Проектирование железобетонных конструкций с неполным каркасом и сборно-монолитными перекрытиями

Копия пояснилка жбк.doc

1. Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами
При компоновке конструктивной схемы перекрытия главные балки обязательно
располагаются в поперечном направлении здания т. е. по наибольшему шагу
колонн. Привязка наружных кирпичных стен должна быть равна 250 мм от
разбивочных осей до внутренних граней стен а ширина полосы опирания плиты
на стену равна 120 мм.
Расстояния между второстепенными балками назначаются с учетом
проектирования плиты балочного типа. Допускается принимать размер крайнего
пролета плиты меньше среднего не более чем на 20 %. Размеры поперечных
сечений балок должны соответствовать унифицированным. Если заданные размеры
сечений элементов перекрытия будут значительно отличаться от оптимальных
то ЭВМ не забудет Вам об этом напомнить.
Монолитное перекрытие следует проектировать из тяжелого бетона заданного
класса. Плита должна армироваться рулонными сварными сетками по ГОСТ 8478-
с продольной рабочей арматурой укладываемыми по направлению главных
балок. Армирование второстепенных балок проектируется в виде сварных
каркасов с продольной рабочей арматурой заданного класса. Поперечная
рабочая арматура при диаметре стержней до 6 мм принимается класса Bp-I a
при больших диаметрах класса A-I.
При определении нагрузки от массы пола коэффициент надежности по нагрузке
должен приниматься равным 1 2 а остальные коэффициенты надежности по
нагрузке и назначению здания учитываются согласно[7]. Плотность
железобетона при определении нагрузок от собственного веса конструкций
должна приниматься в соответствии с требованиями
Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров
элементов перекрытия:
высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок
h = (ll2 120)L= 115 6000 — 400мм
b = (03 05)h = 05 400 = 200 мм;
высота и ширина поперечного сечения главных балок:
h = (18 115)L = 112 6200 = 500 мм
толщину плиты примем 80 мм при максимальном расстоянии между осями
второстепенных балок 2100 мм.
Вычисляем расчетные пролеты и нагрузки на плиту:
L01 = L—b2 — c + а2 = 2000 — 2002 — 250 + 1202 = 1710мм;
L02 = L — b = 2100 — 200 = 1900 мм;
а в длинном направлении :
L0 = L — b = 6000 — 250 = 5750 мм.
Поскольку отношение пролетов 57502000 =28 > 2 то плита балочного типа.
Для расчета плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу шириной 1 м.
Плита будет работать как неразрезная балка опорами которой служат
второстепенные балки и наружные кирпичные стены. При этом нагрузка на 1 м
плиты будет равна нагрузке на 1 м2 перекрытия.
С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на
q=(g+v)(n = (328 + 6) 095 = 8816 кНм.
Вид нагрузки Нормативная Коэффициент Расчетная
нагрузка надежности нагрузка
Постоянная: 008 25=2 11 22
Временная: 5 12 v=6
Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий :
в средних пролетах и на средних опорах
М=qL202 16 = 882 1.92 16 = 1.99 кН м;
в первом пролете и на первой промежуточной опоре
М=qL201 11 = 882 1.712 11 = 2.34 кН м;
Так как для плиты отношение
hL02 = 801900 = 124 > 130
то в средних пролетах окаймленных по всему контуру балками изгибающие
моменты уменьшаем на 20 % т. е. они будут равны
Определим прочностные и деформативные характеристики бетона заданного
класса с учетом влажности окружающей среды.
Бетон тяжелый естественного твердения класса В20 при влажности
%: (b2 = 0.9; Rb=115 09 = 10.35 МПа; Rbt = 09 - 09 = 0.81 МПа;
Выполним подбор сечений продольной арматуры сеток.
В средних пролетах окаймленных по контуру балками и на промежуточных
h = h — а = 80 — 125 = 675 мм;
αm = М(Rbbh02) = 1.592 106 (10.35 1000 6752) = 0037;
находим ( = 0038 ( R = 0652 ( = 0981 тогда
RgAs = М ((h0) = 1.59 106 (0981 675 ) = 24042 Н;
Принимаем сетку С1 №6 марки [pic]с фактической несущей способностью
В первом пролете и на первой промежуточной опоре:
h0 = 80 — 165 = 635 мм;
(m = 234 106 (1035 1000 6352) = 0056;
( = 0058 (r; ( = 0974 ; RsAs= 234 106 (0974 635) = 37834 Н;
дополнительная сетка должна иметь несущую способность продольной арматуры
не менее 37834 — 24690 = 12874 Н;
принимаем сетку С2 номер 31 марки [pic]
ЯsАs = 18110H > 12874Н.
Расчет второстепенной балки. Вычисляем расчетный пролет для крайнего
пролета балки который равен расстоянию от оси опоры на стене до грани
L01 = L — с2 — b2 = 6000 — 2502 — 2502 = 5750 мм = 575 м.
Определим расчетную нагрузку на I м второстепенной балки собираемую с
грузовой полосы шириной равной максимальному расстоянию между осями
второстепенных балок (21 м). Постоянная нагрузка:
от собственного веса плиты и пола (см. расчет плиты)
от веса ребра балки 02(04 — 008)25 11 = 176 кНм;
Итого: g = 665 кНм. Временная нагрузка: v = 600 21 = 126кНм. Итого
с учетом коэффициента надежности по назначению здания
q = (g+v)yn = (665 + 126)095 = 2029 кНм.
Изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий в статически
неопределимой системе будут равны:
M=qL012 11 = 20.29 5752 11 = 61 кН м;
На первой промежуточной опоре
M=qL012 14 = 20.29 5752 14 = 479 кН м;
Максимальная поперечная сила (на первой промежуточной опоре слева) равна
Q=06qL01 = 06 2029 575 = 70 кН.
Согласно задания продольная рабочая арматура для второстепенной балки
класса A-II (Rs = 280 МПа).
Проверим правильность предварительного назначения высоты сечения
второстепенной балки:
или h0 + а = 265 + 35 = 300 мм400 мм т. е. увеличивать высоту сечения не
Выполним расчеты прочности сечений нормальных к продольной оси балки на
действие изгибающих моментов.
Сечение в пролете М=61 кН«м. Определим расчетную ширину полки таврового
сечения согласно п. 3.16 [2]
при hf’h=8040002>01 и
16 L01 + b = 2 1 6 5750 + 200 = 2116 мм 2100 мм
(расстояние между осями второстепенных балок) принимаем
Вычислим h0 = h — а= 400 — 30 = =370 мм.
Так как Rbbf’hf’(h0 — 05hf’)=1035 2116 80(370 — 05 80)=
751 106 Н мм = 5782 кН м > М= 61 кН - м то граница сжатой зоны
проходит в полке и расчет производим как для прямоугольного сечения
шириной b = bf'= 2116 мм. Вычислим αm= M (Rbbh20) = 61 106 (1035
16 3702) = 002 αr = 044
То αm = 002 находим = 099 тогда требуемая по расчету площадь
продольной рабочей арматуры будет равна
As = М (Rsh0) = 61 106 (280 099 370) = 594 мм2
Принимаем 2 ø 20 A-II (As = 628 мм2).
h0 = h — а = 400 — 35 = 365 мм;
αm = М (Rb bh02) = 479 106 (10652003652) = 0169 αr = 044 т.
е. сжатая арматура не требуется. По αm=0169 находим = 0982 тогда:
As= М (Rs h0) = 4765 106 (280 08982 365 ) = 51908 мм2.
Принимаем 5 ø 12 A-II (As = 565 мм2).
Выполним расчет прочности наиболее опасного сечения балки
на действие поперечной силы у опоры В слева (рис. 1.5). По приложению
II из условия сварки принимаем поперечные стержни диаметром 5
мм класса Bp-I (Rsw = 260 МПа Е5 =170000 МПа) число
каркасов —два (Asw = 2 196 =392 мм2). Назначаем максимально
допустимый шаг поперечных стержней s = 150 мм согласно требованиям п.
Поперечная сила на опоре Qmax = 78 кН фактическая равномерно
распределенная нагрузка ql = 226 кНм.
Проверим прочность наклонной полосы на сжатие по условию (72) СНиП 2.03.01-
Определяем коэффициенты φw1 и φb1
w=Asw(bs)= 392(200 150) = 00013;
α = EsEb = 170 00023 000 = 739;
отсюда φw1= 1 + 5 αm = 1+ 5-739-00013 = 105 13;длятяжелого бетона =
1; φb1 = 1 — Rb = 1 — 001 765 = 0923.
Тогда 03 φw1φb1Rbbh0 = 0310509231062200370 = 228490 Н = 2285 кН
> Qmax = 78 кН т. е. прочность наклонной полосы ребра I балки обеспечена.
По условию (75) [2]. проверим прочность наклонного сечения по
поперечной силе. Определим величины Мb и qsw : φb1=2
так как bf’—b=2117—200= 1917 мм > 3hf’= 3 80 = 240 мм
принимаем bf’ — b = 240 мм тогда
φf = 075 (bf’- b) hf’ (bh0) = 075 240 80 (200 370) = 0195 05;
Мb = φb2 (1 + φb2) Rbtbh0 = 2(1 + 0195)0675 2003702 = 4416106 Нмм =
qsw = RswAswS = 260392150 = 679 I hmm (кНм).
Определим значение Qb min принимая φb3 = 0 6 (см. [2] с. 39):Qb min=
φb3 (1 + φf) Rbtbh0 = 06 (1 + 0195) 0675 200 370 = 35810 Н = 3581
кН. Поскольку Qb min (2h0) = 3581(2 037) =484кНм qsw = 679
следовательно значение Мь не корректируем.
Согласно п. 3.32 [3] определяем длину проекции опасного наклонного сечения
6qsw=056 679=38 кНм>q1 = 226 кНм
значение с определяем только по формуле
Поскольку с = 14 м >(φb2 φb3 )h0 = (206)037 = 123 м
принимаем с = 123 м.
Тогда Qb=Mbc=4416123=359 кH>3581;
Q=Qmax-qlc=780 - 226 123 = 502 кН.
Длина проекции наклонной трещины будет равна
Так как С0=0807 м>2h0 = 2 037 = 074 м принимаем С0 = 074 м тогда
Qsw = qsw c0 = 679 074 = 502 кН.
Проверим условие (75) [2]:
Qb + Qsw = 359 + 502 = = 861 кН > Q = 502 кН
т. е. прочность наклонного сечения по поперечной силе обеспечена.
Требования п. 3.32 [3] также выполняются поскольку
Smax= φb4 Rbtbh02=15- 0675 200 3702(78 103)=355мм >S=150 мм.
Плиты с круглыми пустотами.
Ширина проектируемой плиты назначается в пределах 1 — З м а размещение
отверстий в многопустотных плитах должно соответствовать их типовым
Вид бетона для сборной плиты принимается в соответствии с индивидуальным
заданием. Если в задании нет данных по виду бетона то следует
проектировать плиту из тяжелого бетона. Если нет указаний в марке легкого
бетона по плотности то следует принимать марку D1800 на плотном
При определении нагрузок от массы плиты необходимо принимать следующие
значения приведенной толщины бетона — 12 см. Плотность железобетона должна
приниматься в зависимости от вида бетона согласно п. 2.14 [4].
Величина постоянной расчетной нагрузки от массы пола вычисляется со средним
значением коэффициента надежности по нагрузке равным 12. Остальные
коэффициенты надежности по нагрузке принимаются в соответствии с [7].
Нормативная временная кратковременная нагрузка на перекрытие одинаковая для
всех заданий и равна 15 кНм2 как часть заданной величины временной
Для определения расчетного пролета плиты ширина сечения ригеля назначается
Класс напрягаемой A – II. Способ натяжения проволочной арматуры всегда
механический независимо от указанного в задании.
Поперечную арматуру можно проектировать из стали классов Вр-I или A-I. При
расчете прочности плиты по наклонным сечениям величина потерь
предварительного напряжения los принимается равной 03sp.
Если заданный класс бетона для сборных конструкций окажется ниже требуемого
по табл. 8 [2] то следует взять для проектирования плиты табличное
значение. Условия твердения бетона принимаются по индивидуальному заданию.
Если в задании нет указаний по условиям твердения бетона то принимается
тепловая обработка при атмосферном давлении.
При расчете плиты по предельным состояниям второй группы необходимо
учитывать что при механическом способе натяжения арматуры расстояния между
упорами на 1 м больше номинальной длины плиты. При электротермическом
способе натяжения арматура натягивается на упоры форм.
Величина передаточной прочности бетона должна удовлетворять требованиям п.
6 [2]. Потери предварительного напряжения арматуры необходимо вычислять
по формулам табл. 5 [2] с учетом заданных особенностей изготовления плиты.
При определении сжимающих напряжений в бетоне для вычисления потерь от
ползучести бетона следует всегда для всех типов плит учитывать изгибающий
момент от собственного веса конструкции. Потери от деформаций анкеров
расположенных у натяжных устройств определяются с учетом принятого
диаметра напрягаемой арматуры.
При определении расстояний от центра тяжести приведенного сечения до
ядровых точек необходимо пользоваться формулой (135) [2].
Проверка образования трещин в растянутой зоне от действия внешних сил
должна выполняться с учетом возможного образования трещин в сжатой зоне в
стадии изготовления конструкции.
Прогиб плиты вычисляется только от длительного действия нагрузки с учетом
возможного образования трещин в нижней и верхней зонах плиты. Если величина
прогиба от действия постоянной и длительной нагрузок не превышает
допускаемой величины то можно не учитывать выгиб плиты от ползучести
Решение. По результатам компоновки конструктивной схемы перекрытия пусть
принята номинальная ширина плиты 1400 мм. Расчетный пролет плиты при
опирании на ригель поверху
L0 = L — b2 = 6000 - 2502 = 5875 мм = 5875 м.
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в табл. 1.2
Нормативная Коэффициент Расчетная
Вид нагрузки нагрузка надежности нагрузка
кН м2 по нагрузке кН м
От массы ребристой плиты 01223=276 11 3036
от массы пола 09 12 108
Временная 500 12 600
В том числе длительная 350 12 42
кратковременная 150 12 18
Полная нагрузка 866 - 1012
В том числе постоянная и
Расчетные нагрузки на 1 м длины при ширине плиты 22 м с учетом
коэффициента надежности по назначению здания γn= 095 (класс
ответственности здания I):
для расчетов по первой группе предельных состояний
q = 1262 22 1= 2115 кНм;
для расчетов по второй группе предельных состояний полная
qtot = 866 22 1 = 181 кНм
ql = 7.16 2.2 0.95 = 14.46 кНм.
Расчетные усилия: для расчетов по первой группе предельных состояний
M=qL028 = 21.15 5.87528 = 91.25 кН м
Q=qL02 2 = 21.15 5.875 2 = 62.13 кН;
для расчетов по второй группе предельных состояний
Мtot = qtotL02 8 = 18.1 5.8752 8 = 78.09 кН м
Ml = qlL02 8 = 14.96 58752 8 = 5289 кН м.
Заданный класс бетона В35 марка по плотностиD1800.
Нормативные и расчетные характеристики мелкозернистого бетона группы А
класса ВЗ5 естественного твердения при γb2 = 1 (для влажности 70 %):
Rbn=Rbt Ser=255 МПа; Rb = 195 1 = 195 МПа;
Rbtn = Rbt ser = 1.95 МПа; Rbt = 1.3 1 = 13 МПа; Еb = 24000 МПа.
Нормативные и расчетные характеристики напрягаемой арматуры класса К-7
диаметром 15 мм: Rsn = Rs ser = 1295 МПа; Rs = 1000
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры
sp = 1000 МПа. Проверяем условие (1) [2] при
р = 005 sp= 005 1000 = 50 МПа.
Так как sp + р = 1000 + 50 = 1050МПа Rs ser = 1295 МПа
и sp - р = 1000 - 50 = 950 МПа >0З Rs ser = 031295 = 3885 МПа
следовательно условие (1) выполняется.
Предварительное напряжение при благоприятном влиянии с учетом точности
натяжения арматуры будет равно
sp (1 —γsp ) = 1000 (1 — 01) = 900 МПа где γsp = 01 при механическом
способе натяжения арматуры согласно
Расчет круглопустотной плиты по предельным состояниям первой
Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси М = 9125
кН м. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Согласно п. 3.16 [2]?
hf’h = 31220 = 014 > 01 расчетная ширина полки bf' = 2160 мм.
h0 = h — а = 220 — 30 = 190 мм.
Проверяем условие (44) приложение к [4]
Rbb'fh'f(h0—05 h'f) =195216031(190 — 05 31) =22785106 H mm = 228
кН м > M = 9125 кН м т. е. граница сжатой зоны проходит в полке и
расчет производим для прямоугольного сечения шириной b = b'f =
60 мм согласно п. 3.11 [4]
αm = М (Rb bh02) = 91025 106 (195 2160 1902) = 006;
находим = 0062 и = 0969.
Вычислим относительную граничную высоту сжатой зоны r согласно п. 3.12
СНиП 2.03.01-84. Находим характеристику сжатой зоны бетона
= α- 0008 Rb = 08 - 0008 195 = 0644 где α = 08
для мелкозернистого бетона группы А.
где sr = RS + 400 —sp = 1080 + 400-700= 780 МПа (предварительное
напряжение принято с учетом полных потерь равным
sp = 700 МПа); sr = 500 МПа так как γb210.
Так как = 00605 r = 0196 то согласно п. 3.7 приложение к [4]
коэффициент условий работы учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры
выше условного предела текучести можно принимать равным (sb = =115
Вычислим требуемую площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры.
Asp = M(vs6Rs h0)= 91.25 106(115 1080 0969 190) =399 мм2.
Принимаем 12 9 К-7 (ASP = 612 мм2).
Проверка прочности плиты по наклонным сечениям к продольной оси Qmax=6213
Поскольку п. 5.26 [2] допускает не устанавливать поперечную арматуру в
многопустотных плитах выполним проверку прочности сечения плиты на
действие поперечной силы при отсутствии поперечной арматуры согласно п.
Проверим условие (92) [4] 25Rbtbh0=25 13 411 190 = 2538103Н
=2538 кН > Qmax=6213 кН т. е. условие выполняется.
Проверим условие (93) [4] принимая упрощенно Qbl = Qtoln и с=25р0 = 25-
Находим усилие обжатия от растянутой продольной арматуры
Р = 07 sp Asp = 07 1000 612 = 4284 103 Н=4284 кН.
n = 0lP(Rbtbh0) = 01 4284 103(1.3 411 190) = 042 05.
Согласно [2 с.39] Фb3 = 04 тогда
Так как Q =Qmax — q1c = 6213 — 1496 0475 = 55 кН Qbl= 576 кН
следовательно для прочности наклонных сечений по расчету арматуры не
РАСЧЕТ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ.
Согласно табл. 2 [2] пустотная плита эксплуатируемая в закрытом помещении
и армированная напрягаемой арматурой класса К-7 диаметром 9 мм должна
удовлетворять 3-й категории требований по трещи-ностойкости т. е.
допускается непродолжителноё раскрытие трещин шириной acrcl = 03 мм и
продолжительное — acrc2 = 02 мм. Прогиб плиты от действия постоянной и
длительной нагрузок не должен превышать fц=296 м (см [8] табл. 19).
Геометрические характеристики приведенного сечения рассчитанные на ЭВМ
Определим первые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 1—6
Потери от релаксации напряжений ё арматуре
потери от температурного перепада
потери от деформации анкеров в виде инвентарных зажимов
= (ΔLL)Es=(267000)200000=74287 Мпа
где L=6000+1000=7000 мм ΔL = 125 + 015d = 125 + 0159=26 мм.
потери 3 и 5 отсутствуют.
Таким образом усилие обжатия Р с учетом потерь по поз.
Р1=(sp-l-2-3)Аsp=(1000-6988-8125-7428)612=47405 103Н=47405 кН.
Точка приложения усилия Р1 совпадает с центром тяжести сечения напрягаемой
арматуры поэтому еор = yо— а=109—30=79 мм.
Определим потери от быстронатекающей ползучести бетона для чего вычислим
напряжения в бетоне в середине пролета от действия силы Р и изгибающего
момента Mw от собственной массы плиты. Нагрузка от собственной массы плиты
qw = 276 22=6072 кНм
тогда Мw= qw L02 8= 60.72 5.87528=21.19 кН м
Напряжение bp на уровне растянутой арматуры (т. е. при У =eор=79м)
Напряжение сг6р на уровне крайнего сжатого волокна (т. е. при
y=h —y0=220 — 109=111 мм)
Назначаем передаточную прочность бетона Rbp=2Q МПа (Rb ser=1.5 МПа Rbt ser
=14 МПа) удовлетворяющую требованиям
п. 2.6 [2] Потери от быстронатекающей ползучести бетона будут равны на
уровне растянутой арматуры:
α = 025 + 0025Яbр = 025 + 0025 20 = 075 08;
поскольку bp Rbp = 24320 = 0121 α=075
то 6 = 40 085(bp Rbp) = 40 085 (28420)=4131 МПа
(здесь коэффициент 085 учитывает тепловую обработку при твердении бетона);
на уровне крайнего сжатого волокна
= 40 085 (09820)= 166МПа.
losl = 1+ 2 + 3 + 6 = 6988 + 8125 + 7428 + 4131 =22954 МПа
тогда усилие обжатия с учетом первых потерь
Pl = (sp - tosl)Аsp = (1000 – 14666) 612 = 51358 103H=47405 кН.
Определим максимальное сжимающее напряжение в бетоне от действия силы Р1
без учета собственной массы принимая у=у0=109
скольку bp Rbp = 44720 = 022 095 требования п. 1.29 СНиП 2.03.01-
Определим вторые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 8 и 9
Потери от усадки легкого бетона 8 = 8'=455 МПа.
Напряжение в бетоне от действия силы Р1 и изгибающего момента Mw будут
равны: bр=243 МПа; bp’=l МПа.
Так как bp Rbp 075 и bp’ Rbp 075 то
= 150 α (bp Rbp) = 150 085 (284 20)=1549 МПа;
’= 150 085(09820)=638 МПа.
Тогда вторые потери будут
αlos2 = 8 + 9=455+1549=61 МПа.
αlos = αlos1 + αlos2 =22954 + 61 =29054 МПа >100 МПа
поэтому согласно п. 1.25 [2] потери не увеличиваем.
Усилие обжатия с учетом суммарных потерь будет равно
Р2 = (sp – los)Asp=(1000 – 290.54)612=43418 - 103Н=434.18 кН.
Проверку образования трещин в плите выполняем по формулам п. 4.5 [2] для
выяснения необходимости расчета по ширине раскрытия трещин и выявления
случая расчета по деформациям.
При действии внешней нагрузки в стадии эксплуатации
максимальное напряжение в сжатом бетоне равно
тогда φ = 16 — bRb = 16 – 47525.5= 1.41 > 1
rsup = φ (WredAred) = 21571 103 2545 102=8476 мм.
Так как при действии усилия обжатия Р1 в стадии изготовления минимальное
напряжение в бетоне (в верхней зоне) равное
т. е. будет сжимающим следовательно верхние начальные трещины не
Согласно п. 4.5 [2] принимаем Мг =Мtot = 7809 кН-м; Мrp =Р2
(eop+rsup)=43418 103 (79+8476)=711 106 Нмм = 711 кНм; Мcrc =
RbtserWpl+Mrp=195 21 571 103 + 711106=11316106 Нм
Так как Мcrc = 11316 кНм > Мг = 7809 кНм то трещины в нижней зоне не
образуются т. е. не требуется расчет ширины раскрытия трещин. Расчет
прогиба плиты выполняем согласно пп. 4.24 4.25 [2] при условии отсутствия
трещин в растянутой зоне бетона.
Находим кривизну от действия постоянной и длительной нагрузок
(М = МL = 6454 кН м φb1 = 085 φb2=26).
Прогиб плиты без учета выгиба от усадки и ползучести бетона при
предварительном обжатии будет равен
[pic]52710-4 (5.48)58752=1894мм=19смfu=296см
Методические указания. Неразрезной ригель многопролетного перекрытия
представляет собой элемент рамной конструкций. При свободном опирании
концов ригеля на наружные стены и равных пролетах ригель можно
рассматривать как неразрезную балку. При этом возможен учет пластических
деформаций приводящих к перераспределению и выравниванию изгибающих
моментов между отдельными сечениями. Если проект выполняется в режиме
диалога с ЭВМ то необходимо удовлетворить следующие требования: вид бетона
для ригеля всегда тяжелый; класс бетона и продольной рабочей арматуры
принимается в соответствии с индивидуальным заданием для сборных
конструкций; класс поперечной арматуры должен быть A-I; геометрические
размеры попереченого сечения ригеля для подбора арматуры должны приниматься
уточненными ЭВМ; при необходимости расчета огибающих эпюр ригеля вручную.
Назначаем предварительные размеры поперечного сечения ригеля. Высота
h=(110 112)L=(110 112)7000=600 мм.
Ширина сечения ригеля
Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля. Нагрузка на ригеле от
многопустотных плит считается равномерно распределенной. Ширина грузовой
полосы на ригель равна шагу колонн в продольном направлении здания 6 м.
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в примере расчета плиты с
круглыми пустотами Постоянная нагрузка на ригель будет равна: от перекрытия
(с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn= 1)
от веса ригеля (плотность железобетона q = 25 кНм3 с учетом коэффициентов
надежности γf = 11 и γn= 1)
5 060 - 25 1 11=4125 кНм.
Итого: g=26.28 + 4.125 = 30.4 кНм.
Временная нагрузка (с учетом γn= 1)
v = 60 1 60= 36 кНм.
q = g + v = 30.4 + 36 = 66.4 кНм.
В результате диалога с ЭВМ (см. рис. 1.21) получены уточненные размеры
сечения ригеля b=250 мм h=550 мм и ординаты огибающих эпюр М и Q.
Характеристики бетона и арматуры для ригеля. Бетон тяжелый класса В35
γb2 = 1 (при влажности 70 %) Rb = 195 09=1755 МПа Rbt = 13
=117 МПа. Продольная рабочая арматура класса A-II RS= 280 МПа. Для
элемента из бетона класса В35 с арматурой класса A-II при уЬ2=1 находим αr
Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси.
Сечение в пролете М=2344 кН м h0=500 — 60=440мм. Подбор продольной
арматуры производим согласно п. 3.18 [3].
αm = M(Rbbh02)= 234.4 106(1755 250 4402) = 0276 αл=0417
следовательно сжатая арматура не требуется. αm=0252 находим =0832
тогда требуемую площадь растянутой арматуры определим по формуле
As = М(Rsh0) = 2344 106(280 0832 440) = 2287 мм2.
Принимаем 4 28 A-II (As = 2463 мм2).
Сечение на опоре М = 1591 кН м h0=500 — 45 = 455 мм
αm = 1591 106 (1755 250 4552) = 0175 αR = 0417;
As = 1591106(280 0904 455) = 13814 мм2.
Принимаем 2 32 A-II (As = 1609 мм2).
Монтажную арматуру принимаем 2 28 A-II (As = 226 мм2).
Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси Qmax=222
кН ql=q=664 кНм (Нмм).
Определим требуемую интенсивность поперечных стержней из арматуры класса A-
I (Rsw = 175 МПа Es=210000 МПа) согласно п. 3.33 б [3] принимая в
опорном сечении h0=462 мм.
По формуле (52) [3] при φf = 0 и φb2=2 получим
Mb = φb2 Rbtbh02 =2 117 250 4622=12486 106Н мм =12486 кН-м.
Qb1 06 = 182106 = 3035 кН > Qmax=222 кН
то требуемую интенсивность поперечных стержней определим по формуле:
(Qшах -Qb1)(2h0) =(222 - 1821)(2- 0462)=4318 кНм >qsw=3228 кНм то
принимаем qsw=4318 кНм.
Проверяем условие (57) [3]:
так как qm = 4318 кН м Qbmin(2h0) = 811(2-0462)=877кНм то
корректируем значение qsw по формуле:
[pic] Согласно п. 5.27 [2] шаг S1 у опоры должен быть не более
[pic]h3 = 5003 = 166 мм и 500 мм а в пролете — 34h = 375 мм и 500 мм.
Максимально допустимый шаг у опоры по п. 3.32 [2] будет равен Smax =
φb4Rbtbh02Qmax = 15 117 250 4622 (222 103) = 4218 мм.
Принимаем шаг поперечных стержней у опоры S1 = 180 мм а в пролете — s2 =
Asw = qswS1Rsw = 6746 180175 = =6939 мм2;
принимаем в поперечном сечении два поперечных стержня диаметром по 8 мм с
учетом диаметра продольной арматуры
Таким образом принятая интенсивность поперечных стержней у опоры и в
пролете будет соответственно равна:
qsw2 = 175-101400 = 442 Нмм.
Проверим условие (57) [3]. Так как
qsw1 = 982 Нмм > Qbmin(2h0) = 8775 Нмм
a qsw2 = 442 Нмм Qbmin(2h0) = 8775 Нмм
то согласно п. 3.34 [3] для вычисления L1 (длины участка ригеля с
интенсивностью поперечных стержней qswl) корректируем значения Мb и Qbmin
Мb = 2h02 qsw2 φb2 φb3 =2 4622 442 206 = 6289 106 Н мм;
Qbmin = 2h0qsw2 =2 4622 442 = 4084 103Н = 4084 кН.
C01= 1[pic]= [pic]=08 м 2h0 = 0924 м.
Поскольку ql = 664 Нмм l5qswl - qsw2=15982 - 442 =109 Нмм C
вычисляем по формуле
но не более (φb2 φb3)h0= (206)0462 = 154 м. Принимаем с = 154 м
тогда L1 будет равно
Тогда L1=L1+02м =133+02=161 > 14L = (14)62 = 155
Проверяем прочность по наклонной полосе ригеля между наклонными
α = EsEb = 210 00034 500 = 609;
φwlφblRbbh0 = 03 107 0824 1755 250 462 = 5362 103 H =
=5362 кН > Qmax = 222 кН следовательно прочность наклонной полосы
Построение эпюры материалов выполняем с целью рационального конструирования
продольной арматуры ригеля в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих
Определяем изгибающие моменты воспринимаемые в расчетных сечениях по
фактически принятой арматуре.
Сечение в пролете с продольной арматурой 2 28 A-II AS = 982 мм2;
х = Rs As(Rbb) = 280 1232(1755 250) = 7862 мм
М=Rs As(h0-05x)=2801232(462-05819)=1458106 Нм=1458 кНм Сечение в
пролете с продольной арматурой 4 28 A-II As=2463 мм2;
х = 280 2463(1755 250)= 15734 мм
= 12534432= 029 r = 0592; тогда
М = 280 2463(432 -05 157.34) = 24367 106 Н мм = 24367 кН м.
Сечение в пролете с арматурой в верхней зоне 2 12 A-II As= 226 мм2; x =
0 226( 1755 250) = 114.42 мм;
М =280 226(458 - 051442) = 2852 106 Н мм = 2852 кН м
Сечение у опоры с арматурой в верхней зоне 2 32 A-II As =1609 мм2; х =
0 1609(1755 250) = 1028 мм
= 1028508 = 0224 r = 0592; тогда
М = 280 1232(458 -05 10268) = 1832 106 Н мм = 1832 кН м.
Пользуясь полученными значениями изгибающих моментов графическим способом
находим точки теоретического обрыва стержней и соответствующие им значения
Вычисляем необходимую длину анкеровки обрываемых стержней для обеспечения
прочности наклонных сечений на действие изгибающих моментов в соответствии
Для нижней арматуры по эпюре Q графическим способом находим поперечную силу
в точке теоретического обрыва стержней диаметром 25 мм Q = 95 кН тогда
требуемая длина анкеровки будет равна
w = Q(2qsw )+ 5d= 95 103(2 982) + 5 28 =6237 мм = 62 см. .
Для верхней арматуры у опоры диаметром 28 мм при Q = 72 кН соответственно
wb = 72 l03(2 982) + 5 32= 56259 мм = 56см.
Сборная железобетонная колонна
и центрально нагруженный фундамент под колонну
В режиме диалога с ЭВМ проектируется средняя колонна первого этажа. Осевая
нагрузка на колонну должна вычисляться с учетом следующих особенностей:
грузовая площадь для средней колонны принимается равной произведению шага
колонн в продольном и поперечном направлениях здания; постоянная и
временная нагрузка от междуэтажных перекрытий берется из расчета плиты
перекрытия; постоянная расчетная нагрузка от веса плит покрытия и кровли
без учета коэффициента γn должна быть равна 5 кНм1 снеговая нагрузка
должна соответствовать заданному району строительства; нагрузка от веса
ригелей и колонны вычисляется по фактически принятым размерам поперечных
сечений; высота этажа и количество этажей должны соответствовать
индивидуальному заданию.
Классы бетона и продольной арматуры колонны принимаются по заданию для
сборных ненапрягаемых конструкций. Поперечная арматура может
конструироваться из класса Вр-I или A-I.
Расчет прочности колонны выполняется на действие продольной силы со
случайным эксцентриситетом.
Фундамент под колонну проектируется с учетом заданных величин глубины
заложения и условного расчетного сопротивления грунта при действии осевого
усилия в рассчитываемой колонне первого этажа. Нормативное усилие для
определения размеров подошвы фундамента определяется делением расчетного
усилия в колонне на среднее значение коэффициента надежности по нагрузке
vm = Ы5. Классы бетона и арматуры для фундамента принимаются по
Размеры фундамента в плане и по высоте не ограничиваются
условиями унификации. Коэффициент γb2 должен соответствовать заданной
влажности окружающей среды.
Решение. Определим нагрузку на колонну с грузовой площади соответствующей
заданной сетке колонн 6 62 = 372 м2 и коэффициентом надежности по
назначению здания γn= 1.
Постоянная нагрузка от конструкций одного этажа: от перекрытия
16 372 1 =15311 кН; от собственного веса ригеля сечением 02505
м длиной 62 м при плотности железобетона q = 25 кНм3 и
γf= 11 будет равна 025 05 62 25 11 095 = 2131 кН;
от собственного веса колонны сечением 0303м при высоте этажа 48м
составит 03 03 48 25 11 1 = 1188 кН.
И т о г о: 15311+ 2131 + 1188= 1863 кН. « Временная нагрузка от
перекрытия одного этажа 6 372 1 = 2232 кН в том числе длительная 42
Постоянная нагрузка от покрытия при нагрузке от кровли и плит 5 кНм2
составит 5 372 1 = 186 кН то же с учетом нагрузки от ригеля и колонны
верхнего этажа 186 + 2131 + 1188 = 21919 кН. Временная нагрузка от снега
для г. Москвы (IV снеговой район s = 1кНм2) при коэффициенте надежности
по нагрузке γf — 14 будет равна
14 372 1 = 5208 кН«в том числе длительная составляющая — 05
Таким образом суммарная (максимальная) величина продольной силы в колонне
первого этажа (при заданном количестве этажей — 4) будет составлять
N = (1863 + 2233)(4 — 1) + 21919 + 5208 = 14977 кН;
в том числе длительно действующая
N1=(186.3 + 15624)(4— 1) + 21919 + 2604 = 127285 кН.
Характеристики бетона и арматуры для колонны. Бетон тяжелый класса В35 Rb
= 1755 МПа при γb2= 09. Продольная рабочая арматура класса A-II Rsc =
Расчет прочности сечения колонны выполняем по формулам п. 3.64 [3] на
действие продольной силы со случайным эксцентриситетом поскольку класс
тяжелого бетона ниже В40 а
L0 = 4800 мм 20h = 20-300 = 6000 мм.
Принимая предварительно коэффициент φ = 08 вычисляем требуемую площадь
сечения продольной арматуры по формуле (119) [3]:
Принимаем 4 20 A-II (Astot = 1256 мм2).
Выполним проверку прочности сечения колонны с учетом площади сечения
фактически принятой арматуры.
При NN L0h = 4800300 = 16 и
а = 40мм015h = 45 мм по приложению IV находим φb=078
Так как αs = RscAstot(RbA) = 280 1256(1755 300 300) =022
то φ = φb + 2(φsb- φb)αs = 078 + 2(0846 - 078)022 = 081 φsb =0846.
Тогда фактическая несущая способность расчетного сечения колонны будет
Nu=φ(RbA+RscAstot)=08(1755300300+2801256)=1564103 Н = 1564 кН > N
= 149977 кН следовательно прочность колонны обеспечена. Так же
удовлетворяются требования п. 5.16 [2] по минимальному армированию
Поперечную арматуру в колонне конструируем в соответствии с требованиями п.
22 [2] из арматуры класса Вр-I диаметром 5 мм устанавливаемую с шагом s
= 350 мм 20d = 20-20 = 360 мм и менее 500 мм.
Фундамент проектируем под рассчитанную выше колонну сечением 300300 мм с
расчетным усилием в заделке N — 14977 кН.
Для определения размеров подошвы фундамента вычислим нормативное усилие от
колонны принимая среднее значение коэффициента надежности по нагрузке γfm
= 115: Nn = N γfm = 1500115 =
По заданию грунт основания имеет условное расчетное сопротивление Я0 = 08
МПа а глубина заложения фундамента равна Hf = 17 м.
Фундамент должен проектироваться из тяжелого бетона класса В 20 (Rbt =
75 МПа при γb2 = 09) и рабочей арматуры класса A-II
Принимая средний вес единицы объема бетона фундамента и грунта на обрезах
ymt = 20 кНм3 = 20- 106 Нмм3 вычислим требуемую площадь подошвы
фундамента по формуле (XII.I) [1]
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее [pic]
Назначаем размер α = 23 м при этом давление под подошвой фундамента от
расчетной нагрузки будет равно
P's = NAftot = 1500 10323002 = 0283 МПа.
Рабочую высоту фундамента определяем по условию прочности на продавливание
по формуле (XII.4) [1]:
По условию заделки колонны в фундаменте полная высота фундамента должна
быть не менее Н = l5hc + 250 = 700 мм.
По требованию анкеровки сжатой арматуры колонны 0 18 A-III в бетоне класса
В35 Я = γand +250 = 1718 + 250 = 556 мм где γаn определяется по табл. 45
[3] или по формуле (186) [2].
С учетом удовлетворения всех условий принимаем окончательно фундамент
высотой Н = 700 мм двухступенчатый с высотой нижней ступени At = 400 мм.
С учетом бетонной подготовки под подошвой фундамента будем иметь рабочую
высот h0 = Н - а = 700 - 50 = 650 мм и для первой ступени h01= 400 - 50 =
Выполним проверку условия прочности нижней ступени фундамента по поперечной
силе без поперечного армирования в наклонном сечении начинающимся в
сечении III-III. Для единицы ширины этого сечения (Ь = 1 мм)
Q = 05(а –h0 - 2h0)bp's = 05(2300 - 300 – 2 650) 0283 = 9905 Н.
Qmin = 06Rbtbh01=06-0811350 = 1417 Н > Q = 1905 Н
то прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.
Площадь сечения арматуры подошвы квадратного фундамента определим из
условия расчета фундамента на изгиб в сечениях I — I и II — II.
Изгибающие моменты определим по формуле (ХП.7) [1]:
Мп = 0l25ps(a – а1)2b = 0125-0283(2300 - 900)22300 =15947106Нмм.
Сечение арматуры одного и другого направления на всю ширину фундамента
определим из условий:
Аs1 = М1(09h0Rs) = 32545106(09650280) = 1987 мм2 = 199 см2;
АЛ1 = МII(09 h01Rs) = 15947106(09350280) = 1808 мм2=18 см2.
Нестандартную сварную сетку конструируем с одинаковой в обоих направлениях
рабочей арматурой 12 16 A-II (As = 2412 мм2) соответственно получим
фактическое армирование расчетных сечений 1 = As100(b1h0)= 2412 100(900
ц = As100(b11h01)= 2412 100(2300300) = 035 %
что больше min= =005 %.
Кирпичный столб с сетчатым армированием
Данные для проектирования кирпичного столба с сетчатым армированием при
выполнении проекта в режиме диалога с ЭВМ печатаются после проверки расчета
колонны и фундамента.
Проектирование кирпичного столба рекомендуется выполнять в
следующей последовательности: по заданному расчетному усилию N и
эксцентриситету его относительно центра тяжести сечения е0 принимая
величину средних напряжений в кладке не более 3 МПа находится
ориентировочно требуемая площадь сечения столба по которой назначаются
размеры ширины b и высоты h сечения с учетом кратности размерам кирпича;
для принятых размеров сечения столба вычисляется максимальное напряжение в
кладке и назначаются марки кирпича и раствора с учетом того чтобы
расчетное сопротивление неармированной кладки было не менее 06 от
максимального (для случая расчета армированной кладки) определяется
требуемое армирование кладки (в %) по которому назначаются диаметр размер
ячейки и шаг сеток; выполняется проверка несущей способности принятого
конструктивного решения кирпичного столба с сетчатым армированием; при этом
допускается что фактическая несущая способность столба может быть до 15
раза выше заданной величины продольной силы N.
Если сечение столба будет принято прямоугольным (b h) то следует
произвести проверку несущей способности в перпендикулярной плоскости
действия момента на случай центрального сжатия.
Все расчеты должны выполняться с учетом заданного ЭВМ вида
Величина расчетной продольной силы N = 775 кН; величина расчетной
продольной силы от длительных нагрузок Ng = 598 кН; эксцентриситет
продольной силы относительно центра тяжести сечения е0 = 58 см = 58 мм;
расчетная высота столба L0= H = 48 м = 4800 мм; кирпич силикатный
Решение. Определяем требуемые размеры поперечного сечения столба принимая
величину средних напряжений в кладке = 25 МПа тогда получим
A = N = 717 103 25 = 029 106 мм2.
Назначаем размеры сечения кирпичного столба с учетом кратности размерам
кирпича b= 510 мм и h = 640 мм с
А = 510-640 = 03264106 мм2 = 03264 м2.
Так как заданная величина эксцентриситета
е0 = 58 мм 017h = 017640 = 109 мм то согласно п. 4.31 [6] столб
можно проектировать с сетчатым армированием.
Вычисляем максимальное (у наиболее сжатой грани) напряжение в кладке с
принятыми размерами сечения пользуясь формулами (13) и (14) [б]:
mах = N(mgφ1Ac) = 717103(1 09 02672 106 1) = 298 МПа
где Ас = А(1 - 2e0h) = 03264 106(1 - 2- 58640) = 02672 106 мм2
а значения коэффициентов mg = 1 φ1= 09 и = 1 принято предварительно
ориентировочно Тогда расчетное сопротивление неармированной кладки должно
быть не менее 06-325 = 195 МПа.
По табл. 2 [6] принимаем для кладки столба марку кирпича 150 и марку
раствора 50 (R = 18 МПа).
Определим требуемый процент армирования кладки принимая значение Rskb =
Qmax = 298 МПа тогда получим
где Rs = 06 360 = 216 МПа для арматуры диаметром 5 мм класса Bp-I (Ast =
Назначаем шаг сеток s = 158 мм (через каждые два ряда кладки при толщине
шва 14 мм) тогда размер ячейки сетки с перекрестным расположением стержней
должен быть не менее
C= 2Ast 100(s) = 2196100(042158) = 59 мм.
Принимаем размер C = 50 мм при этом получим
= 2Ast 100(Cs) = 2196100(50158) = 0496 %
что не превышает предельного значения
Определяем фактическую несущую способность запроектированного сечения
кирпичного столба с сетчатым армированием (рис. 1.34 г).
Согласно п. 4.3 [6] для определения коэффициентов продольного изгиба
расчетная высота столба при неподвижных шарнирных опоpax будет равна L0 = Н
= 4800 мм соответственно гибкость в плоскости действия изгибающего
λh = L0h = 4800640 = 75.
Высота сжатой части сечения:
hc = h — 2e0 = 640 — 2 58 = 524 мм
и соответствующая ей гибкость
hhc = Hhc = 4800524 = 916.
При λh 10 по табл. 20 [6] находим = 0 тогда коэффициент учитывающий
влияние длительной нагрузки будет равен mg = 1.
Вычисляем прочностные и деформативные характеристики армированной кладки:
расчетное сопротивление армированной кладки при внецентренном сжатии
упругую характеристику кладки с сетчатым армированием по формуле (4) [6]
где а = 750 принимаем по табл. 15 [6] для силикатного полнотелого кирпича;
Rг = kR = 2 18 = 36 МПа;а
Rscu=kR+2Rsn1OO= 2 18 + 2(06 395)0496100 = 595МПа.
Пользуясь табл. 18 [6] по величинам гибкостей λh и λhc и значению упругой
характеристики армированной кладки αsk находим значения коэффициентов
продольного изгиба для армированной кладки при внецентренном сжатии φ =
6 и φc = 080; соответственно получим
φ= (φ + φc)2 = (086 + 80)2 = 083.
Коэффициент со учитывающий повышение расчетного сопротивления кладки при
внецентренном сжатии определяем по табл. 19 [6] где
= 1+e0h = 1 + 58640 = 109 145.
Тогда фактическая несущая способность запроектированного кирпичного столба
при внецентренном сжатии будет равна
Nu = myφ1RskdAc = 108331602672106-109 = 763103Н= = 763 кН.
Так как сечение прямоугольного профиля и bh то выполняем проверку
несущей способности столба на центральное сжатие в плоскости
перпендикулярной действию изгибающего момента в соответствии с п. 4.30
Поскольку при центральном сжатии армирование кладки не должно быть более
RRS = 5018216 = 0417 % = 0496 % то в расчете на центральное
сжатие принимаем = 0417 % соответственно получим следующие значения
прочностных и деформативных характеристик армированной кладки:
RSK = R + 2Rs100 = 18 + 2 0417 216100 = 36 МПа
что не более 2R = 36 МПа; αsk = 500 и φ = 0808 при λh = 4800510 = 94.
Байков В. tL Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. —
М.: Стройиздат 1985.
СНиП 2.03.01—84. Бетонные и железобетонные конструкции.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из
тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП
03.01— 84). — М.: ЦИТП 1986.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных
конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01—84). Часть I. — М.:
конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01—84). Часть П. —
СНиП П-22-81. Каменные и армокаменные конструкции.
СНнП 2.01.07—85. Нагрузки и воздействия.
СНиП 2.01.07—85. Нагрузки и воздействия. Дополнение. Раздел 10. Прогибы
и перемещения Госстрой СССР. — М.: ЦИТП 1989.
СНиП 2.02.01—83. Основания зданий и сооружений.
Рекомендации по расчету прочности трещиностойкости узлов преднапряжен-
ных железобетонных ферм. — М.: НИИЖБ Госстроя СССР 1987.
Бородачев Н. А. Программная система для автоматизированного обучения по
дисциплине "Железобетонные и каменные конструкции" АОС—ЖБК. В 4-х томах
Проектирование железобетонных конструкций: Справ. пос.А. Б. Голышев
Б. Я. Бачинский и др.; Под ред. А. Б. Голышева. — К.: Будавельник 1990.

