Разработка конструкции четырехэтажного каркасного здания без подвала

Размещено на http://www.allbest.ru//

1. Основы компоновки сборного балочного перекрытия

Сборное перекрытие здания состоит из железобетонных плит и ригелей, опирающихся на колонны поперечной рамы. При выборе сетки колонн рекомендуется использовать унифицированные расстояния между колоннами:

в жилых здания - кратные 0,6 м и равные 4,2; 4,8;5,6; 6,0; 6,6 м,

в общественных зданиях - кратные 1,2 м - 4,8; 6; 7,2 м,

в промышленных зданиях - кратные 3 м - 6; 9; 12 м.

Привязка колонн всех рядов по отношению к разбивочным осям принимается осевая. При компоновке сборного балочного перекрытия выбираются:

сетка колонн (пролет и шаг колонн),

направление ригелей (продольное, поперечное),

форма поперечного сечения ригелей (прямоугольная, тавровая),

тип плиты перекрытия (пустотная, ребристая),

определяется номинальная ширина плит,

выявляется число типоразмеров плит и ригелей.

Выбор направления ригелей обуславливается соображениями экономического, архитектурного, конструктивного и технологического характера. Учитывается, что поперечное расположение ригелей повышает жесткость здания в поперечном направлении, а продольное расположение ригелей ведет к уменьшению числа монтажных единиц и благоприятно с точки зрения освещенности при ребристых плитах /1/. Форма поперечного сечения ригеля может быть принята прямоугольной или тавровой. Размеры поперечного сечения прямоугольного ригеля предварительно можно определить из следующих условий: высота ригеля hp=(1/10ч1\12)lp, где lр - расчетный пролет ригеля, ширина bр=(0,35ч 0,4)hр, но не менее 200 мм (из условия двустороннего опирания плит перекрытия). Высота ригеля принимается кратной 50 мм при hр ? 600 мм и кратной 100 мм при hр > 600 мм, ширина кратной 20 мм. Высота типовых ригелей таврового сечения составляет 450 или 600 мм. Тип поперечного сечения сборных железобетонных плит принимается в зависимости от функционального назначения здания, интенсивности временных нагрузок на перекрытие, величины пролетов. Пустотные плиты (с круглыми или овальными пустотами) применяются, как правило, в гражданском строительстве при временных нагрузках до 500ч600 кг/ м2, (5,0ч 6,0 кН/м2). Ребристые плиты с ребрами вниз применяются преимущественно в перекрытиях производственных зданий при любых значениях нагрузок. Для раскладки плит в перекрытии устанавливается число их типоразмеров, выявляется их номинальная ширина, осуществляется привязка к разбивочным осям. Количество типоразмеров плит должно быть по возможности минимальным. Связевые плиты (распорки) укладываются по осям колонн, причем продольная ось распорок совмещается с разбивочной осью. Доборные (пристенные) элементы укладываются у стен. Рядовые плиты - в промежутках между распорками и доборными элементами. Номинальная ширина плит принимается для рядовых плит пустотного типа от 1,2 до 3,2 м; для ребристых плит от 1,0 до 1,8 м. с градацией через 100 мм. Ширина распорок независимо от типа принимается от 1,0 до 1,6 м с той же градацией. Сумма номинальных ширин плит, уложенных в промежутке между соседними связевыми плитами - распорками, и ширины одной плиты - распорки должна равняться расстоянию между разбивочными осями, перпендикулярными направлениями ригелей.

В курсовом проекте колонны имеют постоянное сечение по высоте здания. При полезных нормативных нагрузках до 8,0 кН/м2 и количестве этажей не более 3, рекомендуется сечение колонн принимать 300300 мм, в других случаях 400400 мм. Колонны выполняются длиной на один или два этажа. Соединение колонн осуществляется путем сварки выпусков арматуры с последующим замоноличиванием стыка мелкозернистым бетоном. Жесткость здания в поперечном направлении в сборном варианте обеспечивается вертикальными диафрагмами (связевая система), в продольном направлении вертикальными связями, размещающимися между колоннами (связевая система). В зданиях небольшой этажности (до 5 этажей) ветровая нагрузка воспринимается в основном вертикальными диафрагмами. Поэтому основные несущие конструкции рассчитываются только на вертикальную нагрузку. При определении глубины заложения фундамента необходимо принимать во внимание глубину промерзания грунтов района строительства, а при определении снеговой нагрузки на покрытие здания, влияние ветра на величину этой нагрузки.



2. Исходные данные

Разработать конструкции четырехэтажного каркасного здания без подвала. Размеры в плане 19,8Ч30,0 м и сетка колонн 6,6Ч6,0 м. Высота этажей 4,2 м. перекрытие фундамент ригель

Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажное перекрытие vn = 6,0 кН/м2 (600,0 кг/м2), в том числе длительное (пониженное) 4,5 кН/м2, кратковременное 1,5 кН/м2 . Здание второго уровня ответственности, коэффициент надежности по назначению здания гf = 0,95. Место строительства - Москва. Район по снеговой нагрузки -ЙЙЙ, расчетная снеговая нагрузка 1,8 кН/м2 (180 кг/м2), в том числе длительная 50% от полной и составляет 0,9 кН/м2. Здание расположено в местности типа «В», коэффициент k, учитывающий изменение ветрового давления по высоте, при максимальной отметке проектируемого здания +17,40 м принят равным 0,8. Скорость ветра 4 м/сек. Температурные условия обычные, влажность воздуха более 40% - 75%, грунты песчаные, средней плотности, маловлажностные, условное расчетное сопротивление R0 = 0,3 МПа. Глубина промерзания 1,4 м. Снижение расчетных нагрузок на плиты, ригели, колонны и фундаменты за счет неравномерности загрузки перекрытий не учитывается. Компоновочная схема сборного перекрытия представлена на рис. 2.1. Ригели располагаются поперек здания, номинальная длина ригеля 6,6м, номинальная длина плит перекрытия 6,0 м. Номинальная ширина рядовых панелей 1,65 м; связевые плиты располагаются по осям колонн и принимаются такой же ширины; доборные плиты опираются на ригели и стальные опорные столики на



крайних колоннах. Стеновые панели навесные из легкого бетона в торцах здания замоноличиваются с торцовыми рамами, образуя вертикальные связевые диафрагмы. Совместно с лестничными клетками торцовые стены обеспечивают пространственную жесткость здания в поперечном на правлении.

В продольном направлении жесткость здания обеспечивается вертикальными связями, устанавливаемыми в одном среднем пролете по каждому ряду колонн. В поперечном направлении здание работает по связевой системе, где роль вертикальных связевых диафрагм выполняют торцевые стены и лестничные клетки. Разрезные ригели поперечных рам таврового сечения с подрезкой соединяются с колоннами с помощью закладных деталей «рыбок». Колонны на два этажа, сечением 400Ч400 мм с жесткими прямоугольными консолями. Железобетонные фундаменты под колонны - отдельные, ступенчатого типа.



