Опалубочный чертеж и армирование монолитного перекрытия промышленного здания

лист2жбк.dwg

С О Г Л А С О В А Н О
Схема раскладки панелей М1:200
ОПАЛУБОЧНЫЙ ЧЕРТЕЖ КОЛОННЫ КЛ-1
АРМИРОВАНИЕ КОЛОННЫ КЛ-1
БАЛКА Б-2 СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ
КОЛОННА КЛ-1 СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ
ПЛИТА П-1 СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ
АРМИРОВАНИЕ ПРОДОЛЬНОГО РЕБРА

ЖБК.dwg

Схема балочной клетки монолитного перекрытия
Схема раскладки панелей
Допускается что М =М =-М =-М =-М =-М
Опалубочный план монолитного перекрытия
производственного здания
Монолитная плита. Опалубочный чертеж и армирование
Второстепенная балка Б-2. Армирование
ВЫБОРКА СТАЛИ НА ОДИН ЭЛЕМЕНТ
Арматурная сталь ГОСТ 5781-82*
Монтажная схема перекрытия
Опалубочный чертеж плиты П-1
Армирование продольного ребра
Армирование поперечного
Опалубочный чертеж ригеля Р-2
Армирование ригеля Р-2
Опалубочный чертеж и армирование колонны КЛ-1
Армирование фундамента

жбк.МОЕ.doc

Размеры здания в плане между внутренними гранями стен:
Высота этажей между отметками чистого пола hэт=43 м.
Район строительства – г. Санкт-Петербург
Здание промышленного типа четырехэтажное с неполным каркасом и с наружными
Стены кирпичные толщиной 510 мм. Привязка разбивочных осей стен принята 120
Оконные проемы в кирпичных стенах приняты шириной 23м и высотой 21 м.
Временная нормативная нагрузка на всех междуэтажных перекрытиях vn=11
тм2 в том числе кратковременная vshn=015 тм2.
Снеговая нагрузка на кровле vснn=1 кНм2.
Подошва фундаментов основывается на грунте с расчетным сопротивлением R=25
кгм3. Отметка подошвы фундаментов – 15 м.
I. Проектирование монолитного
железобетонного перекрытия
1. Разбивка балочной клетки
При рекомендуемой величине пролётов второстепенных и главных балок от 50
до 70 м в зависимости от интенсивности временной нагрузке. На заданной
длине здания в свету L=402м и ширине В=230м. С учётом рекомендаций о
целесообразности уменьшения крайних пролётов до 10% в сравнении со
средними получим (рис.1)
L=402м=09[pic] откуда [pic].
Принимая с округлением средние пролёты второстепенных балок [pic] получим
величину крайних пролётов: [pic]
При рекомендуемом шаге второстепенных балок от 18 до 25м с учетом
рекомендаций о целесообразности уменьшения до 20% крайних пролётов плиты в
сравнении со средними получим
Принимая с округлением средние пролёты плиты [pic]=194м получим
величину крайних пролётов:
2. Расчет плиты перекрытия
Принимаем толщину плиты [pic]=80мм. Для определения расчётных пролётов
плиты задаёмся приближенно размерами поперечного сечения второстепенных
балок: h= b=h:3=575:3=192мм и принимаем h=600мм
За расчетные пролёты плиты принимаем: в средних пролётах – расстояние в
свету между гранями второстепенных балок а в крайних – расстояние от
граней второстепенных балок до середины площадок оперения плиты на стену.
При ширине второстепенных балок b=250мм и глубине заделки плиты в стену в
рабочем направлении [pic]=120мм получим
Расчетные пролеты плиты в длинном направлении при ширине главных балок
(ориентировочно) 300 мм и на глубине заделки плиты в стену в нерабочем
направлении а3=60 мм (четверть кирпича).
При соотношении длинной и короткой сторон 61801690=366 плиту опёртую
по контуру рассчитываем только в одном «коротком» направлении.
Расчётная нагрузка на условную полосу плиты шириной 1000мм:
вес пола из цементного раствора с затиркой при толщине слоя 20см и
плотности 1700кгм[pic]
00*002*10*13*10[pic]=044
вес плиты толщиной 80мм при плотности 2500кгм[pic]
00*008*10*11*10[pic]=22
полная постоянная нагрузка:
б) временная при [pic]
Здесь 13; 11 и 12 – коэффициенты надёжности по нагрузке.
Полная расчётная нагрузка
g+v=264+132=1584 кНм.
Величины расчетных изгибаемых моментов неразрезной балочной плите с
равными или отличающимися не более чем на 20% пролётами [pic] определяется
с учетом перераспределения усилий по формулам:
в средних пролётах и над средними опорами (см.рис.2 3)
над второй от конца опорой при армировании плоскими сетками (раздельное
Определение толщины плиты. Для монолитного железобетонного перекрытия
принимаем бетон проектного класса по прочности на сжатие B125. с учётом
возможности эксплуатации конструкции в неблагоприятных условиях при
относительной влажности окружающей среды менее 75% расчетные сопротивления
определяются с коэффициентом условной работы [p [p [p
Арматуру в плите перекрытия принимаем для двух вариантов армирования:
- арматурой класса Вр1 с расчетным сопротивлением [pic]=360МПа при
армировании рулонными сварными сетками (непрерывное армирование)
- арматурой класса АIII с расчетным сопротивлением [pic]=355МПа при
армировании плоскими сетками (раздельное армирование) [pic]=200000МПа.