Богданов нормал жбк 2009.docx

Министерство образования Российской Федерации.
Казанский государственный архитектурно-строительный университет.
Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий с мостовым кранам.
1 Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок
2 Проектирование стропильной конструкций
2.1. Проектирование сегментной раскосной фермы
2.2. Оптимизация стропильной конструкции .
3 Проектирование колонны
3.1 Определение расчетных комбинаций усилий и продольного армирования ..
3.2 Конструирование продольной и поперечной арматуры и расчет подкрановой кансоли
4 Расчет и конструирование монолитного внецентренно нагруженного фундамента под колонну
В данном курсовом проекте рассматривается трёхэтажный жилой дом с неполным каркасом. Здание компонуется из одного температурно-осадочного блока. Схема расположения элементов каркаса представлена на рис. 1 разрез – на рис. 2.
Рис. 1 Схема расположения элементов каркаса.
Несущую систему здания образуют сборные плиты перекрытий (П-1 и т.д.) сборные колонны (К-1) монолитные ригели (МР) монолитные участки (МУ) и наружные несущие стены.
В качестве плит перекрытия применяем круглопустотные плиты ПК57.18 и ПК51.18. В курсовом проекте применяем плиты без обратного уклона торцов. В торцах плит устраиваются бетонные вкладыши и делают выпуски предварительно напряжённой арматуры для стыковки на ригеле (рис.3).
Рис. 3. Многопустотная плита перекрытия (размеры условные).
Наружные стены выполняются из керамического кирпича пластического формования марки К – О 15035ГОСТ 530-95* (кирпич керамический полнотелый одинарный марки по прочности М150 марки по морозостойкости F35) толщиной на цементно-песчаном растворе марки М50. Привязка стен здания к осям .
Колонны каркаса многоэтажной разрезки выполняются без выступающих консолей со сквозными отверстиями в уровне расположения монолитного ригеля перекрытия (рис 4.).
Ригели выполняются таврового сечения из монолитного железобетона.
Рис. 4. Колонна первого этажа (размеры условные).
Компоновка конструктивной схемы здания
Сечение колонны назначается после сбора нагрузок.
Сечение ригеля назначается конструктивно. В соответствии с заданием пролёт плиты перекрытия (номинальный размер) составляет . Ширина среднего монолитного ригеля при этом будет равна . Высота полки монолитного ригеля по заданию . Тогда высота ригеля составит ( - высота сечения плиты). Ширина свесов полок монолитного ригеля принимается не более 16 его пролёта. Принимаем ширину свеса . Ширина полки ригеля равна: . Расчётная схема поперечного сечения монолитного ригеля представлена на рис 5.
Рис. 5. Расчётная схема поперечного сечения монолитного ригеля (размеры условные).
Ширину площадки опирания плит перекрытия на наружные стены принимаем тогда ширина крайних пролётов в продольном направлении составит (кратно модулю М100).
Раскладку плит перекрытия производим по их конструктивной ширине . Для пролёта между осями принимаем 2 плиты шириной и 2 плиты шириной 1500мм. Ширина монолитного участка составит .
Расчётная схема рамы представляет собой плоскую раму см. рис. 6. При построении расчётной схемы учитывается жёсткое сопряжение ригеля с колонной шарнирное опирание ригеля на стены. Ригели и колонны рассчитываются с длиной равной соответственно и .
Рис. 6. Расчётная схема поперечной рамы (размеры условные).
Расчётная высота колонн равна расстоянию между центрами тяжести поперечного сечения прямоугольной части монолитного ригеля без учёта полок.
Ветровая нагрузка не учитывается.
Нагрузка на ригель прикладывается равномерно распределённой.
Сбор нагрузок на элементы перекрытия
По бланку задания район строительства – II расчётное значение снеговой нагрузки (временной нагрузки на покрытие) по п. 5.2 [4] составляет () нормативное значение с учётом коэффициента надёжности для снеговой нагрузки составляет ().
Значение временной нормативной нагрузки на перекрытие по заданию – (). В соответствии с п. 3.7 [4] значение коэффициента надёжности для временной нагрузки составит .
Коэффициенты надёжности по материалу указаны в таблицах 1 и 2 коэффициент надёжности по уровню ответственности здания принимается в соответствии с прил. 7 [4] для класса ответственности II составляет .
В соответствии с заданием тип конструкции пола –2 тип конструкции кровли – 5. Состав конструкций кровли и пола указан в таблицах 1 и 2 соответственно. Подсчёт нагрузок на плиты покрытия и перекрытия в соответствии с требованиями [4] приводится в таблицах 1 и 2.
Согласно п. 3.8 [4] коэффициент сочетания зависящий от грузовой площади равен:
где – грузовая площадь перекрытия;
– в соответствии с п. 3.8 [4].
Коэффициент учитывающий количество перекрытий в соответствии с п. 3.9 [4] равен:
где – число перекрытий.
Собственный вес ригеля составляет:
где – площадь сечения ригеля ( – ширина ригеля – высота ребра ригеля – ширина полки ригеля – толщина полки ригеля);
– плотность железобетона ригеля;
– коэффициент надёжности по нагрузке для собственного веса железобетона ригеля;
– коэффициент надёжности по II классу ответственности.
Сбор нагрузок на покрытие
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности
Слой гравия втопленного в
Три слоя гидроизола
Утеп-ль – полистиролбетон
Пароизоляция – слой
рубероида на битумной
Расчётная нагрузка на покрытия с учётом класса ответственности здания II будет равна .
Сбор нагрузок на междуэтажное перекрытие
Нормативная нагрузка на перекрытие
Расчётная нагрузка на перекрытия с учётом класса ответственности здания II будет равна .
Расчётная нагрузка на ригеля от покрытия с учётом собственного веса ригеля составит:
где – собственный вес ригеля;
– расчётная постоянная нагрузка на покрытие;
– шаг колонн в продольном направлении (ширина грузовой площадки монолитного ригеля);
– коэффициент надёжности по II классу ответственности;
– коэффициент сочетания зависящий от грузовой площади перекрытия.
где – коэффициент учитывающий долю длительной составляющей в полной снеговой нагрузке в соответствии с [4].
По аналогии расчётная нагрузка на ригеля от перекрытия с учётом собственного веса ригеля составит:
где – коэффициент учитывающий долю длительной составляющей во временной нагрузке в соответствии с [4].
Нормативная нагрузка на ригеля от перекрытия с учетом собственного веса ригеля составит:
Для подбора сечения колонны определяем продольную силу воспринимаемую колонной первого этажа от полной расчётной нагрузки:
где – полная расчётная нагрузка на покрытия;
– полная расчётная нагрузка на перекрытия;
– шаг колонн в продольном направлении;
– шаг колонн в поперечном направлении;
– число перекрытий передающих нагрузку на колонну;
– коэффициент учитывающий количество перекрытий;
Назначаем размеры поперечного сечения колонн из условия п. 6.2.17 [1] когда где . Гибкость колонны в любом случае должна быть: . Отсюда требуемая оптимальная высота поперечного сечения колонны (при ): где в соответствии с требованиями п. 6.2.18 [1] .
Требуемая оптимальная высота поперечного сечения составляет: .
Поскольку колонна воспринимает только вертикальные нагрузки предварительно принимаем её поперечное сечение квадратным со стороной .
Для окончательного назначения размеров поперечного сечения с учётом полученных по расчёту вертикальных нагрузок определяем собственный вес колонны.
Собственный вес колонны составит (где – сторона поперечного сечения колонны; – объёмный вес железобетона; ; ).
Определяем усилие в колонне первого этажа с учётом её собственного веса:
где – усилие в колонне от полной расчётной нагрузки; – высота этажа; – число этажей).
Предварительно определяем несущую способность колонны приняв в первом приближении коэффициент продольного изгиба по формуле 3.97 [3]:
где п – расчётное сопротивление бетона по прочности на сжатие;
– площадь поперечного сечения колонны;
– расчётное сопротивление арматуры сжатию;
– коэффициент соответствующий максимальному проценту армирования – 3%.
Для класса бетона В25 ( согласно п. 5.1.10в [1]).
Для арматуры класса А300 .
Предельная несущая способность составит:
> . Следовательно окончательно принимаем колонну с размерами поперечного сечения .
Рис. 7. Поперечное сечение колонны.
Дополнительные данные для проектирования полученные от программного комплекса для расчёта колонны и монолитного фундамента:
– усилие в колонне первого этажа от нормативных нагрузок с учётом её собственного веса.
– усилие в колонне первого этажа от расчётных длительных нагрузок с учётом её собственного веса.
Этап 2. Статический расчёт рамы
В курсовом проекте статический расчёт выполняем для монолитного железобетонного ригеля третьего этажа.
Поперечная рама здания имеет регулярную расчётную схему с равными пролётами монолитных ригелей и длинами колонн. Сечение монолитных ригелей и колонн одинаково на всех этажах. Монолитные ригели опираются на наружные стены шарнирно. При расчёте инженерным методом с целью упрощения такую многоэтажную раму расчленяют на на одноэтажные при этом в точках нулевых моментов колонн (в середине высоты) условно размещают опорные шарниры.
Рис. 8. Расчётная схема одноэтажной рамы (цифрами обозначены номера опор размеры условные).
Определяем геометрические характеристики элементов поперечной рамы.
Находим центр тяжести поперечного сечения монолитного железобетонного ригеля представляющего собой тавр:
– статический момент ребра относительно верхней грани полки.
– статический момент полки относительно её верхней грани.
– площадь поперечного сечения ригеля.
Момент инерции ригеля относительно центра тяжести поперечного сечения:
Момент инерции поперечного сечения колонны:
Погонная жёсткость ригеля:
где – начальный модуль упругости для бетона класса В25.
Погонная жёсткость колонны:
Определяем соотношение погонных жёсткостей средней колонны и ригеля пересекающихся в одной точке:
Изгибающие моменты ригеля в опорных сечениях вычисляем по формуле:
где ( – в соответствии со схемой загружения табл. 3) – коэффициенты для вычисления опорных изгибающих моментов определяются по табл. 26 [5] в зависимости от схем загружения и коэффициента .
– постоянная расчетная нагрузка на ригеля от перекрытия;
а – временная расчётная нагрузка на ригеля от перекрытия;
– расчётная длина ригеля.
Варианты схем загружения представлены в табл. 3.
Рис. 9. Схема расположения опорных моментов (цифрами обозначены номера опор размеры условные).
Вычисляем изгибающий момент ригеля в опорном сечении от постоянной нагрузки и различных схем загружения временной нагрузкой. Вычисления выполняем в табличной форме см. табл. 3.
Определение расчётных изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях
Расчётные опорные моменты
При расположении временной нагрузки через пролёт (схема загружения 23) определяется максимальный изгибающий момент в пролёте. При расположении временной нагрузки в двух крайних пролётах опредляются максимальный изгибающий момент и перерезывающая сила.
Значения опорных моментов принимать отрицательными.
Изгибающий момент ригеля в опорном сечении (изгибающий момент от 4 схемы загружения см. рис. 2.2) находим из уравнений строительной механики (из уравнения трёх моментов) по формуле:
Определяем изгибающие моменты ригеля в пролётных сечениях:
- в крайнем пролёте – невыгодная комбинация схем загружения “1+2” изгибающий момент в опорном сечении:
максимальный изгибающий момент в пролётном сечении:
- в среднем пролёте – невыгодная комбинация схем загружения “1+3” изгибающий момент в опорном сечении:
Перераспределение моментов ригеля под влиянием образования пластического шарнира. В соответствии с [2 5] практический расчёт заключается в уменьшении не более чем на 30 % опорных моментов ригеля для комбинации схем загружения “1+4” при этом намечается образование пластического шарнира на опоре.
К эпюре моментов комбинации схем загружения “1+4” добавляют выравнивающую треугольную эпюру так чтобы уравнялись опорные моменты для удобства армирования опорного узла.
Для комбинации схем загружения “1+4” уменьшаем на 30 % максимальный опорный момент и вычисляем ординаты выравнивающей треугольной эпюры моментов (см. рис. 2.3):
К эпюре моментов для комбинации “1+4” прибавляем выравнивающую эпюру. Значения изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях на эпюре выровненных моментов:
Изгибающие моменты ригеля в пролётных сечениях на эпюре выровненных моментов:
- в крайнем пролёте – изгибающий момент ригеля в опорном сечении для комбинации схем загружения “1+4”:
Расстояние от опоры в которой значение перерезывающих усилий в крайнем пролёте равно 0 (координата в которой изгибающий момент в пролёте максимален) находим из уравнения:
Находим значение изгибающего момента в пролётном сечении для комбинации “1+4” по формуле:
Определяем значение изгибающего момента на выравнивающей эпюре в точке с координатой :
Изгибающий момент ригеля в пролётном сечении на эпюре выровненных моментов:
- в среднем пролёте – изгибающий момент ригеля в опорном сечении на второй и третьей опорах (см. рис. 2.2 и табл. 3) для комбинации схем загружения “1+4”:
перерезывающие усилия в среднем пролёте ригеля:
Изгибающий момент в пролётном сечении среднего ригеля для комбинации схем загружения “1+4” который находится в центре среднего пролёта ригеля:
Значение момента на выравнивающей эпюре в центре среднего пролёта:
Изгибающий момент в пролётном сечении на эпюре выровненных моментов:
Определяем изгибающие моменты ригеля в опорных сечениях по грани колонны.
На средней опоре при комбинации схем загружения “1+4” опорный момент ригеля по грани колонны не всегда оказывается расчётным для подбора арматуры. Поэтому опорные моменты ригеля по грани колонны необходимо вычислять при всех комбинациях загружений.
Вычисляем изгибающие моменты в опорном сечении по грани крайней колонны слева:
- для комбинации “1+4” и выровненной эпюре моментов:
где – высота сечения колонны .
- для комбинации “1+3”:
- для комбинации “1+2”:
Вычисляем изгибающие моменты в опорном сечении по грани крайней колонны справа:
перерезывающая сила на опоре:
По остальным схемам загружения действующие изгибающие моменты ригеля в опорном сечении справа колонны меньше чем слева т. е. их можно не вычислять.
По результатам вычислений расчётный (максимальный) изгибающий момент ригеля в опорном сечении по грани средней колонны равен:
Расчётный изгибающий момент ригеля в пролётном сечении:
Дополнительные данные для проектирования полученные от программного комплекса:
- для крайнего ригеля:
– изгибающий момент в опорном сечении по грани средней колонны от действия полной нормативной нагрузки (для расчёта по второй группе предельных состояний);
– изгибающий момент в опорном сечении по грани средней колонны от действия нормативной длительной нагрузки (для расчёта по второй группе предельных состояний);
– изгибающий момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия полной нормативной нагрузки (для расчёта по второй группе предельных состояний);
– изгибающий момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия нормативной длительной нагрузки (для расчёта по второй группе предельных состояний);
- для среднего ригеля:
– изгибающий момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия нормативной длительной нагрузки (для расчёта по второй группе предельных состояний).
Этап 3. Расчёт монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям первой группы
1 Расчёт ригеля на прочность по сечениям нормальным к продольной оси
На этом этапе необходимо выполнить подбор продольной рабочей арматуры монолитного железобетонного ригеля крайнего пролёта второго этажа. Все необходимые усилия для расчёта были получены на этапе 2.
Определим площадь сечения продольной арматуры в пролётном сечении ригеля. Расчёт производим в предположении что сжатая арматура по расчёту не требуется.
Согласно результатам компоновки сборно-монолитного перекрытия (см. этап 1) геометрические размеры поперечного сечения ригеля составляют: (см. рис. 3.1). Толщину защитного слоя бетона назначаем с учётом требований п. 5.7 [3] величину принимаем равной .
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжёлый класс бетона монолитных конструкций по бланку задания (см. этап 1) В25 по табл. 2.2 [3] определяем расчётное сопротивление бетона по прочности на сжатие: . С учётом коэффициента принимаемого по п. 2.8 [3] .
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 расчётное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы определяем по табл. 2.6 [3]: .
Расчётный изгибающий момент в пролётном сечении крайнего пролёта: .
По табл. 3.2 [3] находим: .
Определяем рабочую высоту сечения бетона: .
– следовательно граница сжатой зоны проходит в полке ригеля. Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения растянутой арматуры определяем как для прямоугольного сечения шириной .
– сжатая арматура не требуется.
Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона:
Требуемая площадь растянутой арматуры:
По сортаменту принимаем (4 25 и 2 10 – четыре стержня диаметром и два стержня диаметром ).
Определяем на сколько процентов площадь поперечного сечения фактически установленных стержней больше требуемой по расчёту:
Толщина защитного слоя составляет . Расстояние между осями стержней продольной арматуры составляет .
Продольную сжатую арматуру принимаем конструктивно 6 стержней диаметром класса А240.
Определим площадь сечения продольной арматуры в опорном сечении ригеля.
На опоре растянутая зона располагается в верхней части поперечного сечения ригеля следовательно рабочая арматура будет расположена в этой зоне. С целью обеспечения удобства армирования опорного узла было произведено выравнивание изгибающих моментов в опорных сечениях ригеля. Согласно п. 8 расчётов по этапу 2 расчётным изгибающим моментом ригеля в опорном сечении по грани средней колонны является момент полученный по комбинации схем загружения “1+2” (см. табл. 3).
При подборе продольной арматуры растянутые свесы полки ригеля в расчётах не учитываем. Однако учитывая тот факт что сборные плиты перекрытия имеют арматурные выпуски которые замоноличиваются в ригель можно сделать вывод о том что бетон сжатой зоны ригеля и бетон плиты перекрытия работают совместно. В связи с этим поперечное сечение ригеля на опоре будем рассматривать как тавровое с полками в сжатой зоне.
Расчёт выполняем согласно п. 3.24 [3].
Геометрические размеры поперечного сечения ригеля на опоре составляют: (см. рис. 10). Толщину защитного слоя бетона назначаем с учётом требований п. 5.7 [3] величину принимаем равной .
Рис. 10. (размеры условные).
Характеристики бетона и арматуры (см. подбор продольной арматуры в пролётном сечении ригеля): .
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 .
Расчётный изгибающий момент в опорном сечении ригеля (см. результаты расчетов по этапу 2): .
По табл. 3.2 [3] находим: ; .
– следовательно граница сжатой зоны проходит в полке расчётного поперечного сечения ригеля. Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения растянутой арматуры определяем как для прямоугольного сечения шириной .
2 Расчёт ригеля на прочность по сечениям наклонным к продольной оси
На этом этапе необходимо выполнить расчёт ригеля по полосе между наклонными трещинами подбор поперечной арматуры для ригеля крайнего пролёта второго этажа. Все необходимые усилия для расчёта были получены на этапе 2.
Расчёт монолитного ригеля по полосе между наклонными трещинами выполняем согласно п. 3.30 [3].
Геометрические параметры поперечного сечения ригеля: (см. рис. 10). Рабочая высота сечения бетона: .
Характеристики бетона: .
Расчётная перерезывающая сила согласно результатам расчётов по этапу 2 .
Определяем предельную поперечную силу в сечении нормальном к продольной оси ригеля:
Прочность элемента по полосе между наклонными трещинами обеспечена.
Требуется произвести расчёт по прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению.
Проверку прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси на действие поперечной силы выполняем согласно п. 3.31 – 3.42 [3].
Геометрические параметры поперечного сечения ригеля – см. расчёт по полосе между наклонными сечениями.
Характеристики бетона: . По табл. 2.2 [3] определяем расчётное сопротивление бетона по прочности на растяжение: . С учётом коэффициента принимаемого по п. 2.8 [3] .
Т. к. диаметр продольной растянутой арматуры каркаса К-1 составляет наименьший допустимый диаметр стержней поперечного направления из условия свариваемости составляет . Класс поперечной арматуры назначаем А240 – по табл. 5.8 [1].
Количество поперечных стержней принимаем равным количеству продольных – 6Тогда площадь сечения шести стержней поперечной арматуры диаметром составит .
Шаг поперечных стержней на опоре согласно п. 5.21 [3] назначается из условий:
Принимаем шаг поперечных стержней на опоре – кратно .
Шаг поперечных стержней в пролёте согласно п. 5.21 [3] назначается из условий:
Принимаем шаг поперечных стержней в пролёте – кратно .
Расчётная перерезывающая сила согласно результатам расчётов по этапу 2 значение полной расчётной нагрузки на ригеля от перекрытия с учётом его собственного веса равно (см. результаты расчёта этапа 1).
Определяем значение :
Интенсивность установки поперечных стержней на опоре () и в пролёте () составляет:
Находим длину проекции наклонного сечения:
– условия не выполняются и согласно п. 3.32 [3] значение не корректируем.
– условие выполняется.
Значение принимаем .
Длину проекции наклонной трещины принимаем равной :
Значение принимаем равным .
Поперечная сила воспринимаемая хомутами в наклонном сечении:
Поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении:
Поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции от внешних сил принимается в сечении нормальном к продольной оси элемента проходящем на расстоянии от опоры и определяется по формуле:
– условие выполняется прочность элемента по сечениям наклонным к продольной оси обеспечена.
При уменьшении интенсивности хомутов от опоры – к пролёту с до вызванном увеличением шага поперечных стержней длину участка с интенсивностью хомутов следует принимать не менее пролёта монолитного ригеля и не менее значения определяемого в зависимости от :
Т. к. согласно п. 3.34 [3] значение определяем по формуле:
С учётом ширины площадки опирания ригеля на наружные кирпичные стены ( – см. общие сведения о сборно-монолитном перекрытии этап 1) значение составит: . Значение необходимо принимать не менее пролёта ригеля что составляет .
Окончательно длину участка с интенсивностью хомутов назначаем кратно шагу поперечных стержней на опоре: кратно .
– момент инерции приведённого сечения на опоре;
– площадь сечения продольной растянутой арматуры в пролётном сечении ригеля среднего пролёта требуемая по расчёту;
– площадь сечения продольной сжатой арматуры в пролётном сечении среднего пролёта требуемая по расчёту;
– площадь сечения поперечной арматуры ригеля.
Этап 4. Расчёт монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям второй группы
1 Расчёт ригеля по образованию и раскрытию трещин
На этом этапе необходимо выполнить расчёт ригеля крайнего пролёта второго этажа по предельным состояниям второй группы: определить момент трещинообразования вычислить ширину продолжительного и непродолжительного раскрытия трещин нормальных к продольной оси ригеля выполнить расчёт по деформациям. Все необходимые усилия были получены на этапе 2.
В случае если трещины не образуются расчёт по раскрытию трещин выполнять не следует.
Момент образования трещин с учётом упругих деформаций определяем согласно п. 4.4 – 4.8 [3].
Геометрические параметры поперечного сечения ригеля: (см. рис. 10).
Характеристики бетона и арматуры для расчёта ригеля по предельным состояниям второй группы: бетон тяжёлый класс бетона В25 по табл. 2.1 [3] расчётное сопротивление бетона по прочности на сжатие . Значение начального модуля упругости бетона принимаем по табл. 2.4 [3]: .
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 значение модуля упругости арматуры принимаем равным (см. п. 2.20 [3]). Площадь фактически установленной продольной растянутой арматуры в пролётном сечении составляет (4 25 и 2 10) продольной сжатой: (6 8).
За расчётный диаметр стержней растянутой арматуры принимаем наибольший диаметр – .
Изгибающий момент ригеля в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия полной нормативной нагрузки равен в т. ч. изгибающий момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия нормативной длительной нагрузки .
Площадь поперечного сечения ригеля в пролётном сечении:
Определяем коэффициент приведения арматуры к бетону:
Площадь приведённого сечения ригеля:
Статический момент полного приведённого сечения относительно растянутой грани:
где – статический момент стенки монолитного ригеля относительно растянутой грани;
– статический момент полки ригеля относительно растянутой грани;
– статический момент сжатой и растянутой арматуры относительно растянутой грани.
Расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра тяжести приведённого сечения ригеля:
Момент инерции приведённого сечения относительно его центра тяжести:
– момент инерции поперечного сечения бетона ригеля относительно центра тяжести приведённого сечения;
– момент инерции растянутой арматуры относительно центра тяжести приведённого сечения;
– момент инерции сжатой арматуры относительно центра тяжести приведённого сечения;
Момент сопротивления :
Согласно п. 4.8 [3] для тавровых сечений при определении момента образования трещин с учётом неупругих деформаций растянутого бетона допускается заменять значение на где – коэффициент зависящий от формы поперечного сечения элемента определяемый по табл. 4.1 [3]. Для элемента таврового профиля коэффициент .
Момент образования трещин с учётом неупругих деформаций бетона:
– условие выполняется трещины образуются требуется расчёт по раскрытию трещин.
Ширину раскрытия трещин нормальных к продольной оси ригеля определяем согласно п. 4.4 – 4.8 [3].
Исходные данные см. расчёт по определению момента трещинообразования.
коэффициент приведения арматуры к бетону:
Приведённый коэффициент армирования для растянутой арматуры :
Коэффициенты и для определения плеча внутренней пары сил при расчёте по раскрытию трещин:
По черт. 4.3 [3] линейной интерполяцией находим.
Определяем плечо внутренней пары сил:
Определяем высоту растянутой зоны бетона:
где – поправочный коэффициент равный для элементов таврового сечения с полкой в сжатой зоне;
При определении площади сечения растянутого бетона высота растянутой зоны бетона принимается не менее и не более :
– условие не выполняется принимаем .
Площадь сечения растянутого бетона:
Базовое расстояние между трещинами :
Значение принимают не менее и :
Значение принимают не более и :
Напряжение в растянутой арматуре ригеля:
где – к определению ширины раскрытия трещин при действии полной нормативной нагрузки;
– к определению ширины раскрытия трещин при действии нормативной длительной нагрузки.
– напряжение в растянутой арматуре при действии полной нормативной нагрузки;
– напряжение в растянутой арматуре при действии нормативной длительной нагрузки.
Значение коэффициента учитывающего неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами:
– при действии полной нормативной нагрузки;
– при действии нормативной длительной нагрузки.
Значения коэффициентов согласно п. 4.10 [3]:
– учитывает продолжительность действия нагрузки равный при непродолжительном действии нагрузки; равный – при продолжительном.
– учитывает профиль продольной арматуры равный для арматуры класса А300;
– учитывает характер нагружения равный для изгибаемых элементов.
Ширина раскрытия трещин:
при продолжительном действии длительных нагрузок:
при непродолжительном действии полной нагрузки:
при непродолжительном действии длительных нагрузок:
Согласно п. 4.14 [3] ширина продолжительного раскрытия трещин: .
Ширина непродолжительного раскрытия трещин: .
где – предельно допустимая ширина раскрытия трещин равная:
– при продолжительном раскрытии трещин;
– при непродолжительном раскрытии трещин.
– условие выполняется;
1 Расчёт ригеля по деформациям
Расчёт по прогибам с трещинами в растянутой зоне выполняем согласно п. 4.17 – 4.25 [3].
Геометрические размеры рассматриваемого поперечного сечения ригеля в пролёте составляют: .
Размеры ригеля на опоре: .
Расчётный пролёт монолитного ригеля:
; ( – высота сечения колонны – ширина площадки опирания ригеля на кирпичную стену).
Характеристики бетона и арматуры для расчёта по предельным состояниям второй группы см. расчёт по определению момента трещинообразования.
Площадь фактически установленной продольной арматуры в пролётном сечении согласно расчётам по этапу 3.1: (4 25 и 2 10) продольной сжатой: (6 8).
Площадь фактически установленной продольной растянутой арматуры в опорном сечении согласно расчётам по этапу 3.1: .
Изгибающий момент ригеля в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия полной нормативной нагрузки (см. этап 2 дополнительные данные) равен в т. ч. момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия нормативной длительной нагрузки . Изгибающий момент в опорном сечении по грани средней колонны от действия полной нормативной нагрузки от действия нормативной длительной нагрузки .
Т. к. монолитный ригель опирается на наружную кирпичную стену шарнирно кривизна на левой опоре будет равна нолю: .
От непродолжительного действия всех нагрузок:
для сечения в пролёте:
для сечения на опоре:
От непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
От продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
Коэффициент принимаем как для свободно опёртой балки: .
Прогиб крайнего пролёта ригеля:
Согласно п. 10.7 [4] находим .
– условие не выполняется требуется увеличить площадь сечения растянутой арматуры в пролёте.
Этап 5. Расчёт сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной силы со случайным эксцентриситетом и монолитного центрально нагруженного фундамента
1 Расчёт сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной силы со случайным эксцентриситетом
На этом этапе необходимо подобрать площадь сечения продольной сжатой арматуры и поперечной арматуры в сечении сборной железобетонной колонны. При этом значение эксцентриситета продольной силы принимаем равным случайному эксцентриситету (определяется согласно п. 3.49 [3]). Все необходимые усилия были получены на этапе 2.
Подбор продольной арматуры выполняем согласно п. 3.49 – 3.58 [3].
Сечение колонны принято на 1 этапе и составляет . Величину защитного слоя назначаем в соответствии с требованиями п. 5.6 – 5.8 [3] и принимаем . Длина колонны первого этажа составляет . Расчётную длину элемента принимаем согласно требованиям п. 6.2.18 [1]: .
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжёлый класс бетона В25 по табл. 2.2 [3] определяем расчётное сопротивление бетона по прочности на сжатие: . С учётом коэффициента принимаемого по п. 2.8 [3] .
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 расчётное сопротивление арматуры для предельных состояний первой группы определяем по табл. 2.6 [3]: .
Расчётные усилия в колонне первого этажа:
усилие в колонне первого этажа от расчётных нагрузок с учётом её собственного веса: ;
усилие в колонне первого этажа от расчётных длительных нагрузок с учётом её собственного веса: .
Определяем рабочую высоту сечения бетона колонны:
Т. к. расчёт допускается производить из условия .
Принимая вычисляем требуемую площадь сечения продольной рабочей арматуры:
Принимаем минимальное конструктивное армирование колонны сечением – 4 16 .
Выполним проверку прочности сечения колонны с учётом площади сечения фактически принятой арматуры:
При по табл. 3.5 и 3.6 [3] находим .
Определяем коэффициенты и :
Коэффициент принимается не более .
Фактическая несущая способность колонны:
условие выполняется следовательно прочность колонны обеспечена.
Диаметр стержней поперечной и монтажной арматуры назначаем из условия свариваемости и принимаем равным . Шаг стержней принимаем равным что не более .
Косвенное армирование назначаем в виде четырёх сварных сеток С-1 с размером ячейки . Первую сварную сетку устанавливаем на расстоянии от нагруженной грани колонны остальные – с шагом размещаем на длине что больше .
2 Расчёт монолитного центрально нагруженного фундамента
Фундамент проектируем под колонну рассчитанную на этапе 5.1. верх фундамента располагаем на отметке . Все необходимые усилия были получены на этапе 2.
Геометрические размеры сечения колонны приняты на этапе 1 и составляют . По заданию грунт основания имеет условное расчётное сопротивление . Глубина заложения фундамента составляет .
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжёлый класс бетона В25 по табл. 2.2 [3] определяем расчётное сопротивление бетона осевому растяжению: . С учётом коэффициента принимаемого по п. 2.8 [3] .
Усилие в колонне первого этажа от нормативных нагрузок с учётом её собственного веса (см. этап 1): усилие в колонне первого этажа от расчётных нагрузок с учётом её собственного веса: .
Усреднённый вес единицы объёма бетона фундамента и грунта на его обрезах принимаем равным .
Требуемая площадь подошвы фундамента:
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее . Принимаем (кратно нечётное) при этом площадь подошвы фундамента будет равна .
Давление под подошвой фундамента от расчётной нагрузки:
Высота фундамента составляет где – глубина заложения фундамента – расстояние от отметки до уровня верха фундамента. Расстояние от наиболее растянутой грани подошвы фундамента до центра тяжести стержней продольной арматуры в плитной части принимаем равным .
Ширину стакана в уровне верха принимаем равной в уровне низа .
Величину заделки колонны в стакан фундамента принимаем равной при этом глубина стакана составит .
Толщину стенок стакана назначаем равной . Тогда ширина подколонника составит .
Высота плитной части конструктивно равна:
Уточняем требуемую рабочую высоту плитной части:
где – коэффициент принимаемый равным .
С учётом требуемая высота плитной части составит:
Окончательно высоту плитной части принимаем . Тогда рабочая высота плитной части составит .
Вылет подошвы фундамента равен – плитную часть фундамента выполняем одноступенчатой высоту ступени назначаем равной . Рабочая высота первой ступени будет равна . Высота подколонника составит .
Рис. 11. К расчёту фундамента (размеры условные).
Проверку прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении (для единицы ширины этого сечения ) производим из условия
где – поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении;
– условие выполняется т. е. прочность нижней ступени фундамента по поперечной силе обеспечена.
Продавливание плитной части низом колонны от действия продольной силы (расчёт производится на продавливание от низа подколонника т. к. ).
Расчёт на продавливание плитной части низом подколонника (от низа колонны граница продавливания находится за пределами подошвы фундамента) производится из условия ;
где – продавливающая сила принимается равной ;
– среднее арифметическое значение периметров верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания.
– условие выполняется продавливания не происходит.
Проверку плитной части фундамента на раскалывание от действия продольной силы производим из условия ;
где – коэффициент трения бетона по бетону;
– коэффициент учитывающий совместную работу фундамента с грунтом;
– площадь вертикального сечения фундамента в плоскости проходящей по оси сечения колонны параллельно стороне подошвы для одноступенчатого фундамента:
– условие выполняется раскалывания не происходит.
Площадь сечения арматуры подошвы фундамента в сечениях I-I II-II и III-III (см. рис 5.2):
где – изгибающий момент в расчётном сечении;
– рабочая высота фундамента в расчётном сечении;
– расчётное сопротивление арматуры на растяжение.
(для одноступенчатого фундамента ).
Определяем требуемую площадь арматуры в сечениях I-I и III-III:
Для ширины подошвы фундамента количество стержней продольной арматуры в плитной части устанавливаемых с шагом будет равно .
По максимальной из требуемых площадей арматуры определяем требуемую площадь сечения одного стержня:
По сортаменту требуемый диаметр стержня – с площадью сечения . Т. к. минимальный диаметр стержней продольной арматуры в плитной части фундамента – окончательно принимаем сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 9 12 (девять стержней диаметром ) с площадью сечения .
Этап 6. Расчёт кирпичного простенка с сетчатым армированием
Расчёт выполняем согласно п. 4.7 – 4.11 4.30 – 4.31 [7].
На этапе 1 принята толщина наружных стен . Материал стен – кирпич керамический полнотелый одинарный марки по прочности М150 марки по морозостойкости – F35 марка цементно-песчаного раствора М50.
Согласно рис. 6.1 высота кирпичной стены за вычетом расстояния от низа стены до высоты простенка первого этажа составляет . Расчётная ширина стены принимается равной шагу колонн в поперечном направлении . Ширина оконных проёмов по рис. 1.13 равна . Ширина площадки опирания плиты перекрытия на кирпичную стену составляет (см. рис. 1.14). Расчётная высота простенка равна высоте оконного проёма . Размеры поперечного сечения простенка составят:
Согласно расчётам этапа 1 полная расчётная нагрузка на покрытия с учётом нормального уровня ответственности здания II будет равна полная расчётная нагрузка на перекрытия с учётом класса ответственности здания II будет равна .
Продольная сила в опасном сечении простенка:
где – коэффициент проёмности ( – суммарная площадь оконных проёмов в расчётном сечении стены);
– коэффициент надёжности по нагрузке;
– число этажей в здании;
– ширина первого пролёта в продольном направлении.
Момент в расчётном сечении простенка:
Рис. 12. К определению размеров фрагмента стены (размеры условные).
Эксцентриситет продольной силы:
Т. к. эксцентриситет согласно п. 4.31 [7] простенок можно проектировать с сетчатым армированием.
Максимальные напряжения в кладке:
где в первом приближении ;
Расчётное сопротивление неармированной кладки должно быть не менее .
По табл. 2 [7] для марки кирпича М150 и марки раствора М50 определяем расчётное сопротивление кладки .
Исходя из конструктивных требований назначаем сетку из стержней арматуры класса В500 диаметром ( ). Шаг сеток назначаем через каждые пять рядов (при толщине шва высоте кирпича ). Размер ячейки сетки принимаем .
Процент армирования по объёму кладки с сетчатым армированием составит:
Рис. 13. К расчёту кирпичного простенка с сетчатым армированием.
Гибкость простенка в плоскости действия изгибающего момента для определения коэффициента продольного изгиба:
Высота сжатой части сечения:
Соответствующая ей гибкость:
Расчётное сопротивление кладки при внецентренном сжатии:
Упругая характеристика кладки с сетчатым армированием:
где – по табл. 15 [7] для керамического полнотелого кирпича;
По величинам гибкостей и а т. же значению по табл. 18 [7] определяем значения коэффициентов продольного изгиба для армированной кладки при внецентренном сжатии и . Тогда .
При по табл. 20 [7] определяем тогда коэффициент учитывающий влияние длительной нагрузки определяемый по формуле 16 [7] .
Коэффициент учитывающий повышение расчётного сопротивления кладки при внецентренном сжатии определяем по табл. 19 [7]:
Фактическая несущая способность кирпичного простенка при внецентренном сжатии:
– прочность кирпичного простенка обеспечена.
Этап 7. Расчёт предварительно напряжённой круглопустотной плиты перекрытия
Расчёт выполняем согласно [9].
По результатам компоновки перекрытия здания (см. этап 1) номинальная ширина плиты составляет пролёт плиты перекрытия высота плиты . Ширина площадки опирания плиты на кирпичную стену составляет тогда расчётный пролёт плиты будет равен .
Полная расчётная нагрузка на длины перекрытия (см. табл. 1 этап 1) равна полная нормативная нагрузка на длины перекрытия
Определяем изгибающие моменты в пролётном и опорном сечениях плиты:
для расчёта по первой группе предельных состояний:
изгибающий момент в опорном сечении плиты:
поперечная сила в узле сопряжения плиты с монолитным ригелем:
Расстояние от опоры на котором изгибающий момент плиты в пролётном сечении максимален:
Значение максимального изгибающего момента в пролётном сечении:
Геометрические размеры плиты см. рис. 3.
Продольная рабочая ненапрягаемая арматура по заданию – класса А300 расчётное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы по табл. 2.6 [3]: .
Продольная рабочая напрягаемая арматура по заданию – класса А600 расчётное сопротивление для предельных состояний первой группы по табл. 2.8 [9]: . Способ натяжения арматуры – механический.
Характеристики бетона: бетон тяжёлый класса В25. По табл. 5.2 [1]: . С учётом коэффициента принимаемого согласно п. 2.8 [3] .
Согласно п. 2.25 [9] величину предварительного напряжения арматуры назначаем равным .
Подбор предварительно напрягаемой арматуры в пролётном сечении плиты. При расчёте плиты по прочности учитываем благоприятное влияние предварительного напряжения с учётом возможных отклонений предварительного напряжения: где согласно п. 3.7 [9].
Расчётное сечение плиты – тавровое с полкой в сжатой зоне геометрические размеры см. рис. 7.1. рабочая высота сечения плиты составляет .
– условие выполняется следовательно граница сжатой зоны проходит в полке и площадь сечения напрягаемой арматуры определяется как для прямоугольного сечения шириной согласно п. 3.14 и 3.16 [9].
Вычисляем значение :
Значение определяем по табл. 3.1 [9] в зависимости от соотношения где – предварительное напряжение с учётом всех потерь: .
– сжатая ненапрягаемая арматура по расчёту не требуется.
Площадь сечения напрягаемой арматуры в растянутой зоне:
– коэффициент условий работы напрягаемой арматуры при (принимается не более ) принимаем .
Количество стержней напрягаемой арматуры принимаем согласно рис. 7.1. По сортаменту принимаем 9 стержней диаметром с расчётной площадью поперечного сечения .
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения армфатуры. – М.: ГУП НИИЖБ Госстроя России 2003.
Железобетонные конструкции. Общий курс. В.Н. Байков Э.Е. Сигалов. – М.: Стройиздат1991.
СНиП 2.01.07-85* (с изм. 2003). Нагрузки и воздействия.
Железобетонные и каменные конструкции. Под редакцией В.М. Бондаренко. – М.: Высшая школа 2007.
Примеры расчёта и конструирования железобетонных конструкций по СП 52-101-2003. Под редакцией 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 пособие. А.Б. Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.; Под редакцией А.Б. Голышева. – К.: Будiвельник 1985. – 496с.
Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных конструкций из тяжёлого бетона (к СП 52-102-2004). – М.: ГУП НИИЖБ Госстроя России 2004.

ЖБК руслан.dwg

Схема расположения элементов каркаса
пароизоляция-рубероид (1 слой)
утеплитель-керамзит-200
гравий втопленный в мастику
см. отдельный чертеж
Монолитный ригель МР-1
Монолитный участок МУ-1
Спецификация констр сх. расположения элементов
Технико-экономические показатели
Технические требования
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
кафедра ЖБиККnгр. 03-401
КГАСУ СФ 0304187 КП 1
Трехэтажный жилой дом
Неполный сборно-nмонолитный каркас
Схема расположения элементов каркаса М 1:200; Разрез 1-1 М 1:200;nУзлы М 1:20
Спецификация монолитного ригеля МР-1 и монолитного участка МУ-1
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
Спецификация сборной колонны КН-1 и монолитного фундамента Ф-1
каркас пространственный КП-2
Спецификация колонны КН-1
Спецификация монолитного фундамента Ф-1
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
Спецификация арматурных изделий
Спецификация предварительно напряженной круглопустотнойnплиты перекрытия П-1
Спецификация плиты П-1
Способ натяжения арматуры - механическийn2. Усилие предварительного натяжения 27.108 кНn3. Данный чертеж см. с листом 7
Спецификация кирпичгого простенка
Спецификация кирпичного простенка
кирпич керамич. полнотелый М150
цементно-песчаный раствор М50
Монолитного участка МУ-1
Ведомость расхода стали
Данный чертеж смотреть совместно с листом 7
Ведомость расхода стали на элемент кг
Четыререхэтажный жилой дом
КГАСУ СФ 0305030 КП 1
кафедра ЖБиККnгр. 03-402
Четырехэтажный жилой дом
утеплитель-полистиролбетон-200

ЖБК Вильнур.dwg

Монолитный ригель ( М.Р. )
Четырехэтажный жилой дом
Сборно-монолитный каркас
Специф. арм. изделий; КП-1 1-1 С-5 М1:20; nС-1 С-2 С-3 С-4 К-1 2 3 М1:40.n
Выпуски напрягаемой арматуры К1500
Монтажная петля ø6мм
Технические требования:n1. Данный лист смотреть совместно с листами.n2. В узле 4 состав тип конструкции пола условно не показан.
Монолитный ригель ( МР-1)
Схема расположения элементов каркаса.
Схема распол. эл-ов каркаса ТЭП М1:200 nРазрез 1-1 М1:200 Узлы М1:25.
Спецификация констр. сх. расположения элементов
Монолитный ригель МР-1
Монолитный участок МУ
Технико-экономические показатели
Технические требования:n1. Данный комплект чертежей выполнен по результатам статического расчета рамы.n2. Все продольные швы между плитами перекрытия заполнить цементно-песчанным раствором М100.n3. Данный чертеж см. совместно с листами 23.6.n4. Стык продольных стержней арматуры выполнить с применением ванной сварки.n5. Кладку наружных стен производить из керамического полнотелого кирпича марки М150 на цементно-песчанном растворе марки М50.
Обозначения в узле 1:nn1.-Линолеум (p=0.18кНм^2)n2.-Обмазка на основе синтетических смол (p=0.18кНм^2)n3.-Цем. стяжка (t=30мм p=18кНм^2)n4.-Многопустотная плита перекрытия (t=220мм).
Спецификация монолитного ригеля МР-1;nРазрез М1:40 А-А М1:100 Узлы М1:20.
Спецификация монолитного ригеля МР-1
Спецификация колонны КН-1 и монол. участка МУ; КН-1 М1:20; Узлы М1:20.
Ведомость расхода стали кг
Данный чертеж см. совместно с листами 15.
Спецификация монолитной колонны КН-1
Обозначения в узле 3:
-Монтажная арматура (В500 ø5мм).
Технические требования:n1. Извлечение колонны из опалубки производят с помощью пневматического или фрикционного захватов после достижения бетоном прочности не менее 70% от проектной прочности бетона.n2. Защитный слой бетона обеспечить постановкой на рабочую арматуру пластмассовых перфорированных вкладышей.n3. Спецификацию монолитного участка МУ смотреть на листе 4.n4. Данный чертеж смотреть совместно с листами 1245.n
Спецификация монол. фунд-а Ф-1; Ф-1 М1:20;nРазрез 1-1 М1:20.
Спецификация монолитного участка МУ
Спецификация монолитного фундамента Ф-1
Подготовка. Бетон В15
Технические требования:n1. Данный чертеж смотреть совместно с листами 5.n2. Все наружние поверхности монолитного фундамента соприкасающиеся с грунтом промазать горячим битумом за 2 раза.n3. Обеспечить непрерывное бетонирование фундамента уплотнение бетонной смеси выполнять с применением глубинных вибраторов.
Спецификация арматурных изделий
Технические требованияn1. Данный чертеж см. совместно с nлистами 2346.
Трехэтажный жилой дом
Спецификация преднапр. ж. б. плитыnУзел 4 1-1 2-2 М1:20.
Выпуски напрягаемой арматуры К1400
Технические требования:n1. Данный лист смотреть совместно с листами 1.n2. В узле 4 состав тип конструкции пола условно не показан.
Cпецификация педнапряженной железобетонной плиты П-1
Замонолитить после монтажа
-Слой гравия втопленного в мастику.
-Три слоя гидроизола
-Утеплитель-керамзит
-Пароизоляция-слои рубероида на мастике
Выпуски рабочей арматуры

Богданов нормал жбк (Восстановлен).docx

Министерство образования Российской Федерации.
Казанский государственный архитектурно-строительный университет.
Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий с мостовым кранам.
1 Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок
2 Проектирование стропильной конструкций
2.1. Проектирование сегментной раскосной фермы
2.2. Оптимизация стропильной конструкции .
3 Проектирование колонны
3.1 Определение расчетных комбинаций усилий и продольного армирования ..
3.2 Конструирование продольной и поперечной арматуры и расчет подкрановой кансоли
4 Расчет и конструирование монолитного внецентренно нагруженного фундамента под колонну
В данном курсовом проекте рассматривается трёхэтажный жилой дом с неполным каркасом. Здание компонуется из одного температурно-осадочного блока. Схема расположения элементов каркаса представлена на рис. 1 разрез – на рис. 2.
Рис. 1 Схема расположения элементов каркаса.
Несущую систему здания образуют сборные плиты перекрытий (П-1 и т.д.) сборные колонны (К-1) монолитные ригели (МР) монолитные участки (МУ) и наружные несущие стены.
В качестве плит перекрытия применяем круглопустотные плиты ПК57.18 и ПК51.18. В курсовом проекте применяем плиты без обратного уклона торцов. В торцах плит устраиваются бетонные вкладыши и делают выпуски предварительно напряжённой арматуры для стыковки на ригеле (рис.3).
Рис. 3. Многопустотная плита перекрытия (размеры условные).
Наружные стены выполняются из керамического кирпича пластического формования марки К – О 15035ГОСТ 530-95* (кирпич керамический полнотелый одинарный марки по прочности М150 марки по морозостойкости F35) толщиной на цементно-песчаном растворе марки М50. Привязка стен здания к осям .
Колонны каркаса многоэтажной разрезки выполняются без выступающих консолей со сквозными отверстиями в уровне расположения монолитного ригеля перекрытия (рис 4.).
Ригели выполняются таврового сечения из монолитного железобетона.
Рис. 4. Колонна первого этажа (размеры условные).
Компоновка конструктивной схемы здания
Сечение колонны назначается после сбора нагрузок.
Сечение ригеля назначается конструктивно. В соответствии с заданием пролёт плиты перекрытия (номинальный размер) составляет . Ширина среднего монолитного ригеля при этом будет равна . Высота полки монолитного ригеля по заданию . Тогда высота ригеля составит ( - высота сечения плиты). Ширина свесов полок монолитного ригеля принимается не более 16 его пролёта. Принимаем ширину свеса . Ширина полки ригеля равна: . Расчётная схема поперечного сечения монолитного ригеля представлена на рис 5.
Рис. 5. Расчётная схема поперечного сечения монолитного ригеля (размеры условные).
Ширину площадки опирания плит перекрытия на наружные стены принимаем тогда ширина крайних пролётов в продольном направлении составит (кратно модулю М100).
Раскладку плит перекрытия производим по их конструктивной ширине . Для пролёта между осями А и Б В и Г принимаем 2 плиты шириной . Для пролёта между осями Б и В принимаем 1 плиту шириной и одну – шириной . Ширина монолитного участка составит .
Расчётная схема рамы представляет собой плоскую раму см. рис. 6. При построении расчётной схемы учитывается жёсткое сопряжение ригеля с колонной шарнирное опирание ригеля на стены. Ригели и колонны рассчитываются с длиной равной соответственно и .
Рис. 6. Расчётная схема поперечной рамы (размеры условные).
Расчётная высота колонн равна расстоянию между центрами тяжести поперечного сечения прямоугольной части монолитного ригеля без учёта полок.
Ветровая нагрузка не учитывается.
Нагрузка на ригель прикладывается равномерно распределённой.
Сбор нагрузок на элементы перекрытия
По бланку задания район строительства – II расчётное значение снеговой нагрузки (временной нагрузки на покрытие) по п. 5.2 [4] составляет () нормативное значение с учётом коэффициента надёжности для снеговой нагрузки составляет ().
Значение временной нормативной нагрузки на перекрытие по заданию – (). В соответствии с п. 3.7 [4] значение коэффициента надёжности для временной нагрузки составит .
Коэффициенты надёжности по материалу указаны в таблицах 1 и 2 коэффициент надёжности по уровню ответственности здания принимается в соответствии с прил. 7 [4] для класса ответственности II составляет .
В соответствии с заданием тип конструкции пола –1 тип конструкции кровли – 5. Состав конструкций кровли и пола указан в таблицах 1 и 2 соответственно. Подсчёт нагрузок на плиты покрытия и перекрытия в соответствии с требованиями [4] приводится в таблицах 1 и 2.
Согласно п. 3.8 [4] коэффициент сочетания зависящий от грузовой площади равен:
где – грузовая площадь перекрытия;
– в соответствии с п. 3.8 [4].
Коэффициент учитывающий количество перекрытий в соответствии с п. 3.9 [4] равен:
где – число перекрытий.
Собственный вес ригеля составляет:
где – площадь сечения ригеля ( – ширина ригеля – высота ребра ригеля – ширина полки ригеля – толщина полки ригеля);
– плотность железобетона ригеля;
– коэффициент надёжности по нагрузке для собственного веса железобетона ригеля;
– коэффициент надёжности по II классу ответственности.
Сбор нагрузок на покрытие
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности
Слой гравия втопленного в
Три слоя гидроизола
Утеп-ль – полистиролбетон
Пароизоляция – слой
рубероида на битумной
Расчётная нагрузка на покрытия с учётом класса ответственности здания II будет равна .
Сбор нагрузок на междуэтажное перекрытие
Обмазка на основе синтетических смол
Нормативная нагрузка на перекрытие
Расчётная нагрузка на перекрытия с учётом класса ответственности здания II будет равна .
Расчётная нагрузка на ригеля от покрытия с учётом собственного веса ригеля составит:
где – собственный вес ригеля;
– расчётная постоянная нагрузка на покрытие;
– шаг колонн в продольном направлении (ширина грузовой площадки монолитного ригеля);
– коэффициент надёжности по II классу ответственности;
– коэффициент сочетания зависящий от грузовой площади перекрытия.
где – коэффициент учитывающий долю длительной составляющей в полной снеговой нагрузке в соответствии с [4].
По аналогии расчётная нагрузка на ригеля от перекрытия с учётом собственного веса ригеля составит:
где – коэффициент учитывающий долю длительной составляющей во временной нагрузке в соответствии с [4].
Нормативная нагрузка на ригеля от перекрытия с учетом собственного веса ригеля составит:
Для подбора сечения колонны определяем продольную силу воспринимаемую колонной первого этажа от полной расчётной нагрузки:
где – полная расчётная нагрузка на покрытия;
– полная расчётная нагрузка на перекрытия;
– шаг колонн в продольном направлении;
– шаг колонн в поперечном направлении;
– число перекрытий передающих нагрузку на колонну;
– коэффициент учитывающий количество перекрытий;
Назначаем размеры поперечного сечения колонн из условия п. 6.2.17 [1] когда где . Гибкость колонны в любом случае должна быть: . Отсюда требуемая оптимальная высота поперечного сечения колонны (при ): где в соответствии с требованиями п. 6.2.18 [1] .
Требуемая оптимальная высота поперечного сечения составляет: .
Поскольку колонна воспринимает только вертикальные нагрузки предварительно принимаем её поперечное сечение квадратным со стороной .
Для окончательного назначения размеров поперечного сечения с учётом полученных по расчёту вертикальных нагрузок определяем собственный вес колонны.
Собственный вес колонны составит (где – сторона поперечного сечения колонны; – объёмный вес железобетона; ; ).
Определяем усилие в колонне первого этажа с учётом её собственного веса:
где – усилие в колонне от полной расчётной нагрузки; – высота этажа; – число этажей).
Предварительно определяем несущую способность колонны приняв в первом приближении коэффициент продольного изгиба по формуле 3.97 [3]:
где п – расчётное сопротивление бетона по прочности на сжатие;
– площадь поперечного сечения колонны;
– расчётное сопротивление арматуры сжатию;
– коэффициент соответствующий максимальному проценту армирования – 3%.
Для класса бетона В25 ( согласно п. 5.1.10в [1]).
Для арматуры класса А300 .
Предельная несущая способность составит:
> . Следовательно окончательно принимаем колонну с размерами поперечного сечения .
Рис. 7. Поперечное сечение колонны.
Дополнительные данные для проектирования полученные от программного комплекса для расчёта колонны и монолитного фундамента:
– усилие в колонне первого этажа от нормативных нагрузок с учётом её собственного веса.
– усилие в колонне первого этажа от расчётных длительных нагрузок с учётом её собственного веса.
Этап 2. Статический расчёт рамы
В курсовом проекте статический расчёт выполняем для монолитного железобетонного ригеля третьего этажа.
Поперечная рама здания имеет регулярную расчётную схему с равными пролётами монолитных ригелей и длинами колонн. Сечение монолитных ригелей и колонн одинаково на всех этажах. Монолитные ригели опираются на наружные стены шарнирно. При расчёте инженерным методом с целью упрощения такую многоэтажную раму расчленяют на на одноэтажные при этом в точках нулевых моментов колонн (в середине высоты) условно размещают опорные шарниры.
Рис. 8. Расчётная схема одноэтажной рамы (цифрами обозначены номера опор размеры условные).
Определяем геометрические характеристики элементов поперечной рамы.
Находим центр тяжести поперечного сечения монолитного железобетонного ригеля представляющего собой тавр:
– статический момент ребра относительно верхней грани полки.
– статический момент полки относительно её верхней грани.
– площадь поперечного сечения ригеля.
Момент инерции ригеля относительно центра тяжести поперечного сечения:
Момент инерции поперечного сечения колонны:
Погонная жёсткость ригеля:
где – начальный модуль упругости для бетона класса В25.
Погонная жёсткость колонны:
Определяем соотношение погонных жёсткостей средней колонны и ригеля пересекающихся в одной точке:
Изгибающие моменты ригеля в опорных сечениях вычисляем по формуле:
где ( – в соответствии со схемой загружения табл. 3) – коэффициенты для вычисления опорных изгибающих моментов определяются по табл. 26 [5] в зависимости от схем загружения и коэффициента .
– постоянная расчетная нагрузка на ригеля от перекрытия;
а – временная расчётная нагрузка на ригеля от перекрытия;
– расчётная длина ригеля.
Варианты схем загружения представлены в табл. 3.
Рис. 9. Схема расположения опорных моментов (цифрами обозначены номера опор размеры условные).
Вычисляем изгибающий момент ригеля в опорном сечении от постоянной нагрузки и различных схем загружения временной нагрузкой. Вычисления выполняем в табличной форме см. табл. 3.
Определение расчётных изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях
Расчётные опорные моменты
При расположении временной нагрузки через пролёт (схема загружения 23) определяется максимальный изгибающий момент в пролёте. При расположении временной нагрузки в двух крайних пролётах опредляются максимальный изгибающий момент и перерезывающая сила.
Значения опорных моментов принимать отрицательными.
Изгибающий момент ригеля в опорном сечении (изгибающий момент от 4 схемы загружения см. рис. 2.2) находим из уравнений строительной механики (из уравнения трёх моментов) по формуле:
Определяем изгибающие моменты ригеля в пролётных сечениях:
- в крайнем пролёте – невыгодная комбинация схем загружения “1+2” изгибающий момент в опорном сечении:
максимальный изгибающий момент в пролётном сечении:
- в среднем пролёте – невыгодная комбинация схем загружения “1+3” изгибающий момент в опорном сечении:
Перераспределение моментов ригеля под влиянием образования пластического шарнира. В соответствии с [2 5] практический расчёт заключается в уменьшении не более чем на 30 % опорных моментов ригеля для комбинации схем загружения “1+4” при этом намечается образование пластического шарнира на опоре.
К эпюре моментов комбинации схем загружения “1+4” добавляют выравнивающую треугольную эпюру так чтобы уравнялись опорные моменты для удобства армирования опорного узла.
Для комбинации схем загружения “1+4” уменьшаем на 30 % максимальный опорный момент и вычисляем ординаты выравнивающей треугольной эпюры моментов (см. рис. 2.3):
К эпюре моментов для комбинации “1+4” прибавляем выравнивающую эпюру. Значения изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях на эпюре выровненных моментов:
Изгибающие моменты ригеля в пролётных сечениях на эпюре выровненных моментов:
- в крайнем пролёте – изгибающий момент ригеля в опорном сечении для комбинации схем загружения “1+4”:
Расстояние от опоры в которой значение перерезывающих усилий в крайнем пролёте равно 0 (координата в которой изгибающий момент в пролёте максимален) находим из уравнения:
Находим значение изгибающего момента в пролётном сечении для комбинации “1+4” по формуле:
Определяем значение изгибающего момента на выравнивающей эпюре в точке с координатой :
Изгибающий момент ригеля в пролётном сечении на эпюре выровненных моментов:
- в среднем пролёте – изгибающий момент ригеля в опорном сечении на второй и третьей опорах (см. рис. 2.2 и табл. 3) для комбинации схем загружения “1+4”:
перерезывающие усилия в среднем пролёте ригеля:
Изгибающий момент в пролётном сечении среднего ригеля для комбинации схем загружения “1+4” который находится в центре среднего пролёта ригеля:
Значение момента на выравнивающей эпюре в центре среднего пролёта:
Изгибающий момент в пролётном сечении на эпюре выровненных моментов:
Определяем изгибающие моменты ригеля в опорных сечениях по грани колонны.
На средней опоре при комбинации схем загружения “1+4” опорный момент ригеля по грани колонны не всегда оказывается расчётным для подбора арматуры. Поэтому опорные моменты ригеля по грани колонны необходимо вычислять при всех комбинациях загружений.
Вычисляем изгибающие моменты в опорном сечении по грани крайней колонны слева:
- для комбинации “1+4” и выровненной эпюре моментов:
где – высота сечения колонны .
- для комбинации “1+3”:
- для комбинации “1+2”:
Вычисляем изгибающие моменты в опорном сечении по грани крайней колонны справа:
перерезывающая сила на опоре:
По остальным схемам загружения действующие изгибающие моменты ригеля в опорном сечении справа колонны меньше чем слева т. е. их можно не вычислять.
По результатам вычислений расчётный (максимальный) изгибающий момент ригеля в опорном сечении по грани средней колонны равен:
Расчётный изгибающий момент ригеля в пролётном сечении:
Дополнительные данные для проектирования полученные от программного комплекса:
- для крайнего ригеля:
– изгибающий момент в опорном сечении по грани средней колонны от действия полной нормативной нагрузки (для расчёта по второй группе предельных состояний);
– изгибающий момент в опорном сечении по грани средней колонны от действия нормативной длительной нагрузки (для расчёта по второй группе предельных состояний);
– изгибающий момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия полной нормативной нагрузки (для расчёта по второй группе предельных состояний);
– изгибающий момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия нормативной длительной нагрузки (для расчёта по второй группе предельных состояний);
- для среднего ригеля:
– изгибающий момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия нормативной длительной нагрузки (для расчёта по второй группе предельных состояний).
Этап 3. Расчёт монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям первой группы
1 Расчёт ригеля на прочность по сечениям нормальным к продольной оси
На этом этапе необходимо выполнить подбор продольной рабочей арматуры монолитного железобетонного ригеля крайнего пролёта второго этажа. Все необходимые усилия для расчёта были получены на этапе 2.
Определим площадь сечения продольной арматуры в пролётном сечении ригеля. Расчёт производим в предположении что сжатая арматура по расчёту не требуется.
Согласно результатам компоновки сборно-монолитного перекрытия (см. этап 1) геометрические размеры поперечного сечения ригеля составляют: (см. рис. 3.1). Толщину защитного слоя бетона назначаем с учётом требований п. 5.7 [3] величину принимаем равной .
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжёлый класс бетона монолитных конструкций по бланку задания (см. этап 1) В25 по табл. 2.2 [3] определяем расчётное сопротивление бетона по прочности на сжатие: . С учётом коэффициента принимаемого по п. 2.8 [3] .
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 расчётное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы определяем по табл. 2.6 [3]: .
Расчётный изгибающий момент в пролётном сечении крайнего пролёта: .
По табл. 3.2 [3] находим: .
Определяем рабочую высоту сечения бетона: .
– следовательно граница сжатой зоны проходит в полке ригеля. Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения растянутой арматуры определяем как для прямоугольного сечения шириной .
– сжатая арматура не требуется.
Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона:
Требуемая площадь растянутой арматуры:
По сортаменту принимаем (4 25 и 2 10 – четыре стержня диаметром и два стержня диаметром ).
Определяем на сколько процентов площадь поперечного сечения фактически установленных стержней больше требуемой по расчёту:
Толщина защитного слоя составляет . Расстояние между осями стержней продольной арматуры составляет .
Продольную сжатую арматуру принимаем конструктивно 6 стержней диаметром класса А240.
Определим площадь сечения продольной арматуры в опорном сечении ригеля.
На опоре растянутая зона располагается в верхней части поперечного сечения ригеля следовательно рабочая арматура будет расположена в этой зоне. С целью обеспечения удобства армирования опорного узла было произведено выравнивание изгибающих моментов в опорных сечениях ригеля. Согласно п. 8 расчётов по этапу 2 расчётным изгибающим моментом ригеля в опорном сечении по грани средней колонны является момент полученный по комбинации схем загружения “1+2” (см. табл. 3).
При подборе продольной арматуры растянутые свесы полки ригеля в расчётах не учитываем. Однако учитывая тот факт что сборные плиты перекрытия имеют арматурные выпуски которые замоноличиваются в ригель можно сделать вывод о том что бетон сжатой зоны ригеля и бетон плиты перекрытия работают совместно. В связи с этим поперечное сечение ригеля на опоре будем рассматривать как тавровое с полками в сжатой зоне.
Расчёт выполняем согласно п. 3.24 [3].
Геометрические размеры поперечного сечения ригеля на опоре составляют: (см. рис. 10). Толщину защитного слоя бетона назначаем с учётом требований п. 5.7 [3] величину принимаем равной .
Рис. 10. (размеры условные).
Характеристики бетона и арматуры (см. подбор продольной арматуры в пролётном сечении ригеля): .
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 .
Расчётный изгибающий момент в опорном сечении ригеля (см. результаты расчетов по этапу 2): .
По табл. 3.2 [3] находим: ; .
– следовательно граница сжатой зоны проходит в полке расчётного поперечного сечения ригеля. Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения растянутой арматуры определяем как для прямоугольного сечения шириной .
2 Расчёт ригеля на прочность по сечениям наклонным к продольной оси
На этом этапе необходимо выполнить расчёт ригеля по полосе между наклонными трещинами подбор поперечной арматуры для ригеля крайнего пролёта второго этажа. Все необходимые усилия для расчёта были получены на этапе 2.
Расчёт монолитного ригеля по полосе между наклонными трещинами выполняем согласно п. 3.30 [3].
Геометрические параметры поперечного сечения ригеля: (см. рис. 10). Рабочая высота сечения бетона: .
Характеристики бетона: .
Расчётная перерезывающая сила согласно результатам расчётов по этапу 2 .
Определяем предельную поперечную силу в сечении нормальном к продольной оси ригеля:
Прочность элемента по полосе между наклонными трещинами обеспечена.
Требуется произвести расчёт по прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению.
Проверку прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси на действие поперечной силы выполняем согласно п. 3.31 – 3.42 [3].
Геометрические параметры поперечного сечения ригеля – см. расчёт по полосе между наклонными сечениями.
Характеристики бетона: . По табл. 2.2 [3] определяем расчётное сопротивление бетона по прочности на растяжение: . С учётом коэффициента принимаемого по п. 2.8 [3] .
Т. к. диаметр продольной растянутой арматуры каркаса К-1 составляет наименьший допустимый диаметр стержней поперечного направления из условия свариваемости составляет . Класс поперечной арматуры назначаем А240 – по табл. 5.8 [1].
Количество поперечных стержней принимаем равным количеству продольных – 6Тогда площадь сечения шести стержней поперечной арматуры диаметром составит .
Шаг поперечных стержней на опоре согласно п. 5.21 [3] назначается из условий:
Принимаем шаг поперечных стержней на опоре – кратно .
Шаг поперечных стержней в пролёте согласно п. 5.21 [3] назначается из условий:
Принимаем шаг поперечных стержней в пролёте – кратно .
Расчётная перерезывающая сила согласно результатам расчётов по этапу 2 значение полной расчётной нагрузки на ригеля от перекрытия с учётом его собственного веса равно (см. результаты расчёта этапа 1).
Определяем значение :
Интенсивность установки поперечных стержней на опоре () и в пролёте () составляет:
Находим длину проекции наклонного сечения:
– условия не выполняются и согласно п. 3.32 [3] значение не корректируем.
– условие выполняется.
Значение принимаем .
Длину проекции наклонной трещины принимаем равной :
Значение принимаем равным .
Поперечная сила воспринимаемая хомутами в наклонном сечении:
Поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении:
Поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции от внешних сил принимается в сечении нормальном к продольной оси элемента проходящем на расстоянии от опоры и определяется по формуле:
– условие выполняется прочность элемента по сечениям наклонным к продольной оси обеспечена.
При уменьшении интенсивности хомутов от опоры – к пролёту с до вызванном увеличением шага поперечных стержней длину участка с интенсивностью хомутов следует принимать не менее пролёта монолитного ригеля и не менее значения определяемого в зависимости от :
Т. к. согласно п. 3.34 [3] значение определяем по формуле:
С учётом ширины площадки опирания ригеля на наружные кирпичные стены ( – см. общие сведения о сборно-монолитном перекрытии этап 1) значение составит: . Значение необходимо принимать не менее пролёта ригеля что составляет .
Окончательно длину участка с интенсивностью хомутов назначаем кратно шагу поперечных стержней на опоре: кратно .
– момент инерции приведённого сечения на опоре;
– площадь сечения продольной растянутой арматуры в пролётном сечении ригеля среднего пролёта требуемая по расчёту;
– площадь сечения продольной сжатой арматуры в пролётном сечении среднего пролёта требуемая по расчёту;
– площадь сечения поперечной арматуры ригеля.
Этап 4. Расчёт монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям второй группы
1 Расчёт ригеля по образованию и раскрытию трещин
На этом этапе необходимо выполнить расчёт ригеля крайнего пролёта второго этажа по предельным состояниям второй группы: определить момент трещинообразования вычислить ширину продолжительного и непродолжительного раскрытия трещин нормальных к продольной оси ригеля выполнить расчёт по деформациям. Все необходимые усилия были получены на этапе 2.
В случае если трещины не образуются расчёт по раскрытию трещин выполнять не следует.
Момент образования трещин с учётом упругих деформаций определяем согласно п. 4.4 – 4.8 [3].
Геометрические параметры поперечного сечения ригеля: (см. рис. 10).
Характеристики бетона и арматуры для расчёта ригеля по предельным состояниям второй группы: бетон тяжёлый класс бетона В25 по табл. 2.1 [3] расчётное сопротивление бетона по прочности на сжатие . Значение начального модуля упругости бетона принимаем по табл. 2.4 [3]: .
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 значение модуля упругости арматуры принимаем равным (см. п. 2.20 [3]). Площадь фактически установленной продольной растянутой арматуры в пролётном сечении составляет (4 25 и 2 10) продольной сжатой: (6 8).
За расчётный диаметр стержней растянутой арматуры принимаем наибольший диаметр – .
Изгибающий момент ригеля в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия полной нормативной нагрузки равен в т. ч. изгибающий момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия нормативной длительной нагрузки .
Площадь поперечного сечения ригеля в пролётном сечении:
Определяем коэффициент приведения арматуры к бетону:
Площадь приведённого сечения ригеля:
Статический момент полного приведённого сечения относительно растянутой грани:
где – статический момент стенки монолитного ригеля относительно растянутой грани;
– статический момент полки ригеля относительно растянутой грани;
– статический момент сжатой и растянутой арматуры относительно растянутой грани.
Расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра тяжести приведённого сечения ригеля:
Момент инерции приведённого сечения относительно его центра тяжести:
– момент инерции поперечного сечения бетона ригеля относительно центра тяжести приведённого сечения;
– момент инерции растянутой арматуры относительно центра тяжести приведённого сечения;
– момент инерции сжатой арматуры относительно центра тяжести приведённого сечения;
Момент сопротивления :
Согласно п. 4.8 [3] для тавровых сечений при определении момента образования трещин с учётом неупругих деформаций растянутого бетона допускается заменять значение на где – коэффициент зависящий от формы поперечного сечения элемента определяемый по табл. 4.1 [3]. Для элемента таврового профиля коэффициент .
Момент образования трещин с учётом неупругих деформаций бетона:
– условие выполняется трещины образуются требуется расчёт по раскрытию трещин.
Ширину раскрытия трещин нормальных к продольной оси ригеля определяем согласно п. 4.4 – 4.8 [3].
Исходные данные см. расчёт по определению момента трещинообразования.
коэффициент приведения арматуры к бетону:
Приведённый коэффициент армирования для растянутой арматуры :
Коэффициенты и для определения плеча внутренней пары сил при расчёте по раскрытию трещин:
По черт. 4.3 [3] линейной интерполяцией находим.
Определяем плечо внутренней пары сил:
Определяем высоту растянутой зоны бетона:
где – поправочный коэффициент равный для элементов таврового сечения с полкой в сжатой зоне;
При определении площади сечения растянутого бетона высота растянутой зоны бетона принимается не менее и не более :
– условие не выполняется принимаем .
Площадь сечения растянутого бетона:
Базовое расстояние между трещинами :
Значение принимают не менее и :
Значение принимают не более и :
Напряжение в растянутой арматуре ригеля:
где – к определению ширины раскрытия трещин при действии полной нормативной нагрузки;
– к определению ширины раскрытия трещин при действии нормативной длительной нагрузки.
– напряжение в растянутой арматуре при действии полной нормативной нагрузки;
– напряжение в растянутой арматуре при действии нормативной длительной нагрузки.
Значение коэффициента учитывающего неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами:
– при действии полной нормативной нагрузки;
– при действии нормативной длительной нагрузки.
Значения коэффициентов согласно п. 4.10 [3]:
– учитывает продолжительность действия нагрузки равный при непродолжительном действии нагрузки; равный – при продолжительном.
– учитывает профиль продольной арматуры равный для арматуры класса А300;
– учитывает характер нагружения равный для изгибаемых элементов.
Ширина раскрытия трещин:
при продолжительном действии длительных нагрузок:
при непродолжительном действии полной нагрузки:
при непродолжительном действии длительных нагрузок:
Согласно п. 4.14 [3] ширина продолжительного раскрытия трещин: .
Ширина непродолжительного раскрытия трещин: .
где – предельно допустимая ширина раскрытия трещин равная:
– при продолжительном раскрытии трещин;
– при непродолжительном раскрытии трещин.
– условие выполняется;
1 Расчёт ригеля по деформациям
Расчёт по прогибам с трещинами в растянутой зоне выполняем согласно п. 4.17 – 4.25 [3].
Геометрические размеры рассматриваемого поперечного сечения ригеля в пролёте составляют: .
Размеры ригеля на опоре: .
Расчётный пролёт монолитного ригеля:
; ( – высота сечения колонны – ширина площадки опирания ригеля на кирпичную стену).
Характеристики бетона и арматуры для расчёта по предельным состояниям второй группы см. расчёт по определению момента трещинообразования.
Площадь фактически установленной продольной арматуры в пролётном сечении согласно расчётам по этапу 3.1: (4 25 и 2 10) продольной сжатой: (6 8).
Площадь фактически установленной продольной растянутой арматуры в опорном сечении согласно расчётам по этапу 3.1: .
Изгибающий момент ригеля в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия полной нормативной нагрузки (см. этап 2 дополнительные данные) равен в т. ч. момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия нормативной длительной нагрузки . Изгибающий момент в опорном сечении по грани средней колонны от действия полной нормативной нагрузки от действия нормативной длительной нагрузки .
Т. к. монолитный ригель опирается на наружную кирпичную стену шарнирно кривизна на левой опоре будет равна нолю: .
От непродолжительного действия всех нагрузок:
для сечения в пролёте:
для сечения на опоре:
От непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
От продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
Коэффициент принимаем как для свободно опёртой балки: .
Прогиб крайнего пролёта ригеля:
Согласно п. 10.7 [4] находим .
– условие не выполняется требуется увеличить площадь сечения растянутой арматуры в пролёте.
Этап 5. Расчёт сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной силы со случайным эксцентриситетом и монолитного центрально нагруженного фундамента
1 Расчёт сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной силы со случайным эксцентриситетом
На этом этапе необходимо подобрать площадь сечения продольной сжатой арматуры и поперечной арматуры в сечении сборной железобетонной колонны. При этом значение эксцентриситета продольной силы принимаем равным случайному эксцентриситету (определяется согласно п. 3.49 [3]). Все необходимые усилия были получены на этапе 2.
Подбор продольной арматуры выполняем согласно п. 3.49 – 3.58 [3].
Сечение колонны принято на 1 этапе и составляет . Величину защитного слоя назначаем в соответствии с требованиями п. 5.6 – 5.8 [3] и принимаем . Длина колонны первого этажа составляет . Расчётную длину элемента принимаем согласно требованиям п. 6.2.18 [1]: .
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжёлый класс бетона В25 по табл. 2.2 [3] определяем расчётное сопротивление бетона по прочности на сжатие: . С учётом коэффициента принимаемого по п. 2.8 [3] .
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 расчётное сопротивление арматуры для предельных состояний первой группы определяем по табл. 2.6 [3]: .
Расчётные усилия в колонне первого этажа:
усилие в колонне первого этажа от расчётных нагрузок с учётом её собственного веса: ;
усилие в колонне первого этажа от расчётных длительных нагрузок с учётом её собственного веса: .
Определяем рабочую высоту сечения бетона колонны:
Т. к. расчёт допускается производить из условия .
Принимая вычисляем требуемую площадь сечения продольной рабочей арматуры:
Принимаем минимальное конструктивное армирование колонны сечением – 4 16 .
Выполним проверку прочности сечения колонны с учётом площади сечения фактически принятой арматуры:
При по табл. 3.5 и 3.6 [3] находим .
Определяем коэффициенты и :
Коэффициент принимается не более .
Фактическая несущая способность колонны:
условие выполняется следовательно прочность колонны обеспечена.
Диаметр стержней поперечной и монтажной арматуры назначаем из условия свариваемости и принимаем равным . Шаг стержней принимаем равным что не более .
Косвенное армирование назначаем в виде четырёх сварных сеток С-1 с размером ячейки . Первую сварную сетку устанавливаем на расстоянии от нагруженной грани колонны остальные – с шагом размещаем на длине что больше .
2 Расчёт монолитного центрально нагруженного фундамента
Фундамент проектируем под колонну рассчитанную на этапе 5.1. верх фундамента располагаем на отметке . Все необходимые усилия были получены на этапе 2.
Геометрические размеры сечения колонны приняты на этапе 1 и составляют . По заданию грунт основания имеет условное расчётное сопротивление . Глубина заложения фундамента составляет .
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжёлый класс бетона В25 по табл. 2.2 [3] определяем расчётное сопротивление бетона осевому растяжению: . С учётом коэффициента принимаемого по п. 2.8 [3] .
Усилие в колонне первого этажа от нормативных нагрузок с учётом её собственного веса (см. этап 1): усилие в колонне первого этажа от расчётных нагрузок с учётом её собственного веса: .
Усреднённый вес единицы объёма бетона фундамента и грунта на его обрезах принимаем равным .
Требуемая площадь подошвы фундамента:
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее . Принимаем (кратно нечётное) при этом площадь подошвы фундамента будет равна .
Давление под подошвой фундамента от расчётной нагрузки:
Высота фундамента составляет где – глубина заложения фундамента – расстояние от отметки до уровня верха фундамента. Расстояние от наиболее растянутой грани подошвы фундамента до центра тяжести стержней продольной арматуры в плитной части принимаем равным .
Ширину стакана в уровне верха принимаем равной в уровне низа .
Величину заделки колонны в стакан фундамента принимаем равной при этом глубина стакана составит .
Толщину стенок стакана назначаем равной . Тогда ширина подколонника составит .
Высота плитной части конструктивно равна:
Уточняем требуемую рабочую высоту плитной части:
где – коэффициент принимаемый равным .
С учётом требуемая высота плитной части составит:
Окончательно высоту плитной части принимаем . Тогда рабочая высота плитной части составит .
Вылет подошвы фундамента равен – плитную часть фундамента выполняем одноступенчатой высоту ступени назначаем равной . Рабочая высота первой ступени будет равна . Высота подколонника составит .
Рис. 11. К расчёту фундамента (размеры условные).
Проверку прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении (для единицы ширины этого сечения ) производим из условия
где – поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении;
– условие выполняется т. е. прочность нижней ступени фундамента по поперечной силе обеспечена.
Продавливание плитной части низом колонны от действия продольной силы (расчёт производится на продавливание от низа подколонника т. к. ).
Расчёт на продавливание плитной части низом подколонника (от низа колонны граница продавливания находится за пределами подошвы фундамента) производится из условия ;
где – продавливающая сила принимается равной ;
– среднее арифметическое значение периметров верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания.
– условие выполняется продавливания не происходит.
Проверку плитной части фундамента на раскалывание от действия продольной силы производим из условия ;
где – коэффициент трения бетона по бетону;
– коэффициент учитывающий совместную работу фундамента с грунтом;
– площадь вертикального сечения фундамента в плоскости проходящей по оси сечения колонны параллельно стороне подошвы для одноступенчатого фундамента:
– условие выполняется раскалывания не происходит.
Площадь сечения арматуры подошвы фундамента в сечениях I-I II-II и III-III (см. рис 5.2):
где – изгибающий момент в расчётном сечении;
– рабочая высота фундамента в расчётном сечении;
– расчётное сопротивление арматуры на растяжение.
(для одноступенчатого фундамента ).
Определяем требуемую площадь арматуры в сечениях I-I и III-III:
Для ширины подошвы фундамента количество стержней продольной арматуры в плитной части устанавливаемых с шагом будет равно .
По максимальной из требуемых площадей арматуры определяем требуемую площадь сечения одного стержня:
По сортаменту требуемый диаметр стержня – с площадью сечения . Т. к. минимальный диаметр стержней продольной арматуры в плитной части фундамента – окончательно принимаем сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 9 12 (девять стержней диаметром ) с площадью сечения .
Этап 6. Расчёт кирпичного простенка с сетчатым армированием
Расчёт выполняем согласно п. 4.7 – 4.11 4.30 – 4.31 [7].
На этапе 1 принята толщина наружных стен . Материал стен – кирпич керамический полнотелый одинарный марки по прочности М150 марки по морозостойкости – F35 марка цементно-песчаного раствора М50.
Согласно рис. 6.1 высота кирпичной стены за вычетом расстояния от низа стены до высоты простенка первого этажа составляет . Расчётная ширина стены принимается равной шагу колонн в поперечном направлении . Ширина оконных проёмов по рис. 1.13 равна . Ширина площадки опирания плиты перекрытия на кирпичную стену составляет (см. рис. 1.14). Расчётная высота простенка равна высоте оконного проёма . Размеры поперечного сечения простенка составят:
Согласно расчётам этапа 1 полная расчётная нагрузка на покрытия с учётом нормального уровня ответственности здания II будет равна полная расчётная нагрузка на перекрытия с учётом класса ответственности здания II будет равна .
Продольная сила в опасном сечении простенка:
где – коэффициент проёмности ( – суммарная площадь оконных проёмов в расчётном сечении стены);
– коэффициент надёжности по нагрузке;
– число этажей в здании;
– ширина первого пролёта в продольном направлении.
Момент в расчётном сечении простенка:
Рис. 12. К определению размеров фрагмента стены (размеры условные).
Эксцентриситет продольной силы:
Т. к. эксцентриситет согласно п. 4.31 [7] простенок можно проектировать с сетчатым армированием.
Максимальные напряжения в кладке:
где в первом приближении ;
Расчётное сопротивление неармированной кладки должно быть не менее .
По табл. 2 [7] для марки кирпича М150 и марки раствора М50 определяем расчётное сопротивление кладки .
Исходя из конструктивных требований назначаем сетку из стержней арматуры класса В500 диаметром ( ). Шаг сеток назначаем через каждые пять рядов (при толщине шва высоте кирпича ). Размер ячейки сетки принимаем .
Процент армирования по объёму кладки с сетчатым армированием составит:
Рис. 13. К расчёту кирпичного простенка с сетчатым армированием.
Гибкость простенка в плоскости действия изгибающего момента для определения коэффициента продольного изгиба:
Высота сжатой части сечения:
Соответствующая ей гибкость:
Расчётное сопротивление кладки при внецентренном сжатии:
Упругая характеристика кладки с сетчатым армированием:
где – по табл. 15 [7] для керамического полнотелого кирпича;
По величинам гибкостей и а т. же значению по табл. 18 [7] определяем значения коэффициентов продольного изгиба для армированной кладки при внецентренном сжатии и . Тогда .
При по табл. 20 [7] определяем тогда коэффициент учитывающий влияние длительной нагрузки определяемый по формуле 16 [7] .
Коэффициент учитывающий повышение расчётного сопротивления кладки при внецентренном сжатии определяем по табл. 19 [7]:
Фактическая несущая способность кирпичного простенка при внецентренном сжатии:
– прочность кирпичного простенка обеспечена.
Этап 7. Расчёт предварительно напряжённой круглопустотной плиты перекрытия
Расчёт выполняем согласно [9].
По результатам компоновки перекрытия здания (см. этап 1) номинальная ширина плиты составляет пролёт плиты перекрытия высота плиты . Ширина площадки опирания плиты на кирпичную стену составляет тогда расчётный пролёт плиты будет равен .
Полная расчётная нагрузка на длины перекрытия (см. табл. 1 этап 1) равна полная нормативная нагрузка на длины перекрытия
Определяем изгибающие моменты в пролётном и опорном сечениях плиты:
для расчёта по первой группе предельных состояний:
изгибающий момент в опорном сечении плиты:
поперечная сила в узле сопряжения плиты с монолитным ригелем:
Расстояние от опоры на котором изгибающий момент плиты в пролётном сечении максимален:
Значение максимального изгибающего момента в пролётном сечении:
Геометрические размеры плиты см. рис. 3.
Продольная рабочая ненапрягаемая арматура по заданию – класса А300 расчётное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы по табл. 2.6 [3]: .
Продольная рабочая напрягаемая арматура по заданию – класса А600 расчётное сопротивление для предельных состояний первой группы по табл. 2.8 [9]: . Способ натяжения арматуры – механический.
Характеристики бетона: бетон тяжёлый класса В25. По табл. 5.2 [1]: . С учётом коэффициента принимаемого согласно п. 2.8 [3] .
Согласно п. 2.25 [9] величину предварительного напряжения арматуры назначаем равным .
Подбор предварительно напрягаемой арматуры в пролётном сечении плиты. При расчёте плиты по прочности учитываем благоприятное влияние предварительного напряжения с учётом возможных отклонений предварительного напряжения: где согласно п. 3.7 [9].
Расчётное сечение плиты – тавровое с полкой в сжатой зоне геометрические размеры см. рис. 7.1. рабочая высота сечения плиты составляет .
– условие выполняется следовательно граница сжатой зоны проходит в полке и площадь сечения напрягаемой арматуры определяется как для прямоугольного сечения шириной согласно п. 3.14 и 3.16 [9].
Вычисляем значение :
Значение определяем по табл. 3.1 [9] в зависимости от соотношения где – предварительное напряжение с учётом всех потерь: .
– сжатая ненапрягаемая арматура по расчёту не требуется.
Площадь сечения напрягаемой арматуры в растянутой зоне:
– коэффициент условий работы напрягаемой арматуры при (принимается не более ) принимаем .
Количество стержней напрягаемой арматуры принимаем согласно рис. 7.1. По сортаменту принимаем 9 стержней диаметром с расчётной площадью поперечного сечения .
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения армфатуры. – М.: ГУП НИИЖБ Госстроя России 2003.
Железобетонные конструкции. Общий курс. В.Н. Байков Э.Е. Сигалов. – М.: Стройиздат1991.
СНиП 2.01.07-85* (с изм. 2003). Нагрузки и воздействия.
Железобетонные и каменные конструкции. Под редакцией В.М. Бондаренко. – М.: Высшая школа 2007.
Примеры расчёта и конструирования железобетонных конструкций по СП 52-101-2003. Под редакцией 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 пособие. А.Б. Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.; Под редакцией А.Б. Голышева. – К.: Будiвельник 1985. – 496с.
Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных конструкций из тяжёлого бетона (к СП 52-102-2004). – М.: ГУП НИИЖБ Госстроя России 2004.

