Промышленное здание с железобетонным каркасом в Бресте

Курсовой ЖБК№2 ЭТО В РАСПЕЧАТКЕ (2).doc

1. Компоновка поперечной рамы.
Произвести статический расчет поперечной рамы одноэтажного
трехпролетного здания и запроектировать крайнюю сборную колонну фундамент
и большепролётную конструкцию (балка с параллельными поясами).
Здание оборудовано электрическими мостовыми кранами среднего режима
работы по два крана в каждом пролете. Грузоподъемность кранов во всех
пролетах Q=205 т (19649 кН). Режим работы крана – средний.
Длина температурного блока – 72.0 м; поперечных стен в пределах
температурного блока нет. Наружные панельные стены до отметки 8400
самонесущие выше – навесные. Район строительства – г. Воронеж.
Расстояние от уровня чистого пола до уровня головки подкранового
рельса 9.65м. Высота подкрановой балки 1.4м; высота подкранового пути
15м. Назначаем высоту подкрановой H1 и надкрановой H2 частей колонны при
высоте крана 2.4 м: H1=9.65-1.4-0.15=8.1 м; H2≥2.4+1.4+0.15+0.25=4.2 м.
H2=4.5 м. H=H1+H2=4.5+8.1=12.6 м. При глубине заделки колонн в фундаменте
hf=1.2 м полная её высота: Htot=H+hf+0.15=12.6+1.2+0.15=13.95 м.
Размеры сечения надкрановой части колонны: ширина bc=0.5 м; высота
hc=1.4 м; подкрановой части bc=0.5 м; hс=1.4 м; высота сечения одной ветви
hb=0.3 м; высота подкрановой (верхней) распорки hs=1.05 м остальных
распорок – hs=0.4 м.
[pic]Рисунок 1. Поперечный разрез здания
Расчет стропильной конструкции.
Данные для проектирования.
Требуется запроектировать предварительно напряженную балку с
параллельными поясами пролетом 18 м. Расстояние между балками вдоль здания
Принятые размеры балки представлены на рис. 2
Рисунок 2. Сечение балки.
– действительное поперечное сечение; 2 – эквивалентное поперечное
Изготовление балки предусмотрено в рабочем положении. Бетон тяжелый
класса В40. Натяжение арматуры – механическим способом на упоры стенда. В
качестве напрягаемой арматуры применены арматурные канаты класса К-7. Для
сварных сеток принята арматура класса А-III.
Расчетные характеристики материалов:
для бетона класса В40 Rb=20 МПа; Rbt=1.25 МПа; Rbser=29.0 МПа;
Rbtser=2.1 МПа; Eb=36000 МПа;
для арматуры класса A-III Rs=Rsc=365 МПа; Rsw=290 МПа; Es=200000
для канатов класса К-7 Rs=1250 МПа; Rsc=500 МПа;
Rs ser=1500 МПа; Es=180000 МПа.
Определение усилий в балке.
На балку действуют постоянные и временные нагрузки. Постоянные
включают вес водотеплоизоляционного ковра железобетонных плит покрытия и
балки. Временную нагрузку создает вес снегового покрова (табл. 1).
Таблица 1 – Нагрузки на 1 м2 покрытия.
Вид нагрузки Нагрузка кПа Коэффициент Расчетная
надежности нагрузка
по нагрузке при γf>1
Нормативная Расчетная
Постоянная 3.054 2.9 - 3.269
в том числе водоизоляционный0.085 0.08 1.2 0.096
асфальтовая стяжка (t=20мм; 0.332 0.315 1.2 0.378
минераловатный плитный 0.370 0.35 1.2 0.42
утеплитель (t=100мм;
обмазочная пароизоляция 0.047 0.045 1.2 0.054
железобетонные плиты 2.22 2.11 1.1 2.321
покрытия размером 3x12м
Временная (снеговая) 1.2 1.14 1.4 1.596
в том числе длительная 0.36 0.342 1.4 0.479
кратковременная 0.84 0.798 1.4 1.117
Полная 4.254 4.04 - 4.865
в том числе продолжительно 3.414 3.242 - 3.748
кратковременная 0.84 0.798 - 1.117
Все расчетные нагрузки определены с учетом коэффициента надежности по
назначению конструкций γf=0.95.
Нагрузка на балку от плит покрытия в местах опирания их продольных
ребер передается в виде сосредоточенных грузов.
Вес балки 94.32 кН длина балки 17.95 м.Нагрузка от веса балка на 1 м
ее длины составляет кНм:
Нормативная g1n=94.32:17.95=5.255
Расчетная при γf =1 gd=5.255·0.95=4.99
То же при γf>1 gd=4.99·1.1=5.49
Балка рассчитывается свободно опертая по концам. Максимальное значение
изгибающего момента – в середине пролета поперечной силы – на опорах.
Изгибающий момент в середине пролета:
От продолжительно действующих нагрузок
при γf=1 Mmaxl=1779.69 кН·м
От полной нагрузки при γf=1 Mmax=2165.51 кН·м
От полной расчетной нагрузки при γf>1 Mmax=2590.75 кН·м.
Поперечные силы на опоре:
при γf=1 Ql=337.5 кН
От полной нагрузки при γf=1 Q=409.52 кН
От полной расчетной нагрузки при γf>1 Q=489.23 кН.
Предварительный подбор продольной арматуры.
Размеры поперечного сечения балки: b=0.08 м; b'f=0.34 м; bf=0.27 м;
h'f=0.2 м; hf=0.23 м; h=1.2 м.
Геометрические характеристики бетонного сечения:
Ab=34·20+8·77+27·23=1917 см2=0.192 м2;
Sb=23·27·11.5+8·77·61.5+34·20·110=119826 см3=0.12 м3;
yb=0.120.192=0.625 м;
Ib=(8·773+27·233+34·203)12+12·8·77+512·27·23+47.52·34·20=
=3504485 см4=0.035046 м4;
Wredb=0.0350460.625=0.05606 м3;
ant=0.056060.192=0.292 м.
Определяем значения:
Напрягаемую арматуру располагаем только в растянутой зоне. Принимаем
a=0.1 м поэтому ysp=yb-a=1.2-0.1=1.1 м.
Находим площадь напрягаемой арматуры из условия надежного закрытия
трещин при Mmaxl=1779.69 кН·м.
Определяем количество арматуры из условия ее упругой работы
Принимаем 5ø8 К-7 Asp=1760 мм2=0.00176 м2. В верхней полке
устанавливаем продольную ненапрягаемую арматуру в количестве 4ø20 A-III
A's=1256 мм2=0.001256 м2.
Геометрические характеристики поперечного сечения балки.
Отношение модулей упругости арматуры и бетона
Площади поперечных сечений продольной арматуры приведенные к бетону
Площадь приведенного сечения балки
Момент сопротивления приведенного сечения балки
Положение центра тяжести приведенного сечения
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до центров тяжести
нижней и верхней арматуры:
Момент инерции приведенного сечения
Моменты сопротивления приведенного сечения для нижней и верхней граней
нижней и верхней ядровых точек:
Моменты сопротивления приведенного сечения для крайних волокон с
учетом неупругих деформаций растянутого бетона определяем по формуле
- для нижних растянутых волокон γ=1.5;
- для верхних растянутых волокон γ=1.25.
Предварительное напряжение арматуры и его потери.
Назначаем величину первоначального (без учета потерь) предварительного
напряжения арматуры sp=1300 МПа. Допустимое отклонение предварительного
напряжения при механическом способе натяжения Δsp=0.05sp=0.05·1300=65
МПа. Следовательно sp+ Δsp=1300+65=
=1365 МПа1500 МПа; sp-Δsp=1300-65=1235 МПа>0.3Rsser=0.3·1500=
=450 МПа. Таким образов условия sp+ ΔspRsser и sp-Δsp>0.3Rsser
По формулам табл. 5 СНиП 2.03.01-84 определяем потери появляющиеся до
Потери от релаксации напряжений в арматуре
Потери от температурного перепада между упорами стенда и бетоном при
Потери от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств при
Трения арматуры об огибающие устройства нет из-за отсутствия
последних поэтому 4=0. Арматура натягивается на упоры стенда и потери из-
за деформации стальной формы отсутствуют т.е. 5=0.
Суммарные потери до обжатия бетона
а предварительное напряжение арматуры
Усилие предварительного обжатия
Эксцентриситет приложения усилия относительно центра тяжести
приведенного сечения
Напряжения в бетоне при обжатии на уровне напрягаемой (нижней) и
ненапрягаемой (верхней) арматуры:
[pic] кНсм2=15.6 МПа.
[pic] кНсм2=-7.1 МПа0.
Передаточная прочность бетона Rbp=0.7B=0.7(40=28 МПа. Так как
bsRbp=15.628=0.56α=0.75 потери от быстронатекающей ползучести бетона с
учетом коэффициента 0.85 (пропаренный бетон) b=0.85(40(0.56=19.0 МПа.
Так как 'bs0 величины предварительных сжимающих напряжений в
ненапрягаемой арматуре равны нулю т.е. 's=0.
Первые потери loss=211+19=230 МПа.
Предварительное напряжение в напрягаемой арматуре с учетом первых
потерь (при γsp=1) sp1=1300-230=1070 МПа. Усилие предварительного обжатия
с учетом первых потерь P01=1070(0.00176(103=1883 кН.
Потери в напрягаемой арматуре вызванные усадкой бетона
Потери от ползучести бетона
Ненапрягаемая арматура расположена в растянутой зоне поэтому 's=0.
Общие потери loss=230+42.5+71.4=343.9 МПа>100 МПа.
Предварительное напряжение арматуры после проявления всех потерь (при
γsp=1) sp2=1300-343.9=956.1 МПа.
Расчет балки на стадии эксплуатации.
Проверка размеров бетонного сечения. Размеры сечения проверяют из
обеспечивающего прочность бетона стенки по сжатой полосе между
наклонными трещинами. Рассмотрим два сечения: первое расположено у опоры
второе – на расстоянии 800 мм где толщина стенки становится минимальной.
Величину внешней поперечной силы в первом случае принимаем равной опорной
реакции т.е. Q=489.23 кН; b=0.27 м; h0=1.1 м; φw1=1; φb1=1-
Во втором случае Q=445.6 кН; b=0.08 м.
В обоих случаях Qu>Q следовательно принятые размеры поперечного
Прочность нормальных сечений. Установившееся предварительное
напряжение определяем с учетом коэффициента точности натяжения γsp=0.9.
Определяем граничное значение высоты сжатой зоны бетона:
Принимая в первом приближении γs6==1.15 проверяем условие:
Условие не выполняется. Находим высоту сжатой зоны. Значение при его
сопоставлении с R допускается определять при γs6=1.
Необходимо увеличить площадь ненапрягаемой арматуры в растянутой зоне.
Принимаем 4ø28 A-III A's=2463 мм2=0.002463 м2.
Прочность наклонных сечений. Проверка прочности наклонного сечения на
действие поперечной силы по наклонной трещине согласно СНиП 2.03.01- 84*
производится из условия
где Q=489.25 кН – поперечная сила от внешней нагрузки;
Qb – поперечное усилие воспринимаемое бетоном и равное:
где φb2=2; [p принимаем c=2.95 м. Получим
Значение Qb принимается не менее
Длину проекции опасного сечения принимаем равной
Усилие в хомутах на единицу длины элемента в пределах наклонного
сечения определяется по формуле
При этом должно выполняться условие
Условие соблюдается.
Площадь поперечной арматуры должна определяться по формуле
Минимальный шаг хомутов определяется по формуле
Шаг хомутов принимаем s=150 мм. Получим требуемую площадь арматуры при
данном шаге хомутов:
Принимаем хомуты 2ø12 A-III Asw=226мм2.
Данного шага хомутов следуем придерживаться на расстояние 4.5 м от
опоры. Далее хомуты устанавливаются конструктивно с шагом s=400 мм.
Определение погиба балки. Прогиб определяем в середине пролета. Расчет
выполняем при γf=1 и γsp=1. Момент от продолжительно действующей части
нагрузки Ml=1779.69 кН·м а от непродолжительно действующей Msh=M-
Ml=2165.51-1779.69=385.82 кН·м.
Кривизну от внешней нагрузки определяем по формуле:
Кривизна обусловленная выгибом элемента от непродолжительного усилия
предварительного обжатия:
Кривизна обусловленная выгибом элемента вследствие усадки и
ползучести бетона от усилия предварительного обжатия:
Здесь [pic] и [pic] - относительные деформации бетона вызванные его
усадкой и ползучестью от усилия предварительного обжатия:
Предельно допустимый прогиб для элементов покрытий при l>10 м
Расчеты свидетельствуют о том что проектируемая балка покрытия
удовлетворяет требованиям расчета по несущей способности.
Статический расчет поперечной рамы.
Расчет поперечной рамы производился с помощью ПК RAMPO. Результаты
расчета приведены в таблице 2.
KOЛИЧECTBO ПPOЛETOB - 3
ПOЛOЖEHИE KOЛOHHЫ - 1
ЧИCЛO ПAHEЛEЙ KOЛOHHЫ - 4
ДЛИHA ПPOЛETA - 18.0 M
PAЗMEPЫ CEЧEHИЙ:B=0.50 M; H1=1.40 M;H2=0.60 M; BЫCOTA BETBИ - 0.30 M;
EP=-0.10 M; ED=-0.70 M
OTMETKИ KOЛOHHЫ: Y=12.60 M; YT=9.50 M; YK=8.10 M
OTMETKИ CTEH: YV=14.40 M; Y2= 9.60 M;YO=1.20 M; Y1=8.40 M; OTMETKA
УД. BEC CTEH GA=29.35
ПOCT. - G=3.35 KПA; GC=94.3 GF=0.00 GB=114.70H; GR=1.5
BPEM. - CHEГ. V=1.2 KПA;
- BETP. WO=0.48 KПA;
- KPAH. Q=196.0 PM=184.0 GK=22.5 T;
GT= 7.0T; BC=5.6 M; AC=4.4 M.
Таблица 2 – Расчетные усилия в крайней колонне.
Номер При Gf>1 При Gf=1
Первое (γс=1) Второе (γс=0.9)
Mmax Mmin Nmax Mmax Mmin Nmax
I-I №№ - 1+2 1+2 - - -
M кН·м - -58.35 -58.35 - - -
N кН - 583.45 583.45 - - -
II-II №№ 1+4+6 - 1+2 1+3+5+7+9 - -
M кН·м 216.9 - 128.6 233.53 - -
N кН 429.81 - 602.18 475.09 - -
III-III №№ - 1+4+6 1+4+6 - 1+3+5+7+11 1+3+5+7
M кН·м - -370.43 -370.43 - -421.56 -391.22
N кН - 1018.27 1018.27 - 1123.28 1123.28
IV-IV №№ 1+8 1+10 1+4+6 1+3+9 1+5+7+11 1+3+5+7
M кН·м 548.93 -313.98 -66.38 509.24 -457.23 -44.54
N кН 605.23 605.23 1106.44 760.36 1056.32 1211.45
Q кН 109.11 -46.6 52.7 107.05 -12.93 56.29
M кН·м 410.17 -206.19 -66.28 381.82 -307.38 -41.65
N кН 550.21 550.21 1005.86 705.34 1001.3 1156.43
Q кН 82.43 -28.8 47.92 80.96 0.46 49.9
для бетона класса В20 Rb=10.5 МПа; Rbt=0.8 МПа;
Rbser=15.0 МПа; Rbtser=0.8 МПа; Eb=27000 МПа;
для арматуры класса A-III Rs=Rsc=365 МПа; Es=200000 МПа;
для арматуры класса Вр-I Rs=Rsc=360 МПа; Es=170000 МПа.
Надкрановая часть колонны. Размеры прямоугольного сечения надкрановой
части: b=0.5 м; h=0.6 м; Для продольной арматуры принимаем a=a'=0.04 м;
Рабочая высота сечения h0=0.6-0.04=0.56 м.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба: при
учете крановых нагрузок без их учета l0=2.5H2=2.5·4.5=
=11.25 м. Так как l0h=90.6=15>10 необходимо учитывать влияние прогиба
элемента на величину эксцентриситета продольной силы.
Расчет необходимо выполнять для трех комбинаций:
). Mma Ncorr=475.09 кН;
). Mm Ncorr=583.45 кН;
). Nma Mcorr=128.6 кН·м.
Последовательность расчета показана на примере первой комбинации.
от всех нагрузок (с учетом ветровой нагрузки малой суммарной
продолжительности) M=233.53 кН·м; N=475.09 кН;
от всех нагрузок но без учета ветровой M'=12705 кН·м;
от постоянной продолжительно действующей нагрузки Ml=233.53
Находи моменты внешних сил относительно центра тяжести сечения
растянутой арматуры СС учетом и без учета ветровой нагрузки:
MII=M+N(0.5h-a)=233.53+475.09(0.5·0.6-0.04)=357.1 кН(м;
MI=M'+N'(0.5h-a)=127.05+475.09(0.5(0.6-0.04)=250.57 кН(м;
MI0.77MII=0.77(357.1=274.93 кН(м.
Эксцентриситет продольной силы
e0=MN=233.53475.09=0.492 м > ea=h30=0.630=0.02 м.
Следовательно случайный эксцентриситет не учитываем так как колонна
поперечной рамы – элемент статически неопределимой конструкции.
Находим значение условной критической силы и величину коэффициента .
Определяем коэффициент φl принимая =1 и вычисляя
Площадь сечения растянутой арматуры определяем по формуле:
Поскольку Asmin0 величину A's определяем при =0.85-0.008·10.5=
Арматура в сжатой зоне по расчету не нужна поэтому ее сечение
назначаем в соответствии с конструктивными требованиями
Принимаем 3ø16A-III A's=6.03 см2.
Определяем армирование растянутой зоны
Принимаем 4ø16A-III A's=8.04 см2.
Расчетная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба
l0=1.5H2=1.5·4.5=6.75 м. Так как гибкость из плоскости изгиба
(l0h=6.750.5=13.5) меньше чем в плоскости изгиба (l0h=15) расчет из
плоскости изгиба можно не выполнять.
Результаты расчета для каждой комбинации приведены в табл. 4.
Таблица 4 – Результаты расчета надкрановой части колонны.
Вычисляемые Единица Значения величин при комбинации усилий
I (Mmax) II (Mmin) III (Nmax)
M кН·м 233.53 -58.35 128.6
N кН 475.09 583.45 602.18
M' кН·м 127.05 -58.35 128.6
N' кН 475.09 583.45 602.18
Ml кН·м 113.1 -41.11 113.1
Nl кН 429.81 411.08 429.81
MII кН·м 357.1 -210.05 285.17
88MII кН·м 314.25 -184.84 250.95
MI кН·м 250.5 -147.99 250.5
Rb МПа 10.5 10.5 12.5
e0 м 0.492 -0.1 0.214
M1l кН· 250.57 -210.05 250.5
αs - 7.41 7.41 7.41
Ncr кН 4052 5624 4879
e - 0.817 -0.372 0.504
As' см2 -20.55 -50.14 -37.58
As' (принято) см2 6.03 6.03 6.03
S' (принято) - 3ø16A-III 3ø16A-III 3ø16A-III
α0 - 0.166 0.034 0.096
As (вычислено)см2 7.75 7.14 -0.78
As (принято) см2 8.04 8.04 6.03
S (принято) - 4ø16A-III 4ø16A-III 3ø16A-III
Подкрановая часть колонны. Сечение колонны в подкрановой части состоит
из двух ветвей. Высота его сечения h=1.4 м. Сечение ветви bb=0.5 м hb=0.3
м a=a'=0.03 м h0=0.27 м =a'h0=0.030.27=0.111. Расстояние между осями
ветвей c=1.1 м. Расстояние между осями распорок s=H1n=8.14=2.03 м.
Арматуру подбираем по наибольшим расчетным усилиям в сечении IV-IV.
Так как колонна жестко заделана в фундаменте при расчете принимаем =1 (в
опорном сечении эксцентриситет продольной силы не зависит от прогиба
Расчет в плоскости изгиба. Сначала рассчитываем колонну при комбинации
усилий I. Из табл.3 выписываем усилия: от всех нагрузок включая нагрузи
малой суммарной продолжительности (крановую и ветровую) M=548.93 кН(м
N=605.23 кН Q=109.11 кН; от всех нагрузок но без нагрузок малой суммарной
продолжительности M'=92.79 кН(м N'=60.23 кН.
Для определения коэффициента условий работы бетона находим моменты
внешних сил относительно центра тяжести сечения растянутой арматуры в
MII=M+N(0.5h-a)=548.93+605.23(0.5·1.4-0.03)=954.43 кН(м;
MI=M'+N'(0.5h-a)=92.79+60.23(0.5(1.4-0.03)=498.29 кН(м;
MI0.88MII=0.88(954.43=839.9 кН(м.
Расчет ведем при γb2=1.1.
Продольные усилия в ветвях колонны находим по формуле:
в подкрановой ветви [p
в наружной ветви [pic] кН.
Изгибающий момент в ветвях колонны вычисляем по формуле:
Ветви колонны испытывают действие разных по знаку но одинаковых по
величине изгибающих моментов поэтому подбираем симметричное армирование
Рассмотрим вначале подкрановую ветвь колонны: e0=55.37801.64= =0.069
м; e=0.069+0.5(0.3-0.03=0.189 м.
Для прямоугольного сечения ветви с симметричным армированием:
Поскольку [pic][pic] то площади арматуры определяем по формуле
Для наружной ветви: e0=0.282 м e=0.402 м [p [p
As=A's=0.000076 м2. При комбинации усилий II и III армирование ветвей
определяют так же как и для комбинации усилий I. Результаты вычислений
приведены в табл. 5. Из нее следует что продольную арматуру для
подкрановой ветви принимаем исходя из конструктивных требований 3ø12 A-III
As=A's=3.39 см2. Армирование наружной ветви принимаем 3ø25 A-III
Таблица 5. Результаты расчета подкрановой части колонны
(Mmax) (Mmin) (Nmax)
M кН·м 548.93 -457.23 -44.54
N кН 605.23 1056.32 1211.45
M' кН·м 92.79 92.79 92.79
N' кН 60.23 60.23 60.23
MII кН·м 954.43 232.5 767.13
88MII кН·м 839.9 204.6 675.08
MI кН·м 498.29 498.29 498.29
Q кН 109.11 -12.93 56.29
N кН 801.64 112.0 565.23
M кН·м ±55.37 ±6.54 ±30.02
e0 м 0.069 0.058 0.053
e м 0.189 0.178 0.173
[pic] - 0.343 0.048 0.242
[pic] - 0.175 0.023 0.113
As=A's мм2 -0.000787 0.000182 -0.000719
N кН·м 196.43 943.61 646.22
e0 м 0.282 0.0069 0.046
e м 0.162 0.127 0.166
[pic] - 0.084 0.138 0.276
[pic] - 0.091 0.403 0.124
As=A's мм2 0.000076 0.001326 -0.000822
Определяем армирование промежуточной распорки. Размеры прямоугольного
сечения распорки: bs=0.5 м; hs=0.4 м; a=a'=0.04 м; h0=0.36 м.
Наибольшая поперечная силаQ=109.11 кН действует при комбинации усилий
I. Усилия в распорке вычисляем по формулам:
Так как эпюра моментов двузначная принимаем двойное симметричное
армирование распорок. Следовательно
Принимаем 3ø22 A-III As=A's=11.73 см2.
Проверяем прочность бетона по сжатой полосе между наклонными трещинами
при φw=1 γb2=0.9; Rb=10.5 МПа и φb2=1-0.01(10.5=0.895. Тогда получим
Qs=201.36 кН0.3(1(0.895(10.5(103(0.5(0.36=507.47 кН.
Так как условие выполняется. размеры сечения достаточны.
Проверяем необходимость поперечного армирования. Принимаем пролет
распорки равным расстоянию в свету между распорками т.е. l=0.8 м. При
Rbt=0.8 МПа φn=0 и c=0.25l=0.25(0.8=0.2 м
Qbu=1.5(1+0)(0.8(103(0.5(0.3620.2= =388.8
кН>2.5Rbtbh0=2.5(0.8(0.5(0.36(103=360 кН.
Принимаем Qbu=360 кН и проверяем условие
Так как оно выполняется поперечное армирование по расчету не
требуется. Верхнюю (подкрановую) распорку армируем в соответствии с
конструктивными требованиями.
Расчет из плоскости изгиба.
Расчетная длина и гибкость подкрановой части колонны из плоскости
изгиба: то же в плоскости
изгиба: l0h=12.151.4=8.6712.96. Следовательно
необходим расчет из плоскости изгиба. На подкрановую часть колонны в
сечении III-III действуют наибольшие продольные силы:
от всех нагрузок N=1123.8 кН;
от постоянных нагрузок Nl=517.06 кН.
Расчет ведется по тем же формулам что и при расчете надкрановой
Находим значение условной критической силы и коэффициента .
Принимаем =min=0.3302.
С учетом прогиба колонны e=0.0167(1.14+0.5(0.5-0.03=0.239 м.
Так как x=0.178 м[pic] м прочность сечения проверяем из условия
учитывая только арматуру расположенную у растянутой и сжатой граней
Прочность колонны из плоскости изгиба обеспечена.
для бетона класса В20 Rb=11.5 МПа; Rbt=0.9 МПа;
для арматуры класса A-II Rs=Rsc=280 МПа; Es=210000 МПа;
для арматуры класса A-I Rs=Rsc=225 МПа; Es=210000 МПа.
На уровне верха фундамента от колонны в сечении IV-IV передаются
при γf>1 M=-457.23 кН(м; N=1056.32 кН; Q=-12.93 кН.
при γf=1 M=-307.38 кН(м; N=1001.3 кН; Q=0.46 кН.
Нагрузка от веса стены до отметки 7800 приведена в табл. 6. Часть
стены выше отметки 7800 опирается на колонну и нагрузка от нее учтена при
расчете поперечной рамы.
Таблица 6. Нагрузки на фундамент от стенового ограждения.
Элементы Нагрузка кН Коэффициент Расчетная
конструкции надежности по нагрузка при
нагрузке γf γf>1 кН
нормативная расчетная
Фундаментные балки28.9 27.5 1.1 30.3
Стеновые панели 32.0 30.4 1.1 33.4
Заполнение оконных39.6 37.6 1.1 41.4
Расстояние от линии действия нагрузки от стен до ее оси фундамента
(совпадающей с осью колонны) ew=-0.5(0.2+1.4)=0.8 м.
Моменты от веса стены относительно оси фундамента:
при γf>1 Mw=-105.1(0.8=-84.08 кН(м;
при γf=1 Mw=-95.5(0.8=-76.4 кН(м.
Для подбора размеров подошвы фундамента используем усилия при γf=1.
Определяем размеры подошвы фундамента для начала как центрально-
Высоту фундамента принимаем Hf=1.5 м. Расчетное сопротивление грунта
Принимаем размеры фундамента b=1.8 м l=3.0 м Af=5.4 м2 Wf=2.7 м3.
Проверяем напряжения в основании по условиям
Размеры подошвы фундамента достаточны.
Толщину стенок стакана поверху принимаем 250 мм а зазор между
колонной и стаканом 100 мм. Размеры подколонника в плане lcf=2.1 м bcf=1.2
м. Высота ступени h1=300 мм. Высота подколонника hcf=1.2 м. Глубину стакана
принимаем hh=1.05 м. Размеры дна стакана в плане bh=0.6 м lh=1.6 м.
Размеры ступени в плане м: b1=b=1.8.
При отсутствии бетонной подготовки толщина защитного слоя бетона
должна быть не менее 70 мм. Принимаем a=80 мм=0.08 м. Рабочая высота
для ступени h01=0.3-0.08=0.22 м;
для подколонника h02=1.5-0.08=1.42 м.
При расчете тела фундамента по несущей способности используем усилия
при γf>1 а расчетные сопротивления бетона с учетом коэффициента условий
работы γb2=1.1: Rb=12.5 МПа; Rbt=1.0 МПа.
Рассчитываем тело фундамента на продавливание.
Так как hb=Hf-hh=1.5-1.05=0.45 мH+0.5(lcf-hc)=0.3+0.5(2.1-1.4)=0.65 м
и hb=0.55 мH+0.5(bcf-bc)=0.3+0.5(1.2-0.5)=0.65 м выполняем расчет на
продавливание фундамента колонной от дна стакана а также на раскалывание
фундамента колонной. При этом учитываем только расчетную нормальную силу
N=1056.32 кН действующую в сечении колонны у обреза фундамента.
Рабочая высота дна стакана h0b0.55-0.08=0.47 м; средняя ширина
bm=0.6+0.47 м; Af0=0.5(1.8(3-1.05-2(0.47)-0.25(1.8-0.6-2(0.47)2=0.892 м2.
Условие выполняется прочность дна стакана на продавливание колонной
Для расчета на раскалывание вычисляем площади вертикальных сечений
фундамента в плоскостях проходящих по осям сечения колонны:
Afb=3(0.3+2.1(0.15+2(0.25(1.05+2(0.05(1.05(0.5=1.79 м2;
Afl=3(0.3+1.2(0.15+2(0.25(1.05+2(0.05(1.05(0.5=1.30 м2.
При Afb Afl =1.791.3=0.724>bclc=0.51.4=0.357 прочность на
раскалывание проверяем из условия
Условие выполняется прочность фундамента на раскалывание колонной
Подбираем армирование подошвы фундамента. Определяем давление на
pI-I=195.06+113.84(1.051.2=294.67;
pII-II=195.06+113.84(0.71.2=261.47.
Изгибающие моменты с сечениях I-I и II-II на 1 м ширины фундамента
MI-I=(3.0-2.1)2(294.67+2(308.9)24=30.8;
MII-II=(3.0-1.4)2(261.47+2(308.9)24=93.79.
Требуемую площадь сечения арматуры класс A-II вдоль длинной стороны
фундамента в сечениях I-I II-II см2:
Принимаем на 1 м ширины фундамента 5ø12A-II As=5.65 см2; стержни
устанавливаем с шагом 200 мм. В направлении меньшей стороны подошвы
фундамента армирование фундамента определяем по среднему давлению на грунт
Изгибающие моменты на 1 м длины фундамента для сечений кН(м:
M'I-I=185.4(1.8-1.2)28=8.34;
M'II-II=185.4(1.8-0.5)28=39.17.
Требуемая площадь сечения арматуры вдоль короткой стороны фундамента
В соответствии с конструктивными требованиями принимаем на 1 м длины
фундамента 5ø10A-II A's=3.93 см2 шаг стержней 200 мм.
Определяем армирование подколонника и его стаканной части. Расчет на
внецентренное сжатие выполняем для коробчатого сечения стаканной части в
плоскости заделанного торца колонны.
Размеры коробчатого сечения стаканной части преобразованного в
эквивалентной двутавровое м: b=0.6 м; h=2.1 м; b'f=bf=1.2 м; hf=h'f=0.3 м;
a=a'=0.04 м; h0=2.06 м; =0.042.06=0.0194.
Расчетные усилия в сечении при γf>1:
M=MIV+QIVhc+Mw=-457.23-12.93(1.4-84.02=-559.35 кН(м;
N=NIV+Gw+Gf=1056.32+105.1+92.01=1253.43 кН.
e0=MN=559.351253.43=0.446 м>ea=h30=2.130=0.07 м.
Случайный эксцентриситет не учитываем. Расстояние от центра тяжести
сечения арматуры до силы N: e=0.446+0.5(2.1-0.04=1.456 м.
Проверяем положение нулевой линии. так как
Rbb'fh'f=12.5(103(1.2(0.3=4500 кН>N=1253.43 кН
указанная линия проходит в полке и сечение рассчитывают как
прямоугольное шириной b'f.
Принимаем симметричное армирование. Тогда
т.е. продольная арматура по расчету не нужна. Армирование назначаем в
соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0.05%
площади поперечного сечения подколонника: As=A's=0.0005(1.2(2.1= =0.00126
м2=12.6 см2. Принимаем с каждой стороны подколонника 5ø18A-II As= A's
=12.72 см2. У длинных сторон подколонника принимаем продольное армирование
Поперечное армирование подколонника определяем по расчету на момент от
действующих усилий относительно оси проходящей через точку поворота
колонны. Так как 0.5hc=0.5(1.4=0.7 м >e0=0.446 м >hc6=0.76=0.117 м
поперечное армирование определяем по формуле
По высоте стакана принимаем семь сеток с шагом 150 мм. Верхнюю сетку
устанавливаем на расстоянии 50 мм от верха стакана. Расстояние от уровня
чистого пола до нижнего торца колонны т.е до точки ее поворота
Момент всех сил относительно точки поворота колонны
Mk1=MIV+QIVy-0.7NIVe0=-457.23-12.93(1.15+0.7(1056.32(0.446= =-
Сумма расстояний от точки поворота колонны до сеток поперечного
армирования подколонника
Площадь сечения арматуры класс A-I расположенной в одном уровне
определяем из уравнения
Необходимая площадь сечения одного рабочего стержня (при четырех
стержнях в каждой сетке): Aw=1.644=0.41 см2. Принимаем 1ø8A-I Aw=0.503
Список использованной литературы.
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Госстрой
СССР. М. 1993. 88 с.
Пособие по проектированию напряженных железобетонных конструкций из
тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). – М.: Госстрой 1988.135
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из
тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к
СНиП 2.03.01-84). – М.: Госстрой 1989.192 с.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс:
Учебник для вузов. – 5-е изд. – М.: Стройиздат 1991. 767 с.
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие Под
ред. Голышева А.Б. – К.: Будивельник 1990. – 544 с.
Полищук В.П. Рабочие чертежи для строительства (правила
выполнения) Курск. гос. техн. ун-т. Курск 1999. 171 с.
Полищук В.П. Черняева Р.П. Проектирование железобетонных
конструкций производственных зданий: Учебное пособие. – Тула: ТПИ