Необходимую толщину плиты перекрытия определяем при среднем оптимальном
коэффициенте армирования [pic]=0006 по максимальному моменту М[pic]=411
кНм и ширине плиты [pic]=1000мм.
Расчетная высота сечения плиты при относительной ее высоте
[pic]=0006[pic]=0316[pic] - для арматуры класса АIII где
[pic]=[pic] - для арматуры класса Вр1
[pic]=[pic] - для арматуры класса АIII.
При А[pic]=[pic] и М[pic]=411кНм имеем
*032)=0269 для арматуры класса Вр1;
Полная высота сечения плиты при диаметре арматуры d=10мм и толщине
защитного слоя 10 мм h[pic]628мм где а=10+5=15мм. Принимаем толщину плиты
[pic]=70мм и расчетную высоту сечения [pic]-а=70-15=55мм.
При расчете продольной арматуры в плите перекрытия на средних участках
необходимое количество рабочей арматуры разрешается уменьшить до 20%:
Мср= - Мс=±08*283=±08*283=±226 кНм.
3. Расчет второстепенной балки Б-1
Второстепенная балка крайними опорами которой служат стены а
промежуточные – главные балки работает и рассчитывается как неразрезная
многопролётная конструкция.
Расчётные средние пролёты исчисляются как расстояния в свету между
гранями главных балок а за расчётные крайние пролёты принимаются
расстояния между гранями главных балок и средними площадок опирания на
При ширине рёбер главных балок (ориентировочно) 250мм и глубине заделки
второстепенных балок в стены на 250мм
[pic]=6300-05*250+05*250=6300 мм.
[pic]=6900-2*05*250=6650 мм.
Расчетные нагрузки на наиболее нагруженную второстепенную балку Б-1 с
грузовой площадью 194 м равной расстоянию между осями балок кНм:
от веса плиты и пола (044+165)*194=512;
от веса балки с ориентировочными размерами сечения 250*600мм при
плотности вибрированного жб 2500кгм[pic][pic][pic]
00(060-008)025*11*10[pic]=358
временная при v[pic]=11кНм[pic]
Полная расчетная нагрузка
g+v=(512+358)+2561=3431
Расчетные изгибаемые моменты в неразрезных балках (рис.7) с равными или
отличающимися не более чем на 10% пролётами ([pic]110) с учетом
перераспределения усилий в следствии пластических деформаций определяются
М[pic]=-М[pic]=9483кНм
Величины значений возможных отрицательных моментов в средних пролётах при
невыгоднейшем загружении второстепенной балки временной нагрузкой
определяются по огибающим эпюрам моментов для неразрезной балки в
зависимости от соотношения временной и постоянной нагрузок по формуле:
где [pic] -- коэффициент принимаемый по табл.
При v:g = 2561:870=294 для сечений на расстоянии 02[pic] от опоры В
во втором пролёте [pic]=-00348 и 02[pic] от опоры в третьем пролёте -
Расчетные поперечные силы
[pic]=04*3431*63=8646 кН
[pic]=05*3431*665=11338 кН
Определение размеров сечения второстепенной балки.
Принимаем для балки бетон класса В125 (как и для плиты) с
[p [p [p [pic]=10МПа.
В качестве рабочей в каркасах используем стержневую арматуру периодического
профиля класса с [pic]=365МПа и сварные сетки из обыкновенной арматурной
проволоки класса BpI c[pic]=360МПа. Поперечная монтажная арматура – АI с
Необходимую высоту балки определяем по максимальному опорному моменту
задавшись шириной ребра b=250 мм и приняв относительную высоту сжатой зоны
При =03 А0=03*(1-05*03)=0255 расчетная высота сечения:
Полная высота сечения при однорядном расположении стержней продольной
h=h0+а=502+35=537 мм.
Принимаем с округлением до размера кратного 100 мм при h>450 мм высоту
второстепенной балки h=600 мм ширину ребра b=250 мм.
Расчет продольной рабочей арматуры.
В соответствии с эпюрами моментов плита работающая совместно с балкой в
пролетах располагается в сжатой зоне поэтому за расчетное принимается
тавровое сечение с полкой в сжатой зоне.
В опорных сечениях плита расположена в растянутой зоне и при образовании
в ней трещин из работы выключается. Поэтому вблизи опор за расчетное
принимается прямоугольное сечение.
При действии в средних пролетах отрицательных моментов плита в них также
оказывается в растянутой зоне и при расчете на отрицательный момент за
расчетное принимается также прямоугольное сечение.
Расчетная ширина полки в элементе таврового сечения при
[pic]:h=70:600=0117>01 принимается меньшей из двух величин:
Принимаем [pic]=1940 мм.
В опорных сечениях предусмотрено армирование сварными сетками с рабочей
арматурой класса АIII с Rs=365 МПа. В пролетных сечениях – арматура класса
АIII. Монтажная и поперечная арматура – класса АI. γb2*Rb=0.9*7.5=6.75 МПа.
При расчете продольной арматуры в пролете второстепенной балки при
=h0>[pic] 1506=03*502>70
расчетное сечение принимается тавровым.
Расчет прочности наклонных сечений второстепенной балки
Для расчета принимаем следующие исходные данные:
Геометрические характеристики:
h=600мм b=250мм [pic].
а=35мм – толщина защитного слоя
Нагрузка и расчетные длины:
Опоры Поперечная сила Q кН Расчетная длина м
N=0 – усилие от обжатия для преднапряженных конструкций.
Характеристики арматуры:
Rsw=175 МПа Es=210000 МПа.
