Проектирование монолитного железобетонного перекрытия четырехэтажного здания

Лист №1. Монолиное перекрытие.dwg

Схема балочной клетки монолитного перекрытия
Схема раскладки сеток
Второстепенная балка Б-1. Опалубочный чертеж
Второстепенная балка Б-1. Армирование
Плита монолитная. Опалубочный чертеж и армирование
Каркас пространственный К-4
Спецификация арматурной стали
Выборка стали на один элемент
Позиции отмеченные знаком "*" смотреть в ведомости деталей
Балка Б-1 Плита ПМ Опалубка
Армирование Спецификация
по дисциплине "Железобетонные конструкции
Четырехэтажное промышленное

90.doc

I. ПРОЕКТИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ПЕРЕКРЫТИЯ.
В соответствии с заданием требуется запроектировать четырехэтажное
здание типа с размерами в плане между внутренними гранями стен L = 32.4
м В = 25.8 м. Стены кирпичные несущие толщиной 510 мм. Привязка
разбивочных осей стен принята равной 120 мм.
Оконные проемы в здании приняты шириной 23 м высотой 21 м. Высота
этажей между отметками чистого пола hэт = 46 м. Временная нагрузка
нормативная на всех междуэтажных перекрытиях vn = 11 кНм2 в том числе
кратковременная vshn = 15 кНм2. Снеговая нагрузка на кровле vснn = 1
Подошва фундаментов основывается на грунте с расчетным сопротивлением R
= 035 МПа. Отметка подошвы фундамента – 15 м.
Междуэтажные железобетонные перекрытия опираются на наружные кирпичные
стены и внутренние железобетонные колонны. Кровельное покрытие опирается
только на наружные стены. В качестве несущих элементов покрытия
используются сборные железобетонные фермы или балки. Промежуточные колонны
доводятся только до междуэтажного перекрытия четвертого этажа.
Разбивка балочной клетки.
При рекомендуемой величине пролетов второстепенных и главных балок от
до 70 м в зависимости от интенсивности временной нагрузки на заданной
длине здания в свету L = 32.4 м и ширине В = 258 м могут быть приняты 6
пролетов второстепенных продольных балок и 4 пролета главных поперечных
балок. С учетом рекомендаций о целесообразности уменьшения до 10% крайних
пролетов балок в сравнении со средним получим
L = 32.4 м = 09 l1 + 4 l1 + 09 l1 = 58 l1
откуда l1 = 32.4 : 58 = 5586 м.
Принимая с округлением средние пролеты второстепенных балок lср = 558
м получим величину крайних пролетов lкр = (32.4 – 558 ( 4) : 2 = 504 м.
При рекомендуемом шаге второстепенных балок от 18 до 25 м в каждом из
четырех пролетов главных балок могут расположиться по три пролета плиты. С
учетом рекомендаций о целесообразности уменьшения до 20% крайних пролетов
плиты в сравнении со средними получим В = 258 м = 08 l2 + 10 l2 + 08 l2
Откуда l2 = 258 : 116 = 2224 м.
Принимая с округлением средние пролеты плиты l(ср = 222 м получим
величину крайних пролетов l(кр = (258 – 222 ( 10) : 2 = 18 м.
Схема балочной клетки монолитного перекрытия.
Расчет плиты перекрытия.
Толщина плиты монолитных перекрытий промышленных зданий принимается не
менее 60 мм. Принимаем толщину плиты hf = 80 мм.
Для определения расчетных пролетов плиты задаемся приближенно
размерами поперечного сечения второстепенных балок: h = l : 12 = 5580 : 12
= 465 мм; b = h : 3 = 465 : 3 = 155 мм и принимаем h = 500 мм; b =200 мм.
За расчетные пролеты плиты принимаем: в средних пролетах – расстояния
в свету между гранями второстепенных балок а в крайних – рас стояния от
граней второстепенных балок до середины площадок опирания плиты на стену.
При ширине второстепенных балок b =200 мм и глубине заделки плиты в стену в
рабочем направлении а3 = 120 мм (полкирпича) получим
lкр = l(кр – 05 b + 05 а3 = 1800 – 05 ( 200 + 05 ( 120 = 1760 мм.
lср = l(ср – 2 ( 05 b = 2220– 2 ( 05 ( 200 = 2020 мм.
