ГСХ Литература / ГСХ первый проект / MUP1 / Mup1
.pdfЭксцентриситет усилия обжатия P1 относительно центра тяжести сечения
eop= y0 – a = 107 – 30 = 77 мм. Напряжение в бетоне при обжатии на уровне арматуры
sbp= P1 / Ared+ P1 eop2 / Ired = 201682 / 136668 + 201682 · 772 / (847,9 · 106) = 2,89 ÌÏà
(здесь в запас не учтено разгружающее влияние собственной массы панели, т.к. этот фактор зависим от
технологических особенностей производства).
Передаточную прочность бетона примем Rbp = 0,7 B = 0,7 · 25 = 17,5 ÌÏà.
Тогда отношение sbp / Rbp = 2,89 / 17,5 = 0,165 < a = 0,25 + 0,025 Rbp= 0,25 + 0,025 · 17,5 = 0,437. Потери от быстронатекающей ползучести при этом
s6 = 0,85 · 40 · sbp / Rbp= 0,85 · 40 · 0,165 = 5,61 МПа. Усилие в арматуре к концу обжатия
P1= (ssp– s1– s6) · As = (460 – 13,8 – 5,61) · 452 = 199147 Н и напряжение в бетоне на уровне арматуры
sbp= 2,89 · 199147 / 201682 = 2,85 ÌÏà.
sbp / Rbp= 2,85 / 17,5 = 0,163 < 0,75.
Потери от усадки бетона
s8= 35 ÌÏà.
Потери от ползучести бетона
s9= 0,85 · 150 · sbp / Rbp= 0,85 · 150 · 0,163 = 20,8 ÌÏà.
Суммарные потери
s1+ s6+ s8+ s9 = 13,8 + 5,61 + 35 + 20,8 = 75,21 МПа. Суммарные потери принимаются не менее 100 МПа.
Тогда усилие в арматуре с учетом всех потерь
P2 = (460 – 100) · 452 = 162720 Í.
|
Сборные железобетонные конструкции |
Å Û Ý Ü |
Þ Ì |
многоэтажного каркасного здания |
|
ÎÐ |
(связевый вариант) |
Расчет по образованию трещин выполняем для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. По условиям эксплуатации к трещиностойкости панели предъявляются требования 3-й категории. Поэтому расчет ведем на действие нормативных нагузок (Mn = 42,02 · 106 Í · ìì).
Вначале проверим трещиностойкость среднего нормального сечения в стадии изготовления. Максимальное напряжение в бетоне от усилия обжатия (без учета разгружающего влияния собственной массы)
sbp= P1 / Ared+ P1eop y0 / Ired = 201682 / 136668 + 201682 · 77 · 107 / (847,9 · 106) = 3,436 ÌÏà.
Коэффициент
j = 1,6 – sbp / Rb,ser= 1,6 – 3,436 / 18,5 = 1,41 |
|
||
должен находится в пределах 0,7 £ j £ 1. Тогда расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой |
|||
(верхней) зоны, до центра тяжести сечения |
|
|
|
′ |
6 |
/ 136668 = 54,88 |
ìì. |
r = j Wred / Ared= 1 · 7,5 · 10 |
|
Упругопластические моменты сопротивления по растянутой зоне для двутавровых симметричных сечений
ïðè bf¢ / b > 2 è bf / b > |
|
|
|
|
′ |
′ |
в стадии изготовления и Wpl = 1,5 Wred â |
||||
2 можно определять как Wpl = 1,5Wred |
|||||||||||
стадии эксплуатации. Тогда |
|
|
= 11,36 · 10 |
|
ìì è Wpl |
= 1,5 · 7,92 · 10 |
|
= 11,88 · 10 |
|
ìì . |
|
Wpl = 1,5 · 7,5 · 10 |
|
|
|
|
|||||||
′ |
|
6 |
|
6 |
3 |
|
|
6 |
|
6 |
3 |
При проверке трещиностойкости в стадии изготовления коэффициент точности натяжения gsp принимают больше
единицы на величину отклонения D gsp, а в стадии эксплуатации — меньше на ту же величину.
Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин в стадии изготовления,
M = R |
bt,ser |
W′ = 1,275 · 11,36 · 106 = 14,48 · 106 |
Í · ìì, |
||||
|
|
crc |
|
pl |
|
|
|
здесь Rbt,ser определяем при прочности бетона Rbp. |
|
|
|||||
Момент от внецентренного обжатия, вызывающий появление трещин, |
|
|
|||||
M = g |
sp |
P (e |
op |
– r) = 1,141 · 201682 · (77 – 54,88) = 5,09 · 106 |
Í · ìì. |
||
rp |
1 |
|
|
|
|
||
Поскольку Mrp< Mcrc , трещины при обжатии не образуются. |
|
|
|||||
|
|
|
|
||||
|
|
Сборные железобетонные конструкции |
Å Û Ý Ü |
||||
Þ Ì |
|
|
|
многоэтажного каркасного здания |
|
||
ÎÐ |
|
|
|
|
(связевый вариант) |
|
По результатам выполненного расчета трещиностойкость нижней грани в стадии эксплуатации проверяем без учета влияния начальных трещин.
Максимальные сжимающие напряжения в бетоне сжатой (верхней) зоны от совместого действия норма-
тивных нагрузок и усилия обжатия
sbp= P2 / Ared– P2eop(h – y0) / Ired + Mn(h – y0) / Ired =
= 162720 / 136668 – 162720 · 77 · 113 / (847,9 · 106) + 42,02 · 106 · 113 / (847,9 · 106) = 5,12 ÌÏà.
|
Коэффициент |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
j = 1,6 – |
sbp / Rb,ser = 1,6 – 5,12 / 18,5 = 1,32. |
|
|||||||||||
|
Принимаем |
j = 1. Тогда расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой (нижней) зоны, |
|||||||||||||||||||||||||
до центра тяжести сечения |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|||||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
r = jW |
red |
/ A |
red |
= 1 · 7,92 · 106 / 136668 |
= 57,9 ìì. |
|
|||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||
|
Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин в стадии эксплуатации, |
|
|||||||||||||||||||||||||
|
|
M = R |
bt,ser |
W |
pl |
+ g |
sp |
P (e |
op |
+ r) = 1,6 · 11,88 · 106 + 0,859 · 162720 · (77 + 57,9) = 37,87 · 106 Í · ìì, |
|||||||||||||||||
|
|
crc |
|
|
|
|
2 |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||||||
ãäå Rbt,ser определяем по классу бетона B. |
|
|
|
|
|
|
|
|
|||||||||||||||||||
|
Момент от нормативных нагрузок, вызывающий появление трещин, |
|
|||||||||||||||||||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
M |
= 42,02 · 106 > M |
crc |
= 37,47 · 106 |
Í · ìì. |
|
||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
n |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
Трещины в стадии эксплуатации образуются, необходим расчет их раскрытия. |
|
||||||||||||||||||||||||||
|
Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси. Предельная ширина раскрытия трещин при |
||||||||||||||||||||||||||
арматуре класса А-IV не должна превышать: непродолжительная acrc1= [0,4 мм], продолжительная acrc2= [0,3] ìì. |
|||||||||||||||||||||||||||
Изгибающие моменты от нормативных нагрузок: полной — M |
n |
= 42,02 · 106 Н · мм; постоянной и длительной — |
|||||||||||||||||||||||||
M |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
n,l |
= 31,66 · 106 Н · мм. Для панелей с широкой и тонкой полкой в сжатой зоне без большой погрешности и с |
||||||||||||||||||||||||||
некоторым запасом плечо внутренней пары можно определять как |
|
|
|||||||||||||||||||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
z1 » h0 – 0,5hf¢ = 190 – 0,5 · 38,45 = 170,78 ìì. |
|
|||||||||||||
Тогда приращение напряжений в растянутой арматуре от действия полной нагрузки |
|
||||||||||||||||||||||||||
|
|
|
s |
= (M |
n |
– P |
2 |
z ) / (A |
s |
z ) = (42,02 · 106 – 162720 · 170,78) / (452 · 170,78) = 185,4 ÌÏà, |
|||||||||||||||||
|
|
|
s |
|
|
|
|
|
1 |
|
|
|
|
1 |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
Сборные железобетонные конструкции |
Å Û Ý Ü |
|||||||||||||
Þ Ì |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
многоэтажного каркасного здания |
||||||||||||
ÎÐ |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
(связевый вариант) |
|
а ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки
a′ |
= d j |
l |
h (s / E |
) 20 (3,5 – 100 m) 3 |
d = 1 · 1 · 1 · (185,4 / (19 · 104)) · 20 · (3,5 – 100 · 0,008) · 2,29 = 0,12 ìì, |
crc1 |
|
s s |
|
|
здесь m = As / (b h0), d — диаметр напрягаемых стержней в мм.