3. Проектирование ребристой плиты перекрытия

Исходные данные. Плиты перекрытий изготавливаются в заводских условиях из тяжелого бетона В30. Передаточная прочность бетона принимается не менее 50% от класса бетона и не менее 15 МПа. Распалубочная прочность принимается равной передаточной прочности. Арматура продольных ребер - преднапряженная класса А800 (сталь марки 23Х2Г2Т), с электротермическим натяжением на упоры форм. Нормативное сопротивление арматуры А800, Rsn=800 МПа; расчетное сопротивление Rs = 695 МПа (695·103 кН/м2); модуль упругости Еs=2,0 ·105 МПа (2,0·108 кН/м2). Арматура каркасов - классов А240 или В500, закладные детали из стали Ст3пс, монтажные петли из стали класса А240, марки Ст3сп или класса А300 марки 10ГТ. Бетон тяжелый класса В30, Rb=17 МПа (17·103 кН/м2), Еb = 32,5·103 МПа (32,5·106 кН/м2); Rbt,n=1,75 МПа (1,75·103 кН/м2); Rbt = 1,15МПа (1,15·103 кН/м2).

Проектируемая плита должна рассчитываться по предельным состояниям первой и второй групп для работы конструкции в стадиях: изготовления, транспортирования, монтажа, эксплуатации.

При арматуре А800 предельно допустимая ширина раскрытия трещин acrc,ult не должна превышать 0,2 мм при продолжительном раскрытии и 0,3мм при непродолжительном раскрытии /9/.

Размещено на http://www.allbest.ru//

При расчете плиты в стадии эксплуатации необходимо выполнить: расчеты прочности продольных ребер по нормальным и наклонным сечениям, расчет прочности полки при местном изгибе, проверку трещиностойкости продольных ребер, расчет прогибов.

3.1 Установление размеров и расчетного пролета плиты

Предварительно задаемся сечением ригеля (рис. 3.1). Высота сечения h=600 мм, ширина сечения понизу b=600 мм, ширина сечения ребра (поверху) b'f=300мм, вылет полки с=150 мм.

Номинальная длина плиты Lп, конструктивная длина lп и расчетный пролет l0 определяются в соответствии с рис. 3.2.

Размещено на http://www.allbest.ru//

Здесь - ширина ригеля поверху, а-зазор между торцом плиты и ригеля, принимаем, а=1 см, с-вылет полки ригеля, с=150 мм, с1-длина площадки опирания плиты, принята 14 см.



3.2 Конструктивная длина плиты

Высота плиты Принимаем 30 см, ширину продольных ребер понизу 7 см; поверху 9 см; ширину верхней полки b'f = 161см; толщину сжатой полки = 5 см. Толщина ребра расчетного таврового сечения без учета заделки швов между плитами принята 14 см. Сечение плиты показано на рис. 3.3.

Расчетная ширина свеса полки в каждую сторону от ребра при отсутствии поперечных ребер должна быть:

не более 1/6 пролета плиты, 554/6 =92,33?92см,

не более половины расстояния в свету между продольными ребрами (161 - 14)/2 = 73,5см, при hf / h = 5/30 = 0,167 > 0,1.

Таким образом, ширина полки, в расчете, равна 73,5·2+7·2 = 161 см.

Сбор нагрузок и определение усилий в плите



Таблица 1.

Сбор нагрузок на один квадратный метр плиты перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, Н/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, Н/м2
Постоянная: бетонное покрытие t = 20 мм, с = 22,0 кН/м3 цементная песчаная стяжка t = 40 мм; с = 18,0 кН/м3 засыпка (песок) 50мм с = 17,0 кН/м3 железобетонная ребристая плита	440 720 850 2500	1,3 1,3 1,3 1,1	572 936 1105 2750
Итого	4510	-	5363
Временная v в том числе: длительная кратковременная	6000 4500 1500	1,2 1,2 1,2	7200 5400 1800
Полная q = g + v в том числе: постоянная и длительная кратковременная	10510 9010 1500	- - -	12563 10763 1800

Расчетная нагрузка вычисляется на 1м длины плиты с учетом коэффициента надежности по ответственности здания гn = 0,95 при ширине плиты 1,65 м.

Постоянная нагрузка g = 5363·0,95·1,65 = 8406,5 Н/м ? 8,41 кН/м.

Временная нагрузка v = 7200·0,95·1,65 = 11286 Н/м = 11,286 кН/м.

Полная q = 12563·0,95·1,65 = 19692,5 Н/м ? 19,7 кН/м.

Нормативная нагрузка на 1погонный метр плиты

постоянная gn = 4,51·0,95·1,65 ? 7,07 кН/м;

полная qn = gn +vn = 10,51·0,95·1,65 ? 16,47 кН/м;

постоянная и длительная 9,01·0,95·1,65 ? 14,12 кН/м.

Моменты и поперечные силы от расчетных и нормативных нагрузок вычисляются в соответствие с расчетной схемой и нагрузками.

Усилия для расчетов по предельным состояниям первой группы.

От расчетных нагрузок

кНм,

кН.

Усилия для расчетов по предельным состояниям второй группы.

От полной нормативной нагрузки

кНм

От постоянной и длительно-действующей части нормативной нагрузки

кНм.

3.3 Расчет плиты по предельным состояниям первой группы

Расчет плиты по предельным состояниям первой группы включает расчеты прочности продольных ребер и полки плиты для различных стадий работы конструкции и, как правило, заключается в определении необходимого количества арматуры и ее расположении в сечениях и по длине элемента.

Расчет прочности нормальных сечений продольных ребер плиты

Исходные данные. Изгибающий момент от полных нагрузок М = 75,58 кНм, размеры сечения h=30 см, b'f = 161 см, b =14 см, h'f = 5 см. Расстояние от центра тяжести арматуры до растянутой грани а=3 см, рабочая высота сечения h0=27 см.

Продольные ребра рассчитываются для отдельной плиты, без учета замоноличивания межплитных швов. Расчетной схемой продольных ребер в стадии эксплуатации является шарнирно опертая балка. Расчетное сечение таврового профиля с полкой в сжатой зоне. Минимальный защитный слой для конструкций в закрытых помещениях при нормальной влажности принимается не менее 20 мм.

Расчет прочности выполняется в предположении, что расчетной сжатой ненапрягаемой арматуры не требуется (Asc= 0); уровень преднапряжения уsp / Rs ? 0,587 с учетом всех потерь и коэффициента точности натяжения гsp = 0,9.

Величина напряжений обжатия уsp= 0,587Rs = 0,587·695= 408 МПа.

Проверяется положение нейтральной оси

Rb·b/f ·h/f (h0-0,5 h/f) =17·103 ·1,61·0,05(0,27-0,5·0,05) =335,28кНм > М=75,58кНм.

Граница сжатой зоны проходит в полке, сечение рассчитывается как прямоугольное с размерами b'f = 1,61 м, h'f = 0,05м, h0 = 0,27 м.

Вычисляется табличный коэффициент бm

бm = М / Rbb'f ho2 =75,58/17·103 ·1,61·0,272 = 0,038.

Граничная высота сжатой зоны бетона находится при уsp/Rs ? 0,6 и арматуре А800 по таблице /6/ приложения

оR = 0,41.

БR= оR(1 - оR/2) = 0,41(1- 0,41/2) = 0,326.

Проверяется выполнение условия бm=0,038 ? бR= 0,326, следовательно сжатой арматуры не требуется и сечение рассчитывается с одиночной арматурой.

Вычисляется относительная высота сжатой зоны в сечении

.

о/оR = 0,039/0,41= 0,095.

Так как условие о ? о R соблюдается, расчетное сопротивление напрягаемой арматуры Rs необходимо увеличить путем умножения на коэффициент условий работы гs3, учитывающий увеличение сопротивления напрягаемой арматуры выше условного предела текучести и определяемый по формуле

гs3 = 1,25 - 0,25 о/ о R = 1,25-0,25•0,095= 1,23 >1,1.

