Проектирование монолитного железобетонного перекрытия

Мой курсач.doc

Санкт – Петербургский Государственный
Архитектурно Строительный Университет
Кафедра железобетонных и каменных конструкций.
Студентка гр. 3ПГСу-3 Шишко К. В.
I. Проектирование монолитного железобетонного перекрытия 2
1. Разбивка балочной клетки 2
2. Расчет плиты перекрытия 3
3. Расчет второстепенной балки Б-1 8
II. Проектирование сборного железобетонного перекрытия. 15
1. Составление разбивочной схемы 15
2. Расчет плиты П-1 17
3. Расчет неразрезного ригеля 25
4. Расчет колонны. 47
5 Расчет фундамента под сборную колонну 52
III. Расчет каменных конструкций 54
1 Расчет прочности кирпичной кладки в простенке 54
2 Расчет центрального сжатого кирпичного столба (колонны) 60
Используемая литература. 62
Размеры здания в плане между внутренними гранями стен: L=305 м В=262
Высота этажей между отметками чистого пола hэт=46 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 23 м и высотой 21 м.
Временная нормативная нагрузка на всех междуэтажных перекрытиях vn=6 кНм2
в том числе кратковременная vshn=15 кНм2.
Снеговая нагрузка на кровле vснn=1 кНм2.
Подошва фундаментов основывается на грунте с расчетным сопротивлением R=02
МПа. 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=305м и ширине В=262м. С учётом рекомендаций о
целесообразности уменьшения крайних пролётов до 10% в сравнении со
средними получим (рис.1)
L=305м=09[pic] откуда [pic].
Принимая с округлением средние пролёты второстепенных балок [pic] получим
величину крайних пролётов: [pic][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]=226 м 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=442:3=147мм и принимаем h=450мм
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=200мм 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 50001760=284 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
Постоянная и длительная
84 – 15*.1.2 =804 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:
над второй от конца опорой при армировании рулонными сетками (непрерывное
над второй от конца опорой при армировании плоскими сетками (раздельное
где l – больший из примыкающих к опоре расчетный пролет.
Определение толщины плиты. Для монолитного железобетонного перекрытия
принимаем бетон проектного класса по прочности на сжатие В15. С учетом
соотношения длительных нагрузок к полным равного 804 984 = 082 09
расчетные сопротивления определяются с коэффициентом условий работы [p
Rb = 1 Еb = 24000 МПа; Rbt = 1 x 075 = = 075 Мпа.
Арматуру в плите перекрытия принимаем для двух вариантов армирования:
арматурой класса В500 с расчетным сопротивлением Rs = =415МПа = 415
Нмм2 при армировании рулонными сварными сетками (непрерывное армирование)
арматурой класса А400 с расчетным сопротивлением Rs = =355МПа = 355
Нмм2 при армировании плоскими сетками (раздельное армирование) Еs =
Необходимую толщину плиты перекрытия определяем при среднем оптимальном
коэффициенте армирования [pic]=0006 по максимальному моменту М[pic]=379
кНм и ширине плиты [pic]=1000мм.
Расчетная высота сечения плиты при относительной ее высоте
[pic]=0006[pic]=025[pic]=0531 - для арматуры класса А400 где [pic]
определяется по табл. 3.2 (3)
Продолжение таблицы 1
При [pic] и М[pic]=36кНм имеем
Полная высота сечения плиты при диаметре арматуры d=10мм и толщине
защитного слоя 10 мм [pic] где а=10+5=15мм. Оставляем принятую ранее
толщину плиты h'f = 80мм и расчетную высоту сечения [pic].
Расчет продольной арматуры в плите. Расчеты по определению
необходимого количества рабочей арматуры в многопролетной неразрезной плите
монолитного перекрытия сведены в табл. 1 для непрерывного армирования
сварными рулонными сетками из арматуры класса В500.
При расчете продольной арматуры в плите перекрытия на средних участках
между осями 2–6 учтено указание о том что для плит окаймленных по всему
контуру монолитно связанными с ними балками в сечениях промежуточных
пролетов и у промежуточных опор величины изгибающих моментов а
следовательно и необходимое количество рабочей продольной арматуры
разрешается уменьшать до 20 %.
На участках в средних пролетах и над средними опорами
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]=4650-05*250+05*250=4650 мм.
[pic]=5300-2*05*250=5050 мм.
Расчетные нагрузки на наиболее нагруженную второстепенную балку Б-1 с
грузовой площадью 208 м равной расстоянию между осями балок кНм:
от веса плиты и пола (044+22)*226=596;
от веса балки с ориентировочными размерами сечения 200*500мм при
плотности вибрированного жб 2500кгм[pic][pic][pic]
00(050-008)02*11*10[pic]=231
временная при v[pic]=6 кНм[pic]
Полная расчетная нагрузка
g+v=(596+231)+1627=2454
Постоянная и временная длительная
54 – 15. 2.26 .1.2 = 2047кНм.
Расчетные изгибаемые моменты в неразрезных балках (рис.7) с равными или
отличающимися не более чем на 10% пролётами ([pic]110) с учетом
перераспределения усилий вследствие пластических деформаций определяются
в средних пролетах и над средними опорами
над вторыми от конца промежуточными опорами В
где l – больший из примыкающих к опоре В расчетный пролет.
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 = 1627:827=197 для сечений на расстоянии 02[pic] от опоры В
во втором пролёте [pic]=-00299 и 02[pic] от опоры в третьем пролёте -
Расчетные поперечные силы
Определение размеров сечения второстепенной балки.
Принимаем для балки бетон класса В15 (как для плиты). Поскольку
отношение постоянных и длительных нагрузок к полным 20472454 = 083 > 0
коэффициент γb1 =09 и γb1Rb = 09*8 5 = 765МПа; γ b1Rbt = 09*075 =
75 МПа; Еb = 24000 МПа Rbt ser =1МПа. В качестве рабочей в каркасах
используем стержневую арматуру периодического профиля класса А400 с Rs =
5 МПа и сварные сетки из обыкновенной арматурной проволоки класса В500 с
Rs = 415 МПа. Поперечная и монтажная арматура – класса А 240 с Rs = 215
Необходимую высоту балки определяем по максимальному опорному моменту
задавшись шириной ребра b = 250 мм и приняв относительную высоту сжатой
зоны [pic] поскольку в расчетные усилия в балке подсчитаны с учетом
перераспределения усилий и возможного образования в опорных сечениях
пластических шарниров.