Приращение напряжений в арматуре от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок
ss = (Mn,l– P2 z1) / (As z1) = (31,66 · 106 – 162720 · 170,78) / (452 · 170,78) = 50,1 ÌÏà,
àширина раскрытия трещин
′ |
4 |
acrc2 |
= 1 · 1 · 1 · (50,1 / (19 · 10 )) · 20 · (3,5 – 100 · 0,008) · 2,29 = 0,03 ìì. |
Ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузок
acrc2= 1 · 1,48 · 1 · (50,1 / (19 · 104)) · 20 · (3,5 – 100 · 0,008) · 2,29 = 0,04 мм. Здесь jl = 1,6 – 15 m = 1,6 – 15 · 0,008 = 1,48.
Ширина непродолжительного раскрытия трещин
′ |
′ |
+ acrc2 = 0,12 – 0,03 + 0,04 = 0,13 ìì < [0,4] ìì |
acrc1= acrc1 |
– acrc2 |
|
и продолжительного — |
|
|
acrc2 = 0,04 мм < [0,3] мм Трещины раскрываются в пределах допусимого.
Расчет прогиба панели. Прогиб панели от действия постоянной и длительной нагрузок не должен превышать предельного значения l0 / 200 = 29,4 мм [1]. Определим параметры, необходимые для расчета прогиба с учетом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной
нагрузок M = Mn,l ; суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь
Ntot= P2 ïðè gsp= 1; коэффициенты:
jls = 0,8;
jm = Rbt,serWpl / (M – P2(eop+ r)) = 1,6 · 11,69 · 106 / (31,66 · 106 – 162720 · (77 + 57,3)) = 1,91 >1,
принимаем jm = 1;
Сборные железобетонные конструкции ÎÞÐÌ многоэтажного каркасного здания Å Û Ý Ü
(связевый вариант)
коэффициент, характеризующий неравномерность деформации растянутой арматуры на участке между трещинами,
ψ s = 1,25 – jls jm= 1,25 – 0,8 · 1 = 0,45 < 1;
то же для бетона:
при длительной нагрузке ψ b = 0,9; n = 0,15.
