Расчет по предельному состоянию ПК63. 15-8АтV плиты и ФЛ

фундамент ленточный арматура железобетонный

Арматура — стальные стержни, которые соединены между собой для использования совместно с бетоном. Функция арматуры воспринимать растягивающие напряжения или наоборот усиливать бетон в сжатой зоне.

Арматуру делят на следующие виды: жёсткие (прокатные двутавры, швеллеры, уголки) и гибкие (отдельные стержни гладкого и периодического профиля, а также сварные или вязаные сетки и каркасы). Арматурные стержни изготавливают из различных материалов. Самый распространенный — это сталь. Также арматура может быть стеклопластиковой или древесного происхождения.

Арматура делиться по назначению на: рабочую, распределительную, конструктивную, анкерную, монтажную.

По ориентации арматуры в конструкции выделяют два вида: поперечную и продольную. Поперечная арматура предназначена для препятствия образованию напряжений в горизонтальной плоскости бетона. А продольная арматура предназначена для препятствия образованию напряжений в вертикальной плоскости бетона.

Обратите Ваше внимание при выборе арматурной стали на следующие обозначения: класс прочности, номинальный диаметр стержня (т.е. номер профиля), измеряется в мм, эксплуатационные характеристики, например, свариваемость (индекс С) и стойкость противокоррозионного растрескивания (индекс К).

Если арматура была подвергнута предварительному натяжению, то её называют напрягаемой. Натяжение служит для увеличения прочности железобетонной конструкции путём предотвращения образование трещин, уменьшения прогибов и снижения Напрягаемая арматура в предварительно напряженных ж/б конструкциях может быть только рабочей.

Совместную работу арматуры и бетона обеспечивает сцепление их по поверхности контакта. Сцепление арматуры с бетоном зависит от прочности бетона, величины его усадки, возраста бетона и от формы сечения арматуры и вида ее поверхности.

1. Расчет и конструирование предварительно напряженной многопустотной панели

1.1 Определение нагрузок и усилий

Приведённая толщина панели:

h_red = hf + hf^' + h_c = 3,0 +3,0+ 5,1= 11 (см), где

hc — приведённая толщина средней части сечения = 51 мм

h - полная высота сечения = 220 мм

hf — толщина нижней полки = 30 мм

hf^' — толщина полки в сжатой зоне = 30 мм

h1 — (высота круглых пустот) = 159 мм

hc =(bf^' — 6· h1) · (h — hf — hf^') / bf^' = (1470- 7 · 469) · (220 — 30 — 30) / 1470 =51 мм.

hf = hf^' = (h — h1) / 2 = (220 — 159) / 2 = 30.5 мм? 30 мм.

Круглые пустоты заменяем прямоугольниками — толщина прямоугольника

h1 = 0.9 · d

h1 = 0.9 · 159 = 14.3 (см) = 143 мм.

Расчётная ширина сжатой полки:

bf = b — (1.5 · 2) = 150 — 3 = 147 см = 1470 мм

b - приведенная ширина панели = 1500 мм приведенная толщина рёбер:

b = bf ^' — (hпл1) = 147 — (7 · 14.3) = 469 мм

на 1 м. длины панели шириной 1.5 м.

постоянная нормативная нагрузка: gn · 1.5 =2264 * 1,5 =3396Н/м.

постоянная расчётная нагрузка: g · 1.5= 2998,8* 1,5 = 4498,2Н/м.

временная нормативная нагрузка: pⁿ₁ · 1.5 =1500* 1,5 = 2250 Н/м.

временная расчётная нагрузка: pⁿ₂ · 1.5 =2100* 1,5 = 3150 Н/м.

временная длительная нормативная нагрузка: 1050* 1,5 = 1575 Н/м временная длительная расчётная нагрузка: 1470* 1,5 = 2205 Н/м временная кратковременная нормативная нагрузка: 450* 1,5 = 675 Н/м временная кратковременная расчётная нагрузка: 630 * 1,5 =945Н/м

1. Расчётный изгибающий момент от действия полной нагрузки.

M=g*?oІ /8=(q+p) ?oІ/8=(4498,2+3150+2205)*5,8²/ 8 = 41 432Н*м = 41,5Кн*м где? o = 6,3 — 0,24 = 5,76 м? 5,8 (м)

2. Расчётный изгибающий момент от всей нормативной нагрузки.