Расчетные пролеты плиты в длинном направлении при ширине главных балок
(ориентировочно) 300 мм и глубине заделки плиты в стены в нерабочем
направлении а3 = 60 мм (четверть кирпича)
lкр1 = 5040 – 05 ( 300 + 05 ( 60 = 4920 мм.
lср = 5580 – 2 ( 05 ( 300 = 5280 мм.
При соотношении длинной и короткой сторон 4920 : 1760 30 плита
условно рассчитывается как балочная неразрезная многопролетная.
Расчетные нагрузки на условную полосу плиты шириной 10 м кНм:
вес пола из цементного 1700 ( 002 ( 10 ( 13 ( 10-2 = 044;
вес плиты толщиной 80 мм при плотности 2500 кгм3
00 ( 008 ( 10 ( 11 ( 10-2 = 22;
полная постоянная нагрузка
б) временная при vn = 11 кНм2
v = 11 ( 10 ( 12 = 13.2
Здесь 13; 11 и 12 – коэффициенты надежности по нагрузке.
Полная расчетная нагрузка
g + v = 264 + 13.2 = 15.84 кНм.
Постоянная и длительная
Величины расчетных изгибающих моментов в неразрезной балочной плите с
равными или отличающимися не более чем на 20 % пролетами (lср : lкр= 2020
: 1760 = 115 12) определяются с учетом перераспределения усилий
вследствие пластических деформаций бетона и арматуры по формулам:
в средних пролетах и над средними опорами
над второй от конца опорой при армировании рулонными сетками (непрерывное
то же при армировании плоскими сетками (раздельное армирование)
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 14.0415.84=088 09
расчетные сопротивления определяются с коэффициентом условий работы (b2 =
0. Rb = 85 МПа; Еb = 24000 МПа; Rbt = 075 МПа.
Арматуру в плите перекрытия принимаем для двух вариантов армирования:
арматурой класса В500 с расчетным сопротивлением Rs = 415 МПа = 415 Нмм2
при армировании рулонными сварными сетками (непрерывное армирование) Еs =
арматурой класса А400 с расчетным сопротивлением Rs = 355 МПа = 355
Нмм2 при армировании плоскими сетками (раздельное армирование) Еs =
Необходимую толщину плиты перекрытия определяем при среднем оптимальном
коэффициенте армирования ( = 0006 по максимальному моменту МВ = 5.88 кНм и
ширине плиты b'f = 1000 мм.
Расчетная высота сечения плиты при относительной ее высоте ( = [pic]=
06 [pic]= 0251 (R=0.531 – для арматуры класса А400.
При αm = ( (1 – 05() и Мmax = 588 кНм
αm = 0293 (1 – 05 ( 0293) = 025 – для арматуры класса В500;
αm = 0251 (1 – 05 ( 0251) = 022 – для арматуры класса А400;
h0 = [pic]= [pic] = 53.7 мм.
Полная высота сечения плиты при диаметре арматуры d = 10 мм и толщине
защитного слоя 10 мм h'f = h0 + ( =53.7+15=68.7 мм где ( = 10 + 5 = 15
мм. Принимаем толщину плиты h'f = 70 мм и расчетную высоту сечения h0 =
h'f ( ( = 70 – 15 = 55 мм.
Расчет продольной арматуры в плите. Расчеты по определению необходимого
количества рабочей арматуры в многопролетной неразрезной плите монолитного
перекрытия сведены в таб.1 для двух вариантов армирования – непрерывного
сварными рулонными сетками из арматуры класса В500 и раздельного плоскими
сварными сетками из арматуры класса А400.