При [p расчетная высота сечения
h0 = [pic]= [pic] = 280 мм.
Полная высота сечения при однорядном расположении стержней продольной
h = h0 + a = 280+ 35 = 315 мм.
Принимаем с округлением до размера кратного 100мм при h >350 мм
высоту второстепенной балки h = 400мм 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] принимается
меньшей из двух величин:
Принимаем [pic]=1800 мм.
Расчет продольной арматуры в пролетных и опорных сечениях
второстепенной балки выполненной для двух вариантов армирования сведен в
табл. 2. В опорных сечениях предусмотрено армирование сварными сетками с
рабочей арматурой класса А400 с Rs = 355 МПа. В пролетных сечениях арматура
класса А400. Монтажная и поперечная арматура – класса А240. При расчете
продольной арматуры в пролете второстепенной балки при х = (h0 ( h(f
расчетное сечение принимаем прямоугольным с шириной b = b(f а при х > h(f
Расчет прочности наклонных сечений второстепенной балки
При [pic] поперечная арматура в балке должна ставиться по расчету.
Принимаем поперечную арматуру класса A240 с Rsw = 170 Мпа. В двух
плоских каркасах при диаметре стержней продольной арматуры 20 мм поперечные
стержни из условия технологии сварки принимаем диаметром 6 мм (dw ≥ 0.25·d
см. п. 9. ГОСТ 14098-91).
Расчет балки на действие поперечных сил у опоры А
У опоры А при Asw = 2.283 = 57 мм2 (2 6 А240) [pic].
Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор при h0 = 400 –
мм = 365 мм: [pic]. Кроме того:
Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах s = 200 мм.
Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями.
Расчет прочности по наклонной полосе между наклонными сечениями
производим из условия 3.43 [3].
[pic] где Q принимаетсянарасстоянии не менее h0 от опоры [pic]
[pic] т. е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.
Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению.
(см. формулу (3.48) [3]).
Так как [pic]кНм [pic] [pic] (см. п. 3.31 и формулу (3.46) [3]).
Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения c.
При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q
значение c принимают равным [pic] а если при этом [pic] [pic] или
[pic] следует принимать
[pic] (см. п. 3.32 [3]).
Так как [pic]м > [pic]
[pic]м но не более 3h0 = 3 · 0365 = 1095 м (см. п. 3.32 [3]).
Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения c = 137м.
Длину проекции наклонной трещины c0 принимают равным c но не более
h0 = 0365 · 2= 073м (см. п. 3.31 [3]).
Принимаем длину проекции наклонной трещины c0 = c = 073м. Тогда
Поперечную силу воспринимаемую бетоном определяют по формуле [pic]
но не более [pic] и не менее [pic] (см. п. 3.31 [3]).
Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из
условия [pic] где Q – поперечная сила в наклонном сечении с длиной
проекции c; при вертикальной нагрузке приложенной к верхней грани
элемента значение Q принимается в нормальном сечении проходящем на
расстоянии c от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия
временной нагрузки на приопорном участке длиной c.
При [pic] т.е. прочность наклонных сечений у опоры А обеспечена (см.
Расчет балки на действие поперечных сил у опор B и C
У опор В и С при Аsw = 283
Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с
п. 5.21 [3] при h0 = 400 – 35 мм = 365 мм: s≤05h0 = =05 · 365 = 183 мм;
s ≤ 200 мм. Кроме того в соответствии с п. 3.35 [3]
производим из условия 3.43 [2].
У опоры В [pic]. При прочих равных параметрах (см. расчет по
наклонному сечению у опоры А) проверим достаточность принятой поперечной
арматуры по условию [pic] где
При [pic] т.е. прочность наклонных сечений у опоры B обеспечена (см.
Согласно п.5.21 [3] шаг хомутов Sw у опоры должен быть не более h0
= 365 2 = 183 и 300 мм а в пролете не более 075h0=27375 мм и 500
Таким образом окончательно устанавливаем во всех пролетах на
приопорных участках длиной l4 поперечную арматуру диаметром 6мм с шагом
0 мм а на средних участках с шагом 300 мм.
У опоры В справа и у опоры С слева и справа при [pic]
и одинаковой поперечной арматуре прочность наклонных сечений также
Проверка прочности наклонного сечения у опоры А на действие момента.
Поскольку продольная растянутая арматура при опирании на стену не
имеет анкеров расчет наклонных сечений на действие момента необходим.
Принимаем начало наклонного сечения у грани опоры. Отсюда [pic].
Опорная реакция балки равна [pic] а площадь опирания балки [pic]
следовательно α = 1. Из табл. 3.3 [3] при классе бетона В15 классе
арматуры А400 и α = 1 находим λan=47. Тогда длина анкеровки при ds=22 мм
Поскольку к растянутым стержням в пределах длины ls приварены 4
вертикальных и 1 горизонтальный поперечных стержня увеличим усилие Ns на
Принимая dw = 8 мм nw = 5 φw = 150 (см. табл. 3.4[3]) получаем
Определяем максимально допустимое значение [pic]. Из табл. 3.3 [3]
при α = 07 находим λan=33; тогда
т.е. оставляем Ns = 85303 Н.
Определим плечо внутренней пары сил
= 365 – 30 = =335 мм.
Тогда момент воспринимаемый продольной арматурой равен
По формуле 3.48 [2] вычислим величину qsw
Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения по формуле
76 [3] принимая значение Qmax равным опорной реакции балки
[pic] мм 2h0 = 730 мм.
Тогда момент воспринимаемый поперечной арматурой равен
Момент в наклонном сечении определяем как момент в нормальном сечении
расположенном в конце наклонного сечения те. на расстоянии от точки
приложения опорной реакции равной [pic]
Проверяем условие 3.69 [2]
[pic] Нмм > М =17863390 Нмм
т.е. прочность наклонных сечений по изгибающему моменту обеспечена.
II. Проектирование сборного железобетонного перекрытия.
1. Составление разбивочной схемы
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 = 305 м могут разместиться 6 панелей. Длина
панелей с учетом заделки крайних панелей в стены на глубину 120 мм будет
ln = (L + 120*2)6 = (30500 + 240)6 = 5123 мм.