ЖБК№2 лист3.dwg

Ведомость расхода стали на фундамент Ф-1 кг
Спецификация фундамента Ф-1

Курсовик 4.dwg

6 А-III ГОСТ 5781-82
Схема расположения ригелей.
Схема расположения плит.
Схема расположения плит
Схема расположения ригелей
Производственный цех.

ЖБК (записка).doc

Министерство общего и профессионального образования Российской Федерации
Московский Государственный Строительный Университет
Кафедра железобетонных и каменных конструкций
студент ПГС-4-9 Зорин
Курсовой проект на тему:
Проектирование несущих конструкций 10-этажного каркасного жилого
- расчетно-пояснительная записка ;
- графическая часть .
2. Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной
плиты перекрытия при временной нагрузке 5000Нм2
[pic]Исходные данные.
Нагрузки на 1 м2 перекрытия.
Вид нагрузки Нормативная ициент Расчетная
нагрузка надежностинагрузка Нм2
Линолеум на мастике70 13 91
Цементно-песчаная 360 13 468
Многопустотная 3400 11 3740
Постоянная нагрузка3830 - 4299
Временная общая 5000 12 6000
Кратковременная (sh
Полная нагрузка 13830 - 16299
Нагрузка на 1 п. м. длины плиты при номинальной ее ширине 15 м с учетом
коэффициента надежности по назначению (=095:
-расчетная постоянная g=43*15*095=613 кНм
-расчетная полная (g+() =163*15*095=2323 кНм
-нормативная постоянная gn=383*15*095=546 кНм
-нормативная полная (gn+(n)=1383*15*095=1971 кНм
-нормативная постоянная и длительная (gn+(lonn)= (383+10)*15*095=688
Материалы для плиты.
Бетон - тяжелый класса по прочности на сжатие В25. Rbt = Rb ser =185МПа
Rbtn = Rbtser =16 МПа
Rb=145 МПа Rbt=105 МПа коэффициент условия работы бетона (mi =09.
Плита подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении. Начальный
модуль упругости Eb=27*103 МПа.
Арматура – продольная напрягаемая класса A-IV Rsn=Rsser=590 МПа Rs=510
Расчет плиты по предельным состояниям первой группы.
Определение внутренних усилий.
Расчетный пролет плиты
Конструктивное поперечное сечение плиты заменяется эквивалентным
двутавровым сечением. Принимаем h=22 см
hf’=hf=(22-159)*05=305см
bf=149см bf’=149-3=146см
Плита рассчитывается как однопролетная шарнирно-опертая балка загруженная
равномерно - распределенной нагрузкой.
Условия от полной расчетной нагрузки:
-изгибающий момент в середине пролета
-поперечная сила на опорах
Усилия от нормативной нагрузки:
-постоянной и длительной
Расчет по прочности сечения нормального к продольной оси плиты.
При расчете по прочности расчетное поперечное сечение плиты принимается
тавровым с полкой в сжатой зоне.
где [pic]- конструктивный размер плиты.
Положение границы сжатой зоны определяется:
01*105[pic]09*145*102*146*305*(19-05*305)=1016*105
Следовательно граница сжатой зоны проходит в полке и расчет плиты ведется
как прямоугольного сечения с размерами bf’ и h.
Определяем граничную относительную высоту сжатой зоны
Величена [pic] должна удовлетворять условию
При электротермическом способе натяжения
где l – длина натягиваемого стержня с учетом закрепления его в упорах l=6
Условие при [pic]МПа удовлетворяется.
Значение [pic]вводится в расчет с коэффициентом точности натяжения арматуры
определяемым по формуле:
При электротермическом способе натяжения величена
Число напрягаемых стержней предварительно принимаем равным числу ребер в
многопустотной плите т.е. [pic]=8. Тогда
При благоприятном влиянии предварительного напряжения
Предварительное напряжение с учетом точности натяжения
При условии что полные потери составляют примерно 30% начального
предварительного напряжения последнее с учетом полных потерь будет равно:
где [pic]принимается при коэффициенте [pic]1 с учетом потерь . При
электротермическом способе эти потери равны нулю поэтому [pic]=400 МПа.
Так как[pic] то площадь сечения растянутой арматуры определяется по
где [pic]-коэффициент условий работы арматуры учитывающий сопротивление
напрягаемой арматуры выше условного предела текучести.
Для арматуры класса А-IV [pic]
Поскольку [pic] принимаем [pic]=12.
Принимаем [pic] А-IV с [pic]и [pic]А-IV c
Следовательно [pic]=12 и принятая площадь арматуры остается без изменения
. Максимальное расстояние между напрягаемыми стержнями принимается около
0 мм что соответствует требованию [pic]
Расчет по прочности сечения наклонного к продольной оси плиты.
Поперечная сила Q=661 кН.
Предварительные приопорные участки плиты армируем в соответствии с
конструктивными требованиями. Для этого с каждой стороны плиты
устанавливаем по четыре каркаса длиной 14 с поперечными стержнями [pic]4Вр-
шаг которых s=10 см.
По формуле проверяем условие обеспечения прочности по наклонной
полосе между наклонными трещинами
Коэффициент учитывающий влияние хомутов [pic]
Коэффициент поперечного армирования
Где [pic]для тяжелого бетона.
Следовательно размеры поперечного сечения плиты достаточны.
Проверяем необходимость постановки расчетной поперечной арматуры из
Коэффициент [pic]для тяжелого бетона.
Коэффициент учитывающий влияние сжатых полок в двутавровых элементах
Коэффициент учитывающий влияние продольной силы обжатия [pic]
где [pic]принимается с учетом коэффициента [pic].
Следовательно условие не удовлетворяется поперечная арматура не ставится
по конструктивным требованиям.
Расчет плиты по предельным состояниям второй
Геометрические характеристики приведенного сечения.
Круглое очертание пустот заменим эквивалентным квадратным со стороной
[pic]см. Размеры расчетного двутаврового сечения: толщина полок [pic]
ширина ребра [pic] ширина полок
При [pic] площадь приведенного сечения
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести
Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне
то же по верхней зоне
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки
наиболее удаленной от растянутой зоны согласно формуле
Максимальное напряжение в сжатом бетоне от внешней нагрузки и усилия
предарительног напряжения
Где М – изгибающий момент от полной нормативной нагрузки
[pic]- усилие обжатия с учетом всех потерь [pic]
Эксцентриситет усилия обжатия
[pic] принимаем [pic]
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения от ядровой точки
наименее удаленной от растянутой зоны
Упруго пластический момент сопротивления по растянутой зоне определяемый
Для симметричных двутавровых сечений при [pic]
Потери предварительного напряжения
При расчете потерь коэффициент точности натяжения арматуры [pic]
Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе
натяжения стержневой арматуры
Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами
[pic] так как при агрегатно-поточной технологии форма с упорами
нагревается вместе с изделием.
Потери от деформации анкеров[pic] и формы[pic] при электротермическом
способе натяжения равны 0.
Потери от трения арматуры об огибающие приспособления[pic] поскольку
напрягаемая не отгибается.
Потери от быстро натекающей ползучести [pic]определяется в зависимости от
[pic]Из последнего условия устанавливается передаточная прочность [pic].
Усилие обжатия с учетом потерь [pic]вычисляется по формуле
Напряжение в бетоне при обжатии
Передаточная прочность бетона
Согласно требованиям
Окончательно принимаем [pic].
Сжимающие напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры
от усилия обжатия [pic](без учета изгибающего момента от собственной массы
Так как [pic]то потери от быстро натекающей ползучести
Потери от усадки бетона [pic][pic]
Потери от ползучести бетона [pic]вычисляются в зависимости от соотношения
[pic]где [pic]находится с учетом первых потерь.
Так как [pic]окончательно принимаем [pic]
Расчет по образованию трещин нормальных к продольной
Для элементов к трещинностойкости которых предъявляются требования 3-
категории коэффициент надежности по нагрузке [pic]Расчет производится из
Нормативный момент от полной нагрузки [pic].
Момент образования трещин [pic]по способу ядровых моментов определяется по
где ядровый момент усилия обжатия:
Так как [pic]в растянутой зоне от эксплуатационных нагрузок трещины не
Предельно допустимый прогиб для рассчитываемой плиты с учетом эстетических
Определение прогиба производится только на действие постоянных и длительных
нагрузок при коэффициенте надежности по нагрузке [pic]по формуле:
где для свободно – опертой балки коэффициент [pic] равен:
- [pic]при двух равных моментах по концам балки от силы обжатия.
Кривизна от постоянной и длительной нагрузки
где [pic]- коэффициент учитывающий влияние кратковременной ползучести
[pic]- коэффициент учитывающий влияние длительной ползучести
тяжелого бетона при влажности больше 40%.
Кривизна от кратковременного выгиба при действии усилия предварительного
обжатия с учетом [pic]
Поскольку напряжение обжатия бетона верхнего волокна
т. е. верхнее волокно растянуто то в формуле при вычислении кривизны
[pic] обусловленной выгибом плиты в следствии усадки и ползучести бетона
от усилия предварительного обжатия принимаем относительные деформации
крайнего сжатого волокна [pic].
Прогиб от постоянной и длительной нагрузок
[pic]т. е. прогиб не превышает допустимую величину.
3. Расчет и конструирование однопролетного ригеля.
Для опирания пустотных панелей принимается сечение ригеля высотой
[pic]см. Ригель выполняется предварительно напряженным.
Высота сечения обычного ригеля [pic].
3.1. Исходные данные
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 перекрытия принимаются те же что
и при расчете панели перекрытия. Ригель шарнирно оперт на консоли
колонн [pic]см. Расчетный пролет:
- зазор между колонной и торцом ригеля;
0- размер площадки опирания.
Расчетная нагрузка на 1 м длины ригеля определяется с грузовой полосы
равной шагу рам в данном случае шаг рам 6 м.
Постоянная нагрузка [pic]:
-от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания
где 2500 кгм3 – плотность железобетона.
С учетом коэффициентов надежности по нагрузке [pic] и по назначению
Временная нагрузка [pic] с учетом коэффициента надежности по назначению
здания [pic]и коэффициента снижения временной нагрузки в зависимости от
[p [pic]м2 – грузовая площадь.
Полная нагрузка: [pic] кНм.
3.2. Определение усилий в ригеле
Расчетная схема ригеля – однопролетная шарнирно опертая балка пролетом
[pic]. Вычисляем значения максимального изгибающего момента М и
максимальной поперечной силы Q от полной расчетной нагрузки:
Характеристики материалов ригеля:
Бетон – тяжелый класса по прочности на сжатие В30. [pic] МПа [pic] МПа
(табл. 12[1]); [p коэффициент условий
работы бетона [pic] (табл. 15[1]). Начальный модуль упругости [pic] МПа
К трещиностойкости ригеля предъявляются требования 3-ей категории.
Технология изготовления ригеля – агрегатно-поточная. Натяжение напрягаемой
арматуры осуществляется электротермическим способом.
- продольная ненапрягаемая класса A-III (10-40 мм [pic]МПа [pic] МПа
(табл. 19* 22* 29* [1]).
- поперечная ненапрягаемая класса А-III (6-8 мм [pic]МПа [pic] МПа
[pic]МПа (табл. 29* [1]).
3.3. Расчет прочности ригеля по сечению нормальному к продольной оси
Определяем высоту сжатой зоны [pic] где
[pic]- относительная высота сжатой зоны определяемая по [pic].
По прил. 10 методических указаний при [pic].
Высота сжатой зоны [pic] см. Сжата узкая часть сечения и поэтому
расчетным будет прямоугольное сечение.
Граничная относительная высота сжатой зоны определяется по формуле (25)
Аналогичное значение [pic]имеем согласно приложению 11.
Так как [pic] то площадь сечения растянутой арматуры определяется по
Принимаем по прил.12 мет. Указаний 4 (22 A-III с [pic] см2.
3.4. Расчет прочности ригеля по сечению наклонному к продольной оси
Расчет производится рядом с подрезкой в месте изменения сечения ригеля.
Поперечная сила на грани подрезки на расстоянии 10 см от торца площадки
Проверяем условие обеспечения прочности по наклонной полосе между
наклонными трещинами по формуле (72) [1]:
[p где [pic] и [pic].
[p Ориентировочно принимаем коэффициент поперечного армирования
[pic]. Отсюда [pic].
Коэффициент [pic] где [pic]для тяжелого бетона.
Делаем проверку: [p [pic].
Следовательно размеры поперечного сечения ригеля достаточны для
восприятия нагрузки.
Проверяем необходимость постановки расчетной поперечной арматуры
[pic]- коэффициент принимаемый для тяжелого бетона.
[pic] т.к. рассматривается ригель прямоугольного сечения без
предварительно напряженной арматуры;
Поперечная арматура необходима по расчету.
Расчет для обеспечения прочности по наклонной трещине производится по
наиболее опасному наклонному сечению из условия:
Поперечное усилие воспринимаемое бетоном равно [p
Для тяжелого бетона [pic].
Определяем максимальную длину проекции опасного наклонного сечения на
продольную ось ригеля [pic]:[pic] см.
Поперечное усилие воспринимаемое хомутами составляет
Приняв [pic] усилия в хомутах на единицу длины ригеля равны:
При этом должно выполняться условие:
Так как [pic] принимаем [pic]. Определяем длину проекции опасной
наклонной трещины на продольную ось ригеля:
Уточняем величину [pic] исходя из условия что при [pic]
При этом [pic] Нсм. Окончательно принимаем [pic] и тогда [pic]см.
Из условия сварки с продольной арматурой принимаем поперечную арматуру
При двух каркасах [pic] см2. Шаг поперечных стержней на при опорных
Из условия обеспечения прочности наклонного сечения в пределах участка
между хомутами максимально возможный шаг поперечных стержней:
Кроме того по конструктивным требованиям согласно п.5.27 [1] поперечная
арматура устанавливается:
- на при опорных участках равных 14 пролета при [pic]45 см с шагом
- на остальной части пролета при [pic]см с шагом:
Окончательно принимаем шаг поперечных стержней:
- на при опорных участках длиной 15м s=15м;
- на при опорных участках в подрезке s=75 см;
- на остальной части пролета s= 30 см.
3.5. Построение эпюры материалов
Продольная рабочая арматура в пролете 2(22 A-III с [pic]2(20 A-III с
[pic]см2 Площадь этой арматуры определена из расчета на действие
максимального изгибающего момента в середине пролета. В целях экономии
арматуры по мере уменьшения изгибающего момента к опорам два стержня
обрываются в пролете а два других доводятся до опор. Если продольная
рабочая арматура разного диаметра то до опор доводят два стержня
Площадь рабочей арматуры AS(4(22)=76 см2.
Определяем изгибающий момент воспринимаемый ригелем с полной
запроектированной арматурой 2(22 A-III 2(20 A-III с [pic] см2:
Из условия равновесия [pic]где [pic]:
[pic]. По прил. 10 му [pic].
М(2(28+2(20)=365(100(1388(0775(40=17798800 Н(см=1779 кН(м.
Изгибающий момент воспринимаемый сечением больше изгибающего момента
действующего в сечении:
До опоры доводятся 2(22 A-III с [pic]см2.
Вычисляем изгибающий момент воспринимаемый сечением ригеля за
армированным 2(22 A-III.
М(2(22)=365(76(0895(42(100=10427466Н(см=1043 кН(м.
Графически по эпюре моментов определяем место теоретического обрыва
стержней 2(20 A-III . Эпюра моментов для этого должна быть построена точно
с определением значений изгибающих моментов в [pic] пролета.
Изгибающий момент в [pic] пролета равен:
Откладываем на этой эпюре М(2(22)=1043 кН(м в масштабе. Точка
пересечения прямой с эпюрой называется местом теоретического обрыва
Момент воспринимаемый сечением ригеля с арматурой 4(22 A-III
откладывается в масштабе на эпюре М.
Длина анкеровки обрываемых стержней определяется по следующей зависимости:
Попер-ая сила Q определяется графически в месте теоретического обрыва в
данном случае Q=87кН.
Поперечные стержни (6 A-III с [pic] см2 в месте теоретического обрыва
Принимаем [pic] см. Шаг хомутов в при опорной зоне [pic] принимается
равным [pic] на участке длиной 05 м.
Место теоретического обрыва арматуры можно определить аналитически. Для
этого общее выражение для изгибающего момента нужно приравнять к
моменту воспринимаемому сечением ригеля с арматурой 2(20 A-III
[p [pic] - это точки теоретического обрыва арматуры.
Длина обрываемого стержня будет равна [pic]м.
Окончательно принимаем длину обрываемого стержня 5 м.
Вывод: данный вариант ригеля более прост в изготовлении и экономически
выгоден т.к. не приходится натягивать арматуру и принимать дополнительные
технические решения по ее закреплению. Данный вариант отражен в
графической части проекта.
4. Расчет и конструирование колонны
Для колонн применяют бетон классов по прочности на сжатие не ниже В15
для сильно загруженных не ниже В25. Колонны армируют продольными
стержнями диаметром 12-40 мм преимущественно из горячекатаной стали класса
A-III и поперечными стержнями из горячекатаной стали классов A-III A-
4.1. Исходные данные.
Нагрузки на 1 м2 перекрытия принимается такой же как и в предыдущих
расчетах нагрузка на 1 м2 покрытия приводится в табл.2.
Место строительства – г. Липецк III снеговой район.
Вид нагрузки Нормативная Коэффициент Расчетная
нагрузка надежности нагрузка
Нм2 по нагрузке Нм2
Гидроизоляционный ковер 4 190 13 247
Армированная цементная [pic] 13 1144
стяжка (=40 мм (=2200 кгм3
Пеностекло (=120 мм (=300
Керамзит по уклону (=100 мм
(=1200 кгм3 50 13 65
Пароизоляция 1 слой
Многопустотная плита
омоноличиванием швов (=220
Постоянная нагрузка groof 6080 - 7224
Временная нагрузка – 1000 14 1400
длительная[1] [pic] 300 13 420
Полная нагрузка [pic] 7780 - 9394
Материалы для колонны:
Бетон – тяжелый класса по прочности на сжатие В20. [pic] МПа [pic] МПа
(табл. 13[1]); коэффициент условий работы бетона [pic] (табл. 15[1]).
- продольная рабочая класса A-III[pic]МПа [pic] МПа (табл. 22* 29*
Принимаем размер сечения колонны [pic] см.
4.2. Определение усилий в колонне.
Грузовая площадь средней колонны [pic] м2.
Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента
надежности по назначению здания [pic]:
Нагрузка от ригеля: [pic] где
кНм – погонная нагрузка от собственного веса ригеля;
м – длина ригеля при расстоянии между осями колонн 6 м.
Нагрузка от собственного веса колонны типового этажа:
Нагрузка от собственного веса колонны подвального этажа:
Постоянная нагрузка на колонну типового этажа с одного этажа:
Постоянная нагрузка на колонну подвального этажа с первого этажа:
Постоянная нагрузка от покрытия приходящаяся на колонну:
Общая постоянная нагрузка на колонну от покрытия с учетом веса ригеля:
Временная нагрузка приходящаяся на колонну с одного этажа:
Временная нагрузка приходящаяся на колонну с покрытия:
Коэффициент снижения временных нагрузок в многоэтажных зданиях:
[pic]- число перекрытий от которых учитывается нагрузка. Для здания
имеющего 10 этажей и подвал имеем:
Нормальная сила в средней колонне на уровне подвала составит:
4.3. Расчет прочности колонны.
Расчет прочности сжатых элементов из тяжелого бетона классов В15 В40
на действие продольной силы приложенной со случайным эксцентриситетом
при [pic] допускается производить из условия:
[pic]- коэффициент определяемый по формуле: [pic].
[pic]- коэффициенты принимаемые по прил.17 му в зависимости от [pic].
[pic] - для арматуры классов A-I A-II A-III.
При [pic] можно принимать [pic].
В первом приближении принимаем:
Свободная длина колонны подвала [pic] м [pic]м (размер сечения колонны)
[pic]- длительно действующая нагрузка на колонну. Временно длительно
действующая нагрузка на перекрытие 1200 Нм2 кратковременно действующая
00 Нм2 временная длительно действующая нагрузка на покрытие 420 Нм2
кратковременно действующая 980 Нм2.
Временная кратковременно действующая нагрузка на колонну с одного этажа:
Временная кратковременно действующая нагрузка на колонну с покрытия:
Временная кратковременно действующая нагрузка на колонну:
Остальная нагрузка на колонну – длительно действующая:
По прил. 17 му определяем коэффициенты [pic] и [pic]: [pic] [pic].
Соответственно площадь арматуры составит:
Принимаем по прил.12 му 2(36 A-III ([pic] см2).
[pic] [pic] что больше [pic].
Уточнений делать не нужно т.к. коэффициент армирования [pic] не
влияет на отношения [pic] и слабо влияет на коэффициент [pic].
5. Расчет и конструирование фундаментов под колонну
5.1. Исходные данные.
Грунты основания – глины с условным расчетным сопротивлением [pic] кПа.
Бетон тяжелый класса B35 [pic] МПа. Арматура класса A-III [pic] МПа.
Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах [pic]
Высоту фундамента принимаем равной 120 см (кратной 30 см) глубина
заложения фундамента[pic]. Расчетное усилие передающееся с колонны на
фундамент [pic] кН. Усредненное значение коэффициента надежности по
нагрузке [pic]. Нормативное значение нагрузки будет:
5.2. Определение размера стороны подошвы фундамента.
[pic] табличное значение расчетного сопротивления грунта основания под
подошвой фундамента кПа;
[pic] осредненный удельный вес стеновых блоков фундамента и грунта на
обрезах фундамента принимается условно 20 кНм3;
[pic] глубина заложения фундамента м.
Площадь подошвы центрально нагруженного фундамента определяется по
условному давлению на грунт [pic] без учета поправок в зависимости от
размеров подошвы фундамента и глубины его
Размер стороны квадратной подошвы: [pic]м.
Принимаем размер [pic] м и уточняем давление на грунт от расчетной
Рабочая высота из условия продавливания по подколеннику:
[pic]- размеры подколонника.
Полная высота фундамента устанавливается из условий:
). продавливания: [pic]-высота части фундамента под подколонником.
). заделки колонны в фундаменте: [pic] см (меньше высоты подколонника).
). анкеровки сжатой арматуры: [pic]
Принимаем полную высоту фундамента 120 см в том числе высота
подколонника 90 см монолитной части 30 см (рис.11).
Проверяем отвечает ли рабочая высота нижней части (или нижней
ступени) [pic]см условию прочности при действии поперечной силы без
поперечного армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого
сечения (b=1 м) должно выполняться условие:
Поперечная сила от давления грунта в сечении по грани подколонника:
[pic]- давление на грунт от расчетной нагрузки.
Поперечная сила воспринимаемая нижней ступенью фундамента без
поперечного армирования:
[pic] - условие удовлетворяется.
5.3. Расчет на продавливание.
Проверяем монолитную часть на прочность против продавливания: [pic]
[pic]- среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего
оснований пирамиды продавливания в пределах полезной высоты:
[pic]- рабочая высота нижней части фундамента.
Продавливающая сила [pic] где
[pic]- площадь нижнего основания пирамиды продавливания.
[pic]- давление оказываемое на грунт.
Продавливающая сила [pic] кН.
Следовательно прочность монолитной части против продавливания
Расчетная схема нижней части фундамента принимается в виде консоли с
равномерно распределенной нагрузкой равной давлению на грунт. Расчетный
изгибающий момент по грани подколонника определяется по формуле:
5.4. Определение площади арматуры фундамента
Площадь сечения арматуры определяется по формуле:
Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях
рабочей арматурой из стержней (22 A-III с шагом 150 мм. Имеем 10(22 A-
Арматура рассчитана верно.
[1] Длительно действующая часть снегового покрова для III района берется
% от общей снеговой нагрузки для IV – 50% для V-VI – 60 % а для I-II

8.dwg

Спецификация каркаса ОК 2
Ведомость расхода стали на элемент
Спецификация колоны К1 смотри лист 9

Специфик.колонны.dwg

Спецификация арматурных сеток
Спецификация арматурных сеток К1

ЖБК-3(арматура2).dwg

Производственный цех.
Бм1 разрезы 1-1 2-2 3-3.
У ганей второстепенных балок (кроме балок расположенных над цифровыми осями) установить по 3 дополнительных хомута (поз.10) с шагом 100мм.

Курсовик 5.dwg

6 А-III ГОСТ 5781-82
Ванная сварка по ГОСТ
Спецификация элементов каркаса
Производственный цех

ЖБК№2 лист8 A4.dwg

ø10 А-III ГОСТ 5781-82
Спецификация закладных деталей
Спецификация закладных изделий на балку БПП-1

09 Лист.dwg

КГТУ-КП-419037-КЖИ-03
фундаменты сечение 1-1; узлы спецификация ведомость
КГТУ-КП-419037-КЖА-01
Арматурные изделия на балку БД-1
КГТУ-КП-419037-КЖА-02
Арматурные изделия на колонну К1
ø12А-II L=610 ГОСТ 5781-82
ø12А-II L=980 ГОСТ 5781-82
ø4Вр-I L=360 ГОСТ 6727-80
Спецификация арматурных сеток
ø14А-II L=4770 ГОСТ 5781-82
ø4Bp-I L=480 ГОСТ 6727-80
ø12А-IIL=11620 ГОСТ 5781-82
ø4Вр-I L=480 ГОСТ 6727-80
ø5Вр-I L=880 ГОСТ 6727-80
ø3Вр-I L=380 ГОСТ 6727-80
ø3Вр-I L=180 ГОСТ 6727-80
ø3Вр-I L=450 ГОСТ 6727-80
ø4Вр-I L=440 ГОСТ 6727-80
ø4Вр-I L=240 ГОСТ 6727-80
ø4Вр-I L=140 ГОСТ 6727-80

ЖБК-4(план).dwg

Схема расположения плит колон и ригелей разрез 2-2
Схема расположения колонн и ригелей
Схема расположения плит
Производственный цех

Курсовик 11.dwg

6 А-III ГОСТ 5781-82
Спецификация фундамента Ф-1
Ведомость расхода стали кг
Спецификация арматурных сеток
Производственный цех
Смотри спецификацию.