При расчете продольной арматуры в плите перекрытия на средних участках
между осями 2-6 учтено 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
На участках в средних пролетах и над средними опорами Мср= - Мс= (
Схема раскладки сварных сеток
РасчетныРасчетные характеристики
М b h0 α0=[pic] As=Rb b Принятые сварные сетки с
Н(мм мм мм Rb=85 МПаh0[pic] мм2 площадью сечения
Арматура рабочей арматуры As мм2м
от веса пола в виде
цементной стяжки толщиной
от веса плиты 125(11=1375
Всего постоянная g=048+1375=1855
Временная v=11(12=132
5+11=12.65 1855+132=15055
Постоянная и длительная
Изгибающий пролетный момент в полке плиты на 1 м ширины с целью
упрощения расчета вычислим по формуле М = М0 = М1 = М2 = [pic] допуская
соотношение сторон равным 1 (фактически [pic]) и следовательно опорные
моменты равными пролетным коэффициент ( = 08 учитывает благоприятное
влияние распора в жестком контуре М = [pic]кНм =317566 Нмм а от
постоянных и длительных М1=08*132*1125248=0278 кНм = 278438 Нмм.
Допускается что М1 = М2 = - M(I = - MI = - MII =- M(II
М1М=278438317566=088 09 расчетные сопротивления определяются с
коэффициентом условий работы (b2 = 1.
Панель проектируем из бетона класса В20 с характеристиками: Rb = 115
МПа; Rbt = 09 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 = 355 МПа. Поперечную арматуру в ребрах
панели принимаем класса А240 с Rsw = 170 МПа Еs = 200000 МПа.
Уточняем толщину плиты приняв коэффициент армирования (s = 0006:
Принимаем плиту толщиной 50 мм с h0 = 50 – 15 = 35 мм.
Определим площадь сечения арматуры на 1 м ширины плиты при
Принимаем рулонную сетку С-1 марки [pic]с продольной и поперечной
рабочей арматурой площадью Аsф=47 мм2; сетка С–1 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
монолитного 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
Принимаем высоту поперечных ребер 200 мм ширину по низу – 60 мм по
Максимальная нагрузка на среднее поперечное ребро передается с
треугольных грузовых площадей Ас = 05l12. Треугольную нагрузку допускается
заменить на эквивалентную равномерно распределенную по формуле [p
Суммарная равномерно распределенная нагрузка
В том случае когда пролет [pic] грузовая площадь имеет вид трапеции.
Расчетные формулы преобразуется так:
При отношении толщины плиты к высоте ребра [pic] за расчетное сечение
поперечного ребра принимаем тавровое с шириной полки в сжатой зоне
Необходимое количество продольной арматуры класса А400 при [pic]мм.
[pic] ( = 0018[pic] т.е сжатая арматура по расчету не требуется.
Принимаем в поперечных ребрах плоские сварные каркасы с продольной
арматурой из стержней диаметром 8 мм с Аs = 50.3 мм2.
При Q = 76*095= 722 кН [pic]Н =362 кН прочность полосы
При высоте ребра 20 см и продольной арматуре ( 8 мм принимаем
поперечные стержни в каркасах из арматуры класса А240 диаметром 6 мм с
шагом [pic] мм 300 мм принимаем 75 мм.
Прочность наклонных сечений поперечных ребер при
[pic]Нмм>[pic]Нмм. [pic]=2.48*106 кНм.
Длина проекции невыгоднейшего наклонного сечения на продольную ось
элемента с. При расчете элемента на действие равномерно распределенной
нагрузки q значение с принимают равным [pic] а если при этом
[pic][pic]или [pic] следует принимать [pic] мм.
Тогда Qsw=0.75*qsw*c0=0.75*66*210=10395 Н.
Поперечную силу воспринимаемую бетоном определяют по формуле [pic]
Q=Qmax – q1c = 722– 685*0.21= 578 кН.
При Qs+Qb=104+118=222кН>Q=578 кН т.е. прочность наклонных сечений
Проверим требование [pic] т.е требование выполнено.
Расчет продольного ребра. Высоту продольных ребер ориентировочно
определяем из соотношений [pic]мм. Полученное значение высоты округляем в
большую сторону с кратность 50 мм но ограничиваем h ( 500 мм. Окончательно
принимаем h = 400 мм. В качестве опорных конструкций для панелей принимаем
ригели прямоугольного сечения с шириной ребра 25 см.