При рекомендуемых пролетах ригеля от 50 до 70 м на заданной ширине
B = 262 принимаем 4 пролета. При ширине панели от 12 до 15 м
принимаем в средних пролетах ригеля по 5 панелей в крайних - по 45
b= B( 45 + 5 + 5 +45 ) = 26200 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 1370х5090 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.
Расчет плиты перекрытия в целом заключается в расчете ее полки
поперечного и продольного ребер.
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
С целью упрощения расчета каждую из ячеек полки в [pic]
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 свету)
в длинном направлении
l2 = l – b2 = 1130-85 = 1045 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
Изгибающий пролетный момент в полке плиты на 1 м ширины с целью
упрощения расчета вычислим по формуле
допуская соотношение сторон равным 1 (фактически l2l1=101) и
следовательно опорные моменты равными пролетным. Коэффициент ( = 08
учитывает благоприятное влияние распора в жестком контуре. Тогда момент от
полной нагрузки составит:
а от постоянных и длительных [pic].
Допускается что [pic].
[pic]Мl необходимо учитывать коэффициент условий работы γb1=1.
Панель проектируем из бетона класса В20 с характеристиками: Rb = 115
МПа; Rbt = 090 МПа; Rb ser = 150 МПа; Rbt ser = 135 МПа; Еb = 27500 МПа
с учетом тепловой обработки бетона.
В качестве рабочей арматуры используем проволоку класса В500 с
расчетным сопротивление Rs = 415 МПа; Еs = 200000 МПа в плите в виде
сварных рулонных сеток с продольной и поперечной рабочей арматурой а в
продольных и поперечных ребрах – стержневую арматуру класса А400 в виде
плоских сварных каркасов с Rs=355МПа. Поперечную арматуру в ребрах
панели принимаем класса
Уточняем толщину плиты приняв коэффициент армирования s = 0006:
или по табл. прил. 1 настоящего учебного пособия
Учитывая рекомендации п.5.4 и 5.7 [3] принимаем плиту толщиной 50 мм
с h0 = 50 – 15 = 35 мм.
Определим площадь сечения арматуры на 1м ширины плиты при [pic]
т.е. сжатая арматура по расчету не требуется.
Принимаем рулонную сетку С-3 марки [pic] с продольной и поперечной
рабочей арматурой площадью [p сетка С–3 раскатывается вдоль продольных
ребер на всю ширину полки. Дополнительная сетка С–4 заводится в продольные
ребра на длину равную [pic].
Расчет промежуточного поперечного ребра.
Поперечные ребра панели монолитно связаны с продольными ребрами
однако учитывая возможность поворота их при действии внешней нагрузки за
расчетную схему поперечного ребра в запас прочности принимаем балку со
свободным опиранием. Расчетный пролет поперечного ребра исчисляется как
расстояние между осями продольных ребер: [pic]мм.
Согласно рекомендациям [12] принимаем высоту поперечных ребер 200 мм
ширину по низу – 60 мм по верху – 85 мм.
Максимальная нагрузка на среднее поперечное ребро передается с
треугольных грузовых площадей [pic]. Треугольную нагрузку допускается
заменить на эквивалентную равномерно распределенную по формуле [pic] тогда
полная эквивалентная нагрузка составит
а временная эквивалентная соответственно
[p g и v – выбираются
из таблицы сбора нагрузок. Собственный вес поперечного ребра
Суммарная равномерно распределенная нагрузка
При отношении толщины плиты к высоте ребра [pic]согласно п. 3.26 [3]
за расчетное сечение поперечного ребра принимаем тавровое с шириной полки в
Необходимое количество продольной арматуры класса А400 при [pic] мм
По таблице 3.2 [3] находим αR=039. Так как αm = 00123 αR сжатая
арматура по расчету не требуется.
Принимаем в поперечных ребрах плоские сварные каркасы с продольной
арматурой из стержней диаметром 8 мм с Аs = 503 мм2.
Проверим прочность наклонной полосы между наклонными сечениями.
При[pic]кН[pic] прочность полосы обеспечена.
При высоте ребра 20 см и продольной арматуре 8мм принимаем поперечные
стержни в каркасах из арматуры класса А240 диаметром 6мм с Аs=28 мм2. В
соответствии с п.5.21 [3] шаг арматуры должен быть не более [pic]875 мм и
не более 300мм. Принимаем sw=75мм.
Прочность наклонных сечений поперечных ребер по поперечной силе
проверим согласно п.3.31 [3].
Поскольку [pic] Нмм >>[pic] Нмм хомуты необходимо учитывать в
расчете полностью и значение Мb определяется по формуле
Мb = 15Rbt bh02 = 15 . 09 . 60 . 1752 = 248.106 Нмм.
Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения:
q1 = q – 05qv = 7425 – 05 .568 = 4.58 кНм(нмм).
[pic][pic] мм [pic] мм
Принимаем c0 =c = 243 мм.
Qb + Qsw = 1020576 + 115674 = 21773Н = 2177кН > Q = Qmax – q1. с = 451
– 558 . 0243 = 315кН т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.
Проверим требование п. 3.35 [3]
т.е. требование выполнено.
Расчет продольного ребра.
Высоту продольных ребер ориентировочно определяем из соотношений [pic]
мм. Полученное значение высоты округляем в большую сторону с кратностью 50
мм но ограничиваем [pic] мм. Окончательно принимаем h = 300 мм. В качестве
опорных конструкций для панелей принимаем ригели прямоугольного сечения с
шириной ребра 25 см.
Погонная нагрузка на два продольных ребра кНм:
нормативная qn = 3552 + 8268 = 1182 кН
расчетная q = 3958 + 9921 = 13879 кН
в том числе кратковременно действующая часть нормативной нагрузки
длительно действующая нормативная нагрузка
За расчетную схему для продольных ребер принимаем однопролетную балку
со свободным опиранием концов на ригели (рис. 15) расчетный пролет
определяется как расстояние между серединами площадок опирания ребер панели
на ригели (рис. 16).
Усилия в двух продольных ребрах:
от расчетных нагрузок
от нормативных нагрузок
в том числе от кратковременной
Расчетное сечение двух продольных ребер – тавровое с полкой в сжатой
Ширина полки вводимая в расчет в соответствии с п. 3.26 [3] при
наличии поперечных ребер
Расчетная высота сечения [pic]см. При ширине продольных ребер по верху
мм и по низу 70 мм суммарная толщина двух ребер в уровне центра тяжести
арматуры без учета швов замоноличивания будет равна 160 мм.
