)

Результаты сведены в таблицу 3.2 и отображены на рисунке 3.2

Таблица 3.2 - Значения расчетных изгибающих моментов в сечениях балки

Пролёт	Номер точки	Расстояние х от левой опоры (в долях от расчётного пролёта)	Значения	кН	Значения М, кН•м
			Пролётные положительные	Опорные и пролётные отрицательные		Пролётные положительные	Опорные и пролётные отрицательные
1	1	2	3	4	5	6	7
	1	0.2	0.065	-	20,36· ·6,7752= =934,54	60,75	-
	2	0.4	0.090	-		84,11	-
	max	0.425	0.091	-		85,04	-
	3	0.6	0.075	-		70,09	-
	4	0.8	0.020	-		18,69	-
	5	1.0	-	-0,0715		-	-66,82
2	6	0.2	0.018	-0.028	20,36· · 6,72= =913,96	16,45	-25,59
	7	0.4	0.058	-0.007		53,01	-6,40
	max	0.5	0.0625	-		57,12	-

Величины поперечных сил на опорах:

- на крайней свободной опоре

кН;

- на первой промежуточной опоре слева

кН;

- на первой промежуточной опоре (справа) и на всех промежуточных опорах слева и справа

кН.

3.5 Расчет нормальных сечений и подбор арматуры в расчетных сечениях балки

Поперечное сечение второстепенной балки является тавровым, при расчете на пролетные моменты полка тавра находится в сжатой зоне и участвует в работе, при расчете на опорные (отрицательные) моменты - в растянутой зоне и в работе на прочность не участвует.

Размеры сечения, принятые по расчету: мм, мм, мм, мм.

Рисунок3.3 - Расчётные нормальные сечения второстепенной балки

В пролете сечение балки рассматриваем как тавровое, а на опоре - как прямоугольное (см. рисунок 3.3). Ширину полки тавра в сжатой зоне равной расстоянию между осями второстепенных балок:

(3.4)

Задаемся величиной с₁=35 мм в пролете и с₂=50 на опоре, тогда:

мм;

мм;

мм.

Случай расположения нейтральной линии определяют по соотношению между значением изгибающего момента от внешней нагрузки и моментом , воспринимаемый тавровым сечением при условии - нейтральная линия проходит в полке, при - нейтральная линия пересекает ребро.

(3.5)

где - коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки, неблагоприятного способа её приложения;

кНм

Поскольку выполняется условие , нейтральная ось расположена в пределах полки. Сечение в пролете второстепенной балки рассматривается как прямоугольное с шириной полки

Для расчета продольной арматуры второстепенной балки необходимо использовать данные для бетона С 16/20 ,, ,.

Для арматуры S500 МПа,

‰

Тогда

(3.6)

.

(3.7)

.

В первом пролете значение коэффициента , при , , :

Так как , следовательно, сжатая арматура по расчету не требуется. Находим значение по формуле:

. (3.8)

При этом необходимая площадь арматуры рассчитывается по формуле:

(3.9)

.

Принимаем 2 Ш 16 и 1 Ш 14 .

Рассчитаем площадь арматуры в средних пролетах при :

.

Так как , следовательно, сжатая арматура по расчету не требуется.

.

Принимаем 3 Ш 14 по конструктивным соображениям. ;

Рассчитаем площадь арматуры на опоре В и С (верхняя арматура) при , d=350мм, b=200мм:

.

Так как , следовательно, сжатая арматура по расчету не требуется.

Принимаем 2 Ш 16 и 1 Ш 14 .

Результаты расчетов и подбор арматуры в расчетных сечениях сводим в таблицу 3.3.

Таблица 3.3 - Определение площади сечения рабочей арматуры второстепенной балки

Положение сечения	Расположение арматуры	кНм;					Принятое армирование
Пролет 1	Нижняя	85,04	0,036	0,981	545,97	555,9	2 Ш 16 1 Ш 14
Пролет 1	Верхнее	-	Монтажная конструктивная арматура	226	2 Ш12
Опора В	Верхняя	66,82	0,256	0,844	520,00	555,9	2 Ш 16 1 Ш 14
Пролет 2	Нижняя	57,12	0,024	0,988	364,1	462	3 Ш 14
Пролет2	Верхняя	-	Монтажная конструктивная арматура	226	2 Ш12
Опора С	Верхняя	66,82	0,256	0,844	520,00	555,9	2 Ш 16 1 Ш 14

3.6 Расчет прочности сечений, наклонных к продольной оси второстепенной балки

Прочность железобетонной балки на действие поперечной силы определяем, в первую очередь, проверкой условия:

(3.11)

Определим значение поперечной силы, воспринимаемой сечением без поперечного армирования:

,но не менее (3.12)

где , d =400-50-16/2=342-- в мм; , т.е. подставляем значение 1,74;

0,02 (минимальное значение коэффициента армирования, регламентированное СНБ 5.03.01).