Принимаем гs3 = 1,1.

При о/ о R < 0,6 коэффициент гs3 = 1,1.

Требуемая площадь растянутой напрягаемой арматуры

0,000377м2=3,77см2.

По сортаменту, выпускаемой стали, подбираем диаметр и необходимое количество стержней. Принимаем 2Ш16 А800, Аsр = 4,02см2. Располагаем арматуру по одному стержню в каждом продольном ребре.

Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер

Исходные данные. Расчетная поперечная сила на опоре Q = 54,57 кН, расчетная полная нагрузка q =19,7кН/м, временная часть нагрузки qv=11,29кН/м, поперечная арматура-проволока класса В500, диаметром 5 мм, площадь одного поперечного стержня fsw=0,196 см2, (Fsw = nfsw = 2·0,196 = 0,392·10-4 м2), Rsw = 300 Мпа (300·103 кН/м2); продольная арматура каркасов В500 диаметром 8мм, ho = 0,27м, b =2·0,07=0,14м без учета заделки швов между плитами, предварительные напряжения в арматуре уsp=408Мпа.

Условие обеспечения прочности наклонного сечения ребра плиты



Q ? Qb +Qsw,

где Q - поперечная расчетная сила в рассматриваемом сечении;

Qb - поперечная сила, воспринимаемая бетоном,

Qsw - поперечная сила, воспринимаемая хомутами.

Вычисляем поперечную силу, воспринимаемую бетоном Qb.

Qb= Мb/c.

Предварительно вычисляем усилие преднапряжения с учетом всех потерь

Р= уspAsp =408·103·4,02·10-4 = 164,016 ? 164,02кН.

Вычисляется коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения на прочность наклонного сечения

цn = 1+1,6(P/RbA1) - 1,16(P/RbA1)2 = 1+1,6·0,23-1,16·0,232= 1,3066?1,31

Здесь А1 - площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки

А1= b·h =0,14·0,3 = 0,042м2; P/RbA1= 164,02/17·103·0,042=0,22972?0,23м2.

Мb = 1,5цnRbt·b·h02 =1,5·1,31·1,15·103·0,14·0,272 = 23,1кНм.

Нагрузка приводится к эквивалентной равномерно распределенной

q1= q-0,5qv = 19,7-0,5·11,29 = 14,06кН/м.

Невыгодное расположение проекции наклонного сечения «с» при действии эквивалентной равномерно распределенной нагрузки определяется по формуле с=v Мb/ q1. При определении «с» должны выполняться условия:

h0 = 27см < с =128см < 3h0 = 81см. Верхнее условие не выполняется.

Принимаем с = 0,81м и вычисляем Qb.

Qb= Мb/c = 23,1/0,81= 28,52кН.

При вычислении Qb должны выполняться условия: Qb,max ? Qb ? Qb,min.

Qb= 28,52кН > Qb,min= 0,5Rbt·b·h0 = 0,5·1,15·103·0,14·0,27= 21,74кН,

Qb= 28,52кН < Qb,max 2,5Rbt·b·h0 = 2,5·1,15·103·0,14·0,27= 108,7кН.

Таким образом, для дальнейших расчетов принимаем Qb= 28,52кН.

Вычисляем поперечную силу, воспринимаемую хомутами Qsw.

Усилие Qsw определяется по формуле (24) в зависимости от величины Qв1

Qв1 = 2v Мbq1= 2v23,1·14,06 =36,04кН.

Проверяем условие

Qb1=36,04 кН < цnRbtbh0 = 1,31·1,15·103·0,14·0,27= 56,95кН,

Условие соблюдается, требуемая интенсивность хомутов qsw определяется по формуле 31а.

qsw = (Qmax - Qb,min-3h0q1)/1,5h0=(54,57-21,74 -3·0,27·14,06)/1,5·0,27= 52,94кН/м.

Хомуты учитываются в расчете если соблюдается условие qsw ? 0,25 цnRbtb

0,25 цnRbtb =0,25·1,31·1,15·103·0,14 =52,72кН/м

qsw =52,94кН > 52,72кН/м.

Уточняем, вычисленную ранее, длину проекции невыгоднейшего сечения «с»

с=vMb/q1=1,28м >2h0/(1-0,5qsw/цnRbtb)=

=2·0,27/(1- 0,5·52,72/1,31·1,15·103·0,14)= 0,617м.

Значение с0 должно быть равно «с», но не более 2h0 = 2·0,27= 0,54м.

Расчетный минимальный шаг хомутов

sw1= RswAsw/ qsw=300·103·0,392·10-4 /52,94 = 0,222см ? 0,22м..

Вычисляем поперечную силу, воспринимаемую хомутами Qsw.

Qsw = 0,75·qsw с0 = 0,75·52,94·0,54 = 21,44кН.

Q = Qmax - q1с = 54,57 - 14,06·0,617 = 45,89кН.

Q = 45,89кН < Qb+Qsw = 28,52+21,44 = 49,96кН.

Условие выполняется, прочность наклонного сечения ребра обеспечена.

При невыполнении условия следует увеличить диаметр поперечных стержней или уменьшить расстояние между стержнями или сделать и то и другое.

В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу (рис. 3.6) вертикальные стержни из арматуры класса В500 диаметром 5 мм, продольные из арматуры В500 диаметром 8 мм. По конструктивным требованиям шаг стержней на приопорных участках не должен превышать 0,5 h0 = 0,27/2 = 0,135мм и 300мм; на остальной части пролета не более 0,75h0 = 0,75·27= 20,25см и не более 500мм. Окончательно принимаем на приопорных участках длиной l/4 шаг поперечных стержней 120 мм, на на остальной части пролета 200 мм.

Расчет полки плиты на местный изгиб

Размещено на http://www.allbest.ru//



Исходные данные. При расчете на местный изгиб (рис. 3.4) из полки поперек плиты вырезается условная расчетная полоса шириной 1м, которая в дальнейшем рассматривается как балка, частично защемленная в продольных ребрах (опорах). Ширина расчетного сечения такой балки равна 100 см, высота равна толщине полки h'f = 5 см, с учетом защиты плиты сверху цементно-песчаной стяжкой (табл. 4 приложения), принимаем защитный слой 7,5 мм, тогда при арматуре В500 диаметром 5 мм можно принять, что «а» = 7,5+5/2=10мм =1,0см. Рабочая высота сечения h0 = 4,0 см, сопротивление арматуры Rs = 415 МПа.

Изгибающий момент вычисляется с учетом развития пластических деформаций, частичного защемления полки в ребрах и коэффициента по назначению здания гf = 0,95.

кН·м.

Определяется расчетный коэффициент

По таблице для арматуры В500 определяем бR=0,376; оR=0,502.

Бm= 0,085 < бR=0,376 сжатая арматура по расчету не требуется.

Вычисляется необходимое количество растянутой арматуры

где

Принимаем арматурную сетку с поперечной рабочей арматурой и конструктивной продольной диаметром 5 мм. Шаг стержней в поперечном направлении 10 см, Аs = 1,96 см2, в продольном направлении принимаем шаг 20 см.

3.5 Расчет монтажной петли

Вес плиты при ее подъеме может быть передан на три петли. Нагрузка на одну петлю с учетом максимально допустимого по нормам угла развода строп 900 (1/ sin450 = 1/0,707 ?1,4) и веса 1м2 плиты 2,5 кН равна

N = G ·1,4/3 = 2,5·1,64·5,68·1,4/3= 10,868 кН.