В соответствии с п. 6.2.10 [2] размеры сечения изгибаемых элементов
должны обеспечивать прочность наклонных сечений на действие поперечной силы
по наклонной полосе между возможными наклонными трещинами (см. проверку
Расчет прочности нормальных сечений.
Поскольку [pic] необходимо учитывать согласно п.3.3 [3] коэффициент
условий работы γb1 = 1.
Бетон класса В20 с характеристиками:Rb = 115 МПа; Rbt = 090 МПа; Rb
ser = 150 МПа; Rbt ser = =135 МПа; Еb = 27500 МПа с учетом тепловой
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
Расчет производим в предположении что сжатая арматура по расчету не
требуется [pic] = 0:
[pic] > М = 43.37 кНм
т.е. нейтральная ось проходит в пределах полки (хhf) и элемент
рассчитывается как прямоугольный с шириной bf = 1350 мм.
Необходимое количество продольной арматуры класса А400 при
[pic] αR = 039 т. е. сжатая арматура по расчету действительно не
Принимаем стержневую арматуру из стержней 218А400 с Аsф = 509
Монтажную арматуру каркасах продольных ребер принимаем класса А240
диаметром 10мм c A's = 785 . 2=157 мм2 = 000016 м2.
Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер.
Принимаем поперечную арматуру класса A240 с Rsw = 170 МПа (см. табл.
6 [3]). В двух плоских каркасах при диаметре стержней продольной арматуры
мм поперечные стержни из условия технологии сварки принимаем диаметром 6
мм (dw ≥ 0.25·d см. п. 9. ГОСТ 14098-91) при Asw = 2 . 283 = 57 мм2
п. 5.21 [3] при h0 = 300–35 мм = 265 мм: s≤05h0 =05 · 265 = 132.5 мм; s
≤ 300 мм. Кроме того в соответствии с п. 3.35 [3]
Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах s = 150мм на приопорных
участках и 300 мм (075 h0 = 075 · 0265 = 0199 мм) на средних.
производим из условия
Q ≤ 03Rbbh0 где Q принимаетсянарасстоянии не менее h0 от
опоры;[pic] [pic] т. е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.
Так как [pic] м >[pic] м
[pic] м но не более 3h0 = 3 · 0265 = 0795 м (см. п. 3.32 [3]).
Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения c =
h0 = 0265 · 2 = 053 м (см. п. 3.31 [3]).
Принимаем длину проекции наклонной трещины c0 = c = 053м.
Q = [pic] = 347 – 992 · 053 = 2944 кН.
При Qsw + Qb = 2568 + 304 = 5608 кН > Q = 2944 кН прочность
наклонных сечений обеспечена (см. п. 3.31 [3]).
Поскольку продольная растянутая арматура ребер по концам приварена к
закладным деталям проверку наклонных сечений на действие момента не
Расчет ширины раскрытия наклонных трещин.
(Расчет выполнен на основе примера приведенного в статье «Расчет
трещиностойкости железобетонных конструкций по новым нормативным
документам» в журнале «Бетон и железобетон» 2003г).
Расчет железобетонных элементов третьей категории трещиностойкости по
второй группе предельных состояний производится на действие нормативных
нагрузок с коэффициентом надежности по нагрузке γ=10.
Расчет производим по формуле
где φs1 – коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки (при
непродолжительном действии равен 1 при продолжительном – 1.4); φs2 –
коэффициент учитывающий профиль поперечной арматуры (для гладкой арматуры
равен 08 для арматуры периодического профиля – 05); [pic] где [pic] –
относительное расстояние между поперечными стержнями; [pic] – относительное
значение диаметра поперечной арматуры.
Напряжения в поперечной арматуре sw определяют принимая что
поперечная сила воспринимаемая бетоном отвечает своему минимальному
значению Qb.min=05 .Rbt.ser .b. h0 и следовательно поперечная сила
передаваемая на поперечную арматуру составляет Q – Qb min. При этом
поперечную арматуру воспринимающую эту силу учитывают на длине проекции
наклонного сечения с = h0 т. е. равный ее минимальному значению.
Тогда [pic] где Asw – площадь сечения поперечной арматуры
расположенной в одной нормальной к продольной оси элемента плоскости
пересекающей наклонное сечение.
Выполнив вычисления получим:
[pic] = 095 . 14 . 08 . 0506 . 923 200000 (
( 265 = 00065 мм [pic] = 03мм
т.е. ширина раскрытия наклонных трещин меньше предельно допустимой
Расчет ширины раскрытия нормальных трещин.
Определяем момент образования трещин Mcrc согласно п.4.5 [3]. Для
этого определяем геометрические характеристики приведенного сечения при
Площадь приведенного сечения:
Ared = A + αAs = bh + (bf – b) hf + αAs = 170 . 300 + (1350 – 170) .50 +
+ 727 . 509 = 76500 + 54750 + 55252 = 113700 мм2.
Расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра тяжести
приведенного сечения:
yt = Sred Ared = [51000. 300 2 + 59000 (300 – 50 2) + 3700. 35]
Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести:
Jred = bh312 + bh(yt – h2)2 + (bf – b) hf312 + (bf – b)hf (h – hf
– yt)2 + αAs(yt – a)2 = 170. 300312 + 170. 300 (1755 – 200)2 +
+ 1080.50312 + 1080.50 (300 – 25 – 1755)2 + 727 . 509 (1755 – 35)2 =
=129 . 109 + 0401 . 109 + 00114 . 109 + 0891 . 109 + 0380 . 109 =
Момент сопротивления приведенного сечения:
W = Jredyt = 103203 . 106 1755 = 588 . 106 мм3.
Учтем неупругие деформации растянутого бетона путем умножения W на
коэффициент γ равный согласно табл. 4.1 [3] – 1.3 т. е.
Wpl = 588 . 106 . 13 = 7644 . 106 мм3.
Тогда изгибающий момент при образовании трещин с учетом неупругих
деформаций Мcrc = Rbt ser Wpl = 155 . 764 . 106 = 118 (
( 105 Нмм = 118 кНм 3048 кНм.
