Проектирование железобетонных элементов административного здания в Москве

ЖБК 2 часть.cdw

ЖБК КП 01 ПГС 270102 06017
Административное здание
Армирование многопустотной плиты
перекрытия М1:10 армирование ригеля М1:30
сечения 1-1 2-2 3-3 4-4 5-5 А-А
Армирование многопустотной плиты перекрытия М1:10
Армирование ригеля М 1:30
Спецификация арматуры сборной плиты

GBK1.frw

ЖБК 1 часть.cdw

центрирующая прокладка
привариваемые на монтаже
ЖБК КП 01 ПГС 270102 06017
Административное здание
План сборного перекрытия М1:200колонна М1:10
стык колонн М1:10фундамент колонны М1:50 стык
ригеля с колонной М1:10 спецификация арматуры колонны
бетон замоноличивания
Стык ригеля и колонны М 1:10
сварка по контуру стыка
Фундамент колонны М 1:50
План сборного перекоытия М 1:200
Спецификация сборного перекрытия
Спецификация арматуры колонны
анкерные болты d=12мм

ПЗ.doc

Пояснительная записка
по дисциплине «Железобетонные конструкции»
на тему: «Проектирование железобетонных элементов
административного здания в г.Москва »
Расчет монолитного перекрытия в осях 4-12АД .
Расчёт сборного перекрытия в осях 4-
Расчет и конструирование неразрезного ригеля по оси Б в осях 2-
Расчет и конструирование колонны по оси 6-Б .. .
Расчет и конструирование фундамента под колонну по оси 6-Б
Расчет стыка колонн по оси 6-Б
Расчет стыка ригеля с колонной по оси 6-Б .
Список используемой литературы
В последние пятьдесят лет широкое применение в строительстве получил
железобетон. Благодаря своим положительным свойствам: долговечности
огнестойкости стойкости против атмосферных воздействий прочности малым
эксплуатационным расходам на содержание здания и др. - железобетон стал
основным материалом используемым в строительстве. Вследствие почти
повсеместного наличия крупных и мелких заполнителей в больших количествах
идущих на приготовление бетона железобетон доступен к применению
практически на всей территории страны.
В данном курсовом проекте рассчитаны и сконструированы основные несущие
конструкции (сборная плита перекрытия монолитное перекрытие колонна
фундамент колонны) двадцатиэтажного административного здания.
Рис.1. План типового этажа
Рис.2. Разрез здания
Список используемой литературы
В.Н.Байков Э.Е.Сигалов Железобетонные конструкции: Общий курс –
Учебник для вузов. – изд. 4-е. перераб. М: Стройиздат 1985. – 728с.
Железобетонные и каменные конструкции: Учеб.для строит. вузов В.М.
Бондаренко Р.О. Бакиров; под ред. В.М. Бондаренко. – 3-е изд.
исправл.- М.: Высш. шк. 2004.-876с.:ил.
Попов Н.Н. Забегаев А.В. Проектирование и расчет железобетонных и
каменных конструкций: Учеб.для строит. Спец. Вузов. – 2-е изд.
перераб. и доп. – М.: Высш.шк. 1989. – 400с.: ил.
СНиП 2.03.01 -84* Бетонные и железобетонные конструкции
СниП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия.
Расчет монолитного перекрытия в осях 4-12АД
Компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия
В монолитном ребристом перекрытии принимаем поперечное расположение
главных балок по внутренним разбивочным осям. Второстепенные балки
размещаются в продольном направлении здания по осям колонн и в
третях пролетов главных балок с шагом L3 = 63 = 2 м так чтобы
соотношение пролетов плиты перекрытия было больше двух. Плита в этом случае
рассчитывается как балочная в направлении короткого пролета.
Привязку продольных и торцевых стен принимаем 02м глубину опирания на
стены плиты 012 м второстепенной балки 02 м.
Задаемся предварительно размерами сечений элементов:
- второстепенной балки:
hsb= L15 = 60015= 40 см; bsb = 05hsb=05*40 = 20 см. Принимаем
hmb=L12=60012=50см; bmb=04hmb=04*50=20 см.Принимаем hmb=50 см; bmb=20
Рис.3. Схема монолитного перекрытия в осях 4-12.
Многопролетная плита монолитного перекрытия
Данные для проектирования.
Материалы для перекрытия:
Бетон – тяжелый класса B15. Rb =85 МПа Rbt =075 МПа; коэффициент
условий работы бетона γb2=09.
– для армирования плит - проволока класса Вр–I диаметром 4 мм Rs = 370
– для армирования второстепенных балок - продольная арматура класса А-
III с Rs = 365 МПа; поперечная класса Вр-I диаметром 5 мм с Rsw = 260
Коэффициент надежности по назначению γn = 095.
Расчетный пролет и нагрузки.
Для средних пролетов плиты расчетным является расстояние в свету между
- в поперечном направлении (между второстепенными балками):
- в продольном направлении (между главными балками):
Отношение пролетов 5818=322(2 значит плиту рассчитываем как
балочную в направлении коротких пролетов.
Подсчет нагрузок на I м2 плиты приведен в таблице 1.
Нагрузка Нормативн.нагр. Коэффициент Расчетная
Нм2 надежности нагрузка
плита =5см (ρ=2500кгм3) 1250 11 1375
цп стяжка =10мм(ρ=220кгм3) 440 13 572
пенополистирол =10мм(ρ=150кгм3) 15 13 195
линолеум =5мм(ρ=1800кгм3) 90 13 117
Временная 2000 12 q=20835
Полная расчетная нагрузка: g+= 20835+2400 = 44835 (Нм2).
Для расчета многопролетной плиты выделяем полосу шириной 1м при этом
расчетная нагрузка на I метр длины плиты 44835 Нм2. С учетом коэффициента
надежности по назначению здания γn= 095 нагрузка на 1 м будет
Расчетные усилия в плите определяем с учетом их перераспределения
вследствие пластических деформаций.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях плиты вычисляются по формулам:
- в средних пролетах и на средних опорах
M= [(g+ )*l02]16 = 4260*18216= 863 Н*м.
- в крайнем пролете и на первой промежуточной опоре
Средние пролеты плиты окаймлены по всему контуру монолитно связанными с
ними балками и под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты
уменьшаются на 20% если hl ≥130. При 5180=136 условие не соблюдается.
Подбор сечения продольной арматуры.
В средних пролетах и на средних опорах hо=h-a=5-12=38см;
Ao=M(γb2*Rb*b*ho2)= 86300(09*85*100*382*100)=0078
По табл.III.1 [1] находим =096
As= M( Rs**ho)= 86300(370*096*38*100)=064 см2.
Принимаем 74 Вр-I с Аs=088см2 и соответствующую рулонную сетку марки
[pic] по сортаменту.