Нагрузка на два продольных ребра кНм:
Нормативная Расчетная
(1358=0543 0543(12=0652
50(1358=17 17(11=187
от веса поперечных ребер
(05(0085+006)(020(005
)( 105(25(544=0262 0262(11=0288
от веса продольных ребер
(008(040(005)(25=14 14(11=154
vn =11(1358=1494 v=1494(12=1793
нормативная qn = 391+1494=1885
расчетная q = 435+1793=2228
в том числе кратковременно действующая часть нормативной нагрузки
длительно действующая нормативная нагрузка
За расчетную схему для продольных ребер принимаем однопролетную балку
со свабодным опиранием концов на ригели расчетный пролет определяется как
расстояние между серединами площадок опирания ребер панели на ригели
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 при наличии поперечных ребер [pic]мм.
Расчетная высота сечения [pic]см. При ширине продольных ребер по верху 95
мм и по низу 75 мм суммарная толщина двух ребер в уровне центра тяжести
арматуры без учета швов замоноличивания будет 170 мм.
Размеры сечения изгибаемых элементов должны обеспечивать прочность
наклонных сечений на действие поперечной силы по наклонной полосе между
возможными наклонными трещинами
Расчет прочности нормальных сечений. Поскольку [pic] поэтому учитываем
коэффициент условий работы 10.
Бетон класса В20 с характеристиками: Rb = 115 МПа; Rbt = 09 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 [pic]мм.
При [pic]Н(мм =260 кНм >М = 787 кНм нейтральная ось проходит в пределах
полки (х h(f) и элемент рассчитывается как прямоугольный с шириной b(f =
Необходимое количество продольной арматуры класса А400 при
[pic] т.е сжатая арматура по расчету не требуется.
Принимаем стержневую арматуру из стержней 2(20А400 с Аsф = 628 мм2 >
3 мм2. Монтажную арматуру в каркасах продольных ребер принимаем класса
А240 диаметром 10 мм.
Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер.
При [pic]Н = 27.9 кН Q = 592 кН поперечная арматура в продольных
ребрах должна ставиться по расчету.
При продольной арматуре диаметром 20 мм принимаем поперечные стержни
из арматуры класса A240 диаметром 6 мм.
Шаг поперечных стержней s в каркасах при высоте продольных ребер h =
см ( 45 см не должен превышать [p
Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах s = 150 мм на приопорных
участках и 300 мм на средних.
Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями. Q 03Rbbh0
где Q принимается на расстоянии не менее h0 от опоры
Rbbh0=03*11.5*103*017*0365=214.1 кН > Q=Q – qh0=592–
28*0.365=511 кН т.е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.
Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению
Так как qsw = 646 кНм > [pic]Нмм. [pic]=306 кНм.
[pic][pic]или [pic] следует принимать [pic].
[pic] но не более 3h0=3*0.365=1095 м.
Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с=103.
Длину проекции наклонной трещины с0 принимают равным с но не более
h0=0.365*2=073 м. Принимаем длину проекции наклонной трещины с=с0=073
Тогда Qsw=0.75*qsw*c0=0.75*646*0.73=354 кН
но не более Qbmax=2.5*Rbt*b*h0=2.5*0.9*170*0.365=139.6 кН и не менее
Qbmin=0.5*Rbt*b*h0=0.5*0.9*170*0.365=27.9 кН. Принимаем Qb=415 кН.
Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия
QQsw + Qb где Q –поперечная сила в наклонном сечении с длинной проекции
с; при вертикальной нагрузке приложенной к верхней грани элемента
значение Q принимается в нормальном сечении проходящем на расстоянии с от
опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки
на приопорном участке длинной с.
Q=Q – c = 592– 1793*0.73= 461 кН.
При Qsw+ Qb=354+41.5=76.9 кН>Q=461 кН т.е. прочность наклонных
Поскольку продольная арматура ребер по концам приварена к закладным
деталям проверку наклонных сечений на действие момента не производим.
Расчет ширины раскрытия наклонных трещин.
Расчет железобетонных элементов третьей категории трещиностойкости по
второй группе предельных состояний производится на действие нормативных
нагрузок с коэффициентом надежности по нагрузке γf=1.