Определим напряжения в арматуре s по формуле 4.13 [3]:
Рабочая высота сечения h0 = h – a = 300 – 35 = =265 мм; коэффициент
приведения [pic]. Тогда при [pic]
и [pic] 080 из графика на черт. 4.3 [3] находим коэффициент = 09 и
плечо внутренней пары сил zs = h0 = 09 . 265 = 2385 мм.
Вычислим s =[pic]МПа.
Определим расстояние между трещинами ls по формуле (4.22) [3].
Поскольку высота растянутого бетона равная при = 09 (для таврового
сечения) y =yt. = 1755. 09=15795 мм > h2 = 150 мм площадь сечения
растянутого бетона принимаем равной
Abt = b. 05h = 170 . 150 = 25500 мм2.
Тогда [pic] мм что больше 400мм (п. 4.12) [3] поэтому принимаем ls
Значение s определяем по формуле (4.26) [3]:
Определим по формуле (4.10) ширину продолжительного раскрытия трещин
принимая φ1 = 14 φ2 = 05 φ3 = 1.
что меньше допустимой величины [pic] мм.
3. Расчет неразрезного ригеля
Согласно разбивочной схеме ригель представляет собой неразрезную
многопролетную (четырех пролетную) 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 – и швов между сборными панелями.
Статический расчет ригеля.
Ригель после сварки арматуры и замоноличивания стыков превращается в
элемент поперечной рамной конструкции однако при свободном опирании его
концов на стены и равных или отличающихся не более чем на 10 % расчетных
пролетах ригель разрешается рассчитывать как неразрезную многопролетную
балку (рис. 19). За расчетные пролеты ригеля принимаем: в средних пролетах
– расстояние между осями колонн на которые опирается ригель; в крайних
пролетах – расстояние между осью колонны на которую опирается ригель до
середины площадки опирания ригеля на стену.
[pic]Рис. 19. Расчетная схема неразрезного ригеля
где bн – номинальная ширина плиты перекрытия α = 380 мм – длина площадки
опирания ригеля на стену (1.5 кирпича).
Соотношение расчетных пролетов [pic]
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
По рекомендациям [9] принимаем ригель сечением 30x70 см.
Нагрузки на ригель кНм
*Определение нагрузки от веса пола и панелей см. сбор нагрузки на
продольные ребра плиты [pic] 3552 кНм – нормативная постоянная нагрузка
на 1пог. метр 2- [pic] 3958 кНм – расчетная
постоянная нагрузка на 1пог. метр 2-х продольных ребер плиты; [pic]5123 м
– номинальная длина панелей; [pic]1378м – номинальная ширина панелей.
Полная нагрузка на ригель:
нормативная gn + vn =1845 +3074 = 4919 кНм;
расчетная g + v = 2049 + 3689 = 5738 кНм.
Кратковременно действующая часть нагрузки на ригель:
расчетная [pic] = 7684 · 12 = 922 кНм где по заданию [pic]= 15
Длительно действующая часть расчетной нагрузки на ригель:
[pic] = 5738 – 922 = 4816 кНм.
[pic] (см. п. 3.3 [2]).
Изгибающие моменты в сечениях ригеля по его длине определяются по
а поперечные силы на опорах ригеля – по формуле
где g и v – соответственно постоянная и временная нагрузки на ригель (рис.
в табл. 3); α и – коэффициенты принимаемые по прил. 10 в зависимости
от числа пролетов и схемы загружения; l – расчетный пролет крайний или
средний. Для определения изгибающего момента на опоре В принимают [pic]=
·(64 + 689) = 664 м.
Пример определения изгибающих моментов и поперечных сил в сечениях
ригеля с учетом коэффициента надежности по ответственности γn = 095 на
который должны умножаться внутренние силы:
- при действии постоянной нагрузки g для схемы загружения 1
[pic] – 00128 · 2049 · 6892 ·095 = – 1182 кН·м
[pic] 0388 · 2049 · 64 · 095 = 4834 кН
- при действии временной нагрузки v для схемы загружения 2
[pic] 00704 · 3689 · 642 · 095 = 10106 кН·м [pic] – 6876 кН·м
[pic] – 00414 · 3689 · 6892 ·095 = -6888 кН·м
[pic] 0452 · 3689 · 64 · 095 = 1067 кН
[pic] 0548 · 3689 · 689 · 095 = 1393 кН и т. д.
Расчеты по определению изгибающих моментов и поперечных сил сведены в
От загружения ригеля постоянной нагрузкой в сочетании с невыгодным его
загружением временной нагрузкой строятся эпюры моментов и поперечных сил: I
(1+2); II (1+3); III (1+4); IV (1+5) (см. таблицу).
Перераспределение изгибающих моментов
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
перераспределением усилий между опорными и пролетными сечениями вследствие
пластических деформаций бетона и арматуры в соответствии с [6]. При этом
уменьшение опорных моментов не должно превышать 30 % в сравнении с
рассчитанными по «упругой» схеме. Расчеты по перераспределению усилий в
неразрезном ригеле сведены в табл. 4.
При уменьшении опорного момента на опоре В на 30 % принимаем
максимальную ординату добавочной треугольной эпюры ΔMB = 03 MB max =
MB II = 03 · 2781 = 8343кН·м а с целью унификации армирования
опорных сечений момент на опоре С уменьшаем до 07·MBmax = 07MBII = 07 ·
81 = 19467 кН·м. Максимальная ордината добавочной эпюры [pic] =
42 – 19467 = 4953 кН·м.
Схемы загружения Изгибающие моменты кНм Поперечные силы кН
MА В крайних пролетах МВ В средних пролетах МС
МВ = 03*МВмах = 03*4606 = 8343 кН*м
МС = МСмах – 07МВмах = 2442 – 07*2781 = 4949 кН*м
Аs обрывае-мая После обрыва стерж-ней
мм2×10-2 М=Rbbh02α0 кНм В нижней зоне ригеля В крайнем
пролете: у опоры В 225+122 1 22 225 300 565 1695 00058
8 0238 1540 1362 3801 982 В среднем
пролете: 222+118 1 18 222 300 565 1695 00045 021 0191
35 у опоры В 10145 2545 760 у опоры С
2+118 1 18 222 300 565 1695 00045 021 0191 1235
145 2545 760 В верхней зоне ригеля У опоры В: со
стороны крайнего пролета 220+118 220 118 118+214 300 565
9 со стороны среднего пролета 220+118
0 118+218 300 565 1695 00045 021 0192 1240 8825
2 7635 У опоры С: со стороны обоих пролетов
0+118 220 118+212 300 565 1695 00028 014 0126 815
25 982 4805 Таблица7
Место расположения обрываемых стержней Продольная арматура Поперечная
арматура количество Поперечная сила в месте теоретического обрыва кН
qsw кНм [pic]м Длина запуска обрываемых стержней за место теорет.