В первом пролете и на первой промежуточной опоре при ho=hs–a2=34см;
Ao=M(γb2*Rb*b*ho2)= 125500(09*85*100*382*100)=0142
По табл.III.1 [1] находим =0923
As= M( Rs**ho)= 125500(370*0923*38*100)=108 см2.
Принимаем две сетки – основную и той же марки доборную с общим числом
многопролетная второстепенная балка
Расчетный пролет для средних пролетов балки равен расстоянию в свету
между главными балками:lо= 6 – 02 = 58 м.
Нагрузки на второстепенную балку собирают с грузовой полосы ширина
которой равна шагу второстепенных балок: ls = 21 м.
Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки:
- от собственной массы плиты и пола
- от балки сечением 02х035(ρ=2500кгм3)γf=11
с учетом коэффициента γn= 095 :
Временная с учетом γn= 095: =
Полная нагрузка: (g+ )=576+456=1032 кНм.
Расчетные усилия в балке определяем с учетом их перераспределения
вследствие пластических деформаций железобетона.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях балки вычисляются по формулам:
- на крайней опоре : М=[(g+ )*(l02)2]11 =1032*(58)211= 79 кН*м
- в первом пролете M= [(g+ )*
- на первой промежуточной опоре M= [(g+ )*l02]14 = 1032*58214= 248
- в средних пролетах и на средних опорах M=[(g+)*l02]16=1032*58216=
В расчетном сечении в месте обрыва надопорной арматуры отрицательный
момент при vg≤3 можно принять равным 40% момента на первой промежуточной
опоре. Тогда отрицательный момент в среднем пролете :
- на крайней опоре: Q=04(g+)*
- на первой промежуточной опоре
- на первой промежуточной опоре справа:Q=05(g+)*lо=05*1032*58=30
Определение высоты сечения балки.
Высоту сечения балки определяют по опорному моменту при =035
поскольку на опоре момент определяется с учетом образования пластического
шарнира. Находим по табл.III.1[1] при =035 Ao=0289. На опоре момент
отрицательный – полка ребра в растянутой зоне. Сечение работает как
прямоугольник с шириной ребра b = 20 см. Вычисляем:
h= ho+ a=237+35=272 см. Окончательно принимаем h=30см b=20см
тогда ho=h-a=30-35=265см.
В пролетах сечение тавровое – полка в сжатой зоне. Расчетная ширина
полки при h'fh=530=017(01 равна b’f =L3=6003=200см.
Рис.4.Сечения на опоре и в пролете
Расчет прочности по сечениям нормальным к продольной оси.
Определяем требуемую площадь сечения продольной арматуры.
а) Сечение на крайней опоре M1=79кН*м.
По таблице III.1[1] находим =096 [pic]
Принимаем 36 A-III с As=085 (см2).
б) Сечение в первом пролете M1=3156кН*м.
По таблице III.1[1] находим =0985=003 х=*ho=003*265=08см
нейтральная ось проходит в сжатой зоне:
Принимаем 216 A-III с As=402 (см2).
в) Сечение в среднем пролете при M2= 217 кН*м.
Принимаем 214A-III с As=308 (см2).
На отрицательный момент М=868кН*м сечение рассчитываем как
По таблице III.1[1] находим =0958 [pic]
Принимаем 28 A-III с As=101 (см2).
г)Сечение на первой промежуточной опоре М=248кН*м. Сечение работает как
По таблице III.1[1] находим =0868 [pic]
Принимаем 68 A-III с As=302 (см2) – две гнутые сетки по 38 A-III в
д) Сечение на средних опорах при M=217 кН*м
По таблице III.1[1] находим =0885 [pic]
Принимаем 59 A-III с As=318 (см2).
Расчет прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной
На первой промежуточной опоре слева: Q=3591 кН. Вычисляем проекцию
расчетного наклонного сечения на продольную ось с. Влияние свесов сжатой
Вычисляем В=φb2(1+ φf)Rbtbh02=2*(1+0106)*0705*20*2652*100=233*105(Нсм)
при φb2=2 для тяжелого бетона и φn=0.
В расчетном наклонном сечении В=Qsw=Q2 отсюда
с=В2Q=233*105 (05*35910)=130 см.
Т.к. с должна быть не более 2h0=2*265=53 см принимаем с=53см.
Тогда Q=Вс=233*10553=44*104 Н=44 кН.
Qsw= Q- Qb=3591-44=-809кН; qsw= Qswс=809053=1526 Нсм.
Условие φb3*(1+φn)*γb2*Rbt*b*ho ≤ Q ≤ 25Rbtbh0
*075*200*265=2385 ≤ 44 ≤ 25*075*200*265=994 удовлетворяется.
Диаметр поперечных стержней устанавливается из условия сварки с
продольными стержнями класса A-III диаметром 16 мм и по прил. IX [1]
принимаем в качестве поперечной арматуру класса Вр-I диаметром 4мм с
Asw=0126 см2 Rsw=265 МПа (с учетом γs1 и γs2). Число каркасов два
Asw=2*0126=0252 см2.
Шаг поперечных стержней: s=Rsw*Aswqsw=265*0252*1001526=44 см. По
конструктивным условиям s не более s=h2=302=15 см. Для всех приопорных
участков промежуточных и крайних опор балки принят шаг равный 15см. В
средней части пролета h2 шаг s≤(34)h= (34)30=20 см.
Проверка по сжатой полосе между наклонными трещинами:
w=AswbS=025220*15=000084 =ЕsEb=17*10523*103 =74
φw1=1+5=1+5*74*000084=103 13
φb1=1-001Rb=1-001*09*85=092
Условие Q ≤ 03*φw1*φb1*γb2*Rb*b *ho
910 Н ( 03*103*092*085*85*20*265*100=108858 Н
также удовлетворяется.
Конструирование арматуры второстепенной балки.
Второстепенная балка армируется в пролёте плоскими каркасами которые
перед установкой в опалубку должны быть объединены в пространственный
каркас. Каркасы необходимо доводить до граней главных балок где они должны
быть связаны понизу стыковыми стержнями. Точки обрыва арматуры
устанавливаем из характера эпюры моментов по формуле:
Сечения первого пролета.
) На крайней опоре применяется арматура 36 A-III с As=085 (см2).
[p [p по табл.III.1 [1] =096
В месте теоретического поперечная сила Q= 215 кН; поперечные стержни (4 Вр-
I в месте теоретического обрыва арматуры 3(6 сохраняем с шагом s=15 см;
qsw =RswAsws =265025210015=445 Нсм.
Определяем длину анкеровки:
W1=Q2qsw +5d=21500(2445) + 506=27 см >20d=12см.
Принимаем длину анкеровки W1 =27 см.
) в пролете применяется арматура 216 A-III с As=402 (см2).
[p [p по табл.III.1 [1] =082
) на первой промежуточной опоре арматура 68 A-III с As=302 (см2).