По-прежнему допуская, что x = hf¢, определим кривизну в середине пролета при длительном действии нагрузок
|
æ |
1ö |
= |
|
|
M |
|
é |
ψ s |
|
+ |
|
|
|
ψ b |
ù |
- |
Ntot |
|
|
ψ s |
= |
||||||
|
ç |
÷ |
|
|
|
|
|
ê |
|
|
|
|
|
|
|
|
ú |
|
|
|
|
|
|
|||||
|
|
h0 z1 |
E A |
|
b¢h¢ E ν |
h0 |
|
|
E A |
|||||||||||||||||||
|
|
è r ø |
3 |
|
ë |
|
|
|
û |
|
|
|
|
|||||||||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
s |
s |
|
|
|
|
f |
f b |
|
|
|
|
|
|
s s |
|
||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
ê |
|
|
|
|
|
ú |
|
|
|
|
|
|
|
|||||
= 31,66 · 106 · (0,45 / (19 · 104 · 452) + 0,9 / (1160 · 38,45 · 27 · 103 · 0,15)) / (190 · 170,78) – |
||||||||||||||||||||||||||||
|
|
– 162720 · 0,45 / (190 · 19 · 104 · 452) = 5,38 · 10-6 ìì-1. |
||||||||||||||||||||||||||
Кривизна, обусловленная выгибом панели от усадки и ползучести бетона вследствие обжатия, |
||||||||||||||||||||||||||||
æ |
1ö |
= |
σ 6 |
+ σ 9 |
|
= (5,78 + 20,4) / (19 · 104 · 190) = 7,25 · 10-7 ìì-1. |
||||||||||||||||||||||
ç |
|
÷ |
|
|
|
|
|
|
||||||||||||||||||||
|
Esh0 |
|
||||||||||||||||||||||||||
è r ø4 |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|||||||
Полная кривизна |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
æ |
1ö æ 1ö |
æ |
|
1ö |
|
|
|
-6 |
|
-1 |
|
|
|||||||||||
|
|
|
|
|
ç |
|
÷ |
= |
ç |
|
÷ |
- ç |
|
|
÷ |
= 4,655 · 10 |
ìì . |
|
|
|||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||||||||||||||||||
|
|
|
|
|
è r ø è r |
ø3 |
|
è r ø4 |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
Прогиб определим по упрощенному способу как
f » (5 / 48) (1 / r)l02 = 5 · 58902 · 4,655 · 10-6 / 48 = 16,8 ìì < [29,4] ìì.
Жесткость панели достаточна.
|
Сборные железобетонные конструкции |
Å Û Ý Ü |
Þ Ì |
многоэтажного каркасного здания |
|
ÎÐ |
(связевый вариант) |
Конструирование панели. Рабочие чертежи пустотной панели приведены на двух листах. Первый лист (ÊÏ1. ÆÁÊ. 03 – 1 – ÊÆ.È – Ï1) содержит опалубочный чертеж, схему армирования, спецификацию и ведомость расхода стали. В текстовом материале отражены особенности чтения чертежей и необходимые указания по производству изделий. На втором листе (ÊÏ1. ÆÁÊ. 03 – 1 – ÊÆ.È – Ï1.01) изображены сетки, каркасы, монтажная петля и групповая спецификация арматуры.
Напрягаемые стержни (поз. 1) располагаем в сечении симметрично. Поперечную арматуру объединяем в каркасы КР1, а продольную в сжатой зоне – в сетку СЗ с ячейками 200 Ч 250 мм. Кроме этого предусматриваем в опорных участках сетки С1 из проволоки класса Вр-I, служащие для предохранения бетона от раскалывания предварительным обжатием, а при ширине панелей более 1,5 м — также сетки С2, предотвращающие развитие продольных трещин в нижней полке от местного изгиба (на чертеже панели сетка С2 показана в порядке справочной информации).
Четыре петли предназначены для подъема панели, их диаметр 10 мм определяем по òàáë. 4, имея в виду, что собственная масса панели 2079 кг распределяется на три петли. Размеры петель находим по данным òàáë. 5.
При проектировании сеток и каркасов учитываем конструктивное требование норм: длина от концов стержней до оси крайнего пересекаемого стержня должна быть не менее диаметра выступающего стержня и не менее 20 мм. Основные надписи выполнены по форме 4 [6].
Пример 3. Расчет и конструирование ребристой панели
Требуется запроектировать ребристую панель перекрытия с номинальными размерами 1,2 Ч 6 м (без поперечных ребер).
