Проектирование железобетонных и каменных конструкций здания с неполным каркасом и сборно-монолитными перекрытиями

D.E. ЖБК КП1.doc

Федеральное агентство по образованию РФ
Казанский государственный архитектурно-строительный университет
на тему: «Проектирование железобетонных и каменных конструкций здания с
неполным каркасом и сборно-монолитными перекрытиями
Компоновка конструктивной схемы здания 3
Сбор нагрузок на элементы перекрытия 4
Статический расчет рамы 9
Расчет ригеля на прочность по сечениям нормальным к продольной оси
Расчет железобетонного монолитного ригеля по сечениям
наклонным к продольной оси 16
Расчет монолитного железобетонного ригеля по второй группе
предельных состояний 19
Расчет железобетонного монолитного ригеля по прогибам 22
Расчет сборной железобетонной колонны на действие сжимающей
продольной силы со случайным эксцентриситетом 24
Расчет монолитного центрально нагруженного фундамента 25
Расчет кирпичного простенка с сетчатым армированием 27
Расчет предварительно напряженной круглопустотной плиты перекрытия 29
Расчет по первой группе предельных состояний 30
Список используемой литературы 31
В курсовом проекте №1 рассматривается пятиэтажный жилой дом с
неполным каркасом. Здание компонуется из одного температурно-осадочного
Несущую систему здания образуют сборные плиты перекрытий сборные
колонны монолитные ригели монолитные участки и наружные несущие кирпичные
Наружные стены в курсовом проекте выполняются из керамического
кирпича пластического формования марки К-О 15035ГОСТ 530-95* толщиной 640
мм на цементно-песчаном растворе марки М50. Привязка продольных стен к осям
0 мм поперечных стен нулевая.
В качестве плит перекрытия применяем круглопустотные плиты ПК50.15 и
ПК50.10. Торцы плит примыкающие к монолитному ригелю могут выполняться с
обратным уклоном крутизна которого принимается не менее 1:4 что
гарантирует более надежную передачу вертикальных нагрузок на ригель. В
торцах плит устраиваются бетонные вкладыши и делают выпуски предварительно
напряженной арматуры для стыковки на ригеле.
Колонны каркаса многоэтажной разрезки выполняются без выступающих
консолей со сквозными отверстиями в уровне расположения монолитного ригеля
Ригели выполняются таврового сечения из монолитного железобетона.
Сечение ригеля назначается из конструктивных требований. Ширина площадки
опирания монолитного ригеля на наружные кирпичные стены в курсовом проекте
принимаются равной 250 мм.
1 Компоновка конструктивной схемы здания
Сечение ригеля назначается конструктивно. В соответствии с заданием
пролет плиты перекрытия составляет [pic]
Ширина среднего монолитного ригеля [pic] b=520 мм (см. рис.1
рис.2). Высота полки монолитного ригеля [pic]=70мм. Тогда высота ригеля
составит: h=220+70=290 мм (220мм – высота сечения плиты). Ширина свесов
полок монолитного ригеля принимается не более 16 его пролета.
Принимаем ширину свеса [pic]6=700мм.
Ширина полки ригеля равна: [pic] =1920мм
Расчетная схема поперечного сечения монолитного ригеля представлена
Ширину площадки опирания плит перекрытия на наружные стены принимаем
0 мм тогда ширина крайних пролетов в продольном направлении составит
Раскладку плит перекрытия производим по их конструктивной ширине
[pic] где [pic] - номинальная ширина плиты. Для пролета между осями «А» и
«Б» «В» и «Г» принимаем 3 плиты шириной 1500 мм и 1 плиту шириной 1200 мм
и 1 плиту шириной 1м. Для пролёта между осями «Б» и «В» принимаем 4 плиты-
00 и 1 плиту шириной 1200 мм..
Ширина монолитного участка составит:
*4200-2*1200-1500-2*1200-1500=600мм (размеры см. рис.2)
По результатам компоновки конструкций несущей системы здания
выполняем чертежи схемы расположения элементов несущей системы (рис.1)
2 Выбор расчетной схемы каркаса
Расчетная схема каркаса представляет собой плоскую раму. При
построении расчетной схемы учитывается жесткое сопряжение ригеля с
колонной шарнирное опирание ригеля на стены. Ригели и колонны
рассчитываются с длиной равной пролету l2=4200 мм и высоте этажа Hэт=3000
3 Сбор нагрузок на элементы перекрытия
По бланку задания район строительства – II расчётное значение
снеговой нагрузки по п. 5.2 [4] составляет 12 кНм2 нормативное значение
с учетом коэффициента надежности для снеговой нагрузки [pic] составляет
Рис.1. Схема расположения элементов несущей системы здания.
[pic]Рис.2. Сечение А-А: К определению размеров сечения монолитного ригеля
Рис.3. Расчетная схема поперечного сечения монолитного ригеля
Значение временной нормативной нагрузки на перекрытие по заданию – 2
кНм2. В соответствии с п. 3.7 [4] значение коэффициента надежности для
временной нагрузки составит [pic].
Коэффициент надежности по уровню ответственности здания в
соответствии с прил. 7 [4] для уровня ответственности II составляет [pic].
В соответствии с заданием тип конструкции пола – 2 тип конструкции
кровли – 5. Подсчёт нагрузок в соответствии с требованиями [4] на плиты
покрытия и перекрытия приводится в табл.1.
Состав Толщ. Плотность Нормативная Коэфф. Расчетная
t [pic] нагрузка надежноснагрузка
мм кНм3 кНм2 ти кНм2
А. Постоянные нагрузки
Нагрузка от покрытия
втопленный в мастику 016 1.3 0208
3 слоя гидроизола 0039 13 00507
Цементная стяжка 20 18 036 13 0468
полистиролбетон 200 25 05 13 065
рубероида на битумной 003 13 0039
мастике 120 25 3 11 33
Нагрузка от междуэтажных перекрытий
Цементная стяжка 500 18 09 13 117
От массы плиты 120 25 3 13 33
Б. Временные нагрузки
Временная на 2 12 24
междуэтажное перекрытие
Снеговая 084 143 12
Коэффициент надежности
по II (нормальному) [pic] 095
уровню ответственности
Согласно п. 3.8 [4] коэффициент сочетания [pic] зависящий от
грузовой площади равен:
где [p А=1974 м2 – грузовая площадь перекрытия; А1=9 м2 – в
соответствии с п. 3.8 [4].
Коэффициент [pic] учитывающий количество перекрытий в соответствии
где n=3 – число перекрытий.
Собственный вес 1 м.п. ригеля составляет:
где Ар=052*022+192*007=02488– площадь сечения ригеля см. рис.3;
[p [pic]=11 – коэффициент
надежности по нагрузке для собственного веса железобетона ригеля;
[pic]=095 – коэффициент надежности по второму уровню ответственности.
Полная расчетная нагрузка на 1 м2 покрытия с учетом нормального
уровня ответственности здания II будет равна: qпок=(472+12)095=5624
Полная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия учетом нормального
уровня ответственности здания II будет равна: qпер =(5185+24)095=721
Расчетная нагрузка на 1 м.п. ригеля от покрытия с учетом собственного
веса ригеля составит:
- временная: [pic]=4313 кНм
- полная: [pic]=2668 кНм
- длительная : [pic]=222 кНм
Расчетная нагрузка на 1м.п. ригеля от перекрытия с учетом
собственного веса ригеля составит:
- постоянная: [pic]=(65=519*47*095)081=2404 кНм
- временная: [pic]=24*47*095*0805=863 кНм
- полная: [pic]=325кНм
- длительная: [pic]=2991 кНм
Нормативная нагрузка на 1 м.п. ригеля от перекрытия с учетом
- постоянная: [pic]=2075 кНм
- временная: [pic]=719 кНм
- полная: [pic] =2794 кНм
- длительная: [pic]=25783 кНм
- кратковременная: [pic]=2157 кНм
Для подбора сечения колонны определяем продольную силу
воспринимаемую колонной первого этажа от полной расчетной нагрузки:
где nэт = 3 – число перекрытий передающих нагрузку на колонну;
Назначаем размеры поперечного сечения колонн из условия п. 6.2.17
[1] когда [pic] где [pic]. При [pic] и l0=0.8Hэт=2400мм в соответствии с
требованиями п. 6.2.18 [1].
Требуемая оптимальная высота поперечного сечения составляет h=17143
Поскольку колонна воспринимает только вертикальные нагрузки
предварительно принимаем ее поперечное сечение квадратным со стороной 250
Собственный вес 1 м.п. колонны с поперечным сечением 250х250 мм
Определяем усилие в колонне первого этажа с учетом ее собственного
веса при размерах поперечного сечения 250х250 мм:
N=394.61+1.63*3*5=412.79 кН
Предварительно определяем несущую способность колонн приняв в первом
приближении коэффициент продольного изгиба [pic]=08 по формуле 3.97 [3]:
где Rb – расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие;
Ab=250*250=62500 мм2 – площадь поперечного сечения колонны;
Rsc – расчетное сопротивление арматуры сжатию;
3 – коэффициент соответствующий максимальному проценту
Для колонны сечением 250х250 мм (для класса бетона В25 по заданию
[p Rb=1305 МПа согласно п. 5.1 10в [1]) с коэффициентом армирования 3
% (по заданию для арматуры класса А400 Rsc=355 МПа) предельная несущая
способность составит:
Nu=1185 кН>41279 кН – следовательно окончательно принимаем колонну
с размерами поперечного сечения 250х250 мм.
Рис.5. Поперечное сечение колонны
Статический расчет рамы
Поперечная рама здания имеет регулярную расчетную схему с равными
пролетами монолитных ригелей и длинами колонн. Сечение монолитных ригелей и
колонн одинаково на всех этажах. Монолитные ригели опираются на наружные
стены шарнирно. При расчете инженерным методом с целью упрощения такую
многоэтажную раму расчленяют на одноэтажные при этом в точках нулевых
моментов колонн условно размещают опорные шарниры.
Рис.6. Расчетная схема одноэтажной рамы
) Определяем геометрические характеристики элементов поперечной
рамы. Находим центр тяжести поперечного сечения монолитного железобетонного
ригеля представляющего собой тавр (см. рис.3):
где А=220*520+1920*70=248800 мм2.
Момент инерции ригеля относительно центра тяжести поперечного
Ip=4614133333+7019113702+54880000+5973930682=18155977717мм4
Момент инерции поперечного сечения колонны (см. рис.4):
Ik=250412= 3255208333 мм4.
) Погонная жесткость ригеля (см. рис.6):
где [pic] - начальный модуль упругости бетона для класса бетона
В25 (по заданию для монолитных конструкций) [pic]=32500 МПа.
[pic]=32500*181559777174200=140492684715 мм3
Погонная жесткость колонны (см. рис.6):
где [pic] - начальный модуль упругости бетона для класса бетона В20
(по заданию для сборных конструкций) [pic]=30000 МПа.