[p [p по табл.III.1 [1] =0865
Поперечная сила в этом сечении Q=30 кН; поперечные стержни (4 Вр-I в
месте теоретического обрыва стержней 6(8 сохраняем с шагом s=15 см; qsw
W3=Q2qsw +5d=30000(2445) + 508=38 см >20d=16см.
Принимаем длину анкеровки W2 =38 см.
Сечения среднего пролета.
) на средней опоре арматура 59 A-III с As=318 (см2).
[p [p по табл.III.1 [1] =0855
Поперечная сила в этом сечении Q=31 кН; поперечные стержни (4 Вр-I в
W3=Q2qsw +5d=31000(2445) + 509=40 см>20d=18см.
Принимаем длину анкеровки W3 =40 см.
) в пролете применяется арматура 214 A-III с As=308 (см2).
[p [p по табл.III.1 [1] =086
Для восприятия отрицательного момента ввели стержни 2(8 A-III с As=101
[p [p по табл.III.1 [1] =0955
Расчёт сборного перекрытия в осях 4-12АД
Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям I группы
Расчетный пролет и нагрузки:
Предварительно задаемся размерами сечения ригеля h=450мм b=250мм. При
опирании на ригель поверху расчетный пролет lо=l-b2=6-01252=59м
Нагрузки на 1м2 перекрытия приведен в таблице 2.
Вид нагрузки Нормат. Коэф. Расчетная
нагрузканадежности нагрузка
кHм2 по нагрузкекHм2
Многопустотная плита с круглыми пустотами3 11 33
Слой цементного раствора =20мм(ρ=1800 0015 13 0195
Пенополистирол =10мм(ρ=1500 кгм3)
Линолеум на мастике =5мм(ρ=1800кгм3)
В том числе: длительная 13 12 156
кратковременная 07 12 084
Полная нагрузка 5545 - 641
Постоянная и длительная 4845 - -
кратковременная 13 - -
Расчетная нагрузка на 1 м плиты при ширине 2 м с учетом коэффициента
надежности по назначению (=095:
- постоянная g=401*2*095=7619 кНм;
- полная (g+) =641*2*095=1218 кНм.
Нормативная нагрузка на 1 м:
- постоянная g=3545*2*095=674кНм;
- полная (g+)=5545*2*095=1054 кНм;
- в том числе постоянная и длительная 4845*2*095=921 кНм.
Усилия от расчетных и нормативных нагрузок.
Усилия от расчетной полной нагрузки
- изгибающий момент в середине пролета M=(g+)*lo28=1218*5928=53
- поперечная сила на опорах Q=(g+)*lo2=1218*592=3593 кН.
Усилия от нормативной нагрузки
- поперечная сила на опорах Q=(g+)*
- постоянной и длительной M=(g+ )*lo28=921*5928=401 кН*м.
Установление размеров сечения плиты.
Высота сечения многопустотной плиты (10 круглых пустот диаметром 159мм)
предварительно напряженной плиты h=22см; рабочая высота сечения ho=h-a=22-
=19 см. Размеры: толщина верхней и нижней полок (22-159)2=305см:
верхней – 31см нижней – 3см; ширина ребер – средних – 25см крайних –
В расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина
сжатой полки таврового сечения hf’=31см отношение hf’h=3122=014>01
при этом в расчет вводится вся ширина полки bf’=196см расчетная ширина
ребра b=196-10*159=37см.
Рис.5.Основные размеры плиты
Характеристики прочности бетона и арматуры.
Плита армируется стержневой арматурой класса А-V с электротермическим
натяжением на упоры форм. К трещинностойкости предъявляются требования 3-й
категории. Изделие подвергается тепловой обработке при атмосферном авлении.
Бетон тяжелый класса В25 соответствующий напрягаемой арматуре (по табл.
II.6[1]). Согласно прил. I-IV[1]: призменная прочность нормативная
Rbn=Rbser=185МПа расчетная Rb=145МПа; коэффициент условий работы
γb2=09; нормативное значение сопротивлению при растяжении
Rbtn=Rbtser=16МПа расчетное Rbt=105МПа; начальный модуль упругости
бетона Еb=30*103МПа. Передаточная прочность бетона Rbр устанавливается так
чтобы при обжатии напряжение bрRbр≤075МПа (по табл. II.5[1]).
Арматура класса А-V нормативное сопротивление Rsn=785МПа расчетное
сопротивление Rs=680МПа; модуль упругости бетона Еs=19*105МПа.
Предварительное напряжение арматуры равно:
При электротермическом способе натяжения:
Проверяем условие sр+Δsр =590+90=680(Rsn =785МПа – условие
Вычисляем предельное отклонение предварительного напряжения при числе
напрягаемых стержней nр=11 по формуле:
Коэффициент точности натяжения:
При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии
принимаем:γsp=1+01=11.
Предварительное напряжение с учетом точности натяжения:
Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси.
Рис.6.Поперечное сечение плиты к расчету прочности
Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне.
По табл.III.1.[1] =006 =097.
х=*ho=006*19=114см31см–нейтральная ось проходит в пределах сжатой
Характеристики сжатой зоны: =085-0008Rb=085-0008*09*145=075
Граничная высота сжатой зоны:
Здесь SR=Rs+400- 300=780МПа scu=500МПа поскольку γb2(1;
предварительное напряжение с учетом полных потерь sp=300МПа.
Ниже приводится расчет полных потерь:
=003sp= 003*531=1593МПа. 2=125*65=8125МПа.
Rbp=11МПа. α=025+0025Rbp=0525(08 по условию spRbp=075>α;
=525*0185Rbp=32>25 принимаем =25
=085(40α+85(bpRbp-α)=085(40*0525+85*25(075-0525))=545 МПа.
Первые потери: 1+2+ 6=15168 МПа.
=150α*spRbp=150*1*075=1125МПа.
Вторые потери: 8+9=1475 МПа. Полные потери: los=300МПа.
Коэффициент условия работы учитывающий сопротивление напрягаемой
арматуры выше условного предела текучести согласно формуле (27)[1]:
Здесь =115 – для арматуры класса А-V; принимаем γs6==115.
Площадь сечения растянутой арматуры:
Принимаем 117 А-V с [pic].
Расчет прочности по сечению наклонному к продольной оси.
Q=3593кН. Вычислим проекцию расчетного наклонного сечения. Влияние
свесов сжатых полок (при 10 ребрах):
Влияние усилия обжатия Р=250кН.
+φf+ φn=1+031+034=165>15 принимаем 15.
В= φb2(1+φf+ φn)Rbt*b*ho2=2*15*105*37*192*100=421*105Н*см.
В расчетном наклонном сечении: Qb=Qsw=Q2 отсюда
с=В05Q=421*105(05*3593*103)=234см>2*ho=2*19=38cм. Принимаем
Тогда Qb=Bc=421*10538=11*105Н=111кН>3593кН следовательно
поперечная арматура по расчету не требуется.