Исходные данные. Проектные размеры — 1190 Ч 5980 мм, высота сечения — 350 мм, бетон тяжелый класса В30 c нормативными сопротивлениями по òàáë. 12 [2] Rbn = 22 ÌÏà, Rbtn =1,8 МПа, и расчетными по
òàáë. 13 [2] Rb = 15,3 ÌÏà, Rbt = 1,08 ÌÏà ïðè gb2 = 0,9 (т.к. панель не подвержена действию особо кратков-
ременных нагрузок). При изготовлении бетон подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении,
поэтому модуль упругости по òàáë. 18 [2] Eb = 29 · 103 МПа. Продольная напрягаемая арматура — стержни
|
Сборные железобетонные конструкции |
Å Û Ý Ü |
Þ Ì |
многоэтажного каркасного здания |
|
ÎÐ |
(связевый вариант) |
класса А-V c нормативным сопротивлением по òàáë. 19 [2] Rsn = 785 МПа и расчетным по òàáë. 22 [2] Rs = 680 МПа. Модуль упругости по òàáë. 29 [2] Es = 19 · 104 МПа. Способ предварительного натяжения арматуры
— электротермический на упоры формы. Примем предварительное напряжение арматуры ssp = 600 ÌÏà.
При электротермическом способе натяжения возможное отклонение величины контролируемого напряжения p = 30 + 360 /l = 30 + 360 /6,4 = 86,25 МПа, тогда ssp+ p = 600 + 86,25 = 686,25 МПа, что не превышает Rsn= 785 МПа. Поперечная арматура и сварные сетки — из проволоки класса Вр-I с расчетными сопротивлениями по òàáë. 23 [2]
Rs |
= 410 ÌÏà, Rsw = 290 ÌÏà. |
|
|
|
Проектирование ребристой панели состоит из следующих этапов: |
|
|
|
Нагрузки и воздействия |
Ü |
|
|
Приведенное сечение |
Ü |
|
|
Расчет прочности нормальных сечений |
Ü |
|
|
Потери предварительного напряжения |
Ü Для возврата в это оглавление |
|
|
Расчет прочности наклонных сечений |
Ü |
со страниц примера используйте |
|
элемент навигации Å |
||
|
Расчет по образованию трещин |
Ü |
|
|
Расчет прогиба панели |
Ü |
|
|
Расчет полки на местный изгиб |
Ü |
|
|
Конструирование панели |
Ü |
|
Нагрузки и воздействия. Нагрузки приведены в òàáë. 2. Глубина площадки опирания панели на полку
ригеля: (100 – 10) = 90 мм (где 100 мм — ширина свеса полки, 10 мм — зазор), тогда расчетный пролет панели
l0 = 5980 – 2 · 90 / 2 = 5890 ìì = 5,89 ì (ðèñ. 2 á).
В примере нагрузка на перекрытие с ребристыми панелями принята такой же, как и с пустотными (òàáë. 2). (При точном расчете ее можно скорректировать на массу ребристой панели. С учетом заделки швов площадь
|
Сборные железобетонные конструкции |
Û Ý Ü |
Þ Ì |
многоэтажного каркасного здания |
|
ÎÐ |
(связевый вариант) |
поперечного сечения панели в пролете составит (ðèñ. 4): 1200·350 –985 ·300 =124500 ìì2, где второе слагаемое — площадь трапеции, образованной внутренними гранями ребер, низом полки и линией, соединяющей нижние грани ребер. Тогда нормативная нагрузка от собственной массы 1 м2 панели: 0,1245 · 1 · 25 / 1,2 = 2,59 кПа, расчетная — 2,59 · 1,1 = 2,85 кПа. С учетом этого погонные нагрузки на панель при номинальной ширине 1,2 м и коэффициенте надежности по назначению gn = 0,95: расчетная q = (9,9 – 3,3 + 2,85) · 0,95 · 1,2 = 10,77 кН / м, нормативная полная qn= (8,5 –3+2,59)· 0,95 · 1,2 = 9,22 кН/м, нормативная постоянная и длительная qn,l= (6,4 –3+ 2,59)· 0,95 ·1,2 =6,83 êÍ/ì).