Учитывая, что коэффициент динамичности при подъеме равен 1,4 находим усилие, воспринимаемое одной ветвью петли

N = 1,4·10,868= 15,22 кН.

Принимаем монтажные петли Ш10 А240 с Аs,ef = 0,785 см2 из стержневой арматурной стали марки Ст3сп.

Основная (базовая) длина заделки арматуры петли из условия ее надежного заанкерирования, при прочности бетона в момент первого подъема (Rb = 8,5 МПа), определяем по формуле

l0,an= Rs•As/Rbondus = Rsd/4Rbond =215•0,01/4•1,35 = 39,8см ? 40см.

где

Rbond = з1з2Rbt= 1,5•1,0•0,9•103= 1,35 МПа,

з1 =1,5 для гладкой арматуры,

з2= 1,0 при диаметре арматуры менее 32мм.

Фактическая длина анкеровки равна

lan= бl0,anАs,cal/ Аs,ef = 1,0•40•0,68/0,785 = 34,65см. Принимаем 35 см.

б = 1,0 для гладкой арматуры с крюками.

В любом случае фактическая длина анкеровки не должна быть менее

0,3l0,an= 0,3•40 = 12см; 15d = 15см и 200мм.

Условия выполняются, окончательно принимаем длину анкеровки 35 см с крюками на концах стержней и глубиной заделки hв = 26 см.



3.6 Конструирование плиты

В продольных ребрах плиты располагаются напряженные стержни Ш16 А800 и плоские каркасы К-1. Длина напрягаемого стержня равна длине плиты, то есть 5680 мм. Каркас К-1 состоит из двух продольных стержней Ш8 В500 длиной l = lп - 20 = 5680 - 20 = 5660 мм и вертикальных стержней Ш5 В500 длиной l = hп - 20 = 300 - 20 = 280 мм. Число вертикальных стержней устанавливается из расчета плиты на поперечную силу, n = 40, (рис. 3,6 и 3.7).

В торцевых поперечных ребрах устанавливается каркас К-2, состоящий из двух продольных стержней Ш5 В500, которые заводятся в опорное ребро на 80 мм, длина l = 1660 мм. Поперечные стержни Ш5 В500 длиной l = 200 - 20 = 180 мм располагаются между продольными ребрами с шагом 100 мм. Количество поперечных стержней в торцевом ребре n = 16.

Сетка С-1 располагается в нижней части полки и имеет размеры 5530х1430 мм. Длина сетки равна длине плиты, уменьшенной на 150 мм, ширина сетки меньше ширины полки в чистоте между продольными ребрами на 30 мм. Шаг продольных стержней Ш5 В500 - 200 мм, поперечных Ш5 В500- 100 мм. Количество продольных стержней - 8, поперечных - 56. Маркировка сетки

Сетка С-2 укладывается в верхней части полки плиты. Длина сетки 5530 мм. Ширина сетки b = b1 + b2, где b1 - длина сетки, заводимая в ребро для обеспечения надежности анкеровки поперечных стержней, принимается не менее шага продольных стержней, в данном случае принимаем b1= 200 мм; b2 - ширина сетки в полке, принимается не менее ј пролета полки. Принимаем b2 = 430 мм.

Таким образом, ширина сетки b = 200 + 430 = 630. Окончательно сетка С-2 из проволоки Ш5 В500 имеет размеры 5530х630 мм. Шаг продольных стержней 200 мм, количество продольных стержней - 4. Шаг поперечных стержней 100 мм, количество поперечных стержней - 56. Маркировка сетки:

Сетка С-3 предназначена для усиления торцов продольных ребер при передаче усилия предварительного напряжения и принимается конструктивно. Продольные стержни длиной 530 мм, количество стержней - 6, поперечные стержни длиной 280 мм, количество стержней - 6.



4. Проектирование сборного ригеля

Исходные данные. Ригели производятся из тяжелого бетона класса В20, Rb = 11,5 МПа (11,5·103 кН/м2), Rbt = 0,95 МПа (0,95·103 кН/м2), продольная рабочая арматура класса А400, Rs= 355 МПа, Es = 2·105 МПа (2·108 кН/м2). Поперечная арматура класса А240, Rs = 215 МПа (215·103 кН/м2); Rsw= 170 МПа (170·103 кН/м2). Соединение ригелей с колонной с помощью закладных деталей - «рыбок» с максимальным расчетным моментом на опоре Моп= 55 кНм. Основные размеры ригеля показаны на рис.4.2. При расчете ригеля в стадии эксплуатации следует определить действующие усилия от расчетных нагрузок, вычислить расчетные пролеты, построить эпюры необходимых усилий и найти необходимое количество арматуры для обеспечения прочности нормальных и наклонных сечений ригеля при действии эксплуатационных нагрузок.

Определение усилий в ригеле

Нормативные и расчетные постоянные и временные нагрузки на 1м2 перекрытия принимаются из расчета ребристой плиты перекрытия по таблице 1. Расчетная нагрузка на 1 м длины ригеля собирается с грузовой полосы шириной Lп = 6,0 м, сечение колонны 40Ч40см. Конструктивная длина ригеля



где Lр- пролет ригеля в осях Lр =660см, bк- размер сечения колонны,

bк= 40см, а -зазор между колонной и торцом ригеля, а = 2 см.

Расчетный пролет ригеля показан на рис. 4.1.

где с - длина площадки опирания, принимаем с =14 см.

Расчетная нагрузка на 1 погонный метр от веса ригеля

qр = (0,6·0,6 - 2·0,15·0,3) ·25,0·1,1 = 7,425 кН/м,

где с - плотность железобетона, с = 25 кН/м3 = 2500 кг/м3;

1,1 - коэффициент надежности по нагрузке.

Полная расчетная нагрузка с учетом коэффициента надежности по ответственности здания гn = 0,95.

q = (12,563·6 +7,425)0,95 = 78,663 кН/м.

Максимальный расчетный пролетный момент определяется по формуле

Мпр=М0-Моп=ql2/8-55=78,663·6,02/8-55=301,3 кНм.

Максимальная поперечная сила

Q=ql2/8=78,663·6,02/2=236,8кН.

В пролете. Исходные данные.

Расчетный пролетный момент Мпр=301,3 кНм,

Rb = 11,5 МПа, арматура А400, Rs = 355 МПа. Расчетное сечение в середине пролета рассматривается как прямоугольное с размерами b = 30 см, h = 60 см. Предварительно назначим рабочую высоту сечения h0 = 55 см, (а=5см).

Определяется относительная высота сжатой зоны сечения

.

По таблице 3 приложения определяем при арматуре А400, оR= 0,531; бR= 0,39.

бR= 0,39 > бm= 0,289, следовательно, по расчету сжатой арматуры не требуется и сечение можно рассчитывать как прямоугольное с одиночной арматурой.

Площадь сечения растянутой арматуры определяется по формуле

где

Принимаем 4Ш25 А400 с Аs = 19,63 см2.

На опоре

Исходные данные. Расчетный опорный момент в подрезке Моп=55 кНм,

Rb = 11,5 МПа, арматура А400, Rs = 355 МПа. Расчетное сечение - прямоугольное с размерами b = 30 см, h = 45 см. Предварительно назначенная рабочая высота сечения h0 = 40 см.

.

Площадь сечения растянутой арматуры

где

Принимаем 2 Ш16 А400 с Аs = 4,02 см2.