проект.dwg

Монтажная петля ø6мм
Cпецификация педнапряженной железобетонной плиты П-1
Четырехэтажный жилой дом
Сборно-монолитный каркас
Схема расположения элементов каркаса М1:200
Спецификация конструктивной схемы расположения элементов
Колонна средняя КС-1
Монолитный ригель МР-1
Технические требованиеяn1. Данный комплект чертежей выполнен по результатам статического расчета рамыn2. Все продольные швы между плитами перекрытия заполнить цементно-песчаным раствором М100n3. Данный чертеж см. совместно с листами
Технико экономические показатели
Технические требованияn1. Данный чертеж см. совместно с листами
Технические требованияn1. 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
Спецификация монолитного ригеля МР-1
Спецификация сборной колонны КН-1
Технические требованияn1. Все наружние поверхности соприкасающиеся с бетоном обмазатьn2. Данный чертеж см. совместно с листами
Спецификация монолитного фундамента Ф-1
Фундаментн. бетон В30
Подготовка. бетон В10
Технические условияn1. Наружние стены выполняются из керамического кирпича пластического формования марки К-0 15035ГОСТ 530-95*n2. Данный чертеж см. совместно с листами
Фрагмент кирпичной кладки
Спецификация фрагмента каменной кладки
Марка по морозостой-
Спецификация арматурных изделий
Спецификация сборной колонный КН-1
Спецификация сборной плиты перекрытия П-1
Спецификация каменной кладки
Слой гравия втопленный в мастику
Минераловатные плиты
Обмазочная пароизоляция
Схема расположения элемен-nтов каркаса М 1:200Разрез1-1n М 1:200
Выпуски напрягаемой арматуры К1500
Cпецификация преднапряженной железобетонной плиты П-1
Технические требования:n1. Данный лист смотреть совместно с листами.n2. В узле 4 состав тип конструкции пола условно не показан.
Колонна верхняя КВ-1

Богданов нормал жбк.doc

Министерство образования Российской Федерации.
Казанский государственный архитектурно-строительный университет.
Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий с мостовым
1 Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок 2
2 Проектирование стропильной конструкций 4
2.1. Проектирование сегментной раскосной фермы 4
2.2. Оптимизация стропильной конструкции .9
3 Проектирование колонны 9
3.1 Определение расчетных комбинаций усилий и продольного
3.2 Конструирование продольной и поперечной арматуры и расчет
подкрановой кансоли 11
4 Расчет и конструирование монолитного внецентренно нагруженного
фундамента под колонну 12
1 Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок.
Компоновку поперечной рамы производим в соответствии с требованиями
типизации конструктивных схем одноэтажных промышленных зданий.
Находим высоту надкрановой части колонн принимая высоту подкрановой
балки 12 м а ранового пути 015 с учетом минимального габарита
приближения крана к стропильной конструкции 01 и высоты моста крана
грузоподъемностью 16 т Нк = 22м;
Н2 ≥ 22 + 12 + 015 + 01 = 365 м.
С учетом унификации размеров колонн серии 1.424.1 назначаем Н2 = 39 м.
Высоту подкрановой части колонн определяем по заданной высоте до низа
стропильной конструкции 108 м и отметки обреза фундамента — 0150 м при
Н2 = 35 м: Н1 = 108 - 39+015 = 705 м.
Расстояние от верха колонны до уровня головки подкранового рельса
соответственно будет равно у = 39 — 12 — 015 = 255 м.
Для назначения размеров сечений колонн по условию предельной гибкости
вычислим их расчетные длины. Результаты представлены в табл. 1.1.
При расчете в плоскости поперечной
Часть колонны рамы В перпендикулярном
При учете нагрузокбез учете нагрузок
Подкрановая 15Н1=15705= 12(Н1+Н2)= 08Н1=08705=564
Н1=705 м =10575 м =12(705+39)= м
Надкрановая 2Н2=239= 25Н2=2535= 15Н2=1539=
Н2=39 м =78 м =875 м =585 м
Размеры сечений внецентренно сжатых колонн должны приниматься такими
(l0 h) в любом направлении как правило не превышала 120 (35).
Следовательно по условию максимальной гибкости высота сечения подкрановой
части колонн должна быть не менее 174635 = 0499 м надкрановой —
535 = 025 м. С учетом требований унификации для мостовых кранов
грузоподъемностью 16 т принимаем поперечные сечения колонн в надкрановой
части 400 х 380 мм. В подкрановой части для крайних колонн назначаем
сечение 400 х 600 мм а для средней — 400 х 600 мм. В этом случае
удовлетворяются требования по гибкости и рекомендации по назначению высоты
сечения подкрановой части колонны в пределах (110 114)Н1= 1(110
4)1105 = 1105 0789 м.
В соответствии с таблицей габаритов колонн (приложение V) и
назначенными размерами поперечных сечений принимаем для колонн крайнего
ряда по оси А номер типа опалубки 4 а для колонн среднего ряда по оси Б —
Стропильную конструкцию по заданию принимаем в виде сегментных
раскосных ферм типа ФС-24 из тяжелого бетона. Назначаем марку фермы 1ФС-24
с номером типа опалубочной формы 1 с максимальной высотой в середине
пролета 295 м (объем бетона 368 м3).
Назначаем тип плит покрытия размером 3X12 м (номер типа опалубочной
формы 3 высота ребра 450 мм приведенная толщина с учетом заливки швов
Толщина кровли (по заданию тип 4) составляет 100 мм.
По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей.
Принимаем панели из бетона на пористом заполнителе марки по плотности D800
толщиной 200 мм. Размела остекления назначаем в зависимости от
грузоподъемности мостовых кранов.
Результаты компоновки поперечной рамы здания представлены на рис.
Определяем постоянные и временные нагрузки на поперечную раму .
Постоянные нагрузки. Распределенные по поверхности нагрузки от веса
конструкции покрытия заданного типа приведены в табл.1.2.
Нормативная Коэф-т Расчетная
Элемент покрытия нагрузка надежности нагрузка
кНм2 по нагрузке кНм2
слой гравия втопленного в битум 016 13 0208
четырехслойный рубероидный ковер 012 13 0156
асфальтовая стяжка 20мм 042 13 0546
утеплитель – минераловатные плиты 50мм
(ρ=32 кНм3) 016 12 0208
обмазочная пароизоляция 005 13 0065
Ребристые плиты покрытия размером 3х12 м с22425 11 247
учетом заливки швов (=897 мм ρ=25
Решетчатая балка (Vb=368 м3пролет 24 м 03194 11 0351
шаг колонн 12 м бетон тяжелый )
8250(240120)=03194 кНм2
С учетом коэффициента надежности по назначению здания γn=095 ( класс
ответственности II) и шага колонн в продольном направлении 12 м расчетная
постоянная нагрузка на 1 м ригеля рамы будет равна G=
Нормативная нагрузка от 1 м2 стеновых панелей из бетона на пористом
заполнителе марки D800 при толщине 200 мм составит 88 02 =176 кНм2
где ρ= 88 кНм3 — плотность бетона на пористом заполнителе.
Нормативная нагрузка от 1 м2 остекления равна 05 кНм2.
Расчетные нагрузки от стен и остекления оконных переплетов на участке
между отметками 102 и 84 :
G1 = 2412017611095 = 5297 кН;
на участке между отметками 108 и 138 :
G2= (12120176+ 1812005)11095 = 3777 кН;
на участке между отметками 00 и 108 :
G3 = (12120176 + 6012005)11095 = 6410 кН.
Расчетные нагрузки от собственного веса колонн из тяжелого бетона (ρ =
Колонна по оси А подкрановая часть с консолью
G41 = (07 705 + 06 06 + 05 06 06)04 25 11 095 =
надкрановая часть G42 = 04 06 39 25 11 095 = 2445 кН ;
итого G4 = G41 + G42 = 5721 + 2445 = 8166 кН ;
колонна по оси Б подкрановая часть с консолями
G51 = (08 705 + 2 06 065 + 065 065)04 25 11 095 =
надкрановая часть G52 = G42 = 2445 кН; итого G5 = G51+
G52=5677+2445=12689 кН127 кН.
Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановых балок и кранового
пути (15 кНм) будет равна:
G6=(103+15120)11095=12645 кН.
Временные нагрузки. Снеговая нагрузка для расчета поперечной рамы
принимается равномерно распределенной во всех пролетах здания. Для
заданного района строительства (г. Пенза) по СНиП определяем нормативное
значение снегового покрова s0 = 05 кПа (район III) и соответственное
полное нармативное значение снеговой нагрузки s0=s0=051=05 кПа (при
определении коэффициента не следует учитывать возможность снижения
снеговой нагрузки с учетом скорости ветра). Коэффициент надежности для
снеговой нагрузки γf =14. Тогда расчетная нагрузка от снега на 1 м ригеля
рамы с учетом класса ответственности здания будет равна
Рsn=0514120095=798 кНм 8 кНм.
Длительно действующая часть снеговой нагрузки составит Рsnl = 05Рsn
Крановые нагрузки. Находим габариты и нагрузки от мостовых кранов
грузоподъемностью Q = 16 т (15696 кН): ширина крана Вк = 56 м; база
крана Ак = 44 м; нормативное максимальное давление колеса крана на
подкрановый рельс Рma масса тележки GT = 37 т; общая масса
Нормативное минимальное давление одного колеса крана на подкрановый
рельс (при 4 колесах):
Рminn = 05(Q+Qк) — Рmaxn=05(15696 + 217981)—150 = 3492 кН.
Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо крана направленная
поперек кранового пути и вызываемая торможением тележки при гибком
подвесе груза будет равна:
Тn = 05 005(Q + Qт) = 05 005(15696 + 217 981) = 483 кН.
Расчетные крановые нагрузки вычисляем с учетом коэффициента надежности
по нагрузке γf = 11.
Определим расчетные нагрузки от двух сближенных кранов по линии влияния
без учета коэффициента сочетания :
максимальное давление на колонну Dmах = Рmaxn γf Σу γn = 150 11
6 095 = 479655 кН где Σу — сумма ординат линии влияния Σу
минимальное давление на колонну Dmin= Рminn γf Σу
γn=3492306*11*095=1117 кН
поперечная нагрузка на колонну :
Т= Тn γf Σу γn=4.83306 1.1 095=1544
Ветровая нагрузка. Растов а Дону III ветровом районе по скоростным
напорам ветра. Согласно СниП нормативное значение ветрового давления равно
Для заданного типа местности В с учетом коэффициента k получим
следующие значения ветрового давления по высоте здания:
на высоте до 5 м wn1 = 075 038 =0285 кПа;
на высоте 10 м wn2 = 10 038=038 кПа;
на высоте 20 м wn3 = 125 038 =0475 кПа.
Согласно рис. вычислим значения нормативного давления на отметках
верха колонн и покрытия:
wn4 = 038 + [(0475 — 038) (20 — 10)](108 — 10) = 0387 кПа;
wn5 = 038 + [(0475 — 038) (20 — 10)](14655 — 10) = 0424 кПа.
Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно
распределенным эквивалентным по моменту в заделке консольной балки длиной
Для определения ветрового давления с учетом габаритов здания находим
аэродинамические коэффициенты се =08 и се3 = — 04. Тогда с учетом
коэффициента надежности по нагрузке γf=14 и шага колонн 6 м получим:
расчетная равномерно-распределенная нагрузка на колонну рамы с
наветренной стороны w1 = =0329 08 14 120 095 = 42 кНм ;
то же с подветренной стороны w2 = 0329 04 14 120 095=21
расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка от давления ветра на
ограждающие конструкции выше отметки 108
[pic](0387+0424)(1465—108)(08+04)141200952 =299кН.
Расчетная схема поперечной рамы с указанием мест приложения всех
нагрузок приведена на рис. При определении эксцентриситета опорных
давлений стропильных конструкций следует принимать расстояния сил до
разбивочных осей колонн в соответствии с их расчетными пролетами .
2 Проектирование стропильной конструкций.
2.1. Проектирование сегментной раскосной фермы.
Воспользуемся результатами автоматизированного статического расчета
сегментной раскосной фермы марки 1ФС24 для IV снегового района.
Для анализа напряженного состояния элементов фермы построим эпюры
усилий N и М от суммарного действия постоянной и снеговой нагрузки
Нормативные и расчетные характеристики тяжелого бетона класса В40
твердеющего в условиях тепловой обработки при атмосферном давлении
эксплуатируемого в окружающей среде влажностью 50 % (γb2 = 09): Rbn =
Rbser = 29 МПа; Rb = 09220 = 198 МПа ; Rbtn= Rbtser = 21 МПа; Rbt =
14 = 126 МПа; Rbp = 25 МПа; Eb = 32500 МПа.
Расчетные характеристики ненапрягаемой арматуры: продольной класса А-
II Rs = Rsc = 280 МПа; Es = 210 000 МПа; поперечной класса A-I Rsw =
5 МПа; Еs = 210 000 МПа.
Нормативные и расчетные характеристики напрягаемой арматуры 12 мм
класса К-7: Rsn = Rsser = 1335 МПа; Rs = 1110 МПа; Es = 180 000 МПа.
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в нижнем поясе
фермы s = 1000 МПа. Способ натяжения арматуры— механический на упоры.
Проверяем условие [pic]
при отклонении значения предварительного напряжения р = 005 sр =
Так как sр + р = 1000 + 50 = 1050 МПа Rsser = 1335 МПа и sp—р =
00 — 50 = 950 МПа > >03 Rsser = 400 МПа то условие (1) выполняется.
Расчет элементов нижнего пояса фермы. Согласно эпюрам усилий N и М
наиболее неблагоприятное сочетание усилий имеем в сечении номер 9 при N =
212 кН и М = 114 кН м. Поскольку в предельном состоянии влияние
изгибающего момента будет погашено неупругими деформациями арматуры то
расчет прочности выполняем для случая центрального растяжения. Требуемую
площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры находим по формуле :
Аstot = N(Rs)= 43212103 (1151110)= 33852 мм2.
Принимаем 4 12 K-7 (Astot = 3624 мм2 или Asp = A’sp =1812 мм2).
Pасчет трещиностойкости нижнего пояса фермы выполняем на действие
усилий от нормативных нагрузок величины которых получим путем деления
значений усилий от расчетных нагрузок на средний коэффициент надежности по
нагрузке γfm = 1216 . Для сечения 9 получим:
усилия от суммарного действия постоянной и полного значения снеговой
нагрузки N = [pic]γfm = 432121216 = 35536 кН[pic]
усилия от постоянной и длительной части снеговой нагрузки
Nl=(Ng+([pic]—Ng)kl)γfm=(30472+(43212—30472)03)1216=28202 кН
Мl=(Мg+([pic]—Мg)kl)γfm=(081+(114—081)03)1216=0748 кНм
где kl=03—коэффициент учитывающий долю длительной составляющей
По СНиП находим что нижний пояс фермы должен удовлетворять 3-й
категории требований по трещиностойкости т. допускается непродолжительное
раскрытие трещин шириной 03 мм и продолжительное шириной 02 мм.
Геометрические характеристики приведенного сечения вычисляем по
Площадь приведенного сечения Ared = А +αАsptot = 200180 + 5538
24 = 38 010 мм2 где α = =Es Eb = 180 00032500 = 5538.
Момент инерции приведенного сечения Ired = I + αAspy2sp + αAsp'y2sp=
0 180312 + +55381812502 + 5538 1812 502= 1022 108 мм4 где
ysp = y’sp = h2 — аp = 1802 — 40 = 50 мм.
Момент сопротивления приведенного сечения [pic][pic][pic]= Ired
y0=102210890 = 1135106 мм3 где у0 = h2 = 1802 = 90 мм.
Упругопластический момент сопротивления по наиболее растянутой грани в
[pic] = γ[pic]= 175 1135106 =1988106 мм3 где γ=175 .
Определим первые потери предварительного напряжения арматуры для
механического способа натяжения арматуры на упоры.
Потери от релаксации напряжении в арматуре
=(022spRsser—01)sp=(02210001335—01)1000=6479 МПа.
Потери от температурного перепада 2=125Δt=12565=8125МПа.
Потери от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств :
= (Δll)Еs = (30519 000)180 000 = 2889 МПа где Δl = 125 +015d
= 125+ 01512 = 305 мм и l = =18 + 1 = 19 м = 19 000 мм.
Потери 4 и 5 равны нулю.
Напряжения в арматуре с учетом указанных потерь и соответственно усилие
обжатия будут равны : spl= sp — 1 — 2 — 3
=1000—6479—8125—2889=82506 МПа; Р1= splАsptot =825063624 =
Определим потери от быстронатекающей ползучести бетона :
bp =P1Ared= 29900103 38010 =786 МПа ; α = 025+ 0025Rbp = 025 +
2525 = 087>08 принимаем α = 08; поскольку bpRbp= 78625 =
14α то 6 = 08540bpRbp= 085400314 = =1070 МПа.
Таким образом первые потери и соответствующие напряжения в напрягаемой
арматуре будут равны: los1 = 1 + 2 + 3 + 6 = 6779+8125 +
89+1070 = 18564 МПа ; sp1 = sp — los1=1000 — 18564=81436 МПа.
Усилие обжатия с учетом первых потерь и соответствующие напряжения в
Р1 = sp1Asptot =81436 3624 = 29510 103 Н = 29510 кН; bp =
P1Ared = 29510 10338010 = 776 МПа. Поскольку bpRbp =77625 =
10095 то требования СНиП удовлетворяются.
Определим вторые потери предварительного напряжения арматуры :
Потери от усадки бетона 8 = 40 МПа.
Потери от ползучести бетона при bpRbp = 0310 075 будут равны 9 =
0 085 bpRbp = =1500850310= 3952 МПа.
Таким образом вторые потери составят los2 = 8 + 9 = 40 + 3952 =
52 МПа а полные будут равны los = los1 + los2 =18564 + 7952 =
Вычислим напряжения в напрягаемой арматуре с учетом полных потерь и
соответствующее усилие обжатия: sp2 = sp—los = 1000—26516 = 73484
МПа; Р2 = sp2Аsptot =734843624 =26630103Н= 26630 кН.
Проверку образования трещин выполняем по формулам СНиПа для выяснения
необходимости расчета по ширине раскрытия трещин.
Определим расстояние r от центра тяжести приведенного сечения до
ядровой точки наиболее удаленной от максимально растянутой внешней
нагрузкой грани сечения. Поскольку N= 35536 кН> >P2= 26630 кН то
величину r вычисляем по формуле :
r = [pic](A + 2α (Аsp + А’sp)) = 1988106 [200180 + 25538(1812
Тогда Мrp=P2(еop2+r) = 26630103(0 + 4967) = 1323106 Hмм = 1323
кНм; соответственно Мcrc=Rbtser[pic]+ Мrp = 21 1988106+ 1327106 =
40 106 Н мм = 1740 кН м.
Момент внешней продольной силы Мr = N(e0 +r)= 35536103(265 + 4967)
= 1859106 Нмм = =1859 кНм где е0= МN = 094 106(35536103) =
Поскольку Мcrc = 1740 кН м Мr = 1859 кН м то трещины
нормальные к продольной оси элемента образуются и требуется расчет_по
Расчет по раскрытию трещин выполняем в соответствии с требованиями
СНиП. Определим величину равнодействующей Ntot и ее эксцентриситет
относительно центра тяжести приведенного сечения: Ntot = N — Р2 = 35536 —
630 = 8908 кН; е0tot = MNtot=094106(8908103) = 1055 мм.
Поскольку е0tot = 1055 мм 08h0 = 08140 = 112 мм то приращения
напряжений в арматуре Sp вычисляем по формуле :
от действия полной нагрузки
s=(N(zs—e s)—P2(zs—e
sp))(Aspzs)=(35536103(100—4735)—26630103(100—50))(1812100)=
где еs = у0—ар—е0 = 90—40—265 = 4735 мм еsp = у0—ар =90—40=50
мм zs = h0—а’р =140—40=100 мм;
от действия длительной нагрузки
s = (28202 103(100—4735)—26630103(100—50))(1812100)=8461 МПа.
Вычислим ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия полной
нагрузки по формуле :
acrc=φl(sEs)20(35—10)[pic] =12112(29769180
0)20(35—100000901) [pic]=0283 мм
где =12; φ1=10; =12 (для арматуры класса К-7); =
Asp(bh0)=1812(20010055)=000901 002 здесь h0 = h2 + e0tot= 90 +
55 = 10055 мм; d = 15 мм — диаметр арматуры.
То же от непродолжительного действия длительных нагрузок
acrc=φl(sEs)20(35—10)[pic] =12112(8461180
0)20(35—100000901) [pic]=0081 мм.
То же от продолжительного действия длительных нагрузок (для тяжелого
бетона φl=16—15 = =16 — 15000901 = 146>13):
acrc=1214612(8461180 00)20(35—1000009010)[pic]=0118 мм.
Таким образом ширина непродолжительного раскрытия трещин от действия
длительных и кратковременных нагрузок будет равна acrc1 = 0283 — 0081 +
18 = 0321 мм[03 мм] что менше 15%; а ширина продолжительного
раскрытия трещин в нижнем поясе фермы составит аcrc = 0118 мм[02 мм].
Расчет элементов верхнего пояса фермы . В соответствии с эпюрами усилий
N u M наиболее опасным в верхнем поясе фермы будет сечение 2 с
максимальным значением продольной силы.
Для сечения 2 имеем усилия от расчетных нагрузок: N = 44309 кН ;М=
1 кНм; N Мl = 184 кНм. Находим : расчетную длину
элемента расчетный эксцентриситет е0=
MN= 261106(44309103) = 589 мм; случайный эксцентриситет ea ≥ h 30
= =18030 = 60 мм еа ≥ l600 = 3224600 = 537 мм еа ≥10 мм принимаем
Поскольку l0=29 м20h = 20018 = 36 м е0=589 мм ea = 10 мм и
класс бетона не более В40 то расчет прочности верхнего пояса фермы
выполняем по методике расчета сжатых элементов на действие продольной силы
со случайным эксцентриситетом.
Принимая в первом приближении φ=09 вычислим требуемую площадь сечения
продольной арматуры по формуле :
Арматуру принимаем конструктивно .Тогда учитывая минимальный диаметр
принимаем 410 А-II (Аstot = 314 мм2).
Поперечную арматуру конструируем в соответствии с требованиями из
арматуры класса Вр-I диаметром 3 мм устанавливаемую с шагом s = 200 мм
что менее 20d = 20 10 = 200 мм и менее 500 мм.
Расчет элементов решетки. К элементам решетки относятся стойки и
раскосы фермы имеющие все одинаковые размеры поперечной сечения b=150 мм
h = 120 мм для фермы марки 1ФС18 .
Максимальные усилия для подбора арматуры в элементах решетки
определяются из таблицы результатов статического расчета фермы с учетом
четырех возможных схем нагружения снеговой нагрузкой.
Раскос 13—14 подвергающийся растяжению с максимальным усилием N =
67 кН. Продольная ненапрягаемая арматура по индивидуальному заданию
класса А-II Rs = Rsc = 280 МПа. Tребуемая площадь сечения рабочей
арматуры по условию прочнойсти составит Аs = NRs = 3537 103280 =
632 мм2. Принимаем 4 8 А-II (Аs = 201 мм2).
Раскос 15—16 подвергающийся сжатию с максимальными усилиями N = 772
кН и Nl = 544 кН. Расчетная длина l0 = 08l= 083873 =310 м. Так как
l0h = 310012 = 2583>20 то расчет выполняем с учетом влияния прогиба
на значение эксцентриситета продольной силы. Поскольку ea≥ h30 = 12030
= 4мм; ea≥ ea≥ 10мм принимаем е0 = еа = 10
Определим коэффициент принимая предварительно минимальное продольное
армирование для сжатых элементов 4 10 А-II Astot =314 мм2 при
этом = Astot (bh) = 314(150 120) =00174>0004 для l0h>10.
Тогда φl=1+M1l M1 =1+102180309=171+=2 где
2103(10+60—30)=309105 Нм=0309 кНм .
Так как е0h=10120=00833еmin=05—001 l0h — 001Rb =
—0258—0198=0044 принимаем е = 00833; α=EsEb=
17421000032 500=01124 . Определяем Nсr:
=1(1-NNcr)=1(1—77223200)=103 . Тогда
е=е0+(h0—a’)2=10103+(90—30)2=403 мм.
Необходимое симметричное армирование находим согласно СНиП. Вычисляем
значения коэффициентов: [p
[p =а’h0=3090=03333 .
Из СНиПа находим R = 0571. Так как αn= 0029я = 0582 то значение
Аs = A's определяем по формуле для чего вычисляем значения а и Е:
[pic][pic]мм2 т.е. окончательно оставляем конструктивное армирование
As = A's= 157 мм2 (по 2 10 А-II) .
Расчёт и конструирование опорного узла фермы. Схема показана на рис.
Усилие в нижнем поясе в крайней N = 39399 кН а опорная реакция
Q = Qmax = 20300 кН.
Необходимую длину зоны передачи напряжений для продольной рабочей
арматуры 12 мм класса К-7 находим по требованиям СНиП:
где asp = 1110 МПа (большее из значений Rs и sp!) а p = 1 и λр =30 .
Выполняем расчет на заанкеривание продольной арматуры при разрушении по
возможному наклонному сечению ABC состоящему из участка АВ с наклоном
под углом 45о к горизонтали и участка ВС с наклоном под углом 297о к
Координаты точки В будут равны: y = 90 мм х = 260 + 90 = 350 мм.
Ряды напрягаемой арматуры считая снизу пересекают линяю ABC при у
равном: для 1-го ряда — 40 мм l дм 2-го ряда — 140 мм
(пересечение с линией ВС) lx=438 мм. Соответственно значения коэффициента
γsp= lxlp для рядов напрягаемой арматуры составят: для 1-го ряда —
08928 = 0336; для 2-го ряда — 4388928 = 0490.
Усилие воспринимаемое напрягаемой арматурой в сечении ABC : Nsp = Rs Σ
γspiAspi = 1110(0336 1812 + 0490 1812) = 16613 103 H = 16613
Найдем усилие которое должно быть воспринято ненапрягаемой арматурой
при вертикальных поперечных стержнях:
Ns = N— Nsp= 39399 — 16613 = 22786 кН.
Требуемое количество продольной ненапрягаемой арматуры данного класса А-
II (Rs= 280 МПа) будет равно : Аs = NsRs = 22786 103280 = 81378мм2.
Принимаем 4 16 А-II Аs = 804 мм2 что более Asmin= 015NRs = 015
399103280 = 21106мм2.
Ненапрягаемую арматуру располагаем в два ряда по высоте: 1-й ряд — у =
мм пересечение с линией АВ при х = 340 l 2-й
ряд — у =100 мм пересечение с ли ВС при х = =367мм lx = 367 — 20 = 347
Определяем требуемую длину анкеровки ненапрягаемой продольной арматуры
в сжатом от опорной реакции бетоне. Находим: an = 05; Δλ=8; λan=12 и
lanmin=200мм. Тогда :
и lan min = 200 мм. Принимаем lап = 241 мм. Тогда значение коэффициента
условий работы ненапрягаемой арматуры уs5 = lхlan при lХ > lал будет
Следовательно усилие воспринимаемое ненапрягаемой продольной
Ns = Rs Σ γs5iAsi = 280 (1 402 + 1 402 ) = 22512 103Н = 22512 кН
> 22786 кН ( не превышает 5%) т. е. принятое количество ненапрягаемой
арматуры достаточно для выполнения условия прочности на заанкеривание.
Выполняем расчет опорного узла на действие изгибающего момента исходя
из возможности разрушения по наклонному сечению АВ1С1. В этом случае при
вертикальных хомутах должно удовлетворяться условие :
QzQ≤Nspzsp+Nszs+qswc22
где qsw = RswAsws — усилие в хомутах на единицу длины.
Высоту сжатой зоны бетона определим по формуле х = (Nsp+Ns)(bRb)
способом последовательных приближений уточняя значения Nsp и Ns по
положению линии АВ1С1 на каждой итерации.
В первом приближении вычислим высоту сжатой зоны при Nsp и Ns из
предыдущего расчета: х = (16613 + 22786)103(200198) =9949 . Точка
В1 будет иметь координаты: х = 5800 мм у = =330мм. Так как все ряды
напрягаемой и ненапрягаемой арматуры пересекаются снова с линией АВ1 то
значение высоты сжатой зоны окончательно составит х = 9949 мм при Nsp =
613 кН и Ns = 22786 кН. Тогда zsp = zs = 780—90—99492 = 64025 мм.
Из условия прочности на действие изгибающего момента в сечении АВ1С1
определяем требуемую интенсивность вертикальных хомутов. Поскольку qsw =
(QzQ—Nspzsp—Nszs) c2 =
=2(2031031030—1661310364025—2278610364025)9402= —9770 Нмм
то поперечная арматура по расчету на воздействие изгибающего момента не
требуется и устанавливается конструктивно.
Принимаем вертикальные хомуты минимального диаметра 6 мм класса A-I с
рекомендуемым шагом s = 100 мм.
Определяем минимальное количество продольной арматуры у верхней грани
опорного узла : As = 00005bh = 00005200780= 78 мм2. Принимаем 2
2.2. Оптимизация стропильной конструкции.
Программная система АОС-ЖБК позволяет выполнить оптимизацию
проектируемой стропильной конструкции по критерию относительной стоимости
стали и бетона. Результаты оптимизации показаны на итоговом листе выданный
3 Проектирование колонны.
Эпюры изгибающих моментов построенные для колонны по оси А
представлены на рис. Анализ эпюр показывает целесообразно при расчете
сечений принимать несимметричное армирование так как моменты разных
знаков отличаются по абсолютной величине более чем на 25 %.
Неблагоприятные комбинации расчетных усилий в сечении 2—2 для основных
сочетаний нагрузок с учетом требований СНиП2.01.07—85 представлены в табл.
Расчетные характеристики бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В35
подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении Rb=195 МПа
Rbt=13 МПа Еb=31 000 МПа. Продольная рабочая арматура класса А-II
Rs=Rsc=280 MПа Еs=210 000 МПа.
Размеры сечения надкрановой части колонны (для принятого при компоновке
типа опалубки 5) b=400 мм h=600 мм. Назначаем для продольной арматуры
а=а'=40 мм тогда h0=h—a=600—40=560 мм.
Определим сначала площадь сечения продольной арматуры со стороны менее
растянутой грани (справа) при условии симметричного армирования от
действия расчетных усилий в сочетании N и Mmin : N=20754 кН
М=Mm N Nsh=0 Мsh = —5812
Поскольку имеются нагрузки непродолжительного действия то вычисляем
коэффициент условий работы бетона уbl .Для этого находим: момент от
действия постоянных длительных и кратковременных нагрузок (кроме нагрузок
непродолжительного действия) относительно оси проходящей через наиболее
растянутый (или менее сжатый) стержень арматуры :
MI=(N—Nsh)(h0—a’)2+(M—Msh)=(20754—0)(056—004)2+(4854—5812)=4438
то же от всех нагрузок
MII=N(h0—a’)2+M=20754(076—004)2+4854=10250 кНм.
Тогда при уb2 =09 получим уbl=09МIIМI =0910254438=208>11.
Принимаем уbl = 11 и Rb=11195= 2145 МПа.
Расчетная длина надкрановой части колонны при учете нагрузок от
кранов равна lo=70 мм. Так как loh=7008=875>4 то расчет производим
с учетом прогиба элемента вычисляя Ncr. Для этого находим
ео=MN=4854(106(20754(103)=23388 мм>еа=h30=60030=20 мм; так как
еоh=23388600=0390>(еmin=05—001loh—001Rb =05—00875—02145=0198
принимаем (е =еоh=0390.
Поскольку изгибающие моменты от полной нагрузки и от постоянных и
длительных нагрузок имеют разные знаки и ео= 23388 мм >01h=60 мм то
С учетом напряженного состояния сечения возьмем для первого
приближения коэффициент армирования (=0004 тогда при (=ЕsEb=210 00031
Коэффициент ( будет равен (=1(1—NNcr)=1(1—207541998)=112
Вычисляем значение эксцентриситета с учетом прогиба элемента по
е=ео(+(ho—a’)2=23388(112+(560—40)2=52195 мм.
Определяем необходимое продольное армирование. По СНиП находим (R
=0534 и ( R=0391. Вычислим значение коэффициентов:
( n=N(Rbbho)=20754(103(2145(400(560)=00431;
(m1=Ne(Rbbh2o)=20754(103 (52195(2145(400(5602)=00402;
Так как ( n (R значения As = A’s определяем по формуле:
Поскольку по расчету арматура не требуется то сечение ее назначаем
в соответствии с конструктивными требованиями. [pic]=0002(400(560=448
мм2. Тогда получим (=[pic](448+448)(400(600)=00037 мм2 что
незначительно отличается от предварительного принятого (=0004
следовательно расчет можно не уточнять а окончательно принять Ssn=As=448
Определим площадь сечения продольной арматуры со стороны наиболее
растянутой грани для несимметричного армирования с учетом что стороны
сжатой грани должны удовлетворять условие A’s(Asfact= Asn=448 мм2. В
этом случае расчетные усилия возьмем из сочетания N и Mmax: N=27936 кН
М=1841 кН(м N Nsh=0 кН Мsh=0 кН(м.
Вычислим коэффициент (bl:
MI=(N—Nsh)(ho—a’)2+(M—Msh)=(27936—0)(056—004)2+(1841—0)=9104
То же от всех нагрузок
MII=N (ho—a’)2+M=27936 (056—004)2+1841=9104 кН(м
Тогда при (b2=09 получим (bl=09 MII
MI=09(91049104=09>11.
Принимаем (bl=09 Rb=09195= 1755 МПа
Находим (l=1+(M1lM1=1+1(63549104=16981+( где (=1
M1l= N l (ho—a’)2+ Ml=20754(056—004)2+958=6354 кН(м.
Принимаем (=00037 при (l=1698 получим Ncr=12830 кН.
Коэффициент ( будет равен (=1(1—NNcr)=1(1—2793612830)=102
Вычисляем: ео=MN=1841(106(27936(103)=659 мм тогда
е=ео(+(ho—a’)2=659(102+(560—40)2=32722 мм.
Площади сечения сжатой и растянутой арматуры определяем согласно
As’=(Ne—αRRbbh02)(Rsc(h0—a’))=(2793610332722—039117554005602)
(280(560—40))= = —52840
Поскольку по расчету арматура не требуется сжатая арматура то
площадь сечения растянутой арматуры выбираем минимального сечения
(m=(Ne—RscAsfact(ho—a’))(Rbbh2o)=[27936(103(32722—280(448(560—40))(
55(400(5602)=00119 соответственно (=0010. Тогда
As’=(Rbbh0—N+RscA’sfact)Rs=(0011755400560—27936103+280448)28
=--409 Asmin=448 мм2.Принимаем минимальное конструктивное армирование
Проверим принятое армирования сечения 2—2 на остальные сочетания
расчетных усилий. N min и Mmax :N=20754 кН М=[pic]=4854 кН(м Nl=20754
кН М Nsh=0 кН Мsh=5812 кН(м похожие расчеты были
приведены выше в результате армирование остается такой же.
подкрановой кансоли.
Анализируя результаты расчета всех опасных сечений колонны
целесообразно в надкрановой части принять симметричную продольную арматуру
по 2(18 А-II (Asл=Asп=509 мм2>448 мм2).
В подкрановой части колонны наиболее опасным будет сечение 6-6.
Для которого у левой грани принимаем продольную арматуру из 3(18 А-II
(Asл=763 мм2>608 мм2) а наиболее напряженной грани справа - 3(18 А-2
(Asл=763 мм2>608 мм2).
Поперечную арматуру в надкрановой и подкрановой частях колонны по
условию свариваемости принимаем диаметром 5 мм класса Вр-1 которая должна
устанавливаться в сварных каркасах с шагом 300 мм (не более 20d=20(18=360
Выполняем проверку принятого продольного армирования на прочность
в плоскости перпендикулярной раме при действии максимальных продольных
Для надкрановой части колонны имеем: N=3013 кН Nl=22948 кН
Nsh=0 кН. Поскольку нет нагрузок непродолжительного действия то расчетные
сопротивления бетона принимаем (b2=09 (для влажности 50%). Размеры
сечения: b=400 мм h=600 мм. Назначаем а=а’=40 мм получим ho=h-
Расчетная длина надкрановой части колонны lo=525 м (см. табл.
1). Так как loh=5250400=1312>4 то необходимо учесть влияние прогиба
элемента на его прочность.
Находим значение случайного эксцентриситета: еа( h30=40030=1333
еа( H2600=3500600=583 мм; еа(10 мм. Принимаем еа=1333 мм. Тогда
соответствующие значения изгибающих моментов будут равны:
M=Nеа=3013(103(1333=4016 кН(м; Ml=Nlеа=22948(103(1333=3059 кН(м.
Для определения Ncr вычисляем:
M1l= Nl(ho—a’)2+ Ml=22948(036—004)2+3059=3977 кН(м
M1= N (ho—a’)2+ M=3013(036—004)2+4016=5222 кН(м
(=(As+A’s)(bh)=(509+509)(400(600)=000424; так как
еаh=1333400=00333(emin=05—001(1312—001(1755=01933
принимаем (e=(emin=01933.
Коэффициент ( будет равен (=1(1—NNcr)=1(1—30137489)=1042
е=ео(+(ho—a’)2=1333(1042+(360—40)2=17389 мм.
Выполняем проверку прочности сечения .
Определяем х=N(Rbb)=3013(103(1755(600)=2861 мм. Так как
х(Rho=0592(360=21312 мм то прочность сечения проверяем по условию :
Rbbх(ho—05х)+RscA’s(ho—a’)=1755(600(2861(360—05(2861)+280(509(360—4
)=14975 кН(м >Nе=3013(017389=5239 кН(м т.е. прочность надкрановой
части колонны в плоскости перпендикулярной поперечной раме обеспечена.
При проверке прочности подкрановой части колонны в плоскости
изгиба учитываем только угловые стержни по 2(18 А-II (As=A’s =509 мм2). В
этом случае имеем размеры сечения: b=800 мм h=400 мм и расчетную длину
lo=884 м (см. табл. 1.1) а расчетными усилиями в сечении 6-6 будут:
N=75148 кН Nl=39691 кН Nsh=28993 кН. Поскольку есть нагрузки
непродолжительного действия то расчетные сопротивления бетона принимаем
(b2=11: Rb=11195= 2145 МПа.
Расчетная длина подкрановой части колонны lo=884 м (см. табл.
1). Так как loh=8840400=221>4 то необходимо учесть влияние прогиба
еа( H1600=11050600=1841 мм; еа(10 мм. Принимаем еа=1841 мм. Тогда
M=Nеа=75148(1841=13835 кН(м; Ml=Nlеа=39691(1841=7307 кН(м.
M1l= Nl(ho—a’)2+ Ml=39691(036—004)2+7307=7081 кН(м
M1= Nl(ho—a’)2+ M=75148(036—004)2+13835=13407 кН(м
(=(As+A’s)(bh)=(509+509)(400(800)=000318; так как
еаh=1841400=0046(emin=05—001(221—001(2145=00645 принимаем
Коэффициент ( будет равен (=1(1—NNcr)=1(1—751485897)=1146
е=ео(+(ho—a’)2=1841(1146+(360—40)2=18110 мм.
Определяем х=N(Rbb)=75148(103(2145(800)=4379 мм. Так как
Rbbх(ho—05х)+RscA’s(ho—a’)=2145(800(4379(360—05(4379)+280(509(360—4
)=29967 кН(м >Nе=75148(01811=13609 кН(м т.е. прочность подкрановой
Расчет прочности подкрановой консоли производим на действие
нагрузки от собственного веса подкрановых балок и максимального
вертикального давления от двух сближенных мостовых кранов с учетом
коэффициента сочетаний (=085 или
Q=G6+Dmax(=46+38017(085=36914 кН.
Проверяем прочность консоли на действие поперечной силы при
возможном разрушении по наклонной полосе .Поскольку
Rbtbho=25(13(400(1160=1508103 Н= 1508кН > Q= 36914 кН то по
расчету поперечная арматура не требуется. По конструктивным требованиям
принимаем хомуты диаметром 6 мм класса А-1 устанавливаемые с максимально
допустимым шагом 150 мм.
Для обеспечения прочности консоли в вертикальном сечении на
действие изгибающего момента определяем площадь сечения продольной
арматуры по формуле :
As=Ql1(hoRs)=36914(103(450(1160(280)=51143 мм2 принимаем 3(16 А-II
фундамента под колонну.
Вычисленные ЭВМ три комбинации усилий NM и Q для расчета основания и
тела фундамента представлены в табл.
Случай первая вторая третья
Nninf кН Мninf кН рnл рn n рnm
Первая 66345 16397 5275 18127 11701
Вторая 76362 -27894 24400 2535 13468
Третья 97177 -20909 25334 8944 17139
Так как вычисленные значения давлений на грунт основания
[pic] то предварительно назначенные размеры подошвы фундамента
удовлетворяют предъявленным требованиям по деформациям основания и
отсутствию отрыва части фундамента от грунта при крановых нагрузках. Таким
образом оставляем окончательно размеры подошвы фундамента а=27 м и b=
Расчет тела фундамента выполняем для принятых размеров ступеней и
стакана. Глубина стакана назначена в соответствии с типом опалубки
колонны а поперечное сечение подколонника имеет размеры типовых
конструкций фундаментов под колонны промышленных зданий.
Расчет на продавливание ступеней фундамента не выполняем так как
размеры их входят в объем пирамиды продавливания.
Для расчета арматуры в подошве фундамента определяем реактивное
давление грунта основания при действии наиболее неблагоприятных комбинаций
расчетных усилий (третьей) без учета собственного веса фундамента и грунта
на его обрезах. Находим соответствующие усилия на уровне подошвы
Ninf=Nc+G3=75148+4797=79945 кН
Minf=Mc+G3e3+Qchf=-14640—4797(052—2832(24=-23931 кН(м
Тогда реактивные давления грунта на грунт будут равны:
Pmax=79945567+239312552=140996+9377=23477 кПа
Расчетные изгибающие моменты в сечениях 1-1 и 2-2 вычисляем по
Требуемое по расчету сечение арматуры составит:
[pic]=2153(106(365(09(260)=25208 мм2.
[pic]=8349(106(365(09(560)=4538 мм2.
Принимаем минимальный диаметр арматуры для фундамента при а3 м
равным 10 мм. Для основного шага стержней в сетке 200 мм на ширине b=21 м
будем иметь в сечение
-2 11(10 А-III As=8635 мм2. Процент армирования будет равен
(= As(100(bho2)=8635(100(2100(560)=0073>(min=005%.
Расчет рабочей арматуры сетки плиты фундамента в направление
короткой стороны выполняем на действие среднего реактивного давления
грунта Pm=140996 кПа соответственно получим:
[pic]=3854(106(365(09(250)=46928 мм2.
По конструктивным требованиям принимаем минимальное армирование
(10 А-III с шагом 200 мм (As=1099 мм2).
Расчет продольной арматуры подколонника выполняем в ослабленном
коробчатом сечении 4-4 в плоскости заделки колонны и на уровне низа
подколонника в сечении 5-5.
Сечение 4-4. Размеры коробчатого сечения стаканной части
фундамента преобразуем к эквивалентному двутавровому с размерами мм:
b=650; h=1500; bf=b’f=1200; hf=h’f = 275; a=a’= 50; ho=1450.
Вычислим усилия в сечении 4-4 от второй комбинации усилий в
колонне с максимальным изгибающем моментом:
N=Nc+G3+acbcdc((f(n=51211+4797+15(12(09(25(11(095=6024 кН
М=Мc+ G3e3+Qcdc=2357+4797(052+2459(09=28277 кН(м
Эксцентриситет продольной силы будет равен
ео=МN=282776024=0469 м =469 мм>ea=h30=150030=50 мм.
Находим эксцентриситет силы N относительно центра тяжести растянутой
е=ео+(hо—a’)2=469+(1450—50)2=1169 мм.
Проверяем положение нулевой линии.
Так как Rbb’fh’f=115(1200(275=3795 кН > N= 6024 кН то указанная
линия проходит в полке и сечение следует рассчитывать как прямоугольное с
шириной b=b’f=1200 мм.
Вычисляем коэффициенты:
(n=N(Rbbho)=6024(103(115(1200(1450)=003;
(m1=Ne(Rbbh2o)=6024(103(1169(115(1200(14502)=00242;
(=a’ho=501450=00344.
Требуемую площадь сечения продольной арматуры вычислим по формуле:
Армирование назначаем в соответствии с конструктивными
требованиями в количестве не менее 005% площади подколонника:
[pic]00005(1200(1500=900 мм2. Принимаем [pic]1005 мм2 (5(16 А-III).
В сечение 5-5 по аналогичному расчету принято конструктивное
Поперечное армирование стакана фундамента определяем по расчету на
действие максимального изгибающего момента. Вычисляем эксцентриситет
продольной силы в колонне от второй комбинации усилий
ео=McNc=235751211=04603 м.
Поскольку ео= 0460>hc6=086=0133 м то поперечная арматура
стакана требуется по расчету. Так как ео= 0460>hc2=082=04 м то
момент внешних сил в наклонном сечении 6-6 вычисляем по формуле:
Тогда площадь сечения одного стержня поперечной арматуры стакана
фундамента будет равна:
Принимаем As=283мм2((8 А-I).