На приопорных участках длиной l4 устанавливается конструктивно 4 Вр-I
с шагом s=h2=222=11cм в средней части арматура не применяется.
Расчет многопустотной плиты по предельным
состояниям второй группы
Геометрические характеристики приведенного сечения.
Круглое очертание пустот заменим эквивалентным квадратным со стороной
[pic]см. Размеры расчетного двутаврового сечения: толщина полок
[p ширина ребра b=196-10*1431=53 см. Ширина
пустот 196-53=143см.
Площадь приведенного сечения Аred=196*22-143*1431=2266 см2.
Расстояние от нижней части грани до центра тяжести приведенного сечения
уо=05h=05*22=11см. [pic]
Момент инерции сечения (симметрично): Ired=[pic]
Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне
то же по верхней зоне
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки
наиболее удаленной от растянутой зоны согласно формуле (VII.31)[1]:
То же наименее удаленной от растянутой зоны rinf=49см.
Отношение напряжения в бетоне от нормативной нагрузки и усилия обжатия
к расчетному сопротивлению бетона для предельных состояниях второй группы
предварительно принимаем равным 075.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне
определяемый по формуле: [pic] где γ=15 для симметричных двутавровых
сечений при bfb=19653=37>2
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии
изготовления и обжатия: [pic]
Рис.7.Поперечное сечение плиты к расчету по образованию трещин
Потери предварительного напряжения арматуры.
При расчете потерь коэффициент точности натяжения арматуры [pic]
Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом
способе натяжения стержневой арматуры: 1=003sp=003*590=177 МПа.
Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами
=0 так как при агрегатно-поточной технологии форма с упорами нагревается
Потери от деформации анкеров 3 и формы 4при электротермическом
способе натяжения равны 0.
Потери от быстро натекающей ползучести [pic]определяется в зависимости
от соотношения bpRbp≤0.75. Из последнего условия устанавливается
передаточная прочность [pic].
Усилие обжатия с учетом потерь [pic]вычисляется по формуле
Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести сечения еор=11-
=79см. Напряжение в бетоне при обжатии:
Передаточная прочность бетона: [pic]
Согласно требованиям:[p окончательно принимаем Rbp=125МПа.
Тогда отношение bpRbp=26125=021.
Сжимающие напряжение в бетоне на уровне центра тяжести площадки
напрягаемой арматуры от усилия обжатия Р1(без учета изгибающего момента от
Так как bpRbp=22125=0176 (05 то потери от быстро натекающей
ползучести 6=40*085*bpRbp=40*085*0176=6 МПа.
Первые потери: los1=177+6=24 МПа.
С учетом потерь 1+6 напряжение bp=225 МПа. bpRbp=018.
Потери от усадки бетона: 8 =35 МПа.
Потери от ползучести бетона 9 =085*150*018=23МПа.
Вторые потери los2=35+23=58 МПа.
Полные потери los= los1+los2=24+58=82 МПа(100 МПа. Принимаем
Усилие обжатия с учетом полных потерь Р2=Аs(sp- los)=424*(590-
Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси.
Для элементов к трещинностойкости которых предъявляются требования 3-
категории коэффициент надежности по нагрузке [pic] Расчет производится из
Нормативный момент от полной нагрузки М=4586 кН*м.
Момент образования трещин [pic]по способу ядровых моментов определяется
по формуле : [pic] где ядровый момент усилия обжатия: [pic]
Так как М=46(Мcrc=54 кН*м трещины в растянутой зоне от
эксплуатационных нагрузок не образуются. Расчет по раскрытию трещин не
Проверим образуются ли трещины в верхней зоне плиты при ее обжатии при
значении коэффициента точности натяжения γsp=11. Расчетное условие:
Р1(еор-rinf)≤RbtpWpl
*243000(79-45)=1кН*м ( RbtpWpl=1*18960(100)=1896кН*м – условие
удовлетворяется начальные трещина не образуются.
Расчет прогиба плиты.
Кривизна оси элемента где не образуются трещины определяется как для
сплошного приведенного сечения по формуле VII.111[1]:
где В – жесткость приведенного сечения для тяжелого бетона В=085ЕbJred.
В=085*30*103*139*103*10-5=35445 кНм.
Прогиб определяется по формуле: f=fsht+flt- fcp- fcsc
) выгиб предварительно напряженного элемента:
) прогиб от кратковременной нагрузки:
) прогиб от постоянной и длительной нагрузок:
) выгиб вследствие ползучести бетона от обжатия:
Прогиб f=(209+16+2263+178)*10-5=0006м=06 см. Это меньше допустимого
прогиба равного 3 см.
Рис.8. Армирование многопустотной плиты.
Расчетная схема и нагрузки.
Необходимо запроектировать трехпролетный неразрезной ригель перекрытия
по оси Б. Ригель шарнирно оперт на консоли колонн.
Ширина грузовой полосы ригеля b=6 м.
Рис.9.Расчетная схема ригеля
Вычисляем расчетную нагрузку на 1м длины ригеля.
Постоянная: от перекрытия с учетом коэффициента по назначению здания
γn=095: 6*401*095=2286 кНм; от веса ригеля сечением 025х06
((=2500кгсм3) с учетом коэффициента надежности γf=11 и γn=095: 38
Итого: g=2286+38=2666 кНм.
Временная с учетом γn=095: V=6*24*095=1368 кНм в том числе
длительная 156*6*095=8892 кНм и кратковременная 084*6*095=479 кНм.
Полная нагрузка g+V=4034 кНм.
Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля.
Опорные моменты вычислим по табл. 2прил.XI [1] для ригелей соединенных
с колоннами на средних и крайних опорах жестко по формуле М=(αg+V)l2.
Табличные коэффициенты α и зависят от схем загружения ригеля и
коэффициента k – отношения погонных жесткостей ригеля и колонны. Сечение
ригеля принято 25х60 см; сечение колонны принято равным 40х40см длина
колонны l=361м. Вычислим k=JbmlcolJcollbm=25*603*36140*403*600=127.
Вычисление опорные моменты от постоянной нагрузки и различных схем
загружения временной нагрузкой приведено в табл.3.
№ Схема загружения Опорные моменты кНм
-0061*266* -0092*266*-0086*266* -825
*62= -585 *62= -883 *62= -825
-0068*1368*-0072*1368-0014*1368*-69
*62= -335 * *62= -355*62= -69
00073 -0019*1368-0072*1368*-355
*1368* *62= * *62= -94 *62= -355
-0059*1368*-0097*1368-0095*1368**62=
*62= -292 * *62= -478*62= -468 -315
Расчетные схемы для опорного 1+2 1+4 1+4
момента -92 -1361 -1293 -1293
Расчетные схемы для 1+2 1+2 1+3
пролетного момента -92 -1238 -118 -118
Пролетные моменты ригеля:
) в крайнем пролете схемы загружения 1+2 опорные моменты М12=-92кНм
М21=-1238 кНм; нагрузка g+V=4034кНм.