Характеристики бетона:
Rb=675 МПа Rbt=0.6 МПа Eb=21000 МПа.
В результате расчета принимаем следующие сетки:
У опоры А принимаем в двух пролетных сетках С-1 поперечные стержни
диаметром 10мм с шагом 200мм коэффициент перегрузки kпер=09007 (при d=8 и
У опоры В слева – стержни диаметром 12мм с шагом 200мм коэффициент
перегрузки kпер=09515 (при d=10 и S=50 kпер=1107)
У опоры В справа и у опоры С слева и справа – стержни диаметром 12мм с
шагом 200мм коэффициент перегрузки kпер=08851 (при d=10 и S=50
II. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СБОРНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО
1. Составление разбивочной схемы
Принцип разбивки сетки колонн к схеме расположения ригелей и колонн
сборного перекрытия изложен на рисунке. Разбивочные (осевые) размеры
панелей определяются в зависимости от величины временной нагрузки и
принимаются в пределах от 12 до 15 м по ширине и от 50 до 70 м - по
длине. По методическим соображениям в курсовом проекте принцип унификации
размеров не соблюдается.
Перекрытие следует проектировать с наименьшим числом типоразмеров
элементов. С этой целью рекомендуется принимать все ребристые панели
одинаковой ширины и длины чтобы их можно было изготавливать в одних и тех
же опалубочных формах.
При рекомендуемой длине панелей и поперечном расположении ригелей на
заданной длине здания L = 402 могут разместиться 6 панелей. Длина панелей
с учетом заделки крайних панелей в стены на глубину 120 мм будет
ln = (L + 120*2)6 = (40200 + 240)6 = 6740 мм.
При рекомендуемых пролетах ригеля от 50 до 70 м на заданной ширине здания
B = 230 принимаем 4 пролета. При ширине панели от 12 до 15 м принимаем в
средних пролетах ригеля по 5 панелей в крайних - по 45 панели.
b= B( 45 + 5 + 5 +45 ) = 23000 19 =
С учетом допусков на изготовление ±5 ммпог.м но не более 30 мм на весь
размер элемента и для образования швов замоноличивания между панелями
принимаем конструктивные размеры панелей 1205х6710 мм.
Во всех ребристых плитах при ширине их более 12 м предусматриваем
устройство пяти поперечных ребер. В полках плит марок П-2 и П-3
устраиваются вырезы для пропуска колонн со смещением осей крайних
поперечных ребер от торца плиты на 285 мм.
Cхема раскладки панелей
Расчет плиты перекрытия в целом заключается в расчете ее полки поперечного
и продольного ребер.
Расчет полки плиты. Полка плит марок “П” представляет собой четыре
прямоугольные ячейки в плане со сложным характером опирания сторон. В
поперечном направлении полка защемлена в продольных ребрах а в продольном
направлении она работает как неразрезная многопролетная конструкция
опорами которой являются поперечные ребра.
С целью упрощения расчета каждую из ячеек
полки в статическом отношении условно
рассматриваем как плиту опертую по контуру
с частичным защемлением в продольных и
поперечных ребрах. За расчетные пролеты
принимаются: в коротком направлении (пролет в
длинном направлении
l2 = l – b2 = 1535-85 = 1450 мм
где b1 и b2 - ширина поверху продольного и поперечного ребер
соответственно. Соотношение сторон полки плиты l1
Нагрузка на полосу плиты с условной шириной 10 м при толщине плиты 50
Нормативная Расчетная
- от веса пола в виде цементной стяжки 04*12 = 048
толщиной 20 мм с плотностью 20 кНм3
- от веса плиты 25*005=125
Всего постоянная gn = 04+125= 165
Изгибающий пролетный момент в полке плиты на 1 м ширины с целью упрощения
расчета вычислим по формуле
M = M0 = M1 = M2 = (*( g + v )*l22 48
допуская соотношение сторон равным 1 (фактически l2l1=142) и
следовательно опорные моменты равными пролетным. Коэффициент ( = 08
учитывает благоприятное влияние распора в жестком контуре.
M = 08*(1855 + 132)*145 2 48 = 0528 кН*м = 528000 Н*мм
Панель проектируем из бетона класса В15 с характеристиками: Rb = 09(85
=765 МПа; Rbt = 09(075 = 0675 МПа; Rbser = 110 МПа; Rbtser =115
МПа; Eb = 20 500 МПа с учетом тепловой обработки бетона.
В качестве рабочей арматуры используем проволоку класса Вр1 с расчетным
сопротивлением Rs = 365 МПа Es=170000 МПа в плите в виде сварных рулонных
сеток с продольной и поперечной рабочей арматурой а в продольных и
поперечных ребрах - стержневую арматуру класса АIII в виде плоских сварных
каркасов с Rs =365 МПа. Поперечную арматуру в ребрах панели принимаем
класса А1 c Rsw = 175 МПа Es = 210 000 МПа.
Уточняем толщину плиты приняв коэффициент армирования (s = 0006:
A0 = (*( 1 – 05*( ) = 0286*( 1 – 05*0286 ) = 0245
h = h0 + a = 1675 + 15 = 3178 мм.
Принимаем плиту толщиной 50 мм с h0 = 50 – 15 = 35 мм.
Определим площадь сечения арматуры на 1 м ширины плиты
As = 006*1000*35*765365 = 440 мм2.
Принимаем рулонную сетку С-З марки [pic] с продольной и поперечной
рабочей арматурой площадью Asф = 470 мм2; сетка С-3 раскатывается вдоль
продольных ребер на всю ширину полки. Дополнительная сетка С-4 заводится в
продольные ребра на длину равную b8.