Тогда расчетный коэффициент армирования

Тогда, с учетом рассчитанных величин получим:

Условие не выполняется, тогда используя метод ферменной аналогии, поперечное армирование определим из условий и

Зададимся углом наклона трещин к горизонтали и шагом поперечной арматуры S=150мм, классом арматуры S500 и Ш 6мм.

Где Z-расстояние между равнодействующими в сечении:

Принимаем два стержня диаметром 6мм класса S500 (A_sw=57 мм²) c шагом S=100мм.

При этом должны выполняться условия:

(3.13)

(3.14)

-условие выполняется, прочность по сжатой полосе обеспечена.

Условие выполняется, что означает оптимальность принятого армирования.

3.7 Построение эпюры материалов

С целью экономичного армирования и обеспечения прочности сечений балки строим эпюру материалов, представляющую собой эпюру изгибающих моментов, которые может воспринять элемент по всей своей длине. 3начение изгибающих моментов в каждом сечении при известной площади рабочей арматуры вычисляют по формуле

M_Rd=f_yd•A_st•d•з,

где d- уточненное значение рабочей высоты сечения;

з- относительное плечо пары сил;

А_st - площадь принимаемой арматуры;

При построении эпюры материалов считают, что обрываемый стержень необходимо завести за точку теоретического обрыва, где он уже не нужен по расчету прочности нормальных сечений, на расстояние анкеровки l_bd. При выполнении обрывов (отгибов) стержней необходимо соблюдать принцип симметрии расположения стержней в поперечном сечении балки. Также следует иметь в виду, что начало каждого отгиба в растянутой зоне располагают на расстоянии точки теоретического обрыва не менее чем 0,5•d, где d-уточненное значение рабочей высоты сечения. С целью восприятия изгибающего момента от возможного частичного защемления балки на стене в первом пролете арматуру не обрывают, а отгибают на крайнюю опору. Начало отгиба располагают на расстоянии не более 50мм от внутренней грани стены.

Расчеты, необходимые для построения эпюры материалов выполнены в табличной форме.

Эпюра материалов должна охватывать эпюру изгибающих моментов.

Теоретическое место обрыва стержней определяем графическим путем.

Таблица 3.4 -Вычисление ординат эпюры материалов для продольной арматуры

Диаметр и количество стержней	Уточненная высота сечения d=hsb-c, мм	Фактическая площадь сечения стержней, Ast, мм2	Расчетное сопротивление арматуры, fyd, МПа	Относительная высота сжатой зоны,	Коэффициент з=1- k2?о	Момент MRd=fyd•Ast•d•з, кН•м
1	2	3	4	5	6	7
Первый пролет (нижняя арматура, b=1650мм, с=35мм)
2?16	357	402	435	0,034	0,986	61,55
1?14	358	153,9	435	0,013	0,995	23,78
Первый пролет (верхняя арматура, b=200мм, с=35мм)
2?12	359	226	435	0,158	0,934	32,96
Опорная арматура. Опора В (верхняя арматура, b=200мм, с=50мм )
2?16	342	402	435	0,296	0,877	52,45
1?14	343	153,9	435	0,113	0,953	21,88
Второй пролет (нижняя арматура, b=1650мм, с=35мм )
2?14	358	308	435	0,026	0,989	47,44
1?14	358	153,9	435	0,013	0,995	23,85
Второй пролет (верхняя арматура, b=200мм, с=35мм )
2?12	359	226	435	0,158	0,934	32,96
Опорная арматура. Опора С (верхняя арматура, b=200мм, с=50мм )
2?16	342	402	435	0,296	0,877	52,45
1?14	343	153,9	435	0,113	0,953	21,88

3.8 Определение длины анкеровки и нахлеста обрываемых стержней

Сечения, в которых обрываемые стержни не требуются по расчету, проще всего определить графически. Для этого необходимо на объемлющую эпюру моментов наложить эпюру арматуры. Точки, в которых ординаты эпюр будут общими (точки пересечения), определят места теоретического обрыва стержней в пролете. Для обеспечения прочности наклонных сечений второстепенной балки по изгибающим моментам обрываемые в пролете стержни продольной арматуры необходимо завести за точку теоретического обрыва на расстояние не менее:

(3.15)

где - коэффициенты, характеризующие условия анкеровки, определяются по таблице 11.6[2];

- базовая длина анкеровки;

- площадь продольной арматуры, требуемая по расчету;

- принятая площадь продольной арматуры;

- минимальная длина анкеровки, принимается равной наибольшему значению из величин: для растянутых стержней и для сжатых стержней.