ЖБК Сафиуллин.doc

Этап 1. Общие сведения о сборно-монолитном перекрытии. Выдача задания.
Компоновка конструктивной схемы здания. Сбор
Этап 2. Статический расчет
Этап 3. Расчет монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям
1 Расчет ригеля на прочность по нормальным
2. Расчет железобетонного монолитного ригеля по наклонным
Этап 4. Расчет монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям
1. Расчет монолитного ригеля по образованию и раскрытию
2. Расчет железобетонного монолитного ригеля по деформациям (по
Этап 5. Расчет сборной железобетонной колонны на действие сжимающей
продольной силы со случайным эксцентриситетом и монолитного центрально
нагруженного фундамента .38
1. Расчет сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной
2 Расчет монолитного центрально нагруженного
Этап 6. Расчет кирпичного простенка с сетчатым
Этап 7. Расчет предварительно напряженной круглопустотной плиты
Вариант задания на курсовой проект №54:
Казанский Государственный Архитектурно-Строительный Университет
Задание № 57 на курсовой проект №1 исполнитель: Сафиуллин группы
Проектирование железобетонных конструкций здания с неполным каркасом и
сборно-монолитными перекрытиями.
Задание на проектирование:
Требуется разработать проект железобетонных конструкций многоэтажного
здания с неполным каркасом и сборно-монолитными перекрытиями выполнить
расчеты предварительно напряженной плиты перекрытия многопролетного
неразрезного монолитного ригеля колонны и фундамента; выполнить рабочие
чертежи проектируемых железобетонных конструкций и деталей узлов сопряжений
Исходные данные для выполнения проекта:
Шаг колонн в продольном направлении l1 м 6.4
Шаг колонн в поперечном направлении l2 м 4.5
Число пролетов в продольном направлении 5
Число пролетов в поперечном направлении 3
Тип конструкции пола (см. прил.2 м. у. [11]) 1
Тип конструкций кровли (см. прил.2 м. у. [11]) 1
Врем нормат. нагр. на перекрытие кНм2 2
Высота полки монолитного ригеля мм 60
Пролет плиты перекрытия м 5.7
Класс бетона монол. констр. и фундамента В25
Класс бетона для сборных конструкций В20
Класс арм-ры монол. констр и фундамента А400
Класс арматуры сборных конструкций А400
Класс предварит. напряг. арматуры К1400
Способ натяжения арматуры на упоры механический
Глубина заложения фундамента м 175
Усл. расчетное сопротивление грунта МПа 023
Район строительства II
Влажность окружающей среды % 60
Уровень ответственности здания II - нормальный
Компоновка конструктивной схемы здания
Сечение колонны назначается после сбора нагрузок. Сечение ригеля
назначается конструктивно. В соответствии с заданием пролет плиты
перекрытия (номинальный размер в соответствии с прил. 1 [11]) составляет
[pic]. Ширина среднего монолитного ригеля
при этом будет равна: b = l1- [pic] Ъ = 6400-5680=720мм (см.
рис.1.1 1.2). Высота полки монолитного ригеля [pic] по заданию 60мм. Тогда
высота ригеля составит: h = 220 + 60 = 280мм (220 мм - высота сечения
плиты см. прил. 1 табл. 1 11). Ширина свесов полок монолитного ригеля
принимается не более 16 его пролета. Принимаем ширину свеса
[pic]6[pic]4500мм6 =750мм окончательно примем 750мм. Ширина полки ригеля
равна: [pic]=720 + 750 + 750 = 2220мм . Расчетная схема поперечного
сечения монолитного ригеля представлена на рис. 1.3.
Ширину площадки опирания плит перекрытия на наружные стены принимаем 190мм
(не менее 120мм) тогда ширина крайних пролетов в продольном направлении
(между осями 1 и 2 5 и 6) составит 6100мм (кратно модулю M100).
Раскладку плит перекрытия производим по их конструктивной ширине [pic]
где [pic]- номинальная ширина плиты (см. прил. 1 табл. 1 [11]). Для пролета
между осями «А» и «Б» «В» и «Г» принимаем 2 плиты шириной 1500мм и одну
плиту шириной 1200мм. Для пролета между осями «Б» и «В» принимаем 2 плиты
шириной 1200мм и 1 плиту шириной 1500мм. Ширина монолитного участка
составит: 4500+4500-2*1500-1200-2*1200-1500-300=600мм (размеры см. рис.
По результатам компоновки конструкций несущей системы здания выполняем
чертежи схемы расположения элементов несущей системы (рис. 1.1) и разрез
План на отметке 0.000м М 1:200
[pic]Рис. 1.1. Схема расположения элементов несущей системы здания (плит
монолитных ригелей (М.Р.) монолитных участков перекрытия (М.У.) колонн и
[pic] Рис. 1.4. Поперечный разрез 1-1.
Рис 1.5. Расчетная схема поперечной рамы. Расчетная высота колонн равна
расстоянию между центрами тяжести поперечного сечения прямоугольной части
монолитного ригеля без учета полок.
Ветровая нагрузка в курсовом проекте не учитывается.
Нагрузка на ригель прикладывается равномерно распределенной.
Сечение 1-1 см. рис. 1.3 сечение 2-2 - рис. 1.6.
Сбор нагрузок на элементы перекрытия.
По бланку задания район строительства - II расчетное значение снеговой
нагрузки (временной нагрузки на покрытие) по п. 5.2 [4] составляет 400
кгм2 (4.0 кНм2) нормативное значение с учетом коэффициента надежности
для снеговой нагрузки [pic] составляет
01.43=279 кгм2 (0.84 кНм2).
Значение временной нормативной нагрузки на перекрытие по заданию - 200
кгм2 (2.0 кНм2). В соответствии с п. 3.7 [4] значение коэффициента
надежности для временной нагрузки составит [pic].
Коэффициенты надежности по нагрузке [pic] указаны в прил. 2 табл. 1 табл.
[11] коэффициент надежности по уровню ответственности здания принимается
в соответствии с прил. 7 [4] для уровня ответственности II составляет
В соответствии с заданием тип конструкций пола — 2 тип конструкций кровли
- 5. Состав конструкций кровли и пола указан в прил. 2 табл. 1 и табл. 2
[11] соответственно. Подсчет нагрузок в соответствии с требованиями [4]
на плиты покрытия и перекрытия приводится в табл. 1.1.
Согласно п. 3.8 [4] или прил. 7 коэффициент сочетания зависящий от
грузовой площади равен: [pic] где [pic] [pic]- грузовая площадь
перекрытия; [pic]- в соответствии с п. 3.8 [4] или прил. 7 [11].
Коэффициент [pic] учитывающий количество перекрытий в соответствии с
п.3.9 [4] или прил. 7 [11] равен [pic] [pic] где п=3 - число
Собственный вес 1м.п. ригеля составляет: [pic]
где [pic]- площадь сечения ригеля (0.72м - ширина ригеля 0.22м - высота
ребра ригеля 2.22м -ширина полки ригеля 0.06м - толщина полки ригеля)
[pic]- коэффициент надежности по нагрузке для собственного веса
железобетонного ригеля;
[pic]-коэффициент надежности по второму уровню ответственности.
Таблица 1.1 Сбор нагрузок на покрытие и междуэтажные перекрытия
ТолщПлотностьНормативная Коэффициент Расчетная
Состав t [pic] нагрузка надежности нагрузка[pi
мм кНм3 кНм2 [pic] c]
А. Постоянные нагрузки
Нагрузка от покрытия
Слой гравия 0.16 1.3 0208
втопленного в мастику
Гидроизоляция 0.039 1.3 0.0507
Цементная стяжка 2н0 18 0.36 1.3 0468
Утеплитель 200 5 1 1.3 1.3
Слой рубероида на 0.03 1.3 0039
От массы плиты 120 25 3 1.1 3.3
Итого 4.59 1.17 5.37
Нагрузка от междуэтажных перекрытий
Линолеум 0.18 1.3 0.234
Обмазка на основе 0.03 1.3 0.039
Цементная стяжка 30 18 0.36 1.3 0.468
Итого 3.75 1.13 4.275
Б. Временные нагрузки
Временная на 4 1.2 2.4
Снеговая 2.79 1.43 4.0
Коэффициент [pic] 095
Нагрузка от круглопустотной плиты определяется по её приведенной толщине
Полная расчетная нагрузка на 1м2 покрытия с учетом нормального уровня
ответственности здания II будет равна: [pic] (1.2-расчетная
Полная расчетная нагрузка на 1м2 перекрытия с учетом нормального уровня
ответственности здания II будет равна: [pic] (4.8 - временная
расчетная нагрузка на перекрытие).
Расчетная нагрузка на 1м.п. ригеля от покрытия с учетом собственного веса
[p [pic]=4.8м - шаг колонн в
продольном направлении (ширина грузовой площадки монолитного ригеля);
[pic]-коэффициент надежности по второму уровню
[pic]- коэффициент сочетания зависящий от грузовой площади перекрытия.
[pic] где 05 - коэффициент учитывающий долю длительной составляющей в
полной снеговой нагрузке в соответствии с [4].
По аналогии расчетная нагрузка на 1м.п. ригеля от перекрытия с учетом
собственного веса ригеля составит:
[pic] где 07 - коэффициент учитывающий долю длительной составляющей во
временной нагрузке в соответствии с [4].
Нормативная нагрузка на 1м.п. ригеля от перекрытия с учетом собственного
веса ригеля составит:
- кратковременная: [pic].
Для подбора сечения колонны определяем продольную силу воспринимаемую
колонной первого этажа от полной расчетной нагрузки:
[pic]- коэффициент учитывающий количество перекрытий.
Назначаем размеры поперечного сечения колонн из условия п. 6.2.17 [1]
когда 6[pic]20 где [pic]. Гибкость колонны в любом случае должна быть:
[pic]120. Отсюда требуемая оптимальная высота поперечного сечения колонны
(при [pic]): [pic] где в соответствии с
требованиями п. 6.2.18 [1] [pic].
Требуемая оптимальная высота поперечного сечения составляет:
Поскольку колонна воспринимает только вертикальные нагрузки
предварительно принимаем ее поперечное сечение квадратным со стороной
Для окончательного назначения размеров поперечного сечения с учетом
полученных по расчету вертикальных нагрузок определяем собственный вес
колонн всех возможных размеров поперечного сечения (250x250 300x300
Собственный вес 1м.п. колонны с поперечным сечением 250x250 мм составит
[p 25кНм3 - объемный
вес железобетона; [pic] [pic]).
Собственный вес 1 м.п. колонны с поперечным сечением 300x300 мм: [pic].
Собственный вес 1 м.п. колонны с поперечным сечением 400x400 мм:
Определяем усилие в колонне первого этажа с учетом ее собственного веса
при размерах поперечного сечения 250x250мм: [pic] (где 625.81 - усилие в
колонне от полной расчетной нагрузки; 2.7м - высота этажа; 4 - число
Предварительно определяем несущую способность колонн приняв в первом
приближении коэффициент продольного изгиба [pic] по формуле 3.97 [3]:
3 - коэффициент соответствующий максимальному проценту армирования -3%.
Для колонны сечением 250
[pic] [pic] согласно п. 5.1.10в [1]) с коэффициентом армирования 3% (по
заданию для арматуры класса А400 [pic]) предельная несущая способность
[pic]>N=387.57.кН следовательно окончательно принимаем колонну с размерами
поперечного сечения 250x250мм.
Рис 1.6. Поперечное сечение колонны.
Заполнение контрольного талона:
Этап№1 Задание №57 Фамилия: Сафиуллин
Контролируемый параметр [pic]
Постоянные нагрузки. [pic] [pic] [pic]
Временные нагрузки. [pic] [pic] [pic]
Временные нагрузки. [pic] [pic] -7.81
При расположении временной нагрузки через пролет (схема загружения 2 3)
определяется максимальный изгибающий момент в пролете. При расположении
временной нагрузки в двух крайних пролетах определяются максимальный
изгибающий опорный момент и перерезывающая сила.
Значения опорных моментов принимать отрицательным.
Изгибающий момент ригеля в опорном сечении [pic] (изгибающий момент М3 от
схемы загружения см. рис.2.2) находим из уравнений строительной
механики (из уравнения трех моментов) по следующей формуле:
Определяем изгибающие моменты ригеля в пролетных сечениях ригеля:
- в крайнем пролете - невыгодная комбинация схем загружения «1 +2»
изгибающий момент ригеля в опорном сечении:
Максимальный изгибающий момент ригеля в пролетном сечении равен:
Перераспределение моментов в ригеле под влиянием образования
пластического шарнира. В соответствии с [2 5] практический расчет
заключается в уменьшении не более чем на 30% опорных моментов ригеля для
комбинации схем загружения «1+4» при этом намечается образование
пластического шарнира на опоре.
К эпюре моментов комбинации схем загружения «1+4» добавляют выравнивающую
треугольную эпюру моментов так чтобы уравнялись опорные моменты для
удобства армирования опорного узла.
Для комбинации схем загружения «1+4» уменьшаем на 30% максимальный опорный
момент [pic] и вычисляем ординаты выравнивающей треугольной эпюры моментов
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:
Изгибающие моменты ригеля в пролетных сечениях ригеля на эпюре выровненных
- в крайнем пролете - изгибающий момент ригеля в опорном сечении для
комбинации схем загружения «1+4»: [pic] поперечные силы аналогично
формулам (2.9) и (2.10):
Расстояние от опоры в которой значение перерезывающих усилий в крайнем
пролете равно 0 (координата в которой изгибающий момент в пролете
максимален) находим из уравнения:
Находим значение изгибающего момента ригеля в пролетном сечении для
комбинации «1+4» по формуле:
х = 1.757м - координата в которой изгибающий момент в пролете максимален;
[pic]— постоянная расчетная нагрузка на 1м.п. ригеля
[pic]- временная расчетная нагрузка на 1м.п. ригеля от перекрытия.
Определяем значение изгибающего момента [pic] на выравнивающей эпюре в
точке с координатой х = 1.757м:
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении на эпюре выровненных моментов
- В среднем пролете - изгибающий момент ригеля в опорном сечении на второй
и третьей опорах (см. рис. 2.2 и табл. 2.1) Для комбинации схем загружения
Аналогично формулам (2.9) и (2.10) находим перерезывающие усилия в
среднем пролете монолитного ригеля:
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
Определяем изгибающие моменты монолитного ригеля в опорных сечениях по
На средней опоре при комбинации схем загружения «1+4» опорный момент ригеля
по грани колонны не всегда оказывается расчетным для подбора арматуры.
Поэтому опорные моменты ригеля по грани колонны необходимо вычислять для
всех комбинаций загружения.
Вычисляем изгибающие моменты ригеля в опорном сечении по грани крайней
колонны слева: [pic]для комбинации схем загружения «1+4» и выровненной
значения поперечных сил аналогично формулам (2.9) и (2.10):
где hK - высота сечения колонны м.
[pic]Для комбинации схем загружения «1+3»:
[pic] Для комбинации схем загружения «1+2» [pic]
Вычисляем изгибающие моменты ригеля в опорном сечении ригеля по грани
средней колонны справа:
[pic] для комбинации схем загружения «1+4» и выровненной эпюре моментов:
перерезывающая сила на опоре равна:
изгибающий момент: [pic]
По остальным схемам загружения действующие изгибающие моменты ригеля в
опорном сечении справа меньше чем слева от колонны следовательно их
По результатам вычислений расчетный (максимальный) изгибающий момент
ригеля в опорном сечении по грани средней колонны равен:
Расчетный (максимальный) изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в
крайнем пролете: [pic] в среднем пролете:
Моменты в сечениях ригеля от нормативной нагрузки расчетных нагрузок
продолжительного и непродолжительного действия определяются в аналогичной
Заполнение контрольного талона:
Этап №2 Задание №57 Фамилия: Сафиуллин
Контролируемы[pic] [pic] [pic] [pic] [pic]
Значение 221205471225.93 0.27 0.3 10.37
Обозначения контролируемых параметров:
f - прогиб крайнего пролета монолитного ригеля.
Дополнительные данные для проектирования и уточненные значения площади
сечения растянутой арматуры полученные от программного комплекса:
[pic]- уточненное значение площади сечения продольной растянутой арматуры в
пролетном сечении монолитного ригеля крайнего пролета требуемая по расчету
по второй группе предельных состояний;
f - прогиб среднего пролета монолитного ригеля.
нагруженного фундамента.
силы со случайным эксцентриситетом.
Цель - обеспечить несущую способность железобетонного элемента.
Задачи - подобрать необходимую площадь сечения продольной сжатой и
поперечной арматуры в сечении сборной железобетонной колонны;
сконструировать элемент.
В курсовом проекте на этапе 5 необходимо подобрать необходимую площадь
сечения продольной сжатой и поперечной арматуры в сечении сборной
железобетонной колонны. При этом значение эксцентриситета продольной силы
принимаем равным случайному эксцентриситету [pic](определяется согласно п.
49 [3]). Все необходимые усилия для расчета были получены на этапе 2.
Сечение колонн рекомендуется армировать симметричной арматурой. В расчетах
количество стержней продольной арматуры рекомендуется принимать равным
четырем и размещать их в углах поперечного сечения колонны. В соответствии
с п. 5.17 [3] в колоннах с размером меньшей стороны сечения 250мм и более
диаметр продольных стержней рекомендуется назначать не менее 16мм. При этом
значения коэффициента армирования должны быть не мене указанных в табл. 5.2
Толщину защитного слоя бетона следует принимать не менее значений
указанных в табл. 5.1 [3].
Диаметр стержней поперечной арматуры следует назначать из условия
свариваемости (см. табл. 2 прил. 6). Шаг поперечных стержней у каждой грани
колонны назначать кратно 50мм и принимать не более 500мм и не более 20d (d
- наибольший диаметр стержней продольной арматуры) что обеспечивает
закрепление сжатых стержней от их бокового выпучивания в любом направлении.
На концевых участках колонн следует применять косвенное армирование в виде
пакета поперечных сварных сеток. Для косвенного армирования использовать
арматурную сталь класса В500 диаметром 5мм. Размер ячейки сетки назначать
не менее 45мм не более 14 меньшей стороны сечения колонны и не более
0мм. Количество сеток устанавливать не менее четырех и размещать на длине
d при этом шаг сеток должен составлять не менее 60мм не более 13
меньшей стороны сечения колонны и не более 150мм (d - наибольший диаметр
стержней продольной арматуры). Первую сварную сетку располагать на
расстоянии 15-20мм от нагруженной поверхности.
[pic]Подбор продольной арматуры выполняем согласно блок-схеме 7.1 [6]
(номера пунктов расчета соответствуют пунктам блок-схемы). Также расчет
может быть выполнен согласно п. 3.49 - 3.58 [3]. .
Сечение колонны принято на этапе 1 и составляет: b = h=250мм. Величину
защитного слоя назначаем в соответствии с требованиями п.5.6 — 5.8 [3] и
принимаем а = 40мм. Длина колонны первого этажа составляет l=3150(см. рис.
5). Расчетную длину элемента принимаем согласно требованиям п. 6.2.18
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжелый класс бетона для сборных
конструкций по бланку задания (см. этап 1) В20по табл. 1 прил. 5 или табл.
2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие:
[pic]. С учетом коэффициента [pic] принимаемого по прил. 5 или п. 2.8 [3]
Продольная рабочая арматура по заданию - класса А-400 расчетное значение
сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы определяем по
табл. 2 прил. 5 или по табл. 2.6 [3]: [pic]
Расчетные усилия в колонне первого этажа:
[pic]усилие в колонне первого этажа от расчетных нагрузок с учетом ее
собственного веса: N=387.57кН
[pic]усилие в колонне первого этажа от расчетных длительных нагрузок с
учетом ее собственного веса: [pic]
Определяем рабочую высоту сечения бетона колонны: [pic]=250-40=210мм.
Так как [pic]- расчет допускается производить из условия:
Принимая [pic] вычисляем требуемую площадь сечения по формуле:
где А - площадь поперечного сечения колонны.
Принимаем армирование колонны сечением 250мм - [pic]. Выполним проверку
прочности сечения колонны с учетом площади сечения фактически принятой
Рис. 5.1. Конструирование колонны 1 - продольная рабочая арматура ([pic])
- монтажная арматура 3 поперечная арматура ([pic]).
При [pic] по табл. 3.5 и 3.6 [3] находим [pic].
Определяем коэффициенты [pic]и [pic] по формулам:
Коэффициент [pic] принимается не более [pic].
Фактическую несущую способность колонны находим по формуле:
[pic]- условие выполняется следовательно прочность колонны обеспечена.
Диаметр стержней поперечной и монтажной арматуры назначаем из условия
свариваемости (см. табл. 2 прил. 6) и принимаем равным 5мм. Шаг стержней
принимаем равным 250мм что не более [pic]
2 Расчет монолитного центрально нагруженного фундамента.
Цель - обеспечить прочность монолитного железобетонного фундамента
Задача - определить размеры фундамента подобрать площадь сечения
продольной рабочей арматуры в плитной части фундамента.
Фундамент проектируем под колонну рассчитанную на этапе 5.1. Верх
фундамента располагать на отметке -0.150 м. Характеристики бетона и
арматуры фундамента а также глубину заложения и значение условного
расчетного сопротивления грунта необходимо принимать по заданию. Все
необходимые усилия для расчета были получены на этапе 2.
Высоту ступеней фундамента принимать не менее 300 и не более 450 мм (кратно
мм). Количество ступеней - 2 или 3 в зависимости от высоты фундамента.
Минимальный вылет ступеней 150мм.
Величину заделки колонны в стакан фундамента принимать равной [pic]
толщину стенок стакана назначать не менее [pic] и не менее 150 мм (h -
высота сечения колонны). Глубину стакана принимать равной [pic]. Ширину
стакана в уровне верха принимать равной h+150мм в уровне низа h+100мм.
Рис. 5.2. К расчету монолитного фундамента (сечениями I-I и III-III
обозначены места подбора рабочей арматуры в плитной части фундамента).
При вылете подошвы фундамента за грани подколонника менее 600мм плитная
часть выполняется одноступенчатой. При вылете 750 - 900мм плитная часть
может быть как одноступенчатой так и двухступенчатой а при больших
вылетах - двухступенчатой или трехступенчатой.
Минимальный диаметр стержней продольной арматуры в плитной части
фундамента 12мм. Шаг продольных стержней сеток назначать 200 мм и для
удобства конструирования размеры сторон квадратной подошвы фундамента
принимать нечетными (кратно 100мм без ограничений условиями унификации).
Если в процессе расчета происходит продавливание плитной части фундамента
либо не выполняется условие прочности по поперечной силе то необходимо
увеличить высоту плитной части или высоту первой ступени фундамента
Геометрические размеры сечения колонны приняты на этапе 1 и составляют:
b=h=250мм. По заданию грунт основания имеет условное расчетное
сопротивление [pic]. Глубина заложения фундамента составляет [pic]
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжелый класс бетона монолитных
конструкций по бланку задания (см. этап 1) В25 по табл. 1 прил. 5 или
табл. 2.2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона осевому растяжению:
Продольная рабочая арматура по заданию - класса А400 расчетное значение
Усилие в колонне первого этажа от нормативных нагрузок с учетом ее
собственного веса (см. этап 5.1): [pic] усилие в колонне первого этажа от
расчетных нагрузок с учетом ее собственного веса: N=643.4кН. Усредненный
вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах
принимаем равным: [pic]
Требуемую площадь подошвы фундамента определяем по формуле:
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее [pic].
Принимаем [pic](кратно 10см нечетное) при этом площадь подошвы фундамента
Давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки вычисляем по
Высота фундамента составляет [pic] где 175м - глубина заложения
фундамента 015 м - расстояние от отметки 0000 до уровня верха
фундамента. Расстояние от наиболее растянутой грани подошвы фундамента до
центра тяжести стержней продольной арматуры в плитной части принимаем
Ширину стакана в уровне верха назначаем 400мм в уровне низа 350мм.
Величину заделки колонны в стакан фундамента принимаем равной [pic] при
этом глубина стакана составит [pic]. Толщину стенок стакана назначаем
равной 200мм. Тогда ширина подколонника составит: [pic].
Высота плитной части конструктивно равна [pic] [pic].
Уточняем требуемую рабочую высоту плитной части по формуле:
где b=h=250мм - размеры сечения колонны;
N=387.57кН в колонне первого этажа от расчетных нагрузок с учетом ее
р=0.17МПа- давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки.
С учетом а=50мм требуемая высота плитной части составит:
Высоту плитной части окончательно принимаем [pic]Тогда рабочая высота
плитной части составит: [pic]
Вылет подошвы фундамента равен: [pic]- плитную часть фундамента выполняем
одноступенчатой высоту ступени назначаем равной [pic]. Рабочая высота
первой ступени будет равна: [pic]Высота подколонника составит:
Проверку прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без
поперечного армирования в наклонном сечении (для единицы ширины этого
сечения: b=1см) производим из условия:
где [pic]- поперечная сила в наклонном сечении (в случае если [pic] то
формула принимает вид: [pic]
[pic]- поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении.
[pic] следовательно поперечную силу в наклонном
сечении вычисляем по формуле:
[pic]- условие выполняется т.к.
[pic] т.е. прочность нижней ступени фундамента по поперечной силе
Продавливание плитной части от низа колонны на действие продольной силы
N=387.57кН (если [pic] то расчет на продавливание производится от низа
Расчет на продавливание плитной части от низа подколонника (от низа
колонны граница продавливания находится за пределами подошвы фундамента)
производим из условия:
где F - продавливающая сила принимается равной N;
[pic]- среднее арифметическое значение периметров верхнего и нижнего
оснований пирамиды продавливания (h=250мм - высота сечения колонны);
[pic]- рабочая высота плитной части фундамента (в случае если расчет на
продавливание производится от низа колонны то вместо [pic]необходимо
[pic]- условие выполняется продавливания не происходит. 8. Проверку
плитной части фундамента на раскалывание от действия продольной силы N =
3.4кН производим из условия:
[pic]- площадь вертикального сечения фундамента в плоскости проходящей по
оси сечения колонны параллельно стороне подошвы для одноступенчатого
[pic]- условие выполняется раскалывания не происходит.
Площадь сечения арматуры подошвы фундамента (см. рис. 5.2) определяем из
где [pic] - изгибающий момент в расчетном сечении
[pic] - рабочая высота фундамента в расчетном сечении
[pic]- расчетное сопротивление арматуры на растяжение.
Изгибающие моменты вычисляем по формуле:
[pic] для сечения [pic]
для сечения [pic](для одноступенчатого фундамента [pic])
Определяем требуемую площадь арматуры в сечениях I-I и III-III (сечение II-
II отсутствует т.к. фундамент одноступенчатый):
Для ширины подошвы фундамента 15м количество стержней продольной арматуры
в плитной части устанавливаемой с шагом 200 мм будет равно 8шт.. По
максимальной из требуемых площадей арматуры определяем требуемую площадь
сечения одного стержня:
По сортаменту (прил. 6 табл. 1) требуемый диаметр стержня 3 мм с площадью
сечения [pic]Так как минимальный диаметр стержней продольной арматуры в
плитной части фундамента 12 мм окончательно принимаем сетку с одинаковой в
обоих направлениях рабочей арматурой [pic](семь стержней диаметром 12 мм) с
площадью сечения [pic] (см. рис. 5.3).
Этап №5 Задание №57 Фамилия: Сафиуллин
Контролируемый параметр [pic] [pic] [pic] [pic] [pic] s мм [pic]
Значение 804 844 1500 1175 350 200 792
[pic]- расстояние от наиболее растянутой грани подошвы фундамента до центра
тяжести стержней продольной арматуры в плитной части;
[pic]- окончательная высота плитной части (найденная после проверки
фундамента на продавливание на действие поперечной силы);
s - шаг стержней продольной рабочей арматуры в плитной части фундамента;
[pic] - площадь сечения стержней продольной рабочей арматуры в плитной
Рис. 5.3. Монолитный железобетонный фундамент
Этап 6. Расчет кирпичного простенка с сетчатым армированием.
Цель - обеспечить прочность кирпичного простенка.
Задачи - определить усилия в кирпичном простенке первого этажа (см. рис.
1) исходя из конструктивных требований назначить диаметр стержней
размер ячейки и шаг сеток по высоте проверить прочность кирпичного
Геометрические размеры кирпичных стен и площадок опирания плит на стены
принимать согласно плана и разреза здания (рис. 1.1 1.2). Опасным будет
являться сечение простенка расположенное на 23 его высоты.
Сетку назначать из стержней арматуры класса В500 диаметром не менее 3 мм
размер ячейки сетки от 30 до 120 мм шаг сеток не реже чем через 5 рядов
кирпичной кладки. При этом процент армирования кладки должен быть не менее
Расчет выполняем согласно п. 4.7 - 4.11 4.30 - 4.31 [7].
На этапе 1 принята толщина наружных стен t принята 640 мм. Материал стен
- кирпич керамический полнотелый одинарный марки по прочности 150 марки по
морозостойкости F35 марка цементно-песчаного раствора М50.
Согласно рис. 6.1 высота кирпичной стены за вычетом расстояния От низа
стены до 23 высоты простенка первого этажа составляет Н=7770мм. Расчетная
ширина стены принимается равной шагу колонн в поперечном направлении [pic].
Ширина оконных проемов по рис. 1.1 равна [pic]. Ширина площадки опирания
плиты перекрытия на кирпичную стену составляет [pic](см. рис. 1.2).
Расчетная высота простенка равна высоте оконного проема [pic]. Размеры
поперечного сечения простенка составят: [pic]
Согласно расчетам этапа 1 полная расчетная нагрузка на 1м2 покрытия с
учетом нормального уровня ответственности здания II будет равна:
[pic]полная расчетная нагрузка на 1м2 перекрытия с учетом нормального
уровня ответственности здания II будет равна [pic]
[pic]Рис. 6.1 К определению размеров фрагмента стены
Продольную силу в опасном сечении простенка определяем по формуле:
где Н=7.700мм - расчетная высота кирпичной стены;
t=640мм- толщина стены;
[pic]- коэффициент проёмности (А - суммарная площадь оконных проемов в
расчетном сечении стены);
п = 3- число этажей в здании (см. бланк задания);
[pic]- ширина первого пролета в продольном направлении.
Суммарную площадь оконных проемов в расчетном сечении стены определяем по
рис. : [pic]. Тогда коэффициент проемности будет равен:
Момент в расчетном сечении простенка определяем согласно рис.
Значение эксцентриситета продольной силы будет равно:
Так как величина эксцентриситета [pic] то согласно п. 4.31 [7]
простенок можно проектировать с сетчатым армированием.
Вычисляем максимальные напряжения в кладке по формуле:
Расчетное сопротивление неармированной кладки должно быть не менее [pic]
По табл. 2 [7] или табл. 1 прил. 7 для марки кирпича 150 и марки
раствора 50 определяем расчетное сопротивление кладки [pic]. В случае если
расчетное сопротивление кладки менее [pic] то необходимо увеличить марку
Исходя из конструктивных требований назначаем сетку из стержней арматуры
класса В500 диаметром 4мм ([pic]). Шаг сеток назначаем через каждые
пять рядов s = 395мм (при толщине шва 14 мм высоте кирпича 65 мм). Размер
ячейки сетки принимаем 50 мм.
Процент армирования по объему кладки с сетчатым армированием составит:
Рис. 6.2. К расчету кирпичного простенка с сетчатым армированием
Для определения коэффициентов продольного изгиба гибкость простенка в
плоскости действия изгибающего момента будет равна:
Высота сжатой части сечения составит: [pic] и соответствующая ей гибкость
Расчетное сопротивление кладки при внецентренном сжатии равно:
Упругую характеристику кладки с сетчатым армированием определяем по
По величинам гибкостей [pic] и [pic] а также значению [pic]=883.44 по
табл. 18 [7] или табл.2 прил. 7 определяем значения коэффициентов
продольного изгиба для армированной кладки при внецентренном сжатии:[pic] и
При [pic] по табл. 20 [7] определяем [pic] тогда коэффициент
учитывающий влияние длительной нагрузки определяемый по формуле 16 [7]
Коэффициент [pic] учитывающий повышение расчетного сопротивления
кладки при внецентренном сжатии определяем по табл. 19[7]:
Фактическая несущая способность кирпичного простенка при внецентренном
[pic]- прочность кирпичного простенка обеспечена.
Этап №6 Задание №57 Фамилия: Сафиуллин
Контролируемый параметр N
кН [pic] [pic] [pic] d мм c мм s мм [pic] Значение 655.36
N -продольная сила в опасном сечении простенка;
М - изгибающий момент в опасном сечении простенка;
d - диаметр стержней сетки;
с - размер ячейки сетки;
s - шаг сеток по высоте каменной кладки;
[pic]- фактическая несущая способность кирпичного простенка при
внецентренном сжатии.
Этап 7. Расчет предварительно напряженной круглопустотной плиты перекрытия
Цель - обеспечить прочность и эксплуатационную пригодность плиты
Задачи - подобрать предварительно напряженную арматуру в плите перекрытия
определить прогиб плиты ширину раскрытия трещин.
В курсовом проекте рассчитываем плиту перекрытия второго этажа крайнего
пролета наибольшей ширины. Узел сопряжения плиты с монолитным ригелем -
жесткий опирание плиты на кирпичную стену - шарнирное усилие распора в
плите отсутствует. Сбор нагрузок на плиту перекрытия см. этап 1 расчета.
Бетон плиты перекрытия подвергается тепловой обработке при твердении.
Минимальный класс бетона в зависимости от вида напрягаемой арматуры
определять по табл.1 прил. 8.
Передаточную прочность бетона принимать как для бетона на 1 класс ниже
заданного (для соответствия программе проверки контрольных талонов).
Расчет по раскрытию трещин в стадии изготовления выполнять согласно
Прогиб плиты перекрытия определять согласно п. 4.18 [9]. Полную кривизну в
пролетном сечении плиты для участков без трещин в растянутой зоне в стадии
эксплуатации определять по формуле:
где [pic]- кривизна от непродолжительного действия кратковременных
нагрузок на которые производят расчет по деформациям;
[pic]- кривизна от продолжительного действия постоянных и длительных
[pic]- кривизна от непродолжительного действия усилия предварительного
[pic] - кривизна обусловленная остаточным выгибом элемента вследствие
усадки и ползучести бетона в стадии изготовления от усилия предварительного
обжатия [pic] и собственного веса элемента (значения [pic]и [pic] см п. 7
расчетов по этапу 7).
Кривизну элемента на участках без трещин в растянутой зоне определяем по
где M - изгибающий момент в сечении от действия всех нагрузок либо от
действия постоянных и длительных нагрузок.
[pic]- модуль деформации сжатого бетона принимаемый равным: при
непродолжительном действии нагрузок:
при продолжительном действии нагрузок:
Полную кривизну в пролетном сечении плиты для участков с трещинами в
растянутой зоне в стадии эксплуатации определять согласно п. 4.22 [9].
Расчет выполняем согласно [9].
По результатам компоновки перекрытия здания (см. этап 1) номинальная
ширина плиты составляет [pic]=1500мм пролет плиты перекрытия [pic]=5700мм
высота плиты [pic]=220м. Ширина площадки опирания плиты на кирпичную
стену составляет 190мм тогда расчетный
пролет плиты будет равен: [pic]
Полная расчетная нагрузка на 1м длины перекрытия (см. табл. 1.1 этап 1)
равна [pic] полная нормативная нагрузка на 1м длины перекрытия [pic]
Нагрузка от собственного веса плиты.
Определяем изгибающие моменты в пролетном и опорном сечениях плиты:
Поперечная сила в узле сопряжения плиты с монолитным ригелем:
Расстояние от опоры на котором изгибающий момент плиты в пролетном
Значение максимального изгибающего момента плиты в пролетном сечении
Геометрические размеры плиты см. рис. 7.1.
Продольная рабочая ненапрягаемая арматура по заданию - класса А-400
расчетное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой
группы определяем по табл. 2 прил. 5 или по табл. 2.6 [3]: [pic]’= 355МПа.
Рис.7.1 Геометрические размеры плиты перекрытия
Продольная рабочая напрягаемая арматура по заданию - класса К-
00расчетное значение сопротивления арматуры для предельных состояний
первой группы определяем по табл. 2 прил. 8 или по табл. 2.8 [9]: [pic]
[pic] [pic]=[pic]. Способ натяжения арматуры на упоры – механический.
конструкций по бланку задания (см. этап 1) В20. По табл. прил. 8
минимальный класс бетона при классе напрягаемой арматуры К-1400-В20
поэтому класс бетона плиты перекрытия корректируем и принимаем В20. По
табл. 1 прил. 4 и табл. 1 прил. 5: [pic] [pic].
С учетом коэффициента [pic]=0.9 принимаемого согласно п. 2.8 [3] [pic]
Значение начального модуля упругости бетона составляет [pic]’
Согласно п. 2.25 [9] величину предварительного напряжения
арматуры назначаем равным:[pic] [pic]’
Расчет плиты по предельным состояниям первой группы:
Подбор предварительно напрягаемой арматуры в пролетном сечении плиты.
При расчете плиты по прочности учитываем благоприятное влияние
предварительного напряжения с учетом возможных отклонений предварительного
напряжения: [pic] где [pic]=09 согласно п. 3.7 [9].
Расчетное сечение плиты – тавровое с полкой в сжатой зоне геометрические
размеры см. рис. 7.1. Рабочая высота сечения плиты составляет [pic]=19.5см.
[pic]- условие выполняется следовательно граница сжатой зоны проходит в
полке и площадь сечения напрягаемой арматуры определяется как для
прямоугольного сечения шириной [pic] согласно п. 3.14 и 3.16 [9].
Вычисляем значение [pic]по формуле:
Значение [pic] определяем по табл. 3.1 [9] или табл. 5 прил. 8 в
зависимости от соотношения [pic] [pic]где [pic]-предварительное
напряжение с учетом всех потерь: [pic]
[pic]- сжатая ненапрягаемая арматура по расчету не требуется.
Площадь сечения напрягаемой арматуры в растянутой зоне
[pic]- коэффициент условий работы напрягаемой арматуры при [pic] [pic]
(принимается не более 1.1): [pic] принимаем [pic]=1.1.
Количество стержней напрягаемой арматуры принимаем согласно рис. 7.1. По
сортаменту (табл. 3 прил. 8) принимаем 8 канатов К-7 диаметром 6 мм с
расчетной площадью поперечного сечения [pic].
Проверка прочности плиты по сечениям наклонным к продольной оси
Выполним проверку прочности сечения плиты перекрытия на действие поперечной
силы при отсутствии поперечной арматуры ([pic]=30.46кН [pic]).
Поперченная сила в нормальном сечении принимаемом на расстоянии от опоры
[pic]=19.5м будет равна [pic] [pic].
Прочность плиты перекрытия по бетонной полосе между наклонными сечениями
проверяем по условию:
[pic]- условие выполняется следовательно прочность плиты по бетонной
полосе между наклонными сечениями обеспечена.
Проверку прочности плиты по сечениям наклонным к продольной оси
где Q - поперечная сила в нормальном сечении проходящем на расстоянии с от
[pic]- минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном
Коэффициент [pic] определяем по формуле:
где [pic]- усилие обжатия от напрягаемой арматуры расположенной в
[pic]- площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки.
Принимая проекцию наклонного сечения [pic] определяем поперечную силу в
нормальном сечении проходящем на расстоянии с от опоры:
Так как[pic] следовательно прочность плиты по сечениям наклонным к
продольной оси обеспечена поперечная арматура не требуется.
Пример заполнения контрольного талона:
Этап №7 Задание №57 Фамилия: Сафиуллин
Контролируемый параметр [pic] [pic] [pic] [pic] [pic] [pic] [pic]
f мм Значение 27.43 1120 181.6
[pic]- значение изгибающего момента плиты в пролетном сечении от расчетных
f - прогиб плиты перекрытия.
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:
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 редакцией В.М. Бондаренко. -
М: Высшая школа 2007.
Примеры расчета и конструирования железобетонных конструкций по СП 52-
1-2003. Под ред. д-ра техн. наук проф. Соколова Б.С Казань 2007.
СНиП П-22-81. Каменные и армокаменные конструкции. - М.: ЦНИИСК) им.
В.А. Кучеренко Госстроя СССР.
Проектирование железобетонных конструкций: Справоч. пособиеА.Б.
Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.; Под ред. А.Б. Голышева; -К.:
Будивельник 1985.-496 с.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных
конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). -М: ГУП НИИЖБ Госстроя
Компоновка сборно-монолитного железобетонного каркаса с использованием
ЭВМ: Методические указания. Сост. Соколов Б.С Загидуллин М.Р. Казань:
Проектирование железобетонных и каменных конструкций здания с неполным
каркасом и сборно-монолитными перекрытиями: Учебное пособие. Сост. Соколов
Б.С. Никитин Г.П. Седов А.Н. Загидуллин М.Р..-Казань: КГАСУ 2007