Расчет производим по формуле[pic][pic]
где (s1 – коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки
(при непродолжительном действии равен 1 при продолжительном – 14); (s2 –
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 Qbmin=0.5*Rbt.ser*b*h0 следовательно поперечная сила
передаваемая на поперечную арматуру составляет Q-Qb min. При этом
поперечную арматуру воспринимающую эту силу учитывают на дине 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.
Qbmin=05*135*170*365=41884 Н
[pic] т.е ширина раскрытия наклонных трещин меньше предельно допустимой
Расчет ширины раскрытия нормальных трещин.
Определяем момент образования трещин [pic]. Для этого определяем
геометрические характеристики приведенного сечения при [pic]и As'=0.
Площадь приведенного сечения Ared= A+ α*Asp=bh+(b’f-
b)h’f+(As=170*400+(1330-170)50+7.27*628=1305656 мм2
Расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра тяжести
приведенного сечения:
yt=SredAred=(68000*4002+58000(400-502)+45656*35) 1305656=272 мм
Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести:
Yred=bh312+bh(yt-h2)2 + (bf’-b)h’f312 + (b’f-b)h’f(h-h’f2-yt)2 +
=170*400312+170*400(279-200)2+1160*50312+1160*50(400-25-
9)2+7.27*628*(279-35)2=215*109 мм4
Момент сопротивления приведенного сечения:
W=Yredyt=215*109279=77*106 мм3
Учтем неупругие деформации растянутого бетона путем умножения W на
коэффициент γ равный 1 3 Wpl=77*106*1.3=100*106 тогда изгибающий
момент при образовании трещин с учетом неупругих деформаций [pic]
Определим напряжения в арматуре [pic]
Рабочая высота сечения h0=400-35=365 мм; коэффициент приведения [pic].
Тогда при [pic] и [pic] и плечо внутренней пары сил zs=h0=0.9*365=3285
Определим расстояние между трещинами ls. Поскольку высота растянутого
бетона равная при к=09 (для таврового сечения) y=ytk=279*0.9=2511 мм >
h2=200 мм площадь сечения растянутого бетона принимаем равной
Abt=b*0.5*h=170*200=34000 мм2.
Тогда [pic] что больше 400 мм поэтому принимаем ls=400 мм.
Значение s определяем по формуле [pic]
Определим ширину продолжительного раскрытия трещин принимая (1=14
[pic] что меньше допустимой величины 03 мм.
Определение прогиба ребристой панели. Определим кривизну в середине
пролета от действия постоянных и длительных нагрузок так как прогиб
ограничивается эстетическими требованиями.
Момент в середине пролета равен γnMmax=0.95*594=564 кН
Коэффициент армирования при h0=365 мм равен [pic]
При продолжительном действии нагрузки и нормальной влажности
коэффициент приведения арматуры равен [pic].
При [pic]и [pic] (1=056 а при αs1=20 αs1=0.015*20=0.3 ’f=085
Определим прогиб принимая S=548:
Согласно СНиП 2.01.07-85* предельно допустимый прогиб по эстетическим
требованиям для пролета 532 м равен 266 мм > 144 мм т.е. условие
Расчет неразрезного ригеля.
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 – и швов между сборными панелями
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
Расчетные пролеты м:
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
ригеля. Принимаем ригель сечением 30(70 см.
Нагрузки на ригель кНм:
Нормативные Расчетные
от веса пола и панелей
(03(070=525 525(11=5775
vn =11*544=5984 v=5984(12=718
Полная нагрузка на ригель:
нормативная gn + vn = 209+5984=8074
расчетная g + v =2318+718=9498
Кратковременно действующая часть нагрузки на ригель: [p
расчетной нагрузки [pic]
Длительная действующая часть расчетной нагрузки на ригель: gl +vl
(gl + vl)(g+v) =85189498=08970.9 поэтому γb1=1.0.