Расчет продольного ребра.
Высоту продольных ребер ориентировочно определяем из соотношений
h=(l12 l15)=674015(450 мм. Полученное значение высоты округляем в
большую сторону с кратностью 50 мм но ограничиваем h( 450 мм. Окончательно
принимаем h=450 мм. В качестве опорных конструкций для панелей принимаем
ригели прямоугольного сечения с шириной ребра 25 см.
Нагрузка на два продольных ребра кНм:
от веса пола 0400*1205 = 0482 0482*12 = 0578
от веса плиты 1250*1205 = 1506 1506*11 = 1657
от веса поперечных ребер 5*05* (0085 +
6)*(020- 0212*11 = 0233
-005 )*105*25674 = 0212 1600*11 = 1760
от веса продольных ребер
*008*(045-005 )*25=1600 gn = 4228
gn = 3800 v = 13225*12
Временная vn = 110*1205 = 13255 =15906
- нормативная qn = 38+13255=17055
- расчетная q=4228+15906=20134
в том числе кратковременно действующая часть нормативной нагрузки
qnsh = 1500*1205= 1808;
длительно действующая нормативная нагрузка
qln = 17055-1808=15247.
За расчетную схему для продольных ребер принимаем однопролетную балку со
свободным опиранием концов на ригели. Расчетный пролет определяется как
расстояние между серединами площадок опирания ребер панели на ригели.
l0 = 6740 – 2*05*125 = 6615 мм = 662 м.
Усилия в двух продольных ребрах:
- от расчетных нагрузок:
- от нормативных нагрузок
Qn = 05*qn*l0 = 05*17055*662 = 5645 кН
- в том числе от кратковременной
Mnsh = 0125*1808*6622 = 990 кН(м;
Mln = 9343-990=8353 кН.
Расчетное сечение двух продольных ребер - тавровое с полкой в сжатой зоне.
Ширина полки вводимая в расчет в соответствии при наличии поперечных
Расчетная высота сечения h0 = h – a = 45 - 35 = 415 см. При ширине
продольных ребер по верху 90 мм и по низу 70 мм суммарная толщина двух
ребер в уровне центра тяжести арматуры без учета швов замоноличивания будет
Размеры сечения изгибаемых элементов должны обеспечивать прочность
наклонных сечений на действие поперечной силы по наклонной полосе между
возможными наклонными трещинами.
Расчет прочности нормальных сечений.
Работу бетона в швах замоноличивания в запас прочности условно не
учитываем предполагая что при неблагоприятных условиях надежная
совместная работа бетона замоноличивания с продольными ребрами за счет их
сцепления может быть не обеспечена. Тогда расчетная ширина полки
bf’ = 1285– 20 = 1265 мм.
Rb(bf’(hf’((h0 - 05(hf’) = 765(1265(50((415 - 05(50 )=1887(106 Н(мм =
=1887 кН(м > M = 11030 кН(м
нейтральная ось проходит в пределах полки (хhf’) и элемент рассчитывается
как прямоугольный с шириной bf’ = 1265 мм.
Необходимое количество продольной арматуры класса АIII при
Принимаем стержневую арматуру 222АIII с Asф = 760 мм2 > 668 мм2.
Монтажную арматуру в каркасах продольных ребер принимаем класса АI
Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер.
При продольной арматуре диаметром 22 мм принимаем по расчету поперечные
стержни из арматуры класса А-I диаметром 6 мм с шагом 200 мм.
3. Расчет неразрезного ригеля
Согласно разбивочной схеме ригель представляет собой неразрезную
многопролетную (четырехпролетную) конструкцию со свободным (шарнирным)
опиранием концов на кирпичные стены здания.
Проектируем ригель сборно-монолитной конструкции с соединением на монтаже
однопролетных сборных элементов в неразрезную систему путем сварки выпусков
арматуры из колонн и ригелей и замоноличивания стыков а в дальнейшем швов
между сборными панелями.
Ригель после сварки арматуры и замоноличивания стыков превращается в
элемент поперечной рамной конструкции однако при свободном опирания его
концов на стены и равных или отличающихся не более чем на 10% расчетных
пролетах ригель разрешается рассчитывать как неразрезную многопролетную
Расчетные пролеты м:
- крайний lкр = 5500 + 05(038= 569
Соотношение расчетных пролетов lкр : lср = 5.69:605=094 ( 09.
Нагрузка на ригель от сборных панелей передается продольными ребрами
сосредоточенно. Для упрощения расчета без большой погрешности при четырех и
более сосредоточенных силах на длине пролета разрешается заменять такую
нагрузку эквивалентной (по прогибу) равномерно распределенной по длине
Принимаем ригель сечением 30(75 см.
Нагрузки на ригель кНм:
от веса пола и панелей
(397*674)1211 = 2210 (4419*674 )1211= 2459
(075(25 = 563 11(563=619
Временная vn = 11*674=7414 v = 12(7414=8897
Полная нагрузка на ригель:
- нормативная gn + vn = 2775+7414=10187
- расчетная g + v = 3078+8897=11975
Изгибающие моменты в сечениях ригеля по его длине определяются по
а поперечные силы на опорах ригеля определяются по формуле:
где g и v - соответственно постоянная и временная нагрузки на ригель;
( и ( - коэффициенты принимаемые в зависимости от числа пролетов и схемы
l - расчетный пролет крайний или средний.