полностью готовая пояснилка.doc

1. Шаг колонн в продольном направлении (м).
Шаг колонн в поперечном направлении (м).
Число пролетов в продольном направлении.
Число пролетов в поперечном направлении.
Временная нормативная нагрузка на перекрытие (кНм2).
Постоянная нормативная нагрузка от массы пола (кНм2).
Класс бетона монолитных конструкций и фундамента
Класс бетона для сборных конструкций и фундамента.
Класс арматуры монолитных конструкций и фундамента
Класс арматуры сборных ненапряженных конструкций.
Класс предварительно напрягаемой арматуры.
Способ натяжения арматуры на упоры
Условия твердения бетона.
Тип плиты перекрытия.
Вид бетона для плиты.
Глубина заложения фундамента (м).
Условное расчетное сопротивление грунта (МПа).
Район строительства.
Влажность окружающей среды.
Класс ответственности здания.
Проектирование монолитного перекрытия
Компоновка конструктивной схемы
Главные балки располагаются в поперечном направлении здания т.е. по
наибольшему шагу колонн. Привязка наружных стен равна 250 мм от разбивочных
осей до внутренней грани стены а ширина полосы опирания плиты на стену
равна 120 мм. Расстояния между второстепенными балками назначены с учетом
проектирования плиты балочного типа. Допускается принимать размер крайнего
пролёта плиты меньше среднего не более чем на 20%.
Шаг колонн в продольном направлении (м)
Шаг колонн в поперечном направлении (м)
Временная нормативная нагрузка на перекрытие (кНм2)
Постоянная нормативная нагрузка от массы пола (кНм2)
Влажность окружающей среды
Класс ответственности здания
Принимаем конструктивную схему монолитного ребристого перекрытия
согласно рис.1. Назначаем предварительно следующие значения геометрических
размеров элементов перекрытия:
высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок
b=(03(05)h=05·400=200 (мм).
высота и ширина поперечного сечения главных балок
толщину плиты принимаем 80 мм при максимальном расстоянии между осями
второстепенных балок 2400 мм.
Расчет неразрезной монолитной плиты.
Монолитное перекрытие следует проектировать из тяжелого бетона
заданного класса. Плита должна армироваться сварными сетками по ГОСТ 8478-
с продольной арматурой укладываемыми по направлению главных балок.
Ширина полосы опирания плиты на стену равна 120 мм.
Вычисляем расчетные пролеты и нагрузки на плиту согласно рис. 1 и 2
получим в коротком направлении:
l02=l(b=2400(200=2200 (мм).
а в длинном направлении:
l0=l(b=6000(250=5750 (мм).
Поскольку отношение пролетов 57502200=26 ( 2 то плита балочного
Для расчета плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу шириной
м (рис.1). Плита будет работать как неразрезная балка опорами которой
служит второстепенная балка и наружные стены. При этом нагрузка на 1
погонный метр плиты будет равна нагрузке на 1 м2 перекрытия. Подсчет
нагрузок дан в табл.1.
Нагрузки на 1 м2 монолитного перекрытия
Нормативная Коэффициент Расчетная
Вид нагрузки нагрузка (кНм2) надежности нагрузка
От массы плиты h=008 008·25=200 11 22
от массы пола 0.9 12 108
С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная
нагрузка на 1 м плиты q=(g+v)(n=9.28·1=9.28 (кНм).
Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий
( в средних пролетах и на средних опорах:
( в первом пролете и на первой промежуточной опоре:
M=ql01211=9.28·191211=3.07 (кН·м).
Так как для плиты отношение hl02=802200=128(130 то в средних
пролетах окаймленных по всему контуру балками изгибающие моменты
уменьшаем на 20% т.е. они будут равны 08·28=2.24 (кН·м).
Характеристики прочности бетона с учетом 70% влажности окружающей среды:
Бетон мелкозернистый.А тепл.обр. класса В 25;
Rb=14.5·09=13.05 (МПа);
Rbt=1.05·09=0.945 (МПа);
Подбор сечений продольной арматуры сеток.
В средних пролетах окаймленных по контуру балками и на опорах.
h0=h(a=80 (125=675 (мм);
(m=M(Rbbh02)=2.24·106.(13.05·1000·6752)=0037;
По приложению IV находим: (=0038 (R; (=0981 тогда
RsAs=M((h0)=2.24·106(0981·675)=33827.91 (Н);
По приложению III принимаем сетку С1:
номер 37 марка [pic]
с фактической несущей способностью продольной арматуры:
RsAs=38400 (Н) >33827.91 (Н).
В первом пролете и на первой промежуточной опоре:
(m=3.07·106(13.05·1000·6852)=0051;
RsAs=3.07·106(0974·685)=46695.566 (H).
Дополнительная сетка должна иметь несущую способность продольной
арматуры не менее 46695.566-38400=8295.56 (Н). Принимаем сетку С2:
номер 31 марка [pic]
с RsAs=18110 (H) > 8295.56 (H).
Расчет второстепенной балки
Схема армирования второстепенной балки сварными каркасами принята
согласно чертежу лист 2. Не допускается подбирать продольную арматуру со
стержнями разного диаметра.
Вычисляем расчетный пролет для первого (крайнего) пролета который
равен расстоянию от оси опоры на стене до грани главной балки:
l01=l(c2(b2=6000(2502(2502=5750 (мм).
Определяем расчетную нагрузку на 1 погонный метр второстепенной
балки собираемую с грузовой полосы шириной равной максимальному расстоянию
между осями второстепенных балок (24 м).
Постоянная нагрузка:
- от собственного веса плиты и пола 328·24=787(кНм)
- от веса ребра балки 02(04-
Временная нагрузка: v=600·24=144
Итого с учетом коэффициента надежности по назначению здания:
[pic]q=(g+v)(n=(963+144)·1=2403 (кН.м).
Изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий:
в первом пролете М=q
на первой промежуточной опоре М=ql01214=2403·575214=567 (кНм).
Максимальная поперечная сила (на первой промежуточной опоре
Q=06ql01=06·2403·575=829 (кН).
Согласно заданию продольная рабочая арматура для второстепенной
балки класса A-I (Rs=365 МПа). Проверка правильности предварительного
назначения высоты сечения второстепенной балки:
или h=h0+а=274.171+35=309.171 (мм) 400 (мм) т.е. увеличивать высоту
сечения не требуется.
Расчеты прочности сечений нормальных к продольной оси балки на
действие изгибающих моментов.
Сечение в пролете (рис. 3.а.) М=7249 (кН·м).
Определяем расчетную ширину полки таврового сечения.
При hf'h=80400=02 > 01 и 2·(16)l01+b=2·16·5750+200=2117
(мм) 2400 (мм) (расстояние между осями второстепенных балок) принимаем
Вычислим h0=h(a=400(30=370 (мм).
Так как Rb bf'hf'(h0 -05hf')=13.05·2117·80(370-
·80)=729.34кН·м>M=722 кН·м то граница сжатой зоны проходит в полке и
расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b=bf'= 2117 мм.
Вычислим (m = M(Rbbh02) = 722·106 (13.05·2117· 3702 ) = 002( (R=
22 (по приложению IV). По (m = 002 находим ( = 099 тогда требуемая по
расчету площадь продольной рабочей арматуры будет равна:
As=M(Rs(h0)=722·106(365·099·370) = 540.02 мм2.
Принимаем по приложению II 2 020 A-III (As = 628 мм2).
Сечение на опоре В(рис. 3.б.) M = 567 кН·м.
Вычислим h0=h -a = 400 - 35 = 365 мм;
(m = M ( Rbbh02) = 567·106 (13.05·200·3652
) = 016 ((R= 0422 т. е. сжатая арматура не требуется.
По (m = 016 находим ( = 0993 тогда
As =M(Rs( h0)= 567·106(365·0997·365 ) =
Принимаем 5 0 12 A-III ( As = 565 мм2).
Выполним расчет прочности наиболее опасного сечения балки на
действие поперечной силы у опоры В слева (рис. 4).
По приложению II из условия сварки принимаем поперечные
стержни диаметром 8 мм класса Вр-I (Rsw = 260 МПа Es =170000 МПа)
число каркасов — два (Аsw =2·19 6 =392 мм2). Назначаем максимально
допустимый шаг поперечных стержней s=150 мм согласно требованиям п. 5.27
Поперечная сила на опоре Qmax=829 кН фактическая равномерно
распределённая нагрузка q1=2403 кНм бетон мелкозернистый А класса В25
R=1305 МПа Rbt=0945 МПа Eb=24000 МПа. По условию (72) проверим
прочность наклонной полосы [2]. Определяем коэффициенты φw1 и φb1:
w=Asw(b·s)=392(200·150)=00013; α=EsEb=17000024000=708; Отсюда
φw1=1+5·α·w=1+5·708·00013=10513; для тяжёлого бетона =001; φb1=1-
·Rb=1-001·1305=0869. Тогда
φw1·φb1·Rb·b·h0=03·105·0869·1305·200·370=26434588 Н=2643
кН>Qmax=829 кН т.е. прочность наклонной полосы ребра балки обеспечена.
По условию (75) проверим прочность наклонного сечения по поперечной
силе [2]. Определим величины Mb и qsw:
φb2=17(см.[2c.39]); т.к. bf-b=2117-200=1917 мм>3·hf=3·80=240мм
принимаем bf-b=240 мм тогда φf=075·(bf-b) ·hf
(b·h0)=075·240·80(200·370)=019505; Mb=φb2·(1+φf) ·
·Rbt·b·h20=17(1+0195)0945·200·3702=5256·106Н·мм=5256кН·м;
qsw=Rsw·AswS=260·392150=679 Нмм (кНм).
Определим значение Qbmin принимая φb3=05 (см.[2c.38]):
Qbmin= φb3·(1+φf) ·Rbt·b·h0=05·(1+0195) ·0945·200·370=4178317 Н=4178
Поскольку Qbmin(2h0)=41782·037=5645 кНмqsw=679 Нмм (кНм)
следовательно значение Мb не корректируем.
Согласно [3п.3.32] определяем длину проекции опасного наклонного
сечения С. Поскольку056·qsw=056·679=380 кНм> q1=228 кНм значение С
определяем только по формуле [pic]
Поскольку С=15>( φb2 φb3) · h0=(1705) ·037=125 м.
Тогда Qb=MbC=5256125=42048>4178 кН; Q=Qmax-q1·C=829-
Длина проекции наклонной трещиныравна [pic]. Поскольку
С0=088>2h0=2·037=074 м принимаем С0=074 тогда
Qsw=qsw·C0=679·074=5025 кН.
Проверим условие [2формула (75)] : Qb+Qsw=42048+5025=92248 кН>Q=5025
кН т.е. прочность наклонного сечения по поперечной силе обеспечена.
Требования п.3.32[2] также выполняются поскольку Smax=
φb4·Rbt·b·h20Qmax= =12·0945·200·3702829·103=37453 мм> S=150 мм.
Проектирование балочного сборного перекрытия
Компоновка конструктивных схем
Компоновка конструктивной схемы балочного сборного перекрытия
заключается в выборе направления ригелей установлении размеров плит
При выполнении задания в режиме диалога ЭВМ направление ригелей поперек
здания. Тип плиты перекрытия принимается в соответствии с индивидуальным
заданием (РЕБР.> - ребристая).
Проектирование предварительно напряженных плит
При определении нагрузок от массы плиты необходимо принимать следующие
значения приведенной толщины бетона: для ребристых плит – 105 см.
Величина постоянной расчетной нагрузки от массы пола вычисляется со
средним коэффициентом надежности по нагрузке равным 12.
Нормативная временная кратковременная нагрузка на перекрытие одинаковая
для всех зданий и равна 15 кНм2 как часть заданной величина временной
Для определения расчетного пролета плиты ширина ригеля назначается
Поперечную арматуру можно проектировать из стали классов Вр-I или А-I.
При расчете прочности плиты по наклонным сечениям величина потерь
предварительного напряжения (los принимается равной 03(sp.
При расчете плиты по предельным состояниям второй группы необходимо
учитывать что при механическом способе натяжения арматуры расстояния между
упорами на 1 м больше номинальной длины плиты.
Потери предварительного напряжения арматуры необходимо вычислять с
учетом заданных особенностей изготовления плиты. При определении сжимающих
напряжений в бетоне для вычисления потерь от ползучести бетона следует
всегда учитывать изгибающий момент от собственного веса конструкции. Потери
от деформаций анкеров расположенных у натяжных устройств определяется с
учетом принятого диаметра напрягаемой арматуры.
Проверка образования трещин в растянутой зоне от действия внешних сил
должна выполняться с учетом возможного образования трещин в сжатой зоне в
стадии изготовления конструкции.
Прогиб плиты вычисляется только от длительного действия нагрузки с
учетом образования трещин в нижней и верхней зонах плиты. Если величина
прогиба от действия постоянной и длительной нагрузок не превышает
допускаемой величины то можно не учитывать выгиб плиты от ползучести
Класс бетона для сборных конструкций
Класс предварительно напрягаемой арматуры
Условия твердения бетона
Тип плиты перекрытия
Вид бетона для плиты
По результатам компоновки конструктивной схемы перекрытия принята ширина
плиты 1400 мм. Расчетный пролет плиты при опирании на ригель поверху
l0=l-b2=6000-2502=5875 мм=5875 м.
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в таблице:
Нагрузки на 1 м2 плиты перекрытия
Вид нагрузки нагрузка надежности понагрузка
(кНм2) нагрузке (кНм2)
От массы ребристой плиты 0105·23=24211 266
((=0105 м (=23 кНм3)
Временная: 500 12 6
длительная 350 12 42
кратковременная 150 12 180
В том числе постоянная и 682 - -
Расчетные нагрузки на 1 м длины при ширине плиты 14 м с учетом
коэффициента надежности по назначению здания (n=100 (класс ответственности
Для расчетов по первой группе предельных состояний:
q= 974·14·100=13636 кНм;
Для расчетов по второй группе предельных состояний:
полная qtot=832·14·100=11648 кНм;
длительная q1=682·14·100=9548 кН·м.
для расчетов по первой группе предельных состояний:
Q=ql02=13636·58752=4005 кН.
для расчетов по второй группе предельных состояний
Ml=qll028=9548·587528=4119кН·м.
Назначаем геометрические размеры поперечного сечения плиты. Согласно
таблице 8 (СНиП 2.03.01-84 «Бетонные и железобетонные конструкции») не
требуется корректировать заданный класс бетона В35.
Нормативные и расчетные характеристики мелкозерн.А бетона класса В35
естественного твердения (b2=09 (для влажности 70%): Rbn=Rbser=255 МПа;
Rb=195·09=1755 МПа; Rbtn=Rbtser=195 МПа; Rbt=13·09=117 МПа;
Нормативные и расчетные характеристики напрягаемой арматуры класса К-7
диаметром 12 мм: Rsn=Rsser=1335 МПа; Rs=1110 МПа; Es=180 000 МПа.
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры (sp=900 МПа.
Проверяем условие при р=005(sp=005(900=45 Мпа.
(sp+p=900+45=945 МПа Rsser=1335 МПа
(sp-p=900-45=855 МПа > 03Rsser=03·1335=400.5 МПа
следовательно условие выполняется.
Предварительное натяжение при благоприятном влиянии с учетом точности
натяжения арматуры будет равно (sp(1-((sp)=900(1-01)=810 МПа где
[pic] при механическом способе натяжения арматуры.
Расчет ребристой плиты по предельным состояниям первой группы
Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси
Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. При hf'h=50350=0142>01
расчетная ширина полки
bf'=1360 мм. h0=h-a=350-30=320 мм.
Rbbf'hf'(h0-05hf')=1755·1360·50(320-05·50)=352·106 Н·мм=352
2 кН·м > М=5883 кН·м т.е. граница сжатой зоны проходит в полке и
расчет производится как для прямоугольного сечения шириной b=bf'=1360 мм.
Определение значение:
(m=М(Rbbh02)=5883·106(1755·1360·3202)=0024;
По (m находим (=0024 и (=0988.
Вычислим относительную граничную высоту сжатой зоны (R. Находим
характеристику сжатой зоны бетона (=(-0008Rb=08-0008·1755=066 где
(=08 для тяжелого бетона. Тогда
где (sp=Rs+400-(sp=1110+400-07·945=8485 МПа; (предварительное
напряжение принято с учетом потерь равным 03(sp); (scu=500 МПа при
Находим коэффициент условий работы учитывающий сопротивление
напрягаемой арматуры выше условного предела текучести
принимаем γs6=115 – для арматуры класса К-7.
Вычисляем требуемую площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры:
Asp=M((s6Rs(h0)=5883·106(115·1110·0988·320)=14577 мм2.
Принимаем 2(12 К-7 (Аsp=1812 мм2).
Расчет полки на местный изгиб. Расчетный пролет l0= bf'-b-40=1360-140-
Нагрузка на 1м2 полки толщиной 50 мм будет равна
Изгибающий момент для полосы шириной 1м определяем с учетом частичной
заделки в ребрах по формуле:
Рабочая высота расчетного сечения прямоугольного профиля:
Арматура (4 Вр-I (Rs=365МПа). Тогда
(m=M(Rbbh02)= 106106(1755·1000·352)=0094; (=0975.
Аs=М(Rs(h0)=106·106(365·0975·35)=851 мм2
Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой (4 Вр-I с шагом
(10(4 Вр-IАs=126 мм2)
Проверка прочности плиты по сечениям наклонным к продольной оси.
Будем армировать каждое ребро плиты плоским каркасом с поперечными
стержнями из арматуры класса Вр-I диаметром 4 мм. (Аsw =2126=256мм2
RSW =265 Мпа Еs =170000 Мпа) с шагом s=150 мм.
Усилие обжатия от растянутой продольной арматуры P=(spAsp =07
01812= =114200 H.(коэффициент 07 учитывает что потери
предварительного напряжения (los (03(sp ). Поперечная сила на опоре
Qmax=4005 кН фактическая равномерно-распределенная нагрузка q1=q=13636
Согласно формуле (72) [2] проверяем прочность по наклонной полосе
ребра плиты между наклонными трещинами. Определяем коэффициенты φw1 и φb1:
w = Asw(bs) =256(140·150) = 00012;
α = EsEb = 17000026000 = 654;
отсюда φw1 = 1 + 5αw = 1 + 5·654·00012 = 10413;
φb1 = 1 – Rb = 1 – 001·1755 = 0824 ( = 001 ).
Тогда 03 φw1φb1Rbbh0 = 03·104·0824·1755·140·320 = 202132 кH >
Qmax = 4005 кН т.е. прочность бетона ребер плиты обеспечена.
Прочность наклонного сечения по поперечной силе проверяем из условия
(75) [2]. Определяем величины Mb и qsw. Так как для одного ребра имеем b’f
– b = 1360-140= =1220 мм > 3h’f = 3·50 = 150 мм то принимаем b’f – b
φf = 075 (b'f - b)h'f(bh0) = 075·150·50(140·320) = 0126
φn =01Р( Rbtbh0 )= 01·114200(117·140·320)=021 05;
поскольку 1 + φf + φn = 1 + 0126 + 021 = 1336 > 15;
принимаем 1 + φf + φn = 15;
Mb = φb2 (1 + φf + φn)Rbtbh02 = 17(1+0126+021)·117·140·3202 =
·106 Н·мм = 38 кН·м;
qsw = RswAsws = 265·256150 = 4522Нмм (кНм).
Qbmin = φb3(1 + φf + φn) Rbtbh0 =
(1+0126+021)·117·140·320 = 350138 H = 3501 кН;
поскольку Qbmin(2h0) = 350138(2·320) = 5474 Hмм ( qsw = 4522
Hмм то корректируем значение Mb:
Mb=2h0qswφb2φb3=2·3202·4522·1705=314·106Н·мм=314кН·м и принимаем
С0=2h0=2·320 =640мм.
Определим длину проекции опасного наклонного сечения с:
так как 056qsw = 056·4522 = 2532 Нмм > q1 = 13636 Hмм
то значение с вычисляем по формуле [pic]
поскольку (φb2φb3)h0=(1705)032=109 м с = 152 м;
принимаем с = 109 м и Qb = Qbmin = 3501 кН.
Qb + qswc0 = 3501 + 4522·064 = 6395 кН > Q = 2519 кН
то прочность наклонного сечения обеспечена.
smax = 502мм > s = 150мм т.е. выполнены требования п.3.32[2].
Расчет плиты по предельным состояниям второй группы
Согласно СНиП 2.03.01-84( плита эксплуатируемая в закрытом помещении и
армированная арматурой класса К-7 диаметром 15 мм должна удовлетворять 3-й
категории требований по трещиностойкости т.е. допускается
непродолжительное раскрытие трещин шириной acrc1=03 мм и продолжительное
acrc2=0.2 мм. Прогиб плиты от действия постоянных и длительных нагрузок не
должен превышать fu=296
Геометрические характеристики приведенного сечения рассчитанные на
ЭВМ имеют следующие значения:
Площадь приведенного сечения:
Ared= 1114 см2=1114 102 мм 2
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
Момент инерции приведенного сечения:
Ired=119420 см4=1194.2 104 мм4
Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:
Wredinf= 4676 см 3 =4676 103 мм3.
То же по верхней зоне:
Wredsup= 12623 см3 =12623 · 103мм3.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне:
Wplinf= 8183 см3 =8183 · 103 мм3
Для растянутой зоны в стадии изготовления и монтажа:
Wplsup= 18935 см3=18935 · 103 мм3
Плечо внутренней пары сил при непродолжительном действии нагрузок:
То же при продолжительном действии нагрузок:
z=ZL=28.7 см=287 мм.
Относительная высота сжатой зоны при продолжительном действии нагрузок:
Суммарная ширина ребер приведенного сечения при расчете по второй
группе предельных состояний b=14 см=140 мм.
Коэффициент учитывающий работу свесов сжатой полки:
Определим первые потери предварительного напряжения арматуры:
- потери от релаксации напряжений в арматуре:
(1=-((022(sp Rsser )(01((sp
=((022·10001335)(0.1(1000=64.79 МПа;
- потери от температурного перепада (2=1.2565=81.25МПа
-потери от деформации анкеров в виде инвентарных зажимов
(L=125+01·12=245мм соответственно (3=((L
- поскольку напрягаемая арматура не отгибается то потери от трения
арматуры также равны нулю (4=0;
- потери от деформации стальной фермы отсутствуют так как усилие
обжатия передается на упоры стенда т.е. (5=0.
Таким образом усилие обжатия с учетом потерь равно
PI = ((sp - (1-(3)Asp=(1000 – 6479(8125-63) · 1812 = 143321 ·
Точка приложения усилия PI совпадает с центром тяжести сечения
напрягаемой арматуры поэтому
еор = у0 - а = 255 – 30 = 225 мм.
Определим потери от быстронатекающей ползучести бетона для чего
вычислим напряжение в бетоне (bp в середине пролета от действия силы РI и
изгибающего момента Mw от собственной массы плиты. Нагрузка от массы плиты
qw = 242 · 14 = 3.39 кНм тогда
Mw = qwl028=3.39 · 58752 8 =14.62 кН·м.
Напряжение (bp на уровне напрягаемой арматуры т.е. при у = еор = 225мм
Напряжение ('bp на уровне крайнего сжатого волокна (т.е. при у=h-y0=350-
Назначаем передаточную прочность бетона Rbp=20 МПа (R(p)bser=15 МПа
Потери от быстронатекающей ползучести бетона равны:
- на уровне растянутой арматуры ( = 025 + 0025Rbp=025 + 0025 · 20 =
поскольку (bp Rbp = 4.58 20 = 022 ( = 075 то
(6= 40 · ((bp Rbp) = 40 · 0194 = 4.42 МПа.
- на уровне крайнего сжатого волокна ('6=0 т.к. (’bp ( 0
Определим первые потери:
(los1=(1+(3+(6 =64.79+81.25+63+4.42=213.46 МПа.
Тогда усилие обжатия с учетом первых потерь будет равно:
P1=((sp-(los1)Asp=(1000 – 213.46) · 181.2 = 142.5 кН.
Определим максимальное сжимающее напряжение в бетоне от действия силы
P1 без учета собственного веса принимая у = у0 = 255 мм:
Поскольку bpRbp = 8.1120 = 0404 095 требование п. 1.29 [2]
Определим вторые потери предварительного напряжения по позициям 8 и 9
Потери от усадки 8 = 8 = 35 МПа. Для определения потерь от
ползучести бетона вычислим напряжения в бетоне от усилия Р1:
на уровне растянутой арматуры
на уровне крайнего сжатого волокна
Так как bp Rbp = 4.53 20 = 022 075 то 9 =
I50α(bpRbp) = 150 0.85 (4.5320)1.3 = 37.5 МПа
Поскольку bp 0 то 9 = 0 Тогда вторые потери
составят los2 = 8 + 9 = 35+37.5 = 72.5 Мпа соответственно суммарные
потери будут равны los = los1 + +los2 = 216.8 + 72.5 = 289.3 МПа >
Усилие обжатия с учетом суммарных потерь составит Р2 = (sp - los)Asp
= (1000- 2893) 1812 = 128700 Н =1287 кН.
Проверку образования трещин в плите выполняем по формулам п. 4.5 [2]
для выяснения необходимости расчета по ширине раскрытия трещин и выявления
случая расчета по деформациям.
При действии внешней нагрузки в стадии эксплуатации максимальное
напряжение в сжатом бетоне равно:
тогда φ = 16 — bRbser= 16 — 28315 = 142 > 1; принимаем φ = 1 и
получим rsup= φ([pic]Ared) = 1 4676 103(1114 102) = 4197 мм.
При действии усилия обжатия Р1 в стадии изготовления максимальное
тогда φ = 16 — bRbser= 16 — 49715 = 127 > 1; принимаем φ = 1 и
получим rinf = φ([pic]Ared) = 1 12623 103(1114 102) = 1133 мм.
Проверим образование верхних начальных трещин согласно п. 4.5 [5]
Р1(еор -rinf)-Мw= 141900 (225 — 1133) – 1462 106 = 123
6 Н мм [pic] [pic]= 2650 106 Н мм т. е. верхние трещины не
Определяем момент трещинообразования в нижней зоне плиты Mcrc = [pic]
[pic]+ +Mrp = 195 8183 103 + 3435 106 = 5030 106 Н мм = 5030
кН м; где Mrp= Р2(еор + +rsup) = 128700 (225+ 4197)= 3435 106 Н
Так как Мсгс = 5030 кН м > Мtot = 50.25 кН м то трещины в
растянутой зоне не образуются т.е. не требуется расчет ширины раскрытия
Расчёт прогиба плиты выполняем согласно пп. 4.24 4.25 (2) при условии
отсутсвия трещин в растянутоё зоне бетона.
Назодим кривизну от деёствия постоянной и длительной нагрузок
Прогиб плиты без учёта выгиба от усадки и ползучести бетона при
предварительном обжатии будет равен
Неразрезной ригель многопролетного перекрытия собой элемент рамной
конструкции. При свободном опирании концов ригеля на наружные стены и
равных пролетах ригель можно рассматривать как неразрезную балку. При этом
возможен учет пластических деформаций приводящих к перераспределению и
выравниванию изгибающих моментов между отдельными сечениями.
ШАГ КОЛОНН В ПРОДОЛЬНОМ НАПРАВЛЕНИИ М
ШАГ КОЛОНН В ПОПЕРЕЧНОМ НАПРАВЛЕНИИ М
ЧИСЛО ПРОЛЕТОВ В ПОПЕРЕЧНОМ НАПРАВЛЕНИИ
ВРЕМ. НОРМАХ. НАГР. НА ПЕРЕКРЫТИЕ КНМ2
ПОСТ. НОРМАТ. НАГР. ОТ МАССЫ ПОЛА КНМ2
КЛАСС БЕТОНА ДЛЯ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
КЛАСС АРМ-РЫ СБОРНЫХ НЕНАПР. КОНСТРУКЦИЙ
ТИП ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ
ВИД БЕТОНА ДЛЯ ПЛИТЫ
ВЛАЖНОСТЬ ОКРУЖАЮЩЕЙ СРЕДЫ
КЛАСС ОТВЕТСТВЕННОСТИ ЗДАНИЯ
Решение. Назначаем предварительные размеры поперечного сечения ригеля.
Высота сечения h=(110 112)(=(110 112)7000=600 мм. Ширина сечения
ригеля b=(03 04)h=250 мм. Вычисляем расчетную на грузку
на 1 м длины ригеля. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу колонн в
продольном направлении здания 600 м.
Постоянная нагрузка на ригель будет равна: от перекрытия (с учетом
коэффициента надежности по назначению здания γn = 1) 374 6 1=2244
от веса ригеля (сечение 025 × 06 м плотность железобетона q = 25
кНм3 с учетом коэффициентов надежности γf= 11 и γn = 10) 025 06
11 10=4125 кНм. Итого: g=2244+4125=2656 кНм.
Временная нагрузка (с учетом γn = 10) = 6 6 10 = 36 кНм.
Полная нагрузка q = g + = 2656 + 36=6256 кНм.
В результате диалога с ЭВМ получены уточненные размеры сечения ригеля
b=250 мм h=550 мм и ординаты огибающих эпюр М и Q.
Характеристики бетона и арматуры для ригеля. Бетон тяжелый класса В35
γb2=09 (при влажности 70 %) Rb = 195 09 = 1755 МПа Rbt = 13
=117 МПа. Продольная рабочая арматура класса A-II Rs=280 МПа. По
приложению IV для элемента из бетона класса В35 с арматурой класса A-II при
γb2 = 09 находим (R = 0417 и R = 0592.
Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси.
Принимаем схему армирования ригеля согласно рис.1.24.в.
Сечение в пролете (рис. 7а) M = 280 кН м h0 = 550— 60=490мм. Подбор
продольной арматуры производим согласно п. 3.18 [3].
Вычисляем (m = M(Rbbho2) = 280 106( 1755 250 4902) = 0265
(R=0592 следовательно сжатая арматура не требуется. По приложению IV при
аm=026 находим =0843 тогда требуемую площадь растянутой арматуры
определим по формуле As = M(Rsho) = 280 106(280 0843 490) =
209 мм2. Принимаем 4 ø 28 A-II (Аs = 2463 мм2).
Сечение на опоре (рис. 7 б) М = 1935 кН м h = 550 — 45 = 505 мм
(m = 1935 106 (1755 250 5052) = 0172 (R = 0417; тогда Аs =
35 106(280 0905 505) = 15121 мм2. Принимаем 2ø32 A-II (Аs = 1609
Монтажную арматуру принимаем 2ø12 A-II (As = 226 мм2).
Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
Qmax=2365 кН q1 = q = 6265 кНм (Нмм).
Определим требуемую интенсивность поперечных стержней из арматуры
класса A-I (Rsw = 175 МПа Es =210000 МПа) согласно п. 3.33 б [3]
принимая в опорном сечении h0=512 мм (рис. 7 в)
По формуле (52) [3] при φf = 0 и φb2 = 2 получим Mb = φb2Rbtbh02= 2
7 250 5122 = 1533 106 Н мм = 1533 кН м.
Находим [pic]. Так как Qb106 = 195806 = 3263 кН > Qmax= 2365 кН
то требуемую интенсивность поперечных стержней определим по формуле:
Поскольку (Qmах – Qb1)(2h0) = (2365 – 1953)(20512)= 397 кНм >
qsw=316 кНм то принимаем qsw=397 кНм.
Проверяем условие (57) [3]: Qbmin = φb3Rbtbh0 = 06 117 250
2 = 89900 H = =899 кН; так как qsw = 397 кНм Qbmin(2h0) =
9(20512)=8775 кНм то корректируем значение qsw по формуле:
Согласно п. 5.27 [2] шаг s1 у опоры должен быть не более h3 = 5503
= 180 мм и 500 мм а в пролете — 34h = 400 мм и 500 мм. Максимально
допустимый шаг у опоры по п. 3.32 [2] будет равен Smax =
φb4Rbtbh0Qmax = 15 1 17 250 5122(2365 103) = 48632 мм.
Принимаем шаг поперечных стержней у опоры s1 = 180 мм а в пролете — s2
= 400 мм отсюда Аsw = qsws1Rsw = 5563 180175 = 5722 мм2; принимаем в
поперечном сечении два поперечных стержня диаметром по 8 мм с учетом
диаметра продольной арматуры (Аsw = 101 мм2).
Таким образом принятая интенсивность поперечных стержней у опоры и в
пролете будет соответственно равна: qswl = RswAswsl = 175 101180 = 982
Нмм; qsw = 175 101400 = 442 Нмм.
Проверим условие (57) [3]. Так как qsw1 = 982 Нмм > Qbmin(2hо) =
8 Нмм а qsw2 = 442 Нмм Qbmin(2h0) = 878 Нмм то согласно п.
34 [3] для вычисления 1 (длины участка ригеля с интенсивностью
поперечных стержней qsw1) корректируем значения Мb и Qbmin по формулам: Мb
= 2h02qsw2φb2φb3 = 2 5122 442 206 = 772 кH м; Qbmin = 2h0qsw2
= 2 512 442 = 4526 кН.
Поскольку q1 = 6256 Нмм l56qswl — qsw2 = 156 982 – 442 = 109
Нмм с вычисляем по формуле:
но не более (φb2φb3)h0 = 171 м. Принимаем с = 171 м тогда 1 будет
Тогда L1 = 1 + 02 м = 1.65 + 02 = 185 м 14 = (14)64 = 1.75м.
Принимаем Ll = 185 м.
Проверяем прочность по наклонной полосе ригеля между наклонными
трещинами: w = Asw(bs) = 101(250 180) = 00022;
α = ЕsЕb = 210 00034 500 = 609; φw1 = 1 + 5αw = 1 + 5 609
022 = 107; φb1= 1 - Rb = 1 - 001 17.55 = 0824; тогда
φw1φb1Rbbh0 = 03 107 0824 17.55 250 512 = 594.2 кН > Qmax =
6.5 кН следовательно прочность наклонной полосы обеспечена.
Построение эпюры материалов выполняем с целью рационального
конструирования продольной арматуры ригеля в соответствии с огибающей
эпюрой изгибающих моментов (рис. 1.27 а).
Определяем изгибающие моменты воспринимаемые в расчетных сечениях по
фактически принятой арматуре.
Сечение в пролете с продольной арматурой 2ø28 A-II (рис. 1.27
б) Аs = 1232 мм2; х = RsAs(Rbb) = 280 1232(17.55 250) = 78.6 мм
= xh0 = 78.6512=015 R = 0592.
Тогда М=RsАs(hо- 05x) = 280 1232 (512 — 05 78.6) = 163 кН м.
Сечение в пролете с продольной арматурой 4ø28 A-II (рис. 1.27
А = 2463 мм2; х = 280 2463( 17.55 250) = 157.2 мм = 157.2482 =
3 R= 0592; тогда M = 280 2463(482 - 05 157.2) = 278.2 кН м.
Сечение в пролете с арматурой в верхней зоне 2ø12 A-II (рис. 1.27 г)
As = 226 мм2; х = 280 226(17.55 250) = 14.4 мм; М = 280 226(508 -
Сечение у опоры с арматурой в верхней зоне 2ø32 A-II (рис. 1.27 д) As
= 1609 мм2; х = 280 1609(17.55 250) = 102.6 мм = 102.6508 = 0202
R = 0592; тогда М = 280 1609(508 - 05 102.6) = 205.7 кН м.
Пользуясь полученными значениями изгибающих моментов графическим
способом находим точки теоретического обрыва стержней и соответствующие им
значения поперечных сил (рис. 1.27 а).
Вычисляем необходимую длину анкеровки обрываемых стержней для
обеспечения прочности наклонных сечений на действие изгибающих моментов в
соответствии с п. 3.46 [3].
Для нижней арматуры по эпюре Q графическим способом находим поперечную
силу в точке теоретического обрыва стержней диаметром 28 мм Q = 116 кН
тогда требуемая длина анкеровки будет равна W1 = Q(2qsw) + 5d= 116
3(2 98.2) + 5 28 = 730.6 мм = 73 см.
Для верхней арматуры у опоры диаметром 32 мм при Q = 70 кН
соответственно получим wb = 70 103(2 98.2) + 5 32 = 516.4 мм = 51.6
Сборная железобетонная колонна
и центрально нагруженный фундамент под колонну
Осевая нагрузка на колонну должна вычисляться с учетом следующих
особенностей: грузовая площадь для средней колонны в продольном и
поперечном направлениях здания; постоянная и временная нагрузка от
междуэтажных перекрытий берется из расчета плиты перекрытия; постоянная
расчетная нагрузка от веса плит покрытия и нагрузка без учета коэффициента
(n должна быть равна 5 кНм2 снеговая нагрузка должна соответствовать
заданному району строительства; нагрузка от веса ригелей и колонны
вычисляется по фактически принятым размерам поперечных сечений; высота
этажа и количество этажей должны соответствовать индивидуальному заданию.
Классы бетона и продольной арматуры колонны принимаются по заданию для
сборных ненапрягаемых конструкций. Поперечная арматура может
конструироваться из класса Вр-1 или А-1.
Расчет прочности колонны выполняется на действие продольной силы со
случайным эксцентриситетом.
Нормативное усилие для определения размеров подошвы фундамента
определяется делением расчетного усилия в колонне на среднее значение
коэффициента надежности по нагрузке (fm = 115.
Размеры фундамента в плане и по высоте не ограничиваются условиями
КЛАСС БЕТОНА МОНОЛ. КОНСТР. И ФУНДАМЕНТА
КЛАСС АРМ-РЫ МОНОЛ. КОНСТР. И ФУНДАМЕНТА
ГЛУБИНА ЗАЛОЖЕНИЯ ФУНДАМЕНТА М
УСЛ. РАСЧЕТНОЕ СОПРОТИВЛЕНИЕ ГРУНТА МПА
Решение. Определим нагрузку на колонну с грузовой площади
соответствующей заданной сетке колонн 7 X 6 = 42 м2 и коэффициентом
надежности по назначению здания γn = 100.
Постоянная нагрузка от конструкций одного этажа:
от перекрытия (см. табл. 2)374 42 100 = 15708 кН;
от собственного веса ригеля сечением 025X055 м длиной 7 м при
плотности железобетона (= 25 кНм3 и γf= 11 будет равна 025 055 7
от собственного веса колонны сечением 04X04 м при высоте этажа 360 м
составит 04 04 360 25 11 100 = 1584 кН.
Итого: 15708 + 264 + 1584 = 19932 кН.
Временная нагрузка от перекрытия одного этажа (см. табл. 1.2) 6 42
0 = =252 кН в том числе длительная — 42 42 100 = 1764 кН.
Постоянная нагрузка от покрытия при нагрузке от кровли и плит 5 кНм2
составит 542100 = 210 кН то же с учетом нагрузки от ригеля и колонны
верхнего этажа 210+ +264 + 1584 = 25224 кН.
Временная нагрузка от снега для г. Казани (IV снеговой район s = 1.5
кНм2) при коэффициенте надежности по нагрузке γf = 14 будет равна 1.5
42 100 = 88.2 кН в том числе длительная составляющая — 05 88.2
Таким образом суммарная (максимальная) величина продольной силы в
колонне первого этажа (при заданном количестве этажей — 6) будет составлять
N = (199.32 + 252) (6 -1) + 252.24 + 88.2 = 2597.04 кН; в том числе
длительно действующая N=(199.32 + 176.4)(6— 1) + 252.24 + 44.1 = 2174.94
Характеристики бетона и арматуры для колонны. Бетон тяжелый класса В35
Rb = 17.55 МПа при γb2 = 0.9. Продольная рабочая арматура класса А-
Расчет прочности сечения колонны выполняем по формулам п. 3.64 [3] на
действие продольной силы со случайным эксцентриситетом поскольку класс
тяжелого бетона ниже В40 а 0 = 3600 мм 20h = 20 300 = 6000 мм.
Принимая предварительно коэффициент φ = 08 вычисляем требуемую площадь
сечения продольной арматуры по формуле (119) [3]:
Принимаем 4ø20 A-III (Astot = 1256 мм2).
Выполним проверку прочности сечения колонны с учетом площади сечения
фактически принятой арматуры.
При NN = 2174.942597.04 = 084; 0h = 3600300 = 12 и ( = 40
мм015h = 40 мм по приложению IV находим φb = 0872 и φsb = 089.
Так как (s = RscAstot(RbA) = 365 1256(17.55 400 400) =016 то
φ = φb + 2(φsb – -φb)(s = 0872 + 2(089 - 0872)0.167 = 0877 φsb =089.
Так как ( = 0877 (sb = 089 то берем (sb=0877. Тогда фактическая
несущая способность расчетного сечения колонны будет равна Nu = φ(RbA +
RscAstot) =0877(17.55 400 400 + 365 1256) = 2864 кН > N = 2597.04
кН следовательно прочность колонны обеспечена. Так же удовлетворяются
требования п. 5.16 [2] по минимальному армированию поскольку:
Поперечную арматуру в колонне конструируем в соответствии с
требованиями п. 5.22 [2] из арматуры класса Вр-I диаметром 5 мм
устанавливаемую с шагом s = 400 мм 20d= = 20 20 = 400 мм и менее 500 мм
Фундамент проектируем под рассчитанную выше колонну сечением 400X400 мм
с расчетным усилием в заделке N = 2597 кН.
Для определения размеров подошвы фундамента вычислим нормативное усилие
от колонны принимая среднее значение коэффициента надежности по нагрузке
γfm = 115: Nn = Nγfm = 2597115 = 2258 кН.
По заданию грунт основания имеет условное расчетное сопротивление R0 =
8 МПа а глубина заложения фундамента равна Hf= 15м.
Фундамент должен проектироваться из тяжелого бетона класса В 25 (Rbt =
45 МПа при уb2 = 0.9) и рабочей арматуры класса А-Ш (Rs = 365 МПа).
Принимая средний вес единицы объема бетона фундамента и грунта на
обрезах γmf = =20 кНм3 = 2 10-6 Нмм3 вычислим требуемую площадь
подошвы фундамента по формуле (ХII.1).[1]
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее
Назначаем размер а = 3 м при этом давление под подошвой фундамента от
расчетной нагрузки будет равно рs = NAftot = 2597.04 103 30002 =
Рабочую высоту фундамента (рис. 11) определяем по условию прочности на
продавливание по формуле (ХII.4) [I]:
т.е. Н=h0 + a = 625 + 50 = 675 мм
По условию заделки колонны в фундаменте полная высота фундамента должна
быть не менее H = 15hc + 250 = 850 мм.
По требованию анкеровки сжатой арматуры колонны ø 20 А-III в бетоне
класса В35 H = λand + 250 = 21 20 + 250 = 670 мм где λаn определяется по
табл. 45 [3] или по формуле (186) [2].
С учетом удовлетворения всех условий принимаем окончательно фундамент
высотой H = 850 мм трёхступенчатый с высотой нижней ступени h1 = 450 мм
(рис. 1.30 б). С учетом бетонной подготовки под подошвой фундамента будем
иметь рабочую высоту h0 = H — а = 850 — 50 = 800 мм и для первой
ступени h01 = 450 — 50 = 400 мм.
Выполним проверку условия прочности нижней ступени фундамента по
поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении
начинающимся в сечении III-III. Для единицы ширины этого сечения (b = 1 мм)
Q = 05(а — hc — 2h0)bps = 05(3000-400- - 2800)10288 =144 Н.
Поскольку Qbmin=06Rbtbh01=060945 1400= 226.8 H>Q= = 144 Н то
прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.
Площадь сечения арматуры подошвы квадратного фундамента определим из
расчета фундамента на изгиб в сечениях I — I и II — II.
Изгибающие моменты определим по формуле (XII. 7) [1]:
МI = 0125рs(а — hc)2b = 0125 0288(3000 - 400)23000 = 730 106Н
МII = 0125рs(а – a1)2b = 0125 0288(3100 - 900)23000 = 476 106Н
Сечение арматуры одного и другого направления на всю ширину фундамента
определим из условий:
Аs1 = MI(09h0Rs) = 730 106(09 800 365) = 2777 мм2 = 27.77
см2; AsII = MII(09h01Rs) = 476 106(09 400 365) =
Нестандартную сварную сетку конструируем с одинаковой в обоих
направлениях рабочей арматурой 12ø20 A-III (Аs = 3769 мм2) соответственно
получим фактическое армирование расчетных сечений I = As 100(bIh0) =
69 100(900 800) =052 % и II= As 100(bIIh01)= 3769 100(3000
0) = 031 % что больше min= 005%.
Кирпичный столб с сетчатым армированием
Проектирования кирпичного столба по следующим исходным данным
полученным от ЭВМ для наиболее опасного сечения на высоте 23 H: величина
расчетной продольной силы N = 1006 кН; величина расчетной продольной силы
от длительных нагрузок Ng = 834 кН; эксцентриситет продольной силы
относительно центра тяжести сечения е0 = 62 см = 62 мм; расчетная высота
столба 0 = H = 36 м = =3600 мм; кирпич глиняный полнотелый пластического
Решение. Определяем требуемые размеры поперечного сечения столба
принимая величину средних напряжений в кладке = 25 МПа тогда получим А
= N = 1006 10325 = 04 106 мм2. Назначаем размеры сечения
кирпичного столба с учетом кратности размерам кирпича b=510 мм и h=640 мм с
А = 510640 = 03264 106 мм2= = 03264 м2 (рис. 1.34).
Так как заданная величина эксцентриситета е0 = 62 мм 017h = 017
0 = 109 мм то согласно п. 4.31 [6] столб можно проектировать с
сетчатым армированием.
Вычисляем максимальное (у наиболее сжатой грани) напряжение в кладке с
принятыми размерами сечения пользуясь формулами (13) и (14) [6]:
где Ас = А(1 — 2e0h) = 03264 106(1 – 2 62640) = 02632 106
мм2 а значения коэффициентов mg = 1 φ1 = 09 и = 1 принято
предварительно ориентировочно.
Тогда расчетное сопротивление неармированной кладки должно быть не
менее 064.24 = 2.544 МПа.
По табл. 2 [6] принимаем для кладки столба марку кирпича 150 и марку
раствора 200 (R=26 МПа). Так как площадь сечения столба А=03264 м2>03
м2 то согласно п. 3.11 [6] расчетное сопротивление кладки не
Определим требуемый процент армирования кладки принимая значение Rskb
= =max = 4.24 МПа тогда получим
где Rs = 06 360 = 216 МПа для арматуры диаметром 5 мм класса Bp-I
(Ast = 196 мм2) с учетом коэффициента условий работы γcs = 06 (см. табл.
Назначаем шаг сеток s = 158 мм (через каждые два ряда кладки при
толщине шва 14 мм) тогда размер ячейки сетки с перекрестным расположением
стержней должен быть не менее:
с = 2Ast 100(s) = 2 196100(061(158) = 40.67 мм.
Принимаем размер с = 40 мм при этом получим = 2Аst 100(cs) = 2
6 100(40 158) = 062 % что не превышает предельного значения
Определяем фактическую несущую способность запроектированного сечения
кирпичного столба с сетчатым армированием (рис. 13).
Согласно п. 4.3 [6] для определения коэффициентов продольного изгиба
расчетная высота столба при неподвижных шарнирных опорах будет равна 0 = H
= 3600 мм соответственно гибкость в плоскости действия изгибающего момента
λh = l0h = 3600640 = 5.6.
Высота сжатой части сечения hc = h — 2e0 = 640 — 2 40 = 560 мм и
соответствующая ей гибкость λhc = Hhc = 3600560 = 6.4.
При λh 10 по табл. 20 [6] находим = 0 тогда коэффициент
учитывающий влияние длительной нагрузки будет равен mg = 1.
Вычисляем прочностные и деформативные характеристики армированной
расчетное сопротивление армированной кладки при внецентренном сжатии
упругую характеристику кладки с сетчатым армированием по формуле (4)
где α = 50 принимаем по табл. 15 [6] для глиняного полнотелого кирпича;
Ru = kR =2 26 = 5.2 МПа; а Rsku= kR + 2Rsn100 = 2 26 + 2(06
5) 062100 = 8.13Мпа. Пользуясь табл. 18 [6] по
величинам гибкостей λh и λhc и значению упругой характеристики армированной
кладки αsk находим значения коэффициентов продольного изгиба для
армированной кладки при внецентренном сжатии φ = 0.924и φс = 0845;
соответственно получим φ1 = (φ + φс)2 = (0.924+ 0845)2 = 088.
Коэффициент учитывающий повышение расчетного сопротивления кладки при
внецентренном сжатии определяем по табл. 19 [6] где = l + e0h = 1 +
640 = 106 145. Тогда фактическая несущая способность
запроектированного кирпичного столба при внецентренном сжатии будет равна
Nu = mgφ1RskbAc = 1 088 4.6 02632 106 106 = 1129 103 H = 1129
Так как сечение прямоугольного профиля и b( h то выполняем проверку
несущей способности столба на центральное сжатие в плоскости
перпендикулярной действию изгибающегог момента в соответствии с п. 4.30
Поскольку при центральном сжатии армирование кладки не должно быть
более 50RRs=50(26216=0.6%((=062% то в расчете на центральное сжатие
принимаем (=06% соответственно получим следующие значения прочностных и
деформативных характеристик армированной кладки:
Rsk=R + 2(Rs100=2.6 + 2 ( 06 ( 216100 = 5.2 МПа что не более 2R =
2 МПа; (sk = 500 и ( = 0845 при (h = 3600510 = 7.05.
Тогда несущая способность при центральном сжатии составит Nu = mg(RskA
= = 1 ( 0845 ( 5.2 ( 03264 ( 106 = 1434 ( 103 Н = 1434 кН (1129 кН.
Следовательно фактическая несущая способность столба будет определяться
случаем внецентренного сжатия и составит Nu = 1129 кН ( N = 1006 кН
поэтому прочность кирпичного столба обеспечена.
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. —
СНиП 2.03.01—84. Бетонные и железобетонные конструкции.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тя-
желых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных
конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01—84). Часть I. — М.:
конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01—84). Часть II. —
СНиП П-22-81. Каменные и армокаменные конструкции.
СНиП 2.01.07—85. Нагрузки и воздействия.
СНиП 2.01.07—85. Нагрузки и воздействия. Дополнение. Раздел 10. Прогибы
и перемещения Госстрой СССР. — М.: ЦИТП 1989.
СНиП 2.02.01—83. Основания зданий и сооружений.
Рекомендации по расчету прочности трещиностойкости узлов преднапряжен-
ных железобетонных ферм. — М.: НИИЖБ Госстроя СССР 1987.
Бородачев Н. А. Программная система для автоматизированного обучения по
дисциплине "Железобетонные и каменные конструкции" АОС—ЖБК. В 4-х томах
Проектирование железобетонных конструкций: Справ. пос.А. Б.
Б. Я. Бачинский и др.; Под ред. А. Б. Голышева. — К.: Будiвельник 1990.

Богданов нормал 2009.doc

Министерство образования Российской Федерации.
Казанский государственный архитектурно-строительный университет.
Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий с мостовым
1 Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок
2 Проектирование стропильной конструкций
2.1. Проектирование сегментной раскосной фермы
2.2. Оптимизация стропильной конструкции .
3 Проектирование колонны
3.1 Определение расчетных комбинаций усилий и продольного
3.2 Конструирование продольной и поперечной арматуры и расчет
подкрановой кансоли
4 Расчет и конструирование монолитного внецентренно нагруженного
фундамента под колонну
В данном курсовом проекте рассматривается трёхэтажный жилой дом с
неполным каркасом. Здание компонуется из одного температурно-осадочного
блока. Схема расположения элементов каркаса представлена на рис. 1 разрез
Рис. 1 Схема расположения элементов каркаса.
Несущую систему здания образуют сборные плиты перекрытий (П-1 и т.д.)
сборные колонны (К-1) монолитные ригели (МР) монолитные участки (МУ) и
наружные несущие стены.
В качестве плит перекрытия применяем круглопустотные плиты ПК57.18 и
ПК51.18. В курсовом проекте применяем плиты без обратного уклона торцов. В
торцах плит устраиваются бетонные вкладыши и делают выпуски предварительно
напряжённой арматуры для стыковки на ригеле (рис.3).
Рис. 3. Многопустотная плита перекрытия (размеры условные).
Наружные стены выполняются из керамического кирпича пластического
формования марки К – О 15035ГОСТ 530-95* (кирпич керамический полнотелый
одинарный марки по прочности М150 марки по морозостойкости F35) толщиной
[pic] на цементно-песчаном растворе марки М50. Привязка стен здания к осям
Колонны каркаса многоэтажной разрезки выполняются без выступающих
консолей со сквозными отверстиями в уровне расположения монолитного ригеля
перекрытия (рис 4.).
Ригели выполняются таврового сечения из монолитного железобетона.
Рис. 4. Колонна первого этажа (размеры условные).
Компоновка конструктивной схемы здания
Сечение колонны назначается после сбора нагрузок.
Сечение ригеля назначается конструктивно. В соответствии с заданием
пролёт плиты перекрытия (номинальный размер) составляет [pic]. Ширина
среднего монолитного ригеля при этом будет равна [pic]. Высота полки
монолитного ригеля по заданию [pic]. Тогда высота ригеля составит [pic]
([pic] - высота сечения плиты). Ширина свесов полок монолитного ригеля
принимается не более 16 его пролёта. Принимаем ширину свеса [pic]. Ширина
полки ригеля равна: [pic]. Расчётная схема поперечного сечения монолитного
ригеля представлена на рис 5.
Рис. 5. Расчётная схема поперечного сечения монолитного ригеля (размеры
Ширину площадки опирания плит перекрытия на наружные стены принимаем
[pic] тогда ширина крайних пролётов в продольном направлении составит
[pic] (кратно модулю М100).
Раскладку плит перекрытия производим по их конструктивной ширине
[pic]. Для пролёта между осями А и Б В и Г принимаем 2 плиты шириной
[pic]. Для пролёта между осями Б и В принимаем 1 плиту шириной [pic] и одну
– шириной [pic]. Ширина монолитного участка составит [pic].
Расчётная схема рамы представляет собой плоскую раму см. рис. 6. При
построении расчётной схемы учитывается жёсткое сопряжение ригеля с
колонной шарнирное опирание ригеля на стены. Ригели и колонны
рассчитываются с длиной равной соответственно [pic] и [pic].
Рис. 6. Расчётная схема поперечной рамы (размеры условные).
Расчётная высота колонн равна расстоянию между центрами тяжести
поперечного сечения прямоугольной части монолитного ригеля без учёта полок.
Ветровая нагрузка не учитывается.
Нагрузка на ригель прикладывается равномерно распределённой.
Сбор нагрузок на элементы перекрытия
По бланку задания район строительства – II расчётное значение
снеговой нагрузки (временной нагрузки на покрытие) по п. 5.2 [4] составляет
[pic] ([pic]) нормативное значение с учётом коэффициента надёжности для
снеговой нагрузки [pic] составляет [pic] ([pic]).
Значение временной нормативной нагрузки на перекрытие по заданию –
[pic] ([pic]). В соответствии с п. 3.7 [4] значение коэффициента надёжности
для временной нагрузки составит [pic].
Коэффициенты надёжности по материалу [pic] указаны в таблицах 1 и 2
коэффициент надёжности по уровню ответственности здания принимается в
соответствии с прил. 7 [4] для класса ответственности II составляет [pic].
В соответствии с заданием тип конструкции пола –1 тип конструкции
кровли – 5. Состав конструкций кровли и пола указан в таблицах 1 и 2
соответственно. Подсчёт нагрузок на плиты покрытия и перекрытия в
соответствии с требованиями [4] приводится в таблицах 1 и 2.
Согласно п. 3.8 [4] коэффициент сочетания [pic] зависящий от
грузовой площади равен:
[pic] – в соответствии с п. 3.8 [4].
Коэффициент [pic] учитывающий количество перекрытий в соответствии с
где [pic] – число перекрытий.
Собственный вес [pic] ригеля составляет:
где [pic] – площадь сечения ригеля ([pic] – ширина ригеля [pic] –
высота ребра ригеля [pic] – ширина полки ригеля [pic] – толщина полки
[pic] – коэффициент надёжности по нагрузке для собственного веса
железобетона ригеля;
[pic] – коэффициент надёжности по II классу ответственности.
Сбор нагрузок на покрытие
Вид нагрузок Нормативная Коэффициент Расчётная
нагрузка [pic] надежности нагрузка [pic]
Слой гравия втопленного0.16 1.3 0.208
Три слоя гидроизола 0.039 1.3 0.0507
Цементная стяжка 0.36 1.3 0.468
Утеп-ль – 05 1.3 065
Пароизоляция – слой 0.03 1.3 0.039
рубероида на битумной
От массы плиты 3 1.1 3.3
(круглопустот. [pic])
Итого: 4.09 117 4.72
Снеговая 084 1.43 1.2
Расчётная нагрузка на [pic] покрытия с учётом класса ответственности
здания II будет равна [pic].
Сбор нагрузок на междуэтажное перекрытие
Линолеум 0.18 1.3 0.234
Обмазка на основе 0.03 1.3 0.039
Цементная стяжка 0.54 1.3 0.702
Нормативная нагрузка на 4 1.2 48
Расчётная нагрузка на [pic] перекрытия с учётом класса
ответственности здания II будет равна [pic].
Расчётная нагрузка на [pic] ригеля от покрытия с учётом собственного
веса ригеля составит:
[pic] – шаг колонн в продольном направлении (ширина грузовой площадки
монолитного ригеля);
[pic] – коэффициент сочетания зависящий от грузовой площади
где [pic] – коэффициент учитывающий долю длительной составляющей в
полной снеговой нагрузке в соответствии с [4].
По аналогии расчётная нагрузка на [pic] ригеля от перекрытия с учётом
собственного веса ригеля составит:
где [pic] – коэффициент учитывающий долю длительной составляющей во
временной нагрузке в соответствии с [4].
Нормативная нагрузка на [pic] ригеля от перекрытия с учетом
-кратковременная [pic].
Для подбора сечения колонны определяем продольную силу
воспринимаемую колонной первого этажа от полной расчётной нагрузки:
Назначаем размеры поперечного сечения колонн из условия п. 6.2.17
[1] когда [pic] где [pic]. Гибкость колонны в любом случае должна быть:
[pic]. Отсюда требуемая оптимальная высота поперечного сечения колонны (при
[pic]): [pic] где в соответствии с требованиями п. 6.2.18 [1] [pic].
Требуемая оптимальная высота поперечного сечения составляет: [pic].
Поскольку колонна воспринимает только вертикальные нагрузки
предварительно принимаем её поперечное сечение квадратным со стороной
Для окончательного назначения размеров поперечного сечения с учётом
полученных по расчёту вертикальных нагрузок определяем собственный вес
Собственный вес [pic] колонны составит [pic] (где [pic] – сторона
поперечного сечения колонны; [p [p
Определяем усилие в колонне первого этажа с учётом её собственного
высота этажа; [pic] – число этажей).
Предварительно определяем несущую способность колонны приняв в первом
приближении коэффициент продольного изгиба [pic] по формуле 3.97 [3]:
[pic] – коэффициент соответствующий максимальному проценту
Для класса бетона В25 [pic] ([pic] согласно п. 5.1.10в [1]).
Для арматуры класса А300 [pic].
Предельная несущая способность составит:
[pic] > [pic]. Следовательно окончательно принимаем колонну с
размерами поперечного сечения [pic].
Рис. 7. Поперечное сечение колонны.
Дополнительные данные для проектирования полученные от программного
комплекса для расчёта колонны и монолитного фундамента:
[pic] – усилие в колонне первого этажа от нормативных нагрузок с
учётом её собственного веса.
[pic] – усилие в колонне первого этажа от расчётных длительных
нагрузок с учётом её собственного веса.
Этап 2. Статический расчёт рамы
В курсовом проекте статический расчёт выполняем для монолитного
железобетонного ригеля третьего этажа.
Поперечная рама здания имеет регулярную расчётную схему с равными
пролётами монолитных ригелей и длинами колонн. Сечение монолитных ригелей и
колонн одинаково на всех этажах. Монолитные ригели опираются на наружные
стены шарнирно. При расчёте инженерным методом с целью упрощения такую
многоэтажную раму расчленяют на на одноэтажные при этом в точках нулевых
моментов колонн (в середине высоты) условно размещают опорные шарниры.
Рис. 8. Расчётная схема одноэтажной рамы (цифрами обозначены номера
опор размеры условные).
Определяем геометрические характеристики элементов поперечной рамы.
Находим центр тяжести поперечного сечения монолитного железобетонного
ригеля представляющего собой тавр:
[pic] – статический момент ребра относительно верхней грани
[pic] – статический момент полки относительно её верхней грани.
[pic] – площадь поперечного сечения ригеля.
Момент инерции ригеля относительно центра тяжести поперечного
Момент инерции поперечного сечения колонны:
Погонная жёсткость ригеля:
где [pic] – начальный модуль упругости для бетона класса В25.
Погонная жёсткость колонны:
Определяем соотношение погонных жёсткостей [pic] средней колонны и
ригеля пересекающихся в одной точке:
Изгибающие моменты ригеля в опорных сечениях [pic] вычисляем по
где [pic] ([pic] [pic] [pic] [pic] – в соответствии со схемой
загружения табл. 3) – коэффициенты для вычисления опорных изгибающих
моментов определяются по табл. 26 [5] в зависимости от схем загружения и
[pic] – расчётная длина ригеля.
Варианты схем загружения представлены в табл. 3.
Рис. 9. Схема расположения опорных моментов (цифрами обозначены номера
Вычисляем изгибающий момент ригеля в опорном сечении от постоянной
нагрузки и различных схем загружения временной нагрузкой. Вычисления
выполняем в табличной форме см. табл. 3.
Определение расчётных изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях
Схемы загружения Расчётные опорные моменты
Постоянные нагрузки [pic] [pic] [pic]
Временные нагрузки [pic] [pic] [pic]
Временные нагрузки [pic] [pic] -14.22
При расположении временной нагрузки через пролёт (схема загружения 23)
определяется максимальный изгибающий момент в пролёте. При расположении
временной нагрузки в двух крайних пролётах опредляются максимальный
изгибающий момент и перерезывающая сила.
Значения опорных моментов принимать отрицательными.
Изгибающий момент ригеля в опорном сечении [pic] (изгибающий момент
[pic] от 4 схемы загружения см. рис. 2.2) находим из уравнений
строительной механики (из уравнения трёх моментов) по формуле:
Определяем изгибающие моменты ригеля в пролётных сечениях:
- в крайнем пролёте – невыгодная комбинация схем загружения “1+2”
изгибающий момент в опорном сечении:
максимальный изгибающий момент в пролётном сечении:
- в среднем пролёте – невыгодная комбинация схем загружения “1+3”
Перераспределение моментов ригеля под влиянием образования
пластического шарнира. В соответствии с [2 5] практический расчёт
заключается в уменьшении не более чем на 30 % опорных моментов ригеля для
комбинации схем загружения “1+4” при этом намечается образование
пластического шарнира на опоре.
К эпюре моментов комбинации схем загружения “1+4” добавляют
выравнивающую треугольную эпюру так чтобы уравнялись опорные моменты для
удобства армирования опорного узла.
Для комбинации схем загружения “1+4” уменьшаем на 30 % максимальный
опорный момент [pic] и вычисляем ординаты выравнивающей треугольной эпюры
моментов (см. рис. 2.3):
К эпюре моментов для комбинации “1+4” прибавляем выравнивающую эпюру.
Значения изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях на эпюре выровненных
Изгибающие моменты ригеля в пролётных сечениях на эпюре выровненных
- в крайнем пролёте – изгибающий момент ригеля в опорном сечении для
комбинации схем загружения “1+4”:
Расстояние от опоры в которой значение перерезывающих усилий в
крайнем пролёте равно 0 (координата в которой изгибающий момент в пролёте
максимален) находим из уравнения:
Находим значение изгибающего момента в пролётном сечении для
комбинации “1+4” по формуле:
Определяем значение изгибающего момента [pic] на выравнивающей эпюре в
точке с координатой [pic]:
Изгибающий момент ригеля в пролётном сечении на эпюре выровненных
- в среднем пролёте – изгибающий момент ригеля в опорном сечении на
второй и третьей опорах (см. рис. 2.2 и табл. 3) для комбинации схем
перерезывающие усилия в среднем пролёте ригеля:
Изгибающий момент в пролётном сечении среднего ригеля для комбинации
схем загружения “1+4” который находится в центре среднего пролёта ригеля:
Значение момента на выравнивающей эпюре в центре среднего пролёта:
Изгибающий момент в пролётном сечении на эпюре выровненных моментов:
Определяем изгибающие моменты ригеля в опорных сечениях по грани
На средней опоре при комбинации схем загружения “1+4” опорный момент
ригеля по грани колонны не всегда оказывается расчётным для подбора
арматуры. Поэтому опорные моменты ригеля по грани колонны необходимо
вычислять при всех комбинациях загружений.
Вычисляем изгибающие моменты в опорном сечении по грани крайней
- для комбинации “1+4” и выровненной эпюре моментов:
где [pic] – высота сечения колонны [pic].
- для комбинации “1+3”:
- для комбинации “1+2”:
перерезывающая сила на опоре:
По остальным схемам загружения действующие изгибающие моменты ригеля в
опорном сечении справа колонны меньше чем слева т. е. их можно не
По результатам вычислений расчётный (максимальный) изгибающий момент
ригеля в опорном сечении по грани средней колонны равен:
Расчётный изгибающий момент ригеля в пролётном сечении:
- для крайнего ригеля:
[pic] – изгибающий момент в опорном сечении по грани средней колонны
от действия полной нормативной нагрузки (для расчёта по второй группе
предельных состояний);
от действия нормативной длительной нагрузки (для расчёта по второй группе
[pic] – изгибающий момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от
действия полной нормативной нагрузки (для расчёта по второй группе
действия нормативной длительной нагрузки (для расчёта по второй группе
- для среднего ригеля:
предельных состояний).
Этап 3. Расчёт монолитного железобетонного ригеля по предельным
состояниям первой группы
1 Расчёт ригеля на прочность по сечениям нормальным к продольной оси
На этом этапе необходимо выполнить подбор продольной рабочей арматуры
монолитного железобетонного ригеля крайнего пролёта второго этажа. Все
необходимые усилия для расчёта были получены на этапе 2.
Определим площадь сечения продольной арматуры в пролётном сечении
ригеля. Расчёт производим в предположении что сжатая арматура по расчёту
Согласно результатам компоновки сборно-монолитного перекрытия (см.
этап 1) геометрические размеры поперечного сечения ригеля составляют:
[pic] [pic] [pic] [pic] (см. рис. 3.1). Толщину защитного слоя бетона
назначаем с учётом требований п. 5.7 [3] величину [pic] принимаем равной
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжёлый класс бетона
монолитных конструкций по бланку задания (см. этап 1) В25 по табл. 2.2 [3]
определяем расчётное сопротивление бетона по прочности на сжатие: [pic].
С учётом коэффициента [pic] принимаемого по п. 2.8 [3] [pic].
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 расчётное
значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы
определяем по табл. 2.6 [3]: [pic].
Расчётный изгибающий момент в пролётном сечении крайнего пролёта:
По табл. 3.2 [3] находим: [pic] [pic].
Определяем рабочую высоту сечения бетона: [pic].
Проверяем условие [pic]:
[pic] – следовательно граница сжатой зоны проходит в полке ригеля.
Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения растянутой арматуры определяем как
для прямоугольного сечения шириной [pic].
[pic] – сжатая арматура не требуется.
Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона:
Требуемая площадь растянутой арматуры:
По сортаменту принимаем [pic] (4 ( 25 и 2 ( 10 – четыре стержня
диаметром [pic] и два стержня диаметром [pic]).
Определяем на сколько процентов площадь поперечного сечения
фактически установленных стержней больше требуемой по расчёту:
Толщина защитного слоя составляет [pic]. Расстояние между осями
стержней продольной арматуры составляет [pic].
Продольную сжатую арматуру принимаем конструктивно 6 стержней
диаметром [pic] класса А240.
Определим площадь сечения продольной арматуры в опорном сечении
На опоре растянутая зона располагается в верхней части поперечного
сечения ригеля следовательно рабочая арматура будет расположена в этой
зоне. С целью обеспечения удобства армирования опорного узла было
произведено выравнивание изгибающих моментов в опорных сечениях ригеля.
Согласно п. 8 расчётов по этапу 2 расчётным изгибающим моментом ригеля в
опорном сечении по грани средней колонны является момент полученный по
комбинации схем загружения “1+2” (см. табл. 3).
При подборе продольной арматуры растянутые свесы полки ригеля в
расчётах не учитываем. Однако учитывая тот факт что сборные плиты
перекрытия имеют арматурные выпуски которые замоноличиваются в ригель
можно сделать вывод о том что бетон сжатой зоны ригеля и бетон плиты
перекрытия работают совместно. В связи с этим поперечное сечение ригеля на
опоре будем рассматривать как тавровое с полками в сжатой зоне.
Расчёт выполняем согласно п. 3.24 [3].
Геометрические размеры поперечного сечения ригеля на опоре
составляют: [pic] [pic] [pic] [pic] (см. рис. 10). Толщину защитного
слоя бетона назначаем с учётом требований п. 5.7 [3] величину [pic]
принимаем равной [pic].
Рис. 10. (размеры условные).
Характеристики бетона и арматуры (см. подбор продольной арматуры в
пролётном сечении ригеля): [pic].
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 [pic].
Расчётный изгибающий момент в опорном сечении ригеля (см. результаты
расчетов по этапу 2): [pic].
По табл. 3.2 [3] находим: [p [pic].
Проверяем условие: [pic]
[pic][pic] – следовательно граница сжатой зоны проходит в полке расчётного
поперечного сечения ригеля. Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения
растянутой арматуры определяем как для прямоугольного сечения шириной
2 Расчёт ригеля на прочность по сечениям наклонным к продольной оси
На этом этапе необходимо выполнить расчёт ригеля по полосе между
наклонными трещинами подбор поперечной арматуры для ригеля крайнего
пролёта второго этажа. Все необходимые усилия для расчёта были получены на
Расчёт монолитного ригеля по полосе между наклонными трещинами
выполняем согласно п. 3.30 [3].
Геометрические параметры поперечного сечения ригеля: [pic] [pic]
[pic] [pic] [pic] (см. рис. 10). Рабочая высота сечения бетона: [pic].
Характеристики бетона: [pic].
Расчётная перерезывающая сила согласно результатам расчётов по этапу 2
Определяем предельную поперечную силу в сечении нормальном к
продольной оси ригеля:
Прочность элемента по полосе между наклонными трещинами обеспечена.
Требуется произвести расчёт по прочности на действие поперечной силы
по наклонному сечению.
Проверку прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси на
действие поперечной силы выполняем согласно п. 3.31 – 3.42 [3].
Геометрические параметры поперечного сечения ригеля – см. расчёт по
полосе между наклонными сечениями.
Характеристики бетона: [pic]. По табл. 2.2 [3] определяем расчётное
сопротивление бетона по прочности на растяжение: [pic]. С учётом
коэффициента [pic] принимаемого по п. 2.8 [3] [pic].
Т. к. диаметр продольной растянутой арматуры каркаса К-1 составляет
[pic] наименьший допустимый диаметр стержней поперечного направления из
условия свариваемости составляет [pic]. Класс поперечной арматуры назначаем
А240 [pic] – по табл. 5.8 [1].
Количество поперечных стержней принимаем равным количеству продольных
– 6Тогда площадь сечения шести стержней поперечной арматуры диаметром
[pic] составит [pic].
Шаг поперечных стержней на опоре согласно п. 5.21 [3] назначается из
Принимаем шаг поперечных стержней на опоре [pic] – кратно [pic].
Шаг поперечных стержней в пролёте согласно п. 5.21 [3] назначается
Принимаем шаг поперечных стержней в пролёте [pic] – кратно [pic].
[pic] значение полной расчётной нагрузки на [pic] ригеля от перекрытия с
учётом его собственного веса равно [pic] (см. результаты расчёта этапа 1).
Определяем значение [pic]:
Интенсивность установки поперечных стержней на опоре ([pic]) и в
пролёте ([pic]) составляет:
Находим длину проекции наклонного сечения:
Проверяем условия [pic] [pic]:
– условия не выполняются и согласно п. 3.32 [3] значение [pic] не
[pic] – условие выполняется.
Значение [pic] принимаем [pic].
Длину проекции наклонной трещины [pic] принимаем равной [pic]:
Значение [pic] принимаем равным [pic].
Поперечная сила воспринимаемая хомутами в наклонном сечении:
Поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении:
Поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции [pic] от
внешних сил принимается в сечении нормальном к продольной оси элемента
проходящем на расстоянии [pic] от опоры и определяется по формуле:
[pic] – условие выполняется прочность элемента по сечениям наклонным
к продольной оси обеспечена.
При уменьшении интенсивности хомутов от опоры – к пролёту с [pic] до
[pic] вызванном увеличением шага поперечных стержней длину участка с
интенсивностью хомутов [pic] следует принимать не менее [pic] пролёта
монолитного ригеля и не менее значения [pic] определяемого в зависимости
Т. к. [pic] согласно п. 3.34 [3] значение [pic] определяем по
С учётом ширины площадки опирания ригеля на наружные кирпичные стены
([pic] – см. общие сведения о сборно-монолитном перекрытии этап 1)
значение [pic] составит: [pic]. Значение [pic] необходимо принимать не
менее [pic] пролёта ригеля что составляет [pic].
Окончательно длину участка с интенсивностью хомутов [pic] назначаем
кратно шагу поперечных стержней на опоре: [pic] кратно [pic].
[pic] – площадь сечения продольной растянутой арматуры в пролётном
сечении ригеля среднего пролёта требуемая по расчёту;
[pic] – площадь сечения продольной сжатой арматуры в пролётном сечении
среднего пролёта требуемая по расчёту;
[pic] – площадь сечения поперечной арматуры ригеля.
Этап 4. Расчёт монолитного железобетонного ригеля по предельным
состояниям второй группы
1 Расчёт ригеля по образованию и раскрытию трещин
На этом этапе необходимо выполнить расчёт ригеля крайнего пролёта
второго этажа по предельным состояниям второй группы: определить момент
трещинообразования вычислить ширину продолжительного и непродолжительного
раскрытия трещин нормальных к продольной оси ригеля выполнить расчёт по
деформациям. Все необходимые усилия были получены на этапе 2.
В случае если трещины не образуются расчёт по раскрытию трещин
выполнять не следует.
Момент образования трещин с учётом упругих деформаций определяем
согласно п. 4.4 – 4.8 [3].
[pic] [pic] [pic] (см. рис. 10).
Характеристики бетона и арматуры для расчёта ригеля по предельным
состояниям второй группы: бетон тяжёлый класс бетона В25 по табл. 2.1 [3]
расчётное сопротивление бетона по прочности на сжатие [pic] [pic].
Значение начального модуля упругости бетона принимаем по табл. 2.4 [3]:
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 значение модуля
упругости арматуры [pic] принимаем равным [pic] (см. п. 2.20 [3]). Площадь
фактически установленной продольной растянутой арматуры в пролётном сечении
составляет [pic] (4 ( 25 и 2 ( 10) продольной сжатой: [pic] (6 ( 8).
За расчётный диаметр стержней растянутой арматуры [pic] принимаем
наибольший диаметр – [pic].
Изгибающий момент ригеля в пролётном сечении в крайнем пролёте от
действия полной нормативной нагрузки равен [pic] в т. ч. изгибающий момент
в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия нормативной длительной
Площадь поперечного сечения ригеля в пролётном сечении:
Определяем коэффициент приведения арматуры к бетону:
Площадь приведённого сечения ригеля:
Статический момент полного приведённого сечения относительно
где [pic] – статический момент стенки монолитного ригеля относительно
[pic] – статический момент сжатой и растянутой арматуры относительно
Расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра тяжести
приведённого сечения ригеля:
Момент инерции приведённого сечения относительно его центра
[pic] – момент инерции поперечного сечения бетона ригеля относительно
центра тяжести приведённого сечения;
[pic] – момент инерции растянутой арматуры относительно центра тяжести
приведённого сечения;
[pic]– момент инерции сжатой арматуры относительно центра тяжести
Момент сопротивления [pic]:
Согласно п. 4.8 [3] для тавровых сечений при определении момента
образования трещин с учётом неупругих деформаций растянутого бетона
допускается заменять значение [pic] на [pic] где [pic] – коэффициент
зависящий от формы поперечного сечения элемента определяемый по табл. 4.1
[3]. Для элемента таврового профиля коэффициент [pic].
Момент образования трещин с учётом неупругих деформаций бетона:
[pic] – условие выполняется трещины образуются требуется расчёт по
Ширину раскрытия трещин нормальных к продольной оси ригеля
определяем согласно п. 4.4 – 4.8 [3].
Исходные данные см. расчёт по определению момента
коэффициент приведения арматуры к бетону:
Приведённый коэффициент армирования для растянутой арматуры [pic]:
Коэффициенты [pic] и [pic] для определения плеча внутренней пары сил
при расчёте по раскрытию трещин:
По черт. 4.3 [3] линейной интерполяцией находим[pic].
Определяем плечо внутренней пары сил:
Определяем высоту растянутой зоны бетона:
где [pic] – поправочный коэффициент равный [pic] для элементов
таврового сечения с полкой в сжатой зоне;
При определении площади сечения растянутого бетона высота
растянутой зоны бетона [pic] принимается не менее [pic] и не более [pic]:
[pic] – условие не выполняется принимаем [pic].
Площадь сечения растянутого бетона:
Базовое расстояние между трещинами [pic]:
Значение [pic] принимают не менее [pic] и [pic]:
Значение [pic] принимают не более [pic] и [pic]:
[pic] [pic] принимаем [pic].
Напряжение в растянутой арматуре ригеля:
где [pic] – к определению ширины раскрытия трещин при действии полной
нормативной нагрузки;
[pic] – к определению ширины раскрытия трещин при действии нормативной
длительной нагрузки.
[pic] – напряжение в растянутой арматуре при действии полной
[pic] – напряжение в растянутой арматуре при действии нормативной
Значение коэффициента [pic] учитывающего неравномерное
распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами:
[pic] – при действии нормативной длительной нагрузки.
Значения коэффициентов [pic] согласно п. 4.10 [3]:
[pic] – учитывает продолжительность действия нагрузки равный [pic]
при непродолжительном действии нагрузки; равный [pic] – при
[pic] – учитывает профиль продольной арматуры равный [pic] для
арматуры класса А300;
[pic] – учитывает характер нагружения равный [pic] для изгибаемых
Ширина раскрытия трещин:
при продолжительном действии длительных нагрузок:
при непродолжительном действии полной нагрузки:
при непродолжительном действии длительных нагрузок:
Согласно п. 4.14 [3] ширина продолжительного раскрытия трещин: [pic].
Ширина непродолжительного раскрытия трещин: [pic].
Проверяем условие [p
где [pic] – предельно допустимая ширина раскрытия трещин равная:
[pic] – при непродолжительном раскрытии трещин.
1 Расчёт ригеля по деформациям
Расчёт по прогибам с трещинами в растянутой зоне выполняем согласно
Геометрические размеры рассматриваемого поперечного сечения ригеля в
пролёте составляют: [pic] [pic] [pic] [pic] [pic].
Размеры ригеля на опоре: [pic] [pic] [pic] [pic] [pic].
Расчётный пролёт монолитного ригеля:
[p ([pic] – высота сечения колонны [pic] – ширина площадки
опирания ригеля на кирпичную стену).
Характеристики бетона и арматуры для расчёта по предельным
состояниям второй группы см. расчёт по определению момента
Площадь фактически установленной продольной арматуры в пролётном
сечении согласно расчётам по этапу 3.1: [pic] (4 ( 25 и 2 ( 10)
продольной сжатой: [pic] (6 ( 8).
Площадь фактически установленной продольной растянутой арматуры в
опорном сечении согласно расчётам по этапу 3.1: [pic].
действия полной нормативной нагрузки (см. этап 2 дополнительные данные)
равен [pic] в т. ч. момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от
действия нормативной длительной нагрузки [pic]. Изгибающий момент в опорном
сечении по грани средней колонны от действия полной нормативной нагрузки
[pic] от действия нормативной длительной нагрузки [pic].
Т. к. монолитный ригель опирается на наружную кирпичную стену
шарнирно кривизна на левой опоре будет равна нолю: [pic].
От непродолжительного действия всех нагрузок:
для сечения в пролёте:
для сечения на опоре:
От непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
От продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
Коэффициент [pic] принимаем как для свободно опёртой балки: [pic].
Прогиб крайнего пролёта ригеля:
Согласно п. 10.7 [4] находим [pic].
[pic] – условие не выполняется требуется увеличить площадь сечения
растянутой арматуры в пролёте.
Этап 5. Расчёт сборной железобетонной колонны на действие сжимающей
продольной силы со случайным эксцентриситетом и монолитного центрально
нагруженного фундамента
1 Расчёт сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной
силы со случайным эксцентриситетом
На этом этапе необходимо подобрать площадь сечения продольной сжатой
арматуры и поперечной арматуры в сечении сборной железобетонной колонны.
При этом значение эксцентриситета продольной силы принимаем равным
случайному эксцентриситету [pic] (определяется согласно п. 3.49 [3]). Все
необходимые усилия были получены на этапе 2.
Подбор продольной арматуры выполняем согласно п. 3.49 – 3.58 [3].
Сечение колонны принято на 1 этапе и составляет [pic]. Величину
защитного слоя назначаем в соответствии с требованиями п. 5.6 – 5.8 [3] и
принимаем [pic]. Длина колонны первого этажа составляет [pic]. Расчётную
длину элемента принимаем согласно требованиям п. 6.2.18 [1]: [pic].
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжёлый класс бетона В25
по табл. 2.2 [3] определяем расчётное сопротивление бетона по прочности на
сжатие: [pic]. С учётом коэффициента [pic] принимаемого по п. 2.8 [3]
сопротивление арматуры для предельных состояний первой группы определяем по
табл. 2.6 [3]: [pic].
Расчётные усилия в колонне первого этажа:
усилие в колонне первого этажа от расчётных нагрузок с учётом её
собственного веса: [p
усилие в колонне первого этажа от расчётных длительных нагрузок с
учётом её собственного веса: [pic].
Определяем рабочую высоту сечения бетона колонны:
Т. к. [pic] [pic] расчёт допускается производить из условия [pic].
Принимая [pic] вычисляем требуемую площадь сечения продольной
Принимаем минимальное конструктивное армирование колонны сечением
[pic] – 4 ( 16 [pic].
Выполним проверку прочности сечения колонны с учётом площади
сечения фактически принятой арматуры:
При [pic] [pic] по табл. 3.5 и 3.6 [3] находим [pic] [pic].
Определяем коэффициенты [pic] и [pic]:
Коэффициент [pic] принимается не более [pic].
Фактическая несущая способность колонны:
[pic] условие выполняется следовательно прочность колонны
Диаметр стержней поперечной и монтажной арматуры назначаем из
условия свариваемости и принимаем равным [pic]. Шаг стержней принимаем
равным [pic] что не более [pic].
Косвенное армирование назначаем в виде четырёх сварных сеток С-1 с
размером ячейки [pic]. Первую сварную сетку устанавливаем на расстоянии
[pic] от нагруженной грани колонны остальные – с шагом [pic] размещаем на
длине [pic] что больше [pic].
2 Расчёт монолитного центрально нагруженного фундамента
Фундамент проектируем под колонну рассчитанную на этапе 5.1. верх
фундамента располагаем на отметке [pic]. Все необходимые усилия были
получены на этапе 2.
Геометрические размеры сечения колонны приняты на этапе 1 и
составляют [pic]. По заданию грунт основания имеет условное расчётное
сопротивление [pic]. Глубина заложения фундамента составляет [pic].
по табл. 2.2 [3] определяем расчётное сопротивление бетона осевому
растяжению: [pic]. С учётом коэффициента [pic] принимаемого по п. 2.8 [3]
Усилие в колонне первого этажа от нормативных нагрузок с учётом её
собственного веса (см. этап 1): [pic] усилие в колонне первого этажа от
расчётных нагрузок с учётом её собственного веса: [pic].
Усреднённый вес единицы объёма бетона фундамента и грунта на его
обрезах принимаем равным [pic].
Требуемая площадь подошвы фундамента:
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее
[pic]. Принимаем [pic] (кратно [pic] нечётное) при этом площадь подошвы
фундамента будет равна [pic].
Давление под подошвой фундамента от расчётной нагрузки:
Высота фундамента составляет [pic] где [pic] – глубина заложения
фундамента [pic] – расстояние от отметки [pic] до уровня верха фундамента.
Расстояние от наиболее растянутой грани подошвы фундамента до центра
тяжести стержней продольной арматуры в плитной части принимаем равным
Ширину стакана в уровне верха принимаем равной [pic] в уровне низа
Величину заделки колонны в стакан фундамента принимаем равной [pic]
при этом глубина стакана составит [pic].
Толщину стенок стакана назначаем равной [pic]. Тогда ширина
подколонника составит [pic].
Высота плитной части конструктивно равна:
Уточняем требуемую рабочую высоту плитной части:
где [pic] – коэффициент принимаемый равным [pic].
С учётом [pic] требуемая высота плитной части составит:
Окончательно высоту плитной части принимаем [pic]. Тогда рабочая
высота плитной части составит [pic].
Вылет подошвы фундамента равен [pic] – плитную часть фундамента
выполняем одноступенчатой высоту ступени назначаем равной [pic]. Рабочая
высота первой ступени будет равна [pic]. Высота подколонника составит
Рис. 11. К расчёту фундамента (размеры условные).
Проверку прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без
поперечного армирования в наклонном сечении (для единицы ширины этого
сечения [pic]) производим из условия [pic]
где [pic] – поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном
[pic] – условие выполняется т. е. прочность нижней ступени фундамента
по поперечной силе обеспечена.
Продавливание плитной части низом колонны от действия продольной
силы [pic] (расчёт производится на продавливание от низа подколонника т.
Расчёт на продавливание плитной части низом подколонника (от низа
колонны граница продавливания находится за пределами подошвы фундамента)
производится из условия [p
[pic] – среднее арифметическое значение периметров верхнего и нижнего
оснований пирамиды продавливания.
[pic] – условие выполняется продавливания не происходит.
Проверку плитной части фундамента на раскалывание от действия
[pic] – коэффициент учитывающий совместную работу фундамента с
[pic] – площадь вертикального сечения фундамента в плоскости
проходящей по оси сечения колонны параллельно стороне подошвы для
одноступенчатого фундамента:
[pic] – условие выполняется раскалывания не происходит.
Площадь сечения арматуры подошвы фундамента в сечениях I-I II-II и
III-III (см. рис 5.2):
[pic] – расчётное сопротивление арматуры на растяжение.
(для одноступенчатого фундамента [pic]).
Определяем требуемую площадь арматуры в сечениях I-I и III-III:
Для ширины подошвы фундамента [pic] количество стержней продольной
арматуры в плитной части устанавливаемых с шагом [pic] будет равно [pic].
По максимальной из требуемых площадей арматуры определяем требуемую
площадь сечения одного стержня:
По сортаменту требуемый диаметр стержня – [pic] с площадью сечения
[pic]. Т. к. минимальный диаметр стержней продольной арматуры в плитной
части фундамента – [pic] окончательно принимаем сетку с одинаковой в обоих
направлениях рабочей арматурой 9 ( 12 (девять стержней диаметром [pic]) с
площадью сечения [pic].
Этап 6. Расчёт кирпичного простенка с сетчатым армированием
Расчёт выполняем согласно п. 4.7 – 4.11 4.30 – 4.31 [7].
На этапе 1 принята толщина наружных стен [pic]. Материал стен –
кирпич керамический полнотелый одинарный марки по прочности М150 марки по
морозостойкости – F35 марка цементно-песчаного раствора М50.
Согласно рис. 6.1 высота кирпичной стены за вычетом расстояния от
низа стены до [pic] высоты простенка первого этажа составляет [pic].
Расчётная ширина стены принимается равной шагу колонн в поперечном
направлении [pic]. Ширина оконных проёмов по рис. 1.13 равна [pic]. Ширина
площадки опирания плиты перекрытия на кирпичную стену составляет [pic] (см.
рис. 1.14). Расчётная высота простенка равна высоте оконного проёма [pic].
Размеры поперечного сечения простенка составят:
Согласно расчётам этапа 1 полная расчётная нагрузка на [pic] покрытия
с учётом нормального уровня ответственности здания II будет равна [pic]
полная расчётная нагрузка на [pic] перекрытия с учётом класса
Продольная сила в опасном сечении простенка:
где [pic] – коэффициент проёмности ([pic] – суммарная площадь оконных
проёмов в расчётном сечении стены);
[pic] – ширина первого пролёта в продольном направлении.
Момент в расчётном сечении простенка:
Рис. 12. К определению размеров фрагмента стены (размеры условные).
Эксцентриситет продольной силы:
Т. к. эксцентриситет [pic] согласно п. 4.31 [7] простенок можно
проектировать с сетчатым армированием.
Максимальные напряжения в кладке:
где в первом приближении [p
Расчётное сопротивление неармированной кладки должно быть не менее
По табл. 2 [7] для марки кирпича М150 и марки раствора М50
определяем расчётное сопротивление кладки [pic].
Исходя из конструктивных требований назначаем сетку из стержней
арматуры класса В500 диаметром [pic] ([pic] [pic] [pic]). Шаг сеток
назначаем через каждые пять рядов [pic] (при толщине шва [pic] высоте
кирпича [pic]). Размер ячейки сетки принимаем [pic].
Процент армирования по объёму кладки с сетчатым армированием составит:
Рис. 13. К расчёту кирпичного простенка с сетчатым армированием.
Гибкость простенка в плоскости действия изгибающего момента для
определения коэффициента продольного изгиба:
Высота сжатой части сечения:
Соответствующая ей гибкость:
Расчётное сопротивление кладки при внецентренном сжатии:
Упругая характеристика кладки с сетчатым армированием:
По величинам гибкостей [pic] и [pic] а т. же значению [pic] по табл.
[7] определяем значения коэффициентов продольного изгиба для
армированной кладки при внецентренном сжатии [pic] и [pic]. Тогда [pic].
При [pic] по табл. 20 [7] определяем [pic] тогда коэффициент
учитывающий влияние длительной нагрузки определяемый по формуле 16 [7]
Коэффициент [pic] учитывающий повышение расчётного сопротивления
кладки при внецентренном сжатии определяем по табл. 19 [7]:
Фактическая несущая способность кирпичного простенка при
внецентренном сжатии:
[pic] – прочность кирпичного простенка обеспечена.
Этап 7. Расчёт предварительно напряжённой круглопустотной плиты
Расчёт выполняем согласно [9].
По результатам компоновки перекрытия здания (см. этап 1)
номинальная ширина плиты составляет [pic] пролёт плиты перекрытия [pic]
высота плиты [pic]. Ширина площадки опирания плиты на кирпичную стену
составляет [pic] тогда расчётный пролёт плиты будет равен [pic].
Полная расчётная нагрузка на [pic] длины перекрытия (см. табл. 1
этап 1) равна [pic] полная нормативная нагрузка на [pic] длины перекрытия
Определяем изгибающие моменты в пролётном и опорном сечениях плиты:
для расчёта по первой группе предельных состояний:
изгибающий момент в опорном сечении плиты:
поперечная сила в узле сопряжения плиты с монолитным ригелем:
Расстояние от опоры на котором изгибающий момент плиты в пролётном
Значение максимального изгибающего момента в пролётном сечении:
Геометрические размеры плиты см. рис. 3.
Продольная рабочая ненапрягаемая арматура по заданию – класса А300
расчётное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой
группы по табл. 2.6 [3]: [pic].
Продольная рабочая напрягаемая арматура по заданию – класса А600
расчётное сопротивление для предельных состояний первой группы по табл. 2.8
[9]: [pic] [pic]. Способ натяжения арматуры – механический.
Характеристики бетона: бетон тяжёлый класса В25. По табл. 5.2 [1]:
[pic] [pic]. С учётом коэффициента [pic] принимаемого согласно п. 2.8
Согласно п. 2.25 [9] величину предварительного напряжения арматуры
назначаем равным [pic].
Подбор предварительно напрягаемой арматуры в пролётном сечении
плиты. При расчёте плиты по прочности учитываем благоприятное влияние
предварительного напряжения с учётом возможных отклонений предварительного
напряжения: [pic] где [pic] согласно п. 3.7 [9].
Расчётное сечение плиты – тавровое с полкой в сжатой зоне
геометрические размеры см. рис. 7.1. рабочая высота сечения плиты
[pic] – условие выполняется следовательно граница сжатой зоны
проходит в полке и площадь сечения напрягаемой арматуры определяется как
для прямоугольного сечения шириной [pic] согласно п. 3.14 и 3.16 [9].
Вычисляем значение [pic]:
Значение [pic] определяем по табл. 3.1 [9] в зависимости от
соотношения [pic] где [pic] – предварительное напряжение с учётом всех
[pic] – сжатая ненапрягаемая арматура по расчёту не требуется.
Площадь сечения напрягаемой арматуры в растянутой зоне:
[pic] – коэффициент условий работы напрягаемой арматуры при [pic]
[pic] (принимается не более [pic]) принимаем [pic].
Количество стержней напрягаемой арматуры принимаем согласно рис. 7.1.
По сортаменту принимаем 9 стержней диаметром [pic] с расчётной площадью
поперечного сечения [pic].
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без
предварительного напряжения армфатуры. – М.: ГУП НИИЖБ Госстроя России
Железобетонные конструкции. Общий курс. В.Н. Байков Э.Е. Сигалов. –
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из
тяжёлого бетона без предварительного натяжения арматуры (к СП 52-101-
СНиП 2.01.07-85* (с изм. 2003). Нагрузки и воздействия.
Железобетонные и каменные конструкции. Под редакцией В.М. Бондаренко. –
М.: Высшая школа 2007.
Примеры расчёта и конструирования железобетонных конструкций по СП 52-
1-2003. Под редакцией 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 пособие. А.Б.
Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.; Под редакцией А.Б.
Голышева. – К.: Будiвельник 1985. – 496с.
Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных
конструкций из тяжёлого бетона (к СП 52-102-2004). – М.: ГУП НИИЖБ
Госстроя России 2004.