[pic]= 30000*3255208333(05*3000) = 6510416666 МПа·мм3
) Определяем соотношение погонных жесткостей () средней колонны и
ригеля пересекающихся в одной точке (см. рис.6):
=2*6510416666140492684715=0927
)Изгибающие моменты ригеля в опорных сечениях Мi вычисляем по
формуле (схема расположения опорных элементов показана на рис.7):
где γn (γ1 γ2 γ3 γ4 – в соответствии со схемой загружения табл. 2)
– коэффициенты для вычисления опорных изгибающих моментов определяются по
табл. 26 [5] в зависимости от схем загружения и коэффициента .
[pic]=2387кНм – постоянная расчетная нагрузка на 1 м.п. ригеля от
[pic]=863 кНм – временная расчетная нагрузка на 1 м.п. ригеля от
l2=42 м – расчетная длина ригеля.
Варианты схем загружения представлены в табл.2
Рис.7. Схема расположения опорных моментов
) Вычисляем изгибающий момент ригеля в опорном сечении для ригелей
от постоянной нагрузки и различных схем загружения временной нагрузкой.
Вычисления выполняем в табличной форме см. табл.2.
Изгибающий момент ригеля в опорном сечении М3(4) находим по формуле:
М3(4) = -863*422 16 – (1536)4 = -567 кНм
Схема загружения Расчетные опорные моменты
М1 кНм М2 кНм М3 кНм
Постоянные нагрузки -4623 -3768 -3768
Временные нагрузки -11828 -405 -405
Временные нагрузки -5145 -9575 -9575
Временные нагрузки -1755 -1534 -567
)Определяем изгибающие моменты ригеля в пролетных сечениях ригеля:
- в крайнем пролете – невыгодная комбинация схем загружения «1+2»
изгибающий момент ригеля в опорном сечении:
М1(1+2)= -58058 кНм.
Максимальный изгибающий момент ригеля в пролетном сечении равен:
- в среднем пролете – невыгодная комбинация схем загружения «1+3»
изгибающий момент ригеля в опорном сечении М2(1+3) составит:
М2(1+3)= М3(1+3)= -3768-9575= - 47255кНм;
) Перераспределение моментов в ригеле под влиянием образования
пластического шарнира. В соответствии с [25] практический расчет
заключается в уменьшении не более чем на 30% опорных моментов ригеля для
комбинации схем загружения «1+4» при этом намечается образование
пластических шарниров на опоре.
К эпюре моментов комбинации схем загружения «1+4» добавляют
выравнивающую треугольную эпюру моментов так чтобы уровнялись опорные
моменты для удобства армирования опорного узла.
Для комбинации схем загружения «1+4» уменьшаем на 30% максимальный
опорный момент М1 и вычисляем ординаты выравнивающей треугольной эпюры
ΔМ1= -03М1(1+4)=-03(-4623-1755)=19134 кНм;
ΔМ2=-М2(1+4)+М1(1+4)+ΔМ1=-(-3768-1536)+(-4623-1755)+19134=8394
К эпюре моментов для комбинации схем загружения «1+4» прибавляем
выравнивающую эпюру. Значения изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях
на эпюре выровненных моментов определяем по формуле:
М1= (-4623-1755)+19134= -4498 кНм;
М2= (-3768-1536)+8394= -4498 кНм;
М3= (-3768-567)+2798= -407 кНм.
Изгибающие моменты ригеля в пролетных сечениях ригеля на эпюре
выровненных моментов составят:
- в крайнем пролете – изгибающий момент ригеля в опорном сечении для
комбинации схем загружения «1+4»:
М1(1+4)= -4623-1755=-6378 кНм
поперечные силы аналогично формулам (14) и (15):
Расстояние от опоры в которой значение перерезывающих усилий в
крайнем пролете равно 0 находим из уравнения:
Находим значение изгибающего момента ригеля в пролетном сечении для
комбинации «1+4» по формуле:
М1пр(1+4)=5306*163-325*16332 2= 4332 кНм.
Определяем значение изгибающего момента ΔМ1пр на выравнивающей эпюре
в точке с координатой х=1633 м:
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении на эпюре выровненных
- в среднем пролете – изгибающий момент ригеля в опорном сечении на
второй и третьей опорах (см. рис.7 и табл.2) для комбинации схем загружения
М2(1+4)= -3768+(-1536)= -5304 кНм;
М3(1+4)= -3768+(-567)=-4335 кНм.
Аналогично формулам (14) и (15) находим перерезывающие усилия в
среднем пролете монолитного ригеля:
Q1(1+4)=6825+1615=69865 кН;
Q2(1+4)=6825-1615=66635 кН.
Изгибающий момент в пролетном сечении среднего ригеля для комбинации
схем загружения «1+4» который находится в центре среднего пролета ригеля
определяем по формуле:
Значение момента на выравнивающей эпюре в центре среднего пролета
моментов будет равен:
) Определяем изгибающие моменты монолитного ригеля в опорных
сечениях по грани колонны.
Опорные моменты ригеля по грани колонны необходимо вычислять для всех
комбинаций загружения.
Вычисляем изгибающие моменты ригеля в опорном сечении по грани
крайней колонны слева:
Для комбинации схем загружения «1+4» и выровненной эпюре моментов:
Значения поперечных сил аналогично формулам (14) и (15):
Для комбинации схем загружения «1+3»:
М1(1+3)*= -47677 кНм
[pic] Для комбинации схем загружения «1+2»
Вычисляем изгибающие моменты ригеля в опорном сечении ригеля по грани
средней колонны справа:
Перерезывающая сила на опоре равна:
Q1(1+4)=6825-071=6754 кН;
изгибающий момент: М2*= -3654кНм.
По результатам вычислений расчетный изгибающий момент ригеля в
опорном сечении по грани средней колонны равен:
Моп= М1(1+2)*= -4826кНм.
Расчетный изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в крайнем
пролете: Мпр1= М1пр=561 кНм в среднем пролете: Мпр2= М2пр(1+3)=2441 кНм.
Расчет монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям
1 Расчет ригеля на прочность по сечениям нормальным к продольной
) Согласно результатам компоновки сборно-монолитного перекрытия
геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного
монолитного ригеля составляют: b=520 мм h=290 мм bf’=1920мм hf’=70 (см.
рис.8). Толщину защитного слоя бетона назначаем с учетом требований п.5.7
[3] величину а принимаем равной 35 мм.
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжелый класс бетона
монолитных конструкций по бланку задания В30 по табл. 2.2 [3] определяем
расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие: Rb=17МПа. С учетом
коэффициента γb2=09 принимаемого по п. 2.8 [3] Rb=153 МПа.
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А-400 расчетное
значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы
определяем по табл. 2.6 [3]: Rs=355 МПа.
Расчетный изгибающий момент в пролетном сечении ригеля
крайнего пролета: Мпр1=561 кНм.
По табл. 3.2 [3] находим r=0531 αr=039.
) Определяем рабочую высоту бетона: h0=255 мм.
) Проверяем условие:
М=561кНм 153*1920*70(255-05*70)=45239 кНм – следовательно
граница сжатой зоны проходит в полке монолитного ригеля. Согласно п. 3.25
[3] площадь сечения растянутой арматуры определяем как для прямоугольного
сечения шириной b=bf’=1920 мм.
) Вычисляем αm по формуле:
αm=56100000(153*1920*2552)=003
) αm=003 αr=039 – сжатая арматура по расчету не требуется.
) Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона по формуле:
) Требуемую площадь растянутой арматуры определяем по формуле:
Аs=153*1920*255*003355=63303 мм2.
По сортаменту принимаем Аs=647 мм2 (312 и 2 14 ).
Определяем насколько процентов площадь поперечного сечения
фактически установленных стержней больше требуемой по расчету:
Δ=(63303-647)*100% 63303=221%
) Толщина защитного слоя составляет a-d2=35-10=25мм > 20 мм.
Расстояние между осями стержней продольной арматуры составляет 108 мм.
Продольную сжатую арматуру принимаем конструктивно 5 стержней
диаметром 6 мм класса А240.
Рис.8. К подбору продольной арматуры ригеля в пролетном сечении
Определим площадь сечения продольной арматуры в опорном сечении
) Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого
железобетонного монолитного ригеля составляют: b=520 мм h=290 мм bf’=1920
мм hf’=70 (см. рис.9). Толщину защитного слоя бетона назначаем с учетом
требований п.5.7 [3] величину а принимаем равной 305 мм.
расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие: Rb=17 МПа. С учетом
Расчетный изгибающий момент в опорном сечении ригеля крайнего
пролета: Моп=4826 кНм.
Рис.9. К подбору продольной арматуры ригеля в опорном сечении
) Проверяем условие (29):
М=4826кНм 153*1920*305(255-05*305)=21481 кНм - следовательно
сечения шириной b=bf’=1920мм.
) Вычисляем αm по формуле (30):
) Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона по формуле
) Требуемую площадь растянутой арматуры определяем по формуле (3.4):
Аs=153*1920*255*0256355=63303 мм2.
2 Расчет железобетонного монолитного ригеля по сечениям наклонным к
Расчет монолитного ригеля по полосе между наклонными трещинами.
) Исходные данные. Геометрические размеры поперечного сечения
изгибаемого железобетонного монолитного ригеля составляют: b=520мм
h=290мм bf’=1920мм hf’=70мм (см. рис.8).
Рабочая высота сечения бетона: h0=255 мм.
Расчетная перерезывающая сила согласно результатам расчетов
) Определяем предельную поперечную силу в сечении нормальном к
продольной оси ригеля по формуле:
Qult=03*153*520*255=608634 кН
Qult=608634 кН> Qmax
) Прочность элемента по полосе между наклонными трещинами
) Требуется произвести расчет по прочности на действие поперечной
силы по наклонному сечению.
Проверку прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
на действие поперечной силы.
h=290мм bf’=1920мм hf’=70мм(см. рис.8). Рабочая высота сечения бетона:
коэффициента γb2=09 принимаемого по п. 2.8 [3] Rb=153МПа. По табл. 2.2
[3] определяем расчетное сопротивление бетона по прочности на растяжение:
Rbt=115МПа. С учетом коэффициента γb2=09 принимаемого по п. 2.8 [3]
Так как диаметр продольной растянутой арматуры составляет 14 мм то
наименьший допустимый диаметр стержней другого направления из условия
свариваемости составляет 4мм. Примем 4 мм. Класс поперечной арматуры
назначаем А240 Rsw=126МПа.
Количество поперечных стержней принимаем равным количеству продольных
– 5шт. Тогда площадь сечения шестерых стержней поперечной арматуры
диаметром 4мм составит Asw=628мм2.
Шаг поперечных стержней на опоре согласно п. 5.21 [3] назначается
Принимаем шаг поперечных стержней на опоре sw1=100 мм.
Шаг поперечных стержней в пролете согласно п. 5.21 [3] назначается
Принимаем шаг поперечных стержней в пролете sw2=150 мм.
Qmax=8266кН значение полной расчетной нагрузки на 1 м.п. ригеля от
перекрытия с учетом его собственного веса равно [pic]=325кНм.
) Определяем значение Мb по формуле:
Мb=15*104*520*2552 =52748 кНм.
) Интенсивность установки поперечных стержней на опоре (qsw1) и в
пролете (qsw2) составляет:
qsw1=170*57100=10676
qsw2=170*57150=7117 Нмм.
) Находим длину проекции наклонного сечения по формуле:
) Проверяем условия:
7398мм>56604мм 01972 – условия не выполняются и согласно п.