графическая часть.dwg

ПРОЕКТИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО РЕБРИСТОГО ПЕРЕКРЫТИЯ МНОГОЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ С БАЛОЧНЫМИ ПЛИТАМИ
План монолитного перерытия; разрез 1-1; план расположения сеток армирования; схема армирования плиты; расчетная схема плиты; ведомость расхода стали
ПЛАН МОНОЛИТНОГО ПЕРЕКРЫТИЯnM 1:200
ПЛАН РАСПОЛОЖЕНИЯ НИЖНИХ СЕТОК АРМИРОВАНИЯnM 1:200
ПЛАН РАСПОЛОЖЕНИЯ ВЕРХНИХ СЕТОК АРМИРОВАНИЯnM 1:200
СХЕМА АРМИРОВАНИЯ ПЛИТЫ nМ 1:25
СХЕМА АРМИРОВАНИЯ ВТОРОСТЕПЕННОЙ БАЛКИnM 1:50
РАСЧЕТНАЯ СХЕМА ПЛИТЫ
СХЕМА АРМИРОВАНИЯ ГЛАВНОЙ БАЛКИnМ 1:50
ø4 ВрI-125nø3 ВрI-400
ø4 ВрI-200nø3 ВрI-400
ø4 ВрI-150nø3 ВрI-400
Второстепенная балка
Схема армирования второстепенной балки; каркасы К-1234; сетки С-12; разрезы; спецификация
Схема армирования главной балки; каркасы К-5678; сетка С-7; разрезы
Крайний пролет здания
Средний пролет здания
ø16+2ø14 AIIInM=48.34
ø12+2ø14 AIII M=59.55
ø10+2ø12 AIIInM=42.89
ø25+2ø18 AIIInM=291.07
ø20+2ø16 AIIInM=237.14
Арматурные изделия; класс
Примечание.nНа схеме армирования плиты над чертой указаны сетки крайнего пролета здания под чертой - среднего пролета здания
Примечание.nВыборка арматуры: см. лист 3

курсовик 1.dwg

Схема монолитного перекрытия на отметке 0000
Схема монолитного перекрытия
на отметке 0.000 .Разрезы 1-1
Производственный цех.

Лист2.dwg

Проектирование несущих
конструкций многоэтажного
Монолитная плита перекрытия
Монолитный фундамент М 1:50
План раскладки сеток в осях 2-3А-Б М 1:75
Бетон для колонны подколонника и монолитного
фундамента-тяжелый класса В20.
Спецификация арматуры
Бетон для монолитной плиты перекрытия-
-тяжелый класса В15.

Курсовик 6.dwg

6 А-III ГОСТ 5781-82
Спецификация колонны К-1
Ведомость расхода стали кг
К 1. Разрезы 1-1 2-2 3-3.
Спецификация колонны К-1.
Ведомость расхода стали.

ЖБК-8(ригель1).dwg

Спецификация ригеля Р1
Ведомость расхода стали кг.

3.dwg

Многоэтажное промышленное здание
Бм 1 Разрезы 1-1n2-2 3-3 4-4 5-5
Спецификацию балки Бм 1 смотри лист 5

6.dwg

Спецификация монолитной плиты Пм
КГТУ-КП-410015-КЖ-02
Спецификация ригеля Р1
Ведомость расхода стали на элемент

01 Лист.dwg

Схема расположения элементов каркаса
Водоизаляционный коверnАсфальтовая стяжка -20ммnМинераловатный утеплитель -100ммnПароизоляцияnЖб плита покрытия
Железобетонные и каменные конструкции
Схема расположения элементовкаркасаразрезы 1-1 2-2.

03 Лист.dwg

КГТУ-КП-419037-КЖИ-03
фундаменты сечение 1-1; узлы спецификация ведомость
КГТУ-КП-419037-КЖА-01
Арматурные изделия на балку БД-1
КГТУ-КП-419037-КЖИ-01
Балка БД1:сечения 1-1;2-2;3-3; 4-4;5-5;6-6;7-7; поз13; узелА;ведомостспецификация.
ø14К19 L=17900 ГОСТ 5781-82
Спецификация балки Б1

ВАТМАН~1.DWG

Подколонник. М 1:25.
Конструктивная схема перекрытия. М 1:200.
Поперечный разрез здания 1-1. М 1:200.
Опалубка плиты ПП-1 и схема армирования М1:50
Вид сетки С2 после сгиба
Многопустотная плита ПП-1nРигель Р-1
Курсовой проект №1n"Проектирование несущих конструкций 5-ти этажного гражданского здания
Опалубочный чертеж ригеля Р-1. М1:50
Места опирания плит при складированииn и транспортировке
сварка заводскаяn Kf=8 мм
сварка заводская nKf=8 мм
Арматурный каркас КП-1 ригеля Р-1. М1:20
Спецификация арматуры плиты ПП-1
Колонна К1; Фундамент Ф1;nМонолитное перекрытие
Кафедра nжелезобетонных и каменных конструкций
московский государственный строительный университет
Опалубочный чертеж колонны К1. М 1:50.
Риски разбивочных n осей
Риски разбивочных nосей
Схема армирования колонны К1. М 1:50.
Монолитный фундамент Ф1. М 1:50.
Подколонник сборный ФП-1. М 1:25.
План раскладки сеток монлитного перекрытия. М 1:50.
Расчетная схема плиты

ЖБК-2(арматура).dwg

Спецификация монолитной плиты Пм
Схема армирования плиты Пм
Производственный цех
Схема армирования плиты Пм. Разрез 1-1 2-2.

02 Лист.dwg

КГТУ-КП-419037-КЖИ-03
фундаменты сечение 1-1; узлы спецификация ведомость
КГТУ-КП-419037-КЖ-01
Узлы 1-3 спецификация
Железобетонные и каменные конструкции
Водоизал. коверnЦементн. стяжкаnМинераловатный плитный утеплительnПароизоляцияnЖБ плиты покрытия
Спецификация к схеме расположения nэлементов конструкции

Калькуляция.dwg

Монтаж колонн крайнего
Монтаж колонн среднего
Монтаж подкрановых балок
среднего ряда до 11т
Монтаж подстропильных ферм
Монтаж стропильных балок
Монтаж плит покрытия
Электросварочные работа
Замоноличивания стыков
Замоноличивание стыков
колонн с фундаментами
Калькуляция трудовых затрат на монтаж здания
Калькуляция трудовых затрат на монтаж здания.
Норма вр. на ед. объема работ
Расценки на единицу объема работ
Заработная плата рублей
Монтаж колонн крайнего ряда моссой до 8т
Монтаж колонн среднего ряда моссой до 8т
Замоноличивание стыков колонн с фундаментами
Монттаж стропильных ферм
Электросварочные работы
Замоноличивание стыков между плитами

5.dwg

Многоэтажное промышленное здание
Узлы сопреженияnэлементов
Бетон замоноличивание
Спецификация балки Бм 1

курсовик 9.dwg

Ведомость расхода стали кг
Спецификация ригеля Р-1
Спецификация ригеля Р-1.
Ведомость расхода стали.

дополнительно.dwg

Крайний пролет здания
Средний пролет здания
СХЕМА АРМИРОВАНИЯ ВТОРОСТЕПЕННОЙ БАЛКИ
СХЕМА АРМИРОВАНИЯ ГЛАВНОЙ БАЛКИ