проект по ЖБК.dwg

Принял: Агмалов И. Р.
Разрез 1-1 М1:200 узлы М1:20 М1:10
План М1:400 фасад М1:200
несущих конструкций многоэтажных
Проектирование ЖБ и каменных
Кафедра ЖБКиКК 0304115 КП1
Спецификация монолитного
Спецификация арматурных
ригеля МР-1. узлы ( М 1:20)
Спецификация монолитной колонны
КН-1 и монол. участка МУ
Сх. расположения эл. каркаса (М1:200)nРазрез 1-1 (М1:200); узлы (М1:25; М1:50)
пароизоляция-слой рубероида
утеплитель-минераловатные плиты
слой гравия втопленного в мастику
Технические требования
Данный комплект чертежей выполнен по
результатам статического расчета рамы
Все продольные швы между плитами перекрытий
заполнить цементно-песчаным раствором М 100
Стык продольных стержней арматуры колонны
выполнить с применением ванной сварки
Данный чертеж см. совместно с листами
Кладку наружних стен производить из
кирпича М150 и раствора М50
Спецификация к схеме расположения элементов каркаса
Монолитная колонна КН-1
Монолитная колонна КС-1
Монолитная колонна КВ-1
Плита перекрытия ПК6-6015
Плита перекрытия ПК6-6018
Монолитный ригель МР-1МР-2
Монолитный участок МУ-1
Монолитный фундамент Ф-1
Спецификация монолитного ригеля МР-1
выпуски раб. nарматуры
Ведомость расхода стали на элемент кг
Спецификация на колонну КП-1
Бетон B25 под колонну К-1
Технические требования:nn1. Извлечение колонны из опалубки произв. с помощью пневматического захватов или фрик. захватов после достижения бетоном не менее 70% проетной прочности.nn2. Защитный слой бетона обеспечить постановкой на рабочую арматуру пластмассовых перфоритных вкладышей.nn3. Спецификация монолитного усачтка МУ смотреть на 4 листе.nn4. Данный чертеж см. совместно с листами 4-5
Технико-экономические показатели
Бетон B30 под мон.участок МУ-1
Спецификация на монолитный участок МУ-1
Спецификация монолитного фундамента Ф-1
Бетон B30 под стакан фундамента
Бетон B10 под бетонную подушку
nТехнические требования:nn1 Данный чертеж см. совместно с листамиюnn2. Все наружние поверхности соприкосающиеся с бетоном обмазать.
щебеночная nподготовка
Спецификация арматурных изделий
Данный чертеж см. совместно с листом 1
Сварные сетки и каркасы изготавливать при помощи контактной
Технические условия:
Спецификация плиты с круглимы пустотами П-1.
Бетон тяжелый кл.В25
Натяжение арматуры производитьна упоры механическим способом.
Величина предварительного напряжения =900МПа.
точечной сварки в соответствии с требованиями ГОСТ 14098-90 и ГОСТ 10922-90.
Плита с круглыми пустотами.
КГАСУ СФ. 03-04115 КП1
Плита с круглыми пустотами
Спецификация плиты П-1.
Сборно - монолитный каркас
Пятиэтажный жилой дом.
Спецификация кирпичного простенка
Цементопесчаный раствор М50
Сварные сетки изготавливать при помощи контактной
Пяти этажный жилой дом.
Кирпичный простенок.
монолитного фундамента Ф1.
для К-4n5 для К-5nшаг 150
для К-4n5 для К-5nшаг 200

ЖБК1.doc

Компоновка конструктивной схемы здания. 2
Расчетная схема здания. 3
Статический расчет монолитного ригеля второго этажа. 5
Расчет монолитного ригеля. 9
1. Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям. 9
2. Расчет ригеля на прочность по наклонным сечениям. 11
3. Расчет ширины раскрытия трещин нормальных к продольной оси11
4. Расчет ригеля по прогибам. 14
Расчет сборной железобетонной колонны со случайным
Расчет и конструирование фундамента. 17
Расчет кирпичного простенка. 18
Список использованной литературы 21
В данном курсовом проекте запроектировано трёх пролетное пятиэтажное
жилое здание с неполным железобетонным каркасом. Здание компонуется из
одного температурного блока.
Согласно нормативной документации были рассчитаны монолитный
железобетонный ригель монолитный участок сборная железобетонная
колонна фундамент и кирпичный простенок.
Компоновка конструктивной схемы здания.
Несущую систему здания образуют сборные плиты перекрытий сборные
колонны монолитные ригели и монолитные участки.
Рис1. Схема расположения элементов каркаса
Наружные стены выполнены из керамического кирпича пластического
формования марки М150 толщиной 640 мм на цементно-песчаном растворе марки
М50. Привязка стен здания к осям 250 мм.
В качестве плит перекрытия применяем круглопустотные плиты ПК63.18 и
ПК66.18 (см. рис 1). В курсовом проекте применяем плиты без уклона по
Колонны каркаса многоэтажной разрезки выполняются без выступающих
консолей со сквозным отверстием в уровне перекрытия. Сечение колонны
предварительно назначаем 300х300 мм.
Рис2.Стык плиты перекрытия со средним
Рис3.Сечение ригеля.
Ригели выполняются таврового сечения из монолитного железобетона
(рис.3). Сечение ригеля назначается конструктивно. В соответствии с
заданием пролет крайней плиты перекрытия составляет 6580мм. Тогда ширина
среднего монолитного ригеля будет равна[pic] =720мм. Высота полки ригеля
[pic]= 60мм. Значит высота ригеля [pic]=60+220=280мм (220-высота сечения
плиты). Ширина свесов полок [pic] Получаем [pic]
Раскладку плит производим по их конструктивной ширине. Для шага между
осями 1-2 и 5-6 принимаем плиты ПК 66.18 а для других шагов ПК 63.18. В
каждом пролете укладываем по 2 плиты. Тогда ширина монолитного участка с
одной стороны составит 4200-1800*2-250=350мм а с другой (4200-
Расчетная схема рамы представлена на рис 4. При построении расчетной
схемы учитывается жесткое сопряжение ригеля с колонной шарнирное
опирание ригеля на стену.
Рис4.Расчетная схема поперечной рамы.
Ветровая нагрузка не учитывается.
Нагрузка на ригель принимается равномерно распределенной.
Сбор нагрузок на ригели поперечной рамы.
По бланку задания район строительства V. Нормативное значение снеговой
нагрузки по [4] 3.2 кНм2.
Значение временной нормативной нагрузки на перекрытие составляет
Коэффициент надежности по материалу[pic] указаны в таблицах 1 и 2.
Коэффициент надежности по ответственности здания принимается в
соответствии с [4] для класса ответственности 2 составляет [pic].
Подсчет нагрузок на плиты покрытия и перекрытия приведен в таблицах 1
Сбор нагрузок на покрытие
Вид нагрузок Нормативная Коэффициент Расчетная
нагрузка кНм2 надежности нагрузка кНм2
Слой гравия 016 13 0208
втопленного в мастику
Три слоя гидроизола 0039 13 00507
Цементная стяжка 20 036 13 0468
Утеплитель керамзит 1 13 13
Пароизоляция на 003 13 0039
От массы плиты 3 11 33
Временная 224 14 32
Расчетная нагрузка на 1м2 покрытия с учетом класса ответсвенности здания 2
Сбор нагрузок на междуэтажное перекрытие.
Керамогранитная 075 12 09
Полиэтиленовая пленка005 12 006
Цементная стяжка 036 13 0468
Расчетная нагрузка на 1м2 перекрытия с учетом класса ответсвенности
здания 2 будет равна [pic]
Собственный вес 1м. п. ригеля составляет
[pic]- коэффициент надежности по классу ответственности.
Расчетная нагрузка на 1м. п. ригеля от покрытия:
где 7м-ширина грузовой площади монолитного ригеля
- коэффициент учитывающий долю длительной снеговой нагрузки в
Расчетная нагрузка на 1 м.п. перекрытия с учетом собственного веса
где 07- коэффициент учитывающий долю длительной временной нагрузки в
Нормативная нагрузка на 1м.п. ригеля от перекрытия с учетом собственного
-кратковременная [pic]
Статический расчет монолитного ригеля второго этажа.
Поперечная рама здания имеет регулярную расчетную схему с равными
пролетами монолитных ригелей и длинами колонн. Сечения монолитных ригелей и
колонн одинаково на всех этажах. Монолитные ригели опираются на наружные
стены шарнирно. Такую многоэтажную раму можно расчленить на одноэтажные с
нулевыми точками моментов к колоннах – в середине длины колонн рамы средних
этажей. Расчетная схема представлена на рис.5.
рис.5 Расчетная схема одноэтажной рамы
Определяется момент инерции ригеля:
[pic]- расстояние от нижней грани ригеля до центра тяжести сечения.
[pic] (3) (см. рис.6)
рис.6 Сечение монолитного ригеля
Момент инерции колонны равен:
Погонная жесткость ригеля:
Погонная жесткость колонны:
Определяем значение параметра [pic] (7)
Вычисляем опорные моменты по формуле: [pic](8) см.[4]
Коэффициенты [pic] определяются в зависимости от схемы загружения и
коэффициента [pic]. Промежуточные значения определяются с помощью
интерполяции. Вычисленные опорные моменты от постоянной нагрузки и
различных схемах загружения от временной нагрузки приведены таблице 3.
Вычисление расчетных опорных моментов.
Схема М1кНм М2кНм М3кНм
0105496*3784*42*0094272*3784*42*6293
0064064*2594*42*003802*2594*42* 174
0041432*2596*42*0056252*2594*42*2574
0116544*2594*42*010886*2594*42* 4105
Моп(1+4) 12375 11274 10398
Пролетные моменты ригеля:
- в крайнем пролете – невыгодная схема загружения 1+2 опорный момент
[p действующая нагрузка при схеме загружения 1+2 q+v=6378 кНм;
Максимальный пролетный момент:
- в среднем пролете – невыгодная схема загружения 1+3 опорный момент
максимальный пролетный момент
Перераспределение моментов в ригели под влиянием образования
пластического шарнира. В соответствии с [2] практический расчет заключается
в уменьшении на 30% опорных моментов ригеля по схемам загружения 1+4 при
этом намечается образование пластического шарниров на опоре.
К юпюре моментов по схеме загружения 1+4 добавляют выравнивающую эпюру
моментов так чтобы уравнялись опорные моменты для удобства армирования
Вычисляем ординаты выравнивающей эпюры моментов:
Опорные моменты на эпюре выровненных моментов составят:
М1=-12375+37125=-86625 кНм
М2=-11274+26125=-86615 кНм
М3=-10398+871=-9527 кНм
Пролетные моменты ригеля на юпюре выровненных моментов составят:
- в крайнем пролете – опорный момент для комбинации 1+4 [p нагрузка
Координату х в которой значение пролетного момента минимально находим
[pic] 10447-6378*х=0 х=104476378=164м
Из уравнения момента для крайнего пролета находим его минимальное
значение для комбинации 1+4
Пролетный момент на эпюре выровненных моментов:
[pic] - расчетный в крайнем пролете.
- в среднем пролете – опорный момент для комбинации 1+4 [pic] [pic]
Аналогично формулам (8) и (9) находим:
максимальный пролетный момент в центре среднего пролета:
Значение момента на выровненной эпюре в центре среднего пролета
Пролетный момент на эпюре выровненных моментов будет равен:
[pic] - расчетный в среднем пролете.
По [5] в средней опоре при схеме загружения 1+4 опорный момент ригеля по
грани колонны не всегда оказывается расчетным. Поэтому опорные моменты
ригеля по грани колонны необходимо вычислять для всех загружений.
Вычисляем опорные моменты ригеля по грани крайней колонны слева:
- по схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов
- по схеме загружения 1+3
- по схеме загружения 1+2 [pic]
Вычисляем опорные моменты ригеля по грани средней колонны справа:
По схеме загружения 1+4 и выровненной эпюре моментов
по остальным схемам загружения действующие опорные моменты справа меньше
чем опорные моменты слева колонны следовательно расчетный опорный момент
ригеля по грани средней колонны равен [pic]
Максимальный опорный момент ригеля по грани крайней колонны при
максимальной перерезывающей силе – по схеме загружения 1+4 и выровненной
эпюре моментов равен:
Моменты в сечениях ригеля от нормативной нагрузки расчетных нагрузок
продолжительного и непродолжительного действия определяются аналогично.
Определение усилий в средней колонне.
Длина грузовой площадки на среднюю колонну равна l2=4.2м
Продольная сила колонны первого этажа от полной нагрузки равна:
[pic]=5- число этажей здания
С учетом собственного веса колонны сечением 03 х 03м:
Аналогично от длительной нагрузки:
Расчет монолитного ригеля.
Расчет монолитного ригеля включает в себя следующие основные расчеты:
Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям в пролетной и
Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям;
Расчет ригеля по раскрытию трещин нормальных к продольной оси;
Расчет ригеля по допустимым прогибам.
1.Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям.
Определим площадь сечения продольной арматуры в пролете
Исходные данные для расчета:
bf = 1440 мм hf= 60 мм hо = 245мм
b = 720 мм h = 280 мм а = 35 мм;
Бетон класса В25 Rb = 145 кНсм2;
Арматура класса А-300 Rs = 27кНсм2;
Изгибающий момент М = 10008 кНсм.
рис.7 Сечение монолитного ригеля
Расчет производим в предположении что сжатая арматура по расчету не
Проверим условие принимая As = 0:
5*144*6*(245-05*6)=269352 кНсм > 10008 кНсм
т.е. граница сжатой зоны проходит в полке и расчет производим как для
прямоугольного сечения шириной b = b'f =1440мм.
Исходя из п.6.2.9 [3] вычисляем значение
По табл. 3.2 [3] αr = 0372 αm αr т.е. сжатая арматура
действительно по расчету не требуется.
Согласно п.3.21 [3] площадь сечения растянутой арматуры вычисляем по
По приложению 1 [3] принимаем 5(20 (As = 1571 мм2).
Арматуру в сжатой зоне принимаем конструктивно согласно пункту 5.20 и 5.21
Принимаем 5(8 (As = 251 мм2).
Определим площадь сечения продольной арматуры на опоре.
На опоре растянутая зона перемещается на верх сечения следовательно
рабочая арматура будет в верхней части Бетонные полки ригеля исключаются из
работы то их в верхней части сечения в расчете не рассматриваются. Однако
следует учитывать то что плиты перекрытия имеют арматурные выпуски
которые замоналичиваются в ригель будем рассматривать сечение ригеля как
тавровое с полками в нижней части сечения толщиной 25мм. Полки ригеля
принимаем равными 16 пролета.
bf = 3120 мм hf= 25 мм
Изгибающий момент М = 7606 кНсм.
Все остальные характеристики принимаются такими же как и при расчете
5*312*25*(245-125)=26295 кНсм > 7606 кНсм
прямоугольного сечения шириной b = b'f =2520мм.
Площадь сечения растянутой арматуры вычисляем аналогично по формуле:
Принимаем 6(16 (As = 1206 мм2).
2.Расчет ригеля на прочность по наклонным сечениям.
hо = 245мм b = 720 мм h = 280 мм а = 35 мм;
Бетон класса В25 Rb = 145 кНсм2 Rbt = 0105 кНсм2
Арматура класса А-300 расчетное значение сопротивления хомутов Rsw =
Максимальная поперечная сила Q=163.4 кН.
При расчете по наклонным сечениям полки ригеля не рассматриваются
поэтому рассматриваемое сечение прямоугольное.
По конструктивным требованиям [3] назначаем диаметр арматуры и шаг
- [pic] где d=20мм - диаметр продольной арматуры берем [pic].
Проверяем условие прочности
[pic]суммарная площадь хомутов. Подставляем исходные данные получаем:
Проверяем прочность по наклонным сечениям по сжатой полосе между
наклонными трещинами:
Принимаем окончательно S=100 мм [pic].
3.Расчет ширины раскрытия трещин нормальных к продольной оси элемента.
Необходимые данные для расчета железобетонного ригеля таврового сечения
по раскрытию трещин:
b = 720 мм h = 280 мм а = 35 мм b'f = 1440мм; h'f = 60мм.
Бетон класса В25; Rbtser = 0155 кНсм2 Rbser = 185 кНсм2 Еb =
Арматура класса А300; Аs = 1571 мм2 (5(20) Аs = 251 мм2 (5(8) Еs
Полный момент в середине пролета М = 8342 кНсм;
Для этого определяем коэффициент приведения арматуры к бетону:
Площадь приведенного сечения равна:
Ared = Аb + a(As+ A’s)
Ab – площадь сечения ригеля
Ab = b(h- h’f)+ b’f h’f;
Ab = 72 (28-6)+ 144*6=2448см2
Ared = 2448 + 667(1571+251)=25695см2;
Найдем момент инерции приведенного сечения относительно его центра
тяжести Ired определяемый по формуле
Ib Is1 Is2 - момент инерции сечения соответственно бетона растянутой
Момент инерции сечения соответственно бетона Ib мы находили раннее
Is2 = αА’s [(h-yc)-а]2;
yс - расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра тяжести
приведенного сечения элемента yс = 1594cм;
Is1 = 667*1571 (1594-35)2=162159см4;
Is2 = 667*251 [(28-1594)-35]2=12267см4;
Таким образом момент инерции приведенного сечения относительно его центра
Ired= 176055+162159+12267=1934976см4;
Определим момент сопротивления W по формуле:
где g-коэффициент принимаемый по табл. 4.1 [3]
Момент воспринимаемый нормальный сечением элемента при образовании
Мсrс = Rbtser W = 0155·1578086 = 2446кНсм М = 8342кНсм.
Мсrс = 2446кНсм М = 8342кНсм.
т.е. образуются трещины и требуется расчет по раскрытию трещин.
Ширину раскрытия нормальных трещин определяют согласно [1] по формуле
где [pic] - напряжение в продольной растянутой арматуре в
нормальном сечении с трещиной от соответствующей внешней
[pic] - базовое (без учета влияния вида поверхности арматуры)
расстояние между смежными нормальными трещинами;
[pic] - коэффициент учитывающий неравномерное распределение
относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами;
допускается принимать коэффициент [p
[pic] - коэффициент учитывающий продолжительность действия
нагрузки принимаемый равным:
- при непродолжительном действии нагрузки;
- при продолжительном действии нагрузки;
[pic] - коэффициент учитывающий профиль продольной арматуры
принимаемый равным:
- для арматуры периодического профиля;
[pic] - коэффициент учитывающий характер нагружения принимаемый
- для элементов изгибаемых и внецентренно сжатых.
Для прямоугольных тавровых и двутавровых сечений напряжение s
допускается определять по формуле
где zs - плечо внутренний пары сил равное zs = ho а
коэффициент определяется по графику на рис.8
рис.8 График коэффициента = zs ho для определения плеча
внутренней пары сил при расчете по раскрытию трещин изгибаемых
Значения базового расстояния между трещинами ls определяют по формуле
и принимают не менее 10ds и 10 см и не более 40ds и 40 см (для элементов
с рабочей высотой поперечного сечения не более 1м).
Здесь [pic] - площадь сечения растянутого бетона.
В любом случае значение [pic] принимают равным площади сечения при ее
высоте в пределах не менее 2а и не более 05h.
Рассчитываем ширину раскрытия трещин от длительной нагрузки.
Значение коэффициентов: [p [p [pic]=1.
По рис.8 определяем [pic] [pic]
[pic] значит принимаем [pic]
Рассчитываем ширину раскрытия трещин от нормативной нагрузки.
4.Расчет ригеля по прогибам.
b = 720 мм h = 280 мм а = 35 мм bf = 1440мм; hf = 60мм.
В общем случае прогиб жб элементов постоянного по длине сечения имеющих
трещины определяют по формуле:
[pic]- момент инерции только сжатой зоны бетона с учетом сжатой и
растянутой арматуры.
Высота сжатой зоны бетона определяется согласно п.4.24 [3] по формуле:
рис.9 Сжатая зона сечения ригеля.
Центр тяжести сжатого сечения относительно нижней границы сжатой зоны:
Момент инерции сжатого сечения относительно собственного центра тяжести:
Моменты инерции арматуры:
Приведенный момент инерции всего сечения с учетом арматуры:
Расчет сборной железобетонной колонны со случайным эксцентриситетом.
[pic] расчетное сопротивление бетона В20 осевому растяжению по [3]
[pic]расчетное сопротивление арматуры А400 сжатию и растяжению по [1]
Известно что разрушение колонны происходит от потери устойчивости
значит определим ее гибкость по формуле:
Принимаем [pic] [pic]
[pic]- радиус инерции [pic]
Сечение колонны удовлетворяет устойчивости.
Согласно условию прочности из п.6.2.17 [1]
Здесь Astot - площадь всей продольной арматуры в сечении элемента;
φ - коэффициент принимаемый в начале 09
Nult - предельное значение продольной силы которую может воспринять
A- площадь сечения колонны.
Из этого условия получаем:
По приложению 1 [3] принимаем 4Ф 22мм [pic]
Проверка принятой арматуры.
Проверяем условие прочности.
Согласно п.3.58 находим [pic]
[pic] значит [pic]. Коэффициент [pic] принимаем по табл.3.6 [1] в
зависимости от [pic] и [pic]. Принимаем [pic].
Принимаем окончательно 4( 22 А-400 с [pic].
Расчет и конструирование фундамента.
Расчетное сопротивление грунта 0.25 Мпа=0.025 кНсм2
Глубина заложения h=1.8м
Определяем размеры подошвы фундамента:
- грузовая площадь 42*7=29.4м2
- p+v на покрытие 6829 кНм2
p+v на перекрытие 716 кНм2
- сосредоточенная сила действующая на фундамент:
- бытовое давление на уровне подошвы фундамента:
[pic] где [pic]- объемная масса грунта.
Определяем площадь фундамента:
Согласно конструктивным требования принимаем b x h = 2.5 х 2.5 м.
Конструирование фундамента показано на рис.11
рис.11.Конструкция фундамента.
Расчет фундамента по нормальным сечениям.
Рассмотрим сечение 1-1( рис.11):
[pic]- максимальный момент возникающий с площади шириной в 1 м.
Определение требуемой площади арматуры в сечении 1-1:
Определение требуемой площади арматуры в сечении 2-2:
Получаем с арматуру 5( 8 А-300 с [pic].
По конструктивным требованиям принимаем 5( 12 А-300 с [pic] на ширине в 1
Расчет кирпичного простенка
Кирпичную кладку выполняем из керамического кирпича марки М150 на
цементно- песчаном растворе марки М50. По табл. 2 [6] определяем расчетное
сопротивление кладки сжатию
По табл. 15 [6] определяем упругую характеристику кладки:
Назначаем размеры окон
В одном пролете длинной 72м устанавливаем два окна на расстоянии от
осей 12м а расстояние между окнами в середине пролета 16м.
Расчетная схема показана на рис.12
[pic]рис.12. Расчетная схема.
Статический расчет простенка
Наиболее нагруженным является простенок первого этажа поэтому
выполняем расчет его прочности(несущей способности). Опасным сечением
простенка является сечение расположенное на 23 высоты окна от подоконника.
Вертикальная нагрузка в опасном сечении:
γf = 11 – коэффициент надежности
k – коэффициент проемности находится по формуле:
ρ = 1800кгм3 =18кНм3 – объемный вес кладки
b = 39м – расчетная ширина стены
H = 151м – высота кладки над опасным сечением
= 064м – толщина стены
Nкл= 11*083*18*39*151*064=6191кН
b = 7м – ширина грузовой площадки;
(q+)= 6378кНм – постоянная и временная равномерно распределенные
Nпер=7*422*6378=9736 кН
Таким образо получаем:
N = 6191+ 9736 = 15927кН
Изгибающий момент в опасном сечении определяется из рис.13
рис.13 Определение момента в опасном сечении.
M = Nпер* 0237=9736*0237= 23074кНм
Mcr = M*183=23074*06=13844 кНм
Расчет несущей способности простенка по формуле (13) [6].
mg = 1 - коэффициент учитывающий длительное действие нагрузки;
R = 18кгсм3 =018кНсм3 – сопротивление кладки сжатию
Ac = А*(1-2*Мсr(N*h))=11184см2 по формуле 14 [6];
φ1 (определение по формуле 15[6]) – коэффициент продольного изгиба:
[pic]где [pic]- коэффициент продольного изгиба для всего сечения в
плоскости действия изгибающего момента [pic]- коэффициент продольного
изгиба для сжатой части сечения (определяются из табл.18 [6]);
w=1+е0h - коэффициент зависящий от формы сечения принимает по табл.
Nult= 1*018*11184*1*1.14=22949кН
Так как выполняется условие 22949>1592.7
делаем вывод что прочность кладки обеспечена.
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.С. Сигалов. – М.:
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 редакцией В.М. Бондаренко. –
М.: Высшая школа 2002;
СНиП II-22–81*. Каменные и армокаменные конструкции.

ЖБК КП №1.dwg

Трехэтажный жилой дом
Сборно-монолитный каркас
Схема расположения элементов каркаса М1:200
Слой гравия втопленный в мастику
Минераловатные плиты
слой рубероида на битум. мастике
Спецификация конструктивной схемы расположения элементов
Колонна средняя КС-1
Монолитный ригель МР-1
Технические требованияn1. Данный комплект чертежей выполнен по результатам статического расчета рамыn2. Все продольные швы между плитами перекрытия заполнить цементно-песчаным раствором М100n3. Данный чертеж см. совместно с листами
Технико-экономические показатели
Технические требованияn1. Данный чертеж см. совместно с листами
Спецификация плиты перекрытия П-1
Бетонный или пластмассовый вкладыш
Технические требованияn1. В торцах плит устраиваютсябетонные вкладыши и делаются выпуски предварительно напряженной арматуры для стыковки на ригелеn2. Данный чертеж см. совместно с листами
Технические требованияn1. 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
Спецификация монолитного ригеля МР-1
Спецификация сборной колонны КН-1
Технические требованияn1. Все наружние поверхности соприкасающиеся с бетоном обмазатьn2. Данный чертеж см. совместно с листами
Спецификация монолитного фундамента Ф-1
Фундаментн. бетон В30
Подготовка. бетон В10
Технические условияn1. Наружние стены выполняются из керамического кирпича пластического формования марки К-0 15035ГОСТ 530-95*n2. Данный чертеж см. совместно с листами
Фрагмент кирпичной кладки
Спецификация фрагмента каменной кладки
Марка по морозостой-
Спецификация арматурных изделий
Ведомость расхода стали кг
Сх. рпасположения эл. каркаса
М 1:200; Разрез 1-1 М1:200
Спецификация сборной колонный КН-1
Спецификация сборной плиты перекрытия П-1
Спецификация каменной кладки
Колонна верхняя КВ-1
Руководитель проекта :
Тухватуллин N 0304189
Казанский государственный архитектурно-строительный университет
Министерство образования РФ
на тему: " Проектирование железобетонных и каменных конструкций здания
с неполным каркасом и сборно-монолитными перекрытиями
Расчетная схема плиты перекрытия
Расчетная схема монолитного ригеля

Матвее.dwg

КГАСА СФ КП1 0301015
Железобетонные и каменные конструкции
Гражданское многоэтажное
План перекрытия Разрез 1-1
-х слойный рулонный ковер
Цементно-песчаная стяжка - 20
Утеплитель керамзит - 80
Пароизоляция - 1 слой рубероида
План перекрытия М 1:200
Сечения 2-2 3-3 на листе 2.
Заделку швов между сборными плитами перекрытия производить раствором марки 50
Сборные плиты перекрытия связываются с несущими стенами анкерами А-I
заведенными в кладку на 200 мм.
Приваривают анкеры к строповочным петлям плит перекрытия.
Спецификация железобетонных
и каменных конструкций
полнотелый марки 150
начало спецификации на листе 7
Спецификация арматурных изделий
Колонна К1 М1:25 армирование
Толщины неоговоренных сварных швов принять 6 мм.
Закладная деталь выполнена из пластины и четырех
Сварные сетки изготавливать в соответствии с
требованиями ГОСТ 14098-90
колонны М 1:20 разрезы
Министерство образования РФ
Казанский государственный архитектурно-строительный университет
Кафедра железобетонных и каменных
Проектирование железобетонных и каменных конструкций
многоэтажного здания с жесткой конструктивной схемой.
Руководитель проекта:
Ригели Р1 Р2 арматурные сварные
расчетная схема неразрезного ригеля
Сварные каркасы изготавливать в соответствии с
Сварке подлежат все пересечения стержней.
Каркасы КР6 и КР8 выполняются зеркально
Размеры закладной детали приняты по сортаменту
Таблицы спецификаций смотреть на листе 8.
требованиями ГОСТ 14098-90 и ГОСТ 10922-90.
соответветственно каркасом КР7 и КР9
прокатной стали L10 l=200.
каркасы КР6 КР7 КР8 КР9
плита с круглыми пустотами М1:50
Плита с круглыми пустотами
Схема армирования плиты
Сварные сетки и каркасы изготавливать при помощи контактной точечной
Натяжение арматуры поз. 1 производить электротермическим способом на
Передаточная прочность бетона принимается равной 20 МПа.
упоры форм. Величина предварительного напряжения 450 МПа
сварки в соответствии с требованиями ГОСТ 10922-90.
Расчетная схема плиты
схема армирования плиты М 1:25
Плита монолитная ПМ1
продолжение спецификации на листе 8
монолитная плита М 1:25;
Сетки С4 С3; каркасы КР 1-4 М 1:25;
-2 Балка второстепенная БМ-1
-3 Плита монолитная ПМ-1
второстепенной балки
армирование второстепенной балки М 1:50.
Защитный слой - 50 мм.
расчетная схема кирпичного
требованиями ГОСТ 14098-90.
марки 150 на растворе марки 100.
Кладка выполнена из силикатного полнотелого кирпича
спецификацию смотреть на листе 7.
Фундамент разрез 1-1 М1:25; сетка
С8 М1:50; кирпичная кладка
разрез 2-2 сетка С9 М1:10
Ведомотсь расхода стали на
Ведомость стали на элемент кг