Mn = gn*?oІ / 8 = (3396+2250+1575) * 5,8І / 8 = 30 364Н*м? 30,4Кн*м

3. Расчётный изгибающий момент от постоянной и длительной нагрузок при г_f = 1.

М?d = g? d * loІ / 8 = (3396+1575) * 5,8І / 8 = 20 903Н*м? 20,1 Кн*м

4. Изгибающий момент от норматив. кратковрем. нагрузки при г_f = 1.

Мсd = рсd * ?oІ / 8 = 675 * 5,8І / 8 = 2838 Н*м? 2,9Кн*м

5. Максимальная поперечная сила на опоре от действия полной расчётной нагрузки.

Q = g*?o / 2 = (4498,2+3150+2205) * 5,8 / 2 = 28 574Н*м = 28,6 Кн*м

1.2 Подбор сечений

фундамент ленточный арматура железобетонный Панель рассчитываем как балку прямоугольного сечения с заданными размерами bЧh = 150Ч22 см где b — номинальная ширина; h - высота панели;

Проектируем панель многопустотную. В расчёте поперечное сечение пустотной панели приводим к эквивалентному двутаврому сечению.

Заменим площадь круглых пустот прямоугольниками той, же площади и того же момента инерции.

Вычисляем:

h1 = 0.9 · 159 = 14.3 (см) = 143 мм Панель армируют термически упрочненной стержневой арматурой периодического профиля класса AтV, натягиваемой на упоры; полки панели армируют сварными сетками из проволоки класса Вр-I. Для изготовления панели принимаем: бетон класса В-30, средняя относительная влажность воздуха выше 40 процента, коэффициент гb2=0,9

Rb = 17 МПа, Rbser = 22 МПа, Rbt = 1, Rbt, ser =1,8 МПа, Eb = 29 000 МПа для напрягаемой арматуры класса AтV, Rsn = 785 МПа, Rs = 680 МПа

Rsw =545 МПа, Es = 1,9 *10 МПа для арматуры сварных сеток и каркасов из проволоки класса Вр-I:

Rs = 360 МПа, Rsw = 265 МПа, Es = 1,7 * 10 МПа

1.3 Предварительное напряжение в арматуре без учёта потерь

Арматуру натягивают на упоры электротермическим способом, а обжатие бетона производят усилием напрягаемой арматуры при достижении прочности

Rbp = 0,5 * В30 = 0,5 * 30 = 15 МПа.

Бетонные изделия твердеют при помощи тепловой обработки (пропарки).

Педвариртельное напряжение в арматуре уsp без учета потерь принято

При расчете потерь коэффициент точности натяжения арматуры гsp=1

проверяем соблюдение усилия для стержневой арматуры:

где

?уsр — допустимое отклонение предварительного напряжения (МПа/мІ)

При электротермическом способе натяжения значение? у определяется по формуле:

?уsр = 30 + 360/I = 30 + 360/6.3=87 (МПа) где l — длина напрягаемого стержня (расстояние между наружными гранями упоров, м) уsp + ?уsp = 471 +87 =558 < Rsn = 785 МПа;

уsp — ?уsp = 471 — 87 =942>0,3*785 = 232МПа, т. е.условие выполняется.

Вычисляемый коэффициент прочности отклонения предварительного натяжения арматуры:

мsp = 1+?мsp, где? мsp = 0,5?87 / 471*(1+v5) но не менее 0,1

np — число напрягаемых в сечении стержней, в данном случае n_p = 5, т.к. в ширине = 1,5 м мsp = 1 + ?мsp = 1 + 0,3 = 1,3 (при обжатии) мsp = 1 — ?мsp = 1 — 0,3 = 0,7 (при благоприятном влиянии предварительного напряжения) Предварительное напряжение арматуры с учетом точности натяжения:

Сбор нагрузки на перекрытие (м²)

1.4 Расчет прочности по нормальному сечению

Расчет продольной арматуры ведем из условия обеспечеия прочности таврового сечения, нормального к продольной оси элемента. Сечение панели с круглыми пустотами приведено к двутавровому, для этого круглые отверствия заменены на прямоугольные размерами.

А= 0.9d = 0.9 Ч 159 = 143 (мм) Полку в растянутой зоне при расчете не учитывают, поэтому показывают пунктирными линиями, зная что, толщина полок

hf' = 3 см (сжатой), hf = 3 см (растян.) суммарная ширина ребра b = 46,9 м.