Курсовой ЖБК№2 ЭТО В РАСПЕЧАТКЕ.doc

1. Компоновка поперечной рамы.
Произвести статический расчет поперечной рамы одноэтажного
трехпролетного здания и запроектировать крайнюю сборную колонну фундамент
и большепролётную конструкцию (балка с параллельными поясами).
Здание оборудовано электрическими мостовыми кранами среднего режима
работы по два крана в каждом пролете. Грузоподъемность кранов во всех
пролетах Q=205 т (19649 кН). Режим работы крана – средний.
Длина температурного блока – 72.0 м; поперечных стен в пределах
температурного блока нет. Наружные панельные стены до отметки 8400
самонесущие выше – навесные. Район строительства – г. Воронеж.
Расстояние от уровня чистого пола до уровня головки подкранового
рельса 9.65м. Высота подкрановой балки 1.4м; высота подкранового пути
15м. Назначаем высоту подкрановой H1 и надкрановой H2 частей колонны при
высоте крана 2.4 м: H1=9.65-1.4-0.15=8.1 м; H2≥2.4+1.4+0.15+0.25=4.2 м.
H2=4.5 м. H=H1+H2=4.5+8.1=12.6 м. При глубине заделки колонн в фундаменте
hf=1.2 м полная её высота: Htot=H+hf+0.15=12.6+1.2+0.15=13.95 м.
Размеры сечения надкрановой части колонны: ширина bc=0.5 м; высота
hc=1.4 м; подкрановой части bc=0.5 м; hс=1.4 м; высота сечения одной ветви
hb=0.3 м; высота подкрановой (верхней) распорки hs=1.05 м остальных
распорок – hs=0.4 м.
[pic]Рисунок 1. Поперечный разрез здания
Расчет стропильной конструкции.
Данные для проектирования.
Требуется запроектировать предварительно напряженную балку с
параллельными поясами пролетом 18 м. Расстояние между балками вдоль здания
Принятые размеры балки представлены на рис. 2
Рисунок 2. Сечение балки.
– действительное поперечное сечение; 2 – эквивалентное поперечное
Изготовление балки предусмотрено в рабочем положении. Бетон тяжелый
класса В40. Натяжение арматуры – механическим способом на упоры стенда. В
качестве напрягаемой арматуры применены арматурные канаты класса К-7. Для
сварных сеток принята арматура класса А-III.
Расчетные характеристики материалов:
для бетона класса В40 Rb=20 МПа; Rbt=1.25 МПа; Rbser=29.0 МПа;
Rbtser=2.1 МПа; Eb=36000 МПа;
для арматуры класса A-III Rs=Rsc=365 МПа; Rsw=290 МПа; Es=200000
для канатов класса К-7 Rs=1250 МПа; Rsc=500 МПа;
Rs ser=1500 МПа; Es=180000 МПа.
Определение усилий в балке.
На балку действуют постоянные и временные нагрузки. Постоянные
включают вес водотеплоизоляционного ковра железобетонных плит покрытия и
балки. Временную нагрузку создает вес снегового покрова (табл. 1).
Таблица 1 – Нагрузки на 1 м2 покрытия.
Вид нагрузки Нагрузка кПа Коэффициент Расчетная
надежности нагрузка
по нагрузке при γf>1
Нормативная Расчетная
Постоянная 3.054 2.9 - 3.269
в том числе водоизоляционный0.085 0.08 1.2 0.096
асфальтовая стяжка (t=20мм; 0.332 0.315 1.2 0.378
минераловатный плитный 0.370 0.35 1.2 0.42
утеплитель (t=100мм;
обмазочная пароизоляция 0.047 0.045 1.2 0.054
железобетонные плиты 2.22 2.11 1.1 2.321
покрытия размером 3x12м
Временная (снеговая) 1.2 1.14 1.4 1.596
в том числе длительная 0.36 0.342 1.4 0.479
кратковременная 0.84 0.798 1.4 1.117
Полная 4.254 4.04 - 4.865
в том числе продолжительно 3.414 3.242 - 3.748
кратковременная 0.84 0.798 - 1.117
Все расчетные нагрузки определены с учетом коэффициента надежности по
назначению конструкций γf=0.95.
Нагрузка на балку от плит покрытия в местах опирания их продольных
ребер передается в виде сосредоточенных грузов.
Вес балки 94.32 кН длина балки 17.95 м.Нагрузка от веса балка на 1 м
ее длины составляет кНм:
Нормативная g1n=94.32:17.95=5.255
Расчетная при γf =1 gd=5.255·0.95=4.99
То же при γf>1 gd=4.99·1.1=5.49
Балка рассчитывается свободно опертая по концам. Максимальное значение
изгибающего момента – в середине пролета поперечной силы – на опорах.
Изгибающий момент в середине пролета:
От продолжительно действующих нагрузок
при γf=1 Mmaxl=1779.69 кН·м
От полной нагрузки при γf=1 Mmax=2165.51 кН·м
От полной расчетной нагрузки при γf>1 Mmax=2590.75 кН·м.
Поперечные силы на опоре:
при γf=1 Ql=337.5 кН
От полной нагрузки при γf=1 Q=409.52 кН
От полной расчетной нагрузки при γf>1 Q=489.23 кН.
Предварительный подбор продольной арматуры.
Размеры поперечного сечения балки: b=0.08 м; b'f=0.34 м; bf=0.27 м;
h'f=0.2 м; hf=0.23 м; h=1.2 м.
Геометрические характеристики бетонного сечения:
Ab=34·20+8·77+27·23=1917 см2=0.192 м2;
Sb=23·27·11.5+8·77·61.5+34·20·110=119826 см3=0.12 м3;
yb=0.120.192=0.625 м;
Ib=(8·773+27·233+34·203)12+12·8·77+512·27·23+47.52·34·20=
=3504485 см4=0.035046 м4;
Wredb=0.0350460.625=0.05606 м3;
ant=0.056060.192=0.292 м.
Определяем значения:
Напрягаемую арматуру располагаем только в растянутой зоне. Принимаем
a=0.1 м поэтому ysp=yb-a=1.2-0.1=1.1 м.
Находим площадь напрягаемой арматуры из условия надежного закрытия
трещин при Mmaxl=1779.69 кН·м.
Определяем количество арматуры из условия ее упругой работы
Принимаем 5ø8 К-7 Asp=1760 мм2=0.00176 м2. В верхней полке
устанавливаем продольную ненапрягаемую арматуру в количестве 4ø20 A-III
A's=1256 мм2=0.001256 м2.
Геометрические характеристики поперечного сечения балки.
Отношение модулей упругости арматуры и бетона
Площади поперечных сечений продольной арматуры приведенные к бетону
Площадь приведенного сечения балки
Момент сопротивления приведенного сечения балки
Положение центра тяжести приведенного сечения
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до центров тяжести
нижней и верхней арматуры:
Момент инерции приведенного сечения
Моменты сопротивления приведенного сечения для нижней и верхней граней
нижней и верхней ядровых точек:
Моменты сопротивления приведенного сечения для крайних волокон с
учетом неупругих деформаций растянутого бетона определяем по формуле
- для нижних растянутых волокон γ=1.5;
- для верхних растянутых волокон γ=1.25.
Предварительное напряжение арматуры и его потери.
Назначаем величину первоначального (без учета потерь) предварительного
напряжения арматуры sp=1300 МПа. Допустимое отклонение предварительного
напряжения при механическом способе натяжения Δsp=0.05sp=0.05·1300=65
МПа. Следовательно sp+ Δsp=1300+65=
=1365 МПа1500 МПа; sp-Δsp=1300-65=1235 МПа>0.3Rsser=0.3·1500=
=450 МПа. Таким образов условия sp+ ΔspRsser и sp-Δsp>0.3Rsser
По формулам табл. 5 СНиП 2.03.01-84 определяем потери появляющиеся до
Потери от релаксации напряжений в арматуре
Потери от температурного перепада между упорами стенда и бетоном при
Потери от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств при
Трения арматуры об огибающие устройства нет из-за отсутствия
последних поэтому 4=0. Арматура натягивается на упоры стенда и потери из-
за деформации стальной формы отсутствуют т.е. 5=0.
Суммарные потери до обжатия бетона
а предварительное напряжение арматуры
Усилие предварительного обжатия
Эксцентриситет приложения усилия относительно центра тяжести
приведенного сечения
Напряжения в бетоне при обжатии на уровне напрягаемой (нижней) и
ненапрягаемой (верхней) арматуры:
[pic] кНсм2=15.6 МПа.
[pic] кНсм2=-7.1 МПа0.
Передаточная прочность бетона Rbp=0.7B=0.7(40=28 МПа. Так как
bsRbp=15.628=0.56α=0.75 потери от быстронатекающей ползучести бетона с
учетом коэффициента 0.85 (пропаренный бетон) b=0.85(40(0.56=19.0 МПа.
Так как 'bs0 величины предварительных сжимающих напряжений в
ненапрягаемой арматуре равны нулю т.е. 's=0.
Первые потери loss=211+19=230 МПа.
Предварительное напряжение в напрягаемой арматуре с учетом первых
потерь (при γsp=1) sp1=1300-230=1070 МПа. Усилие предварительного обжатия
с учетом первых потерь P01=1070(0.00176(103=1883 кН.
Потери в напрягаемой арматуре вызванные усадкой бетона
Потери от ползучести бетона
Ненапрягаемая арматура расположена в растянутой зоне поэтому 's=0.
Общие потери loss=230+42.5+71.4=343.9 МПа>100 МПа.
Предварительное напряжение арматуры после проявления всех потерь (при
γsp=1) sp2=1300-343.9=956.1 МПа.
Расчет балки на стадии эксплуатации.
Проверка размеров бетонного сечения. Размеры сечения проверяют из
обеспечивающего прочность бетона стенки по сжатой полосе между
наклонными трещинами. Рассмотрим два сечения: первое расположено у опоры
второе – на расстоянии 800 мм где толщина стенки становится минимальной.
Величину внешней поперечной силы в первом случае принимаем равной опорной
реакции т.е. Q=489.23 кН; b=0.27 м; h0=1.1 м; φw1=1; φb1=1-
Во втором случае Q=445.6 кН; b=0.08 м.
В обоих случаях Qu>Q следовательно принятые размеры поперечного
Прочность нормальных сечений. Установившееся предварительное
напряжение определяем с учетом коэффициента точности натяжения γsp=0.9.
Определяем граничное значение высоты сжатой зоны бетона:
Принимая в первом приближении γs6==1.15 проверяем условие:
Условие не выполняется. Находим высоту сжатой зоны. Значение при его
сопоставлении с R допускается определять при γs6=1.
Необходимо увеличить площадь ненапрягаемой арматуры в растянутой зоне.
Принимаем 4ø28 A-III A's=2463 мм2=0.002463 м2.
Прочность наклонных сечений. Проверка прочности наклонного сечения на
действие поперечной силы по наклонной трещине согласно СНиП 2.03.01- 84*
производится из условия
где Q=489.25 кН – поперечная сила от внешней нагрузки;
Qb – поперечное усилие воспринимаемое бетоном и равное:
где φb2=2; [p принимаем c=2.95 м. Получим
Значение Qb принимается не менее
Длину проекции опасного сечения принимаем равной
Усилие в хомутах на единицу длины элемента в пределах наклонного
сечения определяется по формуле
При этом должно выполняться условие
Условие соблюдается.
Площадь поперечной арматуры должна определяться по формуле
Минимальный шаг хомутов определяется по формуле
Шаг хомутов принимаем s=150 мм. Получим требуемую площадь арматуры при
данном шаге хомутов:
Принимаем хомуты 2ø12 A-III Asw=226мм2.
Данного шага хомутов следуем придерживаться на расстояние 4.5 м от
опоры. Далее хомуты устанавливаются конструктивно с шагом s=400 мм.
Определение погиба балки. Прогиб определяем в середине пролета. Расчет
выполняем при γf=1 и γsp=1. Момент от продолжительно действующей части
нагрузки Ml=1779.69 кН·м а от непродолжительно действующей Msh=M-
Ml=2165.51-1779.69=385.82 кН·м.
Кривизну от внешней нагрузки определяем по формуле:
Кривизна обусловленная выгибом элемента от непродолжительного усилия
предварительного обжатия:
Кривизна обусловленная выгибом элемента вследствие усадки и
ползучести бетона от усилия предварительного обжатия:
Здесь [pic] и [pic] - относительные деформации бетона вызванные его
усадкой и ползучестью от усилия предварительного обжатия:
Предельно допустимый прогиб для элементов покрытий при l>10 м
Расчеты свидетельствуют о том что проектируемая балка покрытия
удовлетворяет требованиям расчета по несущей способности.
Статический расчет поперечной рамы.
Расчет поперечной рамы производился с помощью ПК RAMPO. Результаты
расчета приведены в таблице 2.
KOЛИЧECTBO ПPOЛETOB - 3
ПOЛOЖEHИE KOЛOHHЫ - 1
ЧИCЛO ПAHEЛEЙ KOЛOHHЫ - 4
ДЛИHA ПPOЛETA - 18.0 M
PAЗMEPЫ CEЧEHИЙ:B=0.50 M; H1=1.40 M;H2=0.60 M; BЫCOTA BETBИ - 0.30 M;
EP=-0.10 M; ED=-0.70 M
OTMETKИ KOЛOHHЫ: Y=12.60 M; YT=9.50 M; YK=8.10 M
OTMETKИ CTEH: YV=14.40 M; Y2= 9.60 M;YO=1.20 M; Y1=8.40 M; OTMETKA
УД. BEC CTEH GA=29.35
ПOCT. - G=3.35 KПA; GC=94.3 GF=0.00 GB=114.70H; GR=1.5
BPEM. - CHEГ. V=1.2 KПA;
- BETP. WO=0.48 KПA;
- KPAH. Q=196.0 PM=184.0 GK=22.5 T;
GT= 7.0T; BC=5.6 M; AC=4.4 M.
Таблица 2 – Расчетные усилия в крайней колонне.
Номер При Gf>1 При Gf=1
Первое (γс=1) Второе (γс=0.9)
Mmax Mmin Nmax Mmax Mmin Nmax
I-I №№ - 1+2 1+2 - - -
M кН·м - -58.35 -58.35 - - -
N кН - 583.45 583.45 - - -
II-II №№ 1+4+6 - 1+2 1+3+5+7+9 - -
M кН·м 216.9 - 128.6 233.53 - -
N кН 429.81 - 602.18 475.09 - -
III-III №№ - 1+4+6 1+4+6 - 1+3+5+7+11 1+3+5+7
M кН·м - -370.43 -370.43 - -421.56 -391.22
N кН - 1018.27 1018.27 - 1123.28 1123.28
IV-IV №№ 1+8 1+10 1+4+6 1+3+9 1+5+7+11 1+3+5+7
M кН·м 548.93 -313.98 -66.38 509.24 -457.23 -44.54
N кН 605.23 605.23 1106.44 760.36 1056.32 1211.45
Q кН 109.11 -46.6 52.7 107.05 -12.93 56.29
M кН·м 410.17 -206.19 -66.28 381.82 -307.38 -41.65
N кН 550.21 550.21 1005.86 705.34 1001.3 1156.43
Q кН 82.43 -28.8 47.92 80.96 0.46 49.9
для бетона класса В20 Rb=10.5 МПа; Rbt=0.8 МПа;
Rbser=15.0 МПа; Rbtser=0.8 МПа; Eb=27000 МПа;
для арматуры класса A-III Rs=Rsc=365 МПа; Es=200000 МПа;
для арматуры класса Вр-I Rs=Rsc=360 МПа; Es=170000 МПа.
Надкрановая часть колонны. Размеры прямоугольного сечения надкрановой
части: b=0.5 м; h=0.6 м; Для продольной арматуры принимаем a=a'=0.04 м;
Рабочая высота сечения h0=0.6-0.04=0.56 м.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба: при
учете крановых нагрузок без их учета l0=2.5H2=2.5·4.5=
=11.25 м. Так как l0h=90.6=15>10 необходимо учитывать влияние прогиба
элемента на величину эксцентриситета продольной силы.
Расчет необходимо выполнять для трех комбинаций:
). Mma Ncorr=475.09 кН;
). Mm Ncorr=583.45 кН;
). Nma Mcorr=128.6 кН·м.
Последовательность расчета показана на примере первой комбинации.
от всех нагрузок (с учетом ветровой нагрузки малой суммарной
продолжительности) M=233.53 кН·м; N=475.09 кН;
от всех нагрузок но без учета ветровой M'=12705 кН·м;
от постоянной продолжительно действующей нагрузки Ml=233.53
Находи моменты внешних сил относительно центра тяжести сечения
растянутой арматуры СС учетом и без учета ветровой нагрузки:
MII=M+N(0.5h-a)=233.53+475.09(0.5·0.6-0.04)=357.1 кН(м;
MI=M'+N'(0.5h-a)=127.05+475.09(0.5(0.6-0.04)=250.57 кН(м;
MI0.77MII=0.77(357.1=274.93 кН(м.
Эксцентриситет продольной силы
e0=MN=233.53475.09=0.492 м > ea=h30=0.630=0.02 м.
Следовательно случайный эксцентриситет не учитываем так как колонна
поперечной рамы – элемент статически неопределимой конструкции.
Находим значение условной критической силы и величину коэффициента .
Определяем коэффициент φl принимая =1 и вычисляя
Площадь сечения растянутой арматуры определяем по формуле:
Поскольку Asmin0 величину A's определяем при =0.85-0.008·10.5=
Арматура в сжатой зоне по расчету не нужна поэтому ее сечение
назначаем в соответствии с конструктивными требованиями
Принимаем 3ø16A-III A's=6.03 см2.
Определяем армирование растянутой зоны
Принимаем 4ø16A-III A's=8.04 см2.
Расчетная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба
l0=1.5H2=1.5·4.5=6.75 м. Так как гибкость из плоскости изгиба
(l0h=6.750.5=13.5) меньше чем в плоскости изгиба (l0h=15) расчет из
плоскости изгиба можно не выполнять.
Результаты расчета для каждой комбинации приведены в табл. 4.
Таблица 4 – Результаты расчета надкрановой части колонны.
Вычисляемые Единица Значения величин при комбинации усилий
I (Mmax) II (Mmin) III (Nmax)
M кН·м 233.53 -58.35 128.6
N кН 475.09 583.45 602.18
M' кН·м 127.05 -58.35 128.6
N' кН 475.09 583.45 602.18
Ml кН·м 113.1 -41.11 113.1
Nl кН 429.81 411.08 429.81
MII кН·м 357.1 -210.05 285.17
88MII кН·м 314.25 -184.84 250.95
MI кН·м 250.5 -147.99 250.5
Rb МПа 10.5 10.5 12.5
e0 м 0.492 -0.1 0.214
M1l кН· 250.57 -210.05 250.5
αs - 7.41 7.41 7.41
Ncr кН 4052 5624 4879
e - 0.817 -0.372 0.504
As' см2 -20.55 -50.14 -37.58
As' (принято) см2 6.03 6.03 6.03
S' (принято) - 3ø16A-III 3ø16A-III 3ø16A-III
α0 - 0.166 0.034 0.096
As (вычислено)см2 7.75 7.14 -0.78
As (принято) см2 8.04 8.04 6.03
S (принято) - 4ø16A-III 4ø16A-III 3ø16A-III
Подкрановая часть колонны. Сечение колонны в подкрановой части состоит
из двух ветвей. Высота его сечения h=1.4 м. Сечение ветви bb=0.5 м hb=0.3
м a=a'=0.03 м h0=0.27 м =a'h0=0.030.27=0.111. Расстояние между осями
ветвей c=1.1 м. Расстояние между осями распорок s=H1n=8.14=2.03 м.
Арматуру подбираем по наибольшим расчетным усилиям в сечении IV-IV.
Так как колонна жестко заделана в фундаменте при расчете принимаем =1 (в
опорном сечении эксцентриситет продольной силы не зависит от прогиба
Расчет в плоскости изгиба. Сначала рассчитываем колонну при комбинации
усилий I. Из табл.3 выписываем усилия: от всех нагрузок включая нагрузи
малой суммарной продолжительности (крановую и ветровую) M=548.93 кН(м
N=605.23 кН Q=109.11 кН; от всех нагрузок но без нагрузок малой суммарной
продолжительности M'=92.79 кН(м N'=60.23 кН.
Для определения коэффициента условий работы бетона находим моменты
внешних сил относительно центра тяжести сечения растянутой арматуры в
MII=M+N(0.5h-a)=548.93+605.23(0.5·1.4-0.03)=954.43 кН(м;
MI=M'+N'(0.5h-a)=92.79+60.23(0.5(1.4-0.03)=498.29 кН(м;
MI0.88MII=0.88(954.43=839.9 кН(м.
Расчет ведем при γb2=1.1.
Продольные усилия в ветвях колонны находим по формуле:
в подкрановой ветви [p
в наружной ветви [pic] кН.
Изгибающий момент в ветвях колонны вычисляем по формуле:
Ветви колонны испытывают действие разных по знаку но одинаковых по
величине изгибающих моментов поэтому подбираем симметричное армирование
Рассмотрим вначале подкрановую ветвь колонны: e0=55.37801.64= =0.069
м; e=0.069+0.5(0.3-0.03=0.189 м.
Для прямоугольного сечения ветви с симметричным армированием:
Поскольку [pic][pic] то площади арматуры определяем по формуле
Для наружной ветви: e0=0.282 м e=0.402 м [p [p
As=A's=0.000076 м2. При комбинации усилий II и III армирование ветвей
определяют так же как и для комбинации усилий I. Результаты вычислений
приведены в табл. 5. Из нее следует что продольную арматуру для
подкрановой ветви принимаем исходя из конструктивных требований 3ø12 A-III
As=A's=3.39 см2. Армирование наружной ветви принимаем 3ø25 A-III
Таблица 5. Результаты расчета подкрановой части колонны
(Mmax) (Mmin) (Nmax)
M кН·м 548.93 -457.23 -44.54
N кН 605.23 1056.32 1211.45
M' кН·м 92.79 92.79 92.79
N' кН 60.23 60.23 60.23
MII кН·м 954.43 232.5 767.13
88MII кН·м 839.9 204.6 675.08
MI кН·м 498.29 498.29 498.29
Q кН 109.11 -12.93 56.29
N кН 801.64 112.0 565.23
M кН·м ±55.37 ±6.54 ±30.02
e0 м 0.069 0.058 0.053
e м 0.189 0.178 0.173
[pic] - 0.343 0.048 0.242
[pic] - 0.175 0.023 0.113
As=A's мм2 -0.000787 0.000182 -0.000719
N кН·м 196.43 943.61 646.22
e0 м 0.282 0.0069 0.046
e м 0.162 0.127 0.166
[pic] - 0.084 0.138 0.276
[pic] - 0.091 0.403 0.124
As=A's мм2 0.000076 0.001326 -0.000822
Определяем армирование промежуточной распорки. Размеры прямоугольного
сечения распорки: bs=0.5 м; hs=0.4 м; a=a'=0.04 м; h0=0.36 м.
Наибольшая поперечная силаQ=109.11 кН действует при комбинации усилий
I. Усилия в распорке вычисляем по формулам:
Так как эпюра моментов двузначная принимаем двойное симметричное
армирование распорок. Следовательно
Принимаем 3ø22 A-III As=A's=11.73 см2.
Проверяем прочность бетона по сжатой полосе между наклонными трещинами
при φw=1 γb2=0.9; Rb=10.5 МПа и φb2=1-0.01(10.5=0.895. Тогда получим
Qs=201.36 кН0.3(1(0.895(10.5(103(0.5(0.36=507.47 кН.
Так как условие выполняется. размеры сечения достаточны.
Проверяем необходимость поперечного армирования. Принимаем пролет
распорки равным расстоянию в свету между распорками т.е. l=0.8 м. При
Rbt=0.8 МПа φn=0 и c=0.25l=0.25(0.8=0.2 м
Qbu=1.5(1+0)(0.8(103(0.5(0.3620.2= =388.8
кН>2.5Rbtbh0=2.5(0.8(0.5(0.36(103=360 кН.
Принимаем Qbu=360 кН и проверяем условие
Так как оно выполняется поперечное армирование по расчету не
требуется. Верхнюю (подкрановую) распорку армируем в соответствии с
конструктивными требованиями.
Расчет из плоскости изгиба.
Расчетная длина и гибкость подкрановой части колонны из плоскости
изгиба: то же в плоскости
изгиба: l0h=12.151.4=8.6712.96. Следовательно
необходим расчет из плоскости изгиба. На подкрановую часть колонны в
сечении III-III действуют наибольшие продольные силы:
от всех нагрузок N=1123.8 кН;
от постоянных нагрузок Nl=517.06 кН.
Расчет ведется по тем же формулам что и при расчете надкрановой
Находим значение условной критической силы и коэффициента .
Принимаем =min=0.3302.
С учетом прогиба колонны e=0.0167(1.14+0.5(0.5-0.03=0.239 м.
Так как x=0.178 м[pic] м прочность сечения проверяем из условия
учитывая только арматуру расположенную у растянутой и сжатой граней
Прочность колонны из плоскости изгиба обеспечена.
для бетона класса В20 Rb=11.5 МПа; Rbt=0.9 МПа;
для арматуры класса A-II Rs=Rsc=280 МПа; Es=210000 МПа;
для арматуры класса A-I Rs=Rsc=225 МПа; Es=210000 МПа.
На уровне верха фундамента от колонны в сечении IV-IV передаются
при γf>1 M=-457.23 кН(м; N=1056.32 кН; Q=-12.93 кН.
при γf=1 M=-307.38 кН(м; N=1001.3 кН; Q=0.46 кН.
Нагрузка от веса стены до отметки 7800 приведена в табл. 6. Часть
стены выше отметки 7800 опирается на колонну и нагрузка от нее учтена при
расчете поперечной рамы.
Таблица 6. Нагрузки на фундамент от стенового ограждения.
Элементы Нагрузка кН Коэффициент Расчетная
конструкции надежности по нагрузка при
нагрузке γf γf>1 кН
нормативная расчетная
Фундаментные балки28.9 27.5 1.1 30.3
Стеновые панели 32.0 30.4 1.1 33.4
Заполнение оконных39.6 37.6 1.1 41.4
Расстояние от линии действия нагрузки от стен до ее оси фундамента
(совпадающей с осью колонны) ew=-0.5(0.2+1.4)=0.8 м.
Моменты от веса стены относительно оси фундамента:
при γf>1 Mw=-105.1(0.8=-84.08 кН(м;
при γf=1 Mw=-95.5(0.8=-76.4 кН(м.
Для подбора размеров подошвы фундамента используем усилия при γf=1.
Определяем размеры подошвы фундамента для начала как центрально-
Высоту фундамента принимаем Hf=1.5 м. Расчетное сопротивление грунта
Принимаем размеры фундамента b=1.8 м l=3.0 м Af=5.4 м2 Wf=2.7 м3.
Проверяем напряжения в основании по условиям
Размеры подошвы фундамента достаточны.
Толщину стенок стакана поверху принимаем 250 мм а зазор между
колонной и стаканом 100 мм. Размеры подколонника в плане lcf=2.1 м bcf=1.2
м. Высота ступени h1=300 мм. Высота подколонника hcf=1.2 м. Глубину стакана
принимаем hh=1.05 м. Размеры дна стакана в плане bh=0.6 м lh=1.6 м.
Размеры ступени в плане м: b1=b=1.8.
При отсутствии бетонной подготовки толщина защитного слоя бетона
должна быть не менее 70 мм. Принимаем a=80 мм=0.08 м. Рабочая высота
для ступени h01=0.3-0.08=0.22 м;
для подколонника h02=1.5-0.08=1.42 м.
При расчете тела фундамента по несущей способности используем усилия
при γf>1 а расчетные сопротивления бетона с учетом коэффициента условий
работы γb2=1.1: Rb=12.5 МПа; Rbt=1.0 МПа.
Рассчитываем тело фундамента на продавливание.
Так как hb=Hf-hh=1.5-1.05=0.45 мH+0.5(lcf-hc)=0.3+0.5(2.1-1.4)=0.65 м
и hb=0.55 мH+0.5(bcf-bc)=0.3+0.5(1.2-0.5)=0.65 м выполняем расчет на
продавливание фундамента колонной от дна стакана а также на раскалывание
фундамента колонной. При этом учитываем только расчетную нормальную силу
N=1056.32 кН действующую в сечении колонны у обреза фундамента.
Рабочая высота дна стакана h0b0.55-0.08=0.47 м; средняя ширина
bm=0.6+0.47 м; Af0=0.5(1.8(3-1.05-2(0.47)-0.25(1.8-0.6-2(0.47)2=0.892 м2.
Условие выполняется прочность дна стакана на продавливание колонной
Для расчета на раскалывание вычисляем площади вертикальных сечений
фундамента в плоскостях проходящих по осям сечения колонны:
Afb=3(0.3+2.1(0.15+2(0.25(1.05+2(0.05(1.05(0.5=1.79 м2;
Afl=3(0.3+1.2(0.15+2(0.25(1.05+2(0.05(1.05(0.5=1.30 м2.
При Afb Afl =1.791.3=0.724>bclc=0.51.4=0.357 прочность на
раскалывание проверяем из условия
Условие выполняется прочность фундамента на раскалывание колонной
Подбираем армирование подошвы фундамента. Определяем давление на
pI-I=195.06+113.84(1.051.2=294.67;
pII-II=195.06+113.84(0.71.2=261.47.
Изгибающие моменты с сечениях I-I и II-II на 1 м ширины фундамента
MI-I=(3.0-2.1)2(294.67+2(308.9)24=30.8;
MII-II=(3.0-1.4)2(261.47+2(308.9)24=93.79.
Требуемую площадь сечения арматуры класс A-II вдоль длинной стороны
фундамента в сечениях I-I II-II см2:
Принимаем на 1 м ширины фундамента 5ø12A-II As=5.65 см2; стержни
устанавливаем с шагом 200 мм. В направлении меньшей стороны подошвы
фундамента армирование фундамента определяем по среднему давлению на грунт
Изгибающие моменты на 1 м длины фундамента для сечений кН(м:
M'I-I=185.4(1.8-1.2)28=8.34;
M'II-II=185.4(1.8-0.5)28=39.17.
Требуемая площадь сечения арматуры вдоль короткой стороны фундамента
В соответствии с конструктивными требованиями принимаем на 1 м длины
фундамента 5ø10A-II A's=3.93 см2 шаг стержней 200 мм.
Определяем армирование подколонника и его стаканной части. Расчет на
внецентренное сжатие выполняем для коробчатого сечения стаканной части в
плоскости заделанного торца колонны.
Размеры коробчатого сечения стаканной части преобразованного в
эквивалентной двутавровое м: b=0.6 м; h=2.1 м; b'f=bf=1.2 м; hf=h'f=0.3 м;
a=a'=0.04 м; h0=2.06 м; =0.042.06=0.0194.
Расчетные усилия в сечении при γf>1:
M=MIV+QIVhc+Mw=-457.23-12.93(1.4-84.02=-559.35 кН(м;
N=NIV+Gw+Gf=1056.32+105.1+92.01=1253.43 кН.
e0=MN=559.351253.43=0.446 м>ea=h30=2.130=0.07 м.
Случайный эксцентриситет не учитываем. Расстояние от центра тяжести
сечения арматуры до силы N: e=0.446+0.5(2.1-0.04=1.456 м.
Проверяем положение нулевой линии. так как
Rbb'fh'f=12.5(103(1.2(0.3=4500 кН>N=1253.43 кН
указанная линия проходит в полке и сечение рассчитывают как
прямоугольное шириной b'f.
Принимаем симметричное армирование. Тогда
т.е. продольная арматура по расчету не нужна. Армирование назначаем в
соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0.05%
площади поперечного сечения подколонника: As=A's=0.0005(1.2(2.1= =0.00126
м2=12.6 см2. Принимаем с каждой стороны подколонника 5ø18A-II As= A's
=12.72 см2. У длинных сторон подколонника принимаем продольное армирование
Поперечное армирование подколонника определяем по расчету на момент от
действующих усилий относительно оси проходящей через точку поворота
колонны. Так как 0.5hc=0.5(1.4=0.7 м >e0=0.446 м >hc6=0.76=0.117 м
поперечное армирование определяем по формуле
По высоте стакана принимаем семь сеток с шагом 150 мм. Верхнюю сетку
устанавливаем на расстоянии 50 мм от верха стакана. Расстояние от уровня
чистого пола до нижнего торца колонны т.е до точки ее поворота
Момент всех сил относительно точки поворота колонны
Mk1=MIV+QIVy-0.7NIVe0=-457.23-12.93(1.15+0.7(1056.32(0.446= =-
Сумма расстояний от точки поворота колонны до сеток поперечного
армирования подколонника
Площадь сечения арматуры класс A-I расположенной в одном уровне
определяем из уравнения
Необходимая площадь сечения одного рабочего стержня (при четырех
стержнях в каждой сетке): Aw=1.644=0.41 см2. Принимаем 1ø8A-I Aw=0.503
Список использованной литературы.
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Госстрой
СССР. М. 1993. 88 с.
Пособие по проектированию напряженных железобетонных конструкций из
тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). – М.: Госстрой 1988.135
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из
тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к
СНиП 2.03.01-84). – М.: Госстрой 1989.192 с.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс:
Учебник для вузов. – 5-е изд. – М.: Стройиздат 1991. 767 с.
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие Под
ред. Голышева А.Б. – К.: Будивельник 1990. – 544 с.
Полищук В.П. Рабочие чертежи для строительства (правила
выполнения) Курск. гос. техн. ун-т. Курск 1999. 171 с.
Полищук В.П. Черняева Р.П. Проектирование железобетонных
конструкций производственных зданий: Учебное пособие. – Тула: ТПИ

12 Лист.dwg

КГТУ-КП-419037-КЖ-01
Узлы 1-3 спецификация
Железобетонные и каменные конструкции
Cпецификация арматурных сеток фундамента
ø6А-I L=1780 ГОСТ 5781-82
ø14А-II L=1780 ГОСТ 5781-82
ø18А-II L=1780 ГОСТ 5781-82
ø8А-I L=1180 ГОСТ 5781-82
ø8А-I L=1780 ГОСТ 5781-82
ø10А-II L=2670 ГОСТ 5781-82
ø10А-I L=1770 ГОСТ 5781-82

Титульник.doc

Министерство образования Р.Ф.
Кафедра промышленного и гражданского строительства
Пояснительная записка к курсовому проекту по дисциплине: “Железобетонные и
каменные конструкции” на тему: ”Несущие конструкции многоэтажного
производственного здания с кирпичными наружными стенами”

ЖБК№2 лист9 A4.dwg

Ведомость расхода стали на балку БПП-1 кг
Продолжение ведомости
Ведомость расхода стали на балку БПП-1

ЖБК№2 лист5.dwg

Фундамент 1.dwg

Ведомость расхода стали кг
Производственный цех.
Спецификация фундамента Ф1.