4.3 Расчет прочности ригеля по наклонным сечениям

Прочность наклонных сечений ригеля должна проверяться на действие:

поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами, поперечной силы по наклонной полосе, изгибающего момента по наклонной трещине. Расчет должен проводится для наиболее опасных расчетных сечений: в зоне действия максимальной поперечной силы в подрезке и в месте изменения сечения.

Прочность наклонного сечения подрезки ригеля по поперечной силе

Исходные данные. Расчетная поперечная сила на опоре Qmax = 236,8кН, Rb = 11,5 МПа, Rbt = 0,9 МПа, поперечная арматура А240, диаметром 10мм, Rsw = 170 МПа, площадь одного стержня 0,785 см2, в поперечном сечении располагаются два плоских каркаса n=2, h=45 см, h0= 40 см, b = 30 см.

Расчет производится из условия прочности наклонного сечения

Q ? Qb +Qsw,

где Q - поперечная расчетная сила в рассматриваемом сечении;

Qb - поперечная сила, воспринимаемая бетоном,

Qsw - поперечная сила, воспринимаемая хомутами.

Поперечная сила, воспринимаемую бетоном Qb в предположении, что проекция наклонного сечения принимает максимальное значение с=3h0 =120 см.

Отсюда Qb= Мb/c = 64,8/1,2 = 54,0кН,

По конструктивным требованиям в подрезке, рабочая высота сечения которой 400 мм, шаг должен быть не более 400/2 = 200 мм и не более 300 мм. Принимаем в подрезке шаг поперечных стержней sw1=120 мм и проверяем условие прочности наклонного сечения по поперечной силе.

Q = Qmax- q1с = 236,8 - 58,14·1,2 = 167,03кН.

Фактическая погонная нагрузка на хомуты

qsw = RswAsw/ sw1 = 170·103·1,57·10-4 /0,12 = 222,4 кН/м.

Вычисляем поперечную силу, воспринимаемую хомутами Qsw.

Qsw = 0,75·qsw с0 = 0,75·222,4·0,8 = 133,4кН.

с0-длина проекции наклонной трещины, равная «с», но не более 2h0=2·0,4=0,8м.

Q = 167,03кН ? Qb+Qsw = 54,0+133,4 = 187,4кН.

Условие выполняется, прочность наклонного сечения в подрезке обеспечена.

Прочность наклонного сечения в месте изменения сечения подрезки

Конструктивные требования обязывают, для балок, загруженных равномерно распределенной нагрузкой, высотой более 150 мм, на приопорных участках длиной l/4, иметь шаг поперечных стержней не более 0,5 рабочей высоты элемента и не более 300 мм. На остальной части пролета шаг стержней не должен превышать 3h/4 или 500 мм.

Следовательно, на приопорных участках за подрезкой шаг не должен быть более 550/2 = 275 мм, на остальной части пролета шаг должен быть не более 3?550/4 = 412,5 мм.

Окончательно принимаем

в подрезке шаг поперечных стержней sw1 = 100 и 120мм,

на приопорных участках длиной 1200 мм sw2 = 250 мм,

на остальной части пролета шаг стержней sw3 = 400 мм.

Армирование ригеля показано на рис. 14 и 15 приложения.

4.4 Конструирование ригеля

Ригель армируется двумя плоскими сварными каркасами с продольной рабочей арматурой в пролете 4Ш25 А400, которые доводятся до опоры.

Отрицательный момент на опоре, воспринимаемый сечением с арматурой в верхней зоне 2Ш16 А400 с Аs = 4,02 см2, b = 30 см, h0 = 40 см.

Высота сжатой зоны меньше 2a'= 2·5 = 10см, прочность сечения определяется при a'= х/2 = 0,0414/2 = 0,0207м по формуле

,

Оставляем принятую арматуру 2Ш16 А400 с Аs = 4,02 см2 без пересчета.

5. Проектирование сборной колонны

5.1 Расчет прочности колонны в стадии эксплуатации

Исходные данные. Бетон тяжелый класса В20, плотность железобетона с = 2500 кг/м3, сечение колонн 400Ч400 мм, защитный слой а=а/ =40 мм, грузовая площадь для средней колонны, в соответствие с рис. 1.1, равна 6·6,6 = 39,6 м2, высота этажей Н = 4,2 м, расчетная длина колонны l0 = Н. Продольная арматура А400, поперечная арматура класса А240, сетки из проволоки В500, постоянная расчетная нагрузка от кровли с учетом веса железобетонных плит 6,0 кН/м2, расчетная погонная нагрузка от собственного веса ригеля, см. предыдущий раздел, 7,425 кН/м, расчетная нагрузка от веса 1 м2 перекрытия см. табл.1 равна 5,363 кН/м2. Временная расчетная снеговая нагрузка на кровлю по III снеговому району равна 1,8 кН/м2. Учет ответственности здания оценивается коэффициентом надежности гn = 0,95. Скорость ветра v = 4 м/сек.

Сбор нагрузок и определение усилий в колонне

Усилие в колонне от веса перекрытия одного этажа, с учетом коэффициента надежности по назначению здания гn = 0,95, равно

0,95·5,363·39,6 = 201,76 кН.

Усилие в колонне от веса ригеля, с учетом коэффициента надежности по назначению здания гn = 0,95, равно

0,95·7,425·6,6 = 46,55 кН.

Усилие от собственного веса колонны, с учетом коэффициента надежности по назначению здания гn = 0,95 и коэффициента надежности по нагрузке гf =1,1 и плотности железобетона с = 2500 кг/м3 (25кН/м3)

0,95·1,1·0,4·0,4 ·4,2·25 = 17,56 кН.

Суммарное усилие в колонне от веса перекрытия одного этажа

G1 = 201,76 + 46,55 + 17,56 = 265,87 кН.

Усилие в колонне:

от веса покрытия от веса плит и кровли с учетом коэффициента надежности по назначению здания гn = 0,95 составляет 0,95·6·39,6 = 225,72 кН,

от веса ригеля 46,55 кН, от веса стоек 17,56 кН.

Суммарное усилие в колонне от веса покрытия G2 = 225,72+ 46,55+17,56 = 289,83 кН.

Суммарное усилие в колонне от действия временной расчетной нагрузки с одного этажа, см. таб. 6. Q1 = 0,95·7,2·39,6 = 270,86 кН, в том числе от длительно-действующей части, Q1дл = 0,95·5,4·39,6 = 203,14 кН. От кратковременной части нагрузки Q1кр = 0,95·1,8·39,6 = 67,72 кН.

Временная расчетная нагрузка на кровлю от снега должна быть определена с учетом коэффициента снижения снеговой нагрузки за счет ветра /3/. се = (1,2 - 0,1vv k )(0,8 - 0,002b) = (1,2 - 0,1•4 •v0,8) (0,8 - 0,002 •19,8)= 0,71. Q2 = 0,95·1,8·39,6· 0,71 = 48,08 кН, в том числе

длительная Q2дл = 0,95·1,8·0,5·39,6·0,71 = 24, 04 кН,

кратковременная Q2кр = 0,95·1,8·0,5·39,6·0,64 = 24,04 кН.

Расчетная продольная сила колонны первого этажа от полной нагрузки

N = (265,87 + 270,86)3 + 289,83 + 48,08 = 1948,1 кН.