обрыва мм Минимальное значение =15d или 200 мм Принятая величина
мм Расстояние от оси опоры мм Обрываемая арматура Шаг
мм2мм До места теоретического обрыва (в масштабе по эпюре
материалов До фактического места обрыва В нижней зоне ригеля В крайнем
пролете: у опоры В 322+320 151(38) 1815 43035 0211
1 30000 600 1740 1140 320 100 h0=0645
В среднем пролете: у опоры В 320+318 151(38) 12290
h0=0645 у опоры С 320+318 151(38) 16380 43035
90 270 27000 530 1400 870 318 100 h0=0645
В верхней зоне ригеля у опоры В со стороны крайнего пролета
5+122 151(38) 10700 43035 0124 204 37500 600 950 1550
h0=0645 225 122 100 9470 43035
10 190 33000 500 1385 1885 h0=0645
со стороны среднего пролета 3 25 151(38) 4570 43035 0053 163
500 600 2280 2880 2 25 100 h0=0665 У
со стороны обоих пролетов 3 25 151(38) 27190 43035 0316 426
500 600 920 1520 2 25 100 h0=0665
Принцип построения эпюры материалов и определения мест обрыва стержней с
использованием данных табл. 3 4 5 6 7 показан на рисунке.
Принимаем к расчету наиболее нагруженную колонну среднего ряда. 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 нагруженные 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 с шарнирным опиранием на одном
конце а на другом конце с податливой заделкой [pic] (см. п. 3.55 [3]).
где hэт – высота этажа по заданию; 07 м – расстояние от обреза фундамента
до уровня чистого пола; hп – высота панели перекрытия; hр – высота сечения
Принимаем колонну сечением 40 х 40 см а=а=4 см. Расчетная нагрузка на
колонну в уровне обреза фундамента
где: g +v – постоянная и временная нагрузка на 1 погонный метр ригеля (см.
сбор нагрузки на неразрезной ригель); [pic] – средний расчетный пролет
неразрезного ригеля (если неразрезной ригель имеет 3 пролета [p n =
– число перекрытий; Gc – вес колонны.
Кратковременно действующая часть расчетной нагрузки
где по заданию [p [pic] м2 – грузовая площадь перекрытия
с которой нагрузка передается на среднюю колонну; [pic] – коэффициент
надежности по нагрузке;
n= 3 – число перекрытий нагрузка с которых передается на колонну.
Длительно действующая часть расчетной нагрузки
С учетом коэффициента надежности по ответственности
γn = 095 (см. Прил. 7* [18]).
Случайный эксцентриситет в приложении сжимающей нагрузки согласно п.
Бетон класса В25 с Rb = 135 МПа; Rbt = 097МПа; Еb = 27 х 103 МПа
(см. табл. 2.4 [3]). Продольная арматура класса А400 с Rs = Rsc = 355 МПа
(см. табл. 2.6 [3]); Еs = 20 х 104 МПа (см. п. 2.20 [3]).
Расчет сжатых элементов из бетонов классов В15–В35 на действие
продольной силы приложенной со случайным эксцентриситетом при [pic] м
допускается производить из условия (см. п. 3.58 [3])
где φ – коэффициент учитывающий гибкость элемента характер армирования и
длительность действия нагрузки определяемый по формуле
где φsb и φb – табличные коэффициенты A – площадь поперечного сечения
бетона колонны As tot – площадь поперечного сечения всей продольной
Задаемся φ = 09 = 001.
Проектируем колонну квадратного сечения [pic] м.
Принимаем размеры поперечного сечения колонны кратными 005 м. Тогда
h=b=03 м А=h·b= =03 · 03 = 009 м2.
Задаемся = [pic] 001.
φb = 083 (см. табл. 3.5 [3]); φsb = 088 (см. табл. 3.6 [3]);
незначительно отличается (не более 0.005) от = 0.01 которым задавались.
По сортаменту принимаем 4 14 A400 с Аstot = 616 мм2.
Поперечные стержни в сварных каркасах назначаем диаметром 6 мм из
арматуры класса А240 в соответствии с п. 5.23 [3] с шагом s = 200 мм
([pic]мм и не более 500 мм).
Расчет консоли колонны.
Принимаем ширину консоли равной ширине колонны b = 350 мм. Бетон
колонны класса В25. Арматура класса A400 и A240.
Наибольшая нагрузка на консоль колонны:
Q = QВ л =2435 кН (см. перераспределение поперечных сил по схеме
При классе бетона колонны В25 необходимую длину площадки опирания
ригеля на консоль колонны определяем из условия обеспечении прочности
ригеля на местное сжатие (смятие). При классе бетона в ригеле В15 с γb1 Rb
= 765 МПа; Rbt = 0695 МПа; Еb = = 24000МПа и ширине ригеля bp = 30 см по
Минимальный вынос консоли с учетом зазора между колонной и торцом ригеля
равного 60 мм в соответствии с типовым решением в проектах многоэтажных
зданий каркасного типа
Принимаем вынос консоли l = 200 мм.
Фактическая длина площадки опирания ригеля на консоли
lsupf = 200 – 60 =140 мм.
Напряжения смятия в бетоне ригеля и консоли колонны под концом ригеля
[pic] МПа[pic][pic] МПа.
Следовательно прочность бетона на смятие обеспечена.
Назначаем расчетную высоту консоли из условия
Полная высота консоли [pic]мм.
Принимаем высоту консоли h=400 мм. Высота у свободного края [pic] мм >
[pic] мм h0 = 400 – 35= 365 мм.
Так как [pic]кН > > Q = 2435 кН
но в то же время [pic]кН > Q = 2435 кН то прочность консоли обеспечена.
Момент растягивающий верхнюю грань ригеля в нормальном сечении
ригеля по краю консоли равен
В общем случае для коротких консолей входящих в жесткий узел рамной
конструкции с замоноличиванием стыка [pic] мм (см. п. 3.99 [4]).