ЖБК№2 лист4.dwg

Ведомость расхода стали на фундамент Ф-1 кг
ø10 А-II ГОСТ 5781-82
ø18 А-II ГОСТ 5781-82
Спецификация арматурных сеток
ø12 А-II ГОСТ 5781-82

10 Лист.dwg

КГТУ-КП-419037-КЖИ-03
фундаменты сечение 1-1; узлы спецификация ведомость
КГТУ-КП-419037-КЖА-02
Арматурные изделия на колонну К1
ø16А-II L=250 ГОСТ 5781-82
КГТУ-КП-419065-КЖА-02
Спецификация закладных деталей
ø14А-II L=250 ГОСТ 5781-82

ЖБК№2 лист2.dwg

Спецификация элементов каркаса
Сторопильные конструкции
Асфальтовая стяжка 20
Минералов. плиты 100
Водоизляционный ковер

Курсовик 2.dwg

6 А-III ГОСТ 5781-82
Специификация монолитной плиты Пм.
Схема армирования плиты Пм
плиты Пм. Разрезы 1-1
Производственный цех

11 Лист.dwg

Железобетонные и каменные конструкции
Схема расположения элементовкаркасаразрезы 1-1 2-2.
КГТУ-КП-419037-КЖИ-03
фундаменты сечение 1-1; узлы спецификация ведомость
Cпецификация арматурных сеток фундамента Ф1

9.dwg

Спецификация арматурных сеток
Арматура Класса АIII
Спецификация колоны К1

7.dwg

Многоэтажное промышленное здание
План на отм. 0.000 nРазрезы 1-1 2-2 3-3
Курсовой проект по ЖБК

07 Лист.dwg

КГТУ-КП-419037-КЖА-02
Арматурные изделия на колонну К1
Спецификация арматурных каркасов
ø4BpI L=360 ГОСТ 5781-82
ø4BpI L=180 ГОСТ 6727-80
ø4BpI L=480 ГОСТ 6727-80
ø4BpI L=1880 ГОСТ 6727-80

31.dwg

Схема расположения элементов n каркаса М 1:200
Промышленное здание в г.Брест
КГТУ-КП-410011-КЖ-01
Поз. Обозначение Наименование Кол. Примеч.
Схема расположения элементов каркаса
Спецификация сборныхn элементов каркаса;1-12-2n
Водоизоляционный ковер
Выравнивающий слой 20 ммnУтеплитель 100 ммnПароизоляцияnСборные жб плиты
Схема расположения элементов n каркаса М 1:250 ; узлы 123
Спецификация сборных элементов каркаса
Ф-1 Разрезы 1-1 2-2n узлы 1 2
Спецификация фундамента Ф-1
Спецификация колонны К1
Спецификацию элементов каркаса см. лист 2
Сетки С-1 С-2 n С-3 С-4
Спецификация арматурных сеток
АII ГОСТ 5781-82 l=1470
АII ГОСТ 5781-82 l=2370
АI ГОСТ 5781-82 l=1450
АI ГОСТ 5781-82 l=870
АII ГОСТ 5781-82 l=1450
АI ГОСТ 5781-82 l=1470
Ведомость расхода стали кг
Ведомость расхода стали см. лист КЖА-02
Спецификация балки Б1
Сетки С-1 С-2 С-3 n С-4 С-5 С-6 С-7n
АIII ГОСТ 5781-82 l=1100
AIII ГОСТ 5781-82 l=1330
АIII ГОСТ 5781-82 l=1265
АIII ГОСТ 5781-82 l=680
АI ГОСТ 5781-82 l=80
АII ГОСТ 5781-82 l=7450
АII ГОСТ 5781-82 l=950
АII ГОСТ 5781-82 l=440
АII ГОСТ 5781-82 l=240
АII ГОСТ 5781-82 l=340
АII ГОСТ 5781-82 l=630
АII ГОСТ 5781-82 l=1640
АIII ГОСТ 5781-82 l=1200
АIII ГОСТ 5781-82 l=1470
АIII ГОСТ 5781-82 l=2210
АIII ГОСТ 5781-82 l=2300
АIII ГОСТ 5781-82 l=2310
АIII ГОСТ 5781-82 l=1770
АIII ГОСТ 5781-82 l=3000
АIII ГОСТ 5781-82 l=3010
Схема расположения элементов
Спецификацию элементов каркасса смотри лист 3.
Разрезы 1-1 2-2 смотри лист 2.
Стропильные конструкции
Спецификация элементов каркасса
Обмазочная пароизоляция
Железобетонные плиты покрытия
Утеплитель из пенобетона -100мм
Асфальтная стяжка -20мм
слоя толи на дегтевой мастике
Слой гравия втопленный в мастику

Рамка.doc

-----------------------

ЖБК.dwg

Схема расположения элементов n каркаса М 1:200
Промышленное здание в г.Брест
КГТУ-КП-410011-КЖ-01
Поз. Обозначение Наименование Кол. Примеч.
Схема расположения элементов каркаса
Спецификация сборныхn элементов каркаса;1-12-2n
Водоизоляционный ковер
Выравнивающий слой 20 ммnУтеплитель 100 ммnПароизоляцияnСборные жб плиты
Схема расположения элементов n каркаса М 1:250 ; узлы 123
Спецификация сборных элементов каркаса
Ф-1 Разрезы 1-1 2-2n узлы 1 2
Спецификация фундамента Ф-1
Спецификация колонны К1
Спецификацию элементов каркаса см. лист 2
Сетки С-1 С-2 n С-3 С-4
Спецификация арматурных сеток
АII ГОСТ 5781-82 l=1470
АII ГОСТ 5781-82 l=2370
АI ГОСТ 5781-82 l=1450
АI ГОСТ 5781-82 l=870
АII ГОСТ 5781-82 l=1450
АI ГОСТ 5781-82 l=1470
Ведомость расхода стали кг
Ведомость расхода стали см. лист КЖА-02

ЖБК-1(ПЛАН).dwg

Схема монолитного перекрытия на отм. 0.000
Схема монолитного перекрытия на отм. 0.000 разрезы 1-1 2-2 3-3.
Производственный цех