– поперечные силы Q1=(g+V)l2 - (М12–М21)2 = 4034*62 – (-
+1238)6=12102-53=1157 кН; Q2=121+53=1265 кН.
– максимальный пролетный момент М=(g+V)l28+ М12=4034*628-92=895 кНм.
) в среднем пролете схемы загружения 1+3 опорные моменты М23= М32=-
– максимальный пролетный момент М=(g+V)l28- М23=4034*628-1184=635 кНм.
Эпюры моментов ригеля при различных комбинациях схем загружения
строятся по данным табл.3 (рис.10).
Перераспределение моментов под влиянием образования пластического шарнира.
Практический расчет заключается в уменьшении примерно на 30% опорных
моментов ригеля М21 и М23 по схемам загружения 1+4; при этом намечается
образование пластических шарниров на опоре.
К эпюре моментов схем загружения 1+4 добавляем выравнивающую эпюру
моментов так чтобы уравнять опорные моменты М21= М23 и были обеспечены
удобства армирования опорного узла (рис.10б). Ординаты выравнивающей эпюры
ΔМ12=03М21=1361*03=408; ΔМ21=М23-М21=1293-953=34;
ΔМ12=-ΔМ213=-4083=-136; ΔМ32=-ΔМ233=-343=-113
Разность ординат в узле выравнивающей эпюры моментов передается на
стойки. Опорные моменты на эпюре выровненных моментов составляют:
М12= М12+ΔМ12=-877-136=-1013 кНм; М21= М21+ΔМ21=-361+408=-953
М23= М23+ΔМ23=-1293+34=-953 кНм; М32= М32+ΔМ32=-114-113=-1253 кНм.
Рис.10. К расчету поперечной рамы
а – эпюра моментов ригеля; б – выравнивающая эпюра моментов; в –
эпюры моментов после перераспределения усилий
Опорные моменты ригеля по грани колонны.
Опорный момент ригеля по грани средней колонны слева М(21)1
(абсолютные значения):
) по схеме загружения 1+4 и выравнивающей эпюре моментов:
М(21)1= М21-Q2hcol2=953-120*042=713 кНм
Q2=(g+V)l2-( М21- М12)6=4034*62-(-953+1016)6=121-105=120 кН.
Q1=121+105=12205 кН.
) по схеме загружения 1+3
М(21)1=977-8713*042=803 кНм.
Q2=gl2-( М21- М12)l=2666*62-(-977+549)6=80+713=8713 кН.
) по схеме загружения 1+2
М(21)1=1238-120*042=100 кНм.
Опорный момент ригеля по грани средней колонны справа М(23)1
М(23)1= М23-Q2hcol2=953-115*042=723 кНм
Q=(g+V)l2-( М21- М12)6=4034*62-(-953+1253)6=121-5=116 кН.
) по схеме загружения 1+2:
Следовательно расчетный опорный момент ригеля по грани средней опоры
Опорный момент по грани крайней колонны по схеме загружения 1+4 и
выровненной эпюре моментов: М(12)1= М12-Q1hcol2=1013-12205*042=768
Поперечные силы ригеля.
Расчётные значения поперечных сил на крайней опоре Q1 =1221 кН.
На средней опоре слева по схеме загружения 1+4:
Q1 =4034*62-(-1361+877)6=129 кН.
На средней опоре справа по схеме загружения 1+4:
Q2=4034*62-(-1293+114)6=1263 кН.
Расчёт прочности ригеля по сечениям
нормальным к продольной оси
Характеристики прочности бетона и арматуры:
Бетон тяжелый марки B20 расчетное сопротивление сжатию Rb=115 МПа
растяжению Rbt=09МПа коэффициент условий работы бетона γb2=09; модуль
упругости Еb=27*103МПа. В качестве продольной рабочей арматуры принимаем
арматуру класса А-III имеющую расчетное сопротивление Rs=365 МПа и модуль
упругости Еs=2*105 МПа.
Рис.11. Сечение ригеля к расчёту на прочность – в пролёте (а) над опорой
Определение высоты сечения ригеля.
Высота сечения подбирается по опорному моменту при =035 поскольку на
опоре момент определяется с учетом образования пластического шарнира.
Принятое же сечение затем следует проверить по принятому моменту (если он
больше опорного) так чтобы относительная высота сжатой зоны была (R и
исключалось неэкономичное переармирование сечения.
По табл. III.1.[1] при =035 находим А0= 0289 а по формуле II.42[1]
определяем граничную высоту сжатой зоны:
при =085-0008Rb=085-0008*09*115=077.
Вычисляем: [pic]принимаем h0=40см.
Тогда h=h0 +а =40+4 =44см. Принимаем h=45 см.
Проверка принятого сечения по пролетному моменту в данном случае не
производится так как М=895( М12 =100кНм.
Подбор сечений арматуры в расчетном сечении ригеля.
) Сечение в первом пролете М=895кН*м.
По таблице III.1[1] находим =087; [pic]
Принимаем 416 A-III с As=804 (см2).
) Сечение в среднем пролете при M= 635 кН*м.
Принимаем 414A-III с As=616 (см2).
Арматура для восприятия отрицательного момента в пролете
устанавливаемого по эпюре моментов принято 212 A-III с As=226 (см2).
)Сечение на средней опоре М=100 кН*м арматура расположена в один ряд
По таблице III.1[1] находим =087 [pic]
Принимаем 225 A-III с As=982 (см2).
) Сечение на крайней опоре M=768 кН*м
По таблице III.1[1] находим =09 [pic]
Принимаем 220 A-III с As=628 (см2).
Расчет прочности ригеля по сечениям
наклонным к продольной оси.
На средней опоре для крайнего пролета ригеля поперечная сила Q=129 кН.
Определяем проекцию наклонного расчетного сечения на продольную ось
по формуле: В= φb2Rbt bh02=2*09*25*402*100=72*105Нсм. Здесь φf=φn=0.
В расчетном наклонном сечении Qb=Qsw=Q2 отсюда с=В2=72*105 2=129см.
Условие с=112(2h0=2*40=80см не выполняется. Тогда принимаем с=80см.
Пересчитываем Qb=φb2Rbt bh02с=2*09*25*402*10080=90кН.
Отсюда Qsw=Q2=45кН; qsw=Qswc =4500080 =5625 Нсм.
Диаметр поперечной арматуры устанавливаем из условия удобства
сваривания ее с продольной арматурой d=25. Принимаем диаметр поперечных
стержней d=8 мм (прил.IX [1]) с площадью As=0503 см2. При классе
поперечной арматуры А-III Rsw=285 МПа. Т.к. dswd= 825=131313
вводится коэффициент условий работы γs2=09 и тогда Rsw=09*285=257 МПа.