В связи с тем, что произведение изменяется в пределах 0,7-1,0 (см. п. 11.2.32[2]), а величина в условиях обрыва арматуры второстепенной балки принимается равной 0,7, то в курсовом проекте с целью уменьшения расчетной части разрешается принимать

(3.16)

- предельное напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном, определяемое по формуле

(3.17)

- коэффициент, учитывающий влияние условий сцепления и положение стержней при бетонировании;

=0.7;

- коэффициент, учитывающий влияние диаметра стержня;

=1 при ?32мм;

-коэффициент, учитывающий профиль арматурного стержня;

=2.25 для стержней периодического профиля.

Стыкуемые в пролетах стержни (стержни верхней продольной арматуры второстепенной балки) необходимо завести друг за друга на величину нахлеста равную длине анкеровки большего диаметра стыкуемых стержней. Длина анкеровки определяется по выражению (3.15).

В сечении опоры В обрываются стержни:

- класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры , принятая площадь сечения арматуры ,

Величины остальных параметров составляют:

=

100мм

Окончательно принимаем

- класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры , принятая площадь сечения арматуры ,

Величины остальных параметров составляют:

=

100мм

Окончательно принимаем

- класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры , принятая площадь сечения арматуры ,

Величины остальных параметров составляют:

=

100мм

Окончательно принимаем

В сечении второго пролета обрываются стержни:

- класса S500. Требуемая площадь сечения арматуры , принятая площадь сечения арматуры ,

Величины остальных параметров составляют:

=

100мм

Окончательно принимаем

4. Расчет и конструирование колонны

4.1 Нагрузки, действующие на колонну

Нагрузки на колонну складываются из постоянной (от собственной массы колонны, конструкций покрытия и перекрытия) и переменной (снеговой и полезной) нагрузки.

Таблица 4.1 - Характеристические и расчетные значения нагрузок на колонну, передаваемых от перекрытия.

Вид нагрузки	Характеристическое значение, кПа		Расчетное значение, кПа
Постоянная :
- плиточный пол мм =20кН/м3	0,02	1,35	0,027
- цементно-песчаная стяжка мм,кН/м3	0,33		0,45
- ж/б плита мм,кН/м3	1,75		2,36
-второстепенная балка	1,00		1,35
-главная балка	0,57		0,77
Итого	gk,перекр =3,67		gd,перекр =4,96
Переменная :
Функциональная нагрузка	qk,перекр =7,0	1,5	qd,перекр =10,5

Таблица 4.2 - Характеристические и расчетные значения нагрузок, передаваемых на колонну от покрытия

Вид нагрузки	Характеристические значения, кПа		Расчетные значения, кПа
Постоянная нагрузка :
-двухслойная кровля «Техноэласт»	0,15	1,35	0,20
- цементно-песчаная стяжка мм,кН/м3	0,54		0,73
-утеплитель - пенополистерол мм, кН/м3	0,04		0,05
-пароизоляция	0,07		0,09
- ж/б плита мм,кН/м3	1,75		2,36
-второстепенная балка	1,00		1,35
-главная балка	0,57		0,77
Итого	gk,перекр =4,12		gd,перекр =5,55
Переменная :
Функциональная нагрузка	qk,перекр =7,0	1,5	qd,перекр =10,5

Нагрузка на колонну собирается с грузовой площади А_гр=l_mb*l_sb=6,6_*7,0=46,2м²_.

Колонна первого этажа (на уровне обреза фундамента) рассчитывается на действие следующих усилий:

-от постоянных нагрузок

(4,1)

где n- количество этажей;

 (4,2)

(4,3)

(4,4)

где b, h - размеры поперечного сечения колонны,м;

H_эт - высота этажа, м;

- постоянная нагрузка на 1 м² площади, взятые с таблиц 4,1 и 4,2 с их расчетными значениями.

- от переменных нагрузок

(4,5)

(4,6)

где - переменная нагрузка, называемая функциольной(полезной) нагрузкой, кН;

- снеговая нагрузка (сопутствующя);

(4,7)

(4,8)

- переменная нагрузка на 1 м² площади, взятая с таблицы 4,1.