32 [3] значение с не корректируем.
с=127398 мм>765 мм – условие выполняется.
) Значение с принимаем равным с=765 мм.
) Длину проекции наклонной трещины с0 принимается равной с: с0=с=765
5мм>510мм - условие выполняется.
) Принимаем с0 равным 510мм.
) Поперечную силу воспринимаемую хомутами в наклонном сечении
Qsw=075*10676*510=4084кН.
) Поперечную силу воспринимаемую бетоном в наклонном сечении
Qb=52748000765=68952 кН
) Поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции с от
внешних сил принимается в сечении нормальном к продольной оси элемента
проходящем на расстоянии с от опоры и определяется по формуле:
Q=8266-325*7651000=578 кН.
Q=578кН109792кН – условие выполняется прочность по сечениям
наклонным к продольной оси обеспечена.
Δqsw=075(qsw1-qsw2); Δqsw=26296 кНм.
Так как Δqsw=26296кНм > [pic]=325кНм то согласно п. 3.34 [3]
значение l1=определяем по формуле:
Получаем l1= 765-(68952+40840-82660+24862.5)26.69=765-1948.1 мм.
Значение l1 необходимо принимать не менее пролета монолитного
ригеля что составляет 1100 мм.
1 расчет монолитного ригеля по образованию и раскрытию трещин
Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого
железобетонного монолитного ригеля составляют:b = 520 мм; h = 290 мм; b’f =
20 мм; h’f = 70 мм; a=35мм
Характеристики бетона и арматуры: Rbser = 22 МПа; Rbtser = 1.75
МПа; Eb = 32500 МПа; Es = 200000 МПа
Площадь фактически установленной продольной растянутой арматуры в
пролетном сечении составляет: 3 12 и 2 14 - Аs = 647 мм2
За расчетный диаметр растянутой арматуры принимаем ds = 14мм
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в крайнем пролете от
действия полной нормативной нагрузки составляет: М1прнорм = 4819 кНм
От действия нормативной длительной нагрузки: М1прнормl = 4436кНм
Площадь монолитного ригеля равна: Аb = 02488 м2 = 248800 мм2
Определим коэф приведения арматуры к бетону:
Площадь приведенного сечения монолитного ригеля равна
Статический момент полного приведенного сечения относительно
растянутой грани равен
Sred = 21866000+24990000+24354615=4709954615мм3
Расстояние от наиболее растянутого волокна до центра тяжести
приведенного сечения ригеля равна:
yt = 470995461525316527=18604 мм
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести:
Ired = 181690019542+9077439234+259694328=191027153104 м4
Момент сопротивления
Согласно п4.8 [3] для тавровых сечений при определении момента
образовании трещин с учетом не упругих деформаций растянутого бетона
допускается заменять значение W на Wpl = Wγ где
γ – коэф. зависящий от формы поперечного сечения элемента ( опр.
Wpl = 1334848952 мм3
Момент образования трещин находим по формуле:
Мcrc = 175*1334848952 =23359856366=2336кНм
Мcrc = 2336 кНм М1прнорм = 4819кНм
условие выполняется => произведем расчет по раскрытию трещин
Коэф приведения арматуры к бетону
Продольный коэф. армирования
sαs1 = 648*1364(520*255)=007
Коэф. γ и для определения плеча внутренней пары сил находят по
γ = (1920-520)*70(520*255)=074
По чертежу п.4.3 [3] находим = 091
Определим плечо внутренней пары сил:
Определим высоту растянутой зоны бетона
k =09 – для элементов таврового сечения
y = 16744 мм >2а = 70мм
y = 16744 мм > 05h = 145мм
Окончательное значение у принимаем равным 05h
Abt = 520*145=75400 мм2
Базовое расстояние между трещинами равно
ls = 05*75400*14648=81451 мм
Значение ls принимаем не менее 10ds и 100 мм
ls = 81451 мм > 10ds = 140 мм
Значение ls принимаем не более 40ds и 400 мм
ls = 81451 мм > 400 мм
Принимаем ls = 400 мм
Найдем значения в растянутой арматуре
s = 48190000(23205*648)=32048 МПа – напряжения от действия полной
нормативной нагрузки
s = 44360000(23205*648)=29501 МПа – напряжения от действия норм.
Определяем значение коэф s учитывающее неравномерное распределение
s = 1-08*23364819=061– от действия полной нормативной нагрузки
s = 058 – от действия нормативной длительной нагрузки
Определяем значения коэф φi по п 4.10 [3]
φ1 = 1 – при не продолжительном действии нагрузки
φ1 = 14 – при продолжительном действии нагрузки
φ2 = 05 – коэф учит профиль арматуры
φ3 = 1 – коэф учит характер нагружения
При продолжительном действии длительных нагрузок
acrc1 = 14*05*1*058*29501*400200000=024 мм
При непродолжительном действии полной нагрузки
acrc2 = 1*05*1*061*32048*400200000=02 мм
При непродолжительном действии длительных нагрузок
acrc3 = 1*05*1*058*29501*400200000=017 мм
Согласно п. 4.14 [3] ширина продолжительного раскрытия трещин
Ширину непродолжительного раскрытия трещин принимается равной
acrc = 024 мм acrcult = 03 мм – при продолжительном раскрытии
acrc = 027 мм acrcult = 04 мм – при непродолжительном раскрытии
2 Расчет железобетонного монолитного ригеля по деформациям (по
Расчетный пролет монолитного ригеля составляет:lo = l2-h2-2502=4200-
5-125=3950мм; Аs = 647+62.8=709.8 мм2 ; А’s = 560 мм2 ;Аs = 647 мм
М1прнормl = 4436 кНм
Находим значения коэффициенты ’f
αs1 = 2546 – для продолжительного действия нагрузки
αs1 = 1364 – для непродолжительного действия нагрузки
Значения коэффициентов αs1 и ’f для определения кривизны сечения
ригеля в пролете составляют:
Для продолжительного действия нагрузок
Для не продолжительного действия нагрузок
Значения коэф αs1 и ’f для определения кривизны сечения ригеля на
Коэффициент φ1 определяется по таб. 4.5 [3] φ2 по таб. 4.6 [3]
Находим кривизну ригеля от продолжительного действия всех нагрузок
Для сечения в пролете
Для сечения на опоре
Находим кривизну ригеля от непродолжительного действия постоянных и
Находим кривизну ригеля от продолжительного действия постоянных и
Полную кривизну ригеля для участков с трещинами в растянутой зоне
[pic]457-399+423=483*10-6 мм-1
[pic]385-349+378=414*10-6 мм-1
Прогиб крайнего пролета монолитного ригеля равен
Согласно п. 10.7 [4] находим [pic]
продольной силы со случайным эксцентриситетом и монолитного центрально
нагруженного фундамента
1 Расчет сборной железобетонной колонны на действие сжимающей
продольной силы со случайным эксцентриситетом
Расчетную длину принимаем согласно п. 6.2.18 [1]
Вычисляем требуемую площадь сечения арматуры по формуле
Astot = 419060(08*355)-2502*1305355=-82197 мм2
Принимаем минимальное конструктивное армирование колонны сечением 250
По таб. 3.5 и 3.6 [3] находим коэффициенты φb и φsb
Определяем коэффициенты αs и φ
αs=355*804(13.05*2502)=0.35
φ=φb+2(φb-φsb)αs=0.894+2(0.91-0.911)*0.35=0.9059
Диаметр стержней поперечной и монтажной арматуры назначаем из условия
свариваемости и принимаем равным 4 мм. Шаг стержней принимаем равным 300
мм что не более 20d = 320 мм
Косвенное армирование назначаем в виде четырех сварных сеток С-1 с
размером ячейки 50 мм. Первую сварную сетку устанавливаем на расстоянии 20
мм от нагруженной грани колонны остальные с шагом 60 мм размещаем на длине
0 мм что больше 10d = 160 мм.
2 Расчет монолитного центрально нагруженного фундамента
Рис. 10 Схема строения фундамента
Верх фундамента располагаем на отметке -0150 м.
Глубина заложения фундамента
Rbt = 115*09=104 МПа
Усредненный вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его
обрезах принимаем равным γmt = 20 кНм2
Требуемую площадь подошвы фундамента определяем по формуле
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее af
Принимаем af =[pic] =1.21.3 м
Давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки вычисляем по
Высота фундамента: Н = 1.85-0.15=1.7 м
Расстояние от наиболее растянутой грани подошвы фундамента до центра
тяжести стержней продольной арматуры в плитной части принимаем равным а =
Ширину стакана в уровне верха назначаем 400 мм в уровне низа 350 мм.
Величину заделки колонны в стакан фундамента принимаем равной hз = 375 мм
при этом глубина стакана составляет hcf = 425 мм. Толщину стенок стакана
назначаем равным 200 мм. Тогда ширина подколонника составит lcf = 800 мм.
Высота плитной части конструктивно равна hpl = 1275 мм.
Уточняем требуемую рабочую высоту плитной части по формуле
hopl = -125+303=178 мм
C учетом а = 50 мм требуемая высота плитной части составит
hpl = 178+50=228 мм 1275 мм
Высоту плитной части окончательно принимаем: hpl = 1275 мм
Тогда рабочая высота плитной части составит: hopl = 1225 мм
Вылет подошвы фундамента равен
Плитную часть фундамента выполняем одноступенчатой высоту назначаем
Рабочая высота первой ступени будет равна h01 = 250 мм
Проверку прочности нижней части фундамента по поперечной силе без
поперечного армирования в наклонном сечении производим из условия
Q = (05(1300*800)-300)*1*024=-12 кН
Qbmin=05*104*1*250=130 >0
Условие выполняется т.е. прочность нижней части фундамента по
поперечной силе обеспечена.
Расчет на продавливание плитной части от низа подколонника на
производим по формуле
F – продавливающая сила принимается равной N
279 кН 104*4(250+250)*250=520000 Н=520 кН
Условие выполняется продавливание не происходит.
Проверку плитной части фундамента на раскалывание от действия
продольной силы производим из условия:
= 075 - коэф трения бетона по бетону
γg = 13 – коэф учитывающий совместную работу фундамента с грунтом
Аb – площадь вертикального сечения фундамента в плоскости проходящей
по оси сечения колонны параллельно стороне подошвы для одноступенчатого
Аb = 1300*300+800(1400-375-50)=1170000 мм2
Выполним проверку: 41279 кН 2*075*13*1170000*104=237276 кН
Условие выполняется раскалывания не происходит.
Площадь сечения арматуры подошвы фундамента определяется из условия
М1-1 = 0125p(a-h)2 *a=0.124*0.24(1300-250)2 *1300=42997500 Нмм
М2-2 = 0125p(a-a1)2 *a=9750000 Нмм
Для подошвы фундамента 1500 мм кол-во стержней продольной арматуры в
плитной части устанавливаемой с шагом 200 мм будет равно 7так как
минимальный диаметр арматуры в плитной части фундамента 12 мм окончательно
принимаем сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 7 12
Расчет кирпичного простенка с сетчатым армированием
Толщина стены принята равной 640 мм.
Согласно рисунку 11 высота кирпичной стены за вычетом расстояния от
низа стены до 23 высоты простенка первого этажа составляет 137 м.