Число каркасов n=2 тогда Аsw =20503=101 см2.
Шаг поперечных стержней определяется по формуле:
s=(RswАsw)qsw=(257101100)5625 =461 cм
По конструктивным соображениям поперечную арматуру необходимо ставить
с шагом s=h3=453=15 см. На всех приопорных участках длиной ~l4 принят
шаг s=15см. В средней части пролёта шаг s=34h=3*454=33см.
Проверяем условие обеспечения прочности по сжатой полосе между
наклонными трещинами по формуле III.73[1]:
где [p где [pic] и [pic].
[p коэффициент поперечного армирования [pic]. Отсюда [pic].
Коэффициент [pic] где [pic]для тяжелого бетона.
Условие: [pic] выполняется.
Следовательно размеры поперечного сечения ригеля достаточны для
восприятия нагрузки.
Конструирование арматуры ригеля
Стык ригеля с колонной выполняется на ванной сварке выпусков верхних
надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли
колонны. Ригель армируется двумя сварными каркасами часть продольных
стержней которых обрывается в соответствии с изменением огибающей эпюры
моментов и по эпюре арматуры. Обрываемые стержни заводятся за место
теоретического обрыва на длину заделки W определяемой по формуле
) На средней опоре применяется арматура 225 A-III с As=982 (см2).
[p [p по табл.III.1 [1] =0825
В месте теоретического обрыва арматура 2(12 A-III с As=226см2
[p [p по табл.III.1 [1] =0965
Поперечная сила в этом сечении Qв = 110 кН; поперечные стержни (8 A-III
в месте теоретического обрыва арматуры 2(25 сохраняем с шагом s=15 см; qsw
=RswAsws =25700010110015=1730 Нсм.
W1=Q2qsw +5d=110000(21730) + 525=44 см (20d=50см.
Принимаем длину анкеровки W1 =50 см.
) в пролете применяется арматура 416 A-III с As=804 (см2).
В месте теоретического обрыва пролетных стержней остаются 2(16 A-III с
[p [p по табл.III.1 [1] =093
Поперечная сила в этом сечении Qв=65кН; qsw =787 Нсм (при шаге
W2=Q2qsw +5d=65000(2787) + 516=50 см >20d=32см.
Принимаем длину анкеровки W2 =50 см.
) на крайней опоре арматура 220 A-III с As=628 (см2).
[p [p по табл.III.1 [1] =089
Поперечная сила в этом сечении Q=100 кН; поперечные стержни (8 A-III в
месте теоретического обрыва стержней 2(20 сохраняем с шагом s=15 см; qsw
W3=Q2qsw +5d=100000(21730) + 52=39 см (20d=40см.
) на средней опоре расчет аналогичный расчету первого пролета. W4 =50
) в пролете применяется арматура 414 A-III с As=616 (см2).
В месте теоретического обрыва пролетных стержней остаются 2(14 A-III с
[p [p по табл.III.1 [1] =0945
Поперечная сила в этом сечении Q=60кН; qsw =787 Нсм (при шаге s=33см).
W5=Q2qsw +5d=60000(2787) + 516=45 см >20d=28см.
Принимаем длину анкеровки W5 =45 см.
Расчет и конструирование колонны по оси 6-Б
Определение продольных сил от расчетных нагрузок.
Грузовая площадь колонны при сетке 6х6=36м2.
Постоянная нагрузка:
– от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента по назначению
здания γn=095:401*36*095=137 кН.
– от ригеля (316)*36=186 кН.
– от стойки (сечение 04х04 l=361м (=2500кгсм3 γf=11 и γn=095)
Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом γn=095:
в том числе длительная Q=156*36*095=534 кН.
кратковременная Q=084*36*095=287кН.
– от покрытия при весе кровли и плит 6кНм: 6*36*095=2052 кН.
Временная нагрузка – снег для III снегового р-на при коэффициенте
надежности по нагрузке γf=095: Q=1*36*14*095=48 кН.
в том числе длительная Q=05*48=24 кН.
кратковременная Q=24кН.
Продольная сила колонны первого этажа от длительной нагрузки:
N=239+24+(1707+534)*19=4521 кН.
То же от полной нагрузки: N=4521+24+287*19=5091 кН.
Продольная сила колонны подвала от длительной нагрузки:
N=4521+(170+534)=4745 кН.
То же от полной нагрузки: N=5091+24+287=5144 кН.
Определение изгибающего момента колонны от расчетных нагрузок.
Вычислим опорные моменты ригеля перекрытия подвала – первого этажа.
Отношение погонных жесткостей k1=12k=12*127=152.вычислим максимальный
момент колонн при загружении 1+2 (без перераспределения моментов).
При действии длительных нагрузок: М21=(αg+V)l2=-
(0092*2666+0071*8892)*62=-111 кНм; М23=-(0086*2666+0015*8892)*62=-
При действии полной нагрузки: М21=-111-0071*479*62=-123 кН; М23=-873-
Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы: при
длительных нагрузках: ΔМ=111-973=237 кНм; при полной нагрузке: ΔМ=123-
Изгибающие моменты колонны подвала
от длит. нагрузок: М= ΔМ*04=04*237=95 кНм;
от полной нагрузки: М=04*33=132 кНм.
Изгибающие моменты колонны первого этажа:
от длит. нагрузок: М=06ΔМ=06*237=1422 кНм;
от полной нагрузки: М=06*33=198 кНм.
Вычислим изгибающие моменты колонны соответствующие продольным силам
используя для этого загружение пролетов ригеля по схеме 1. От длительной
нагрузки ΔМ=(0092-0086)*356*62=77 кНм:
изгибающие моменты колонны подвала: М=04*77=31 кНм;
изгибающие моменты колонны первого этажа: М=06*77=46 кНм.
От полной нагрузки ΔМ=(0092-0096)*4034*62=87 кНм:
изгибающие моменты колонны подвала: М=04*87=35 кНм;
изгибающие моменты колонны первого этажа: М=06*87=52 кНм.
Расчет прочности колонны
Армирование колонны принимаем симметричным (As=As) .
Характеристика бетона и арматуры.
Принимаем класс тяжёлого бетона В40 расчетное сопротивление сжатию Rb=22
МПа коэффициент условий работы бетона γb2=09; модуль упругости Еb=36*103
МПа. В качестве продольной рабочей арматуры принимаем арматуру класса
аналогичного арматуре ригеля - А-III имеющую расчетное сопротивление
Rs=365 МПа и модуль упругости Еs=20*104 МПа.
Колонна подвала. Две комбинации расчетных усилий.
) maxN=5144 кН в том числе от длит. нагрузок Nl=4745 кН и
соответствующий момент М=35 кНм в т.ч. от длит. нагрузок Мl=31 кНм.