(4,9)

где - коэффициент формы снеговых нагрузок. Согласно [1, п. 5.3.2],при уклоне поверхности покрытия , =0,8;

- коэффициент окружающей среды, учитывающий условия эксплуатации. При обычных условиях эксплуатации по [1] =1;

- температурный коэффициент. Используется в расчетах для снижения снеговых нагрузок на покрытия с повышенной тепопередачей. =1;

- характеристическая (нормативная) снеговая нагрузка на грунт. Принимается в зависимости от района строительства. Согласно [1, НП.1, рис. К НП.1- Карта снеговых районов и соответствующие характерестические значения снеговых нагрузок на грунт] для г. Гомеля = 1,6кПа.

Согласно [2, п. 6,2] функциональная нагрузка может быть снижена с учетом площади, поддерживаемой соответствующим конструктивным элементом, с помощью понижающих коэффициентов .

Рекомендуемое значение понижающего коэффициента для категорий A-D определяют следующим образом:

(4,10)

где - коэффициент согласно [2, табл А.1.1, прил. А.1]. =0,7

А₀-площадь нагружения. А₀=10м².



(4,11)

где - коэффициент согласно [2, табл А.1.1, прил. А.1]. =0,7

n- количество этажей, расположенных выше несущего конструктивного элемента с площадью той же категории использования. Для колонны первого этажа шестиэтажного здания n=5.

Тогда для дальнейшего расчета применяем:

(4,12)

В расчетах по методу предельных состояний одновременное появление переменных нагрузок маловероятно, поэтому учитывают только наиболее не благоприятное для данной расчетной ситуации приложение нескольких переменных нагрузок или их частей.

Согласно [2] при проверке предельных состояний несущей способности следует принимать следующие сочетания нагрузок при постоянных и переходных ситуациях:

-первое основное сочетание:

(4.13)

-второе основное сочетание:

 (4,14)

где - коэффициенты сочетаний для каждого вида нагрузки. Согласно [2, табл. А.1] =0,7, = 0,7;

- коэффициент уменьшения для неблагоприятно действующей постоянной нагрузки. =0,85

Наиболее невыгодным при расчете по несущей способности является второе сочетание -

Для расчета колонные также рассматривается практически постоянное сочетание нагрузок.

(4,15)

(4,16)

В соответствии с [2, табл. А.1] для снеговой нагрузки =0, для полезной нагрузки =0,6.

Продольная сила от постоянно повторяющегося сочетания нагрузки будет равна:

(4,17)

(4,18)



Наиболее неблагоприятным усилием при практически постоянном сочетании нагрузок в колонне первого этажа является

Для дальнейшего расчета принимаем

4.2 Определение внутренних усилий в колонне

Рисунок 4.1 - Расчетная схема колонны

Изгибающий момент в сечении верха колонны 1-ого этажа определяется по формуле:

, (4.19)

Где ? М - разность изгибающих моментов в опорном сечении крайнего и среднего ригелей;

Н₁ - длина колонны 1-ого этажей;

Н₂ - полудлина колонны 2-го этажа

Разность изгибающих моментов в опорном сечении крайнего и среднего ригелей ? М определяется по формуле:

, (4.20)

Где коэффициенты определяются по таблице 4.3:

Таблица 4.3 Коэффициенты

Схема нагрузки
		0,25	0,5	1	2	3
1		0,0094	0,0151	0,0211	0,0250	0,0279
2		0,0215	0,0357	0,0517	0,0709	0,0902

Коэффициент определяется формуле:

, (4.21)

где Е_сс и Е_cb - модуль упругости бетона и колонны соответственно.

Модуль инерции колонны:

, (4.22)

Модуль упругости для бетона колонны:

(4.23)

Модуль упругости для бетона главной балки:

(4.24)

Момент инерции главной балки:

(4.25)

Тогда из таблицы 4,3 =0,0279; =0,0902

Изгибающий момент в сечении низа колонны первого этажа определяется по формуле:

(4.26)

Эксцентриситет приложения продольной силы в уровне верха колонны первого этажа полученный из статического расчета составляет:

 (4.27)

Определяем расчетную длину колонны первого этажа.

Для нижнего конца колонны принимаем k₁ = 0,1.

К верхнему узлу колонны первого этажа примыкают два ригеля и колонна второго этажа:

, (4.28)

где l_c = H_э.

Определяем расчетную длину колонны первого этажа:

(4.29)

Определяем гибкость колонны:

(4.30)

Определение :

(4.31)

где принимаем А=0,7 , В=1,1

С определяется по формуле:

(4.32)

(4.33)

n определяется по формуле:

(4.34)

- условие выполнено. Учет влияния продольного изгиба не требуется.