Для определения изгибающего момента на опоре В принимают l=05( ( lкр +
От загружения ригеля постоянной нагрузкой в сочетании с невыгодным его
загружением временной нагрузкой строятся эпюры моментов и поперечных сил а
по максимальным значениям усилий иногда строят так называемую огибающую
эпюру. Следует отметить что при дальнейшем перераспределении усилий
вследствие пластических деформаций бетона и арматуры пользоваться огибающей
эпюрой нельзя. Перераспределение усилий производится только для отдельных
схем загружения по соответствующим эпюрам М и Q.
В связи с жесткими требованиями к размещению в опорных сечениях ригеля
выпусков арматурных стержней стыкуемых ванной сваркой следует стремиться
к уменьшению площади сечения опорной арматуры и числа стержней в опорных
сечениях а также к унификации армирования опорных сечений. Достигается это
за счет пластического шарнира т.е. появления на опоре В участка ригеля
пластических деформаций и как следствие момент перераспределится в
пролеты (добавочная треугольная эпюра). Однако эта распределительная эпюра
как правило не выходит за пределы эпюр от других загружений. В итоге мы
получаем существенную экономию.При этом уменьшение опорных моментов не
должно превышать 30% в сравнении с рассчитанными по «упругой» схеме.
При уменьшении опорного момента на опорах В на 30% принимаем максимальную
ординату добавочной треугольной эпюры 0ЗМВмах а с целью унификации
армирования опорных сечений момент на опоре С уменьшаем до 07МВмах .
Максимальная ордината добавочной эпюры ΔМс = Мс–07МВмах .
Поперечные силы в опорных сечениях ригеля после перераспределения усилий по
схемам 1+4 при g = 308 Нм; v = 890 Нм; МВ = 3389 кН(м; МС = 1386
QA = 05( (g + v)(lkp - MB lkp = 05( (308+890) (569 – 3389569 =
QлВ = - [ 05( (308+890)(569 + 3389569 ] = - 4000 кН;
QпВ = 05((308+890) (605 + (3389-1386)605 = 3951 кН;
QС = - [ 05( (308+890) (605 - (3389-1386)605] = -3289 кН;
схемам 1+5 при g = 308 Нм; v = 890 Нм; МВ = -2237 кН(м; МС = -3389
QA = 05*308*569 – 2237569 = 483 кН;
QлВ = - [05*308*569 + 2237569]= - 1269кН;
QпВ = 05( (308+890) (605 - (3389 - 2237)605 = 3430 кН;
QС = - [ 05( (308+890) (605 + (3389 – 2237)605] = - 3810 кН;
Значения расчетных усилий при всех возможных схемах загружения пролетов
ригеля временной нагрузкой и с учётом перераспределения усилий для схем
загружения IIа и IIIа приведены в таблицу (см. ниже).
Определение размеров поперечного сечения ригеля.
Необходимую расчетную высоту сечения ригеля из бетона класса В15 при
(b2=О9; Rb=765 МПа; Rbt=0675 МПа определяем но максимальному
перераспределенному изгибающему моменту у граней колонн с размерами bc = hc
МгрВ = МВ - QпВ(05(hC = 3389 – 3951*05*04 = 2599 кН(м;
МгрС = МС - QС(05(hC = 3389 – 3810*05*04 = 2627 кН(м.
При ширине ригеля b = 300 мм; ( = 03 и A0 = (( ( 1—05(( ) = 0255
Полная высота h=h0+а=670+35=705 мм.
Принимаем h=710 мм b=300 мм.
Расчет продольной арматуры.
В качестве продольной арматуры в ригели используем арматуру периодического
А-III с Rs=365 МПа. Рабочую арматуру располагаем в трех плоских сварных
сетках. Нижние продольные стержни пролетных сеток определяем по
максимальным значениям “положительных” моментов при загружении по схемам I
и IVа. Верхние продольные стержни на опорах определяем по максимальным
значениям “отрицательных” моментов у граней колонн (см. определение
размеров поперечного сечения ригеля).
Величина максимальных поперечных сил у грани стены при заделке ригеля в
стены на 380 мм и у граней колонн при ширине их 400 мм:
QгрA = 3130 - (308+890) (05(038 = 2902 кН;
QгрВ л = 4110 - (308+890) (05(04 = 3870 кН;
QгрВ п = 3951 - (308+890) (05(04 = 3711 кН;
QгрС = 3810 - (308+890) (05(04 = 3570 кН.
Расчет прочности наклонных сечений ригеля
h=710мм b=300мм [pic].
А-II: Rsw=215 МПа Es=210000 МПа;
А-III: Rsw=270 МПа Es=200000 МПа.
Rb=765 МПа Rbt=0675 МПа Eb=21000 МПа.
В результате расчета принимаем следующие хомуты:
У опоры А принимаем поперечную арматуру класса А-III 312 с шагом 100мм
коэффициент перегрузки kпер=09516 (при А-III 310 и S=100 kпер=1061
при А-II 312 и S=100 kпер=1019 ).
У опоры В слева – поперечную арматуру класса А-II 316 с шагом 100мм
коэффициент перегрузки kпер=09959 (при А-III 314 и S=100 kпер=1023).
У опоры В справа – поперечную арматуру класса А-III 316 с шагом 100мм
коэффициент перегрузки kпер=08489 (при А-III 314 и S=100 kпер=1030
при А-II 316 и S=100 kпер=1002 ).
У опоры С – поперечную арматуру класса А-II 316 с шагом 100мм
коэффициент перегрузки kпер=09901 (при А-II 316 и S=100 kпер=1002 ).