) maxМ=132кНм в том числе от длит. нагрузок Мl=95 кНм и
соответствующее загружению 1+2 значение N=5144-8212=5103 кН в т.ч. от
длит. нагрузок Nl=4745-5342=4718 кН.
Подбор сечений симметричной арматуры АS=АS’ выполняется по двум
комбинациям усилий но здесь ограничимся расчетом по второй.
Рабочая высота сечения h0=h – a=40 – 4 =36см ширина колонны b=40см.
Эксцентриситет приложения силы e0 =MN=13205103=026 см.
Случайный эксцентриситет еа=h30 = 4030 =14 см или еа=lкол600 =
=361600=06см. Т.к. эксцентриситет силы е0=026см меньше случайного
эксцентриситета еа=14 см то в качестве расчетного принимаем случайный
Найдем значения моментов в сечении относительно оси проходящей через
центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры.
При длительной нагрузке: М1L=Мl + Nl(h2 – а) =95+4718*016=764 кНм.
При полной нагрузке: Мl=132+5103*016=830 кНм.
Т.к. lколr =361116=31>14 в расчёте следует учитывать влияние
прогиба колонны r=0289h=116 см – радиус ядра сечения.
Выражение для критической силы при прямоугольном сечении колонны с
симметричным армированием As=As (без предварительного напряжения) с
учетом что Ib=r2A IS=1A(h2-a2) 1 =2ASA определяем по формуле
l0=l361см –расчётная длина колонны в здании при жёстком соединение
ригелей с колоннами.
φl – коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки на
прогиб элемента в предельном состоянии определяемый по формуле IV.20[1]:
φl=1 +М1LМl =1+1794830=192.
=EsEb=2*10536*103=556.
=еаh=1440=0035( min=05-001l0h-001Rb=05-001*36140-
1*09*22=021. Принимам =021.
Задаемся коэффициентом армирования 1 =2ASA=0025 и вычисляем:
Вычисляем коэффициент по формуле IV.18[1]:
=1(1 – NNcr) =1(1 -510390190)=11
Полный эксцентриситет е=еа+h2 – а =14*11+402-4=175см.
Определяем граничную высоту сжатой зоны по формуле II.42[1]:
w =085 -0008Rb =085 – 00080922=069- коэффициент полноты
фактической эпюры напряжений в бетоне при замене её условной прямоугольной
R =069[1+365500(1 – 06911)]=054.
Определяем коэффициенты [pic] и
=аh0 =436 =011 [pic]
Определяем площадь арматуры по формуле (XVIII.4[1])
Принимаем 3(40 A-III c As=3768 см2 по прил.VI.[1];
=2376402=0047 для определения Ncrc было принято 1=0025 перерасчет
можно не производить.
Расчет консоли колонны
Опорное давление ригеля на консоль колонны Q=129 кН (согласно расчету
ригеля). Бетон класса В40 Rb=22 МПа Rbt=14 МПа γb2=09;
Еb=36*103МПа; арматура класса А-III Rs=365 МПа модуль упругости Еs=2*105
Принимаем длину опорной площадки l=20 см при ширине ригеля bbm=25см.
Проверяем условие обеспечения прочности консоли согласно следующей
=Q(l bbm) =129000(20*25*100)=258 МПа Rb=0922=198 МПа
Вылет консоли с учётом зазора между ригелем и колонной (с=5см)
составляет расстояние от грани колонны до оси силы Q
определяем по формуле XI.18[1]:а= l1– l2=25-202=15см.
Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной: h=075hbm
=07545=34см при угле наклона сжатой грани γ=450 высота консоли у
свободного края h1=h-l1 =34–25=9см при этом высота свободного края должна
быть не менее h2=342=17см. Тогда принимаем h=45см h1=h-l1=45–25=20см и
h1h2=225см. Рабочая высота сечения консоли h0=h–a=45–3=42см. Поскольку
l1=25см09h0=09*42=37 то консоль рассчитывается как короткая.
Рис.12. Схема армирования консоли
Проверка прочности короткой консоли.
Высоту сечения короткой консоли в опорном сечении проверяем по условию
Q≤ 15Rbtbh02a и Q≤ 25Rbtbh0
Q=1514093042210015=666792Н=667кН;
Q=2509143042100 =396900Н=397 кН
Q=129 кН397 кН – высота сечения консоли достаточна.
Изгибающий момент у грани колонны: М=Qa=129*015=194 кНм.
Определение площади сечения продольной арматуры консоли.
Площадь сечения продольной арматуры консоли определяем по изгибающему
моменту у грани колонны увеличенному на 25% при =09:
Принимаем 2(10 A-III с As=157см2.
Короткие консоли высотой сечения h=45см>25а=25*15=375см армируются
горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями.
Суммарное сечение отгибов пересекающих верхнюю половину отрезка lw
определяем по формуле:
Аi=0002bh0=00023042=252см2 принимаем 2(14 A-III c As=308см2.
Условие di≤25мм соблюдается. Длина отгибов li=141*20=282см условие
di=14мм≤(115)li=28215=19 мм соблюдается.
Горизонтальные хомуты принимаем (6 A-I и располагаем с шагом s150мм и
sh4=454=113см принимаем s=10мм.
Конструирование арматуры колонны.
Колонна армируется пространственным каркасом образованным из двух
плоских каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре рабочей
продольной арматуры (40 мм в подвале и первом этаже принимаем из условия
свариваемости арматуры по прил. IX [1] равен 10мм A-III c шагом s=400мм по
размеру стороны сечения колонны b=400мм что менее 20d=2040=800мм.
Расстояние в свету между продольными стержнями sпр=380мм400мм (при
величине защитного слоя для поперечных стержней 20мм). Колонна
изготавливается непосредственно на участке строительства поэтому усиление
концов колонн дополнительными стержнями не производится.
Схема армирования колонны изображена на рис.13.
Рис.13.Схема армирования колонны.
Расчет и конструирование фундамента под колонну по оси 6-Б
Исходные данные к расчету.
Сечение колонны фундамента 40х40см.
Усилие колонны у заделки в фундаменте:
) N=5144кН М=352=175кНм эксцентриситет е=MN=003см.
) N=5103кН М=1322=66кНм эксцентриситет е=MN=013см.
Ввиду малости эксцентриситета приложения силы фундамент рассчитываем
как центрально загруженный. Расчетное усилие N=5144кН усредненное значение
коэффициента надежности по нагрузке γn=12. Нормативное усилие
Фундамент проектируется монолитным.
Грунты основания – суглинки рыхлые тугопластичные с расчетным
сопротивлением R=220кПа.
Характеристики бетона и арматуры. Тяжёлый бетон класса В30 расчетное
сопротивление растяжению Rbt=12 МПа γb2=09; арматура класса А-
Rs=365МПа вес единицы объёма бетона фундамента и грунта на обрезах
принимаем γср=20кНм3.