Дополнительный эксцентриситет от геометрических несовершенств:

 (4.35)

Эксцентриситет продольного усилия, учитывающий эффекты первого порядка, равен:

(4.36)

Согласно ТКП EN 1992-1-2009* [3, п. 6.1(4)] для поперечных сечений, находящихся под действием сжимающей силы, необходимо применять минимальный эксцентриситет e₀ = h/30=450/30=15 мм, но не менее 20 мм, при этом h является высотой сечения.

Тогда принимаемый для расчета поперечных сечений эксцентриситет следует определять:

Значение изгибающего момента относительно центра тяжести растянутой арматуры:

(4.37)

Определяем значение относительного изгибающего момента, воспринимаемого сжатой зоной сечения:

(4.38)

После определения значения относительного изгибающего момента, воспринимаемого сжатой зоной сечения, определяем область деформирования согласно [4, табл. 6.7-6.10], определяем параметры усилия в бетоне сжатой зоны.

Область деформирования №3.

(4.39)

Минимальная площадь продольной арматуры, установленная нормами, равна

(4.40)

Принимаем 4Ш20 с А_s=1256мм² .

Принимаем армирование сжатой и растянутой зон одинаковыми (A_s1=628мм²).

Далее проверяем выполнение условия (4.41):

Поскольку условие выполняетя, сопротивление сечения изгибающему моменту обеспечено.

4.3 Конструирование поперечной арматуры колонны

Колонна армируется вязаным пространственным каркасом. Диаметр продольных стержней принят равным 20 мм.



Рисунок 4.2 - Размещение арматуры в поперечном сечении колонны

Диаметр стержней поперечной арматуры в каркасах должен быть

не менее 0,25 Ш =0,25?20=5,0 мм и не менее 6 мм. Принимаем 6 мм.

Определим шаг поперечных стержней:

где Ш 20мм - диаметр продольной рабочей арматуры.

Принимаем поперечную арматуру Ш 6 класса S500 с шагом S=200 мм.

4.4 Определение длины анкеровки рабочих стержней

Расчетная длина анкеровки стержней колонны в фундаменте рассчитывается по формуле [4, п. 8.4.4]:

(4,42)

где =1 - коэффициенты условий анкеровки [4, табл. 8.2];

Предельное напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном [4, п. 8.4.2]

(4,43)

где - расчетное значение предела прочности бетона на растя-

жение [5, таблица 6.1].

(4,44)

Требуемая базовая длина анкеровки определяется при

[4, п. 8.4.3]:

(4,45)

где Ш =20 мм - диаметр стержня рабочей арматуры колонны;

= 435 мм - расчетное значение предела текучести рабочей арматуры колонны.

Минимальная длина анкеровки, принимаемая для сжатых стержней

Расчетная длина анкеровки рабочих стержней

Принимаем расчетную длину анкеровки продольной арматуры колонны =1380мм

5. Расчет центрально-нагруженного отдельного фундамента под монолитную колонну

Расчет фундамента состоит из двух частей: первая включает определение формы и размеров подошвы фундамента, вторая - определение высоты фундамента, размеров его ступеней, сечения арматуры подошвы фундамента.

Для бетона класса С 20/25 принимаем по таблице 6.1 из СНБ нормативные и подсчитанные характеристики:

- нормативное сопротивление бетона осевому сжатию МПа;

- коэффициент безопасности по бетону ;

- расчетное сопротивление бетона сжатию МПа.

5.1 Определение глубины заложения и высоты фундамента

Глубина заложения фундамента принимается с учетом:

- назначения и конструктивных особенностей проектируемого сооружения, наличия подвала и подземных коммуникаций;

- величины и характера нагрузок, действующих на основание;

- существующего и проектируемого рельефа застраиваемой территории;

- инженерно - геологических и гидрогеологических условий площадки строительства;

- глубины сезонного промерзания грунтов.

Минимальную глубину заложения фундамента во всех грунтах, кроме скальных, принимается не менее 0,5 м от поверхности планировки. Принимаем высоту фундамента исходя из условия что она будет больше сезонной глубины промерзания грунтов для г. Гомеля:

 (5.1)

d₁ - глубина заложения фундамента;

d_f - глубина сезонного промерзания;

k_h - коэффициент, учитывающий влияние теплового режима сооружения (CНБ 2.04.02-2000)

Глубину заложения фундамента принимаем 0,9 м.

Из конструктивных условий получим глубину заложения:

Рассчитываем отдельно стоящий фундамент стаканного типа под монолитную колонну. Для фундамента принят класс бетона С 20/25, рабочие стержни приняты из арматуры класса S 500.