жбк.МОЕ.doc

Там еще много интересного..
Творческое объединение «Доктор и Жывотное»
Студия «Охота Съесть Енота»
СПбГАСУ 2007 Исходные данные
Размеры здания в плане между внутренними гранями стен:
Высота этажей между отметками чистого пола hэт=43 м.
Район строительства – г. Санкт-Петербург
Здание промышленного типа четырехэтажное с неполным каркасом и с наружными
Стены кирпичные толщиной 510 мм. Привязка разбивочных осей стен принята 120
Оконные проемы в кирпичных стенах приняты шириной 23м и высотой 21 м.
Временная нормативная нагрузка на всех междуэтажных перекрытиях vn=11
тм2 в том числе кратковременная vshn=015 тм2.
Снеговая нагрузка на кровле vснn=1 кНм2.
Подошва фундаментов основывается на грунте с расчетным сопротивлением R=25
кгм3. Отметка подошвы фундаментов – 15 м.
I. Проектирование монолитного
железобетонного перекрытия
1. Разбивка балочной клетки
При рекомендуемой величине пролётов второстепенных и главных балок от 50
до 70 м в зависимости от интенсивности временной нагрузке. На заданной
длине здания в свету L=402м и ширине В=230м. С учётом рекомендаций о
целесообразности уменьшения крайних пролётов до 10% в сравнении со
средними получим (рис.1)
L=402м=09[pic] откуда [pic].
Принимая с округлением средние пролёты второстепенных балок [pic] получим
величину крайних пролётов: [pic]
При рекомендуемом шаге второстепенных балок от 18 до 25м с учетом
рекомендаций о целесообразности уменьшения до 20% крайних пролётов плиты в
сравнении со средними получим
Принимая с округлением средние пролёты плиты [pic]=194м получим
величину крайних пролётов:
2. Расчет плиты перекрытия
Принимаем толщину плиты [pic]=80мм. Для определения расчётных пролётов
плиты задаёмся приближенно размерами поперечного сечения второстепенных
балок: h= b=h:3=575:3=192мм и принимаем h=600мм
За расчетные пролёты плиты принимаем: в средних пролётах – расстояние в
свету между гранями второстепенных балок а в крайних – расстояние от
граней второстепенных балок до середины площадок оперения плиты на стену.
При ширине второстепенных балок b=250мм и глубине заделки плиты в стену в
рабочем направлении [pic]=120мм получим
Расчетные пролеты плиты в длинном направлении при ширине главных балок
(ориентировочно) 300 мм и на глубине заделки плиты в стену в нерабочем
направлении а3=60 мм (четверть кирпича).
При соотношении длинной и короткой сторон 61801690=366 плиту опёртую
по контуру рассчитываем только в одном «коротком» направлении.
Расчётная нагрузка на условную полосу плиты шириной 1000мм:
вес пола из цементного раствора с затиркой при толщине слоя 20см и
плотности 1700кгм[pic]
00*002*10*13*10[pic]=044
вес плиты толщиной 80мм при плотности 2500кгм[pic]
00*008*10*11*10[pic]=22
полная постоянная нагрузка:
б) временная при [pic]
Здесь 13; 11 и 12 – коэффициенты надёжности по нагрузке.
Полная расчётная нагрузка
g+v=264+132=1584 кНм.
Величины расчетных изгибаемых моментов неразрезной балочной плите с
равными или отличающимися не более чем на 20% пролётами [pic] определяется
с учетом перераспределения усилий по формулам:
в средних пролётах и над средними опорами (см.рис.2 3)
над второй от конца опорой при армировании плоскими сетками (раздельное
Определение толщины плиты. Для монолитного железобетонного перекрытия
принимаем бетон проектного класса по прочности на сжатие B125. с учётом
возможности эксплуатации конструкции в неблагоприятных условиях при
относительной влажности окружающей среды менее 75% расчетные сопротивления
определяются с коэффициентом условной работы [p [p [p
Арматуру в плите перекрытия принимаем для двух вариантов армирования:
- арматурой класса Вр1 с расчетным сопротивлением [pic]=360МПа при
армировании рулонными сварными сетками (непрерывное армирование)
- арматурой класса АIII с расчетным сопротивлением [pic]=355МПа при
армировании плоскими сетками (раздельное армирование) [pic]=200000МПа.
Необходимую толщину плиты перекрытия определяем при среднем оптимальном
коэффициенте армирования [pic]=0006 по максимальному моменту М[pic]=411
кНм и ширине плиты [pic]=1000мм.
Расчетная высота сечения плиты при относительной ее высоте
[pic]=0006[pic]=0316[pic] - для арматуры класса АIII где
[pic]=[pic] - для арматуры класса Вр1
[pic]=[pic] - для арматуры класса АIII.
При А[pic]=[pic] и М[pic]=411кНм имеем
*032)=0269 для арматуры класса Вр1;
Полная высота сечения плиты при диаметре арматуры d=10мм и толщине
защитного слоя 10 мм h[pic]628мм где а=10+5=15мм. Принимаем толщину плиты
[pic]=70мм и расчетную высоту сечения [pic]-а=70-15=55мм.
При расчете продольной арматуры в плите перекрытия на средних участках
необходимое количество рабочей арматуры разрешается уменьшить до 20%:
Мср= - Мс=±08*283=±08*283=±226 кНм.
3. Расчет второстепенной балки Б-1
Второстепенная балка крайними опорами которой служат стены а
промежуточные – главные балки работает и рассчитывается как неразрезная
многопролётная конструкция.
Расчётные средние пролёты исчисляются как расстояния в свету между
гранями главных балок а за расчётные крайние пролёты принимаются
расстояния между гранями главных балок и средними площадок опирания на
При ширине рёбер главных балок (ориентировочно) 250мм и глубине заделки
второстепенных балок в стены на 250мм
[pic]=6300-05*250+05*250=6300 мм.
[pic]=6900-2*05*250=6650 мм.
Расчетные нагрузки на наиболее нагруженную второстепенную балку Б-1 с
грузовой площадью 194 м равной расстоянию между осями балок кНм:
от веса плиты и пола (044+165)*194=512;
от веса балки с ориентировочными размерами сечения 250*600мм при
плотности вибрированного жб 2500кгм[pic][pic][pic]
00(060-008)025*11*10[pic]=358
временная при v[pic]=11кНм[pic]
Полная расчетная нагрузка
g+v=(512+358)+2561=3431
Расчетные изгибаемые моменты в неразрезных балках (рис.7) с равными или
отличающимися не более чем на 10% пролётами ([pic]110) с учетом
перераспределения усилий в следствии пластических деформаций определяются
М[pic]=-М[pic]=9483кНм
Величины значений возможных отрицательных моментов в средних пролётах при
невыгоднейшем загружении второстепенной балки временной нагрузкой
определяются по огибающим эпюрам моментов для неразрезной балки в
зависимости от соотношения временной и постоянной нагрузок по формуле:
где [pic] -- коэффициент принимаемый по табл.
При v:g = 2561:870=294 для сечений на расстоянии 02[pic] от опоры В
во втором пролёте [pic]=-00348 и 02[pic] от опоры в третьем пролёте -
Расчетные поперечные силы
[pic]=04*3431*63=8646 кН
[pic]=05*3431*665=11338 кН
Определение размеров сечения второстепенной балки.
Принимаем для балки бетон класса В125 (как и для плиты) с
[p [p [p [pic]=10МПа.
В качестве рабочей в каркасах используем стержневую арматуру периодического
профиля класса с [pic]=365МПа и сварные сетки из обыкновенной арматурной
проволоки класса BpI c[pic]=360МПа. Поперечная монтажная арматура – АI с
Необходимую высоту балки определяем по максимальному опорному моменту
задавшись шириной ребра b=250 мм и приняв относительную высоту сжатой зоны
При =03 А0=03*(1-05*03)=0255 расчетная высота сечения:
Полная высота сечения при однорядном расположении стержней продольной
h=h0+а=502+35=537 мм.
Принимаем с округлением до размера кратного 100 мм при h>450 мм высоту
второстепенной балки h=600 мм ширину ребра b=250 мм.
Расчет продольной рабочей арматуры.
В соответствии с эпюрами моментов плита работающая совместно с балкой в
пролетах располагается в сжатой зоне поэтому за расчетное принимается
тавровое сечение с полкой в сжатой зоне.
В опорных сечениях плита расположена в растянутой зоне и при образовании
в ней трещин из работы выключается. Поэтому вблизи опор за расчетное
принимается прямоугольное сечение.
При действии в средних пролетах отрицательных моментов плита в них также
оказывается в растянутой зоне и при расчете на отрицательный момент за
расчетное принимается также прямоугольное сечение.
Расчетная ширина полки в элементе таврового сечения при
[pic]:h=70:600=0117>01 принимается меньшей из двух величин:
Принимаем [pic]=1940 мм.
В опорных сечениях предусмотрено армирование сварными сетками с рабочей
арматурой класса АIII с Rs=365 МПа. В пролетных сечениях – арматура класса
АIII. Монтажная и поперечная арматура – класса АI. γb2*Rb=0.9*7.5=6.75 МПа.
При расчете продольной арматуры в пролете второстепенной балки при
=h0>[pic] 1506=03*502>70
расчетное сечение принимается тавровым.
Расчет прочности наклонных сечений второстепенной балки
Для расчета принимаем следующие исходные данные:
Геометрические характеристики:
h=600мм b=250мм [pic].
а=35мм – толщина защитного слоя
Нагрузка и расчетные длины:
Опоры Поперечная сила Q кН Расчетная длина м
N=0 – усилие от обжатия для преднапряженных конструкций.
Характеристики арматуры:
Rsw=175 МПа Es=210000 МПа.
Характеристики бетона:
Rb=675 МПа Rbt=0.6 МПа Eb=21000 МПа.
В результате расчета принимаем следующие сетки:
У опоры А принимаем в двух пролетных сетках С-1 поперечные стержни
диаметром 10мм с шагом 200мм коэффициент перегрузки kпер=09007 (при d=8 и
У опоры В слева – стержни диаметром 12мм с шагом 200мм коэффициент
перегрузки kпер=09515 (при d=10 и S=50 kпер=1107)
У опоры В справа и у опоры С слева и справа – стержни диаметром 12мм с
шагом 200мм коэффициент перегрузки kпер=08851 (при d=10 и S=50
II. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СБОРНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО
1. Составление разбивочной схемы
Принцип разбивки сетки колонн к схеме расположения ригелей и колонн
сборного перекрытия изложен на рисунке. Разбивочные (осевые) размеры
панелей определяются в зависимости от величины временной нагрузки и
принимаются в пределах от 12 до 15 м по ширине и от 50 до 70 м - по
длине. По методическим соображениям в курсовом проекте принцип унификации
размеров не соблюдается.
Перекрытие следует проектировать с наименьшим числом типоразмеров
элементов. С этой целью рекомендуется принимать все ребристые панели
одинаковой ширины и длины чтобы их можно было изготавливать в одних и тех
же опалубочных формах.
При рекомендуемой длине панелей и поперечном расположении ригелей на
заданной длине здания L = 402 могут разместиться 6 панелей. Длина панелей
с учетом заделки крайних панелей в стены на глубину 120 мм будет
ln = (L + 120*2)6 = (40200 + 240)6 = 6740 мм.
При рекомендуемых пролетах ригеля от 50 до 70 м на заданной ширине здания
B = 230 принимаем 4 пролета. При ширине панели от 12 до 15 м принимаем в
средних пролетах ригеля по 5 панелей в крайних - по 45 панели.
b= B( 45 + 5 + 5 +45 ) = 23000 19 =
С учетом допусков на изготовление ±5 ммпог.м но не более 30 мм на весь
размер элемента и для образования швов замоноличивания между панелями
принимаем конструктивные размеры панелей 1205х6710 мм.
Во всех ребристых плитах при ширине их более 12 м предусматриваем
устройство пяти поперечных ребер. В полках плит марок П-2 и П-3
устраиваются вырезы для пропуска колонн со смещением осей крайних
поперечных ребер от торца плиты на 285 мм.
Cхема раскладки панелей
Расчет плиты перекрытия в целом заключается в расчете ее полки поперечного
и продольного ребер.
Расчет полки плиты. Полка плит марок “П” представляет собой четыре
прямоугольные ячейки в плане со сложным характером опирания сторон. В
поперечном направлении полка защемлена в продольных ребрах а в продольном
направлении она работает как неразрезная многопролетная конструкция
опорами которой являются поперечные ребра.
С целью упрощения расчета каждую из ячеек
полки в статическом отношении условно
рассматриваем как плиту опертую по контуру
с частичным защемлением в продольных и
поперечных ребрах. За расчетные пролеты
принимаются: в коротком направлении (пролет в
длинном направлении
l2 = l – b2 = 1535-85 = 1450 мм
где b1 и b2 - ширина поверху продольного и поперечного ребер
соответственно. Соотношение сторон полки плиты l1
Нагрузка на полосу плиты с условной шириной 10 м при толщине плиты 50
Нормативная Расчетная
- от веса пола в виде цементной стяжки 04*12 = 048
толщиной 20 мм с плотностью 20 кНм3
- от веса плиты 25*005=125
Всего постоянная gn = 04+125= 165
Изгибающий пролетный момент в полке плиты на 1 м ширины с целью упрощения
расчета вычислим по формуле
M = M0 = M1 = M2 = (*( g + v )*l22 48
допуская соотношение сторон равным 1 (фактически l2l1=142) и
следовательно опорные моменты равными пролетным. Коэффициент ( = 08
учитывает благоприятное влияние распора в жестком контуре.
M = 08*(1855 + 132)*145 2 48 = 0528 кН*м = 528000 Н*мм
Панель проектируем из бетона класса В15 с характеристиками: Rb = 09(85
=765 МПа; Rbt = 09(075 = 0675 МПа; Rbser = 110 МПа; Rbtser =115
МПа; Eb = 20 500 МПа с учетом тепловой обработки бетона.
В качестве рабочей арматуры используем проволоку класса Вр1 с расчетным
сопротивлением Rs = 365 МПа Es=170000 МПа в плите в виде сварных рулонных
сеток с продольной и поперечной рабочей арматурой а в продольных и
поперечных ребрах - стержневую арматуру класса АIII в виде плоских сварных
каркасов с Rs =365 МПа. Поперечную арматуру в ребрах панели принимаем
класса А1 c Rsw = 175 МПа Es = 210 000 МПа.
Уточняем толщину плиты приняв коэффициент армирования (s = 0006:
A0 = (*( 1 – 05*( ) = 0286*( 1 – 05*0286 ) = 0245
h = h0 + a = 1675 + 15 = 3178 мм.
Принимаем плиту толщиной 50 мм с h0 = 50 – 15 = 35 мм.
Определим площадь сечения арматуры на 1 м ширины плиты
As = 006*1000*35*765365 = 440 мм2.
Принимаем рулонную сетку С-З марки [pic] с продольной и поперечной
рабочей арматурой площадью Asф = 470 мм2; сетка С-3 раскатывается вдоль
продольных ребер на всю ширину полки. Дополнительная сетка С-4 заводится в
продольные ребра на длину равную b8.
Расчет продольного ребра.
Высоту продольных ребер ориентировочно определяем из соотношений
h=(l12 l15)=674015(450 мм. Полученное значение высоты округляем в
большую сторону с кратностью 50 мм но ограничиваем h( 450 мм. Окончательно
принимаем h=450 мм. В качестве опорных конструкций для панелей принимаем
ригели прямоугольного сечения с шириной ребра 25 см.
Нагрузка на два продольных ребра кНм:
от веса пола 0400*1205 = 0482 0482*12 = 0578
от веса плиты 1250*1205 = 1506 1506*11 = 1657
от веса поперечных ребер 5*05* (0085 +
6)*(020- 0212*11 = 0233
-005 )*105*25674 = 0212 1600*11 = 1760
от веса продольных ребер
*008*(045-005 )*25=1600 gn = 4228
gn = 3800 v = 13225*12
Временная vn = 110*1205 = 13255 =15906
- нормативная qn = 38+13255=17055
- расчетная q=4228+15906=20134
в том числе кратковременно действующая часть нормативной нагрузки
qnsh = 1500*1205= 1808;
длительно действующая нормативная нагрузка
qln = 17055-1808=15247.
За расчетную схему для продольных ребер принимаем однопролетную балку со
свободным опиранием концов на ригели. Расчетный пролет определяется как
расстояние между серединами площадок опирания ребер панели на ригели.
l0 = 6740 – 2*05*125 = 6615 мм = 662 м.
Усилия в двух продольных ребрах:
- от расчетных нагрузок:
- от нормативных нагрузок
Qn = 05*qn*l0 = 05*17055*662 = 5645 кН
- в том числе от кратковременной
Mnsh = 0125*1808*6622 = 990 кН(м;
Mln = 9343-990=8353 кН.
Расчетное сечение двух продольных ребер - тавровое с полкой в сжатой зоне.
Ширина полки вводимая в расчет в соответствии при наличии поперечных
Расчетная высота сечения h0 = h – a = 45 - 35 = 415 см. При ширине
продольных ребер по верху 90 мм и по низу 70 мм суммарная толщина двух
ребер в уровне центра тяжести арматуры без учета швов замоноличивания будет
Размеры сечения изгибаемых элементов должны обеспечивать прочность
наклонных сечений на действие поперечной силы по наклонной полосе между
возможными наклонными трещинами.
Расчет прочности нормальных сечений.
Работу бетона в швах замоноличивания в запас прочности условно не
учитываем предполагая что при неблагоприятных условиях надежная
совместная работа бетона замоноличивания с продольными ребрами за счет их
сцепления может быть не обеспечена. Тогда расчетная ширина полки
bf’ = 1285– 20 = 1265 мм.
Rb(bf’(hf’((h0 - 05(hf’) = 765(1265(50((415 - 05(50 )=1887(106 Н(мм =
=1887 кН(м > M = 11030 кН(м
нейтральная ось проходит в пределах полки (хhf’) и элемент рассчитывается
как прямоугольный с шириной bf’ = 1265 мм.
Необходимое количество продольной арматуры класса АIII при
Принимаем стержневую арматуру 222АIII с Asф = 760 мм2 > 668 мм2.
Монтажную арматуру в каркасах продольных ребер принимаем класса АI
Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер.
При продольной арматуре диаметром 22 мм принимаем по расчету поперечные
стержни из арматуры класса А-I диаметром 6 мм с шагом 200 мм.
3. Расчет неразрезного ригеля
Согласно разбивочной схеме ригель представляет собой неразрезную
многопролетную (четырехпролетную) конструкцию со свободным (шарнирным)
опиранием концов на кирпичные стены здания.
Проектируем ригель сборно-монолитной конструкции с соединением на монтаже
однопролетных сборных элементов в неразрезную систему путем сварки выпусков
арматуры из колонн и ригелей и замоноличивания стыков а в дальнейшем швов
между сборными панелями.
Ригель после сварки арматуры и замоноличивания стыков превращается в
элемент поперечной рамной конструкции однако при свободном опирания его
концов на стены и равных или отличающихся не более чем на 10% расчетных
пролетах ригель разрешается рассчитывать как неразрезную многопролетную
Расчетные пролеты м:
- крайний lкр = 5500 + 05(038= 569
Соотношение расчетных пролетов lкр : lср = 5.69:605=094 ( 09.
Нагрузка на ригель от сборных панелей передается продольными ребрами
сосредоточенно. Для упрощения расчета без большой погрешности при четырех и
более сосредоточенных силах на длине пролета разрешается заменять такую
нагрузку эквивалентной (по прогибу) равномерно распределенной по длине
Принимаем ригель сечением 30(75 см.
Нагрузки на ригель кНм:
от веса пола и панелей
(397*674)1211 = 2210 (4419*674 )1211= 2459
(075(25 = 563 11(563=619
Временная vn = 11*674=7414 v = 12(7414=8897
Полная нагрузка на ригель:
- нормативная gn + vn = 2775+7414=10187
- расчетная g + v = 3078+8897=11975
Изгибающие моменты в сечениях ригеля по его длине определяются по