Определение мест обрыва стержней продольной арматуры.
С целью экономии арматуры часть стержней пролетной арматуры разрешается
обрывать не доводя до опор. При сварных каркасах в балках шириной более
0 мм до опор доводят не менее двух стержней. Места обрыва стержней
определяются расчетом в соответствии с эпюрами моментов при соответствующих
схемах загружения ригеля временной нагрузкой.
Расстояние от опор ригеля до мест теоретического обрыва стержней
разрешается определять графически по эпюрам моментов в масштабе при
условии что эпюры вычерчены не менее чем по пяти ординатам в каждом
пролете с помощью лекала.
Из условия обеспечения надежной анкеровки обрываемые стержни должны быть
заведены за место теоретического обрыва на величину.
где Q — поперечная сила от расчетных нагрузок в месте теоретического обрыва
стержней при соответствующей схеме загружения: d — диаметр обрываемых
стержней; [p Rsw - расчетное сопротивление поперечной арматуры.
В крайних пролетах ригеля в нижней зоне обрываем три стержня диаметром 25
мм расположенных во втором ряду. В средних пролетах в нижней зоне обрываем
три стержня диаметром 20 мм расположенных во втором ряду.
В верхней зоне у опоры В со стороны крайнего пролета обрываем сначала два
стержня диаметром 28 мм а затем – один стержень диаметром 20 мм заменив
их после обрыва стержнями диаметром 14 мм из стали класса А-III. Соединение
стержней диаметром 28 и 20 мм со стержнями диаметром 14 мм выполняется
контактной стыковой или ванной сваркой.
В верхней зоне у опоры В со стороны среднего пролета и у опоры С со стороны
обеих пролетов обрываем два средних стержня диаметром 28 мм и заменяем их
стержнями диаметром 14 мм со стыком.
Принимаем к расчету наиболее нагруженную колонну среднего ряда C. Расчет
прочности колонны производим в наиболее нагруженном сечении — у обреза
Нагрузку на колонну с учетом ее веса определяем от опирающихся на нее
ригелей трех вышележащих междуэтажных перекрытий (нагрузка от кровли
передается на наружные кирпичные стены). При этом неразрезность ригеля
условно не учитывается. Поскольку определение усилий в ригелях выполнено
без учета влияния жесткости колонн («рамность» каркаса не учитывается) то
в качестве расчетной схемы колонны условно принимаем сжатую со случайным
эксцентриситетом стойку защемленную в уровне обреза фундамента и шарнирно
закрепленную в уровне середины высоты ригеля.
Расчетная длина колонны нижнего этажа:
l0 = 10 ·l = 10((hэт + 07 – hп – 05·hp) = 10((43 + 07 - 045 -
где hэт — высота этажа по заданию; 07 м — расстояние от обреза фундамента
до уровня чистого пола; hп — высота панели; hp — высота сечения ригеля.
Принимаем колонну сечением 40x40 см а=а’=4 см. Бетон класса В25 с
Rb=09·145=1305МПа; Rbt = 09(105=095 МПа; Eb=27·103 МПа где γb2 =
Арматура класса AIII с Rs=Rsc=365 МПа Es=20(104 МПа.
Расчетная нагрузка на колонну в уровне обреза фундамента
N = (g + v)(lcp( n + Gc=(308+890)( 605(3 + 5984 =2234 кН
где n = 3 - число перекрытий; Gc — вес колонны
Gc = ( ·bc·(f · (hэт·n + 07) = 25·04·04·(43·3 + 07) ·11 = 5984 кН.
Кратковременно действующая часть расчетной нагрузки
Nsh = vnsh·Aгр·n·(f =15·408·3·12 = 220 кН
где по заданию vnsh = 15 кНм2; Aгр = lп · lp = 674·605 = 408 м2 —
грузовая площадь перекрытия с которой нагрузка передается на среднюю
колонну; (f = 12 - коэффициент надежности по нагрузке; n = 3 - число
перекрытий нагрузка с которых передается на колонну.
Длительно действующая часть расчетной нагрузки
Nl = N - Nsh = 2234 – 220 = 2014 кН.
Проверим арматуру 222 с As=760 мм2.
по таблицам определяем коэффициенты:
φb=0.88 учитывает влияние длительности действия нагрузки (ползучести) и
φsb=0.90 учитывает явление ползучести и специфику размещения арматурных
[pic]093>[pic]=090 – коэффициент учитывающий влияние продольного
изгиба ползучести бетона и особенности размещения арматуры по сечению.
Принимаем [pic]=090.
Проверяем несущую способность:
Окончательно принимаем 222 с As=760 мм2.
5. Расчет фундамента под сборную колонну
Проектируем под сборную колонну сборный фундамент стаканного типа из бетона
класса В15 с Rb = 85 МПа; Rbt = 075 МПа при (b2 = 10. Для фундамента
эксплуатируемого и условиях высокой влажности принимаем (b2 = 10. Арматура
класса АIII с Rs = 365 МПа в виде сварной сетки. Расчетная нагрузка на
фундамент при расчете по первой группе предельных состояний NI = 22342 кН.
При расчете по второй группе продольных состояний NII = NI:118=22342:118
= 18934 кН где (f=118 – усредненный коэффициент надежности по нагрузке.