В соответствии с расчетом полная расчетная продольная сила, передаваемая колонной на фундамент на уровне пола первого этажа кН, тогда нормативное значение этой нагрузки с учетом усредненного коэффициента надежности по нагрузке ;

(5.2)

.

5.2 Определение размеров подошвы фундамента

Размеры фундамента в плане определяем из расчета оснований по деформациям. При этом должно соблюдаться условие:

(5.3)

Предварительные размеры фундамента назначаем по конструктивным соображениям и исходя из табличных значений расчетного сопротивления грунтов основания . В качестве грунта основания используется песок крупный, который имеет следующие характеристики: , , .

Определим площадь подошвы фундамента под колонну в плане:

(5.4)

.

Ширина квадратного в плане фундамента:

м.

Принимаем м (кратно 300 мм).

Уточняем расчетное сопротивление грунта с учетом принятых размеров фундамента:

(5.5)

где и - коэффициенты условий работы, учитывающие особенности работы разных грунтов в основании фундаментов (,);

- коэффициент, принимаемый равным 1,1, т. к. прочностные характеристики грунта ( и ) приняты по нормативным таблицам;

- коэффициент, принимаемый равным 1 при м, где - ширина подошвы фундамента;

и - усредненные расчетные значения удельного веса грунтов, залегающих соответственно ниже и выше подошвы фундамента;

- расчетное значение удельного сцепления грунта, залегающего непосредственно под подошвой фундамента;

- глубина подвала - расстояние от уровня планировки до пола подвала, ;

- безразмерные коэффициенты.

При :,,.

Усредненное расчетное значение удельного веса грунта, залегающего ниже подошвы фундамента с учетом взвешивающего действия воды,

Подставляя необходимые данные в формулу (5.5) получаем значение :

.

Уточняем значения при :

;

.

Принимаем наибольшее значение:

Принимаем м (кратно 300 мм).

(5.6)

Окончательно принимаем размеры фундамента

5.3 Расчет фундаментов по прочности

Высота фундамента определяется из условия его прочности на продавливание в предположении, что продавливание происходит по боковой поверхности пирамиды, боковые стороны которой начинаются у колонны и наклонены под углом 45є к вертикали. Нижнее основание пирамиды продавливания должно вписываться в подошву фундамента. Если этого не происходит - увеличиваем размеры подошвы фундамента, сохраняя кратность 300.

Рисунок 5.1 -Схема центрально-нагруженного фундамента под колонну.

Рабочая высота центрально нагруженного фундамента определяется по формуле:

(5.6)

где - давление на грунт без учета веса фундамента и грунта на его ступенях.

(5.7)

.

м.

Тогда Ш =м,

где мм - толщина защитного слоя бетона без подготовки.

Так как полученная из расчета на продавливание минимальная высота фундамента не превышает назначенную ранее по конструктивным соображениям, то принятую высоту не изменяем. Применяем двухступенчатый фундамент с высотой ступени мм.

Определяем сечение арматуры плитной части фундамента. Сечение рабочей арматуры подошвы фундамента определяем из расчета на изгиб консольного выступа плитной части фундамента от действия реактивного давления грунта под подошвой сечения, по грани колонны и по граням ступеней фундамента.

Изгибающий момент в расчетных сечениях определяем от действия реактивного давления грунта по подошве фундамента без учета нагрузки от собственного веса фундамента и грунта на его уступах по формулам:

(5.9)

(5.10)

(5,11)

Подставляя необходимые данные в формулы для нахождения изгибающего момента, получаем численные значения:

;

Требуемая площадь сечения арматуры в расчетных сечениях назначаем по максимальному значению:

(5.13)

где ;

.

Так как , следовательно, сжатая арматура по расчету не требуется. Находим значение по формуле:

.

;

(5.14)

где ;

.

Так как , следовательно, сжатая арматура по расчету не требуется. Находим значение по формуле:

.

(5.15)

где ;

.

Так как , следовательно, сжатая арматура по расчету не требуется. Находим значение по формуле:

.

.

По наибольшей требуемой площади сечения арматуры, а в данном случае это , принимаем 13 стержней ?12 мм S500 площадью с шагом S=170.

Рисунок 5,2 - К расчету центрально - нагруженного фундамента под монолитную колонну

Проводим проверку фундамента на местный срез:

(5.16)

где , d -- в мм; , т.е. подставляем значение 1,62;

, что

меньше 0,02 (минимальное значение коэффициента армирования, регламентированное СНБ 5.03.01).