а поперечные силы на опорах ригеля определяются по формуле:
где g и v - соответственно постоянная и временная нагрузки на ригель;
( и ( - коэффициенты принимаемые в зависимости от числа пролетов и схемы
l - расчетный пролет крайний или средний.
Для определения изгибающего момента на опоре В принимают l=05( ( lкр +
От загружения ригеля постоянной нагрузкой в сочетании с невыгодным его
загружением временной нагрузкой строятся эпюры моментов и поперечных сил а
по максимальным значениям усилий иногда строят так называемую огибающую
эпюру. Следует отметить что при дальнейшем перераспределении усилий
вследствие пластических деформаций бетона и арматуры пользоваться огибающей
эпюрой нельзя. Перераспределение усилий производится только для отдельных
схем загружения по соответствующим эпюрам М и Q.
В связи с жесткими требованиями к размещению в опорных сечениях ригеля
выпусков арматурных стержней стыкуемых ванной сваркой следует стремиться
к уменьшению площади сечения опорной арматуры и числа стержней в опорных
сечениях а также к унификации армирования опорных сечений. Достигается это
за счет пластического шарнира т.е. появления на опоре В участка ригеля
пластических деформаций и как следствие момент перераспределится в
пролеты (добавочная треугольная эпюра). Однако эта распределительная эпюра
как правило не выходит за пределы эпюр от других загружений. В итоге мы
получаем существенную экономию.При этом уменьшение опорных моментов не
должно превышать 30% в сравнении с рассчитанными по «упругой» схеме.
При уменьшении опорного момента на опорах В на 30% принимаем максимальную
ординату добавочной треугольной эпюры 0ЗМВмах а с целью унификации
армирования опорных сечений момент на опоре С уменьшаем до 07МВмах .
Максимальная ордината добавочной эпюры ΔМс = Мс–07МВмах .
Поперечные силы в опорных сечениях ригеля после перераспределения усилий по
схемам 1+4 при g = 308 Нм; v = 890 Нм; МВ = 3389 кН(м; МС = 1386
QA = 05( (g + v)(lkp - MB lkp = 05( (308+890) (569 – 3389569 =
QлВ = - [ 05( (308+890)(569 + 3389569 ] = - 4000 кН;
QпВ = 05((308+890) (605 + (3389-1386)605 = 3951 кН;
QС = - [ 05( (308+890) (605 - (3389-1386)605] = -3289 кН;
схемам 1+5 при g = 308 Нм; v = 890 Нм; МВ = -2237 кН(м; МС = -3389
QA = 05*308*569 – 2237569 = 483 кН;
QлВ = - [05*308*569 + 2237569]= - 1269кН;
QпВ = 05( (308+890) (605 - (3389 - 2237)605 = 3430 кН;
QС = - [ 05( (308+890) (605 + (3389 – 2237)605] = - 3810 кН;
Значения расчетных усилий при всех возможных схемах загружения пролетов
ригеля временной нагрузкой и с учётом перераспределения усилий для схем
загружения IIа и IIIа приведены в таблицу (см. ниже).
Определение размеров поперечного сечения ригеля.
Необходимую расчетную высоту сечения ригеля из бетона класса В15 при
(b2=О9; Rb=765 МПа; Rbt=0675 МПа определяем но максимальному
перераспределенному изгибающему моменту у граней колонн с размерами bc = hc
МгрВ = МВ - QпВ(05(hC = 3389 – 3951*05*04 = 2599 кН(м;
МгрС = МС - QС(05(hC = 3389 – 3810*05*04 = 2627 кН(м.
При ширине ригеля b = 300 мм; ( = 03 и A0 = (( ( 1—05(( ) = 0255
Полная высота h=h0+а=670+35=705 мм.
Принимаем h=710 мм b=300 мм.
Расчет продольной арматуры.
В качестве продольной арматуры в ригели используем арматуру периодического
А-III с Rs=365 МПа. Рабочую арматуру располагаем в трех плоских сварных
сетках. Нижние продольные стержни пролетных сеток определяем по
максимальным значениям “положительных” моментов при загружении по схемам I
и IVа. Верхние продольные стержни на опорах определяем по максимальным
значениям “отрицательных” моментов у граней колонн (см. определение
размеров поперечного сечения ригеля).
Величина максимальных поперечных сил у грани стены при заделке ригеля в
стены на 380 мм и у граней колонн при ширине их 400 мм:
QгрA = 3130 - (308+890) (05(038 = 2902 кН;
QгрВ л = 4110 - (308+890) (05(04 = 3870 кН;
QгрВ п = 3951 - (308+890) (05(04 = 3711 кН;
QгрС = 3810 - (308+890) (05(04 = 3570 кН.
Расчет прочности наклонных сечений ригеля
h=710мм b=300мм [pic].
А-II: Rsw=215 МПа Es=210000 МПа;
А-III: Rsw=270 МПа Es=200000 МПа.
Rb=765 МПа Rbt=0675 МПа Eb=21000 МПа.
В результате расчета принимаем следующие хомуты:
У опоры А принимаем поперечную арматуру класса А-III 312 с шагом 100мм
коэффициент перегрузки kпер=09516 (при А-III 310 и S=100 kпер=1061
при А-II 312 и S=100 kпер=1019 ).
У опоры В слева – поперечную арматуру класса А-II 316 с шагом 100мм
коэффициент перегрузки kпер=09959 (при А-III 314 и S=100 kпер=1023).
У опоры В справа – поперечную арматуру класса А-III 316 с шагом 100мм
коэффициент перегрузки kпер=08489 (при А-III 314 и S=100 kпер=1030
при А-II 316 и S=100 kпер=1002 ).
У опоры С – поперечную арматуру класса А-II 316 с шагом 100мм
коэффициент перегрузки kпер=09901 (при А-II 316 и S=100 kпер=1002 ).
Определение мест обрыва стержней продольной арматуры.
С целью экономии арматуры часть стержней пролетной арматуры разрешается
обрывать не доводя до опор. При сварных каркасах в балках шириной более
0 мм до опор доводят не менее двух стержней. Места обрыва стержней
определяются расчетом в соответствии с эпюрами моментов при соответствующих
схемах загружения ригеля временной нагрузкой.
Расстояние от опор ригеля до мест теоретического обрыва стержней
разрешается определять графически по эпюрам моментов в масштабе при
условии что эпюры вычерчены не менее чем по пяти ординатам в каждом
пролете с помощью лекала.
Из условия обеспечения надежной анкеровки обрываемые стержни должны быть
заведены за место теоретического обрыва на величину.
где Q — поперечная сила от расчетных нагрузок в месте теоретического обрыва
стержней при соответствующей схеме загружения: d — диаметр обрываемых
стержней; [p Rsw - расчетное сопротивление поперечной арматуры.
В крайних пролетах ригеля в нижней зоне обрываем три стержня диаметром 25
мм расположенных во втором ряду. В средних пролетах в нижней зоне обрываем
три стержня диаметром 20 мм расположенных во втором ряду.
В верхней зоне у опоры В со стороны крайнего пролета обрываем сначала два
стержня диаметром 28 мм а затем – один стержень диаметром 20 мм заменив
их после обрыва стержнями диаметром 14 мм из стали класса А-III. Соединение
стержней диаметром 28 и 20 мм со стержнями диаметром 14 мм выполняется
контактной стыковой или ванной сваркой.
В верхней зоне у опоры В со стороны среднего пролета и у опоры С со стороны
обеих пролетов обрываем два средних стержня диаметром 28 мм и заменяем их
стержнями диаметром 14 мм со стыком.
Принимаем к расчету наиболее нагруженную колонну среднего ряда C. Расчет
прочности колонны производим в наиболее нагруженном сечении — у обреза
Нагрузку на колонну с учетом ее веса определяем от опирающихся на нее
ригелей трех вышележащих междуэтажных перекрытий (нагрузка от кровли
передается на наружные кирпичные стены). При этом неразрезность ригеля
условно не учитывается. Поскольку определение усилий в ригелях выполнено
без учета влияния жесткости колонн («рамность» каркаса не учитывается) то
в качестве расчетной схемы колонны условно принимаем сжатую со случайным
эксцентриситетом стойку защемленную в уровне обреза фундамента и шарнирно
закрепленную в уровне середины высоты ригеля.
Расчетная длина колонны нижнего этажа:
l0 = 10 ·l = 10((hэт + 07 – hп – 05·hp) = 10((43 + 07 - 045 -
где hэт — высота этажа по заданию; 07 м — расстояние от обреза фундамента
до уровня чистого пола; hп — высота панели; hp — высота сечения ригеля.
Принимаем колонну сечением 40x40 см а=а’=4 см. Бетон класса В25 с
Rb=09·145=1305МПа; Rbt = 09(105=095 МПа; Eb=27·103 МПа где γb2 =
Арматура класса AIII с Rs=Rsc=365 МПа Es=20(104 МПа.
Расчетная нагрузка на колонну в уровне обреза фундамента
N = (g + v)(lcp( n + Gc=(308+890)( 605(3 + 5984 =2234 кН
где n = 3 - число перекрытий; Gc — вес колонны
Gc = ( ·bc·(f · (hэт·n + 07) = 25·04·04·(43·3 + 07) ·11 = 5984 кН.
Кратковременно действующая часть расчетной нагрузки
Nsh = vnsh·Aгр·n·(f =15·408·3·12 = 220 кН
где по заданию vnsh = 15 кНм2; Aгр = lп · lp = 674·605 = 408 м2 —
грузовая площадь перекрытия с которой нагрузка передается на среднюю
колонну; (f = 12 - коэффициент надежности по нагрузке; n = 3 - число
перекрытий нагрузка с которых передается на колонну.
Длительно действующая часть расчетной нагрузки
Nl = N - Nsh = 2234 – 220 = 2014 кН.
Проверим арматуру 222 с As=760 мм2.
по таблицам определяем коэффициенты:
φb=0.88 учитывает влияние длительности действия нагрузки (ползучести) и
φsb=0.90 учитывает явление ползучести и специфику размещения арматурных
[pic]093>[pic]=090 – коэффициент учитывающий влияние продольного
изгиба ползучести бетона и особенности размещения арматуры по сечению.
Принимаем [pic]=090.
Проверяем несущую способность:
Окончательно принимаем 222 с As=760 мм2.
5. Расчет фундамента под сборную колонну
Проектируем под сборную колонну сборный фундамент стаканного типа из бетона
класса В15 с Rb = 85 МПа; Rbt = 075 МПа при (b2 = 10. Для фундамента
эксплуатируемого и условиях высокой влажности принимаем (b2 = 10. Арматура
класса АIII с Rs = 365 МПа в виде сварной сетки. Расчетная нагрузка на
фундамент при расчете по первой группе предельных состояний NI = 22342 кН.
При расчете по второй группе продольных состояний NII = NI:118=22342:118
= 18934 кН где (f=118 – усредненный коэффициент надежности по нагрузке.
Необходимая площадь подошвы фундамента под колонну при расчетном
сопротивлении грунта в основании (по заданию) R = 025 МПа; отметке подошвы
фундамента H = 15 м и усредненной плотности массы фундамента и грунта на
его обрезах (ср = 20 кНм3
Размеры сторон квадратного в плане фундамента а=b=[pic]=30 м. Принимаем
а=b=30 м. Реактивное давление грунта на подошву фундамента от расчетных
нагрузок если принять распределение его по подошве равномерным будет
Расчетная высота сечения фундамента из условия обеспечения его прочности
против продавливания колонной с размерами 40×40 см определяется по формуле:
(где uт — средний периметр пирамиды продавливания; ( = 10);
Полная высота фундамента стаканного типа с толщиной защитного слоя бетона
мм при наличии бетонной подготовки в основании и предполагаемом
диаметре стержней арматуры 16 мм
h ( h0 + 35 + 15d = 550 + 35 + 15·16 =609 мм.
Необходимая высота фундамента из условия обеспечения анкеровки арматуры
колонны в стакане фундамента при диаметре стержней 22 мм:
h ( 20d + 250 мм = 20·22 + 250 = 690 мм.
h ( hс + 250 мм = 400 + 250 = 650 мм.
Принимаем двухступенчатый фундамент h = 800 мм с высотой ступеней 400 мм.
Расчетная высота фундамента h0 = h – 50 мм = 800 – 50 = 750 мм расчетная
высота нижней ступени f0h = 400 – 50 = 350 мм.
Проверка прочности нижней ступени против продавливания
Продавливающая сила:
Аносн1 = 1932=3725 м2 - площадь верхнего основания пирамиды
Аносн2 = 2182=4752 м2 - площадь нижнего основания пирамиды продавливания;
Fн1 = NI – рAносн1 =22342 – 2482*3725 = 1310 кН;
Fн2 = NI – рAносн2 =22342 – 2482*4752 = 1055 кН;
Средний периметр пирамиды продавливания
Umн = 4·[193 + 218)*05 = 822 м.
При α·Rbt·Umн·h0н1 = 10·075·1000·7·075 = 4624 кН > Fн = 1310 кН
прочность верхней ступени против продавливания обеспечена.
При α·Rbt·Umн·h0н2 = 10·075·1000·7·035 = 2158 кН > Fн = 1055 кН
прочность нижней ступени против продавливания обеспечена.
Изгибающие моменты от реактивного давления грунта в сечениях фундамента по
граням колонны и уступов:
M1 = 0125·р·( а – hс )2·b = 0125·2482·(30 – 04)2 ·30 = 6292 кН(м;
М2 = 0125·р·( а – a1 )2·b = 0125·2482·(30 – 193)2 ·30 =1066 кН(м.
Необходимая площадь продольной арматуры класса AIII у подошвы фундамента в
продольном и поперечном направлениях определяется по приближенной формуле:
Принимаем сварную сетку из стержней диаметром 14 мм с шагом 200 мм в обоих
As = 16(14 АIII = 154·16 = 2464 мм2.
III. Расчет каменных конструкций
1. Расчет прочности кирпичной кладки в простенке
Нагрузка на простенок в Значения кН
перекрытия первого этажа
снеговая для II снегового 1000*674*(230*05+051+025)*14*0001=1157
рулонный ковер 100*674*(230*05+051+025)*11*0001=91
асфальтовая стяжка при 15000*0015*674*230*05*12*0001=209
р=15000Нм3 толщиной 15 мм
утеплитель-древесно-волокни3000*008*674*230*05*12*0001=223
стые плиты толщиной 80мм
при плотности р=3000Нм3
Пароизоляция - 50Нм2 50*674*230*05*12*0001=47
сборные жб плиты покрытия 1750*674*230*05*11*0001=1492
вес жб фермы 6900*11*001=759
вес карниза на кирпичной 18000*((038+043)*05*051-013*025)*
кладке стены при *674*11*0001=232
вес кирпичной кладки выше 18000*((1803-317)*674 -
отметки +317 24*21*3)*051*11*0001=857
сосредоточенная от ригелей 119750*569*05*3*0001=1022
перекрытий (условно)
вес оконного заполнения при500*24*21*3*11*0001=83
Суммарная расчетная нагрузка на простенок в уровне отм. +317:
N=1157+91+209+223+47+1492+759+232+8571+1022+83=23084.
Допускается считать стену расчленненной по высоте на однопролетные элементы
с расположением опорных шарниров в уровне опирания ригелей. При этом
нагрузка от верхних этажей принимается приложенной в центре тяжести сечения
стены вышележащего этажа а все нагрузки Р=119750*569*05*0001=3407 кН в
пределах данного этажа считаются приложенными с фактическим экцентриситетом
относительно центра тяжести сечения.
Расстояние от точки приложения опорных реакций ригеля Р до внутренней грани
стены при отсутствии опор фиксирующих положение опорного давления
принимается не более трети глубины заделки ригеля и не более 7 см.
При глубине заделки ригеля в стену а3=380мм а3:3=380:3=127 мм>70 мм
принимаем точку приложения опорного давления Р=3407 кН на расстоянии 70мм
от внутренней грани стены.
Расчетная высота простенка в нижнем этаже
За расчетную схему простенка нижнего этаже здания принимаем стойку с
защемлением в уровне обреза фундамента и с шарнирным опиранием в уровне
Гибкость простенка выполненного из силикатного кирпича марки 100 на
растворе марки 25 при R=1.3Мпа при характеристике кладки α=1000
λh=l0:h=3220:510=631
Коэффициент продольного изгиба φ=0.96 в стенах с жесткой верхней опорой
продольный изгиб в опорных сечениях может не учитывается (φ=1) В средней
трети высоты простенка коэффициент продольного изгиба равен расчетной
величине φ=096. В приопорных третях высоты φ изменяется линейно от φ=1 до
расчетной величины φ=0.96
Значения коэффициента продольного изгиба в расчетных сечениях простенках в
уровнях верха и низа оконного проема:
Величины изгибающих моментов в уровне опирания ригеля и в расчетных
сечениях простенка на уровне верха и низа оконного проема кНм:
M=Pe=3407*(0.51*0.5-0.07)=630
Величина нормальных сил в тех же сечениях простенка кН:
N1=23084+0.51*674*0.2*1800*1.1*0.01=23220
N11=2322+(0.51*(674-2.4)*2.1*1800*1.1+50*2.1*2.4*1.1)*0.01=24168
N111=24168+0.51*0.8*674*1800*1.1*0.01=24712.
Экцентриситеты продольных сил е0=М:N:
е0=(660:23084)*1000=27 мм0.45y=0.45*255=115мм
е01=(563:2322)*1000=24 мм0.45y=0.45*255=115мм
е011=(157:24168)*1000=6 мм0.45y=0.45*255=115мм
е0111=0 мм y=05*h=0.5*510=255мм.
Несущая способность внецентренно сжатого простенка прямоугольного сечения
определяется по формуле:
N=mg φ1RA*(1-[pic]) где =1+[pic]=1.45 [pic] где φ- коэффициент
продольного изгиба для всего сечения элемента прямоугольной формы hc=h-2e0
mg- коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки (при
h=510мм>300мм принимают 1) А- площадь сечения простенка.
Несущая способность (прочность) простенка в уровне опирания ригеля при
φ=100 е0=27 мм λс=l0:hс= l0:(h-2е0)=3220:(510-2*27)=71 φс=0936
φ1=05*( φ+ φс)=05*(1+0936)=0968 =1+[pic]1.45
N=1*0.968* 1.3*6740*510*(1-[pic])1.053=4073 кН >2308 кН
Несущая способность (прочность) простенка в сечении 1-1 при φ=0987 е0=24
мм λс=l0:hс= l0:(h-2е0)=3220:(510-2*24)=697 φс=0940
φ1=05*( φ+ φс)=05*(0987+0940)=0964 =1+[pic]1.45
N1=1*0.964* 1.3*4340*510*(1-[pic])1.047=2631 кН >2322 кН
Несущая способность (прочность) простенка в сечении II-II при φ=0970 е0=6
мм λс=l0:hс= l0:(h-2е0)=3220:(510-2*6)=647 φс=0950
φ1=05*( φ+ φс)=05*(0970+0950)=0960 =1+[pic]1.45
N11=1*0.960* 1.3*4340*510*(1-[pic])1.012=2730 кН >24168 кН
Несущая способность (прочность) простенка в сечении III-III в уровне обреза
фундамента при центральном сжатии при φ=1 е0=0 мм
N111=1*1* 1.3*6740*510=4469 кН >2471 кН
Т.о. прочность простенка обеспечена во всех сечениях нижнего этажа здания.
Рабо Р а с ч е т н ы е х а р а к т е р и с т и к и
чая РасчетноеРасчетное РасчетнаяПринятая арматура [pic]
армасечение усилие М арматура
М[picВ крайних пролётах М[picВ средних пролётах М[pic
До ОбрываемаяПосле обрыва стержней b h[pic]
обрыва А[pic] mm Mm
МА В крайних пролётах М[pic]В средних пролётах М[pic]
Аs обрываемая После обрыва стержней
As1 b мм h0 мм b*h0 мм2*10-2 [pic] [pic] [pic] М=Rb*b*h0*A0 кН*м
В нижней зоне ригеля В крайнем пролете:
у опоры А [pic] [pic] [pic] 300 675 2025 00091 0423 0334 3489
у опоры В [pic] [pic] [pic] 300 675 2025 00091 0423 0334
89 В среднем пролете:
у опоры В [pic] [pic] [pic] 300 675 2025 00047 0216 0193 2014
у опоры С [pic] [pic] [pic] 300 675 2025 00047 0216 0193
14 В верхней зоне ригеля У опоры В:
со стороны крайнего пролета [pic] [pic] [pic] 300 675 2025 00031
48 со стороны среднего пролета [pic] [pic] [pic] 300 675 2025
031 0143 0132 1384 У опоры С
со стороны обоих пролетов [pic] [pic] [pic] 300 675 2025 00031
Место расположения обрываемых стержней Продольная __арматура__
обрываемая арматура Поперечная арматура
мм2мм Поперечная сила в месте теоретического обрыва стержней кН [pic]
Нмм Длина запуска обрываемых стержней за место теоретического обрыва мм
W=Q(2qsw)+5d Минимальное значение w=20d Принятая величина w мм
Расстояние от оси опоры мм До места теоретического
обрыва (по эпюре материалов) До фактического места обрыва В нижней зоне
ригеля В крайнем пролете:
у опоры А [pic] [pic] 836 458 216 500 500 1800 1300 у опоры
В [pic] [pic] 1279 648 224 500 500 2270 1770 В среднем
у опоры В [pic] [pic] 1532 814 194 400 400 2020 1620 у опоры
С [pic] [pic] 2123 648 264 400 400 1410 1010 В верхней зоне
со стороны крайнего пролета [pic] [pic] 2360
0 со стороны среднего пролета [pic] [pic] 2066 814 267 560
0 1570 1010 У опоры С
со стороны обоих пролетов [pic] [pic] 2562 648 338 560 560 1040