Необходимая площадь подошвы фундамента под колонну при расчетном
сопротивлении грунта в основании (по заданию) R = 025 МПа; отметке подошвы
фундамента H = 15 м и усредненной плотности массы фундамента и грунта на
его обрезах (ср = 20 кНм3
Размеры сторон квадратного в плане фундамента а=b=[pic]=30 м. Принимаем
а=b=30 м. Реактивное давление грунта на подошву фундамента от расчетных
нагрузок если принять распределение его по подошве равномерным будет
Расчетная высота сечения фундамента из условия обеспечения его прочности
против продавливания колонной с размерами 40×40 см определяется по формуле:
(где uт — средний периметр пирамиды продавливания; ( = 10);
Полная высота фундамента стаканного типа с толщиной защитного слоя бетона
мм при наличии бетонной подготовки в основании и предполагаемом
диаметре стержней арматуры 16 мм
h ( h0 + 35 + 15d = 550 + 35 + 15·16 =609 мм.
Необходимая высота фундамента из условия обеспечения анкеровки арматуры
колонны в стакане фундамента при диаметре стержней 22 мм:
h ( 20d + 250 мм = 20·22 + 250 = 690 мм.
h ( hс + 250 мм = 400 + 250 = 650 мм.
Принимаем двухступенчатый фундамент h = 800 мм с высотой ступеней 400 мм.
Расчетная высота фундамента h0 = h – 50 мм = 800 – 50 = 750 мм расчетная
высота нижней ступени f0h = 400 – 50 = 350 мм.
Проверка прочности нижней ступени против продавливания
Продавливающая сила:
Аносн1 = 1932=3725 м2 - площадь верхнего основания пирамиды
Аносн2 = 2182=4752 м2 - площадь нижнего основания пирамиды продавливания;
Fн1 = NI – рAносн1 =22342 – 2482*3725 = 1310 кН;
Fн2 = NI – рAносн2 =22342 – 2482*4752 = 1055 кН;
Средний периметр пирамиды продавливания
Umн = 4·[193 + 218)*05 = 822 м.
При α·Rbt·Umн·h0н1 = 10·075·1000·7·075 = 4624 кН > Fн = 1310 кН
прочность верхней ступени против продавливания обеспечена.
При α·Rbt·Umн·h0н2 = 10·075·1000·7·035 = 2158 кН > Fн = 1055 кН
прочность нижней ступени против продавливания обеспечена.
Изгибающие моменты от реактивного давления грунта в сечениях фундамента по
граням колонны и уступов:
M1 = 0125·р·( а – hс )2·b = 0125·2482·(30 – 04)2 ·30 = 6292 кН(м;
М2 = 0125·р·( а – a1 )2·b = 0125·2482·(30 – 193)2 ·30 =1066 кН(м.
Необходимая площадь продольной арматуры класса AIII у подошвы фундамента в
продольном и поперечном направлениях определяется по приближенной формуле:
Принимаем сварную сетку из стержней диаметром 14 мм с шагом 200 мм в обоих
As = 16(14 АIII = 154·16 = 2464 мм2.
III. Расчет каменных конструкций
1. Расчет прочности кирпичной кладки в простенке
Нагрузка на простенок в Значения кН
перекрытия первого этажа
снеговая для II снегового 1000*674*(230*05+051+025)*14*0001=1157
рулонный ковер 100*674*(230*05+051+025)*11*0001=91
асфальтовая стяжка при 15000*0015*674*230*05*12*0001=209
р=15000Нм3 толщиной 15 мм
утеплитель-древесно-волокни3000*008*674*230*05*12*0001=223
стые плиты толщиной 80мм
при плотности р=3000Нм3
Пароизоляция - 50Нм2 50*674*230*05*12*0001=47
сборные жб плиты покрытия 1750*674*230*05*11*0001=1492
вес жб фермы 6900*11*001=759
вес карниза на кирпичной 18000*((038+043)*05*051-013*025)*
кладке стены при *674*11*0001=232
вес кирпичной кладки выше 18000*((1803-317)*674 -
отметки +317 24*21*3)*051*11*0001=857
сосредоточенная от ригелей 119750*569*05*3*0001=1022
перекрытий (условно)
вес оконного заполнения при500*24*21*3*11*0001=83
Суммарная расчетная нагрузка на простенок в уровне отм. +317:
N=1157+91+209+223+47+1492+759+232+8571+1022+83=23084.
Допускается считать стену расчленненной по высоте на однопролетные элементы
с расположением опорных шарниров в уровне опирания ригелей. При этом
нагрузка от верхних этажей принимается приложенной в центре тяжести сечения
стены вышележащего этажа а все нагрузки Р=119750*569*05*0001=3407 кН в
пределах данного этажа считаются приложенными с фактическим экцентриситетом
относительно центра тяжести сечения.
Расстояние от точки приложения опорных реакций ригеля Р до внутренней грани
стены при отсутствии опор фиксирующих положение опорного давления
принимается не более трети глубины заделки ригеля и не более 7 см.
При глубине заделки ригеля в стену а3=380мм а3:3=380:3=127 мм>70 мм
принимаем точку приложения опорного давления Р=3407 кН на расстоянии 70мм
от внутренней грани стены.