A_sl -- площадь сечения продольной растянутой арматуры, учитываемой в расчете прочности наклонного сечения, при условии, что она заведена за расчетное сечение на длину не менее (l_bd + d) и надежно заанкерована;

b_w -- минимальная ширина поперечного сечения элемента в растянутой зоне;

_cp = N_Ed / A_c >( 0,2f_cd ), МПа;

N_Ed -- осевое усилие, вызванное действием нагрузки или предварительного напряжения (N_Ed < 0 при сжатии);

A_c -- площадь бетонного сечения, мм².

Определяем значение критического периметра исходя из длины закругленных секторов l = 0,01745rn° (где n° = 90°, r = 1,5d, м).

(5.17)

Определяем погонную поперечную силу, вызванную местной сосредоточенной нагрузкой, принимая коэффициент = 1,0, так как эксцентриситет приложения нагрузки отсутствует.

(5.18)

(5.19)

(5.20)

Поскольку значение поперечной погонной силы, вызванной местной сосредоточенной нагрузкой, меньше погонного усилия, которое может воспринять сечение при продавливании, прочность на продавливание по критическому периметру обеспечена и поперечная арматура не требуется.

5.4 Проверка нижней ступени на действие поперечной силы

Поскольку фундамент не имеет поперечной арматуры, высота нижней степени должна быть проверена на прочность по наклонному сечению по условию восприятия поперечной силы бетоном:

Так как расчетное сечение располагается на расстоянии d=214 мм и соблюдается условие, а расчетная схема фундамента представляет собой консоль, то прочность ступени на действие перерезывающей силы находят по :

Но не более

(5.22)

( 5.23)

Принимаем k=1,967;

(5.24)

(5.25)

Следовательно, высота ступени отвечает условию ее прочности поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении.

6. Расчет и конструирование ребристого междуэтажного перекрытия в сборном железобетоне

6.1 Выбор расположения плит и ригелей. Назначение основных габаритных размеров элементов перекрытия

Исходные данные:

Тип здания	гражданское
Размер здания в плане АЧБ	21Ч66м
Количество этажей n1	6
Высота этажа H1	4,8м
Нормативная временная нагрузка на перекрытие pн	7кН/м2
Район строительства	г. Гомель
Характеристики материалов сборного варианта:
	бетон класса	раб. арматура класса
плиты перекрытия	С20/25	S500
ригеля	С25/30	S500

Балочные сборные перекрытия состоят из панелей перекрытия и поддерживающих их ригелей, образующих вместе с колонами несущий каркас здания. Ригеля в крайних пролетах одним концом опираются на наружные несущие стены, другим - на промежуточные колонны каркаса. В промышленных зданиях пролет ригеля назначают не более 6м. При проектировании курсового проекта в качестве сборных плит гражданского здания применяем многопустотные плиты.



Рисунок 6.1 - Расположение ригелей и колонн.

Оси ригелей располагаем продольно осям здания (параллельно длинным сторонам) с таким расчетом, чтобы длина ригеля не превышала 6м. Крайние пролеты неразрезного ригеля назначаем несколько меньшими (до 20%), чем средние.

Для рассматриваемого здания принимаем:

Размеры плиты: ширина - 1500 мм; высота - 220 мм; длина - 7000мм.

Рабочая арматура класса S500.

Высоту ригеля принимают равной:

hp=1/12*6000=500 мм

По конструктивным соображениям принимаем hp = 600мм.

Ширина ригеля: bp=(0.3..0.4)hp=180..240мм

Принимаем bp = 200мм. Ширину полок назначаем равной 150мм.

Поперечное сечение плиты принимаем типовое: ширина 1500мм, высота 220мм, пустоты Ш159мм.

Размер поперечного сечения колоны принимаем равным:

Принимаем размеры колонны bк = 450мм.

6.2 Расчет и конструирование сборной железобетонной плиты

Таблица 6.1 - Подсчет нагрузок на 1 м² перекрытия

Наименование нагрузки	Нормативная нагрузка, кПа	Коэффициент безопасности по нагрузке гf	Расчетная нагрузка, кПа
Постоянная : - плиточный пол мм =20 кН/м3	0,2	1,35	0,27
- цементно-песчаная стжка мм,кН/м3	0,33		0,594
- ж/б плита(приведенная толщина 11см) мм,кН/м3	2,75	1,35	3,712,03
Итого постоянная	Gk=3,39		Gd=4,574
Переменная q: Длительно действующая 0,35·Qk=0,35·5кПа Кратковременно действующая 0,65·Qk=0,65·5 кПа	Q1k=1,75 Q2k=3,25	1,5 1,5	Q1d=2,625 Q2d=4,875
Итого временная	Qk=5		Qd=7,5
Полная	Fk=8,396,8		Fd=12,074

Нагрузка на 1 погонный метр плиты составит:

- нормативная постоянная и длительно действующая

(6.1)

- полная нормативная

(6.2)

- полная расчётная

(6.3)

6.3 Определение усилий, возникающих в сечениях плиты от действия внешней нагрузки

Рисунок 6.2 - К определению расчетного пролета плиты

Расчётный пролёт плиты равен расстоянию между серединами опор.