Расчетная высота сечения hо = h — а = 22 — 3 =19 см.

Условно находим расположение нейтральной оси в полке М? RbЧ гb2 Ч bf’Ч hf ' (hо — 0.5hf '),

М = 40,3 Ч 100 000 < 17 (100) Ч 0.9 Ч 147 Ч 3Ч (19 — 0.5 Ч3) = 11 807 775 Н/см

40,3Ч 100 000 < 118,08 Ч 100 000 Н/см Условие удовлетворяется, нейтральная ось проходит по полке.

Вычисляем:

Ао = М / hf ' Ч hbІ Ч RbЧ гb2 = 4 030 000 / 147 Ч 19І Ч 17Ч 0.9 (100) =

4 030 000 /811 925,10 = 0,0496

при Ао = 0.061 по таблице находим з = 0.975 о = 0.05

В соответствии с нормативами рекомендуется применять элементы таких поперечных сечений, чтобы вычисленная по расчету относительная высота сжатой зоны бетона о = х/h₀ не превышала её граничного значения о_R, при котором предельное состояние элемента наступает тогда, когда напряжения в растянутой арматуре достигают расчетного сопротивления R_S. Граничное условие имеет вид:

х? о_Rh₀ или о? о_R

Граничная высота сжатый зоны определяем по формуле (2−33 Мандриков) оR = щ / 1 + уs1/ уsс (1 — щ / 1.1) = 0.71/ 1+ 690/500Ч (1 — 0.71/1.1) = 0.47

где напряжение уSR (с учетом точности натяжения) в арматуре принимают в зависимости от класса арматуры, для Ат V равно:

Rs — расчет. сопр-е арматуры растяжимо с учет. коэф. условий работ уsp — предварительное напряж. арматуры с учетом всех потерь (коэф. гs= 0.75 принят условно) Rs = 680МПа Вычисляем характеристику сжатой зоны сечения по формуле

характеристика сжат. зоны бетона (стр. 88 Мандриков. формула 2 — 34)

где б — коэф., принимаемый равным 0.85 для тяжелого бетона щ = 0.85 — 0.008 Ч 17 = 0.71

гsc =500МПа, предельная напряж. арматуры в сжат. зоне при гб2< 1.0 0.9 <1.0

о = 0.05 < оp = 0.49 условие удовлетворяется х = охhо = 0.008 Ч 19 =0,15 см < hf ' = 3.85 см площадь сечения прод. напряг. арматуры:

Аs = М / з Ч hоЧ Rs = 4 030 000 (0.975Ч 19 Ч 680/100) = 3.19 смІ

принимаем Аs=3,93 откуда принимаем 5Ш 10 Ат IV.

1.5 Расчет прочности по наклонному сечению

При этом необходимо обеспечить прочность наклонных сечений при следующих расчетных случаях:

1.действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами.

При расчете прочности элементов по наклонной полосе между наклонными трещинами должно соблюдаться условие: (стр. 93 Мандриков, формула 2−48).

где

Q = 27.8 кН проверямые условие в — коэффициент зависящии от вида бетона; 0.01 — для тяжелого бетона.

Коэффициент определяется по формуле:

цb1 = 1 — в Ч Rb Ч гb2 = 1−0.01 Ч 17 Ч 0.9 = 0.85

цю1 = 1; коэф. учитывает влияние хомутов, полагаем, что поперечная арматуры отсутствует.

Q = 27 800Н < 0.3 Ч 1 Ч 0,85Ч 17 Ч 0.9 (100) Ч 46,9 Ч 19 = 347 662,7Н Условие соблюдается, размеры поперечного сечения достаточны.

2. действие поперечной силы по наклонной трещине.

Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось С. Влияние свесов сжатых полок (при четырех ребрах) ц f = 4 Ч ((0.75 Ч (3 Ч hf') Ч (hf') / (bh0)) < 0.5 = 4 Ч ((0.75 Ч(3 Ч 3) Ч (3) / (46,9 Ч 19)) = 0.09 < 0.5

цf — коэф., учитывающий влияние сжатых полок в тавровых элементах.

Влияние продольного усилия обжатия:

N? P = Аs тsс = 3,93 Ч 303 (100) = 119 079Н =119,1Кн цn = 0,1N / (Rbt * гb2 * b * h0)

цn =0,1 Ч 119 079 / (1.2 (100) 0.9 * 46,9 *19) = 0.12 < 0.5

где: цn — коэф., учитывает влияние продольных сил (от действия сжим. сил) Вычисляем

(1 + цf + цn) = 1 + 0.09 + 0.12 = 1.21 > 1.5, принимаем 1.5.