Таблица 2

Продольные силы и моменты в колоннах по этажам

№ этажа	l0, м	Расчетная продольная сила, кН	Момент М, кНм
		Полная	Длительная
4	4,2	337,9	313,9	27,5
3	4,2	874,6	782,9	27,5
2	4,2	1411,4	1251,9	27,5
1	4,2	1948,1	1720,9	27,5

Расчетная продольная сила колонны первого этажа от постоянной и длительной нагрузки

Nдл = (265,87 + 203,14)3 + 289,83 + 24,04 = 1720,9 кН.

Аналогично вычисляются продольные силы в колоннах других этажей. При определении расчетных моментов в колонне следует иметь в виду, что изгибающий момент в стыке ригеля с колонной, учитываемый при расчете колонны, возможен при расположении временной нагрузки в одном пролете, и не может превышать значений, определяемых сечением «рыбки» (в нашем случае 55 кНм). При этом момент распределяется между верхней и нижней колонной и составляет 55/2=27,5 кНм. Эпюры продольных усилий N и изгибающих моментов М по высоте здания представлены в таблице 2 и рис.18.

Расчет прочности колонны 1 этажа

Исходные данные. Бетон тяжелый класса В20, Rb=11,5 МПа, сечение колонн hЧb = 400Ч400 мм, а = а/ = 40 мм, арматура А400, Rs = 355 МПа, Еs = 20·104 МПа, N =1948,1 кН, М = 55/2 =27,5 кНм, Nдл= 1720,9 кН, l0 = 0,7Н = 0,7•4,2= 2,94м.

Величина начального эксцентриситета е0



= 1,4 см.

Вычисляем величины случайных эксцентриситетов

еа = l0 /600 = 2,94/600 = 0,005 м = 0,5см;

еа = hк/30 = 0,4/30 = 0,0133 м = 1,33 см;

еа = 1 см.

Поскольку эксцентриситет е0 = 1,4 см незначительно отличается от случайного еа = 1,33 см (5,3%) расчет прочности колонны проводим как для элемента, сжатого со случайными эксцентриситетами.

Вычисляем гибкость стойки

.

Необходим учет влияния прогиба колонны на начальный эксцентриситет.

Уравнение прочности сжатого со случайными эксцентриситетами элемента

N ? ц(Rb•bh0 + Rsc·Aґs),

где ц = цb + 2(цsb - цb) бs, причем ц ? цsb,

бs = мRs /Rb.

Отношение Nдл /N = 1720,9/1948,1 = 0,883

По таблице 13 находим коэффициенты цsb и цb, в предположении, что промежуточные стержни в сечении отсутствуют; цb = 0,915 и цsb = 0,915.

Принимаем коэффициент ц = цb= 0,915.

Вычисляем необходимое количество площади арматуры

Количество арматуры, исходя из минимального коэффициента армирования мmin = 0,15%. As =A's = мminbh0= 0,0015•40•36 = 2,16 см2.

Предварительно принимаем арматуру 4Ш22 А400 с Аs = 15,2см2.

5.2 Расчет прочности колонны этажа в стадии монтажа

Исходные данные. При подъеме для установки в проектное положение колонна стропуется за специальное монтажное отверстие в уровне консоли на расстоянии 1,12 м от оголовка и работает, как шарнирно опертая балка с консолью длиной 1 м, загруженная собственным весом (рис. 18 приложения). Длина отправочного элемента lк состоит из длины, равной удвоенной высоте этажа 2Н =2•4,2 = 8,4 м, расстояния от отметки пола до обреза фундамента 0,15 м, глубины заделки колонны в фундамент 0,6 м и расстояния от уровня консоли третьего этажа до стыка колонн, принятого 1,05 м. Бетон классов В20, Rb= 11,5МПа, сечение колонн 400х400 мм, а = а/ = 40 мм. Арматура А400, Rs = 355 МПа, гn = 1,4.

Вычисляем длину отправочного элемента

lк = 2·4,2 + 0,15 + 1,05 + 0,6 = 10,2 м.

Погонная нагрузка от собственного веса колонны с учетом коэффициента динамичности 1,4 и плотности бетона 2500кг/м3, ( 25кН/м3)

q = 0,4·0,4·25·1·1,4 = 5,6 кН/м.

Момент на опоре при длине консоли с = 1,12 м.

Моп = qс2/2 = 5,6·1,122/2 = 3,5 кНм.

Пролетный момент равен

кНм.

Несущую способность колонны можно определить как для балки с двойной симметричной арматурой А 400 при Rs = Rsс, Аs = А/s ,

см2.

Принятое из расчета прочности в стадии эксплуатации армирование колонны первого этажа 2Ш22 А400 с Аs= 7,6см2 больше 4,79 см2. Окончательно принимаем армирование колонны первого этажа Аs=А/s =2Ш22 А400 с Аs= 7,6см2



5.3 Конструирование колонны

Колонна первого этажа армируется пространственным сварным каркасом. Продольная арматура каркаса 4Ш18 А400 длиной 10180 мм. Поперечная арматура Ш8 А240 располагается с шагом 400 мм равномерно по длине колонны. В нижней части колонны устанавливается дополнительный хомут, для исключения повреждения торца колонны при транспортировании и монтаже. В голове колонны располагаются четыре сетки косвенного армирования три крестообразные сетки С-1 и одна сетка С-2 с шагом 60 мм на длине 210 мм, что больше 10d = 10·18 = 180 мм. Размер ячейки сеток 90Ч90 мм.



6. Проектирование фундаментов

Фундаменты служат для передачи нагрузок от вышележащих частей здания на основание. Конструктивно фундаменты могут выполняться ленточными, отдельно стоящими или в виде сплошной плиты. Стоимость фундамента может составлять 10-15% от общей стоимости здания или сооружения. Отдельные фундаменты устраиваются под опоры при сравнительно небольших нагрузках и пролетах колонн более 6 метров. Ленточные фундаменты устраивают под кирпичные стены при слабых или неоднородных грунтах.

Сплошные фундаменты выполняют при неоднородных грунтах и зачастую они оказываются более экономичными по сравнению с другими видами фундаментов вследствие простоты изготовления.

Исходные данные. Фундамент центрально-загруженный из тяжелого бетона класса В15, Rb= 8,5 МПа, Rbt= 0,75 МПа. Арматура А400, Rs=355 МПа. Грунты песчаные, маловлажностные, средней плотности. Условное расчетное сопротивление R0 = 0,3 МПа, глубина промерзания 1,4 м, обрез фундамента располагается на отметке 0,15 м. Под фундаментом бетонная подготовка из тощего бетона толщиной 100 мм. Толщина защитного слоя 35 мм. Расчетное продольное усилие, передаваемое с колонны на фундамент, N =1948,1 кН, среднее значение коэффициента надежности по нагрузке гf = 1,15. Момент, передаваемый на фундамент равен 55/2 = 27,5 кНм. Расчетный эксцентриситет 27,5/1948,1 = 1,41 см, случайный 1,33 см. Вследствие незначительности превышения величины расчетного эксцентриситета над случайным, расчет проведем как для центрально-загруженного фундамента. Величину нормативного усилия на фундамент определим приближенно при среднем значении коэффициента надежности по нагрузке гf = 1,15.

Nn= 1948,1/1,15 = 1694,0 кН.



6.1 Определение размеров фундамента

Высота, исходя из надежности заделки колонны в фундаменте

H = 1,5hk + 250 = 1,5•400+250 = 850 мм.

Высота фундамента, в зависимости от необходимой длины зоны анкеровки продольной арматуры колонны в фундаменте

H = lan + 250 = 24Ш + 250 = 24·22 + 250 = 778 мм.