Расчётная схема и эпюра моментов и поперечных сил показаны на рисунке 6.3.



Рисунок 6.3 - Расчётная схема плиты.

Максимальный изгибающий момент от полной расчётной нагрузки:

(6.4)

Максимальный изгибающий момент от полной нормативной нагрузки:

(6.5)

Максимальный изгибающий момент от постоянной и длительно действующей нагрузок:

(6.6)

Поперечная сила от полной расчетной нагрузки:

 (6.7)

6.4 Расчёт прочности нормальных сечений

Поперечное сечение многопустотной плиты приводим к эквивалентному тавровому сечению. Заменяем круглые отверстия равновеликими по площади квадратами со стороной h₁.

(6.8)

где - диаметр круглой пустоты плиты.

(6.9)

Приведенная толщина рёбер:

Расчётная ширина сжатой полки

? (6.10)

- в расчет вводим всю ширину полки



Рисунок 6.4 - Расчётное сечение плиты.

Определяем изгибающий момент, который может воспринять сечение при полной сжатой полке

< (6.11)

Следовательно, нейтральная линия проходит в полке, и расчёт производим как для элементов прямоугольного сечения размерами

Для расчета продольной арматуры второстепенной балки необходимо использовать данные для бетона С 16/20 ,, ,.

Для арматуры S500 МПа,

‰ (6,11)

Тогда

(6,12)

.

(6,13)

.

(6,14)

Так как , следовательно, сжатая арматура по расчету не требуется. Находим значение по формуле:

. (6,15)

При этом необходимая площадь арматуры рассчитывается по формуле:

(6,16)

.

Принимаем 5 12 S500 с . Распределительную арматуру принимаем 6 S500 с шагом 200мм. Конструктивно принимаем сетку С-2 с диаметром стержней 6мм S500 и шагом 200 мм

6.5 Расчет прочности сечений, наклонных к продольной оси плиты

Прочность плиты на действие поперечной силы определяем, в первую очередь, проверкой условия:

(6,17)

Определим значение поперечной силы, воспринимаемой сечением без поперечного армирования:

,но не менее (6,18)

где , d -- в мм;

0,02 (минимальное значение коэффициента армирования, регламентированное СНБ 5.03.01).

Тогда расчетный коэффициент армирования

Тогда, с учетом рассчитанных величин получим:

Условие выполняется ,следовательно поперечную арматуру устанавливаем конструктивно.

Принимаем 56 S500 с шагом 100 мм.

6.6 Определение геометрических характеристик приведенного сечения

1. Площадь приведенного сечения:

(6.19)

Отношение модулей упругости:

(6.20)

где Е_cm=31·10іМПа- модуль упругости бетона класса С16/20 марки П2 по удобоукладываемости;

Е_s=20·10⁴ МПа - модуль упругости для ненапрягаемой арматуры.

2.Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:

(6.21)

где y-расстояние от нижней грани до центра тяжести i-ой части сечения.

3.Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:

м (6.22)

4.Момент инерции приведенного сечения относительно оси, проходящей через центр тяжести сечения:

(6.23)

5.Момент сопротивления приведенного сечения относительно нижней его грани:

(6.24)

6.Момент сопротивления приведенного сечения относительно верхней его грани:

(6.25)

7. Момент сопротивления приведенного сечения с учетом неупругих деформаций растянутого бетона:

(6.26)



где =1,5 для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне.

6.7 Расчет по образованию трещин

Расчет трещиностойкости сечений, нормальных к продольной оси для изгибаемых элементов следует производить из следующего условия:

М_sd,к? M_сr, (6.20)

где М_sd,k - изгибающий момент от нормативной нагрузки,

М_сr - изгибающий момент, воспринимаемый сечением, нормальным к продольной оси элемента при образовании трещин (усилие трещинообразования).

Усилие трещинообразования допускается определять по упрощенной зависимости как для бетонного сечения по формуле:

, (6.21)

где f_ctm - средняя прочность бетона на осевое растяжение (для бетона класса С16/20 f_ctm=1,9 МПа).

W_c - момент сопротивления бетонного сечения.

М_сr=37,46кН•м>М_sd,к=23.25кН•м

Условие М_sd,к? M_сr соблюдается, следовательно, расчет по раскрытию трещин не требуется.