Определяем поперечное усилие по формуле:

Bb = цb2 (1 + цf + цn) Ч Rbt Ч гb2 Ч b Ч h0І

Bb = 2 Ч 1,21 Ч 1.2 (100) Ч 0.9 Ч 46,9 Ч 19²= 44,3Ч 10⁵

цb2 — коэф., принимаемый в зависимости от вида бетона, для тяжелого бетона = 2.

В расчетном наклонном сечении длина С проекции наклонной трещины определяется по формуле:

С = Bb / 0.5Q

С = 44,3 Ч 100 000 / 0.5 Ч 27 864 = 318 см >2h0= 2 Ч19 = 38 см

В этом случае Qb = Bb / С = 44,3Ч 100 000 / 38 = 116,6Ч 1000 = 116 Кн > 9 = 27.8 Кн, значит поперечная арматура не требуется.

В ребрах устанавливают конструктивные каркасы из арматуры диаметр 5 Вр;

I. По конструктивным требованиям при h? 450 мм на пропорном участке

l_L = lo / 4 = 580 / 4 = 145 см Шаг стержней: S = h /2 = 22 /2 = 11 см и S? 15 см, принимаем S = 10 см Чтобы обеспечить прочность полок панели на местные нагрузки в пределах пустот, в верхней и нижней зонах сечения предусмотрены сетки С1 иС2 марки (3 ВР — I — 200), (3 ВР — I — 200), Аs = 0.36 см²

С уменьшением значения Qb обычно увеличивают шаг поперечных стержней, соблюдая при этом конструктивные требования по СНиП 2.03.01−84

1.6 Расчет прочности по предельным состояниям второй группы

Определяем геометрические характеристики приведенного сечения для рабочей арматуры:

б=Еs/Еb=1,9*100 000/0,29*100 000=6,54

При выполнении некоторых видов расчета кроме сечения бетона учитывают б - кратное сечение арматуры. С помощью такого приема определяем:

1. Площадь приведенного сечения:

здесь А= bf '*(hf+ hf ')+ b (h-2 hf) = 147*6,0+46,9*16=1632,4 смІ

Аsp, А’sp — площадь сечения напрягаемой арматуры. А’sp =0,

Аs, А’s — площадь сечения ненапрягаемой арматуры б*Аsp = 6,54*3,93 = 25,7 смІ

Аs= А’s=0,5+0,79=1,29 см І где0,5 см І - площадь сечения продольной арматуры сетки, 0,79 см І - площадь сечения 4 Ш5 ВРI каркасов К-1

для сеток б = Еs/Еb=1,7*10⁵/0,79*10⁵=5,87

б*Аs = 5,87*1,29 =7,57 смІ

Аred = 1632,4 + 25,7 + 7,57+ 7,57 = 1673,24 смІ

Аналогично определяем и другие геометрические характеристики приведенного сечения. Для вычисления удобно разбить поперечные сечения двутавра на части простой формы. (Цай 2 том, рис. 7.19)

2. Статический момент относительно нижней грани сечения панели:

или Sred = ? Аi * уi

где Аi - площадь i-ой части сечения

уi — растояние от центра тяжести i-ой части сечения до нижней грани.

По первой формуле определяем

S= S1+ S2

здесь S1= bf '* hf '*(h-а/2)=147*3*20,5=9040,5 (см3)

S2= bf '* hf '*а/2=147*3*1,5=661,5 (см3)

S=9040,5+661,5=9702 (см3)

б*Ssp = б*Аsp* hf = 25,7*3,0=77,1 (см3)

б*S'sp =0, т. е. А’sp=0 (нет поперечных стержней) б*Ss = б*Аs* hf = 7,57*3,0=22,71 (см3)

б*S's = б*А's*(h-а's /2)=7,57*21,4=162 (см3)

итого

Sred = 9702+77,1+22,71+162=9963,81 (см3)

Растояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани панели:

У₀ = Sred /Аred =9963,81/ 1673,24=5,95 (см) У'₀ = h — У0= 22−5,95=16,05 (см)

3. Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести

Ji=bf'*hf'і/12 + bf'*hf*(h-y0-hf'/2)І + bf'*hfі/12 + bf'*hf*(h-y0'-hf/2)І= 147*3і/12+147*3*13,8І+147*3і/12+147*3*13,8І=110,25+83 984+110,25+83 984=168188,5 (см4)

б*Аsp* y1І =25,7*(y0-hf')І=223,65 (см4)

б*А'sp* y2І =7,57*(y0-hf')І= 7,57*2,95І=65,88 (см4)

б*А'sp* y'2І=7,57*(y'0-h'f')І= 1289,19 (см4)

здесь y1 = y0 — hf' = 5,95-3 = 2,95 (см) y2 = y0 — hf' = 5,95-3 = 2,95 (см)

y' =0 y'2 = y0 — hf' = 16,5−3 = 13,05 (см) итого

J red =168 188,5+223,65+65,8+1289,19=169 767,2 (см) 4

4. Момент сопротивления для растянутой грани сечения.

Для сжатой грани сечения

W 'red = Jred / (h-y0) = 169 767,2/22-5,95=10 577,4 (см3)

5. Растояние от ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней) до центра тяжести приведенного сечения:

где цn=1,6 — уb / Rbser =1,6−0,75=0,85

то же, наименее удаленной от растянутой зоны (нижней)

Определение потерь предварительного напряжения при натяжении арматуры на упоры. Начальное растягивающее предварительное напряжение в арматуре уsp не остается постоянным, а с течением времени уменьшается независимо от способа натяжения арматуры на упоры или на бетон. Согласно нормам, все потери напряжений уlos разделены на две группы: первые потери уlos1, происходящие при изготовлении элемента и обхатии бетона, и вторые потери уlos2 после обжатия бетона. Всего имеется 11 основных видов потерь.

Рассмотрим некоторые потери при электротермическом способе натяжения.

1.7 Определение первых потерь при натяжений апматуры

1. От релаксации напряжении в арматуре по формуле:

2. От температурного перепада: у2=0, так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с панелью.

3. При деформации бетона от быстронатекающей ползучести по формуле (2,26 Мандриков) последовательно вычисляем:

Усилие обжатия

Эксцентриситет усилий P1 относительно центра тяжести приведенного сечения

Напряжение в бетоне при обжатии у вр увр=Р1/ Аred + Р1*еор*У₀ / Jred= 179 000/16736,24+179 000*3,4*5,95/169 767,2=1,28 (МПа) устанавливаем значение передаточной прочности бетона из условий

тогда,

R_вр=1,28/, 75=1,7 МПа<0,5*В30=15 МПа (согласно пр. 2,4 СНиП 2.03.01−84). Принимаем R_вр=15 МПа, тогда отношение у_вp /R_вр=1,28/15=0,08? 0,75

Вычисляем сжимающее напряжение в бетоне арматуры от усилия обжатия Р1 (без учета момента от собственного веса панели перекрытия) у вр= Р1/ Аred+Р1* еІор/ Jred = 179 000/1673,24+179 000*3,4І/169 767,2=1,19 М ПА при у_вp/R_вр= 1,19/15=0,07 < Ь = 0,25+0,025* Rвр=0,25+0,025*15=0,62.

4. Потери быстротекущей ползучести:

у6= 0,85*40*0,07=2,38 МПа. Потери зависят от проектного класса бетона, уровня напряжений (у _вр/ R_вр) и условий твердении бетона.

Суммарная потеря равна:

уlos1= у1+ у2+ у6 =15.7+0+2,38=18,08 мПа С учетом первых потерь уlos1 напряжение у _вр будет Р1= Аsр *(у_sp — уlos1)= 3,93 *(471-18,08)*(100) =177,99 КН у вр= Р1/ Аred +Р1* еІор/ Jred=1 779 900/1673,24+1 779 900*3,4І/169 767,2=1,2 МПа

Обратно проверяем у _вр/ R_вр=1,2/ 15= 0,08? 0,7

1.8 Определение вторых потерь при натяжений апматуры

1. От усадка бетона у8 =35мПа (по таб. 2.11)

2. От ползучести бетона у9 — уменьшающей удлинение натянутой арматуры (вследствие укорочения элемента при обжатии бетона), а следовательно, предварительных напряжений в ней. Потери напряжений зависит от вида бетона, условий твердения и уровня напряжений (соотношения у вр/ Rвр< 0,75 и определяется по формуле (2.28).