Предварительно принимаем высоту фундамента Н = 900 мм с двумя ступенями по 450 мм. Глубина заложения фундамента Н1= 900+150 = 1050 мм.

Площадь фундамента определим без уточнения влияния размеров фундамента и глубины заложения на сопротивление грунта

Сторона «а» квадратного в плане фундамента А = v6,07 = 2,46 м.

Принимаем сторону фундамента 2,7 м, что кратно 0,3м.

Расчетное давление на грунт под подошвой фундамента

p = N/A = 1948,1 / 2,7•2,7 = 0,267 МПа < R0= 0,3 МПа.

Высота фундамента из условия непродавливания по поверхности пирамиды

.

Принятой высоты фундамента достаточно для обеспечения прочности фундамента на продавливание. Для обеспечения прочности фундамента от скалывания размер верхней ступени принимаем таким, чтобы линия пересечения граней уступов не выходила за условную линию, проведенную под углом 450. Принимаем а1= 1500 мм.

6.2 Расчет прочности фундамента

Расчетные изгибающие моменты, действующие по грани колонны, (сечение І-І) и по грани первой ступени (сечение ІІІІ).

MІ-І = p(a - hk)2b/8 = 267(2,7 - 0,4)2 •2,7/8 = 476,7 кНм,

MІІ-ІІ = p(a - а1)2b/8 = 267(2,7 - 1,5)2 •2,7/8 = 129,8 кНм.

Площадь сечения арматуры в расчетных сечениях.

As І-І = MІ-І /0,9Rsho= 476,7/0,9•355•103•0,865 = 0,00168 м2=17,3см2.

As ІІ-ІІ = M ІІ-ІІ /0,9Rsho= 129,8/0,9•355•103•0,415 = 9,52 •10-4м2= 9,79см2.

Окончательно принимаем армирование фундамента в виде квадратной сварной сетки с рабочими стержнями в обеих направлениях 14Ш14 А400 с площадью арматуры Аs=21,6 см2, с шагом стержней 200 мм. Конструкция и армирование фундамента представлены на рис. 6.1.

Б. Пример расчета монолитного балочного перекрытия.

1. Основы компоновки монолитного балочного перекрытия

Рассматривается здание с конструктивной каркасно-стеновой системой. Основные вертикальные несущие элементы здания, наружные стены и колонны (столбы), выполнены из железобетона или кирпича. Фундаменты - железобетонные или бутобетонные. Перекрытия здания-монолитные балочные с плитами, работающими в одном или двух направлениях.

При соотношении сторон плиты ?1/ ?2 > 2, где ?1-большая сторона плиты, несущая способность при равномерно распределенной нагрузке, обеспеченная опиранием коротких сторон, составляет не более 20% общей. Условно считают, что такая плита опирается на две противоположные длинные стороны и работает на изгиб только по короткому направлению, как неразрезная балка прямоугольного сечения.

При соотношении сторон ?1/ ?2 ? 2 влияние опирания коротких сторон возрастает и несущая способность плиты увеличивается. Такая плита рассматривается как опертая по контуру и работает на изгиб по двум направлениям. При компоновке ребристого монолитного перекрытия главные балки рекомендуется располагать по осям колонн (столбов) в поперечном направлении. Второстепенные балки располагают таким образом, чтобы оси балок совпадали с осями столбов. Шаг второстепенных балок рекомендуется назначать в пределах 1500ч2700 мм, так чтобы отношение длины второстепенных балок к расстоянию между ними было не менее двух. Толщина монолитной плиты назначается предварительно 50ч60 мм, высота второстепенных балок равной 1/12-1/15 от расчетного пролета, ширина 0,4 - 0,5 высоты сечения. Поперечное сечение главных балок можно принимать больше аналогичных размеров второстепенных балок по ширине на 5-10 см по высоте на 10-20 см. Внутренние грани наружных кирпичных стен смещаются с разбивочных осей на 200 мм внутрь здания. Толщина наружных стен выбирается, исходя из условий обеспечения прочности и теплотехнических требований.

Пространственная жесткость здания создается несущими поперечными и продольными стенами, объединенными монолитным перекрытием.

В зданиях этажностью до 5 этажей ветровая нагрузка воспринимается в основном поперечными и продольными стенами, поэтому в курсовом проекте несущие конструкции рассчитываются только на вертикальную нагрузку.



Литература

Байков В.Н., Сигалов Э.Е. “Железобетонные конструкции”, Общий курс, М., Стройиздат, 1991.

Кузнецов В.С. "Железобетонные и каменные конструкции ", М., АСВ, 2012.

Кузнецов В.С. "Железобетонные конструкции многоэтажных зданий", М., АСВ, 2010.

Кузнецов В.С., Малахова А.Н., Прокуронова Е.А. "Железобетонные монолитные перекрытия и каменные конструкции многоэтажных зданий", М., АСВ, 2009.

Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры. М., 2005.

Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона, М., 2005.

СНиП 2.01.07.-85*. Нагрузки и воздействия. Москва, 2004.

СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. М.,2005.

СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. М., 2005.

СП 52-103-2007. Железобетонные монолитные конструкции зданий. М, 2007.

Таблица 7

Значения коэффициента ползучести бетона цb,cr в зависимости

от относительной влажности воздуха и класса бетона

Относительная влажность среды, %	Значения коэффициента ползучести бетона цb,cr, при классе бетона на сжатие
	В10	В15	В20	В25	В30	В35	В40	В45	В50	В55	В60
Более 75 (повышенная)	2,8	2,4	2,02	1,8	1,6	1,5	1,4	1,3	1,2	1,1	1,0
40-70 (нормальная)	3,9	3,4	2,8	2,5	2,3	2,1	1,9	1,8	1,6	1,5	1,4
Ниже 40 (пониженная)	5,6	4,8	4,0	3,6	3,2	3,0	2,8	2,6	2,4	2,2	2,0

Примечания:

Относительная влажность воздуха окружающей среды принимается по СНиП 23-01-99 как средняя месячная относительная влажность наиболее теплого месяца для района.

Модуль деформаций сжатого бетона Eb1 равен:

при непродолжительном действии нагрузки Eb1= 0,85 Eb,

при продолжительном действии нагрузки Eb1= Eb/(1+ цb,cr).

Таблица 8

Бетоны, рекомендуемые для преднапряженных конструкций

Класс бетона	В20	В30	В20	В30	В30
Класс арматуры	А540-А800	А1000	Вр1200, Вр1300	Вр-1400, Вр-1500	К1400, К1500



Таблица 10

Значение коэффициента г для определения упругопластического момента сопротивления

Характеристика сечения	г	Форма поперечного сечения
Прямоугольное	1,3
Тавровое с полкой, расположенной в сжатой зоне	1,3
Тавровое с полкой, расположенной в растянутой зоне: при bf/b ? 2 при bf/b > 2	1,2 1,15
Двутавровое симметричное (коробчатое): при bf/b = b/f/b ? 2 при 2 < bf/b = b/f/b? 6 при bf/b = b/f/b > 6	1,3 1,25 1,2

Таблица 11

Коэффициенты S для некоторых схем загружения

Схема загружения	Коэффициент S	Схема загружения	Коэффициент S



Таблица 13

Значения коэффициента цc для определения кривизны элемента на участках с трещинами