Предварительно принимаем высоту фундамента H=150см; глубина заложения
Определяем площадь подошвы фундамента по формуле
Т.к фундамент центрально загруженный то его сечение проектируем в
плане квадратным со стороной [pic] принимаем а=48м (кратным 03м).
Давление на грунт от расчётной нагрузки под подошвой фундамента
определяется по формуле: р=NA=4473482=194 кНм2
Рабочая высота фундамента из условия продавливания определяем по
Полная высота фундамента устанавливается из условий:
- продавливания Н=80+35+05=84см (35см – защитный слой арматуры;
см =d2 расстояние от края арматуры до её центра тяжести);
- заделки колонны в ф-те Н=15hco
- анкеровки сжатой арматуры каркаса колонны (40 A-III в бетоне колонны
класса В40: Н=30d +25 =304 +25 =145 см.
Окончательно принимаем полную высоту фундамента H=150см
(трехступенчатый) рабочая высота фундамента h0= 150-4 =146см.
Проверка прочности нижней ступени фундамента.
Проверяем отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента h02=50-
=46см условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в
наклонном сечении начинающемся в сечении III-III.
Для единицы ширины этого сечения (b=100см) поперечная сила:
Q= 05(а-hcol–2h0)p =05(48– 04 -2146)194=144 кН
Минимальное значение поперечной силы при которой не требуется
поперечное армирование определяется по формуле:
Q≤06γb2Rbth02b =06091246100100 =298 кН - условие
Определение требуемых площадей сечения арматуры.
Армирование фундамента по подошве определяем расчётом на изгиб по
нормальным сечениям I-I и II-II по следующим формулам XII.8[1]:
AsI=MI(09h0Rs) и AsII=MII(09h01Rs)
где MI и MII – изгибающие моменты в расчётных сечениях соответственно
в сечении I-I и II-II.
MI =0125р(а – hc)2b =0125194(48 – 04)248=2254 кНм;
MII =0125р(а – а1)2b =0125194(48 – 14)248=1346 кНм
Площадь сечения арматуры:
AsI=2254*105(09146365100)=47см2;
AsII=1346*105(0996365100)=43см2.
Для армирования принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в
обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 32(14 А-III с As
=4925cм2 размещённых с шагом s=15см. Так как ширина подошвы ф-та больше
м в целях экономии стали половину стержней в нестандартных сетках
разрешено не доводить до конца на 110 длины.
Определяем проценты армирования.
I =AsI100(bIh0) =4925100(140146) =024%
II =AsII100(bIIh0I) =4925100(24096) =021%
Проценты армирования больше минимально допустимого равного 005%
следовательно увеличение интенсивности армирования фундамента не
Схема армирования фундамента показана на рис.14.
Рис.14.Схема армирования фундамента.
Расчет стыка колонн по оси 6-Б
Рассчитываем стык колонн между первым этажом и подвалом. Колонны
стыкуют сваркой стальных торцовых листов между которыми при монтаже
вставляют центрирующую прокладку толщиной 5 мм. Расчетное усилие в стыке
принимаем по нагрузке первого этажа N=5091кН.
Для колонны имеем продольную арматуру 6(40 А-III бетон класса В40.
Т.к. арматура обрывается в зоне стыка то требуется усиление концов колонн
сварными поперечными сетками. Проектируем сетки из стали класса А-Ш Rs=365
МПа; сварку торцовых листов – электродами марки Э-42 Rусв=150 МПа
Назначаем размеры центрирующей прокладки в плане: с1=
с2≥b3=4003=134мм. Принимаем прокладку размером 134х134х5мм; размеры
торцовых листов в плане h1=b1=400-20=380 мм; толщина =14мм.
Усилие в стыке Nст=N передается через сварные швы по периметру
торцовых листов и центрирующую прокладку:
Площадь контакта по периметру сварного шва торцовых листов:
Аш= 2*25(h1+b1-5)= 5*14(38+38-5*14)=483 см2.
Площадь контакта под центрирующей прокладкой:
Ап=(с2+3)(с1+3)=(134+3*14)2=310см2.
Общая площадь контакта (площадь смятия):
Аloc=Аш+Ап=483+310=793 см2.
Определим усилие Nш которое могут воспринимать сварные швы:
Nш=Nст АшАloc=5091*483793=3101 кН.
Определяем усилие приходящееся на центрирующую прокладку:
Nп=Nст-Nш=5091-3101=1990 кН.
Требуемая толщина сварного шва по контуру торцовых листов:
принимаем толщину сварного шва 5 мм что соответствует толщине
центрирующей пластины.
Назначаем сетки из стержней (6 A-III с АS=0283 см2 размер стороны
ячейки а=5см кол-во стержней в сетке n=7 шаг сеток s=10см. Для
квадратного сетки имеем:
Коэффициент насыщения поперечными сетками:
[pic]принимаем ху=00125
Коэффициент эффективности косвенного армирования:
Коэффициенты характеризующие напряженное состояние смятия:
Приведенная призменная прочность бетона:
Прочность стыка на смятие определяется из условия:[pic]
[pic] - условие выполняется значит прочность торца достаточна.
Рис.15.Схема армирования стыка колонн.
Расчет стыка ригеля с колонной по оси 6-Б
Из предыдущих расчетов знаем что изгибающий момент ригеля по грани
опоры колонны равен М=100кНм сечение ригеля 25х45 см.
Расстояние между центрами тяжести закладных деталей ригеля на опоре:
Усилие растяжения в стыке: N=Mz=100000041=243902Н=244кН.
Площадь сечения верхних стыковых стержней:
АS=NRS=244000(365*100)=668 см2. Принимаем 2(25 А-Ш с АS=76 см2 которые
пропускаем через заделанные в колонны трубки диаметром 40мм.
Требуемая длина сварных швов при hш=025*22=55мм:
а на один стержень при двусторонней приварке двух стержней приходится
lш=45222=113см с учетом непровара по концам lш=13см что больше
lшmin=5d=5*22=11 см.
Длина стыковых стержней: [pic] (где Δ=15мм – зазор между торцом ригеля
и колонной) принято lст=70см.
Расчет стыковой пластинки ригеля:
Площадь пластинки равна: [pic]
Толщина пластинки: пл=Fплbр =116225=046см принимаем пл=7мм.
Аналогично рассчитывается пластинка на консоли колонны.
Длина швов прикрепления ригеля к опорной пластинке консоли при hш=7мм
(как для необетонированных стыков) при Q=129кН:
Длина шва с каждой стороны ригеля с учетом непровара:
Вылет консоли колонны с учетом зазора должен быть не менее 23см (в
данном проекте он равен 25см).
Рис.16.Схема армирования стыка колонны с ригелем.
ЖБК КП 01 ПЗ ПГС 270102 06017

GBK2.frw