где

k=0,85 для бетона, подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении.

Вторые потери составляют:

у los2 = у8+ у9 = 35+10,2 = 45,2мПа Суммарные потери предварительного напряжения арматуры составляют у los = у los1 + у los2 = 18,08+45,2=63,28 МПа <100 МПа

установленного минимума потерь у los =100мПа.

Усилие обжатия с учетом всех потерь напряжений в арматуре

1.9 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

Сначало производятся для выяснения необходимости расчета по раскрытию трещин, т.к. панель относится к элементам с требованием третьей категории трещиностойкости, то согласно (таб. 2.4 Мандриков) коэфицент надежности по нагрузке гf =1 и рачетный момент от полной норнативной нагрузки

Mn=32.7кН*м При Mn? Мсrс. где Мсrс — момент внутренных усилии, трещины не образуется.

Вычисляем момент, воспринимаемый сечением нормальным к продольной оси элемента. при образовании трещин по формуле:

где

Wpl = г* Wred =1,5*28 532,3=42 798,45 см²

Здесь г=1,5 — для двутавровых сечении при bf / b=147/46,9=3.13>2.cогласно СНиП пр. 4

Mrp-ядровый моментусилий обжатия, равный:

Mrp =Рo2 (еор+r), при гsp =0,8

r — растояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны по формуле:

где цn =1,6 — (ув/Rв, ser)=1.6−0.75=0.85

Усилие предварительного обжатия с учетом всех потерь. при гsp =0,86

Рo2 = гsp (уsp — уlos)* Аs =0,86*(471−100)*3,93*(100)=125 391Н =125,4 КН.

Значение Мсrс:

Мсrс= Rbt cer*Wpl+Рo2 (еор+r)=1,8 (1000)*4279,5+0,8*125,4*(100)*(2,95+14,5)= =77,22 КН*м, что больше Мn =32,7кН*м? Мсrс=77,22 КН*м эксплуатационной стадии работы панели трещин не будет. Поэтому расчет на раскрытия трещин не выполняют.

Проверяем, образуются ли начальные трещины в верхней зоне панели при ее обжатия, при коэффициенте точности натяжения гsp — 1,14.

Изгибающий момент от собственного веса панели Мn =2600*5,8І?8=10 933 Н. м =10,9 КН. м Расчетное условие:

гsp* Р1 (еор-r inf) — Мn? Rb, tр* W’pl

1,14*179 000*(2,95−5,1) — 10,9*10³=-3,85*10⁵Н*см?1,15*7801,5*(100)=11,7*10⁵Н*см где

Rb, tр=1,15мПа-для соответствующей ½ класса В30, что равно В15

W’pl=1,5*5201=7801,5 см³ так как (-2,69*10⁵Н*см)<8,8*10⁵Н*см, то начальные трещины не образуются. Условие соблюдается.

1.10 Расчет прогиба панели перекрытия

Прогиб f в середине пролета панели при отсутствии трещин в растянутой зоне определяем по значению кривизны 1/r, используя формулу

1/r=цв2*M/ цв1*Ев*Jred = цв2*M/В где, жесткость приведенного сечения:

В= цв1*Ев*Jred= 0,85*0,29*100 000*169767,2*(100)=41,8*10¹⁰Н*см2

цв2=1 — при действии кротковременных нагрузок.

цв1=2- - при действии постоянных и длительных нагрузок для конструкции, эксплуатируемых при влажности среды 75 проц.

Кривизна панели с учетом действия усилия предварительного обжатия:

1/r = 1/r1+ 1/r2 — 1/r3 — 1/r4 полный прогиб соответсвенно

ftot = f1 + f2 — f3 — f4

1. Определяем значения кривизны и прогибов от действия кратковременной нагрузки

1/r1=цв2*Mcd/В=1*880 000/41,8*10⁵=0,2*1/10⁵ (см^-1)

f1= S*LІ*1/r=5/48*580*580*0,3*1/10¹⁰=1,05 (см)

S=5/48 (находим по таб. 2.18.при L) коэф. учитывающий вид нагрузки.

2. Определяем значения кривизны и прогибов от действия постоянной и длительной временной нагрузки

1/r2=цв1*Mld/В=2*209 000/41,8*10*1/10¹⁰=1*1/10⁵ (см-1)

f2=5/48*580І*1*1/10⁵=0,35 (см)=0,5 см.