Материал стен – кирпич керамический М150
Раствор – цементно-песчаный М50
Расчетная ширина стены принимается равной шагу колонн в поперечном
направлении l2=4.2м. Ширина оконных проемов 18 м. Ширина площадки опирания
плиты перекрытия на кирпичную стену составляет llоc = 190 мм. Расчетная
высота простенка равна высоте оконного проема 15 м. Размеры поперечного
сечения простенка составляет
b =l2-bok=4.2-1.8=24 м
Полная расчетная нагрузка на 1 м2 покрытия qпок = 5.624 кНм2
Полная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия qпер = 721 кНм2
Определим продольную силу в опасном сечении
k = (H*b-Aпр)H*b=(13.7*4.2-11.7)13.7*4.2=0.797 – коэффициент
ρ = 18 кНм3 плотность кладки
Момент в расчетном сечении простенка определяем согласно рис.11
Рис. 11 Расчетная схема простенка
М = 0.83*4.2*4.5*7.21*2*0.196=7.16 кН*м
Значение эксцентриситета продольной силы будет равно
Вычисляем максимальное напряжения в кладке
Ас = 2400*640(1-2*8640)=1497600 мм2
6* max = 0.6*0.67=0.4 МПа
По таб. 2 [7] расчетное сопротивление R = 18 МПа > 04 МПа
Из конструктивных требований назначаем сетку из стержней арматуры
класса В500 диаметром 4 мм. Шаг сеток назначаем через каждые пять рядов s =
5 мм размер ячейки сетки принимаем 60 мм.
Процент армирования по объему кладки с сетчатым армированием
Для определения коэффициента продольного изгиба гибкость простенка в
плоскости действия изгибающего момента λh = 1500640=2.34
Высота сжатой части сечения составит hc = h-2e0=640-2*8=624 мм; λhс =
Расчетное сопротивление кладки при внецентренном сжатии
8+(2*0.11*249100)*(1-2*8(0.5*640))=232 МПа 2*1.8=36 МПа
Упругую характеристику кладки с сетчатым армированием определяют по
α = 1000 - по таб. 15 [7]
αsk = 1000*36451=798
По величинам гибкости λh и λhс и значению αsk по таб. 20 [7]
определяем = 0 тогда коэффициент учитывающий влияние длительной
нагрузки определяемой по формуле 16 [7] будет равен mg = 1
Коэффициент учитывающий повышение расчетного сопротивления кладки
при внецентренном сжатии определяем по таб. 19 [7]
Фактическая несущая способность кирпичного простенка при
внецентренном сжатии будет равна
Nu = 1*1*232*1497600*101=35092 кН > N = 90682 кН – прочность
кирпичного простенка обеспечена.
Расчет предварительно напряженной круглопустотной плиты
Ширина площадки опирания плиты на кирпичную стену составляет 190 мм
расчетный пролет плиты равен lоn = 4200-1902=4105 мм
Полная расчетная нагрузка на 1м длины перекрытия
qпер = 721*15=1082 кНм2
Определяем изгибающие моменты в пролетном и опорном сечениях плиты:
- для расчета по первой группе предельных состояний
Mon= 1082*41214=13 кНм
Поперечная сила в узле сопряжения плиты с монолитным ригелем
Q1 = 1082*412-1341=19 кН
Расстояние от опоры на котором изгибающий момент плит в пролетном
Значение максимального изгибающего момента плиты в пролетном сечении
Mпр = 19*176-1082*17622=1668 кНм
Рис. 7.1 Схема плиты
Преднапрягаемая арматура К-1400
Способ натяжения арматуры - электротермический
Расчет по первой группе предельных состояний
При расчете плиты по прочности учитываем благоприятное влияние
предварительного напряжения с учетом возможных отклонений предварительного
напряжения: γspsp = 810
Расчетное сечение плиты тавровое с полкой в сжатой зоне. Размеры см
Рабочая высота сечения плиты
3*1460*30.5(195-0.5*30.5)=122.47 кНм > Mпр = 16.68 кНм
Условие выполняется следовательно граница сжатой зоны проходит в
полке и площадь сечения напрягаемой арматуры определяется как для
прямоугольного сечения b=b’=1460 мм согласно п 3.14 и 3.16 [9]
Вычисляем значение αm по формуле
Значение R определяем по таб. 3.1 [9]
αR = R(1-0.5 R)=0.41(1-0.5*0.41)=0.33
Площадь сечения напрягаемой арматуры в растянутой зоне определяем по
Asp = 0.02*15.3*1460*195(1.1*830)=95.4 мм2
Количество стержней напрягаемой арматуры принимаем согласно рис. 7.1
по сортаменту принимаем 8 стержней 6 Аsp = 1816 мм2
Список используемой литературы
СП 52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без
предварительного напряжения арматуры. – М.: ГУП НИИЖБ Госстроя России
Железобетонные конструкции. Общий курс. В.Н. Байков Э.Е. Сигалов. –
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из
тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-
СНиП 2.01.07.-85*(с изм. 2003). Нагрузки и воздействия.
Железобетонные и каменные конструкции. Под ред. В.М. Бондаренко. – М.:
Примеры расчета и конструирования железобетонных кострукций поСП 52-
1-2003. под ред. д-ра техн. наук проф. Соколова Б.С. Казань 2007.
СНиП II-22-81. Каменные и армокаменные конструкции. – М.: ЦНИИСК) им.
В.А. Кучеренко Госстроя СССР
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособиеА.Б.
Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.; Пол ред. А.Б. Голышева. –
К.: Будiвельник 1985. – 496с.
Пособие по проектированию предварительного напряженных железобетонных
конструкций из тяжелого бетона (к СН 52-101-2004). – М.:ГУП НИИЖБ
Госстроя России 2004.
Компоновка сборно-монолитного железобетонного каркаса с использованием
ЭВМ: Методические указания. Сост. Соколов Б.С. Загидуллин М.Р.
Казань: КГАСУ 2006г.

D.E.ЖБК КП1 ≠† ѓ•з†вм.dwg

пароизоляция-рубероид на мастике (1 слой)
утеплитель-полистиролбетон-200
гравий втопленный в мастику
см. отдельный чертеж
Монолитный ригель МР-1
Монолитный участок МУ-1
Спецификация констр сх. расположения элементов
nТехнические требованияnn1. Данный комплект чертежей выполнен по результатам статического расчета рамыn2. Все продольные швы между плитами перекрытия заполнить цементно-песчаным раствором М100n3. Стык продольных стержней арматуры колонн выполнять с применением ванной сваркиn4. Кладку наружных стен производить из керамического кирпича марки М150 на цементно-песчаном растворе марки М50n5. Данный чертеж смотреть совместно с комплектом чертежей
Схема расположения элементов каркаса М 1:200; Разрез 1-1 М 1:200;nУзлы М 1:20
Спецификацияия монолитного ригеля МР-1
Примеч.n(вес эл-nта кг)
каркас пространственный КП-2
Спецификация колонны КН-1
Спецификация монолитного фундамента Ф-1
nТехнические требованияnn1. Защитный слой бетона обеспечить постановкой на рабочую арматуру пластмассовых перфорированных вкладышей n2. Обеспечить непреывное бетонирование фундамента уплотнение бетонной смеси выполнять с применением глубинных вибраторов n3. Все наружные поверхности соприкасающиеся с грунтом промазать горячим битумом за 2 разаn4. Данный чертеж смотреть совместно с листом 6
Спецификация кирпичного простенка
кирпич керамич. полнотелый М150
цементно-песчаный раствор М50
Монолитного участка МУ-1
nТехнические условияnn1. Наружные стены выполняются из керамическиго кирпича пластичного формования марки К-0 15035ГОСТ 530-95*n2. Данный чертеж смотреть совместно с листами
Схема расположения элементов каркаса М1:200
Данный чертеж смотреть совместно с листами 5 6 и 8 n2. Спецификация монолитного ригеля МР-1 см. лист 8 n монолитного участка МУ-2 - см. лист 5
Расчетная схема МР-1
nТехнические требованияnn1. Извлечение колонны из опалубки производить с помощью пневматического захвата или фрикционных захватов после достижения бетоном не менее 70% проектной прочностиn2. Защитный слой бетона обеспечить постановкой на рабочую арматуру пластмассовых перфоритных вкладышейn3. Данный чертеж смотреть совместно с листами
Пятиэтажный жилой дом
Сборно-монолитный каркас
Спецификация Монолитного фундамента М1:20
nКафедра ЖБиККnnгр. 03-402
Спецификация монолитного ригеля МР-1 узлы М1:20
Спецификация преднапряженной ж.б. плиты узлы. М1:20
Спецификация каменной кладки
nТехнические требованияnn1. В торцах плит устраиваютсябетонные вкладыши и делаются выпуски предварительно напряженной арматуры для стыковки на ригелеn2. Данный чертеж см. совместно с листами
Спецификация колонны КН-1 КН-1 М1:20 узлы М1:20
Руководитель проекта :
Шаймарданов N 0604068
Казанский государственный архитектурно-строительный университет
Федеральное агенство по образованию РФ
на тему: " Проектирование железобетонных и каменных конструкций здания
с неполным каркасом и сборно-монолитными перекрытиями
Спецификация арматурных изделий
Неполный сборно-nмонолитный каркас
Четырехэтажный жилой дом
КГАСУ СФ 0604068 КП 1
кафедра ЖБиККnгр. 03-401
Технические требования
Защитный слой бетона обеспечить постановкой на n рабочую арматуру пластмассовых перфорированных n вкладышей n2. Обеспечить непреывное бетонирование фундамента n уплотнение бетонной смеси выполнять с применением n глубинных вибраторов n3. Все наружные поверхности соприкасающиеся с грунтом n промазать горячим битумом за 2 разаn4. Данный чертеж смотреть совместно с листом 6
каркас пространственный КП-1
Спецификация сборной колонны КН-1 и монолитного фундамента Ф-1
Спецификация монолитного ригеля МР-1 и монолитного участка МУ-1
Ведомость расхода стали на элемент кг
Ведомость расхода стали
Данный чертеж смотреть совместно с листом 7
Спецификация кирпичгого простенка
Способ натяжения арматуры - механическийn2. Усилие предварительного натяжения 27.108 кНn3. Данный чертеж см. с листом 7
Спецификация плиты П-1
Спецификация предварительно напряженной круглопустотнойnплиты перекрытия П-1
Данный комплект чертежей выполнен по результатам статического n расчета рамыn2. Все продольные швы между плитами перекрытия заполнить n цементно-песчаным раствором М100n3. Стык продольных стержней арматуры колонн выполнятьn с применением ванной сваркиn4. Кладку наружных стен производить из керамического кирпичаn марки М150 на цементно-песчаном растворе марки М50n5. Данный чертеж смотреть совместно с комплектом чертежей
Технико-экономические показатели
утеплитель-керамзит-200
пароизоляция-рубероид (1 слой)
Схема расположения элементов каркаса
Спецификация конструктивной схемы расположения элементов
Монолитный участок МУ
Спецификация монолитного ригеля МР-1
Спецификация монолитного участка МУ
Подготовка. Бетон В10
Спецификация фрагмента каменной кладки
Кирпич керамическийnМарка по прочности М150nМарка по морозостойкости F35
Спецификация плиты с круглыми пустотами П-1
Бетон тяжелый кл. В25
ø6 B500 l=4120 l=590

D.E.ЖБК КП1.dwg

Схема расположения элементов каркаса
пароизоляция-рубероид на мастике (1 слой)
утеплитель-полистиролбетон-200
гравий втопленный в мастику