В нашем случае усилия от расчетной нагрузки
M = q l02 / 8 = 11,29 · 5,892 / 8 = 46,7 êÍ · ì = 46,7 · 106 Í · ìì, Q = q l0 / 2 = 11,29 · 5,89 / 2 = 31,72 êÍ = 31,72 · 103 Н; от нормативной полной нагрузки
Mn = qn l02 / 8 = 9,69 · 5,892 / 8 = 39,98 êÍ · ì = 39,98 · 106 Í · ìì, Qn = qnl0 / 2 = 9,69 · 5,89 / 2 = 27,16 êÍ = 27,16 · 103 Н; от нормативной постоянной и длительной нарузок
Mn,l = qn,l l02 / 8 = 7,3 × 5,892 / 8 = 29,62 êÍ · ì = 29,62 · 106 Í · ìì, Qn,l = qn,l l0 / 2 = 7,3 · 5,89 / 2 = 20,16 êÍ = 20,16 · 103 Í. Приведем фактическое сечение плиты к расчетному (ðèñ. 4). Высота сечения равна фактической высоте
панели h = 350 мм; рабочая высота сечения h0 = h – a = 350 – 30 = 320 мм. Расчетная толщина сжатой полки таврового сечения hf¢= 50 мм; ширина полки равна ширине плиты поверху bf¢= 1190 – 20 · 2 = 1150 мм; расчетная ширина ребра b = (85 – 15) · 2 = 140 ìì.
Расчет прочности нормальных сечений. Поскольку |
|
|
|||||||
R |
b |
b |
¢h |
¢(h |
0 |
– 0,5h |
¢) = 15,3 · 1150 · 50 · (320 – 25) = 259,5 · 106 Í · ìì > Ì = 46,7 · 106 Í · ìì, |
||
|
f |
f |
|
f |
|
|
|
||
сжатая зона не выходит за пределы полки (в противном случае расчет следует вести по п. 3.16 б [2]). |
|||||||||
Определяем высоту сжатой зоны |
|
|
|||||||
|
|
|
|
x = h0 − |
h02 − 2M (Rbbf′ ) = 320 - 3202 - 2 × 46,7 × 106 |
(15,3 × 1150) = 8,4 ìì. |
|||
Относительная высота сжатой зоны x = x / h0 = 8,4 / 320 = 0,0262. |
|
|
|||||||
|
|
|
|
|
|
|
Сборные железобетонные конструкции |
Å Û Ý Ü |
|
Þ Ì |
|
|
|
|
|
|
многоэтажного каркасного здания |
||
ÎÐ |
|
|
|
|
|
|
(связевый вариант) |
|
Отклонение натяжения при электротермическом способе от проектного при числе натягиваемых стержней np= 2
D gsp= 0,5 p (1 + 1 / np ) / ssp = 0,5 · 86,25 · (1 + 1 / 1,414) / 600 = 0,123 > 0,1; принимаем D gsp= 0,123.
Тогда коэффициент точности натяжения
gsp= 1 – D gsp= 1 – 0,123 = 0,877. Характеристика сжатой зоны w = 0,85 – 0,008 Rb = 0,85 – 0,008 · 15,3 = 0,728.
Граничная высота сжатой зоны
xR= w / [1+ ssR(1– w / 1,1) / ssc,u] = 0,728 / [1+ 554 · (1–0,728 / 1,1) / 500] = 0,56, здесь ssR= Rs+ 400 – gspssp= 680 + 400 – 0,877 · 600 = 554 ÌÏ.
Условие x £ xR выполненно.