[pic]1402+60 = 130мм.
Если выполняются условия [pic]м>03м и [pic] то в соответствии с п.
99 [4] принимается [pic] мм.
При h = 300 мм > 25с = 25 х 130 = 325 мм консоль армируем
горизонтальными хомутами (см. п. 5.77 [4]). Согласно п. 5.77 [4] шаг
хомутов принимается не более [p [pic] мм. Принимаем [pic] мм.
При двухветвевых хомутах диаметром 8 мм из стали класса А240
принимается не более [pic] = 469.5кН
и не менее [pic] кН.
Принимаем [pic]574.4 кН > Q = 334.43кН т. е. прочность консоли на
действие поперечной силы обеспечена (см. п. 3.99 [4]).
Необходимую площадь сечения продольной арматуры консоли определяем из
[pic] (см. формулу 209 [4])
принимается не более [pic] и не более [pic] (см. формулу 210 [4])
здесь h0b – рабочая высота ригеля на опоре; kf = 8 мм lw = 170 мм –
соответственно высота и длина углового сварного шва в соединении закладных
деталей ригеля и консоли; Rwf = 180 МПа – расчетное сопротивление угловых
швов срезу по металлу шва определенное согласно СНиП II-23 – 81*; 0.3 –
коэффициент трения стали по стали
где Rsb и Asb – соответственно расчетное сопротивление и площадь сечения
верхней арматуры ригеля. Принимаем Ns = 181 кН.
Площадь продольной арматуры
т. е. продольной арматуры в консоли по расчету не требуется.
На период монтажа если не своевременно произведена сварка выпусков
арматуры из ригеля и колонны:
Q = glср 2 = 095 · 20.49 · 6892 = 67 кН.
[pic]103·10 – 6м2 = 103мм2.
Из конструктивных соображений (см п. 5.12 и табл. 5.2 [3])
Принимаем продольную арматуру в консоли 2 12 A400 (As = 226 мм2).
В консолях входящих в замоноличенный жесткий рамный узел в котором
нижняя арматура ригеля приварена к продольной арматуре консоли через
закладные детали постановка специальных анкеров к стержням продольной
арматуры консоли необязательна.
5 Расчет фундамента под сборную колонну
Проектируем под сборную колонну монолитный фундамент стаканного типа
из бетона класса В15 с Rb = 765 МПа; Rbt = 0675 МПа.
[pic]поэтому [pic](см. п. 3.3 [3] и расчет колонны).
Рабочая арматура класса A400 с Rs = 355 МПа в виде сварной сетки.
Расчетная нагрузка на фундамент при расчете по первой группе
предельных состояний с учетом коэффициента надежности по ответственности γn
= 095 (см. Прил. 7* [18]).
[pic]кН (см. расчет колонны).
При расчете по второй группе предельных состояний
NII = NI : 117 = 11873 : 117 = 10148 кН где γf = 117 – 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 Н = 15 м и усредненной плотности массы фундамента и грунта на
его обрезах γср= 20 кНм3
Размеры сторон квадратного в плане фундамента А = B = [pic] м
принимаем кратно 03 м т. е. А =B = 3 м.
Реактивное давление грунта на подошву фундамента от расчетных
нагрузок если принять распределение его по подошве равномерным будет
[pic] кНм2 R = 250 кНм2.
Расчетная высота сечения фундамента из условия обеспечения его
прочности против продавливания колонной с размерами 30х30 см определяется
из формулы (3.177) п. 3.84 [3]:
где u – периметр контура расчетного поперечного сечения на расстоянии 05h0
от границы площадки опирания сосредоточенной силы F (колонны).
Полная высота фундамента стаканного типа с толщиной защитного слоя
бетона αз = 40 мм при наличии бетонной подготовки в основании (см. табл.
1 [3]) и предполагаемом диаметре стержней арматуры d = 20 мм
Необходимая высота фундамента из условия обеспечения анкеровки
продольной арматуры колонны в стакане фундамента при диаметре стержней 20
Необходимая высота фундамента из условия обеспечения заделки колонны в
[pic] мм = 400 + 250 = 650 мм.
Принимаем двухступенчатый фундамент hф = 800 мм с высотой ступеней по
0 мм. Расчетная высота фундамента h01 = hф – αз – 15d = 800 – 40 –
· 20 = 730 мм = 073 м расчетная высота нижней ступени h02 = hн – αз –
d = 400 – 40 – 15 · 20 = 330 мм = 033 м.
Проверка прочности нижней ступени против продавливания
Продавливающая сила принимается за вычетом нагрузок приложенных к
противоположной грани плиты в пределах площади с размерами превышающими
размеры площадки опирания на h02 во всех направлениях (см. п. 3.84 и черт.
Периметр контура расчетного поперечного сечения на расстоянии 05h02
от границы площадки опирания верхней ступени фундамента.
При [pic]кН > Fн = 3475 кН
прочность нижней ступени против продавливания обеспечена.
Расчет плиты фундамента на изгиб
Изгибающие моменты от реактивного давления грунта в сечениях по граням
колонны и уступов фундамента
Необходимая площадь продольной арматуры класса А400 у подошвы
фундамента в продольном и поперечном направлениях определяется по
приближенной формуле
Принимаем сварную сетку из стержней диаметром 16 мм с шагом 200мм в обоих
направлениях 1516A400 с Аs = 201 х 15 = 3015 мм2 > > Аs1 = 2151мм2.
Фундаменты с арматурой класса А400 расположенные выше или ниже уровня
грунтовых вод подлежат расчету на образование трещин (в учебном пособии
этот расчет не приводится).
III. Расчет каменных конструкций
Расчет прочности кирпичной кладки в простенке
Нагрузка на простенок в уровне низа ригеля перекрытия первого этажа
снеговая для II снегового района
рулонный ковер кровли – 100 Нм2
асфальтовая стяжка при [pic] Нм3 толщиной 15 мм
утеплитель – древесно-волокнистые плиты толщиной 80 мм при плотности [pic]
пароизоляция – 50 Нм2
сборные железобетонные плиты покрытия – 1750 Нм2
вес железобетонной фермы
вес карниза на кирпичной кладке стены при [pic] Нм3
вес кирпичной кладки выше отметки +308
сосредоточенная от ригелей перекрытий (условно без учета неразрезности
вес оконного заполнения при [pic] Нм2
суммарная расчетная нагрузка на простенок в уровне отм. +308
Согласно п. 6.7.5 и 8.2.6 [5] допускается считать стену расчлененной 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 [pic] кН в пределах данного этажа считаются приложенными с
фактическим эксцентриситетом относительно центра тяжести сечения стены.