3. Кривизна, обусловленная выгибом элемента от кратковременного действия усилия предварительного обжатия Р с учетом всех потерь по формуле:

1/r3=Ро*еор/В=125 400*2,95/41,8*1/10¹⁰=0,09*1/10⁵(см) Выгиб панели в середине пролета, вызванной внецентренном обжатие

f3=1/8*L (1/r)=580*580/8*0.26*1/10⁵=0,11 (cм)

4. Кривизна, обусловленная выгибом вследствие усадки и ползучести бетона от обжатия определяется по формуле:

1/r4 =ев-е'в/ho=25,0*1/10⁵-18,5*1/10⁵/19=0.34*1/10⁵ (cм-1) где ев= ув / Ев=(у6+у8+у9)/1,9*10⁵=2,38+35+10,2/1,9*1/10⁵=25,0*1/10⁵;

здесь уb'=уb =35мПа-потери напряжений от усадки бетона; потери для напряженной арматуры от ползучести бетона принимаем равными нулю (у6=0, у8=0), так как напряжение уb' в бетоне на уровне крайнего сжатого волокна, возникающее от усилий предварительного напряжения, сравнительно малы:

уb'= Ро1/ Аred-Ро1еор (h-y0)/ Jred =179 000/1673,24−179 000*2,95 (22−5,95)/ /169 767,2= 106,98−49,92=57,1=0,57 МПа ев= ув / Ев=47,58/1,9*100 000=25,0*1/10⁵;

Сбор нагрузок 1 мІ покрытия

2. Расчет ленточных железобетонных фундаментов

2.1 Расчет сборного ленточного фундамента

Рассчитать сборный ленточный фундамент под наружные кирпичные стены детского сада на 140 мест. Стены кирпичные толщиной 640 мм со штукатуркой с внутренней стороны. Грунты оснований — супеси с коэффициентом пористости е=0,7. Подошвы фундамента заложена от природного рельефа на глубину d=1,8 м. Район строительства III по весу снегового покрова.

2.2Определение нагрузок

За расчетный участок принимаем стену длиной 6,3 м. Нагрузку на 1 м длины стены от междуэтажных перекрытий, покрытия и чердачного перекрытия собираем с площади А=1*6,1*2=3,05 мІ.

Нагрузка от покрытия: постоянная-нормативная q_1,ⁿ=4328,5Н/мІ,

постоянная расчетная q₁=4719Н/мІ,

временная (снеговая) — кратковременная нормативная p_{1n, сd=}300Н/мІ,

расчетная кратковременная p_1,сd =980 Н/мІ,

длительная нормативная р_1n,ld=300Н/мІ,

длительная расчетная р_1,ld = 720 Н/мІ,

Нагрузка от междуэтажных перекрытий:

постоянная нормативная qⁿ =3573 Н/мІ,

постоянная расчетная q=4133,6Н/мІ,

длительная нормативная р_n,ld= 600 Н/мІ,

длительная расчетная р_ld = 780 Н/мІ,

кратковременная нормативная рⁿ _cd =1400 Н/мІ,

кратковременная расчетная р_{2 cd} =1820 Н/мІ,

Нагрузка от стены:

стена от отметки ±0,0 до отметки 21,0 за вычетом оконных проемов:

N₁ⁿ=h*с*H*(1-k_о) = 0,64*18 000*6,95*(1−0,75)=54 481,1Н/м где, коэффициент k_о учитывает кол-во оконных проёмов в пределах этажа:

k_о = А_ощ/А_щ =2,79*4,84/3,0*6,0 =0,75

А_ощ= h* h*в=(3,0−0,7+0,49)*(6,0−1,16)=2,79*4,84 (мІ) площадь оконного проема.

А_щ=Н*L=3,0*6,0 (мІ) площадь простенка.

вес оконного остекления, считая вес его на 1 м около 500 (Н/мІ):

N₂ⁿ = ?*H* k_о*500= 1*6,95*0,75*500 = 2606,3 Н/м вес подземной части стены из крупных бетонных блоков.

N₃ⁿ = h*Н*р= 1,6*1,8*24 000 =69 120 Н/м где h — высота ФБС, плотность р=24 000 (Н/м).