цf	es/h0	Коэффициент цc при значениях мбs2 равных
		0,03	0,07	0,15	0,2	0,3	0,4	0,5	0,6	0,7	0,9	1,1	1,5	2,0
0,0	0,8	0,18	0,21	0,24	0,25	0,27	0,28	0,28	0,29	0,29	0,3	0,31	0,31	0,32
	1,0	0,09	0,13	0,18	0,19	0,21	0,23	0,24	0,25	0,26	0,27	0,28	0,29	0,3
	1,2	0,06	0,1	0,14	0,16	0,19	0,21	0,22	0,23	0,24	0,26	0,27	0,28	0,29
	1,3	0,05	0,09	0,13	0,15	0,18	0,2	0,21	0,23	0,23	0,25	0,26	0,27	0,29
0,2	0,8	0,31	0,34	0,37	0,38	0,4	0,41	0,42	0,43	0,43	0,44	0,45	0,45	0,46
	1,0	0,12	0,18	0,24	0,27	0,3	0,33	0,34	0,36	0,37	0,39	0,4	0,42	0,43
	1,2	0,07	0,13	0,19	0,22	0,26	0,28	0,30	0,32	0,33	0,36	0,38	0,39	0,41
	1,3	0,07	0,11	0,17	0,2	0,24	0,27	0,29	0,31	0,32	0,35	0,37	0,38	0,4
0,4	0,8	0,46	0,48	0,51	0,53	0,54	0,56	0,57	0,57	0,58	0,59	0,59	0,6	0,6
	1,0	0,14	0,22	0,3	0,33	0,38	0,41	0,44	0,46	0,47	0,5	0,52	0,54	0,55
	1,2	0,1	0,14	0,22	0,26	0,31	0,35	0,38	0,4	0,42	0,45	0,48	0,5	0,52
	1,3	0,11	0,13	0,2	0,24	0,29	0,33	0,36	0,38	0,4	0,43	0,46	0,49	0,51
0,6	0,8	0,61	0,64	0,67	0,68	0,69	0,71	0,71	0,72	0,73	0,73	0,74	0,75	0,75
	1,0	0,16	0,25	0,35	0,39	0,45	0,5	0,53	0,55	0,57	0,6	0,63	0,65	0,68
	1,2	0,14	0,16	0,25	0,29	0,36	0,41	0,44	0,47	0,5	0,53	0,57	0,6	0,63
	1,3	0,15	0,14	0,23	0,27	0,33	0,38	0,42	0,45	0,47	0,51	0,55	0,58	0,62
0,8	0,8	0,79	0,8	0,83	0,84	0,85	0,86	0,87	0,87	0,88	0,88	0,89	0,9	0,9
	1,0	0,17	0,27	0,4	0,45	0,52	0,57	0,61	0,64	0,66	0,7	0,74	0,77	0,8
	1,2	0,17	0,17	0,27	0,32	0,4	0,46	0,5	0,54	0,57	0,61	0,66	0,7	0,74
	1,3	0,19	0,15	0,24	0,29	0,37	0,42	0,47	0,5	0,54	0,58	0,64	0,67	0,72
1,0	0,8	0,97	0,98	1,0	1,01	1,02	1,02	1,03	1,03	1,04	1,04	1,04	1,05	1,05
	1,0	0,18	0,29	0,44	0,5	0,58	0,64	0,59	0,72	0,75	0,8	0,85	0,88	0,91
	1,2	0,21	0,18	0,29	0,35	0,43	0,5	0,55	0,59	0,53	0,69	0,75	0,79	0,84
	1,3	0,23	0,19	0,26	0,31	0,39	0,46	0,51	0,56	0,59	0,65	0,71	0,76	0,81

Примечания.

Более подробная таблица содержится в пособии по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона / /.

Для элементов таврового, двутаврового и прямоугольного профилей при выполнении условий hґf ?0,3h0 и aґs < 0,2h0 кривизну допускается определять по формуле

где Eb,red = Rb,ser/еb1,red и значение еb1,red равно:

еb1,red = 15·10-4 при непродолжительном действии нагрузки,

еb1,red = 24·10-4 при продолжительном действии нагрузки (W > 75%),

еb1,red = 28·10-4 при продолжительном действии нагрузки ( 75% ?W ? 45%),

еb1,red = 34·10-4 при продолжительном действии нагрузки (W < 40%),

Допускается принимать шs = 1,0, (бs1 = бs2). При этом если расчетный прогиб больше допускаемого, f > fult, расчет производят с учетом реального значения коэффициента шs.

Таблица 14

Расчетное сопротивление сжатию кладки из кирпича всех видов и керамических камней со щелевидными вертикальными пустотами шириной до 12 мм при высоте ряда кладки 50-150 мм на тяжелых растворах. R, МПа

Марка	Марка раствора
кирпича	М200	М150	М100	М75	М50	М25	М10
М300	3,9	3,6	3,3	3,0	2,8	2,5	2,2
М250	3,6	3,3	3,0	2,8	2,5	2,2	1,9
М200	3,2	3,0	2,7	2,5	2,2	1,8	1,6
М150	2,6	2,4	2,2	2,0	1,8	1,5	1,3
М125	-	2,2	2,0	1,9	1,7	1,4	1,2
М100	-	2,0	1,8	1,7	1,5	1,3	1,0
М75	-	-	1,5	1,4	1,3	1,1	0,9
М50	-	-	-	1,1	1,0	0,9	0,7



Таблица 15

Расчетное сопротивление сжатию невибрированного бутобетона R, МПа.

Бутобетон с рваным бутовым камнем марки	Класс бетона
	В15	В12,5	В10	В7,5	В3,5	В2,5
200 и выше	4,0	3,5	3,0	2,5	2,0	1,7
100	-	-	-	2,2	1,8	1,5
50 (или с кирпичным боем)	-	-	-	2,0	1,7	1,3

Таблица 16

Коэффициент продольного изгиба

Гибкость элемента	Упругая характеристика кладки
h	i	=1200	=1000	=750	=500
4	14	1	1	1	0,98
6	21	0,97	0,96	0,95	0,91
8	28	0,93	0,92	0,90	0,85
10	35	0,90	0,88	0,84	0,79
12	42	0,86	0,84	0,79	0,72
14	49	0,81	0,79	0,73	0,66

Таблица 17

Значения упругой характеристики для неармированной кладки

Вид кладки	Упругая характеристика кладки б при марках раствора
	25-100	10	4
Из крупных блоков из тяжелого бетона или из тяжелого природного камня (г?1800кг/м3)	1500	1000	750
Из крупных блоков из поризованного бетона или из легкого природного камня (г?1800кг/м3)	1000	750	500
Из керамических камней всех видов	1200	1000	750
Из кирпича керамического пластического прессования, из легких природных камней	1000	750	500
Из кирпича силикатного полнотелого и пустотелого	750	500	350



Таблица 18

Определение расчетной длины l0 внецентренно-сжатых бетонных элементов

Характер опирания стен и столбов	Расчетная длина l0 внецентренно-сжатых бетонных элементов
1. С опорами вверху и внизу:
а) при шарнирах на двух концах независимо от величины смещения опор	H
б) при защемлении одного из концов и возможном смещении опор зданий:
многопролетных	1,2 H
однопролетных	1,5 H
в) при частичном защемлении неподвижных опор	0,8 H
2. Свободно стоящие	2,0 H
Примечание. H - расстояние между перекрытиями и другими горизонтальными опорами (при перекрытиях, монолитно связанных со стеной (столбом) за вычетом толщины перекрытия) или высота свободно стоящей конструкции.

Размещено на Allbest.ru