Изгибающие моменты в сечениях ригеля по его длине определяются по
формуле [pic]а поперечные силы на опорах ригеля – по формуле [pic]
где g и v – соответственно постоянная и временная нагрузки на ригель; (
и ( - коэффициенты принимаемые в зависимости от числа пролетов и схемы
загружения; l – расчетный пролет крайний или средний. Для определения
изгибающего момента на опоре В принимают [pic]
Моменты и поперечные силы в сечениях ригеля определяются с учетом
коэффициента надежности по ответственности γn=095 на который умножаются
Ординаты эпюр изгибающих моментов и поперечных сил при всех возможных
схемах загружения пролетов ригеля временной нагрузкой и расчете по
«упругой» схеме приведены в 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
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. При этом уменьшение опорных
моментов не должно превышать 30 % в сравнении с рассчитанными по «упругой»
При уменьшении опорного момента на опорах В на 30 % принимаем
максимальную ординату добавочной треугольной эпюры 03MBmax а с целью
унификации армирования опорных сечений момент на опоре С уменьшаем до
MBmax . Максимальная ордината добавочной эпюры [pic].
Расчеты по определению изгибающих моментов и поперечных сил сведены в
табл. 3; расчеты по перераспределению усилий в неразрезном ригеле – табл.
Схемы Изгибающие моменты кНм Поперечная
МА В крайних пролетах МВ В средних пролетах МС
МА В МВ В средних пролетах МС
До обрыва стержней As обрываемая После обрыва стержней As1 b мм h0
x10-2 [pic] [pic] A0
кНм В нижней зоне ригеля У опоры В 3(22+3(22
40 300 615 1845 00062 026 0226 2180 В среднем пролете:
2 300 615 1845 00051 021 0188 1813 У опоры С 3(20+3(20
2 300 615 1845 00051 021 0188 1813 В верхней зоне ригеля У
со стороны крайнего пролета 2(25+1(22
5 со стороны среднего пролета 2(25+1(25
со стороны обоих пролетов 2(25+1(25
Обрываемая арматура Поперечная арматура
[pic] мм2мм Поперечная сила в месте теоретического обрыва стержней кН
[pic] [pic] Длина запуска обрабатываемых стержней за место
теоретического обрыва мм
[pic] Минимальное значение
(=15d или 200 мм Принятая величина ( мм Расстояние от оси опоры мм
До места теоретического
обрыва (в масштабе по эпюре материалов) До фактического места обрыва В
нижней зоне ригеля У опоры В 3(22+3(22
615 428 320 450 1900 1450 В среднем пролете:
615 341 300 350 2000 1650 У опоры С 3(20+3(20
615 360 300 400 1400 1000 В верхней зоне ригеля У опоры В:
00 со стороны среднего пролета 2(25+1(25
615 228 375 400 1000 1400 У опоры С:
Принимаем к расчету наиболее нагруженную колонну среднего ряда С.
Расчет прочности колонны производим в наиболее нагруженном сечении – у
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
где hэт – высота этажа по заданию; 07 м – расстояние от обреза
фундамента до уровня чистого пола; hп – высота панели; hр – высота сечения
Принимаем колонну сечением 40(40 см а = а( = 4 см. Расчетная нагрузка
на колонну в уровне обреза фундамента
где n = 3 – число перекрытий; Gc – вес колонны
Кратковременно действующая часть расчетной нагрузки
[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
Случайный эксцентриситет в приложении сжимающей нагрузки:
Бетон класса В25 с Rb = 1305 МПа; Rbt = 097 МПа; Еb = 27(103 МПа.
Арматура класса А400 с Rs = Rsc = 355 МПа; Еs = 20(104 МПа.
При расчете сжатых элементов из бетонов классов В15-В35 на действие
продольной силы приложенной со случайным эксцентриситетом допускается
производить из условия
[pic] где ( - коэффициент учитывающий гибкость элемента характер
армирования и длительность нагрузки определяемый по формуле
Где (sb и (b – табличные коэффициенты А – площадь поперечного сечения
бетона колонны Аstot – площадь поперечного сечения всей продольной
Проектируем колонну квадратного сечения h = b = [pic]м. Принимаем
размеры поперечного сечения колонны h=b=0.4 м A=h*b=0.4*0.4=0.16 м2.
[p [p (b=09; (sb=0907; [pic]
Принимаем конструктивное армирование 416 А400Аs = А(s = 804 мм2
Поперечные стержни в сварных каркасах назначаем диаметром 6 мм из
арматуры класса А240 шагом s = 200мм [pic]и не более 500 мм.