Ильнур ЖБК 03-410.doc

Этап 1. Общие сведения о сборно-монолитном перекрытии. Выдача
задания. Компоновка конструктивной схемы здания. Сбор
Этап 2. Статический расчет
Этап 3. Расчет монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям
1 Расчет ригеля на прочность по нормальным
2. Расчет железобетонного монолитного ригеля по наклонным
Этап 4. Расчет монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям
1. Расчет монолитного ригеля по образованию и раскрытию трещин; 50
2. Расчет железобетонного монолитного ригеля по деформациям (по!
Этап 5. Расчет сборной железобетонной колонны на действие сжимающей
продольной силы со случайным эксцентриситетом и монолитного
центрально нагруженного
1. Расчет сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной
силы со случайным эксцентриситетом 65
2 Расчет монолитного центрально нагруженного фундамента 70
Этап 6. Расчет кирпичного простенка с сетчатым
Этап 7. Расчет предварительно напряженной круглопустотной плиты
В учебном пособии рассмотрена одна из новых систем со сборно-монолитными
перекрытиями «Радиус» разработанная ЦНИИЭП реконструкции городов НИИЖБ
при участии КГАСУ по всесоюзной программе «Стройиндустрия 2000».
Компоновка конструктивной схемы здания производиться по шифру
индивидуального задания которое выдается разработанной программой.
Расчетная часть разбита на 7 этапов. После выполнения каждого этапа
производится проверка правильности выполнения по контрольным талонам (форма
контрольных талонов приведена в конце расчетов по каждому этапу).
После расчетов выполняется конструирование основных элементов здания.
Этап 1. Общие сведения о сборно-монолитном перекрытии. Выдача задания.
Вариант задания на курсовой проект №173:
Казанский Государственный Архитектурно-Строительный Университет
Задание № 173 на курсовой проект №1 исполнитель: Рахматуллин В.
Проектирование железобетонных конструкций здания с неполным каркасом и
сборно-монолитными перекрытиями.
Задание на проектирование:
Требуется разработать проект железобетонных конструкций многоэтажного
здания с неполным каркасом и сборно-монолитными перекрытиями выполнить
расчеты предварительно напряженной плиты перекрытия многопролетного
неразрезного монолитного ригеля колонны и фундамента; выполнить рабочие
чертежи проектируемых железобетонных конструкций и деталей узлов сопряжений
Исходные данные для выполнения проекта:
Шаг колонн в продольном направлении l1 м 49
Шаг колонн в поперечном направлении l2 м 42
Число пролетов в продольном направлении 4
Число пролетов в поперечном направлении 3
Тип конструкции пола (см. прил.2 м. у. [11]) 1
Тип конструкций кровли (см. прил.2 м. у. [11]) 1
Врем нормат. нагр. на перекрытие кНм2 15
Высота полки монолитного ригеля мм 50
Пролет плиты перекрытия м 4.2
Класс бетона монол. констр. и фундамента В20
Класс бетона для сборных конструкций В15 ( Для
круглопустотных плит берём В30)
Класс арм-ры монол. констр и фундамента А300
Класс арматуры сборных конструкций А300
Класс предварит. напряг. арматуры Вр1200
Способ натяжения арматуры на упоры механический
Глубина заложения фундамента м 165
Усл. расчетное сопротивление грунта МПа 03
Район строительства II
Влажность окружающей среды % 80
Уровень ответственности здания II - нормальный
Компоновка конструктивной схемы здания
Сечение колонны назначается после сбора нагрузок. Сечение ригеля
назначается конструктивно. В соответствии с заданием пролет плиты
перекрытия (номинальный размер в соответствии с прил. 1 [11]) составляет
[pic]. Ширина среднего монолитного ригеля
при этом будет равна: b = l1- [pic] Ъ = 4900-4180=720мм (см.
рис.1.1 1.2). Высота полки монолитного ригеля [pic] по заданию 50мм. Тогда
высота ригеля составит: h = 220 + 50 = 270мм (220мм - высота сечения плиты
см. прил. 1 табл. 1 11). Ширина свесов полок монолитного ригеля
принимается не более 16 его пролета. Принимаем ширину свеса
[pic]6[pic]4200мм6 =700мм. Ширина полки ригеля равна: [pic]=720 + 700 +
0 = 2120мм. Расчетная схема поперечного сечения монолитного ригеля
представлена на рис. 1.3.
Ширину площадки опирания плит перекрытия на наружные стены принимаем 120мм
(не менее 120мм) тогда ширина крайних пролетов в продольном направлении
(между осями 1 и 2 5 и 6) составит 4700мм (кратно модулю M100).
Раскладку плит перекрытия производим по их конструктивной ширине [pic]
где [pic]- номинальная ширина плиты (см. прил. 1 табл. 1 [11]). Для пролета
между осями «А» и «Б» «В» и «Г» принимаем 2 плиты шириной 1200мм и 1
шириной 1500мм. Для пролета между осями «Б» и «В» принимаем 3 плиты шириной
00мм. Ширина монолитного участка составит: 4200+3900-2*1200-3*1200-
00=600мм (размеры см. рис. 1.1).
По результатам компоновки конструкций несущей системы здания выполняем
чертежи схемы расположения элементов несущей системы (рис. 1.1) и разрез
Рис. 1.2. К определению размеров сечения монолитного ригеля.
Рис. 1.3. Расчетная схема поперечного сечения монолитного ригеля.
Сбор нагрузок на элементы перекрытия.
По бланку задания район строительства - II расчетное значение снеговой
нагрузки (временной нагрузки на покрытие) по п. 5.2 [4] составляет 120
кгм2 (1.2 кНм2) нормативное значение с учетом коэффициента надежности
для снеговой нагрузки [pic] составляет
01.43=8392 кгм2 (0.8392 кНм2).
Значение временной нормативной нагрузки на перекрытие по заданию - 150
кгм2 (3 кНм2). В соответствии с п. 3.7 [4] значение коэффициента
надежности для временной нагрузки составит [pic].
Коэффициенты надежности по нагрузке [pic] указаны в прил. 2 табл. 1 табл.
[11] коэффициент надежности по уровню ответственности здания принимается
в соответствии с прил. 7 [4] для уровня ответственности II составляет
В соответствии с заданием тип конструкций пола — 1 тип конструкций кровли
- 1. Состав конструкций кровли и пола указан в прил. 2 табл. 1 и табл. 2
[11] соответственно. Подсчет нагрузок в соответствии с требованиями [4]
на плиты покрытия и перекрытия приводится в табл. 1.1.
Согласно п. 3.8 [4] или прил. 7 коэффициент сочетания зависящий от
грузовой площади равен: [pic] где [pic] [pic]- грузовая площадь
перекрытия; [pic]- в соответствии с п. 3.8 [4] или прил. 7 [11].
Коэффициент [pic] учитывающий количество перекрытий в соответствии с
п.3.9 [4] или прил. 7 [11] равен [pic] [pic] где п=3 - число
Собственный вес 1м.п. ригеля составляет: [pic]
где [pic]- площадь сечения ригеля (0.72м - ширина ригеля 0.22м - высота
ребра ригеля 2.12м -ширина полки ригеля 0.05м - толщина полки ригеля)
[pic]- коэффициент надежности по нагрузке для собственного веса
железобетонного ригеля;
[pic]-коэффициент надежности по второму уровню ответственности.
Таблица 1.1 Сбор нагрузок на покрытие и междуэтажные перекрытия
ТолщПлотностьНормативная Коэффициент Расчетная
Состав t [pic] нагрузка надежности нагрузка[pi
мм кНм3 кНм2 [pic] c]
А. Постоянные нагрузки
Нагрузка от покрытия
Слой гравия 0.16 1.3 0.208
втопленного в мастику
Гидроизоляция 0.039 1.3 0.0507
Цементная стяжка 20 18 0.36 1.3 0468
Утеплитель 200 5 1 1.3 13
Слой рубероида на 0.03 1.3 0.039
От массы плиты 120 25 3 1.1 3.3
Нагрузка от междуэтажных перекрытий
Линолеум 0.18 1.3 0.234
Обмазка на основе 0.03 1.3 0.039
Цементная стяжка 30 18 0.54 1.3 0.702
Б. Временные нагрузки
Временная на 15 1.3 195
Снеговая 08392 1.43 12
Коэффициент [pic] 095
Нагрузка от круглопустотной плиты определяется по её приведенной толщине
Полная расчетная нагрузка на 1м2 покрытия с учетом нормального уровня
ответственности здания II будет равна: [pic] (1.2-расчетная
Полная расчетная нагрузка на 1м2 перекрытия с учетом нормального уровня
ответственности здания II будет равна: [pic] (1.95 - временная
расчетная нагрузка на перекрытие).
Расчетная нагрузка на 1м.п. ригеля от покрытия с учетом собственного веса
- постоянная: [p [pic]-
расчетная постоянна нагрузка на покрытие; [pic]=49м - шаг колонн в
продольном направлении (ширина грузовой площадки монолитного ригеля);
[pic]-коэффициент надежности по второму уровню
[pic]- коэффициент сочетания зависящий от грузовой площади перекрытия.
[pic] где 05 - коэффициент учитывающий долю длительной составляющей в
полной снеговой нагрузке в соответствии с [4].
По аналогии расчетная нагрузка на 1м.п. ригеля от перекрытия с учетом
собственного веса ригеля составит:
[pic] где 07 - коэффициент учитывающий долю длительной составляющей во
временной нагрузке в соответствии с [4].
Нормативная нагрузка на 1м.п. ригеля от перекрытия с учетом собственного
веса ригеля составит:
- кратковременная: [pic].
Для подбора сечения колонны определяем продольную силу воспринимаемую
колонной первого этажа от полной расчетной нагрузки:
[pic]- коэффициент учитывающий количество перекрытий.
Назначаем размеры поперечного сечения колонн из условия п. 6.2.17 [1]
когда 6[pic]20 где [pic]. Гибкость колонны в любом случае должна быть:
[pic]120. Отсюда требуемая оптимальная высота поперечного сечения колонны
(при [pic]): [pic] где в соответствии с
требованиями п. 6.2.18 [1] [pic].
Требуемая оптимальная высота поперечного сечения составляет:
Поскольку колонна воспринимает только вертикальные нагрузки
предварительно принимаем ее поперечное сечение квадратным со стороной
Для окончательного назначения размеров поперечного сечения с учетом
полученных по расчету вертикальных нагрузок определяем собственный вес
колонн всех возможных размеров поперечного сечения (250x250 300x300
Собственный вес 1м.п. колонны с поперечным сечением 250x250 мм составит
[p 25кНм3 - объемный
вес железобетона; [pic] [pic]).
Собственный вес 1 м.п. колонны с поперечным сечением 300x300 мм: [pic].
Собственный вес 1 м.п. колонны с поперечным сечением 400x400 мм:
Определяем усилие в колонне первого этажа с учетом ее собственного веса
при размерах поперечного сечения 250x250мм: [pic] (где 23078 - усилие в
колонне от полной расчетной нагрузки; 2.7м - высота этажа; 3 - число
Предварительно определяем несущую способность колонн приняв в первом
приближении коэффициент продольного изгиба [pic] по формуле 3.97 [3]:
Ah = 250250 =62500[p
3 - коэффициент соответствующий максимальному проценту армирования -3%.
Для колонны сечением 250
[pic] [pic] согласно п. 5.1.10в [1]) с коэффициентом армирования 3% (по
заданию для арматуры класса А300 [pic]) предельная несущая способность
[pic]>N=24398кН следовательно окончательно принимаем колонну с размерами
поперечного сечения 250x250мм.
Рис 1.6. Поперечное сечение колонны.
После выполнения расчетов по этапу 1 необходимо заполняем контрольный
талон проверки. В случае если все значения контролируемых параметров
правильны или неправильным является один параметр программным комплексом в
награду выдается значение усилия в колонне первого этажа от полных
нормативных нагрузок для расчета колонны и монолитного фундамента. Если
неправильными являются два и более параметров то указанные значения усилий
для дальнейших расчетов необходимо определить самостоятельно.
Заполнение контрольного талона:
Этап№1 Задание №173 Фамилия: Рахматуллин
Контролируемый параметр [pic]
Постоянные нагрузки. [pic] [pic] [pic]
Временные нагрузки. [pic] [pic] [pic]
Временные нагрузки. [pic] [pic] -4626
При расположении временной нагрузки через пролет (схема загружения 2 3)
определяется максимальный изгибающий момент в пролете. При расположении
временной нагрузки в двух крайних пролетах определяются максимальный изгибающий
опорный момент и перерезывающая сила.
Значения опорных моментов принимать отрицательным.
Изгибающий момент ригеля в опорном сечении [pic] (изгибающий момент М3 от
схемы загружения см. рис.2.2) находим из уравнений строительной
механики (из уравнения трех моментов) по следующей формуле:
Определяем изгибающие моменты ригеля в пролетных сечениях ригеля:
- в крайнем пролете - невыгодная комбинация схем загружения «1 +2»
изгибающий момент ригеля в опорном сечении:
Максимальный изгибающий момент ригеля в пролетном сечении равен:
- В среднем пролете - невыгодная комбинация схем загружения «1+3»
изгибающий момент ригеля в опорном сечении [pic] составит:
максимальный изгибающий момент ригеля в пролетном сечении равен:
Перераспределение моментов в ригеле под влиянием образования
пластического шарнира. В соответствии с [2 5] практический расчет
заключается в уменьшении не более чем на 30% опорных моментов ригеля для
комбинации схем загружения «1+4» при этом намечается образование
пластического шарнира на опоре.
К эпюре моментов комбинации схем загружения «1+4» добавляют выравнивающую
треугольную эпюру моментов так чтобы уравнялись опорные моменты для
удобства армирования опорного узла.
Для комбинации схем загружения «1+4» уменьшаем на 30% максимальный опорный
момент [pic] и вычисляем ординаты выравнивающей треугольной эпюры моментов
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:
Изгибающие моменты ригеля в пролетных сечениях ригеля на эпюре выровненных
- в крайнем пролете - изгибающий момент ригеля в опорном сечении для
комбинации схем загружения «1+4»: [pic] поперечные силы аналогично
формулам (2.9) и (2.10):
Расстояние от опоры в которой значение перерезывающих усилий в крайнем
пролете равно 0 (координата в которой изгибающий момент в пролете
максимален) находим из уравнения:
Находим значение изгибающего момента ригеля в пролетном сечении для
комбинации «1+4» по формуле:
х = 1632м - координата в которой изгибающий момент в пролете максимален;
[pic]— постоянная расчетная нагрузка на 1м.п. ригеля
[pic]- временная расчетная нагрузка на 1м.п. ригеля от перекрытия.
Определяем значение изгибающего момента [pic] на выравнивающей эпюре в
точке с координатой х = 1632м:
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении на эпюре выровненных моментов
- В среднем пролете - изгибающий момент ригеля в опорном сечении на второй
и третьей опорах (см. рис. 2.2 и табл. 2.1) Для комбинации схем загружения
Аналогично формулам (2.9) и (2.10) находим перерезывающие усилия в
среднем пролете монолитного ригеля:
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
Определяем изгибающие моменты монолитного ригеля в опорных сечениях по
На средней опоре при комбинации схем загружения «1+4» опорный момент ригеля
по грани колонны не всегда оказывается расчетным для подбора арматуры.
Поэтому опорные моменты ригеля по грани колонны необходимо вычислять для
всех комбинаций загружения.
Вычисляем изгибающие моменты ригеля в опорном сечении по грани крайней
колонны слева: [pic]для комбинации схем загружения «1+4» и выровненной
значения поперечных сил аналогично формулам (2.9) и (2.10):
где hK - высота сечения колонны м.
[pic]Для комбинации схем загружения «1+3»:
[pic] Для комбинации схем загружения «1+2» [pic]
Вычисляем изгибающие моменты ригеля в опорном сечении ригеля по грани
средней колонны справа:
[pic] для комбинации схем загружения «1+4» и выровненной эпюре моментов:
перерезывающая сила на опоре равна:
изгибающий момент: [pic]
По остальным схемам загружения действующие изгибающие моменты ригеля в
опорном сечении справа меньше чем слева от колонны следовательно их
По результатам вычислений расчетный (максимальный) изгибающий момент
ригеля в опорном сечении по грани средней колонны равен:
Расчетный (максимальный) изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в
крайнем пролете: [pic] в среднем пролете:
Моменты в сечениях ригеля от нормативной нагрузки расчетных нагрузок
продолжительного и непродолжительного действия определяются в аналогичной
После окончания расчетов по этапу 2 необходимо заполнить контрольный
талон. В случае если все значения контролируемых параметров правильны или
неправильным является один параметр программным комплексом в награду
выдаются значения расчетных изгибающих моментов в среднем пролете
монолитного ригеля а также значения изгибающих моментов от нормативной
кратковременной и длительной нагрузок для расчета ригеля по второй группе
предельных состояний. Если неправильными являются два и более параметра то
указанные значения изгибающих моментов для дальнейших расчетов
необходимо определить самостоятельно.
Заполнение контрольного талона:
Этап №2 Задание №173 Фамилия: Рахматуллин
Контролируемы[pic] [pic][pic] [pic] [pic
Значение 1898083337 20610193 0211 731
Обозначения контролируемых параметров:
f - прогиб крайнего пролета монолитного ригеля.
Дополнительные данные для проектирования и уточненные значения площади
сечения растянутой арматуры полученные от программного комплекса:
[pic]- уточненное значение площади сечения продольной растянутой арматуры в
пролетном сечении монолитного ригеля крайнего пролета требуемая по расчету
по второй группе предельных состояний;
f=5.68мм - прогиб среднего пролета монолитного ригеля.
продольной силы со случайным эксцентриситетом и монолитного центрально
нагруженного фундамента.
силы со случайным эксцентриситетом.
Цель - обеспечить несущую способность железобетонного элемента.
Задачи - подобрать необходимую площадь сечения продольной сжатой и
поперечной арматуры в сечении сборной железобетонной колонны;
сконструировать элемент.
В курсовом проекте на этапе 5 необходимо подобрать необходимую площадь
сечения продольной сжатой и поперечной арматуры в сечении сборной
железобетонной колонны. При этом значение эксцентриситета продольной силы
принимаем равным случайному эксцентриситету [pic](определяется согласно п.
49 [3]). Все необходимые усилия для расчета были получены на этапе 2.
Сечение колонн рекомендуется армировать симметричной арматурой. В расчетах
количество стержней продольной арматуры рекомендуется принимать равным
четырем и размещать их в углах поперечного сечения колонны. В соответствии
с п. 5.17 [3] в колоннах с размером меньшей стороны сечения 250мм и более
диаметр продольных стержней рекомендуется назначать не менее 16мм. При этом
значения коэффициента армирования должны быть не мене указанных в табл. 5.2
Толщину защитного слоя бетона следует принимать не менее значений
указанных в табл. 5.1 [3].
Диаметр стержней поперечной арматуры следует назначать из условия
свариваемости (см. табл. 2 прил. 6). Шаг поперечных стержней у каждой грани
колонны назначать кратно 50мм и принимать не более 500мм и не более 20d (d
- наибольший диаметр стержней продольной арматуры) что обеспечивает
закрепление сжатых стержней от их бокового выпучивания в любом направлении.
На концевых участках колонн следует применять косвенное армирование в виде
пакета поперечных сварных сеток. Для косвенного армирования использовать
арматурную сталь класса В500 диаметром 5мм. Размер ячейки сетки назначать
не менее 45мм не более 14 меньшей стороны сечения колонны и не более
0мм. Количество сеток устанавливать не менее четырех и размещать на длине
I0d при этом шаг сеток должен составлять не менее 60мм не более 13
меньшей стороны сечения колонны и не более 150мм (d - наибольший диаметр
стержней продольной арматуры). Первую сварную сетку располагать на
расстоянии 15-20мм от нагруженной поверхности.
[pic]Подбор продольной арматуры выполняем согласно блок-схеме 7.1 [6]
(номера пунктов расчета соответствуют пунктам блок-схемы). Также расчет
может быть выполнен согласно п. 3.49 - 3.58 [3]. .
Сечение колонны принято на этапе 1 и составляет: b=h=250мм. Величину
защитного слоя назначаем в соответствии с требованиями п.5.6 - 5.8 [3] и
принимаем а = 40мм. Длина колонны первого этажа составляет l=2835мм (см.
рис. 1.5). Расчетную длину элемента принимаем согласно требованиям п.
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжелый класс бетона для сборных
конструкций по бланку задания (см. этап 1) В15 по табл. 1 прил. 5 или
табл. 2.2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона по прочности на
сжатие: [pic]. С учетом коэффициента [pic] принимаемого по прил. 5 или п.
Продольная рабочая арматура по заданию - класса А-300 расчетное значение
сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы определяем по
табл. 2 прил. 5 или по табл. 2.6 [3]: [pic]
Расчетные усилия в колонне первого этажа:
[pic]усилие в колонне первого этажа от расчетных нагрузок с учетом ее
собственного веса: N=24398 кН.
[pic]усилие в колонне первого этажа от расчетных длительных нагрузок с
учетом ее собственного веса: [pic]
Определяем рабочую высоту сечения бетона колонны: [pic]=250-40=210мм.
Так как [pic]- расчет допускается производить из условия:
Принимая [pic] вычисляем требуемую площадь сечения по формуле:
где А - площадь поперечного сечения колонны.
Принимаем минимальное конструктивное армирование колонны сечением 250мм -
[pic]. Выполним проверку прочности сечения колонны с учетом площади сечения
фактически принятой арматуры.
При [pic] по табл. 3.5 и 3.6 [3] находим [pic].
Определяем коэффициенты [pic]и [pic] по формулам:
Коэффициент [pic] принимается не более [pic].
Фактическую несущую способность колонны находим по формуле:
[pic]- условие выполняется следовательно прочность колонны обеспечена.
Диаметр стержней поперечной и монтажной арматуры назначаем из условия
свариваемости (см. табл. 2 прил. 6) и принимаем равным 4мм. Шаг стержней
принимаем равным 300мм что не более [pic]
Косвенное армирование назначаем в виде четырех сварных сеток С-1 с
размером ячейки 50мм. Первую сварную сетку устанавливаем на расстоянии 20мм
от нагруженной грани колонны остальные с шагом 50мм размещаем на длине
0мм что больше [pic]
2 Расчет монолитного центрально нагруженного фундамента.
Цель - обеспечить прочность монолитного железобетонного фундамента
Задача - определить размеры фундамента подобрать площадь сечения
продольной рабочей арматуры в плитной части фундамента.
Фундамент проектируем под колонну рассчитанную на этапе 5.1. Верх
фундамента располагать на отметке -0.150 м. Характеристики бетона и
арматуры фундамента а также глубину заложения и значение условного
расчетного сопротивления грунта необходимо принимать по заданию. Все
необходимые усилия для расчета были получены на этапе 2.
Высоту ступеней фундамента принимать не менее 300 и не более 450 мм (кратно
мм). Количество ступеней - 2 или 3 в зависимости от высоты фундамента.
Минимальный вылет ступеней 150мм.
Величину заделки колонны в стакан фундамента принимать равной [pic]
толщину стенок стакана назначать не менее [pic] и не менее 150 мм (h -
высота сечения колонны). Глубину стакана принимать равной [pic]. Ширину
стакана в уровне верха принимать равной h+150мм в уровне низа h+100мм.
Рис. 5.2. К расчету монолитного фундамента (сечениями I-I II-II и III-III
обозначены места подбора рабочей арматуры в плитной части фундамента).
При вылете подошвы фундамента за грани подколонника менее 600мм плитная
часть выполняется одноступенчатой. При вылете 750 - 900мм плитная часть
может быть как одноступенчатой так и двухступенчатой а при больших
вылетах - двухступенчатой или трехступенчатой.
Минимальный диаметр стержней продольной арматуры в плитнЬй части
фундамента 12мм. Шаг продольных стержней сеток назначать 200 мм и для
удобства конструирования размеры сторон квадратной подошвы фундамента
принимать нечетными (кратно 100мм без ограничений условиями унификации).
Если в процессе расчета происходит продавливание плитной части фундамента
либо не выполняется условие прочности по поперечной силе то необходимо
увеличить высоту плитной части или высоту первой ступени фундамента
Геометрические размеры сечения колонны приняты на этапе 1 и составляют:
b = h = 250мм. По заданию грунт основания имеет условное расчетное
сопротивление [pic]. Глубина заложения фундамента составляет [pic]
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжелый класс бетона монолитных
конструкций по бланку задания (см. этап 1) В20 по табл. 1 прил. 5 или
табл. 2.2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона осевому растяжению:
[pic]. С учетом коэффициента [pic] принимаемого по прил. 5 или п. 2.8 [3]
Продольная рабочая арматура по заданию - класса А300 расчетное значение
Усилие в колонне первого этажа от нормативных нагрузок с учетом ее
собственного веса (см. этап 5.1): [pic] усилие в колонне первого этажа от
расчетных нагрузок с учетом ее собственного веса: N=24398кН. Усредненный
вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах
принимаем равным: [pic]
Требуемую площадь подошвы фундамента определяем по формуле:
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее [pic].
Принимаем [pic](кратно 10см нечетное) при этом площадь подошвы фундамента
Давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки вычисляем по
Высота фундамента составляет [pic] где 165 м - глубина заложения
фундамента 015 м - расстояние от отметки 0000 до уровня верха
фундамента. Расстояние от наиболее растянутой грани подошвы фундамента до
центра тяжести стержней продольной арматуры в плитной части принимаем
Ширину стакана в уровне верха назначаем 400мм в уровне низа 350мм.
Величину заделки колонны в стакан фундамента принимаем равной [pic] при
этом глубина стакана составит [pic]. Толщину стенок стакана назначаем
равной 200мм. Тогда ширина подколонника составит: [pic].
Высота плитной части конструктивно равна [pic] [pic].
Уточняем требуемую рабочую высоту плитной части по формуле:
где b=h=250мм - размеры сечения колонны;
N=24398кН - усилие в колонне первого этажа от расчетных нагрузок с учетом
ее собственного веса;
р=0301МПа - давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки.
С учетом а=50мм требуемая высота плитной части составит:
Высоту плитной части окончательно принимаем [pic]Тогда рабочая высота
плитной части составит: [pic]
Вылет подошвы фундамента равен: [pic]- плитную часть фундамента выполняем
одноступенчатой высоту ступени назначаем равной [pic]. Рабочая высота
первой ступени будет равна: [pic]Высота подколенника составит:
Проверку прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без
поперечного армирования в наклонном сечении (для единицы ширины этого
сечения: b =1мм) производим из условия:
где [pic]- поперечная сила в наклонном сечении (в случае если [pic] то
формула принимает вид: [p
[pic] - поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении.
*1450) = —2250 0 следовательно поперечную силу в наклонном сечении
вычисляем по формуле:
[pic] - условие выполняется т.к. [pic] т.е. прочность нижней ступени
фундамента по поперечной силе обеспечена.
Продавливание плитной части от низа колонны на действие продольной силы
N=24398кН (если [pic] то расчет на продавливание производится от низа
Расчет на продавливание плитной части от низа подколонника (от низа
колонны граница продавливания находится за пределами подошвы фундамента)
производим из условия:
где F - продавливающая сила принимается равной N;
[pic] - среднее арифметическое значение периметров верхнего и нижнего
оснований пирамиды продавливания (h = 250мм - высота сечения колонны);
[pic] - рабочая высота плитной части фундамента (в случае если расчет на
продавливание производится от низа колонны то вместо [pic] необходимо
[pic]- условие выполняется продавливания не происходит.
Проверку плитной части фундамента на раскалывание от действия продольной
силы N=609.16кН производим из условия:
[pic] - площадь вертикального сечения фундамента в плоскости проходящей по
оси сечения колонны параллельно стороне подошвы для одноступенчатого
398 103 2 0.75 1.3 1105000 081 = 13662675 103 - условие выполняется
раскалывания не происходит.
Площадь сечения арматуры подошвы фундамента в сечениях I-I II-II и Ш-Ш
(см. рис. 5.2) определяем из условия:
где М - изгибающий момент в расчетном сечении
[pic]рабочая высота фундамента в расчетном сечении
Rs - расчетное сопротивление арматуры на растяжение.
Изгибающие моменты вычисляем по формуле:
для сечения [pic] (для одноступенчатого фундамента [pic])
Определяем требуемую площадь арматуры в сечениях I-I и Ш-Ш (сечение II-II
отсутствует т.к. фундамент одноступенчатый):
Для ширины подошвы фундамента 1500 мм количество стержней
продольной арматуры в плитной части устанавливаемой с шагом 200 мм
будет равно 7 По максимальной из требуемых площадей арматуры
определяем требуемую площадь сечения одного стержня:
По сортаменту (прил. 6 табл. 1) требуемый диаметр стержня 8 мм с площадью
сечения. [pic] Так как минимальный диаметр стержней продольной арматуры в
плитной части фундамента 12 мм окончательно принимаем сетку с одинаковой в
обоих направлениях рабочей арматурой [pic] (девять стержней диаметром 12
мм) с площадью сечения As = 1018мм (см. рис. 5.3).
После окончания расчетов по этапу 5 необходимо заполнить контрольный
Пример заполнения контрольного талона:
Этап №5 Задание №173
Фамилия:Рахматуллин В
Контролируемый параметр [pic]
мм2 Значение 804 62151 900 900 1075 300 200 1018 Обозначения
контролируемых параметров:
а - расстояние от наиболее растянутой грани подошвы фундамента до центра
тяжести стержней продольной арматуры в плитной части;
[pic]-окончательная высота плитной части (найденная после
проверки фундамента на продавливание на действие поперечной силы);
s - шаг стержней продольной рабочей арматуры в плитной части фундамента;
[pic] - площадь сечения стержней продольной рабочей арматуры в плитной
Этап 6. Расчет кирпичного простенка с сетчатым армированием
Цель - обеспечить прочность кирпичного простенка.
Задачи - определить усилия в кирпичном простенке первого этажа (см. рис.
13) исходя из конструктивных требований назначить диаметр стержней
размер ячейки и шаг сеток по высоте проверить прочность кирпичного
Назовите стадии работы каменной кладки под нагрузкой.
Из чего складывается прочность каменной кладки при сжатии? ;
Назовите виды сетчатого армирования кладки.
В каких случаях кладку можно проектировать с сетчатым армированием?
Как учитывается длительность действия нагрузки при расчете каменных
кладок на прочность?
Какие существуют конструктивные требования к сетчатому армированию?;
Расчет производим для кирпичного простенка первого этажа. Кирпичная кладка
Геометрические размеры кирпичных стен и площадок опирания плит на стены
принимать согласно плана и разреза здания (рис. 1.2 1.13 1.14). Опасным
будет являться сечение простенка расположенное на 23 его высоты.
Сетку назначать из стержней арматуры класса В500 диаметром не менее 3 мм
размер ячейки сетки от 30 до 120 мм шаг сеток не реже чем через 5 рядов
кирпичной кладки. При этом процент армирования кладки должен быть не менее
Расчет выполняем согласно п. 4.7 - 4.11 4.30 - 4.31 [7].
На этапе 1 принята толщина наружных стен t принята 640 мм. Материал
стен - кирпич керамический полнотелый одинарный марки по прочности 150
марки по морозостойкости F35 марка цементно-песчаного раствора М50 (в
процессе расчета марка кирпича и марка раствора могут быть изменены).
Согласно рис. 6.1 высота кирпичной стены за вычетом расстояния От низа
стены до 23 высоты простенка первого этажа составляет Н =15.2м. Расчетная
ширина стены принимается равной шагу колонн в поперечном направлении [pic].
Ширина оконных проемов по рис. 1.13 равна [pic]. Ширина площадки опирания
плиты перекрытия на кирпичную стену составляет [pic](см. рис. 1.14).
Расчетная высота простенка равна высоте оконного проема [pic].Размеры
поперечного сечения простенка составят:
Согласно расчетам этапа 1 полная расчетная нагрузка на 1м2
покрытия с учетом нормального уровня ответственности здания II будет равна:
[pic] полная расчетная нагрузка на 1м2 перекрытия с учетом нормального
уровня ответственности здания II будет равна [pic].
[pic] Рис. 6.1 К определению размеров фрагмента стены
Продольную силу в опасном сечении простенка определяем по формуле:
где Н = 68 м - расчетная высота кирпичной стены;
t=640мм = 064м - толщина стены;
[pic]- коэффициент проемности ([pic]- суммарная площадь оконных проемов в
расчетном сечении стены);
n=3 - число этажей в здании (см. бланк задания);
[pic] - ширина первого пролета в продольном направлении.
Суммарную площадь оконных проемов в расчетном сечении стены определяем по
рис: [pic]Тогда коэффициент проемности будет равен:
Момент в расчетном сечении простенка определяем согласно рис.
Значение эксцентриситета продольной силы будет равно:
Так как величина эксцентриситета [pic] то согласно п. 4.31 [7]
простенок можно проектировать с сетчатым армированием.
Вычисляем максимальные напряжения в кладке по формуле:
Расчетное сопротивление неармированной кладки должно быть не менее [pic].
По табл. 2 [7] или табл. 1 прил. 7 для марки кирпича 150 и марки
раствора 50 определяем расчетное сопротивление кладки [pic]. В случае если
расчетное сопротивление кладки менее [pic] то необходимо увеличить марку
Исходя из конструктивных требований назначаем сетку из стержней
арматуры класса В500 диаметром 4 мм ([pic]). Шаг сеток назначаем через
каждые пять рядов s = 395мм (при толщине шва 14 мм высоте кирпича 65 мм).
Размер ячейки сетки принимаем 60 мм.
Процент армирования по объему кладки с сетчатым армированием составит:
Для определения коэффициентов продольного изгиба гибкость простенка
в плоскости действия изгибающего момента будет равна:
Высота сжатой части сечения составит: [pic]и соответствующая ей гибкость
Расчетное сопротивление кладки при внецентренном сжатии равно:
Упругую характеристику кладки с сетчатым армированием определяем по
По величинам гибкостей [pic] и [pic] a также значению [pic] по табл. 18
[7] или табл.2 прил. 7 определяем значения коэффициентов продольного
изгиба для армированной кладки при внецентренном сжатии: [pic] и [pic]
При [pic] по табл. 20 [7] определяем [pic] тогда коэффициент
учитывающий влияние длительной нагрузки определяемый по формуле 16 [7]
Коэффициент [pic] учитывающий повышение расчетного сопротивления
кладки при внецентренном сжатии определяем по табл. 19 [7]:
Фактическая несущая способность кирпичного простенка при
внецентренном сжатии будет равна:
[pic]прочность кирпичного простенка обеспечена.
После окончания расчетов по этапу 6 необходимо заполнить контрольный
талон. В случае если ручной расчет выполнен правильно программой проверки
в награду будут выданы значения геометрических характеристик приведенного
сечения плиты перекрытия. Если ручной счет выполнен неправильно то
указанные значения необходимо определить самостоятельно.
Заполнения контрольного талона:
Этап №6 Задание №173 Фамилия:
Контролируемый параметр N кН М кНм [pic] [pic] d мм с мм s мм
[pic]кН Значение 460544 2905 150 50 4 60 395 344033
N - продольная сила в опасном сечении простенка;
М - изгибающий момент в опасном сечении простенка;
d - диаметр стержней сетки;
с - размер ячейки сетки;
s - шаг сеток по высоте каменной кладки;
[pic] - фактическая несущая способность кирпичного простенка при
внецентренном сжатии.
Этап 7. Расчет предварительно напряженной круглопустотной плиты перекрытия
Цель - обеспечить прочность и эксплуатационную пригодность плиты
Задачи - подобрать предварительно напряженную арматуру в
плите перекрытия определить прогиб плиты ширину раскрытия трещин.
Последовательность расчета плит перекрытия.
Исходя из каких условий назначается величина предварительного
напряжения арматуры?
Как размещается арматура в круглопустотной плите перекрытия?
Как назначается передаточная прочность бетона?
Назовите потери предварительного напряжения арматуры.
В каких случаях требуется расчет по раскрытию трещин в стадии
Как учитывается выгиб плиты при расчете по деформациям?
В курсовом проекте рассчитываем плиту перекрытия второго этажа крайнего
пролета наибольшей ширины. Узел сопряжения плиты с монолитным ригелем -
жесткий опирание плиты на кирпичную стену - шарнирное усилие распора в
плите отсутствует. Сбор нагрузок на плиту перекрытия см. этап 1 расчета.
Бетон плиты перекрытия подвергается тепловой обработке при твердении.
Минимальный класс бетона в зависимости от вида напрягаемой арматуры
определять по табл.1 прил. 8.
Передаточную прочность бетона принимать как для бетона на 1 класс ниже
заданного (для соответствия программе проверки контрольных Талонов).
Расчет по раскрытию трещин в стадии изготовления выполнять согласно
Прогиб плиты перекрытия определять согласно п. 4.18 [9]. Полную кривизну в
пролетном сечении плиты для участков без трещин в растянутой зоне в стадии
эксплуатации определять по формуле:
где [pic]- кривизна от непродолжительного действия кратковременных
нагрузок на которые производят расчет по деформациям;
[pic]- кривизна от продолжительного действия постоянных и
длительных нагрузок;
[pic]- кривизна от непродолжительного действия усилия предварительного
[pic] - кривизна обусловленная остаточным выгибом элемента вследствие
усадки и ползучести бетона в стадии изготовления от усилия предварительного
обжатия [pic] и собственного веса элемента (значения [pic]и [pic] см п. 7
расчетов по этапу 7).
Кривизну элемента на участках без трещин в растянутой зоне
где M - изгибающий момент в сечении от действия всех нагрузок либо
от действия постоянных и длительных нагрузок.
[pic]- модуль деформации сжатого бетона принимаемый равным:
при непродолжительном действии нагрузок:
(7.3) при продолжительном действии нагрузок:
Полную кривизну в пролетном сечении плиты для участков с
трещинами в растянутой зоне в стадии эксплуатации определять согласно п.
Расчет выполняем согласно [9].
По результатам компоновки перекрытия здания (см. этап 1)
номинальная ширина плиты составляет [pic] пролет плиты перекрытия
[pic] высота плиты [pic]. Ширина площадки опирания плиты на кирпичную
стену составляет 190 мм тогда расчетный
пролет плиты будет равен: [pic]
Полная расчетная нагрузка на 1м длины перекрытия (см. табл. 1.1 этап 1)
Определяем изгибающие моменты в пролетном и опорном сечениях плиты:
для расчета по первой группе предельных состояний: изгибающий момент в
Поперечная сила в узле сопряжения плиты с монолитным ригелем:
Расстояние от опоры на котором изгибающий момент плиты в пролетном
Значение максимального изгибающего момента плиты в пролетном сечении
[pic] Рис.7.1 Геометрические размеры плиты перекрытия.
Продольная рабочая напрягаемая арматура по заданию - класса Вр1200
расчетное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой
группы определяем по табл. 2 прил. 8 или по табл. 2.8 [9]: [pic] [pic]
[pic]. Способ натяжения арматуры - механический.
конструкций по бланку задания (см. этап 1) В15. По табл. прил. 8
минимальный класс бетона при классе напрягаемой арматуры Вр1200 - ВЗО
поэтому класс бетона плиты перекрытия не корректируем и принимаем ВЗО. По
табл. 1 прил. 4 и табл. 1 прил. 5: [pic][pic][pic][pic]С учетом
принимаемого согласно п.2.8 [3] [pic]
Значение начального модуля упругости бетона составляет [pic].
Согласно п. 2.25 [9] величину предварительного напряжения арматуры
Расчет плиты по предельным состояниям первой группы
Подбор предварительно напрягаемой арматуры в пролетном сечении плиты.
При расчете плиты по прочности учитываем благоприятное влияние
предварительного напряжения с учетом возможных отклонений предварительного
напряжения: [pic]где [pic] согласно п. 3.7 [9].
Расчетное сечение плиты - тавровое с полкой в сжатой зоне геометрические
размеры см. рис. 7.1. Рабочая высота сечения плиты составляет [pic].
условие выполняется следовательно граница сжатой зоны проходит в полке и
площадь сечения напрягаемой арматуры определяется как для прямоугольного
сечения шириной [pic]согласно п. 3.14 и 3.16 [9].
Вычисляем значение [pic] по формуле:
Значение [pic] определяем по табл. 3.1 [9] или табл. 5 прил. 8 в
зависимости от соотношения
[pic]где [pic]- предварительное напряжение с учетом всех потерь:
[pic] - сжатая ненапрягаемая арматура по расчету не требуется.
Площадь сечения напрягаемой арматуры в растянутой зоне определяем по
[pic] - коэффициент условий работы напрягаемой арматуры при
[pic] [pic] (принимается не более 11):
[pic] принимаем [pic].
Количество стержней напрягаемой арматуры принимаем согласно рис. 7.1. По
сортаменту (табл. 3 прил. 8) принимаем 8 стержней диаметром 4 мм с
расчетной площадью поперечного сечения Ар=1005 мм2.
■12. После окончания расчетов по этапу 7 необходимо заполнить контрольный
талон. В случае если требования по эксплуатационной пригодности
предъявляемые к плите перекрытия не удовлетворяются но ручной расчет
выполнен правильно программой проверки в награду будут выданы уточненное
значение величины предварительного напряжения арматуры при котором
требования эксплуатационной пригодности будут выполняться. Если ручной счет
выполнен неправильно уточнение величины предварительного напряжения
арматуры необходимо выполнить самостоятельно.
Этап №7 Задание №173 Фамилия: Рахматуллин В
Контролируемый параметр [pic]кНм [pic]
мм Значение 1375 960 1005 Обозначения контролируемых
[pic] - значение изгибающего момента плиты в пролетном сечении от расчетных
f - прогиб плиты перекрытия.
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. Сигалoв. -М:
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 редакцией В.М. Бондаренко. -
М: Высшая школа 2007.
Примеры расчета и конструирования железобетонных конструкций по СП 52-
1-2003. Под ред. д-ра техн. наук проф. Соколова Б.С Казань 2007.
СНиП П-22-81. Каменные и армокаменные конструкции. - М.: ЦНИИСК им. В.А.
Кучеренко Госстроя СССР.
Проектирование железобетонных конструкций: Справоч. пособиеА.Б.
Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.; Под ред. А.Б. Голышева; - К.:
Будивельник 1985.-496 с.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных
конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). - М: ГУП НИИЖБ Госстроя
Компоновка сборно-монолитного железобетонного каркаса с использованием
ЭВМ: Методические указания. Сост. Соколов Б.С Загидуллин М.Р. Казань:
Проектирование железобетонных и каменных конструкций здания с неполным
каркасом и сборно-монолитными перекрытиями: Учебное пособие. Сост. Соколов
Б.С. Никитин Г.П. Седов А.Н. Загидуллин М.Р.-Казань: КГАСУ 2007 г.-

ЖБК.dwg

Схема расположения элементов каркаса
пароизоляция-рубероид (1 слой)
утеплитель-керамзит-200
гравий втопленный в мастику
см. отдельный чертеж
Монолитный ригель МР-1
Монолитный участок МУ-1
Спецификация констр сх. расположения элементов
Технико-экономические показатели
Технические требования
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
кафедра ЖБиККnгр. 03-401
КГАСУ СФ 0304187 КП 1
Трехэтажный жилой дом
Неполный сборно-nмонолитный каркас
Схема расположения элементов каркаса М 1:200; Разрез 1-1 М 1:200;nУзлы М 1:20
Спецификация монолитного ригеля МР-1 и монолитного участка МУ-1
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
Спецификация сборной колонны КН-1 и монолитного фундамента Ф-1
каркас пространственный КП-2
Спецификация колонны КН-1
Спецификация монолитного фундамента Ф-1
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
Спецификация арматурных изделий
Спецификация предварительно напряженной круглопустотнойnплиты перекрытия П-1
Спецификация плиты П-1
Способ натяжения арматуры - механическийn2. Усилие предварительного натяжения 27.108 кНn3. Данный чертеж см. с листом 7
Спецификация кирпичгого простенка
Спецификация кирпичного простенка
кирпич керамич. полнотелый М150
цементно-песчаный раствор М50
Монолитного участка МУ-1
Ведомость расхода стали
Данный чертеж смотреть совместно с листом 7
Ведомость расхода стали на элемент кг
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
Четырехэтажный жилой дом
КГАСУ СФ 0604068 КП 1
каркас пространственный КП-1

ЖБКлены.dwg

Монолитный ригель ( МР-1)
Трехэтажный жилой дом
Сборно-монолитный каркас
Схема распол. эл-ов каркаса М1:200 nРазрез 1-1 М1:200 Узлы М1:25.
Схема расположения элементов каркаса
-Слой гравия втопленного в мастику
-Три слоя гидроизола
-Утеплитель-минераловатные плиты
-Пароизоляция-слои рубероида на мастике
Спецификация констр. сх. расположения элементов
Монолитный ригель МР-1
Монолитный участок МУ
Технико-экономические показатели
Технические требования:n1. Данный комплект чертежей выполнен по результатам статического расчета рамы.n2. Все продольные швы между плитами перекрытия заполнить цементно-песчанным раствором М100.n3. Данный чертеж см. совместно с листами 2 3 4 5 6. n4. Стык продольных стержней арматуры выполнить с применением ванной сварки.n5. Кладку наружных стен производить из керамического полнотелого кирпича марки М150 на цементно-песчанном растворе марки М50.
Замонолитить после монтажа
Обозначения в узле 1:n1-Керамогранитнаяnплитка(p=0.75кНм )n2-Полиэтиленовая пленка(p=0.55кНм )n3-Цем. стяжка (t=50мм p=18кНм )n4-Многопустотная плита перекрытия (t=220мм).
Спецификация монолитного ригеля МР-1;nРазрез М1:40 А-А М1:100 Узлы М1:20.
Спецификация монолитного ригеля МР-1
Выпуски рабочей арматуры
Спецификация колонны КН-1 и монол. участка МУ; КН-1 М1:20; Узлы М1:20.
Ведомость расхода стали кг
Данный чертеж см. совместно с листами 13456
Спецификация монолитной колонны КН-1
Обозначения в узле 3:
-Монтажная арматура (В500 ø5мм).
Технические требования:n1. Извлечение колонны из опалубки производят с помощью пневматического или фрикционного захватов после достижения бетоном прочности не менее 70% от проектной прочности бетона.n2. Защитный слой бетона обеспечить постановкой на рабочую арматуру пластмассовых перфорированных вкладышей.n3. Спецификацию монолитного участка МУ смотреть на листе 4.n4. Данный чертеж смотреть совместно с листами.
Спецификация монол. фунд-а Ф-1; Ф-1 М1:20;nРазрез 1-1 М1:20.
Спецификация монолитного участка МУ
Спецификация монолитного фундамента Ф-1
Подготовка. Бетон В10
Технические требования:n1. Данный чертеж смотреть совместно с листами.n2. Все наружние поверхности монолитного фундамента соприкасающиеся с грунтом промазать горячим битумом за 2 раза.n3. Обеспечить непрерывное бетонирование фундамента уплотнение бетонной смеси выполнять с применением глубинных вибраторов.
Специф. арм. изделий; КП-1 1-1 С-5 М1:20; nС-1 С-2 С-3 С-4 К-1 2 3 М1:40.n
Спецификация арматурных изделий
Технические требованияn1. Данный чертеж см. совместно с листами.
Спецификация преднапр. ж. б. плитыnУзел 4 1-1 2-2 М1:20.
Выпуски напрягаемой арматуры К1500
Монтажная петля ø6мм
Технические требования:n1. Данный лист смотреть совместно с листами.n2. В узле 4 состав тип конструкции пола условно не показан.
Cпецификация педнапряженной железобетонной плиты П-1

Пояснилка Рамаеав Р.Р..doc

Этап 1. Общие сведения о сборно-монолитном перекрытии. Компоновка
конструктивной схемы здания. Сбор
Этап 2. Статический расчет
Этап 3. Расчет монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям
1 Расчет ригеля на прочность по нормальным
2. Расчет железобетонного монолитного ригеля по наклонным
Этап 4. Расчет монолитного железобетонного ригеля по предельным состояниям
1. Расчет монолитного ригеля по образованию и раскрытию
2. Расчет железобетонного монолитного ригеля по деформациям (по
Этап 5. Расчет сборной железобетонной колонны на действие сжимающей
продольной силы со случайным эксцентриситетом и монолитного центрально
нагруженного фундамента .27
1. Расчет сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной
2 Расчет монолитного центрально нагруженного
Этап 6. Расчет кирпичного простенка с сетчатым
Этап 7. Расчет предварительно напряженной круглопустотной плиты
Этап 1. Общие сведения о сборно-монолитном перекрытии.
Вариант задания на курсовой проект №155:
Задание на проектирование:
Требуется разработать проект железобетонных конструкций многоэтажного
здания с неполным каркасом и сборно-монолитными перекрытиями выполнить
расчеты предварительно напряженной плиты перекрытия многопролетного
неразрезного монолитного ригеля колонны и фундамента; выполнить рабочие
чертежи проектируемых железобетонных конструкций и деталей узлов сопряжений
Исходные данные для выполнения проекта:
Шаг колонн в продольном направлении l1 м 5.2
Шаг колонн в поперечном направлении l2 м 4.2
Число пролетов в продольном направлении 5
Число пролетов в поперечном направлении 3
Тип конструкции пола (см. прил.2 м. у. [11]) 1
Тип конструкций кровли (см. прил.2 м. у. [11]) 3
Врем нормат. нагр. на перекрытие кНм2 1.5
Высота полки монолитного ригеля мм 80
Пролет плиты перекрытия м 4.8
Класс бетона монол. констр. и фундамента В20
Класс бетона для сборных конструкций В15
Класс арм-ры монол. констр и фундамента А400
Класс арматуры сборных конструкций А400
Класс предварит. напряг. арматуры К1400
Способ натяжения арматуры на упоры механический
Глубина заложения фундамента м 175
Усл. расчетное сопротивление грунта МПа 0.25
Район строительства IV
Влажность окружающей среды % 60
Уровень ответственности здания II
Компоновка конструктивной схемы здания
Сечение колонны назначается после сбора нагрузок. Сечение ригеля
назначается конструктивно. В соответствии с заданием пролет плиты
перекрытия (номинальный размер в соответствии с прил. 1 [11]) составляет
[pic]. Ширина среднего монолитного ригеля
при этом будет равна: b = l1- [pic] Ъ = 5200-4780=420мм. Высота
полки монолитного ригеля [pic] по заданию 80мм. Тогда высота ригеля
составит: h = 220 + 80 = 300мм (220 мм - высота сечения плиты). Ширина
свесов полок монолитного ригеля принимается не более 16 его пролета.
Принимаем ширину свеса [pic]6[pic]4200мм6 =700мм окончательно примем
0мм. Ширина полки ригеля равна: [pic]=420 + 700 + 700 = 1820мм .
Ширину площадки опирания плит перекрытия на наружные стены принимаем 140мм
(не менее 120мм) тогда ширина крайних пролетов в продольном направлении
составит 5100мм (кратно модулю M100).
Схема расположения элементов несущей системы здания (плит монолитных
ригелей (М.Р.) монолитных участков перекрытия (М.У.) колонн и несущих
Поперечный разрез 1-1.
Сбор нагрузок на элементы перекрытия.
По бланку задания район строительства - IV расчетное значение снеговой
нагрузки (временной нагрузки на покрытие) по п. 5.2 [4] составляет 240
кгм2 (2.4 кНм2) нормативное значение с учетом коэффициента надежности
для снеговой нагрузки [pic] составляет
01.43=168 кгм2 (168 кНм2).
Значение временной нормативной нагрузки на перекрытие по заданию - 150
кгм2 (15 кНм2). В соответствии с п. 3.7 [4] значение коэффициента
надежности для временной нагрузки составит [pic].
Коэффициенты надежности по нагрузке [pic] указаны в прил. 2 табл. 1 табл.
[11] коэффициент надежности по уровню ответственности здания принимается
в соответствии с прил. 7 [4] для уровня ответственности II составляет
В соответствии с заданием тип конструкций пола — 1 тип конструкций кровли
Согласно п. 3.8 [4] или прил. 7 коэффициент сочетания зависящий от
грузовой площади равен: [pic] где [pic] [pic]- грузовая площадь
Коэффициент [pic] учитывающий количество перекрытий в соответствии с
п.3.9 [4] или прил. 7 [11] равен [pic] [pic] где п=3 - число
Собственный вес 1м.п. ригеля составляет: [pic]
Сбор нагрузок на покрытие и междуэтажные перекрытия
ТолщПлотностьНормативная Коэффициент Расчетная
Состав t [pic] нагрузка надежности нагрузка[pi
мм кНм3 кНм2 [pic] c]
А. Постоянные нагрузки
Нагрузка от покрытия
Слой гравия 0.16 1.3 0.208
втопленного в мастику
Гидроизоляция 0.039 1.3 0.0507
Цементная стяжка 20 21 0.42 1.3 055
Утеплитель 180 2.25 0.405 1.3 0.53
Слой рубероида на 0.03 1.3 0.039
От массы плиты 120 25 3 1.1 3.3
Итого 4.054 1.17 4.67
Нагрузка от междуэтажных перекрытий
Линолеум 0.18 1.3 0.234
Обмазка на основе 0.03 1.3 0.039
Цементная стяжка 30 18 0.54 1.3 0.702
Итого 3.75 1.14 4.28
Б. Временные нагрузки
Временная на 1.5 1.3 1.95
Снеговая 1.68 1.43 2.4
Коэффициент [pic] 095
Нагрузка от круглопустотной плиты определяется по её приведенной толщине
Полная расчетная нагрузка на 1м2 покрытия с учетом нормального уровня
ответственности здания II будет равна: [pic]
Полная расчетная нагрузка на 1м2 перекрытия с учетом нормального уровня
Расчетная нагрузка на 1м.п. ригеля от покрытия с учетом собственного веса
[pic]=5.2м - шаг колонн в продольном направлении (ширина грузовой площадки
монолитного ригеля);
[pic]-коэффициент надежности по второму уровню
[pic]- коэффициент сочетания зависящий от грузовой площади перекрытия.
[pic] где 05 - коэффициент учитывающий долю длительной составляющей в
полной снеговой нагрузке в соответствии с [4].
По аналогии расчетная нагрузка на 1м.п. ригеля от перекрытия с учетом
собственного веса ригеля составит:
[pic] где 07 - коэффициент учитывающий долю длительной составляющей во
временной нагрузке в соответствии с [4].
Нормативная нагрузка на 1м.п. ригеля от перекрытия с учетом собственного
веса ригеля составит:
- кратковременная: [pic].
Для подбора сечения колонны определяем продольную силу воспринимаемую
колонной первого этажа от полной расчетной нагрузки:
[pic]- коэффициент учитывающий количество перекрытий.
Назначаем размеры поперечного сечения колонн из условия п. 6.2.17 [1]
когда 6[pic]20 где [pic]. Гибкость колонны в любом случае должна быть:
[pic]120. Отсюда требуемая оптимальная высота поперечного сечения колонны
(при [pic]): [pic] где в соответствии с
требованиями п. 6.2.18 [1] [pic].
Требуемая оптимальная высота поперечного сечения составляет:
Поскольку колонна воспринимает только вертикальные нагрузки
предварительно принимаем ее поперечное сечение квадратным со стороной
Собственный вес 1м.п. колонны с поперечным сечением 250x250 мм составит
[p 25кНм3 - объемный
вес железобетона; [pic] [pic]).
Определяем усилие в колонне первого этажа с учетом ее собственного веса
при размерах поперечного сечения 250x250мм: [pic]
Предварительно определяем несущую способность колонн приняв в первом
приближении коэффициент продольного изгиба [pic] по формуле 3.97 [3]:
3 - коэффициент соответствующий максимальному проценту армирования -3%.
Для колонны сечением 250
[pic] [pic] согласно п. 5.1.10в [1]) с коэффициентом армирования 3% (по
заданию для арматуры класса А400 [pic]) предельная несущая способность
[pic]>N=266.01.кН следовательно окончательно принимаем колонну с размерами
поперечного сечения 250x250мм.
Поперечное сечение колонны.
Этап 2. Статический расчет рамы.
Цель - определить усилия в элементах рамы (в ригелях и колоннах). Задача -
построить эпюры внутренних усилий М N Q в ригелях; и колоннах.
Определяем геометрические характеристики элементов поперечной рамы.
Находим центр тяжести поперечного сечения монолитного железобетонного
ригеля представляющего собой тавр:
где [pic]= [pic]-статический момент ребра относительно верхней грани
[pic] [pic]-статический момент полки относительно её верхней грани.
[pic]= [pic]- площадь поперечного сечения ригеля.
Момент инерции ригеля относительно центра тяжести поперечного сечения:
Момент инерции поперечного сечения колонны
Погонная жесткость ригеля
Погонная жесткость колонны (см. рис. 2.1):
Определяем соотношение погонных жесткостей ([pic]) средней колонны и
ригеля пересекающихся в одной точке:
Изгибающие моменты ригеля в опорных сечениях М вычисляем по формуле:
Вычисляем изгибающий момент ригеля в опорном сечении для ригелей от
постоянной нагрузки и различных схем загружения временной нагрузкой.
Вычисления выполняем в табличной форме.
Определение расчетных изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях.
Схема загружения Расчётные опорные моменты
Постоянные нагрузки. [pic] [pic] [pic]
Временные нагрузки. [pic] [pic] [pic]
Временные нагрузки. [pic] [pic] -4.935
При расположении временной нагрузки через пролет (схема загружения 2 3)
определяется максимальный изгибающий момент в пролете. При расположении
временной нагрузки в двух крайних пролетах определяются максимальный
изгибающий опорный момент и перерезывающая сила.
Значения опорных моментов принимать отрицательным.
Изгибающий момент ригеля в опорном сечении [pic] (изгибающий момент М3 от
схемы загружения см. рис.2.2) находим из уравнений строительной
механики (из уравнения трех моментов) по следующей формуле:
Определяем изгибающие моменты ригеля в пролетных сечениях ригеля:
- в крайнем пролете - невыгодная комбинация схем загружения «1 +2»
изгибающий момент ригеля в опорном сечении:
Максимальный изгибающий момент ригеля в пролетном сечении равен:
Перераспределение моментов в ригеле под влиянием образования
пластического шарнира. В соответствии с [2 5] практический расчет
заключается в уменьшении не более чем на 30% опорных моментов ригеля для
комбинации схем загружения «1+4» при этом намечается образование
пластического шарнира на опоре.
К эпюре моментов комбинации схем загружения «1+4» добавляют выравнивающую
треугольную эпюру моментов так чтобы уравнялись опорные моменты для
удобства армирования опорного узла.
Для комбинации схем загружения «1+4» уменьшаем на 30% максимальный опорный
момент [pic] и вычисляем ординаты выравнивающей треугольной эпюры моментов
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:
Изгибающие моменты ригеля в пролетных сечениях ригеля на эпюре выровненных
- в крайнем пролете - изгибающий момент ригеля в опорном сечении для
комбинации схем загружения «1+4»: [pic] поперечные силы аналогично
формулам (2.9) и (2.10):
Расстояние от опоры в которой значение перерезывающих усилий в крайнем
пролете равно 0 (координата в которой изгибающий момент в пролете
максимален) находим из уравнения:
Находим значение изгибающего момента ригеля в пролетном сечении для
комбинации «1+4» по формуле:
Определяем значение изгибающего момента [pic] на выравнивающей эпюре в
точке с координатой х = 1.757м:
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении на эпюре выровненных моментов
- В среднем пролете - изгибающий момент ригеля в опорном сечении на второй
и третьей опорах. Для комбинации схем загружения «1+4» будут равны:
Аналогично формулам (2.9) и (2.10) находим перерезывающие усилия в
среднем пролете монолитного ригеля:
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
Определяем изгибающие моменты монолитного ригеля в опорных сечениях по
На средней опоре при комбинации схем загружения «1+4» опорный момент ригеля
по грани колонны не всегда оказывается расчетным для подбора арматуры.
Поэтому опорные моменты ригеля по грани колонны необходимо вычислять для
всех комбинаций загружения.
Вычисляем изгибающие моменты ригеля в опорном сечении по грани крайней
колонны слева: [pic]для комбинации схем загружения «1+4» и выровненной
значения поперечных сил аналогично формулам (2.9) и (2.10):
где hK - высота сечения колонны м.
[pic]Для комбинации схем загружения «1+3»:
[pic] Для комбинации схем загружения «1+2» [pic]
Вычисляем изгибающие моменты ригеля в опорном сечении ригеля по грани
средней колонны справа:
[pic] для комбинации схем загружения «1+4» и выровненной эпюре моментов:
перерезывающая сила на опоре равна:
изгибающий момент: [pic]
По остальным схемам загружения действующие изгибающие моменты ригеля в
опорном сечении справа меньше чем слева от колонны следовательно их
По результатам вычислений расчетный (максимальный) изгибающий момент
ригеля в опорном сечении по грани средней колонны равен:
Расчетный (максимальный) изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в
крайнем пролете: [pic] в среднем пролете:
1 Расчет ригеля на прочность по сечениям нормальным к продольной оси.
Цель расчета - обеспечить несущую способность железобетонного монолитного
ригеля таврового профиля.
Задача - подобрать необходимую площадь сечения продольной сжатой и
растянутой арматуры в опорном и пролетном сечении крайнего ригеля второго
Расчет выполняем согласно блок-схеме 3.1 [6] (номера пунктов расчета
соответствуют пунктам блок-схемы). Также расчет может быть выполнен
согласно п. 3.24 [3].
Согласно результатам компоновки сборно-монолитного перекрытия (см. этап
) геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного
монолитного ригеля составляют: b=420мм h=300мм [pic] [pic]. Толщину
защитного слоя бетона назначаем с учетом требований п.5.7 [3] величину а
принимаем равной 35мм.
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжелый класс бетона монолитных
конструкций по бланку задания (см. этап 1) В20 по табл. 1 прил. 5 [11] или
табл. 2.2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона по прочности на
сжатие: [pic]. С учетом коэффициента [pic] принимаемого по прил. 5 или п.
Продольная рабочая арматура по заданию - класса А-400 расчетное значение
сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы определяем по
табл. 2 прил. 5 [11] или по табл. 2.6 [3]: [pic]
Расчетный (максимальный) изгибающий момент в пролетном сечении ригеля
крайнего пролета (см. результаты расчетов по этапу 2):
По табл. 3.2 [3] или табл. 3 прил. 4 [11] находим [pic]
Определяем рабочую высоту сечения бетона: [pic]
- следовательно граница сжатой зоны проходит в полке монолитного ригеля.
Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения растянутой арматуры определяем как
для прямоугольного сечения шириной [pic] согласно блок-схеме 2.1 [6] или п.
Расчет продолжаем по блок-схеме 2.1 [6] (номера пунктов расчета
соответствуют пунктам блок-схемы).
Вычисляем [pic]по формуле:
[pic]- сжатая арматура по расчету не требуется.
Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона по
Требуемую площадь растянутой арматуры определяем по формуле:
По сортаменту (прил. 6 табл. 1 [11]) принимаем [pic]
Определяем насколько процентов площадь поперечного сечения фактически
установленных стержней больше требуемой по расчету:
Толщина защитного слоя составляет [pic]. Расстояние между осями
стержней продольной арматуры составляет 160мм.
Продольную сжатую арматуру принимаем конструктивно 4 стержня диаметром 8
мм класса А240. Конструирование ригеля приведено в графической части
Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого железобетонного
монолитного ригеля составляют на опоре составляют: b=420мм h=300мм [pic]
[pic] Характеристики бетона и арматуры (см. подбор продольной арматуры в
пролетном сечении ригеля): [pic]( класс бетона В20).
Продольная рабочая арматура по заданию - класса А-400: [pic]
Расчетный (максимальный) изгибающий момент в опорном сечении ригеля (см.
результаты расчетов по этапу 2): [pic]
По табл. 3.2 [3] или табл. 3 прил. 5 находим [pic] Определяем рабочую
высоту сечения бетона:[pic]
Проверяем условие 3.1: [pic]
- следовательно граница сжатой зоны проходит в полке расчетного
поперечного сечения ригеля на опоре. Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения
растянутой арматуры определяем как для прямоугольного сечения шириной [pic]
согласно блок-схеме 2.1 [6] или п. 3.21 и 3.22 [3].
Вычисляем [pic] по формуле 3.2:
Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона по формуле 3.3:
Требуемую площадь растянутой арматуры определяем по формуле 3.4:
По сортаменту (прил. 6 табл. 1) принимаем [pic]
стержней продольной арматуры составляет 80мм.
2. Расчет железобетонного монолитного ригеля по сечениям наклонным к
Цель расчета - обеспечить несущую способность изгибаемого железобетонного
монолитного ригеля по сечениям наклонным к продольной оси.
Задача - подобрать необходимую площадь сечения и шаг поперечной арматуры в
монолитном ригеле проверить прочность элемента по сечениям наклонным к
продольной оси по полосе между наклонными трещинами.
Расчет монолитного ригеля по полосе между наклонными трещинами выполняем
согласно блок-схеме 4.1 [6] (номера пунктов расчета соответствуют пунктам
блок-схемы). Также расчет может быть выполнен согласно п. 3.30 [3].
Исходные данные. Геометрические размеры поперечного сечения изгибаемого
железобетонного монолитного ригеля составляют:
b = 420мм h = 300мм [pic] [pic] а = 35мм (см. рис. 3.2). Рабочая высота
сечения бетона: [pic]
Характеристики бетона (см. пример расчета этап 3.1): [pic] (класс бетона
Расчетная перерезывающая сила согласно результатам расчетов по этапу [pic]
Определяем предельную поперечную силу в сечении нормальном к продольной
оси ригеля по формуле:
Прочность элемента по полосе между наклонными трещинами обеспечена.
Требуется произвести расчет по прочности на действие поперечной силы по
Проверку прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси на
действие поперечной силы выполняем согласно блок-схеме 4.2 [6] (номера
пунктов расчета соответствуют пунктам блок-схемы). Также расчет может быть
выполнен согласно п. 3.31 -3.42 [3].
железобетонного монолитного ригеля см. расчет по полосе между наклонными
Характеристики бетона (см. пример расчета этап 3): [pic]. По табл. 1 прил.
или табл. 2.2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона по прочности
на растяжение [pic]. С учетом коэффициента [pic] принимаемого по прил. 5
или п. 2.8 [3] [pic].
Т.к. диаметр продольной растянутой арматуры каркаса К-1 составляет 14мм
то согласно табл.2 прил.6 наименьший допустимый диаметр стержней другого
(поперечного) направления из условия свариваемости составляет 4мм. По
требованиям п. 5.20 [3] принимаем [pic] для поперечной арматуры. Класс
поперечной арматуры назначаем А400 [pic]- по табл.2 прил. 4.
Количество поперечных стержней принимаем равным количеству продольных - 3
шт. Тогда площадь сечения поперечной арматуры по табл.1 прил. 6 составит
Шаг поперечных стержней на опоре согласно п. 5.21 [3] назначается из
Принимаем шаг поперечных стержней на опоре [pic]- кратно 50мм.
Шаг поперечных стержней в пролете согласно п. 5.21 [3] назначается из
Принимаем шаг поперечных стержней в пролете [pic] кратно 50мм.
Расчетная перерезывающая сила согласно результатам расчетов по этапу 2
[pic]значение полной расчетной нагрузки на 1м.п. ригеля от перекрытия с
учетом его собственного веса равно [pic]28.67кНм (см. результаты расчета
Определяем значение [pic] по формуле:
Интенсивность установки поперечных стержней на опоре [pic] и в пролете
Находим длину проекции наклонного сечения по формуле:
[pic] - условия не выполняются и согласно п. 3.32 [3] значение с не
[pic] - условие выполняется.
Согласно блок-схеме 4.2 [6] значение с принимаем равным [pic] с=795мм.
Длину проекции наклонной трещины [pic] принимается равной с:
[pic]- условие выполняется.
Согласно блок-схеме 4.2 [6] значение [pic] принимаем равным [pic]
Поперечную силу воспринимаемую хомутами в наклонном сечении
Поперечную силу воспринимаемую бетоном в наклонном сечении определяем
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:
[pic]- условие выполняется согласно п. 17 блок-схемы 4.2 [6] прочность
элемента по сечениям наклонным к продольной оси обеспечена.
Так как [pic] то согласно п. 3.34 [3] значение [pic] определяем по
Значение [pic] необходимо принимать не менее 14 пролета монолитного
ригеля что составляет: [pic]
Окончательно длину участка с интенсивностью хомутов [pic] назначаем
кратно шагу поперечных стержней на опоре. Принимаем окончательно [pic]
1. Расчет монолитного ригеля по образованию и раскрытию трещин.
Цель - обеспечить сопротивление раскрытию трещин [pic].
[pic]определить момент образования трещин с учетом неупругих деформаций
[pic]вычислить ширину раскрытия трещин нормальных к продольной оси
[pic]Момент образования трещин с учетом упругих деформаций определяем
согласно блок-схеме 5.1 [6] (номера пунктов расчета соответствуют пунктам
блок-схемы). Также расчет может быть выполнен согласно п. 4.4 - 4.8 [3].
монолитного ригеля составляют:
b = 420мм h = 300мм [pic] [pic] а = 35мм
Характеристики бетона и арматуры для расчета ригеля по предельным
состояниям второй группы: бетон тяжелый класс бетона монолитных
конструкций по бланку задания (см. этап 1) В20 по табл. 1 прил. 5 или
табл. 2.2 [3] расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие:
[pic]Значение начального модуля упругости бетона принимаем по табл. 3 прил.
или табл. 2.4 [3]: [pic]
Продольная рабочая арматура по заданию - класса А-400 значение модуля
упругости арматуры [pic] принимаем равным [pic] (см. п. 2.20 [3] или прил.
). Площадь фактически установленной продольной растянутой арматуры в
пролетном сечении составляет
[pic] продольной сжатой: [pic].
За расчетный диаметр стержней растянутой арматуры [pic] принимаем
наибольший диаметр –
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в крайнем пролёте от действия
полной нормативной нагрузки равен: [pic] в т.ч. изгибающий момент ригеля в
пролетном сечении в крайнем пролете от действия нормативной длительной
Площадь поперечного сечения монолитного ригеля в пролетном сечении
равна: [pic]- см. этап 1.
Определяем коэффициент приведения арматуры к бетону:
Площадь приведенного сечения монолитного ригеля определяем по формуле:
Находим статический момент полного приведенного сечения относительно
где [pic] [pic]- статический момент стенки монолитного ригеля
относительно растянутой грани;
[pic] [pic] - статический момент полки монолитного ригеля относительно
[pic] [pic]- статический момент сжатой и растянутой арматуры относительно
Расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра тяжести
приведенного сечения монолитного ригеля вычисляем по формуле:
Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести
- момент инерции поперечного сечения бетона монолитного ригеля относительно
центра тяжести приведенного сечения;
[pic]- момент инерции растянутой арматуры относительно центра тяжести
приведенного сечения;
[pic]- момент инерции сжатой арматуры относительно центра тяжести
приведенного сечения.
Момент сопротивления W определяем по формуле:
Согласно п.4.8 [3] для тавровых сечений при определении момента
образования трещин с учетом неупругих деформаций растянутого бетона
допускается заменять значение W на [pic] где [pic]- коэффициент зависящий
от формы поперечного сечения элемента определяемый по табл. 4.1 [3]. Для
элемента таврового профиля (поперечного сечения монолитного ригеля)
коэффициент [pic] принимается равным 13.
Момент образования трещин с учетом неупругих деформаций бетона
[pic]- условие выполняется и в соответствии с п. 14 блок-схемы 5.1 [6]
требуется произвести расчет по раскрытию трещин.
Ширину раскрытия трещин нормальных к продольной оси монолитного ригеля
определяем согласно блок-схеме 5.2 [6] (номера пунктов расчета
согласно п. 4.4 - 4.8 [3].
Исходные данные см. расчет по определению момента трещинообразования.
Коэффициент приведения арматуры к бетону определяем по формуле:
Вычисляем приведенный коэффициент армирования для растянутой арматуры
Коэффициент [pic]и [pic] для определения плеча внутренней пары сил при
расчете по раскрытию трещин определяем по формулам:
Определяем плечо внутренней пары сил:
Определяем высоту растянутой зоны бетона:
где [pic]- расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра
тяжести приведенного сечения монолитного ригеля (см. определение момента
трещинообразования);
k - поправочный коэффициент равный 09 для элементов таврового сечения с
полкой в сжатой зоне.
При определении площади сечения растянутого бетона высота растянутой
зоны бетона y принимается не менее 2а и не более 0.5h:
[pic]- условие выполняется значение y не корректируем.
Также значение y не должно превышать 0.5h:
[pic]- условие не выполняется значение y необходимо скорректировать.
Окончательно значение y принимаем равным 05h: [pic]
Определяем площадь сечения растянутого бетона по формуле:
Значение базового расстояния между трещинами [pic] определяем по
где [pic]- см. исходные данные определения момента трещинообразования.
Значение [pic] принимают не менее [pic] и 100мм:
[pic]-условия выполняются значение [pic] не корректируем.
Значение [pic] принимают не более [pic] и 400мм: [pic]-условие не
выполняется значение [pic] корректируем.
Окончательно значение [pic] принимаем равным:
Значение напряжения в растянутой арматуре монолитного ригеля определяем
где [pic]- к определению ширины раскрытия трещин при действии полной
нормативной нагрузки;
[pic]- к определению ширины раскрытия трещин при действии нормативной
длительной нагрузки.
[pic]- напряжения в растянутой арматуре монолитного ригеля при действии
полной нормативной нагрузки;
нормативной длительной нагрузки.
Определяем значение коэффициента [pic] учитывающего неравномерное
распределение относительных деформаций растянутой арматуры между
[pic]- при действии нормативной длительной нагрузки.
Определяем значения коэффициентов [pic] согласно п.4.10 [3]:
[pic]- коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки и
- при непродолжительном действии нагрузки;
- при продолжительном действии нагрузки;
[pic] - коэффициент учитывающий профиль продольной арматуры и принимаемый
-для арматуры периодического профиля (классов А300 А400 А500 В500).
[pic]- коэффициент учитывающий характер нагружения и принимаемый равным:
- для изгибаемых и внецентренно сжатых элементов.
Ширину раскрытия трещин определяем по формуле:
при продолжительном действии длительных нагрузок:
при непродолжительном действии полной нагрузки:
при непродолжительном действии длительных нагрузок:
Согласно п. 4.14 [3] ширина продолжительного раскрытия трещин будет равна:
Ширину непродолжительного раскрытия трещин принимаем равной:
где [pic]- предельно допустимая ширина раскрытия трещин принимаемая
мм - при продолжительном раскрытии трещин;
мм - при непродолжительном раскрытии трещин.
В соответствии с п.22 блок-схемы 5.2 [6] если требования к элементу
не удовлетворяются то необходимо изменить один или несколько параметров
исходных данных: увеличить класс бетона конструкции изменить размеры
конструкции увеличить площадь сечения растянутой арматуры.
В курсовом проекте класс бетона определен заданием на проектирование (класс
бетона менять нельзя) размеры поперечного сечения ригеля определены в
результате компоновки перекрытия - т.е. также определены заданием. Поэтому
принимаем решение об увеличении площади сечения растянутой арматуры в
2. Расчет железобетонного монолитного ригеля по деформациям (по прогибам)
Цель - обеспечить требования по эксплуатационной пригодности
железобетонного элемента по деформациям.
Задача - вычислить прогиб и сравнить с предельно допустимым значением.
[pic] Расчет монолитного ригеля по прогибам с трещинами в растянутой зоне
выполняем согласно блок-схеме 6.1 [6] (номера пунктов расчета соответствуют
пунктам блок-схемы). Также расчет может быть выполнен согласно п. 4.17 -
Геометрические размеры рассматриваемого поперечного сечения изгибаемого
железобетонного монолитного ригеля в пролете (см. рис. 3) составляют:
b=420мм h=300мм [pic] h'f=80мм а=35мм.
монолитного ригеля на опоре составляют:
b=420мм h=300mm [pic] [pic] а=35мм
Расчетный пролет монолитного ригеля составляет: [pic] [pic] ([pic] - высота
сечения колонны 250мм - ширина площадки опирания монолитного ригеля на
состояниям второй группы см. расчет по определению момента
Площадь фактически установленной продольной растянутой арматуры в
пролетном сечении согласно результатам расчета по этапу 3.1 составляет:
Площадь фактически установленной продольной растянутой арматуры в опорном
сечении согласно результатам расчета по этапу 3.1 составляет: [pic] где
[pic]- площадь растянутой арматуры установленной по расчету в сечении на
[pic]- площадь арматуры в растянутой зоне ригеля на опоре входящей в
Площадь продольной сжатой арматуры в сечении на опоре: [pic] - площадь
арматуры в сжатой зоне ригеля на опоре входящей в состав каркаса К-1).
Изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в крайнем пролете от действия
полной нормативной нагрузки (см. этап 2 дополнительные данные) равен:
[pic] в т.ч. изгибающий момент ригеля в пролетном сечении в крайнем
пролете от действия нормативной
длительной нагрузки: [pic]. Изгибающий момент ригеля в опорном сечении по
грани средней колонны от действия полной нормативной нагрузки равен: [pic]
- изгибающий момент ригеля в опорном сечении по грани средней колонны от
действия нормативной длительной нагрузки равен [pic]
Для определения кривизны монолитного ригеля находим значения
коэффициентов [pic] а также значение коэффициента приведения сжатой
арматуры к бетону [pic]:
где [pic] - для продолжительного действия нагрузки при определении
[pic]- для непродолжительного действия нагрузки при определении
коэффициента [pic] и при определении коэффициента [pic].
Значения коэффициентов [pic] для определения кривизны сечения ригеля в
для продолжительного действия нагрузок при определении коэффициента [pic]:
для непродолжительного действия нагрузок при определении коэффициента
[pic] и при определении коэффициента [pic]:
Значения коэффициентов [pic] для определения кривизны сечения ригеля на
[pic] и при определении коэффициента [pic]:■
Коэффициент [pic] определяем по табл. 4.5 [3] коэффициент [pic]- по
[pic]Находим кривизну монолитного ригеля от непродолжительного действия
для сечения в пролете: [pic] коэффициент [pic]. Кривизну вычисляем по
для сечения на опоре:
[pic]Определяем кривизну от непродолжительного действия постоянных и
длительных нагрузок: для сечения в пролете:
[pic]Определяем кривизну от продолжительного действия постоянных и
Полную кривизну монолитного ригеля для участков с трещинами в
растянутой зоне определяем по формуле:
где [pic] - кривизна от непродолжительного действия всех нагрузок на
которые производят расчет по деформациям;
[pic]- кривизна от непродолжительного действия постоянных■и длительных
[pic]- кривизна от продолжительного действия постоянных и длительных
нагрузок для сечения в пролете:
Коэффициент S принимаем как для свободно опёртой балки: [pic]
Прогиб крайнего пролета монолитного ригеля:
Согласно п. 10.7 [4] находим [pic] [pic]
нагруженного фундамента.
силы со случайным эксцентриситетом.
Цель - обеспечить несущую способность железобетонного элемента.
Задачи - подобрать необходимую площадь сечения продольной сжатой и
поперечной арматуры в сечении сборной железобетонной колонны;
сконструировать элемент.
[pic]Подбор продольной арматуры выполняем согласно блок-схеме 7.1 [6]
(номера пунктов расчета соответствуют пунктам блок-схемы). Также расчет
может быть выполнен согласно п. 3.49 - 3.58 [3]. .
Сечение колонны принято на этапе 1 и составляет: b = h=250мм. Величину
защитного слоя назначаем в соответствии с требованиями п.5.6 — 5.8 [3] и
принимаем а = 40мм. Длина колонны первого этажа составляет l=3150(см. рис.
5). Расчетную длину элемента принимаем согласно требованиям п. 6.2.18
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжелый класс бетона для сборных
конструкций по бланку задания (см. этап 1) В15по табл. 1 прил. 5 или табл.
2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона по прочности на сжатие:
[pic]. С учетом коэффициента [pic] принимаемого по прил. 5 или п. 2.8 [3]
табл. 2 прил. 5 или по табл. 2.6 [3]: [pic]
Расчетные усилия в колонне первого этажа:
[pic]усилие в колонне первого этажа от расчетных нагрузок с учетом ее
собственного веса: N=266.01кН
[pic]усилие в колонне первого этажа от расчетных длительных нагрузок с
учетом ее собственного веса: [pic]
Определяем рабочую высоту сечения бетона колонны: [pic]=250-40=210мм.
Так как [pic]- расчет допускается производить из условия:
Принимая [pic] вычисляем требуемую площадь сечения по формуле:
где А - площадь поперечного сечения колонны.
Принимаем армирование колонны сечением 250мм - [pic]. Выполним проверку
прочности сечения колонны с учетом площади сечения фактически принятой
Продольная рабочая арматура ([pic])
При [pic] по табл. 3.5 и 3.6 [3] находим [pic].
Определяем коэффициенты [pic]и [pic] по формулам:
Коэффициент [pic] принимается не более [pic].
Фактическую несущую способность колонны находим по формуле:
[pic]- условие выполняется следовательно прочность колонны обеспечена.
Диаметр стержней поперечной и монтажной арматуры назначаем из условия
свариваемости (см. табл. 2 прил. 6) и принимаем равным 4мм. Шаг стержней
принимаем равным 200мм что не более [pic]
2 Расчет монолитного центрально нагруженного фундамента.
Цель - обеспечить прочность монолитного железобетонного фундамента
Задача - определить размеры фундамента подобрать площадь сечения
продольной рабочей арматуры в плитной части фундамента.
Геометрические размеры сечения колонны приняты на этапе 1 и составляют:
b=h=250мм. По заданию грунт основания имеет условное расчетное
сопротивление [pic]. Глубина заложения фундамента составляет [pic]
табл. 2.2 [3] определяем расчетное сопротивление бетона осевому растяжению:
Продольная рабочая арматура по заданию - класса А400 расчетное значение
Усилие в колонне первого этажа от нормативных нагрузок с учетом ее
собственного веса (см. этап 5.1): [pic] усилие в колонне первого этажа от
расчетных нагрузок с учетом ее собственного веса: N=266.01 кН. Усредненный
вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах принимаем
Требуемую площадь подошвы фундамента определяем по формуле:
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее [pic].
Принимаем [pic](кратно 10см нечетное) при этом площадь подошвы фундамента
Давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки вычисляем по
Высота фундамента составляет [pic] где 175м - глубина заложения
фундамента 015 м - расстояние от отметки 0000 до уровня верха
фундамента. Расстояние от наиболее растянутой грани подошвы фундамента до
центра тяжести стержней продольной арматуры в плитной части принимаем
Ширину стакана в уровне верха назначаем 400мм в уровне низа 350мм.
Величину заделки колонны в стакан фундамента принимаем равной [pic] при
этом глубина стакана составит [pic]. Толщину стенок стакана назначаем
равной 200мм. Тогда ширина подколонника составит: [pic].
Высота плитной части конструктивно равна [pic] [pic].
Уточняем требуемую рабочую высоту плитной части по формуле:
С учетом а=50мм требуемая высота плитной части составит:
Высоту плитной части окончательно принимаем [pic]Тогда рабочая высота
плитной части составит: [pic]
Вылет подошвы фундамента равен: [pic]- плитную часть фундамента выполняем
одноступенчатой высоту ступени назначаем равной [pic]. Рабочая высота
первой ступени будет равна: [pic]Высота подколонника составит:
Проверку прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без
поперечного армирования в наклонном сечении (для единицы ширины этого
сечения: b=1см) производим из условия:
где [pic]- поперечная сила в наклонном сечении (в случае если [pic] то
формула принимает вид: [pic]
[pic]- поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении.
[pic] следовательно поперечную силу в наклонном
сечении вычисляем по формуле:
[pic]- условие выполняется т.к.
[pic] т.е. прочность нижней ступени фундамента по поперечной силе
Продавливание плитной части от низа колонны на действие продольной силы
N=266.01кН (если [pic] то расчет на продавливание производится от низа
Расчет на продавливание плитной части от низа подколонника (от низа
колонны граница продавливания находится за пределами подошвы фундамента)
производим из условия:
где F - продавливающая сила принимается равной N;
[pic]- среднее арифметическое значение периметров верхнего и нижнего
оснований пирамиды продавливания (h=250мм - высота сечения колонны);
[pic]- рабочая высота плитной части фундамента (в случае если расчет на
продавливание производится от низа колонны то вместо [pic]необходимо
[pic]- условие не выполняется продавливание происходит.
Проверку плитной части фундамента на раскалывание от действия продольной
силы N = 579.13кН производим из условия:
[pic]- условие выполняется раскалывания не происходит.
Площадь сечения арматуры подошвы фундамента определяем из условия:
где [pic] - изгибающий момент в расчетном сечении
[pic] - рабочая высота фундамента в расчетном сечении
[pic]- расчетное сопротивление арматуры на растяжение.
Изгибающие моменты вычисляем по формуле:
[pic] для сечения [pic]
для сечения [pic](для одноступенчатого фундамента [pic])
Определяем требуемую площадь арматуры в сечениях I-I и III-III (сечение II-
II отсутствует т.к. фундамент одноступенчатый):
Для ширины подошвы фундамента 11м количество стержней продольной арматуры
в плитной части устанавливаемой с шагом 200 мм будет равно 5шт.. По
максимальной из требуемых площадей арматуры определяем требуемую площадь
сечения одного стержня:
По сортаменту окончательно принимаем сетку с одинаковой в обоих
направлениях рабочей арматурой d=12 6 стержней с площадью сечения [pic]
Монолитный железобетонный фундамент
Этап 6. Расчет кирпичного простенка с сетчатым армированием.
Цель - обеспечить прочность кирпичного простенка.
Задачи - определить усилия в кирпичном простенке первого этажа (см. рис.
1) исходя из конструктивных требований назначить диаметр стержней
размер ячейки и шаг сеток по высоте проверить прочность кирпичного
На этапе 1 принята толщина наружных стен t принята 640 мм. Материал стен
- кирпич керамический полнотелый одинарный марки по прочности 150 марки по
морозостойкости F35 марка цементно-песчаного раствора М50.
Согласно рис. 6.1 высота кирпичной стены за вычетом расстояния От низа
стены до 23 высоты простенка первого этажа составляет Н=7700мм. Расчетная
ширина стены принимается равной шагу колонн в поперечном направлении [pic].
Ширина оконных проемов по рис. 1.1 равна [pic]. Ширина площадки опирания
плиты перекрытия на кирпичную стену составляет [pic]. Расчетная высота
простенка равна высоте оконного проема [pic]. Размеры поперечного сечения
простенка составят: [pic]
Согласно расчетам этапа 1 полная расчетная нагрузка на 1м2 покрытия с
учетом нормального уровня ответственности здания II будет равна:
[pic]полная расчетная нагрузка на 1м2 перекрытия с учетом нормального
уровня ответственности здания II будет равна [pic]
Продольную силу в опасном сечении простенка определяем по формуле:
[pic]- коэффициент проёмности (А - суммарная площадь оконных проемов в
расчетном сечении стены);
Суммарную площадь оконных проемов в расчетном сечении стены определяем по
рис. : [pic]. Тогда коэффициент проемности будет равен:
Момент в расчетном сечении простенка определяем согласно рис.
Значение эксцентриситета продольной силы будет равно:
Так как величина эксцентриситета [pic] то согласно п. 4.31 [7]
простенок можно проектировать с сетчатым армированием.
Вычисляем максимальные напряжения в кладке по формуле:
Расчетное сопротивление неармированной кладки должно быть не менее [pic]
По табл. 2 [7] или табл. 1 прил. 7 для марки кирпича 150 и марки
раствора 50 определяем расчетное сопротивление кладки [pic]. В случае если
расчетное сопротивление кладки менее [pic] то необходимо увеличить марку
Исходя из конструктивных требований назначаем сетку из стержней арматуры
класса В500 диаметром 4мм ([pic]). Шаг сеток назначаем через каждые
пять рядов s = 395мм (при толщине шва 14 мм высоте кирпича 65 мм). Размер
ячейки сетки принимаем 60 мм.
К расчету кирпичного простенка с сетчатым армированием
Для определения коэффициентов продольного изгиба гибкость простенка в
плоскости действия изгибающего момента будет равна:
Высота сжатой части сечения составит: [pic] и соответствующая ей гибкость
Расчетное сопротивление кладки при внецентренном сжатии равно:
Упругую характеристику кладки с сетчатым армированием определяем по
[pic] и [pic]. Тогда [pic]
При [pic] по табл. 20 [7] определяем [pic] тогда коэффициент
учитывающий влияние длительной нагрузки определяемый по формуле 16 [7]
Коэффициент [pic] учитывающий повышение расчетного сопротивления
кладки при внецентренном сжатии определяем по табл. 19[7]:
Фактическая несущая способность кирпичного простенка при внецентренном
[pic]- прочность кирпичного простенка обеспечена.
Этап 7. Расчет предварительно напряженной круглопустотной плиты перекрытия
Цель - обеспечить прочность и эксплуатационную пригодность плиты
Задачи - подобрать предварительно напряженную арматуру в плите перекрытия
определить прогиб плиты ширину раскрытия трещин.
По результатам компоновки перекрытия здания (см. этап 1) номинальная
ширина плиты составляет [pic]=1500мм пролет плиты перекрытия [pic]=4780мм
высота плиты [pic]=220м. Ширина площадки опирания плиты на кирпичную
стену составляет 140мм тогда расчетный
пролет плиты будет равен: [pic]
Полная расчетная нагрузка на 1м длины перекрытия (см. табл. 1.1 этап 1)
равна [pic] полная нормативная нагрузка на 1м длины перекрытия [pic]
Нагрузка от собственного веса плиты.
Определяем изгибающие моменты в пролетном и опорном сечениях плиты:
Поперечная сила в узле сопряжения плиты с монолитным ригелем:
Расстояние от опоры на котором изгибающий момент плиты в пролетном
Значение максимального изгибающего момента плиты в пролетном сечении
Продольная рабочая ненапрягаемая арматура по заданию - класса А-400
расчетное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой
группы определяем по табл. 2 прил. 5 или по табл. 2.6 [3]: [pic]’= 355МПа.
Геометрические размеры плиты перекрытия
Продольная рабочая напрягаемая арматура по заданию - класса К-
00расчетное значение сопротивления арматуры для предельных состояний
первой группы определяем по табл. 2 прил. 8 или по табл. 2.8 [9]: [pic]
[pic] [pic]=[pic]. Способ натяжения арматуры на упоры – механический.
конструкций по бланку задания (см. этап 1) В15. По табл. прил. 8
минимальный класс бетона при классе напрягаемой арматуры К-1400-В30
поэтому класс бетона плиты перекрытия корректируем и принимаем В30. По
табл. 1 прил. 4 и табл. 1 прил. 5: [pic] [pic].
С учетом коэффициента [pic]=0.9 принимаемого согласно п. 2.8 [3] [pic]
Значение начального модуля упругости бетона составляет [pic]’
Согласно п. 2.25 [9] величину предварительного напряжения
арматуры назначаем равным:[pic] [pic]’
Расчет плиты по предельным состояниям первой группы:
Подбор предварительно напрягаемой арматуры в пролетном сечении плиты.
При расчете плиты по прочности учитываем благоприятное влияние
предварительного напряжения с учетом возможных отклонений предварительного
напряжения: [pic] где [pic]=09 согласно п. 3.7 [9].
Расчетное сечение плиты – тавровое с полкой в сжатой зоне. Рабочая высота
сечения плиты составляет [pic]=19.5см.
[pic]- условие выполняется следовательно граница сжатой зоны проходит в
полке и площадь сечения напрягаемой арматуры определяется как для
прямоугольного сечения шириной [pic] согласно п. 3.14 и 3.16 [9].
Вычисляем значение [pic]по формуле:
Значение [pic] определяем по табл. 3.1 [9] или табл. 5 прил. 8 в
зависимости от соотношения [pic]= [pic]где [pic]-предварительное
напряжение с учетом всех потерь: [pic]
[pic]- сжатая ненапрягаемая арматура по расчету не требуется.
Площадь сечения напрягаемой арматуры в растянутой зоне
[pic]- коэффициент условий работы напрягаемой арматуры при [pic] [pic]
(принимается не более 1.1): [pic] принимаем [pic]=1.1.
Количество стержней напрягаемой арматуры принимаем согласно рис. 7.1. По
сортаменту (табл. 3 прил. 8) принимаем 10 канатов К-7 диаметром 6 мм с
расчетной площадью поперечного сечения [pic].
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:
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 редакцией В.М. Бондаренко. -
М: Высшая школа 2007.
Примеры расчета и конструирования железобетонных конструкций по СП 52-
1-2003. Под ред. д-ра техн. наук проф. Соколова Б.С Казань 2007.
СНиП П-22-81. Каменные и армокаменные конструкции. - М.: ЦНИИСК) им.
В.А. Кучеренко Госстроя СССР.
Проектирование железобетонных конструкций: Справоч. пособиеА.Б.
Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.; Под ред. А.Б. Голышева; -К.:
Будивельник 1985.-496 с.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных
конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). -М: ГУП НИИЖБ Госстроя
Компоновка сборно-монолитного железобетонного каркаса с использованием
ЭВМ: Методические указания. Сост. Соколов Б.С Загидуллин М.Р. Казань:
Проектирование железобетонных и каменных конструкций здания с неполным
каркасом и сборно-монолитными перекрытиями: Учебное пособие. Сост. Соколов
Б.С. Никитин Г.П. Седов А.Н. Загидуллин М.Р..-Казань: КГАСУ 2007