см. отдельный чертеж
Монолитный ригель МР-1
Монолитный участок МУ-1
Спецификация констр сх. расположения элементов
Технико-экономические показатели
nТехнические требованияnn1. Данный комплект чертежей выполнен по результатам статического расчета рамыn2. Все продольные швы между плитами перекрытия заполнить цементно-песчаным раствором М100n3. Стык продольных стержней арматуры колонн выполнять с применением ванной сваркиn4. Кладку наружных стен производить из керамического кирпича марки М150 на цементно-песчаном растворе марки М50n5. Данный чертеж смотреть совместно с комплектом чертежей
Схема расположения элементов каркаса М 1:200; Разрез 1-1 М 1:200;nУзлы М 1:20
Спецификацияия монолитного ригеля МР-1
Примеч.n(вес эл-nта кг)
Данный чертеж смотреть совместно с листами 5 6 и 8 n2. Спецификация монолитного ригеля МР-1 см. лист 8 n монолитного участка МУ-2 - см. лист 5
Расчетная схема МР-1
каркас пространственный КП-2
Спецификация колонны КН-1
Спецификация монолитного фундамента Ф-1
nТехнические требованияnn1. Защитный слой бетона обеспечить постановкой на рабочую арматуру пластмассовых перфорированных вкладышей n2. Обеспечить непреывное бетонирование фундамента уплотнение бетонной смеси выполнять с применением глубинных вибраторов n3. Все наружные поверхности соприкасающиеся с грунтом промазать горячим битумом за 2 разаn4. Данный чертеж смотреть совместно с листом 6
Спецификация арматурных изделий
Спецификация плиты П-1
Спецификация кирпичного простенка
кирпич керамич. полнотелый М150
цементно-песчаный раствор М50
Монолитного участка МУ-1
nТехнические условияnn1. Наружные стены выполняются из керамическиго кирпича пластичного формования марки К-0 15035ГОСТ 530-95*n2. Данный чертеж смотреть совместно с листами
Ведомость расхода стали на элемент кг
Схема расположения элементов каркаса М1:200
щебеночная nподготовка
nТехнические требованияnn1. Извлечение колонны из опалубки производить с помощью пневматического захвата или фрикционных захватов после достижения бетоном не менее 70% проектной прочностиn2. Защитный слой бетона обеспечить постановкой на рабочую арматуру пластмассовых перфоритных вкладышейn3. Данный чертеж смотреть совместно с листами
Пятиэтажный жилой дом
Сборно-монолитный каркас
Спецификация Монолитного фундамента М1:20
nКафедра ЖБиККnnгр. 03-402
Спецификация монолитного ригеля МР-1 узлы М1:20
Спецификация преднапряженной ж.б. плиты узлы. М1:20
Спецификация каменной кладки
nТехнические требованияnn1. В торцах плит устраиваютсябетонные вкладыши и делаются выпуски предварительно напряженной арматуры для стыковки на ригелеn2. Данный чертеж см. совместно с листами
Спецификация колонны КН-1 КН-1 М1:20 узлы М1:20
Руководитель проекта :
Шаймарданов N 0604068
Казанский государственный архитектурно-строительный университет
Федеральное агенство по образованию РФ
на тему: " Проектирование железобетонных и каменных конструкций здания
с неполным каркасом и сборно-монолитными перекрытиями
Неполный сборно-nмонолитный каркас
Четырехэтажный жилой дом
КГАСУ СФ 0604068 КП 1
кафедра ЖБиККnгр. 03-401
Технические требования
Защитный слой бетона обеспечить постановкой на n рабочую арматуру пластмассовых перфорированных n вкладышей n2. Обеспечить непреывное бетонирование фундамента n уплотнение бетонной смеси выполнять с применением n глубинных вибраторов n3. Все наружные поверхности соприкасающиеся с грунтом n промазать горячим битумом за 2 разаn4. Данный чертеж смотреть совместно с листом 6
каркас пространственный КП-1
Спецификация сборной колонны КН-1 и монолитного фундамента Ф-1
Спецификация монолитного ригеля МР-1 и монолитного участка МУ-1
Ведомость расхода стали
Данный чертеж смотреть совместно с листом 7
Спецификация кирпичгого простенка
Способ натяжения арматуры - механическийn2. Усилие предварительного натяжения 27.108 кНn3. Данный чертеж см. с листом 7
Спецификация предварительно напряженной круглопустотнойnплиты перекрытия П-1
Данный комплект чертежей выполнен по результатам статического n расчета рамыn2. Все продольные швы между плитами перекрытия заполнить n цементно-песчаным раствором М100n3. Стык продольных стержней арматуры колонн выполнятьn с применением ванной сваркиn4. Кладку наружных стен производить из керамического кирпичаn марки М150 на цементно-песчаном растворе марки М50n5. Данный чертеж смотреть совместно с комплектом чертежей
утеплитель-керамзит-200
пароизоляция-рубероид (1 слой)
Спецификация конструктивной схемы расположения элементов
Монолитный участок МУ
Спецификация монолитного ригеля МР-1
Спецификация монолитного участка МУ
Подготовка. Бетон В10
Спецификация фрагмента каменной кладки
Кирпич керамическийnМарка по прочности М150nМарка по морозостойкости F35
Спецификация плиты с круглыми пустотами П-1
Бетон тяжелый кл. В25
ø6 B500 l=4120 l=590

D.E. ЖБК КП1.docx

Федеральное агентство по образованию РФ
Казанский государственный архитектурно-строительный университет
на тему: «Проектирование железобетонных и каменных конструкций здания с неполным каркасом и сборно-монолитными перекрытиями
Компоновка конструктивной схемы здания3
Сбор нагрузок на элементы перекрытия4
Статический расчет рамы9
Расчет ригеля на прочность по сечениям нормальным к продольной оси14
Расчет железобетонного монолитного ригеля по сечениям
наклонным к продольной оси16
Расчет монолитного железобетонного ригеля по второй группе
предельных состояний19
Расчет железобетонного монолитного ригеля по прогибам22
Расчет сборной железобетонной колонны на действие сжимающей
продольной силы со случайным эксцентриситетом24
Расчет монолитного центрально нагруженного фундамента25
Расчет кирпичного простенка с сетчатым армированием27
Расчет предварительно напряженной круглопустотной плиты перекрытия29
Расчет по первой группе предельных состояний 30
Список используемой литературы31
В курсовом проекте №1 рассматривается пятиэтажный жилой дом с неполным каркасом. Здание компонуется из одного температурно-осадочного блока.
Несущую систему здания образуют сборные плиты перекрытий сборные колонны монолитные ригели монолитные участки и наружные несущие кирпичные стены.
Наружные стены в курсовом проекте выполняются из керамического кирпича пластического формования марки К-О 15035ГОСТ 530-95* толщиной 640 мм на цементно-песчаном растворе марки М50. Привязка продольных стен к осям 250 мм поперечных стен нулевая.
В качестве плит перекрытия применяем круглопустотные плиты ПК50.15 и ПК50.10. Торцы плит примыкающие к монолитному ригелю могут выполняться с обратным уклоном крутизна которого принимается не менее 1:4 что гарантирует более надежную передачу вертикальных нагрузок на ригель. В торцах плит устраиваются бетонные вкладыши и делают выпуски предварительно напряженной арматуры для стыковки на ригеле.
Колонны каркаса многоэтажной разрезки выполняются без выступающих консолей со сквозными отверстиями в уровне расположения монолитного ригеля перекрытия
Ригели выполняются таврового сечения из монолитного железобетона. Сечение ригеля назначается из конструктивных требований. Ширина площадки опирания монолитного ригеля на наружные кирпичные стены в курсовом проекте принимаются равной 250 мм.
1 Компоновка конструктивной схемы здания
Сечение ригеля назначается конструктивно. В соответствии с заданием пролет плиты перекрытия составляет
Ширина среднего монолитного ригеля b=520 мм (см. рис.1 рис.2). Высота полки монолитного ригеля hf'=70мм. Тогда высота ригеля составит: h=220+70=290 мм (220мм – высота сечения плиты). Ширина свесов полок монолитного ригеля принимается не более 16 его пролета.
Принимаем ширину свеса l26=700мм.
Ширина полки ригеля равна: bf' =1920мм
Расчетная схема поперечного сечения монолитного ригеля представлена на рис.3.
Ширину площадки опирания плит перекрытия на наружные стены принимаем 190 мм тогда ширина крайних пролетов в продольном направлении составит 4500 мм.
Раскладку плит перекрытия производим по их конструктивной ширине где - номинальная ширина плиты. Для пролета между осями «А» и «Б» «В» и «Г» принимаем 3 плиты шириной 1500 мм и 1 плиту шириной 1200 мм и 1 плиту шириной 1м. Для пролёта между осями «Б» и «В» принимаем 4 плиты- 1500 и 1 плиту шириной 1200 мм..
Ширина монолитного участка составит:
*4200-2*1200-1500-2*1200-1500=600мм (размеры см. рис.2)
По результатам компоновки конструкций несущей системы здания выполняем чертежи схемы расположения элементов несущей системы (рис.1)
2 Выбор расчетной схемы каркаса
Расчетная схема каркаса представляет собой плоскую раму. При построении расчетной схемы учитывается жесткое сопряжение ригеля с колонной шарнирное опирание ригеля на стены. Ригели и колонны рассчитываются с длиной равной пролету l2=4200 мм и высоте этажа Hэт=3000 мм соответственно.
3 Сбор нагрузок на элементы перекрытия
По бланку задания район строительства – II расчётное значение снеговой нагрузки по п. 5.2 [4] составляет 12 кНм2 нормативное значение с учетом коэффициента надежности для снеговой нагрузки составляет 08392 кНм2.
Рис.1. Схема расположения элементов несущей системы здания.
Рис.2. Сечение А-А: К определению размеров сечения монолитного ригеля
Рис.3. Расчетная схема поперечного сечения монолитного ригеля
Значение временной нормативной нагрузки на перекрытие по заданию – 2 кНм2. В соответствии с п. 3.7 [4] значение коэффициента надежности для временной нагрузки составит .
Коэффициент надежности по уровню ответственности здания в соответствии с прил. 7 [4] для уровня ответственности II составляет .
В соответствии с заданием тип конструкции пола – 2 тип конструкции кровли – 5. Подсчёт нагрузок в соответствии с требованиями [4] на плиты покрытия и перекрытия приводится в табл.1.
Нормативная нагрузка кНм2
Расчетная нагрузка кНм2
А. Постоянные нагрузки
Нагрузка от покрытия
Слой гравия втопленный в мастику
Утеплитель полистиролбетон
Пароизоляция-слой рубероида на битумной мастике
Нагрузка от междуэтажных перекрытий
Б. Временные нагрузки
Временная на междуэтажное перекрытие
Коэффициент надежности по II (нормальному) уровню ответственности
Согласно п. 3.8 [4] коэффициент сочетания зависящий от грузовой площади равен:
где ; А=1974 м2 – грузовая площадь перекрытия; А1=9 м2 – в соответствии с п. 3.8 [4].