Согласно п. 6.9 [5] п. 8.2.2 [6] расстояние от точки приложения опорных
реакций ригеля P до внутренней грани стены при отсутствии опор фиксирующих
положение опорного давления принимается не более одной трети глубины
заделки ригеля и не более 7 см (рис. 31).
При глубине заделки ригеля в стену аз = 380 мм аз : 3 = 380 : 3 = 127 мм
> 70 мм принимаем точку приложения опорного давления Р =147 кН на
расстоянии 70 мм от внутренней грани стены.
Расчетная высота простенка в нижнем этаже
За расчетную схему простенка нижнего этажа 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 = 13 МПа по табл. 2 [5] определяется согласно
примечанию 1 к табл. 15 [5] при упругой характеристике кладки α = 1000;
коэффициент продольного изгиба по табл. 18 [5] = 096. Согласно п.
14 [5] в стенах с жесткой верхней опорой продольный прогиб в опорных
сечениях может не учитываться ( = 10). В средней трети высоты простенка
коэффициент продольного изгиба равен расчетной величине = 096. В
приопорных третях высоты изменяется линейно от = 10 до расчетной
величины = 096. Значения коэффициента продольного изгиба в расчетных
сечениях простенка 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
Величина нормальных сил в тех же сечениях простенка
Эксцентриситеты продольных сил е0 = М : N:
[pic] мм 045 y = 045
Несущая способность внецентренно сжатого простенка прямоугольного
сечения согласно п.4.7 [5] определяется по формуле
где [pic] [pic]( -коэффициент продольного прогиба для всего сечения
элемента прямоугольной формы; [p mg – коэффициент учитывающий влияние
длительного действия нагрузки (при h = 510 мм > 300 мм принимают mg = 10);
А – площадь сечения простенка.
Несущая способность (прочность) простенка в уровне опирания ригеля при
= 100; е0 = 255 мм вычисляем следующим образом:
с = 0944 (табл. 18 [5]); [pic] [pic]
[pic]Н=3161.8 кН>1522.05кН.
Несущая способность простенка в сечении I–I при =0992; е0I= 143 мм;
[pic]Н=2129.8>1532.4 кН.
Несущая способность простенка в сечении II–II при =0970; е0II = 6 мм
[pic]Н =23044 кН > 1596.6 кН.
Несущая способность простенка в сечении III – III в уровне обреза
фундамента при центральном сжатии е0 = 0; = 10 (п. 4.1 [5]):
[pic] Н = 3396.5 кН > 1638 кН.
Следовательно прочность простенка во всех сечениях нижнего этажа здания
Примечание: При наличии в составе стены пилястр за расчетное
принимается тавровое сечение с шириной полки равной расстоянию между
оконными проемами и не более расстояния между осями пилястр при отсутствии
Расчет центрального сжатого кирпичного столба (колонны)
Рассмотрим вариант замены железобетонной колонны в нижнем этаже здания
кирпичным столбом. Кирпичный столб проектируем из глиняного кирпича
пластического прессования марки 200 на растворе марки 50 (см. примечание 2
к п. 4.30 [5]) с расчетным сопротивлением кладки R = 22 МПа (табл. 2 [5]).
Упругая характеристика неармированной кладки
= 1000 (табл. 15 [5]).
Нагрузка на кирпичный столб нижнего этажа в уровне
обреза фундамента условно принимается N = 152205 кН (см.
расчет железобетонной колонны).
Принимаем кирпичный столб сечением 910х910 мм (3
При l0=3630мм α=1000 гибкость столба [pic] а
коэффициент продольного изгиба = 10 (табл. 18 [5]).
В соответствии с п. 4.7 [5] при меньшем размере сечения
столба h = 910 мм > 300 мм коэффициент = 10.
Несущая способность неармированного кирпичного столба
[pic] Н = 18218 кН. > 1638 кН.
Следовательно прочность неармированного кирпичного столба достаточна.
Используемая литература.
СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные
положения. М. 2004. С. 24.
Свод правил по проектированию и строительству СП 52-101-2003.
Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного
напряжения арматуры. М. 2004. С. 53.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из
тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-
1 - 2003). М.: ЦНИИПРОМЗДАНИЙ НИИЖБ 2005. 210с.
тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры
(к СНиП 2.03.01 - 84). М.: ЦНИИПромзданий Госстроя СССР НИИЖБ
Госстроя СССР 1989. 192с.
Руководство по конструированию бетонных и железобетонных
конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения).
М.: Стройиздат 1978.174 с.
Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных
конструкций. М.: Стройиздат 1975.192 с.
СНиП II-22–81. Каменные и армокаменные конструкции. Нормы
проектирования. М. 1983. 38 с.
Пособие по проектированию каменных и армокаменных конструкций (к
СНиП II-22 – 81). М. 1989. 150 с.

жбк1 мой.dwg

Опалубочный план монолитного перекрытия и раскладки сеток М1:200
Второстепенная балка Б-2. Опалубочный чертеж М1:25
Второстепенная балка Б-2. Армирование. М1:25
Балка Б-2. Спецификация арматуры.
Выборка стали на один элемент
Схема раскладки панелей М1:200
Плита П-1. Опалубочный чертеж. М1:40
Плита П-1. Армирование продольного ребра М1:40
Армирование плиты М1:25
Армирование поперечного ребра М1:25
Плита П-1. Спецификация арматуры.
Фундамент Ф-1. Спецификация арматуры.
Колонна КЛ-1. Спецификация арматуры.
Ригель Р-2. Опалубочный чертеж. М1:50
Ригель Р-2. Армирование. М1:50
Ригель Р-2. Спецификация арматуры.
Фундамент Ф-1.Опалубочный чертеж.М1:50
Фундамент Ф-1.Армирование.М1:50
Колонна КЛ-1 .Опалубочный чертеж.М1:50
Колонна КЛ-1. Армирование.М1:50
CS3500-2003500-200; 130
CS16400-20016400-200; 295
при распалубке и транспортировке