Богданов жбк.doc

Казанский государственный архитектурно-строительный университет
Расчётно-пояснительная записка
Проектирование железобетонных конструкций с неполным каркасом и сборно-
монолитными перекрытиями
В данном курсовом проекте рассматривается трёхэтажный жилой дом с
неполным каркасом. Здание компонуется из одного температурно-осадочного
блока. Схема расположения элементов каркаса представлена на рис. 1 разрез
Рис. 1 Схема расположения элементов каркаса.
Рис. 2. Разрез здания.
Несущую систему здания образуют сборные плиты перекрытий (П-1 и т.д.)
сборные колонны (К-1) монолитные ригели (МР) монолитные участки (МУ) и
наружные несущие стены.
В качестве плит перекрытия применяем круглопустотные плиты ПК57.18 и
ПК51.18. В курсовом проекте применяем плиты без обратного уклона торцов. В
торцах плит устраиваются бетонные вкладыши и делают выпуски предварительно
напряжённой арматуры для стыковки на ригеле (рис.3).
Рис. 3. Многопустотная плита перекрытия (размеры условные).
Наружные стены выполняются из керамического кирпича пластического
формования марки К – О 15035ГОСТ 530-95* (кирпич керамический полнотелый
одинарный марки по прочности М150 марки по морозостойкости F35) толщиной
[pic] на цементно-песчаном растворе марки М50. Привязка стен здания к осям
Колонны каркаса многоэтажной разрезки выполняются без выступающих
консолей со сквозными отверстиями в уровне расположения монолитного ригеля
перекрытия (рис 4.).
Ригели выполняются таврового сечения из монолитного железобетона.
Рис. 4. Колонна первого этажа (размеры условные).
Компоновка конструктивной схемы здания
Сечение колонны назначается после сбора нагрузок.
Сечение ригеля назначается конструктивно. В соответствии с заданием
пролёт плиты перекрытия (номинальный размер) составляет [pic]. Ширина
среднего монолитного ригеля при этом будет равна [pic]. Высота полки
монолитного ригеля по заданию [pic]. Тогда высота ригеля составит [pic]
([pic] - высота сечения плиты). Ширина свесов полок монолитного ригеля
принимается не более 16 его пролёта. Принимаем ширину свеса [pic]. Ширина
полки ригеля равна: [pic]. Расчётная схема поперечного сечения монолитного
ригеля представлена на рис 5.
Рис. 5. Расчётная схема поперечного сечения монолитного ригеля (размеры
Ширину площадки опирания плит перекрытия на наружные стены принимаем
[pic] тогда ширина крайних пролётов в продольном направлении составит
[pic] (кратно модулю М100).
Раскладку плит перекрытия производим по их конструктивной ширине
[pic]. Для пролёта между осями А и Б В и Г принимаем 2 плиты шириной
[pic]. Для пролёта между осями Б и В принимаем 1 плиту шириной [pic] и одну
– шириной [pic]. Ширина монолитного участка составит [pic].
Расчётная схема рамы представляет собой плоскую раму см. рис. 6. При
построении расчётной схемы учитывается жёсткое сопряжение ригеля с
колонной шарнирное опирание ригеля на стены. Ригели и колонны
рассчитываются с длиной равной соответственно [pic] и [pic].
Рис. 6. Расчётная схема поперечной рамы (размеры условные).
Расчётная высота колонн равна расстоянию между центрами тяжести
поперечного сечения прямоугольной части монолитного ригеля без учёта полок.
Ветровая нагрузка не учитывается.
Нагрузка на ригель прикладывается равномерно распределённой.
Сбор нагрузок на элементы перекрытия
По бланку задания район строительства – II расчётное значение
снеговой нагрузки (временной нагрузки на покрытие) по п. 5.2 [4] составляет
[pic] ([pic]) нормативное значение с учётом коэффициента надёжности для
снеговой нагрузки [pic] составляет [pic] ([pic]).
Значение временной нормативной нагрузки на перекрытие по заданию –
[pic] ([pic]). В соответствии с п. 3.7 [4] значение коэффициента надёжности
для временной нагрузки составит [pic].
Коэффициенты надёжности по материалу [pic] указаны в таблицах 1 и 2
коэффициент надёжности по уровню ответственности здания принимается в
соответствии с прил. 7 [4] для класса ответственности II составляет [pic].
В соответствии с заданием тип конструкции пола –1 тип конструкции
кровли – 5. Состав конструкций кровли и пола указан в таблицах 1 и 2
соответственно. Подсчёт нагрузок на плиты покрытия и перекрытия в
соответствии с требованиями [4] приводится в таблицах 1 и 2.
Согласно п. 3.8 [4] коэффициент сочетания [pic] зависящий от
грузовой площади равен:
[pic] – в соответствии с п. 3.8 [4].
Коэффициент [pic] учитывающий количество перекрытий в соответствии с
где [pic] – число перекрытий.
Собственный вес [pic] ригеля составляет:
где [pic] – площадь сечения ригеля ([pic] – ширина ригеля [pic] –
высота ребра ригеля [pic] – ширина полки ригеля [pic] – толщина полки
[pic] – коэффициент надёжности по нагрузке для собственного веса
железобетона ригеля;
[pic] – коэффициент надёжности по II классу ответственности.
Сбор нагрузок на покрытие
Вид нагрузок Нормативная Коэффициент Расчётная
нагрузка [pic] надежности нагрузка [pic]
Слой гравия втопленного0.16 1.3 0.208
Три слоя гидроизола 0.039 1.3 0.0507
Цементная стяжка 0.36 1.3 0.468
Утеп-ль – 05 1.3 065
Пароизоляция – слой 0.03 1.3 0.039
рубероида на битумной
От массы плиты 3 1.1 3.3
(круглопустот. [pic])
Итого: 4.09 117 4.72
Снеговая 084 1.43 1.2
Расчётная нагрузка на [pic] покрытия с учётом класса ответственности
здания II будет равна [pic].
Сбор нагрузок на междуэтажное перекрытие
Линолеум 0.18 1.3 0.234
Обмазка на основе 0.03 1.3 0.039
Цементная стяжка 0.54 1.3 0.702
Нормативная нагрузка на 4 1.2 48
Расчётная нагрузка на [pic] перекрытия с учётом класса
ответственности здания II будет равна [pic].
Расчётная нагрузка на [pic] ригеля от покрытия с учётом собственного
веса ригеля составит:
[pic] – шаг колонн в продольном направлении (ширина грузовой площадки
монолитного ригеля);
[pic] – коэффициент сочетания зависящий от грузовой площади
где [pic] – коэффициент учитывающий долю длительной составляющей в
полной снеговой нагрузке в соответствии с [4].
По аналогии расчётная нагрузка на [pic] ригеля от перекрытия с учётом
собственного веса ригеля составит:
где [pic] – коэффициент учитывающий долю длительной составляющей во
временной нагрузке в соответствии с [4].
Нормативная нагрузка на [pic] ригеля от перекрытия с учетом
-кратковременная [pic].
Для подбора сечения колонны определяем продольную силу
воспринимаемую колонной первого этажа от полной расчётной нагрузки:
Назначаем размеры поперечного сечения колонн из условия п. 6.2.17
[1] когда [pic] где [pic]. Гибкость колонны в любом случае должна быть:
[pic]. Отсюда требуемая оптимальная высота поперечного сечения колонны (при
[pic]): [pic] где в соответствии с требованиями п. 6.2.18 [1] [pic].
Требуемая оптимальная высота поперечного сечения составляет: [pic].
Поскольку колонна воспринимает только вертикальные нагрузки
предварительно принимаем её поперечное сечение квадратным со стороной
Для окончательного назначения размеров поперечного сечения с учётом
полученных по расчёту вертикальных нагрузок определяем собственный вес
Собственный вес [pic] колонны составит [pic] (где [pic] – сторона
поперечного сечения колонны; [p [p
Определяем усилие в колонне первого этажа с учётом её собственного
высота этажа; [pic] – число этажей).
Предварительно определяем несущую способность колонны приняв в первом
приближении коэффициент продольного изгиба [pic] по формуле 3.97 [3]:
[pic] – коэффициент соответствующий максимальному проценту
Для класса бетона В25 [pic] ([pic] согласно п. 5.1.10в [1]).
Для арматуры класса А300 [pic].
Предельная несущая способность составит:
[pic] > [pic]. Следовательно окончательно принимаем колонну с
размерами поперечного сечения [pic].
Рис. 7. Поперечное сечение колонны.
Дополнительные данные для проектирования полученные от программного
комплекса для расчёта колонны и монолитного фундамента:
[pic] – усилие в колонне первого этажа от нормативных нагрузок с
учётом её собственного веса.
[pic] – усилие в колонне первого этажа от расчётных длительных
нагрузок с учётом её собственного веса.
Этап 2. Статический расчёт рамы
В курсовом проекте статический расчёт выполняем для монолитного
железобетонного ригеля третьего этажа.
Поперечная рама здания имеет регулярную расчётную схему с равными
пролётами монолитных ригелей и длинами колонн. Сечение монолитных ригелей и
колонн одинаково на всех этажах. Монолитные ригели опираются на наружные
стены шарнирно. При расчёте инженерным методом с целью упрощения такую
многоэтажную раму расчленяют на на одноэтажные при этом в точках нулевых
моментов колонн (в середине высоты) условно размещают опорные шарниры.
Рис. 8. Расчётная схема одноэтажной рамы (цифрами обозначены номера
опор размеры условные).
Определяем геометрические характеристики элементов поперечной рамы.
Находим центр тяжести поперечного сечения монолитного железобетонного
ригеля представляющего собой тавр:
[pic] – статический момент ребра относительно верхней грани
[pic] – статический момент полки относительно её верхней грани.
[pic] – площадь поперечного сечения ригеля.
Момент инерции ригеля относительно центра тяжести поперечного
Момент инерции поперечного сечения колонны:
Погонная жёсткость ригеля:
где [pic] – начальный модуль упругости для бетона класса В25.
Погонная жёсткость колонны:
Определяем соотношение погонных жёсткостей [pic] средней колонны и
ригеля пересекающихся в одной точке:
Изгибающие моменты ригеля в опорных сечениях [pic] вычисляем по
где [pic] ([pic] [pic] [pic] [pic] – в соответствии со схемой
загружения табл. 3) – коэффициенты для вычисления опорных изгибающих
моментов определяются по табл. 26 [5] в зависимости от схем загружения и
[pic] – расчётная длина ригеля.
Варианты схем загружения представлены в табл. 3.
Рис. 9. Схема расположения опорных моментов (цифрами обозначены номера
Вычисляем изгибающий момент ригеля в опорном сечении от постоянной
нагрузки и различных схем загружения временной нагрузкой. Вычисления
выполняем в табличной форме см. табл. 3.
Определение расчётных изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях
Схемы загружения Расчётные опорные моменты
Постоянные нагрузки [pic] [pic] [pic]
Временные нагрузки [pic] [pic] [pic]
Временные нагрузки [pic] [pic] -14.22
При расположении временной нагрузки через пролёт (схема загружения 23)
определяется максимальный изгибающий момент в пролёте. При расположении
временной нагрузки в двух крайних пролётах опредляются максимальный
изгибающий момент и перерезывающая сила.
Значения опорных моментов принимать отрицательными.
Изгибающий момент ригеля в опорном сечении [pic] (изгибающий момент
[pic] от 4 схемы загружения см. рис. 2.2) находим из уравнений
строительной механики (из уравнения трёх моментов) по формуле:
Определяем изгибающие моменты ригеля в пролётных сечениях:
- в крайнем пролёте – невыгодная комбинация схем загружения “1+2”
изгибающий момент в опорном сечении:
максимальный изгибающий момент в пролётном сечении:
- в среднем пролёте – невыгодная комбинация схем загружения “1+3”
Перераспределение моментов ригеля под влиянием образования
пластического шарнира. В соответствии с [2 5] практический расчёт
заключается в уменьшении не более чем на 30 % опорных моментов ригеля для
комбинации схем загружения “1+4” при этом намечается образование
пластического шарнира на опоре.
К эпюре моментов комбинации схем загружения “1+4” добавляют
выравнивающую треугольную эпюру так чтобы уравнялись опорные моменты для
удобства армирования опорного узла.
Для комбинации схем загружения “1+4” уменьшаем на 30 % максимальный
опорный момент [pic] и вычисляем ординаты выравнивающей треугольной эпюры
моментов (см. рис. 2.3):
К эпюре моментов для комбинации “1+4” прибавляем выравнивающую эпюру.
Значения изгибающих моментов ригеля в опорных сечениях на эпюре выровненных
Изгибающие моменты ригеля в пролётных сечениях на эпюре выровненных
- в крайнем пролёте – изгибающий момент ригеля в опорном сечении для
комбинации схем загружения “1+4”:
Расстояние от опоры в которой значение перерезывающих усилий в
крайнем пролёте равно 0 (координата в которой изгибающий момент в пролёте
максимален) находим из уравнения:
Находим значение изгибающего момента в пролётном сечении для
комбинации “1+4” по формуле:
Определяем значение изгибающего момента [pic] на выравнивающей эпюре в
точке с координатой [pic]:
Изгибающий момент ригеля в пролётном сечении на эпюре выровненных
- в среднем пролёте – изгибающий момент ригеля в опорном сечении на
второй и третьей опорах (см. рис. 2.2 и табл. 3) для комбинации схем
перерезывающие усилия в среднем пролёте ригеля:
Изгибающий момент в пролётном сечении среднего ригеля для комбинации
схем загружения “1+4” который находится в центре среднего пролёта ригеля:
Значение момента на выравнивающей эпюре в центре среднего пролёта:
Изгибающий момент в пролётном сечении на эпюре выровненных моментов:
Определяем изгибающие моменты ригеля в опорных сечениях по грани
На средней опоре при комбинации схем загружения “1+4” опорный момент
ригеля по грани колонны не всегда оказывается расчётным для подбора
арматуры. Поэтому опорные моменты ригеля по грани колонны необходимо
вычислять при всех комбинациях загружений.
Вычисляем изгибающие моменты в опорном сечении по грани крайней
- для комбинации “1+4” и выровненной эпюре моментов:
где [pic] – высота сечения колонны [pic].
- для комбинации “1+3”:
- для комбинации “1+2”:
перерезывающая сила на опоре:
По остальным схемам загружения действующие изгибающие моменты ригеля в
опорном сечении справа колонны меньше чем слева т. е. их можно не
По результатам вычислений расчётный (максимальный) изгибающий момент
ригеля в опорном сечении по грани средней колонны равен:
Расчётный изгибающий момент ригеля в пролётном сечении:
- для крайнего ригеля:
[pic] – изгибающий момент в опорном сечении по грани средней колонны
от действия полной нормативной нагрузки (для расчёта по второй группе
предельных состояний);
от действия нормативной длительной нагрузки (для расчёта по второй группе
[pic] – изгибающий момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от
действия полной нормативной нагрузки (для расчёта по второй группе
действия нормативной длительной нагрузки (для расчёта по второй группе
- для среднего ригеля:
предельных состояний).
Этап 3. Расчёт монолитного железобетонного ригеля по предельным
состояниям первой группы
1 Расчёт ригеля на прочность по сечениям нормальным к продольной оси
На этом этапе необходимо выполнить подбор продольной рабочей арматуры
монолитного железобетонного ригеля крайнего пролёта второго этажа. Все
необходимые усилия для расчёта были получены на этапе 2.
Определим площадь сечения продольной арматуры в пролётном сечении
ригеля. Расчёт производим в предположении что сжатая арматура по расчёту
Согласно результатам компоновки сборно-монолитного перекрытия (см.
этап 1) геометрические размеры поперечного сечения ригеля составляют:
[pic] [pic] [pic] [pic] (см. рис. 3.1). Толщину защитного слоя бетона
назначаем с учётом требований п. 5.7 [3] величину [pic] принимаем равной
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжёлый класс бетона
монолитных конструкций по бланку задания (см. этап 1) В25 по табл. 2.2 [3]
определяем расчётное сопротивление бетона по прочности на сжатие: [pic].
С учётом коэффициента [pic] принимаемого по п. 2.8 [3] [pic].
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 расчётное
значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы
определяем по табл. 2.6 [3]: [pic].
Расчётный изгибающий момент в пролётном сечении крайнего пролёта:
По табл. 3.2 [3] находим: [pic] [pic].
Определяем рабочую высоту сечения бетона: [pic].
Проверяем условие [pic]:
[pic] – следовательно граница сжатой зоны проходит в полке ригеля.
Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения растянутой арматуры определяем как
для прямоугольного сечения шириной [pic].
[pic] – сжатая арматура не требуется.
Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона:
Требуемая площадь растянутой арматуры:
По сортаменту принимаем [pic] (4 ( 25 и 2 ( 10 – четыре стержня
диаметром [pic] и два стержня диаметром [pic]).
Определяем на сколько процентов площадь поперечного сечения
фактически установленных стержней больше требуемой по расчёту:
Толщина защитного слоя составляет [pic]. Расстояние между осями
стержней продольной арматуры составляет [pic].
Продольную сжатую арматуру принимаем конструктивно 6 стержней
диаметром [pic] класса А240.
Определим площадь сечения продольной арматуры в опорном сечении
На опоре растянутая зона располагается в верхней части поперечного
сечения ригеля следовательно рабочая арматура будет расположена в этой
зоне. С целью обеспечения удобства армирования опорного узла было
произведено выравнивание изгибающих моментов в опорных сечениях ригеля.
Согласно п. 8 расчётов по этапу 2 расчётным изгибающим моментом ригеля в
опорном сечении по грани средней колонны является момент полученный по
комбинации схем загружения “1+2” (см. табл. 3).
При подборе продольной арматуры растянутые свесы полки ригеля в
расчётах не учитываем. Однако учитывая тот факт что сборные плиты
перекрытия имеют арматурные выпуски которые замоноличиваются в ригель
можно сделать вывод о том что бетон сжатой зоны ригеля и бетон плиты
перекрытия работают совместно. В связи с этим поперечное сечение ригеля на
опоре будем рассматривать как тавровое с полками в сжатой зоне.
Расчёт выполняем согласно п. 3.24 [3].
Геометрические размеры поперечного сечения ригеля на опоре
составляют: [pic] [pic] [pic] [pic] (см. рис. 10). Толщину защитного
слоя бетона назначаем с учётом требований п. 5.7 [3] величину [pic]
принимаем равной [pic].
Рис. 10. (размеры условные).
Характеристики бетона и арматуры (см. подбор продольной арматуры в
пролётном сечении ригеля): [pic].
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 [pic].
Расчётный изгибающий момент в опорном сечении ригеля (см. результаты
расчетов по этапу 2): [pic].
По табл. 3.2 [3] находим: [p [pic].
Проверяем условие: [pic]
[pic][pic] – следовательно граница сжатой зоны проходит в полке расчётного
поперечного сечения ригеля. Согласно п. 3.25 [3] площадь сечения
растянутой арматуры определяем как для прямоугольного сечения шириной
2 Расчёт ригеля на прочность по сечениям наклонным к продольной оси
На этом этапе необходимо выполнить расчёт ригеля по полосе между
наклонными трещинами подбор поперечной арматуры для ригеля крайнего
пролёта второго этажа. Все необходимые усилия для расчёта были получены на
Расчёт монолитного ригеля по полосе между наклонными трещинами
выполняем согласно п. 3.30 [3].
Геометрические параметры поперечного сечения ригеля: [pic] [pic]
[pic] [pic] [pic] (см. рис. 10). Рабочая высота сечения бетона: [pic].
Характеристики бетона: [pic].
Расчётная перерезывающая сила согласно результатам расчётов по этапу 2
Определяем предельную поперечную силу в сечении нормальном к
продольной оси ригеля:
Прочность элемента по полосе между наклонными трещинами обеспечена.
Требуется произвести расчёт по прочности на действие поперечной силы
по наклонному сечению.
Проверку прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси на
действие поперечной силы выполняем согласно п. 3.31 – 3.42 [3].
Геометрические параметры поперечного сечения ригеля – см. расчёт по
полосе между наклонными сечениями.
Характеристики бетона: [pic]. По табл. 2.2 [3] определяем расчётное
сопротивление бетона по прочности на растяжение: [pic]. С учётом
коэффициента [pic] принимаемого по п. 2.8 [3] [pic].
Т. к. диаметр продольной растянутой арматуры каркаса К-1 составляет
[pic] наименьший допустимый диаметр стержней поперечного направления из
условия свариваемости составляет [pic]. Класс поперечной арматуры назначаем
А240 [pic] – по табл. 5.8 [1].
Количество поперечных стержней принимаем равным количеству продольных
– 6Тогда площадь сечения шести стержней поперечной арматуры диаметром
[pic] составит [pic].
Шаг поперечных стержней на опоре согласно п. 5.21 [3] назначается из
Принимаем шаг поперечных стержней на опоре [pic] – кратно [pic].
Шаг поперечных стержней в пролёте согласно п. 5.21 [3] назначается
Принимаем шаг поперечных стержней в пролёте [pic] – кратно [pic].
[pic] значение полной расчётной нагрузки на [pic] ригеля от перекрытия с
учётом его собственного веса равно [pic] (см. результаты расчёта этапа 1).
Определяем значение [pic]:
Интенсивность установки поперечных стержней на опоре ([pic]) и в
пролёте ([pic]) составляет:
Находим длину проекции наклонного сечения:
Проверяем условия [pic] [pic]:
– условия не выполняются и согласно п. 3.32 [3] значение [pic] не
[pic] – условие выполняется.
Значение [pic] принимаем [pic].
Длину проекции наклонной трещины [pic] принимаем равной [pic]:
Значение [pic] принимаем равным [pic].
Поперечная сила воспринимаемая хомутами в наклонном сечении:
Поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении:
Поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции [pic] от
внешних сил принимается в сечении нормальном к продольной оси элемента
проходящем на расстоянии [pic] от опоры и определяется по формуле:
[pic] – условие выполняется прочность элемента по сечениям наклонным
к продольной оси обеспечена.
При уменьшении интенсивности хомутов от опоры – к пролёту с [pic] до
[pic] вызванном увеличением шага поперечных стержней длину участка с
интенсивностью хомутов [pic] следует принимать не менее [pic] пролёта
монолитного ригеля и не менее значения [pic] определяемого в зависимости
Т. к. [pic] согласно п. 3.34 [3] значение [pic] определяем по
С учётом ширины площадки опирания ригеля на наружные кирпичные стены
([pic] – см. общие сведения о сборно-монолитном перекрытии этап 1)
значение [pic] составит: [pic]. Значение [pic] необходимо принимать не
менее [pic] пролёта ригеля что составляет [pic].
Окончательно длину участка с интенсивностью хомутов [pic] назначаем
кратно шагу поперечных стержней на опоре: [pic] кратно [pic].
[pic] – площадь сечения продольной растянутой арматуры в пролётном
сечении ригеля среднего пролёта требуемая по расчёту;
[pic] – площадь сечения продольной сжатой арматуры в пролётном сечении
среднего пролёта требуемая по расчёту;
[pic] – площадь сечения поперечной арматуры ригеля.
Этап 4. Расчёт монолитного железобетонного ригеля по предельным
состояниям второй группы
1 Расчёт ригеля по образованию и раскрытию трещин
На этом этапе необходимо выполнить расчёт ригеля крайнего пролёта
второго этажа по предельным состояниям второй группы: определить момент
трещинообразования вычислить ширину продолжительного и непродолжительного
раскрытия трещин нормальных к продольной оси ригеля выполнить расчёт по
деформациям. Все необходимые усилия были получены на этапе 2.
В случае если трещины не образуются расчёт по раскрытию трещин
выполнять не следует.
Момент образования трещин с учётом упругих деформаций определяем
согласно п. 4.4 – 4.8 [3].
[pic] [pic] [pic] (см. рис. 10).
Характеристики бетона и арматуры для расчёта ригеля по предельным
состояниям второй группы: бетон тяжёлый класс бетона В25 по табл. 2.1 [3]
расчётное сопротивление бетона по прочности на сжатие [pic] [pic].
Значение начального модуля упругости бетона принимаем по табл. 2.4 [3]:
Продольная рабочая арматура по заданию – класса А300 значение модуля
упругости арматуры [pic] принимаем равным [pic] (см. п. 2.20 [3]). Площадь
фактически установленной продольной растянутой арматуры в пролётном сечении
составляет [pic] (4 ( 25 и 2 ( 10) продольной сжатой: [pic] (6 ( 8).
За расчётный диаметр стержней растянутой арматуры [pic] принимаем
наибольший диаметр – [pic].
Изгибающий момент ригеля в пролётном сечении в крайнем пролёте от
действия полной нормативной нагрузки равен [pic] в т. ч. изгибающий момент
в пролётном сечении в крайнем пролёте от действия нормативной длительной
Площадь поперечного сечения ригеля в пролётном сечении:
Определяем коэффициент приведения арматуры к бетону:
Площадь приведённого сечения ригеля:
Статический момент полного приведённого сечения относительно
где [pic] – статический момент стенки монолитного ригеля относительно
[pic] – статический момент сжатой и растянутой арматуры относительно
Расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра тяжести
приведённого сечения ригеля:
Момент инерции приведённого сечения относительно его центра
[pic] – момент инерции поперечного сечения бетона ригеля относительно
центра тяжести приведённого сечения;
[pic] – момент инерции растянутой арматуры относительно центра тяжести
приведённого сечения;
[pic]– момент инерции сжатой арматуры относительно центра тяжести
Момент сопротивления [pic]:
Согласно п. 4.8 [3] для тавровых сечений при определении момента
образования трещин с учётом неупругих деформаций растянутого бетона
допускается заменять значение [pic] на [pic] где [pic] – коэффициент
зависящий от формы поперечного сечения элемента определяемый по табл. 4.1
[3]. Для элемента таврового профиля коэффициент [pic].
Момент образования трещин с учётом неупругих деформаций бетона:
[pic] – условие выполняется трещины образуются требуется расчёт по
Ширину раскрытия трещин нормальных к продольной оси ригеля
определяем согласно п. 4.4 – 4.8 [3].
Исходные данные см. расчёт по определению момента
коэффициент приведения арматуры к бетону:
Приведённый коэффициент армирования для растянутой арматуры [pic]:
Коэффициенты [pic] и [pic] для определения плеча внутренней пары сил
при расчёте по раскрытию трещин:
По черт. 4.3 [3] линейной интерполяцией находим[pic].
Определяем плечо внутренней пары сил:
Определяем высоту растянутой зоны бетона:
где [pic] – поправочный коэффициент равный [pic] для элементов
таврового сечения с полкой в сжатой зоне;
При определении площади сечения растянутого бетона высота
растянутой зоны бетона [pic] принимается не менее [pic] и не более [pic]:
[pic] – условие не выполняется принимаем [pic].
Площадь сечения растянутого бетона:
Базовое расстояние между трещинами [pic]:
Значение [pic] принимают не менее [pic] и [pic]:
Значение [pic] принимают не более [pic] и [pic]:
[pic] [pic] принимаем [pic].
Напряжение в растянутой арматуре ригеля:
где [pic] – к определению ширины раскрытия трещин при действии полной
нормативной нагрузки;
[pic] – к определению ширины раскрытия трещин при действии нормативной
длительной нагрузки.
[pic] – напряжение в растянутой арматуре при действии полной
[pic] – напряжение в растянутой арматуре при действии нормативной
Значение коэффициента [pic] учитывающего неравномерное
распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами:
[pic] – при действии нормативной длительной нагрузки.
Значения коэффициентов [pic] согласно п. 4.10 [3]:
[pic] – учитывает продолжительность действия нагрузки равный [pic]
при непродолжительном действии нагрузки; равный [pic] – при
[pic] – учитывает профиль продольной арматуры равный [pic] для
арматуры класса А300;
[pic] – учитывает характер нагружения равный [pic] для изгибаемых
Ширина раскрытия трещин:
при продолжительном действии длительных нагрузок:
при непродолжительном действии полной нагрузки:
при непродолжительном действии длительных нагрузок:
Согласно п. 4.14 [3] ширина продолжительного раскрытия трещин: [pic].
Ширина непродолжительного раскрытия трещин: [pic].
Проверяем условие [p
где [pic] – предельно допустимая ширина раскрытия трещин равная:
[pic] – при непродолжительном раскрытии трещин.
1 Расчёт ригеля по деформациям
Расчёт по прогибам с трещинами в растянутой зоне выполняем согласно
Геометрические размеры рассматриваемого поперечного сечения ригеля в
пролёте составляют: [pic] [pic] [pic] [pic] [pic].
Размеры ригеля на опоре: [pic] [pic] [pic] [pic] [pic].
Расчётный пролёт монолитного ригеля:
[p ([pic] – высота сечения колонны [pic] – ширина площадки
опирания ригеля на кирпичную стену).
Характеристики бетона и арматуры для расчёта по предельным
состояниям второй группы см. расчёт по определению момента
Площадь фактически установленной продольной арматуры в пролётном
сечении согласно расчётам по этапу 3.1: [pic] (4 ( 25 и 2 ( 10)
продольной сжатой: [pic] (6 ( 8).
Площадь фактически установленной продольной растянутой арматуры в
опорном сечении согласно расчётам по этапу 3.1: [pic].
действия полной нормативной нагрузки (см. этап 2 дополнительные данные)
равен [pic] в т. ч. момент в пролётном сечении в крайнем пролёте от
действия нормативной длительной нагрузки [pic]. Изгибающий момент в опорном
сечении по грани средней колонны от действия полной нормативной нагрузки
[pic] от действия нормативной длительной нагрузки [pic].
Т. к. монолитный ригель опирается на наружную кирпичную стену
шарнирно кривизна на левой опоре будет равна нолю: [pic].
От непродолжительного действия всех нагрузок:
для сечения в пролёте:
для сечения на опоре:
От непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
От продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
Коэффициент [pic] принимаем как для свободно опёртой балки: [pic].
Прогиб крайнего пролёта ригеля:
Согласно п. 10.7 [4] находим [pic].
[pic] – условие не выполняется требуется увеличить площадь сечения
растянутой арматуры в пролёте.
Этап 5. Расчёт сборной железобетонной колонны на действие сжимающей
продольной силы со случайным эксцентриситетом и монолитного центрально
нагруженного фундамента
1 Расчёт сборной железобетонной колонны на действие сжимающей продольной
силы со случайным эксцентриситетом
На этом этапе необходимо подобрать площадь сечения продольной сжатой
арматуры и поперечной арматуры в сечении сборной железобетонной колонны.
При этом значение эксцентриситета продольной силы принимаем равным
случайному эксцентриситету [pic] (определяется согласно п. 3.49 [3]). Все
необходимые усилия были получены на этапе 2.
Подбор продольной арматуры выполняем согласно п. 3.49 – 3.58 [3].
Сечение колонны принято на 1 этапе и составляет [pic]. Величину
защитного слоя назначаем в соответствии с требованиями п. 5.6 – 5.8 [3] и
принимаем [pic]. Длина колонны первого этажа составляет [pic]. Расчётную
длину элемента принимаем согласно требованиям п. 6.2.18 [1]: [pic].
Характеристики бетона и арматуры: бетон тяжёлый класс бетона В25
по табл. 2.2 [3] определяем расчётное сопротивление бетона по прочности на
сжатие: [pic]. С учётом коэффициента [pic] принимаемого по п. 2.8 [3]
сопротивление арматуры для предельных состояний первой группы определяем по
табл. 2.6 [3]: [pic].
Расчётные усилия в колонне первого этажа:
усилие в колонне первого этажа от расчётных нагрузок с учётом её
собственного веса: [p
усилие в колонне первого этажа от расчётных длительных нагрузок с
учётом её собственного веса: [pic].
Определяем рабочую высоту сечения бетона колонны:
Т. к. [pic] [pic] расчёт допускается производить из условия [pic].
Принимая [pic] вычисляем требуемую площадь сечения продольной
Принимаем минимальное конструктивное армирование колонны сечением
[pic] – 4 ( 16 [pic].
Выполним проверку прочности сечения колонны с учётом площади
сечения фактически принятой арматуры:
При [pic] [pic] по табл. 3.5 и 3.6 [3] находим [pic] [pic].
Определяем коэффициенты [pic] и [pic]:
Коэффициент [pic] принимается не более [pic].
Фактическая несущая способность колонны:
[pic] условие выполняется следовательно прочность колонны
Диаметр стержней поперечной и монтажной арматуры назначаем из
условия свариваемости и принимаем равным [pic]. Шаг стержней принимаем
равным [pic] что не более [pic].
Косвенное армирование назначаем в виде четырёх сварных сеток С-1 с
размером ячейки [pic]. Первую сварную сетку устанавливаем на расстоянии
[pic] от нагруженной грани колонны остальные – с шагом [pic] размещаем на
длине [pic] что больше [pic].
2 Расчёт монолитного центрально нагруженного фундамента
Фундамент проектируем под колонну рассчитанную на этапе 5.1. верх
фундамента располагаем на отметке [pic]. Все необходимые усилия были
получены на этапе 2.
Геометрические размеры сечения колонны приняты на этапе 1 и
составляют [pic]. По заданию грунт основания имеет условное расчётное
сопротивление [pic]. Глубина заложения фундамента составляет [pic].
по табл. 2.2 [3] определяем расчётное сопротивление бетона осевому
растяжению: [pic]. С учётом коэффициента [pic] принимаемого по п. 2.8 [3]
Усилие в колонне первого этажа от нормативных нагрузок с учётом её
собственного веса (см. этап 1): [pic] усилие в колонне первого этажа от
расчётных нагрузок с учётом её собственного веса: [pic].
Усреднённый вес единицы объёма бетона фундамента и грунта на его
обрезах принимаем равным [pic].
Требуемая площадь подошвы фундамента:
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее
[pic]. Принимаем [pic] (кратно [pic] нечётное) при этом площадь подошвы
фундамента будет равна [pic].
Давление под подошвой фундамента от расчётной нагрузки:
Высота фундамента составляет [pic] где [pic] – глубина заложения
фундамента [pic] – расстояние от отметки [pic] до уровня верха фундамента.
Расстояние от наиболее растянутой грани подошвы фундамента до центра
тяжести стержней продольной арматуры в плитной части принимаем равным
Ширину стакана в уровне верха принимаем равной [pic] в уровне низа
Величину заделки колонны в стакан фундамента принимаем равной [pic]
при этом глубина стакана составит [pic].
Толщину стенок стакана назначаем равной [pic]. Тогда ширина
подколонника составит [pic].
Высота плитной части конструктивно равна:
Уточняем требуемую рабочую высоту плитной части:
где [pic] – коэффициент принимаемый равным [pic].
С учётом [pic] требуемая высота плитной части составит:
Окончательно высоту плитной части принимаем [pic]. Тогда рабочая
высота плитной части составит [pic].
Вылет подошвы фундамента равен [pic] – плитную часть фундамента
выполняем одноступенчатой высоту ступени назначаем равной [pic]. Рабочая
высота первой ступени будет равна [pic]. Высота подколонника составит
Рис. 11. К расчёту фундамента (размеры условные).
Проверку прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без
поперечного армирования в наклонном сечении (для единицы ширины этого
сечения [pic]) производим из условия [pic]
где [pic] – поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном
[pic] – условие выполняется т. е. прочность нижней ступени фундамента
по поперечной силе обеспечена.
Продавливание плитной части низом колонны от действия продольной
силы [pic] (расчёт производится на продавливание от низа подколонника т.
Расчёт на продавливание плитной части низом подколонника (от низа
колонны граница продавливания находится за пределами подошвы фундамента)
производится из условия [p
[pic] – среднее арифметическое значение периметров верхнего и нижнего
оснований пирамиды продавливания.
[pic] – условие выполняется продавливания не происходит.
Проверку плитной части фундамента на раскалывание от действия
[pic] – коэффициент учитывающий совместную работу фундамента с
[pic] – площадь вертикального сечения фундамента в плоскости
проходящей по оси сечения колонны параллельно стороне подошвы для
одноступенчатого фундамента:
[pic] – условие выполняется раскалывания не происходит.
Площадь сечения арматуры подошвы фундамента в сечениях I-I II-II и
III-III (см. рис 5.2):
[pic] – расчётное сопротивление арматуры на растяжение.
(для одноступенчатого фундамента [pic]).
Определяем требуемую площадь арматуры в сечениях I-I и III-III:
Для ширины подошвы фундамента [pic] количество стержней продольной
арматуры в плитной части устанавливаемых с шагом [pic] будет равно [pic].
По максимальной из требуемых площадей арматуры определяем требуемую
площадь сечения одного стержня:
По сортаменту требуемый диаметр стержня – [pic] с площадью сечения
[pic]. Т. к. минимальный диаметр стержней продольной арматуры в плитной
части фундамента – [pic] окончательно принимаем сетку с одинаковой в обоих
направлениях рабочей арматурой 9 ( 12 (девять стержней диаметром [pic]) с
площадью сечения [pic].
Этап 6. Расчёт кирпичного простенка с сетчатым армированием
Расчёт выполняем согласно п. 4.7 – 4.11 4.30 – 4.31 [7].
На этапе 1 принята толщина наружных стен [pic]. Материал стен –
кирпич керамический полнотелый одинарный марки по прочности М150 марки по
морозостойкости – F35 марка цементно-песчаного раствора М50.
Согласно рис. 6.1 высота кирпичной стены за вычетом расстояния от
низа стены до [pic] высоты простенка первого этажа составляет [pic].
Расчётная ширина стены принимается равной шагу колонн в поперечном
направлении [pic]. Ширина оконных проёмов по рис. 1.13 равна [pic]. Ширина
площадки опирания плиты перекрытия на кирпичную стену составляет [pic] (см.
рис. 1.14). Расчётная высота простенка равна высоте оконного проёма [pic].
Размеры поперечного сечения простенка составят:
Согласно расчётам этапа 1 полная расчётная нагрузка на [pic] покрытия
с учётом нормального уровня ответственности здания II будет равна [pic]
полная расчётная нагрузка на [pic] перекрытия с учётом класса
Продольная сила в опасном сечении простенка:
где [pic] – коэффициент проёмности ([pic] – суммарная площадь оконных
проёмов в расчётном сечении стены);
[pic] – ширина первого пролёта в продольном направлении.
Момент в расчётном сечении простенка:
Рис. 12. К определению размеров фрагмента стены (размеры условные).
Эксцентриситет продольной силы:
Т. к. эксцентриситет [pic] согласно п. 4.31 [7] простенок можно
проектировать с сетчатым армированием.
Максимальные напряжения в кладке:
где в первом приближении [p
Расчётное сопротивление неармированной кладки должно быть не менее
По табл. 2 [7] для марки кирпича М150 и марки раствора М50
определяем расчётное сопротивление кладки [pic].
Исходя из конструктивных требований назначаем сетку из стержней
арматуры класса В500 диаметром [pic] ([pic] [pic] [pic]). Шаг сеток
назначаем через каждые пять рядов [pic] (при толщине шва [pic] высоте
кирпича [pic]). Размер ячейки сетки принимаем [pic].
Процент армирования по объёму кладки с сетчатым армированием составит:
Рис. 13. К расчёту кирпичного простенка с сетчатым армированием.
Гибкость простенка в плоскости действия изгибающего момента для
определения коэффициента продольного изгиба:
Высота сжатой части сечения:
Соответствующая ей гибкость:
Расчётное сопротивление кладки при внецентренном сжатии:
Упругая характеристика кладки с сетчатым армированием:
По величинам гибкостей [pic] и [pic] а т. же значению [pic] по табл.
[7] определяем значения коэффициентов продольного изгиба для
армированной кладки при внецентренном сжатии [pic] и [pic]. Тогда [pic].
При [pic] по табл. 20 [7] определяем [pic] тогда коэффициент
учитывающий влияние длительной нагрузки определяемый по формуле 16 [7]
Коэффициент [pic] учитывающий повышение расчётного сопротивления
кладки при внецентренном сжатии определяем по табл. 19 [7]:
Фактическая несущая способность кирпичного простенка при
внецентренном сжатии:
[pic] – прочность кирпичного простенка обеспечена.
Этап 7. Расчёт предварительно напряжённой круглопустотной плиты
Расчёт выполняем согласно [9].
По результатам компоновки перекрытия здания (см. этап 1)
номинальная ширина плиты составляет [pic] пролёт плиты перекрытия [pic]
высота плиты [pic]. Ширина площадки опирания плиты на кирпичную стену
составляет [pic] тогда расчётный пролёт плиты будет равен [pic].
Полная расчётная нагрузка на [pic] длины перекрытия (см. табл. 1
этап 1) равна [pic] полная нормативная нагрузка на [pic] длины перекрытия
Определяем изгибающие моменты в пролётном и опорном сечениях плиты:
для расчёта по первой группе предельных состояний:
изгибающий момент в опорном сечении плиты:
поперечная сила в узле сопряжения плиты с монолитным ригелем:
Расстояние от опоры на котором изгибающий момент плиты в пролётном
Значение максимального изгибающего момента в пролётном сечении:
Геометрические размеры плиты см. рис. 3.
Продольная рабочая ненапрягаемая арматура по заданию – класса А300
расчётное значение сопротивления арматуры для предельных состояний первой
группы по табл. 2.6 [3]: [pic].
Продольная рабочая напрягаемая арматура по заданию – класса А600
расчётное сопротивление для предельных состояний первой группы по табл. 2.8
[9]: [pic] [pic]. Способ натяжения арматуры – механический.
Характеристики бетона: бетон тяжёлый класса В25. По табл. 5.2 [1]:
[pic] [pic]. С учётом коэффициента [pic] принимаемого согласно п. 2.8
Согласно п. 2.25 [9] величину предварительного напряжения арматуры
назначаем равным [pic].
Подбор предварительно напрягаемой арматуры в пролётном сечении
плиты. При расчёте плиты по прочности учитываем благоприятное влияние
предварительного напряжения с учётом возможных отклонений предварительного
напряжения: [pic] где [pic] согласно п. 3.7 [9].
Расчётное сечение плиты – тавровое с полкой в сжатой зоне
геометрические размеры см. рис. 7.1. рабочая высота сечения плиты
[pic] – условие выполняется следовательно граница сжатой зоны
проходит в полке и площадь сечения напрягаемой арматуры определяется как
для прямоугольного сечения шириной [pic] согласно п. 3.14 и 3.16 [9].
Вычисляем значение [pic]:
Значение [pic] определяем по табл. 3.1 [9] в зависимости от
соотношения [pic] где [pic] – предварительное напряжение с учётом всех
[pic] – сжатая ненапрягаемая арматура по расчёту не требуется.
Площадь сечения напрягаемой арматуры в растянутой зоне:
[pic] – коэффициент условий работы напрягаемой арматуры при [pic]
[pic] (принимается не более [pic]) принимаем [pic].
Количество стержней напрягаемой арматуры принимаем согласно рис. 7.1.
По сортаменту принимаем 9 стержней диаметром [pic] с расчётной площадью
поперечного сечения [pic].
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
тяжёлого бетона без предварительного натяжения арматуры (к СП 52-101-
СНиП 2.01.07-85* (с изм. 2003). Нагрузки и воздействия.
Железобетонные и каменные конструкции. Под редакцией В.М. Бондаренко. –
М.: Высшая школа 2007.
Примеры расчёта и конструирования железобетонных конструкций по СП 52-
1-2003. Под редакцией 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 пособие. А.Б.
Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.; Под редакцией А.Б.
Голышева. – К.: Будiвельник 1985. – 496с.
Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных
конструкций из тяжёлого бетона (к СП 52-102-2004). – М.: ГУП НИИЖБ
Госстроя России 2004.