Коэффициент учитывающий количество перекрытий в соответствии с п. 3.9 [4] равен:
где n=3 – число перекрытий.
Собственный вес 1 м.п. ригеля составляет:
где Ар=052*022+192*007=02488– площадь сечения ригеля см. рис.3; =25 кНм3 – плотность железобетона ригеля; =11 – коэффициент надежности по нагрузке для собственного веса железобетона ригеля; =095 – коэффициент надежности по второму уровню ответственности.
Полная расчетная нагрузка на 1 м2 покрытия с учетом нормального уровня ответственности здания II будет равна: qпок=(472+12)095=5624 кНм2
Полная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия учетом нормального уровня ответственности здания II будет равна: qпер =(5185+24)095=721 кНм2
Расчетная нагрузка на 1 м.п. ригеля от покрытия с учетом собственного веса ригеля составит:
- временная: =4313 кНм
- длительная : =222 кНм
Расчетная нагрузка на 1м.п. ригеля от перекрытия с учетом собственного веса ригеля составит:
- постоянная: =(65=519*47*095)081=2404 кНм
- временная: =24*47*095*0805=863 кНм
- длительная: =2991 кНм
Нормативная нагрузка на 1 м.п. ригеля от перекрытия с учетом собственного веса ригеля составит:
- постоянная: =2075 кНм
- временная: =719 кНм
- длительная: =25783 кНм
- кратковременная: =2157 кНм
Для подбора сечения колонны определяем продольную силу воспринимаемую колонной первого этажа от полной расчетной нагрузки:
где nэт = 3 – число перекрытий передающих нагрузку на колонну;
Назначаем размеры поперечного сечения колонн из условия п. 6.2.17 [1] когда где . При и l0=0.8Hэт=2400мм в соответствии с требованиями п. 6.2.18 [1].
Требуемая оптимальная высота поперечного сечения составляет h=17143 мм.
Поскольку колонна воспринимает только вертикальные нагрузки предварительно принимаем ее поперечное сечение квадратным со стороной 250 мм.
Собственный вес 1 м.п. колонны с поперечным сечением 250х250 мм составит кНм
Определяем усилие в колонне первого этажа с учетом ее собственного веса при размерах поперечного сечения 250х250 мм:
N=394.61+1.63*3*5=412.79 кН
Предварительно определяем несущую способность колонн приняв в первом приближении коэффициент продольного изгиба =08 по формуле 3.97 [3]:
где Rb – расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие;
Ab=250*250=62500 мм2 – площадь поперечного сечения колонны;
Rsc – расчетное сопротивление арматуры сжатию;
3 – коэффициент соответствующий максимальному проценту армирования-3%.
Для колонны сечением 250х250 мм (для класса бетона В25 по заданию ; Rb=1305 МПа согласно п. 5.1 10в [1]) с коэффициентом армирования 3 % (по заданию для арматуры класса А400 Rsc=355 МПа) предельная несущая способность составит:
Nu=1185 кН>41279 кН – следовательно окончательно принимаем колонну с размерами поперечного сечения 250х250 мм.
Рис.5. Поперечное сечение колонны
Статический расчет рамы
Поперечная рама здания имеет регулярную расчетную схему с равными пролетами монолитных ригелей и длинами колонн. Сечение монолитных ригелей и колонн одинаково на всех этажах. Монолитные ригели опираются на наружные стены шарнирно. При расчете инженерным методом с целью упрощения такую многоэтажную раму расчленяют на одноэтажные при этом в точках нулевых моментов колонн условно размещают опорные шарниры.
Рис.6. Расчетная схема одноэтажной рамы
) Определяем геометрические характеристики элементов поперечной рамы. Находим центр тяжести поперечного сечения монолитного железобетонного ригеля представляющего собой тавр (см. рис.3):
где А=220*520+1920*70=248800 мм2.
Момент инерции ригеля относительно центра тяжести поперечного сечения:
Ip=4614133333+7019113702+54880000+5973930682=18155977717мм4
Момент инерции поперечного сечения колонны (см. рис.4):
Ik=250412= 3255208333 мм4.
) Погонная жесткость ригеля (см. рис.6):
где - начальный модуль упругости бетона для класса бетона В25 (по заданию для монолитных конструкций) =32500 МПа.
=32500*181559777174200=140492684715 мм3
Погонная жесткость колонны (см. рис.6):
где - начальный модуль упругости бетона для класса бетона В20 (по заданию для сборных конструкций) =30000 МПа.
= 30000*3255208333(05*3000) = 6510416666 МПа·мм3
) Определяем соотношение погонных жесткостей () средней колонны и ригеля пересекающихся в одной точке (см. рис.6):
=2*6510416666140492684715=0927
)Изгибающие моменты ригеля в опорных сечениях Мi вычисляем по формуле (схема расположения опорных элементов показана на рис.7):
где γn (γ1 γ2 γ3 γ4 – в соответствии со схемой загружения табл. 2) – коэффициенты для вычисления опорных изгибающих моментов определяются по табл. 26 [5] в зависимости от схем загружения и коэффициента .
=2387кНм – постоянная расчетная нагрузка на 1 м.п. ригеля от перекрытия;
=863 кНм – временная расчетная нагрузка на 1 м.п. ригеля от перекрытия;
l2=42 м – расчетная длина ригеля.
Варианты схем загружения представлены в табл.2
Рис.7. Схема расположения опорных моментов
) Вычисляем изгибающий момент ригеля в опорном сечении для ригелей от постоянной нагрузки и различных схем загружения временной нагрузкой. Вычисления выполняем в табличной форме см. табл.2.
Изгибающий момент ригеля в опорном сечении М3(4) находим по формуле:
М3(4) = -863*422 16 – (1536)4 = -567 кНм
Расчетные опорные моменты
)Определяем изгибающие моменты ригеля в пролетных сечениях ригеля:
- в крайнем пролете – невыгодная комбинация схем загружения «1+2» изгибающий момент ригеля в опорном сечении:
М1(1+2)= -58058 кНм.
Максимальный изгибающий момент ригеля в пролетном сечении равен:
- в среднем пролете – невыгодная комбинация схем загружения «1+3» изгибающий момент ригеля в опорном сечении М2(1+3) составит:
М2(1+3)= М3(1+3)= -3768-9575= - 47255кНм;
) Перераспределение моментов в ригеле под влиянием образования пластического шарнира. В соответствии с [25] практический расчет заключается в уменьшении не более чем на 30% опорных моментов ригеля для комбинации схем загружения «1+4» при этом намечается образование пластических шарниров на опоре.
К эпюре моментов комбинации схем загружения «1+4» добавляют выравнивающую треугольную эпюру моментов так чтобы уровнялись опорные моменты для удобства армирования опорного узла.
Для комбинации схем загружения «1+4» уменьшаем на 30% максимальный опорный момент М1 и вычисляем ординаты выравнивающей треугольной эпюры моментов:
ΔМ1= -03М1(1+4)=-03(-4623-1755)=19134 кНм;
ΔМ2=-М2(1+4)+М1(1+4)+ΔМ1=-(-3768-1536)+(-4623-1755)+19134=8394 кНм;
К эпюре моментов для комбинации схем загружения «1+4» прибавляем выравнивающую эпюру. Значения изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях на эпюре выровненных моментов определяем по формуле:
М1= (-4623-1755)+19134= -4498 кНм;
М2= (-3768-1536)+8394= -4498 кНм;
М3= (-3768-567)+2798= -407 кНм.
Изгибающие моменты ригеля в пролетных сечениях ригеля на эпюре выровненных моментов составят:
- в крайнем пролете – изгибающий момент ригеля в опорном сечении для комбинации схем загружения «1+4»:
М1(1+4)= -4623-1755=-6378 кНм
поперечные силы аналогично формулам (14) и (15):
Расстояние от опоры в которой значение перерезывающих усилий в крайнем пролете равно 0 находим из уравнения:
Находим значение изгибающего момента ригеля в пролетном сечении для комбинации «1+4» по формуле:
М1пр(1+4)=5306*163-325*16332 2= 4332 кНм.
Определяем значение изгибающего момента ΔМ1пр на выравнивающей эпюре в точке с координатой х=1633 м:
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении на эпюре выровненных моментов составит:
- в среднем пролете – изгибающий момент ригеля в опорном сечении на второй и третьей опорах (см. рис.7 и табл.2) для комбинации схем загружения «1+4» будут равны:
М2(1+4)= -3768+(-1536)= -5304 кНм;
М3(1+4)= -3768+(-567)=-4335 кНм.
Аналогично формулам (14) и (15) находим перерезывающие усилия в среднем пролете монолитного ригеля:
Q1(1+4)=6825+1615=69865 кН;
Q2(1+4)=6825-1615=66635 кН.
Изгибающий момент в пролетном сечении среднего ригеля для комбинации схем загружения «1+4» который находится в центре среднего пролета ригеля определяем по формуле:
М2пр(1+4)= 22054кНм.
Значение момента на выравнивающей эпюре в центре среднего пролета составляет:
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении на эпюре выровненных моментов будет равен:
) Определяем изгибающие моменты монолитного ригеля в опорных сечениях по грани колонны.
Опорные моменты ригеля по грани колонны необходимо вычислять для всех комбинаций загружения.
Вычисляем изгибающие моменты ригеля в опорном сечении по грани крайней колонны слева:
Для комбинации схем загружения «1+4» и выровненной эпюре моментов:
Значения поперечных сил аналогично формулам (14) и (15):
Для комбинации схем загружения «1+3»:
М1(1+3)*= -47677 кНм
Для комбинации схем загружения «1+2»
Вычисляем изгибающие моменты ригеля в опорном сечении ригеля по грани средней колонны справа:
Перерезывающая сила на опоре равна:
Q1(1+4)=6825-071=6754 кН;
изгибающий момент: М2*= -3654кНм.
По результатам вычислений расчетный изгибающий момент ригеля в опорном сечении по грани средней колонны равен:
Моп= М1(1+2)*= -4826кНм.
Расчетный изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в крайнем пролете: Мпр1= М1пр=561 кНм в среднем пролете: Мпр2= М2пр(1+3)=2441 кНм.
Расчет монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям первой группы
1 Расчет ригеля на прочность по сечениям нормальным к продольной оси
) Согласно результатам компоновки сборно-монолитного перекрытия геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного монолитного ригеля составляют: b=520 мм h=290 мм bf’=1920мм hf’=70 (см. рис.8). Толщину защитного слоя бетона назначаем с учетом требований п.5.7 [3] величину а принимаем равной 35 мм.
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжелый класс бетона монолитных конструкций по бланку задания В30 по табл. 2.2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие: Rb=17МПа. С учетом коэффициента γb2=09 принимаемого по п. 2.8 [3] Rb=153 МПа.
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А-400 расчетное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы определяем по табл. 2.6 [3]: Rs=355 МПа.
Расчетный изгибающий момент в пролетном сечении ригеля крайнего пролета: Мпр1=561 кНм.