Расчет суммарной погрузки на 1 м стены нормативная. (без учета нагрузок от чердака, с учетом нагрузки от парапетной части)

Nⁿ=(q₁ⁿ+qⁿ_*n_p+p₁ⁿ+pⁿ_*n_p)*A+N₁ⁿ+N₂ⁿ+Nⁿ₃ = (4,328+3,573*2+1,3+1,83*2)*2,9+54,48+2,61+69,12=47,66+126,21=173,87кН/м где np = число междуэтажных перекрытий:

p₁ⁿ= р_1сdⁿ*ц₂ + р_1d*ц₁= 0,7*0,9+0,72*0,95= 1,3 кН/мІ

pⁿ= p_сd*ц₂ +p_ld*ц₁=1,4*0,9+0,6*0,95=1,83кН/мІ

здесь ц₁=0,95 — для длительной нагрузки и ц₂ =0,9 для кратковременной нагрузки, так как учитывается две кратковременные нагрузки (согласно n. 112. СНиП).

Расчетная

N=(4,833+4,531*2+1,57+2,38*2)*2,9+54,48*1,1+2,61*1,1+69,12*1,1= 58,65+138,83=197,48кН/м где

p =0,980*0,9+0,720*0,95= 1,57 кН/мІ

p₁ =1,820*0,9+0,780*0,95=2,38 кН/мІ

2.3 Определение ширины подошвы фундаментных блоков

Принимаем расположение блоков в плане вплотную один к другому.

Расчетное сопротивление грунта, согласно табл. 3 прил. 3СНиП принимаем При длине блока ?=1 м требуемая ширина b с учетом г_n=0,95

b=Nⁿ *г_n /100 (R_o-г_mѓ*d)=173 870*0.95/100 (25−0.02*180)=77cм где

R_o=25Н/смІ;

г_mѓ=20кН/мі=0,02Н/смі;

d=1,8 м=180 см глубина заложения фундамента.

Принимаем b=180 мм, кратно 200 мм.

2.4 Расчет площади сечения арматуры

Прочность фундамента рассчитывают только в поперечном направлении. При осевом нагружении, площадь сечения арматуры определяют по изгибающему моменту в сечении у грани стены по формуле:

М= р*сІ/2=104,2*0,6І/2 =18,8 КН/м, в консоли у грани стены от расчетных нагрузок N=197,48кН/м;

где с= b — 0,6/2=0,6 м — вылет консоли Давление грунта на единицу площади подошвы фундамента:

p= N*г_n /?*b=197,48*0,95/1*1,8=104,2кН/мІ=0,104мПаo=0,25мПа Минимальная рабочая высота фундаментного блока:

с*р/ ц_b2*R_bt*г_b*?=0.6 (100)*1042/0,6*0.66*(100)*0.9*100=62 520/3564=17,5cм где ц_b2 =0,6 коэффицент учета всех нагрузок (для тяжелого бетона=0,6).

p= 1042Н/смІ, назначаем окончательно hо=17,5−3,0=14,5 см.

Площадь сечения арматуры:

А_о=М/0,9* h_о*R_s=18,8*10⁵/0.9*30*280*(100)=2,49cмІ

Принимаем рекомендуемый шаг стержней 200 мм, тогда по длине блока в 1 м укладывают 5Ш8 АIII, Аs=2,52 смІ.

Процент армирования

м= Аs*100 /?* h_о=2,52*100/100*30=0,08%

Схема армирования фундаментного блока показана в графической части.

Заключение

В процессе работы над курсовым проектом по предмету «Основы расчета строительных конструкций» я углубил свои знания в работе с необходимой нормативной литературой и научился:

— Рассчитывать и конструировать предварительно напряженную панель;

— Рассчитывать прочности по сечениям;

— Определять нагрузки и усилия;

— Подбирать сечения;

— Вести расчет ленточных железобетонных фундаментов, в том числе определять нагрузку от вышележащих конструкций на фундамент, определять ширину подошвы фундамента, рассчитывать сечение арматуры, необходимой для армирования фундаментного блока.

Полученные при выполнении данного курсового проекта знания я смогу применить при выполнении дальнейших курсовых проектов.

Список использованной литературы

1. Цай.Т.Н. I том «Строительные конструкции» — Москва, Стройиздат, 1984 год

2. Цай.Т.Н. II том «Строительные конструкции» — Москва, Стройиздат, 1984 год

3. Мандриков А. П. «Примеры расчета строительных железобетонных конструкции»

Москва, Стройиздат, 1989 год

4. Доркин В. В. «Сборник задач по строительным конструкциям» — Москва, Стройиздат, 1989 год