Расчет консоли колонны. Принимаем ширину консоли равной ширине
колонны b = 400 мм. Бетон класса В25. Арматура класса A400 и A240.
Наибольшая нагрузка на консоль колонны Q = 3166 кН.
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 Rb = 8.5
МПа; Rbt = 075 МПа; Еb = 20500 МПа и ширине ригеля bp = 30 см
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 [pic]мм.
Принимаем вынос консоли l = 200 мм.
Фактическая длина площадки опирания ригеля на консоли lsupf = 200 – 60
Напряжения смятия в бетоне ригеля и консоли колонны под концом ригеля
Следовательно прочность бетона на смятие обеспечена.
Назначаем расчетную высоту консоли из условия
Полная высота консоли [pic]мм.
Принимаем высоту консоли h = 350 мм. Высота у свободного края [pic]мм
> [pic] мм h0 = 350 – 35=315 мм. Так как
[pic]Н = 4631 кН > Q = 3166 кН
[pic]Н = 3308 кН > Q =3166 кН
то прочность консоли обеспечивается.
Консоль армируем горизонтальными хомутами из арматуры диаметра 8 мм
стали класса А240 принимаем шаг хомутов равным [p [pic]мм.
Продольную арматуру принимаем конструктивно 2(12A400 (As = 226 мм2).
В консолях входящих в замоноличенный жесткий рамный узел в котором
нижняя арматура ригеля приварена к арматуре консоли через закладные детали
постановка специальных анкеров к стержням продольной арматуры
Расчет фундамента под сборную колонну
Проектируем под сборную колонну сборный фундамент стаканного типа из
бетона класса В15 с Rb = 09*85=765 МПа; Rbt = 09*075=0675 МПа.
Арматура класса A400 с Rs = 355 МПа в виде сварной сетки. Расчетная
нагрузка на фундамент при расчете по первой группе предельных состояний NI
= 18986 кН. При расчете по второй группе предельных состояний NII = NI :
7 = 18986: 117 = 16227 кН где (f = 117 – усредненный коэффициент
надежности по нагрузке.
Необходимая площадь подошвы фундамента под колонну при расчетном
сопротивлении грунта в основании (по заданию) R = 035 МПа; отметке подошвы
фундамента Н = 15 м и усредненной плотности массы фундамента и грунта на
его обрезах (ср= 20 кНм3
Размеры сторон квадратного в плане фундамента а = b = [pic]м. принимаем
а = b =24 м. Реактивное давление грунта на подошву фундамента от расчетных
нагрузок если принять распределение его по подошве равномерным будет
[pic]кНм2 R=350 кНм2
Расчетная высота сечения фундамента из условия обеспечения его
прочности против продавливания колонной с размерами 40(40 см определяется
[pic]где u – периметр контура расчетного поперечного сечения на
расстоянии 0.5h0 от границы площадки опирания верхней ступени фундамента
Полная высота фундамента стаканного типа с толщиной защитного слоя
бетона 40 мм при наличии бетонной подготовки в основании и предполагаемом
диаметре стержней арматуры 20 мм
Необходимая высота фундамента из условия обеспечения анкеровки арматуры
колонны в стакане фундамента при диаметре стержней 20 мм
[pic]мм = 20 ( 16 + 250 = 570 мм.
[pic]мм = 400 + 250 = 650 мм.
Принимаем двухступенчатый фундамент h = 800 мм с высотой ступеней по
0 мм. Расчетная высота фундамента h0 = h – а3 -15d = 800- 40 -15*16 =
6 мм расчетная высота нижней ступени h0н = h – а3 -15d = 400 – 40
Проверка прочности нижней ступени против продавливания
Продавливающая сила при площади нижнего основания пирамиды
Периметр контура расчетного поперечного сечения на расстоянии 0.5h0 от
границы площадки опирания верхней ступени фундамента [pic]м.
прочность нижней ступени против продавливания обеспечена.