По табл. 3.2 [3] находим r=0531 αr=039.
) Определяем рабочую высоту бетона: h0=255 мм.
) Проверяем условие:
М=561кНм 153*1920*70(255-05*70)=45239 кНм – следовательно граница сжатой зоны проходит в полке монолитного ригеля. Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения растянутой арматуры определяем как для прямоугольного сечения шириной b=bf’=1920 мм.
) Вычисляем αm по формуле:
αm=56100000(153*1920*2552)=003
) αm=003 αr=039 – сжатая арматура по расчету не требуется.
) Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона по формуле:
) Требуемую площадь растянутой арматуры определяем по формуле:
Аs=153*1920*255*003355=63303 мм2.
По сортаменту принимаем Аs=647 мм2 (312 и 2 14 ).
Определяем насколько процентов площадь поперечного сечения фактически установленных стержней больше требуемой по расчету:
Δ=(63303-647)*100% 63303=221%
) Толщина защитного слоя составляет a-d2=35-10=25мм > 20 мм. Расстояние между осями стержней продольной арматуры составляет 108 мм.
Продольную сжатую арматуру принимаем конструктивно 5 стержней диаметром 6 мм класса А240.
Рис.8. К подбору продольной арматуры ригеля в пролетном сечении
Определим площадь сечения продольной арматуры в опорном сечении монолитного ригеля.
) Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного монолитного ригеля составляют: b=520 мм h=290 мм bf’=1920 мм hf’=70 (см. рис.9). Толщину защитного слоя бетона назначаем с учетом требований п.5.7 [3] величину а принимаем равной 305 мм.
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжелый класс бетона монолитных конструкций по бланку задания В30 по табл. 2.2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие: Rb=17 МПа. С учетом коэффициента γb2=09 принимаемого по п. 2.8 [3] Rb=153 МПа.
Расчетный изгибающий момент в опорном сечении ригеля крайнего пролета: Моп=4826 кНм.
Рис.9. К подбору продольной арматуры ригеля в опорном сечении
) Проверяем условие (29):
М=4826кНм 153*1920*305(255-05*305)=21481 кНм - следовательно граница сжатой зоны проходит в полке монолитного ригеля. Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения растянутой арматуры определяем как для прямоугольного сечения шириной b=bf’=1920мм.
) Вычисляем αm по формуле (30):
) Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона по формуле (3.3):
) Требуемую площадь растянутой арматуры определяем по формуле (3.4):
Аs=153*1920*255*0256355=63303 мм2.
2 Расчет железобетонного монолитного ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
Расчет монолитного ригеля по полосе между наклонными трещинами.
) Исходные данные. Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного монолитного ригеля составляют: b=520мм h=290мм bf’=1920мм hf’=70мм (см. рис.8).
Рабочая высота сечения бетона: h0=255 мм.
Расчетная перерезывающая сила согласно результатам расчетов Qmax=8266 кН.
) Определяем предельную поперечную силу в сечении нормальном к продольной оси ригеля по формуле:
Qult=03*153*520*255=608634 кН
) Проверяем условие:
Qult=608634 кН> Qmax =8266 кН.
) Прочность элемента по полосе между наклонными трещинами обеспечена.
) Требуется произвести расчет по прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению.
Проверку прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси на действие поперечной силы.
) Исходные данные. Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного монолитного ригеля составляют: b=520мм h=290мм bf’=1920мм hf’=70мм(см. рис.8). Рабочая высота сечения бетона: h0=255 мм.
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжелый класс бетона монолитных конструкций по бланку задания В30 по табл. 2.2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие: Rb=17МПа. С учетом коэффициента γb2=09 принимаемого по п. 2.8 [3] Rb=153МПа. По табл. 2.2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона по прочности на растяжение: Rbt=115МПа. С учетом коэффициента γb2=09 принимаемого по п. 2.8 [3] Rbt=104МПа.
Так как диаметр продольной растянутой арматуры составляет 14 мм то наименьший допустимый диаметр стержней другого направления из условия свариваемости составляет 4мм. Примем 4 мм. Класс поперечной арматуры назначаем А240 Rsw=126МПа.
Количество поперечных стержней принимаем равным количеству продольных – 5шт. Тогда площадь сечения шестерых стержней поперечной арматуры диаметром 4мм составит Asw=628мм2.
Шаг поперечных стержней на опоре согласно п. 5.21 [3] назначается из условий:
Принимаем шаг поперечных стержней на опоре sw1=100 мм.
Шаг поперечных стержней в пролете согласно п. 5.21 [3] назначается из условий:
Принимаем шаг поперечных стержней в пролете sw2=150 мм.
Расчетная перерезывающая сила согласно результатам расчетов Qmax=8266кН значение полной расчетной нагрузки на 1 м.п. ригеля от перекрытия с учетом его собственного веса равно =325кНм.
) Определяем значение Мb по формуле:
Мb=15*104*520*2552 =52748 кНм.
) Интенсивность установки поперечных стержней на опоре (qsw1) и в пролете (qsw2) составляет:
qsw1=170*57100=10676 Нмм
qsw2=170*57150=7117 Нмм.
) Находим длину проекции наклонного сечения по формуле:
) Проверяем условия:
7398мм>56604мм 01972 – условия не выполняются и согласно п. 3.32 [3] значение с не корректируем.
с=127398 мм>765 мм – условие выполняется.
) Значение с принимаем равным с=765 мм.
) Длину проекции наклонной трещины с0 принимается равной с: с0=с=765 мм.
5мм>510мм - условие выполняется.
) Принимаем с0 равным 510мм.
) Поперечную силу воспринимаемую хомутами в наклонном сечении определяем по формуле:
Qsw=075*10676*510=4084кН.
) Поперечную силу воспринимаемую бетоном в наклонном сечении определяем по формуле:
Qb=52748000765=68952 кН
) Поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции с от внешних сил принимается в сечении нормальном к продольной оси элемента проходящем на расстоянии с от опоры и определяется по формуле:
Q=8266-325*7651000=578 кН.
Q=578кН109792кН – условие выполняется прочность по сечениям наклонным к продольной оси обеспечена.
Δqsw=075(qsw1-qsw2); Δqsw=26296 кНм.
Так как Δqsw=26296кНм > =325кНм то согласно п. 3.34 [3] значение l1=определяем по формуле:
l1=c-Qb+Qsw-Qmax+qpперcqsw (3.18)
Получаем l1= 765-(68952+40840-82660+24862.5)26.69=765-1948.1 мм.
Значение l1 необходимо принимать не менее пролета монолитного ригеля что составляет 1100 мм.
Расчет монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям второй группы
1 расчет монолитного ригеля по образованию и раскрытию трещин
Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного монолитного ригеля составляют:b = 520 мм; h = 290 мм; b’f = 1920 мм; h’f = 70 мм; a=35мм
Характеристики бетона и арматуры: Rbser = 22 МПа; Rbtser = 1.75 МПа; Eb = 32500 МПа; Es = 200000 МПа
Площадь фактически установленной продольной растянутой арматуры в пролетном сечении составляет: 3 12 и 2 14 - Аs = 647 мм2
За расчетный диаметр растянутой арматуры принимаем ds = 14мм
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в крайнем пролете от действия полной нормативной нагрузки составляет: М1прнорм = 4819 кНм
От действия нормативной длительной нагрузки: М1прнормl = 4436кНм
Площадь монолитного ригеля равна: Аb = 02488 м2 = 248800 мм2
Определим коэф приведения арматуры к бетону:
Площадь приведенного сечения монолитного ригеля равна
Статический момент полного приведенного сечения относительно растянутой грани равен
Sred = 21866000+24990000+24354615=4709954615мм3
Расстояние от наиболее растянутого волокна до центра тяжести приведенного сечения ригеля равна:
yt = 470995461525316527=18604 мм
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести:
Ired = 181690019542+9077439234+259694328=191027153104 м4
Момент сопротивления
Согласно п4.8 [3] для тавровых сечений при определении момента образовании трещин с учетом не упругих деформаций растянутого бетона допускается заменять значение W на Wpl = Wγ где
γ – коэф. зависящий от формы поперечного сечения элемента ( опр. по табл. 4.1 [3] )
Wpl = 1334848952 мм3
Момент образования трещин находим по формуле:
Мcrc = 175*1334848952 =23359856366=2336кНм
Мcrc = 2336 кНм М1прнорм = 4819кНм
условие выполняется => произведем расчет по раскрытию трещин
Коэф приведения арматуры к бетону
Продольный коэф. армирования
sαs1 = 648*1364(520*255)=007
Коэф. γ и для определения плеча внутренней пары сил находят по формулам
γ = (1920-520)*70(520*255)=074
По чертежу п.4.3 [3] находим = 091
Определим плечо внутренней пары сил:
Определим высоту растянутой зоны бетона
k =09 – для элементов таврового сечения
y = 16744 мм >2а = 70мм
y = 16744 мм > 05h = 145мм
Окончательное значение у принимаем равным 05h
Abt = 520*145=75400 мм2
Базовое расстояние между трещинами равно
ls = 05*75400*14648=81451 мм
Значение ls принимаем не менее 10ds и 100 мм
ls = 81451 мм > 10ds = 140 мм
Значение ls принимаем не более 40ds и 400 мм
ls = 81451 мм > 400 мм
Принимаем ls = 400 мм
Найдем значения в растянутой арматуре
s = 48190000(23205*648)=32048 МПа – напряжения от действия полной нормативной нагрузки
s = 44360000(23205*648)=29501 МПа – напряжения от действия норм. длительной нагрузки
Определяем значение коэф s учитывающее неравномерное распределение деформаций
s = 1-08*23364819=061– от действия полной нормативной нагрузки
s = 058 – от действия нормативной длительной нагрузки
Определяем значения коэф φi по п 4.10 [3]
φ1 = 1 – при не продолжительном действии нагрузки
φ1 = 14 – при продолжительном действии нагрузки
φ2 = 05 – коэф учит профиль арматуры
φ3 = 1 – коэф учит характер нагружения
При продолжительном действии длительных нагрузок
acrc1 = 14*05*1*058*29501*400200000=024 мм
При непродолжительном действии полной нагрузки
acrc2 = 1*05*1*061*32048*400200000=02 мм
При непродолжительном действии длительных нагрузок
acrc3 = 1*05*1*058*29501*400200000=017 мм
Согласно п. 4.14 [3] ширина продолжительного раскрытия трещин
Ширину непродолжительного раскрытия трещин принимается равной
acrc = 024 мм acrcult = 03 мм – при продолжительном раскрытии трещин
acrc = 027 мм acrcult = 04 мм – при непродолжительном раскрытии трещин
2 Расчет железобетонного монолитного ригеля по деформациям (по прогибам)
Расчетный пролет монолитного ригеля составляет: Аs = 647+62.8=709.8 мм2 ; А’s = 560 мм2 ;Аs = 647 мм
М1прнормl = 4436 кНм
Находим значения коэффициенты ’f
αs1 = 2546 – для продолжительного действия нагрузки
αs1 = 1364 – для непродолжительного действия нагрузки
Значения коэффициентов αs1 и ’f для определения кривизны сечения ригеля в пролете составляют:
Для продолжительного действия нагрузок
Для не продолжительного действия нагрузок
Значения коэф αs1 и ’f для определения кривизны сечения ригеля на опоре составляют:
Для продолжительного действия нагрузок
Коэффициент φ1 определяется по таб. 4.5 [3] φ2 по таб. 4.6 [3]
Находим кривизну ригеля от продолжительного действия всех нагрузок
Для сечения в пролете
Для сечения на опоре
Находим кривизну ригеля от непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок
Находим кривизну ригеля от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок
Полную кривизну ригеля для участков с трещинами в растянутой зоне опр. по формуле
7-399+423=483*10-6 мм-1
5-349+378=414*10-6 мм-1
Прогиб крайнего пролета монолитного ригеля равен
Согласно п. 10.7 [4] находим
Расчет сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной силы со случайным эксцентриситетом и монолитного центрально нагруженного фундамента
1 Расчет сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной силы со случайным эксцентриситетом
Расчетную длину принимаем согласно п. 6.2.18 [1]
Вычисляем требуемую площадь сечения арматуры по формуле
Astot = 419060(08*355)-2502*1305355=-82197 мм2
Принимаем минимальное конструктивное армирование колонны сечением 250 мм – 4 16
По таб. 3.5 и 3.6 [3] находим коэффициенты φb и φsb
Определяем коэффициенты αs и φ
αs=355*804(13.05*2502)=0.35
φ=φb+2(φb-φsb)αs=0.894+2(0.91-0.911)*0.35=0.9059
N = 412.79 кН ≤ Nu = 997.44 кН
Диаметр стержней поперечной и монтажной арматуры назначаем из условия свариваемости и принимаем равным 4 мм. Шаг стержней принимаем равным 300 мм что не более 20d = 320 мм
Косвенное армирование назначаем в виде четырех сварных сеток С-1 с размером ячейки 50 мм. Первую сварную сетку устанавливаем на расстоянии 20 мм от нагруженной грани колонны остальные с шагом 60 мм размещаем на длине 180 мм что больше 10d = 160 мм.