Расчетная высота простенка в нижнем этаже
За расчетную схему простенка нижнего этаже здания принимаем стойку с
защемлением в уровне обреза фундамента и с шарнирным опиранием в уровне
Гибкость простенка выполненного из силикатного кирпича марки 100 на
растворе марки 25 при R=1.3Мпа при характеристике кладки α=1000
λh=l0:h=3220:510=631
Коэффициент продольного изгиба φ=0.96 в стенах с жесткой верхней опорой
продольный изгиб в опорных сечениях может не учитывается (φ=1) В средней
трети высоты простенка коэффициент продольного изгиба равен расчетной
величине φ=096. В приопорных третях высоты φ изменяется линейно от φ=1 до
расчетной величины φ=0.96
Значения коэффициента продольного изгиба в расчетных сечениях простенках в
уровнях верха и низа оконного проема:
Величины изгибающих моментов в уровне опирания ригеля и в расчетных
сечениях простенка на уровне верха и низа оконного проема кНм:
M=Pe=3407*(0.51*0.5-0.07)=630
Величина нормальных сил в тех же сечениях простенка кН:
N1=23084+0.51*674*0.2*1800*1.1*0.01=23220
N11=2322+(0.51*(674-2.4)*2.1*1800*1.1+50*2.1*2.4*1.1)*0.01=24168
N111=24168+0.51*0.8*674*1800*1.1*0.01=24712.
Экцентриситеты продольных сил е0=М:N:
е0=(660:23084)*1000=27 мм0.45y=0.45*255=115мм
е01=(563:2322)*1000=24 мм0.45y=0.45*255=115мм
е011=(157:24168)*1000=6 мм0.45y=0.45*255=115мм
е0111=0 мм y=05*h=0.5*510=255мм.
Несущая способность внецентренно сжатого простенка прямоугольного сечения
определяется по формуле:
N=mg φ1RA*(1-[pic]) где =1+[pic]=1.45 [pic] где φ- коэффициент
продольного изгиба для всего сечения элемента прямоугольной формы hc=h-2e0
mg- коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки (при
h=510мм>300мм принимают 1) А- площадь сечения простенка.
Несущая способность (прочность) простенка в уровне опирания ригеля при
φ=100 е0=27 мм λс=l0:hс= l0:(h-2е0)=3220:(510-2*27)=71 φс=0936
φ1=05*( φ+ φс)=05*(1+0936)=0968 =1+[pic]1.45
N=1*0.968* 1.3*6740*510*(1-[pic])1.053=4073 кН >2308 кН
Несущая способность (прочность) простенка в сечении 1-1 при φ=0987 е0=24
мм λс=l0:hс= l0:(h-2е0)=3220:(510-2*24)=697 φс=0940
φ1=05*( φ+ φс)=05*(0987+0940)=0964 =1+[pic]1.45
N1=1*0.964* 1.3*4340*510*(1-[pic])1.047=2631 кН >2322 кН
Несущая способность (прочность) простенка в сечении II-II при φ=0970 е0=6
мм λс=l0:hс= l0:(h-2е0)=3220:(510-2*6)=647 φс=0950
φ1=05*( φ+ φс)=05*(0970+0950)=0960 =1+[pic]1.45
N11=1*0.960* 1.3*4340*510*(1-[pic])1.012=2730 кН >24168 кН
Несущая способность (прочность) простенка в сечении III-III в уровне обреза
фундамента при центральном сжатии при φ=1 е0=0 мм
N111=1*1* 1.3*6740*510=4469 кН >2471 кН
Т.о. прочность простенка обеспечена во всех сечениях нижнего этажа здания.
Рабо Р а с ч е т н ы е х а р а к т е р и с т и к и
чая РасчетноеРасчетное РасчетнаяПринятая арматура [pic]
армасечение усилие М арматура
М[picВ крайних пролётах М[picВ средних пролётах М[pic
До ОбрываемаяПосле обрыва стержней b h[pic]
обрыва А[pic] mm Mm
МА В крайних пролётах М[pic]В средних пролётах М[pic]
Аs обрываемая После обрыва стержней
As1 b мм h0 мм b*h0 мм2*10-2 [pic] [pic] [pic] М=Rb*b*h0*A0 кН*м
В нижней зоне ригеля В крайнем пролете:
у опоры А [pic] [pic] [pic] 300 675 2025 00091 0423 0334 3489
у опоры В [pic] [pic] [pic] 300 675 2025 00091 0423 0334
89 В среднем пролете:
у опоры В [pic] [pic] [pic] 300 675 2025 00047 0216 0193 2014
у опоры С [pic] [pic] [pic] 300 675 2025 00047 0216 0193
14 В верхней зоне ригеля У опоры В:
со стороны крайнего пролета [pic] [pic] [pic] 300 675 2025 00031
48 со стороны среднего пролета [pic] [pic] [pic] 300 675 2025
031 0143 0132 1384 У опоры С
со стороны обоих пролетов [pic] [pic] [pic] 300 675 2025 00031
Место расположения обрываемых стержней Продольная __арматура__
обрываемая арматура Поперечная арматура
мм2мм Поперечная сила в месте теоретического обрыва стержней кН [pic]
Нмм Длина запуска обрываемых стержней за место теоретического обрыва мм
W=Q(2qsw)+5d Минимальное значение w=20d Принятая величина w мм
Расстояние от оси опоры мм До места теоретического
обрыва (по эпюре материалов) До фактического места обрыва В нижней зоне
ригеля В крайнем пролете:
у опоры А [pic] [pic] 836 458 216 500 500 1800 1300 у опоры
В [pic] [pic] 1279 648 224 500 500 2270 1770 В среднем
у опоры В [pic] [pic] 1532 814 194 400 400 2020 1620 у опоры
С [pic] [pic] 2123 648 264 400 400 1410 1010 В верхней зоне
со стороны крайнего пролета [pic] [pic] 2360
0 со стороны среднего пролета [pic] [pic] 2066 814 267 560
0 1570 1010 У опоры С
со стороны обоих пролетов [pic] [pic] 2562 648 338 560 560 1040