Расчет плиты фундамента на изгиб
Изгибающие моменты от реактивного давления грунта в сечениях фундамента
по граням колонны и уступов
Необходимая площадь продольной арматуры класса А400 у подошвы
фундамента в продольном и поперечном направлениях определяется по
приближенной формуле
Принимаем сварную сетку из стержней диаметром 12 мм с шагом 125 мм в
обоих направлениях Аs = 19(12A400= 19 ( 113= 2147 мм2 > 16505 мм2
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
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 +353
сосредоточенная от ригелей перекрытий (условно без учета неразрезности
вес оконного заполнения при [pic] Нм2
Cуммарная расчетная нагрузка на простенок в уровне отм. +353
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.
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.
При глубине заделки ригеля в стену аз = 380 мм аз : 3 = 380 : 3 = 127
мм > 70 мм принимаем точку приложения опорного давления Р = 2583 кН на
расстоянии 70 мм от внутренней грани стены.
Расчетная высота простенка в нижнем этаже [pic]мм.
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 определяется при упругой характеристике
коэффициент продольного изгиба ( = 096. 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 кН:
Величина нормальных сил в тех же сечениях простенка кН:
Эксцентриситеты продольных сил е0 = М : N:
Несущая способность внецентренно сжатого простенка прямоугольного
сечения 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 = 249 мм; [p [pic][pic]
= 34941 кН > 19196 кН.
Несущая способность простенка в сечении I – I при ( = 0993; е0I = 203
[pic]23735 кН> 19306 кН.
Несущая способность простенка в сечении II – II при ( = 0969; е0II =
[pic]23516 кН > 20119 кН.
Несущая способность простенка в сечении III – III в уровне обреза
фундамента при центральном сжатии е0 = 0; ( = 10:
[pic]36067 кН > 20558 кН.
Следовательно прочность простенка во всех сечениях нижнего этажа
Расчет центрального сжатого кирпичного столба (колонны).
В учебных целях рассматриваем вариант замены железобетонной колонны в
нижнем этаже здания кирпичным столбом. Кирпичный столб проектируем из
глиняного кирпича пластического прессования марки 200 на растворе марки 50
с расчетным сопротивлением кладки R = 22 МПа. Упругая характеристика
неармированной кладки ( = 1000.
Нагрузка на кирпичный столб нижнего этажа в уровне обреза фундамента
условно принимается N = 18986 кН.
Принимаем кирпичный столб сечением 910(910 мм (3 кирпича).
При l0 = 3030 мм ( = 1000 гибкость столба [pic]а коэффициент
продольного изгиба ( = 10.
При меньшем размере сечения столба h = 910 мм > 300 мм коэффициент ( =
Несущая способность неармированного кирпичного столба
[pic] Н = 18218 кН 1898.6 кН.
Следовательно прочность неармированного кирпичного столба
Для повышения прочности кирпичного столба применяем армирование кладки
горизонтальными сварными сетками с перекрестными стержнями из арматуры
класса В500 диаметром 5 мм (As = 0196 см2) с расчетным сопротивлением Rs =
(415=249 МПа и Rsn = 06(500=300 МПа.
Шаг стерженй в сетках с = 70 см сетки располагаются в горизонтальных
швах кладки через пять рядов кирпичей s = 375 мм
Процент армирования кладки по объему [pic]
Расчетное сопротивление армированной кладки столба осевому сжатию при
[pic]МПа 20R = 20 ( 22 = 44 МПа.
Упругая характеристика кладки с сетчатой арматурой
коэффициент продольного изгиба армированного при (h = 30 и (sh = 1000
Несущая способность армированного кирпичного столба
[pic] кН > 1898.6 кН.
Следовательно прочность кирпичного столба армированного сетками

Лист №2. Сборное перекрытие.dwg

Схема раскладки панелей
Плита П-1. Опалубочный чертеж
Армирование продольного ребра
Ригель Р-2. Опалубочный чертеж
Ригель Р-2. Армирование
Спецификация арматурной стали
Выборка стали на один элемент
Опалубочный чертеж и армирование
Плита П-1 Ригель Р-2
Колонна К-1 Фундамент Ф-1
Армирование Спецификация
по дисциплине "Железобетонные конструкции
Четырехэтажное промышленное