2 Расчет монолитного центрально нагруженного фундамента
Рис. 10 Схема строения фундамента
Верх фундамента располагаем на отметке -0150 м.
Глубина заложения фундамента
Rbt = 115*09=104 МПа
Усредненный вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах принимаем равным γmt = 20 кНм2
Требуемую площадь подошвы фундамента определяем по формуле
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее af = 15 м
Принимаем af =Aftot =1.21.3 м
Давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки вычисляем по фомуле:
Высота фундамента: Н = 1.85-0.15=1.7 м
Расстояние от наиболее растянутой грани подошвы фундамента до центра тяжести стержней продольной арматуры в плитной части принимаем равным а = 50 мм.
Ширину стакана в уровне верха назначаем 400 мм в уровне низа 350 мм. Величину заделки колонны в стакан фундамента принимаем равной hз = 375 мм при этом глубина стакана составляет hcf = 425 мм. Толщину стенок стакана назначаем равным 200 мм. Тогда ширина подколонника составит lcf = 800 мм.
Высота плитной части конструктивно равна hpl = 1275 мм.
Уточняем требуемую рабочую высоту плитной части по формуле
hopl = -125+303=178 мм
C учетом а = 50 мм требуемая высота плитной части составит
hpl = 178+50=228 мм 1275 мм
Высоту плитной части окончательно принимаем: hpl = 1275 мм
Тогда рабочая высота плитной части составит: hopl = 1225 мм
Вылет подошвы фундамента равен
Плитную часть фундамента выполняем одноступенчатой высоту назначаем h1 = 300 мм
Рабочая высота первой ступени будет равна h01 = 250 мм
Проверку прочности нижней части фундамента по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении производим из условия
Q = (05(1300*800)-300)*1*024=-12 кН
Qbmin=05*104*1*250=130 >0
Условие выполняется т.е. прочность нижней части фундамента по поперечной силе обеспечена.
Расчет на продавливание плитной части от низа подколонника на производим по формуле
F – продавливающая сила принимается равной N
279 кН 104*4(250+250)*250=520000 Н=520 кН
Условие выполняется продавливание не происходит.
Проверку плитной части фундамента на раскалывание от действия продольной силы производим из условия:
= 075 - коэф трения бетона по бетону
γg = 13 – коэф учитывающий совместную работу фундамента с грунтом
Аb – площадь вертикального сечения фундамента в плоскости проходящей по оси сечения колонны параллельно стороне подошвы для одноступенчатого фундамента
Аb = 1300*300+800(1400-375-50)=1170000 мм2
Выполним проверку: 41279 кН 2*075*13*1170000*104=237276 кН
Условие выполняется раскалывания не происходит.
Площадь сечения арматуры подошвы фундамента определяется из условия
М1-1 = 0125p(a-h)2 *a=0.124*0.24(1300-250)2 *1300=42997500 Нмм
М2-2 = 0125p(a-a1)2 *a=9750000 Нмм
Для подошвы фундамента 1500 мм кол-во стержней продольной арматуры в плитной части устанавливаемой с шагом 200 мм будет равно 7так как минимальный диаметр арматуры в плитной части фундамента 12 мм окончательно принимаем сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 7 12 As = 792 мм2
Расчет кирпичного простенка с сетчатым армированием
Толщина стены принята равной 640 мм.
Согласно рисунку 11 высота кирпичной стены за вычетом расстояния от низа стены до 23 высоты простенка первого этажа составляет 137 м.
Материал стен – кирпич керамический М150
Раствор – цементно-песчаный М50
Расчетная ширина стены принимается равной шагу колонн в поперечном направлении l2=4.2м. Ширина оконных проемов 18 м. Ширина площадки опирания плиты перекрытия на кирпичную стену составляет llоc = 190 мм. Расчетная высота простенка равна высоте оконного проема 15 м. Размеры поперечного сечения простенка составляет
b =l2-bok=4.2-1.8=24 м
Полная расчетная нагрузка на 1 м2 покрытия qпок = 5.624 кНм2
Полная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия qпер = 721 кНм2
Определим продольную силу в опасном сечении
k = (H*b-Aпр)H*b=(13.7*4.2-11.7)13.7*4.2=0.797 – коэффициент проемности
ρ = 18 кНм3 плотность кладки
Момент в расчетном сечении простенка определяем согласно рис.11
Рис. 11 Расчетная схема простенка
М = 0.83*4.2*4.5*7.21*2*0.196=7.16 кН*м
Значение эксцентриситета продольной силы будет равно
Вычисляем максимальное напряжения в кладке
Ас = 2400*640(1-2*8640)=1497600 мм2
6* max = 0.6*0.67=0.4 МПа
По таб. 2 [7] расчетное сопротивление R = 18 МПа > 04 МПа
Из конструктивных требований назначаем сетку из стержней арматуры класса В500 диаметром 4 мм. Шаг сеток назначаем через каждые пять рядов s = 395 мм размер ячейки сетки принимаем 60 мм.
Процент армирования по объему кладки с сетчатым армированием составляет
Для определения коэффициента продольного изгиба гибкость простенка в плоскости действия изгибающего момента λh = 1500640=2.34
Высота сжатой части сечения составит hc = h-2e0=640-2*8=624 мм; λhс = 1500624=2.4
Расчетное сопротивление кладки при внецентренном сжатии
8+(2*0.11*249100)*(1-2*8(0.5*640))=232 МПа 2*1.8=36 МПа
Упругую характеристику кладки с сетчатым армированием определяют по формуле
α = 1000 - по таб. 15 [7]
αsk = 1000*36451=798
По величинам гибкости λh и λhс и значению αsk по таб. 20 [7] определяем = 0 тогда коэффициент учитывающий влияние длительной нагрузки определяемой по формуле 16 [7] будет равен mg = 1
Коэффициент учитывающий повышение расчетного сопротивления кладки при внецентренном сжатии определяем по таб. 19 [7]
Фактическая несущая способность кирпичного простенка при внецентренном сжатии будет равна
Nu = 1*1*232*1497600*101=35092 кН > N = 90682 кН – прочность кирпичного простенка обеспечена.
Расчет предварительно напряженной круглопустотной плиты перекрытия
Ширина площадки опирания плиты на кирпичную стену составляет 190 мм расчетный пролет плиты равен lоn = 4200-1902=4105 мм
Полная расчетная нагрузка на 1м длины перекрытия
qпер = 721*15=1082 кНм2
Определяем изгибающие моменты в пролетном и опорном сечениях плиты:
- для расчета по первой группе предельных состояний
Mon= 1082*41214=13 кНм
Поперечная сила в узле сопряжения плиты с монолитным ригелем
Q1 = 1082*412-1341=19 кН
Расстояние от опоры на котором изгибающий момент плит в пролетном сечении максимален
Значение максимального изгибающего момента плиты в пролетном сечении
Mпр = 19*176-1082*17622=1668 кНм
Рис. 7.1 Схема плиты
Преднапрягаемая арматура К-1400
Способ натяжения арматуры - электротермический
Расчет по первой группе предельных состояний
При расчете плиты по прочности учитываем благоприятное влияние предварительного напряжения с учетом возможных отклонений предварительного напряжения: γspsp = 810
Расчетное сечение плиты тавровое с полкой в сжатой зоне. Размеры см на рис. 7.1
Рабочая высота сечения плиты
3*1460*30.5(195-0.5*30.5)=122.47 кНм > Mпр = 16.68 кНм
Условие выполняется следовательно граница сжатой зоны проходит в полке и площадь сечения напрягаемой арматуры определяется как для прямоугольного сечения b=b’=1460 мм согласно п 3.14 и 3.16 [9]
Вычисляем значение αm по формуле
Значение R определяем по таб. 3.1 [9]
αR = R(1-0.5 R)=0.41(1-0.5*0.41)=0.33
Площадь сечения напрягаемой арматуры в растянутой зоне определяем по формуле
Asp = 0.02*15.3*1460*195(1.1*830)=95.4 мм2
Количество стержней напрягаемой арматуры принимаем согласно рис. 7.1 по сортаменту принимаем 8 стержней 6 Аsp = 1816 мм2
Список используемой литературы
СП 52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. – М.: ГУП НИИЖБ Госстроя России 2003
Железобетонные конструкции. Общий курс. В.Н. Байков Э.Е. Сигалов. – М.: Стройиздат 1991
СНиП 2.01.07.-85*(с изм. 2003). Нагрузки и воздействия.
Железобетонные и каменные конструкции. Под ред. В.М. Бондаренко. – М.: Высшая школа 2007.
Примеры расчета и конструирования железобетонных кострукций поСП 52-101-2003. под ред. д-ра техн. наук проф. Соколова Б.С. Казань 2007.
СНиП II-22-81. Каменные и армокаменные конструкции. – М.: ЦНИИСК) им. В.А. Кучеренко Госстроя СССР
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособиеА.Б. Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.; Пол ред. А.Б. Голышева. – К.: Будiвельник 1985. – 496с.
Пособие по проектированию предварительного напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СН 52-101-2004). – М.:ГУП НИИЖБ Госстроя России 2004.
Компоновка сборно-монолитного железобетонного каркаса с использованием ЭВМ: Методические указания. Сост. Соколов Б.С. Загидуллин М.Р. Казань: КГАСУ 2006г.