Определяем коэффициент условий работы gs6, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести,
gs6= h – ( h – 1) ( 2 x / xR– 1) = 1,15 – (1,15 – 1) (2 · 0,0262 / 0,56 – 1) = 1,014 < h = 1,15,
ãäå h — коэффициент, принимаемый равным для арматуры классов: |
|
||
|
A-IV...............................................1,20; |
|
|
|
A-V, B-II, Bp-II, K-7 è K-19..............1,15; |
|
|
|
A-VI è Aò-VII ..................................1,10. |
|
|
|
Принимаем gs6= 1,014. |
|
|
|
Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры: |
|
|
|
As= Rbbf¢x / (gs6Rs) = 15,3 · 1150 · 8,82 / (1,014 · 680) = 225 ìì2. |
|
|
A |
При двух ребрах число принимаемых стержней должно быть четным. Принимаем 2Ж12 А-V с площадью |
||
= 226 ìì2 (ïðèë. 2). |
|
|
|
s |
Òàê êàê m = As / bh0 = 226 |
/ 140· 320 = 0,005 > mmin= 0,0005, конструктивные требования соблюдены. |
|
|
|||
|
Проверяем прочность при подобранной арматуре: |
|
|
|
x = |
gs6 Rs As / (Rb bf¢) = 1,15 · 680 · 226 / (15,3 · 1150) = 10,04 ìì, |
|
|
Ìu = Rbbf¢x (h0 – 0,5x) = 15,3 · 1150 · 10,04 · (320 – 5,01) = 55,6 · 106 Í · ìì > Ì = 46,7 · 106 Í · ìì. |
||
|
Прочность достаточна. |
|
|
|
|
|
|
|
|
Сборные железобетонные конструкции |
Å Û Ý Ü |
Þ Ì |
|
многоэтажного каркасного здания |
|
ÎÐ |
(связевый вариант) |
Потери предварительного напряжения арматуры. При определении потерь коэффициент точности натяжения арматуры принимают gsp= 1.
Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения
s1= 0,03 ssp= 0,03 · 600 = 18 ÌÏà.
Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами s2= 0, так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием. При электротермическом способе натяжения потери от деформации анкеров s3 è ôîðì s5 не учитываются, т.к. они учтены при определении полного удлинения арматуры.
Тогда усилие в арматуре к началу обжатия бетона
P1= (ssp– s1) As = (600 – 18) · 226 = 131532 Í.
Для продолжения расчета необходимо определить геометрические характеристики приведенного сечения. Площадь приведенного сечения
Ared= Ab+ AsEs / Eb = 1150 · 50 + (85 – 15) · 2 · (350 – 50) + 226 · 19 · 104 / (29 · 103) = = 57500 + 42000 + 1481 = 100981 ìì2.
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани
Sred= Sb+ SsEs / Eb= 57500 · 325 + 42000 · 150 + 1481 · 30 = 24,81 · 106 ìì3. Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
y0=Sred / Ared= 24,81 × 106 / 100981 = 247,9 ìì.
Момент инерции приведенного сечения
Ired= Ib+ As(y0– a)2Es / Eb =1150 · 503 / 12 + 57500 · (325 – 247,9)2 + 140 · 3003 / 12 + 42000 · (150 – 247,9)2 +
+ 1481 · (247,9 – 30)2 = 1141,6 · 106 ìì4. Момент сопротивления сечения по нижней зоне
Wred= Ired / y0= 1141,6 · 106 / 247,9 = 4,6 · 106 ìì3,
то же, по верхней зоне
Wred |
= Ired / (h – y0) = 1141,6 · 10 |
|
/ 102,1 = 11,18 · 10 |
|
ìì . |
′ |
|
6 |
|
6 |
3 |
Эксцентриситет усилия обжатия P1 относительно центра тяжести сечения |
|
|
|||
|
eop= y0 – a = 247,9 – 30 = 217,9 ìì. |
|
|
||
|
|
|
|
||
|
Сборные железобетонные конструкции |
|
Å Û Ý Ü |
||
Þ Ì |
многоэтажного каркасного здания |
|
|||
ÎÐ |
(связевый вариант) |
|