ЖБК-7(колонна 2).dwg

Спецификация каркаса ОК3

08 Лист.dwg

Спецификация. Ведомость расхода стали
Ведомость расхода стали кг.
Спецификация арматурных каркасов (продолжение)
ø4BpI L=480 ГОСТ 5781-82
ø4BpI L=480 ГОСТ 6727-80

Рамка.dwg

Многоэтажное промышленное здание
План на отм. 0.000 nРазрезы 1-1 2-2 3-3

курсовик 10.dwg

Спецификация арматурных сеток
Спецификация каркаса ОК1
ОК1 С-1 С-2. Разрез 1-1.
Смотри спецификацию.

ЖБК-9(ригель2).dwg

Каркас ОК1 nсетка С1 С2
Спецификация каркаса ОК1
Спецификация арматурных сеток

PZ GBK.doc

Федеральное агентство образования и науки Российской Федерации
Волгоградский государственный архитектурно-строительный университет
Кафедра строительных конструкций оснований и надежности сооружений
ПРОЕКТИРОВАНИЕ монолитного ребристого перекрытия многоэтажного
промышленного здания
пояснительная записка к курсовому проекту
Выбор и обоснование конструктивной схемы здания 4
Расчет и конструирование монолитной плиты
1 Выбор расчетной схемы и расчетного сечения 5
2 Статический расчет плиты 6
3 Конструктивный расчет плиты 6
4 Конструирование плиты 8
Расчет и конструирование второстепенной балки
1 Выбор расчетной схемы и расчетного сечения 9
2 Статический расчет второстепенной балки 9
3 Конструктивный расчет сечений 11
Расчет и конструирование главной балки
1 Выбор расчетной схемы и расчетного сечения 16
2 Статический расчет главной балки 16
3 Конструктивный расчет главной балки 16
Список литературы 22
На междуэтажное перекрытие кНм2 5.00
На чердачное перекрытие кНм2 3.25
Вес чердачного перекрытия и кровли кНм2 2.30
Вес пола междуэтажного перекрытия кНм2 0.50
Район строительства город Волгоград
Расчетное давление на грунт МПа 0.18
Размеры здания в плане (в свету)
Ширина здания м 12.6
Выбор и обоснование конструктивной схемы здания
Ребристое перекрытие с балочными плитами состоит из плиты
работающему по короткому направлению второстепенных и главных балок. Все
элементы перекрытия монолитно связаны и выполняются из бетона В20.
Сущность конструкции монолитного ребристого перекрытия состоит в том
что бетон в целях экономии удален из растянутой зоны сечений где сохранены
лишь ребра в которых сконцентрирована растянутая арматура. Полка ребер –
плита с пролетом равным расстоянию между второстепенными балками -
работает на местный изгиб. Второстепенные балки опираются на монолитно
связанные с ними главные балки а те – на колонны и наружные стены.
Принимаем [pic] [pic] [pic]в рабочем направлении [pic] в нерабочем
[pic] длины второстепенных балок одинаковы
[pic] шаг второстепенных балок одинаковый
Предварительно принимаем размеры поперечных сечений элементов
Высота главной балки [pic]
Высота второстепенной балки [pic]
Ширина главной балки [pic]
Ширина второстепенной балки [pic]
1 Выбор расчетной схемы и расчетного сечения
[pic] плита балочная
Плита рассчитывается как многопролетная неразрезная балка. Для расчета
плиты вырезаем полоску шириной [pic] в крайнем и среднем пролетах здания и
определяем необходимые геометрические данные.
Расчетная длина крайнего пролета [pic]
Расчетная длина среднего пролета [pic]
Плита загружена равномерно распределенной нагрузкой и рассчитывается на
основное сочетание нагрузок.
Ширина грузовой площади 1 м.
Сбор нагрузок на плиту.
Наименование нагрузки Подсчет Нормативное Коэффициент Расчетное
значение надежности позначение
кНм2 нагрузке γf кНм2
Вес пола 0.5·1 0.5 1.3 0.65
Вес плиты 25·0.06·1 1.5 1.1 1.65
Итого: постоянные 2.0 2.3
Полезная 5·1 5 1.2 6.0
Общая на плиту 7.0 8.3
2 Статический расчет плиты
3 Конструктивный расчет плиты
) Расчетные характеристики материалов принимаем по таблицам [1]:
Класс бетона В20 [pic] [pic] [pic]
Арматура: 4 ВрI [pic].
) Проверка высоты сечения плиты. Задаемся [pic]
[pic] Принимаем [pic]
Принятая толщина плиты: 70 мм
) Подбор сечения рабочей арматуры
Определяем площадь арматуры в следующих сечениях:
4 Конструирование плиты
Применяется непрерывное армирование. Плита армируется одной сеткой которая
подбирается по усилиям в средних пролетах. В крайних пролетах
устанавливается дополнительная сетка.
[pic] - в крайнем пролете здания – основная сетка [pic]
[pic] - в крайнем пролете плиты крайнего пролета здания - дополнительная
[pic] - в среднем пролете здания – основная сетка [pic]
[pic] - в крайнем пролете плиты среднего пролета здания - дополнительная
Для крайнего пролета здания
Для среднего пролета здания
Плита на поперечные усилия не рассчитывается
В расчетном отношении второстепенная балка представляет собой
многопролетную неразрезную равнопролетную или с отличающимися пролетами
менее 20% балку загруженную равномерно распределенной нагрузкой.
Ширина грузовой площади [pic]
Сбор нагрузок на второстепенную балку.
Наименование нагрузки Подсчет НормативноеКоэффициент Расчетное
Вес пола 0.5·2.1 1.05 1.3 1.365
Вес плиты 25·0.07·2.1 3.675 1.1 4.043
Вес второстепенной 25·0.2·(0.4-01.65 1.1 1.815
Итого: постоянные 6.375 7.223
Полезная 5·2.1 10.5 1.2 12.6
Общая на балку 16.875 19.823
Расчетные сечения второстепенной балки принимаются: в пролете – таврового
сечения на опоре – прямоугольного.
2 Статический расчет второстепенной балки
Огибающую эпюру моментов второстепенной балки строят для двух схем
) Полная нагрузка [pic]в нечетных пролетах и условная постоянная нагрузка
) Полная нагрузка [pic]в четных пролетах и условная постоянная нагрузка
Огибающая эпюра моментов строится с учетом соотношения [pic]
Проле№ Сечения Коэффициенты Множитель Изгибающие моменты
0.2[pic] 0.065 41.50
0.4[pic] 0.09 57.46
0.425[pic]0.091 58.10
0.6[pic] 0.075 47.88
0.8[pic] 0.015 -0.009 9.58 7.47
Средн7 0.2[pic] 0.018 -0.028[pic] 11.39 17.72
0.4[pic] 0.058 -0.006 36.70 3.80
0.5[pic] 0.0625 39.55
0.6[pic] 0.058 -0.003 36.70 1.90
0.8[pic] 0.018 -0.022 11.39 13.92
Средн13 0.2[pic] 0.018 -0.021[pic] 11.39 13.29
0.4[pic] 0.058 -0.004 36.70 2.53
0.6[pic] 0.058 0 36.70 0
0.8[pic] 0.018 -0.021 11.39 13.29
Момент вычисляется по формуле: [pic]
3 Конструктивный расчет сечений
Расчет продольной арматуры проводится по пяти сечениям расположенных в
Расчетные характеристики материалов принимаем по таблицам [1]:
Арматура: AIII [p AII [pic]
Принятое сечение второстепенной балки: 350х180 мм
Подбор сечения продольной арматуры
Подбираем рабочую арматуру в расчетных нормальных сечениях:
) в первом (I-I) и среднем (IV-IV) пролетах как для таврового сечения;
) на первой промежуточной опоре (II-II) и средних опорах (V-V) как для
прямоугольного сечения;
) на действие отрицательного момента в средних пролетах (III-III) как для
прямоугольного сечения.
Нейтральная ось находится в полке: расчет ведем как для прямоугольного
сечения с шириной [pic]
Выбранные стержни: 2х12 АIII [p 2х14 АIII [p [pic]
Выбранные стержни: 16 АIII [p 2х14 АIII [p [pic]
Выбранные стержни: 2х12 АII [p [pic]
Выбранные стержни: 2х10 АIII [p 2х12 АIII [p [pic]
Выбранные стержни: 3х14 АIII [p [pic]
Расчет по наклонным сечениям на действие поперечной силы
выполняем для трех расчетных сечений:
) На крайней свободной опоре [pic].
) На первой промежуточной опоре слева[pic] .
) На первой промежуточной опоре справа [pic].
Для всех расчетных сечений будут одинаковы:
Шаг стержней в приопорной зоне равной пролета [pic]
Поперечная арматура 6 АI [pic]
Расчет выполним для наибольшей поперечной силы [pic]
Обеспечение прочности на действие поперечной силы по наклонной полосе между
наклонными трещинами п. 3.30 [1]:
Обеспечение прочности на действие поперечной силы по наклонной трещине п.
следовательно требуется поперечная арматура.
Построение эпюры материалов и расчет длины анкеровки
Рассматривается обратная задача: по несущему элементу определить
максимальную нагрузку.
Нахождение моментов производится по формуле:
Расчет длины анкеровки (w) производится в табличной форме.
№ обр мм; класс ПоперечнаяQтто кН s мм
Вес пола 0.5·12.39 6.20 1.3 8.05
Вес плиты 0.07·12.39·25 21.68 1.1 23.85
Вес второстепенной (0.35-0.07)·0.18·5.9·7.43 1.1 8.18
Вес главной балки (0.6-0.07)·0.25·6.55·21.70 1.1 23.87
Итого: постоянные 57.01 63.95
Полезная 5·12.39 61.95 1.2 74.34
Общая на балку 118.96 138.29
2 Статический расчет главной балки
Выполняется по таблицам Менша
П-1 31.57 527.23 В 20
Б-1 1.72 244.44 В 20
МБ-1 2.00 228.08 В 20
СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции.
СНиП 2.01.07-85* Нагрузки и воздействия.
Халап Н. Н. Проектирование монолитного ребристого перекрытия
многоэтажного промышленного здания с балочными плитами. Методические
указания к курсовому проекту. Волгоград 2003.
Байков В. Н. Железобетонные конструкции: общий курс. М.: Стройиздат
Проектирование железобетонных конструкций: справочное пособие
под ред. Голышева А. Б. Киев 1985.
Улицкий И. И. Железобетонные конструкции: расчет и конструирование.
Мандриков А. П. Примеры расчета железобетонных конструкций. М.:

04 Лист.dwg

КГТУ-КП-419037-КЖА-01
Арматурные изделия на балку БД-1
ø5Вр-I L=1540ГОСТ 6727-80
ø5Вр-I L=440ГОСТ 6727-80
ø5Вр-I L=340ГОСТ 6727-80
ø8А-I L=1150ГОСТ 5781-82
ø8А-I L=630 ГОСТ 5781-82
ø5Вр-I L=240ГОСТ 6727-80
ø8А-IL=680ГОСТ 5781-82
ø10А-III L=7450 ГОСТ 5781-82
ø8А-I L=680 ГОСТ 5781-82
ø10А-IIIL=2250ГОСТ 5781-82
ø6А-IIIL=1820ГОСТ 5781-82
ø8А-I L=3700 ГОСТ 5781-82
ø8А-I L=3713 ГОСТ 5781-82
ø6А-III L=3770 ГОСТ 5781-82
ø8А-I L=3650 ГОСТ 5781-82
ø8А-I L=3600 ГОСТ 5781-82
ø6А-III L=2400 ГОСТ 5781-82
ø8А-I L=2110 ГОСТ 5781-82
ø8А-I L=2100 ГОСТ 5781-82
ø6А-III L=2850 ГОСТ 5781-82
Спецификация арматурных сеток

Курсовик 8.dwg

6 А-III ГОСТ 5781-82
Спецификация каркаса ОК3
ОК3 С-1 С-2 С-3 С-4.
Смотри спецификацию.
Спецификация арматурных сеток на К 1

Лист 3.dwg

Фабричный корпус в г. Пенза
КГТУ - КП - 411036 - AC - 03
Производственный цех
Схема армирования балки Бм1
разрезы 1-1 2-2 3-3 4-4 5-5.
У граней второстепенных балок (кроме балок расположенных
по буквенным осям) установить по два дополнительных хомута
Ф12 А-III с шагом 100мм.
Спецификация балки Бм1
на монолитное перекрытие
ведомость расхода стали
Ведомость расхода стали на монолитное перекрытие кг

06Лист.dwg

КГТУ-КП-419037-КЖИ-03
фундаменты сечение 1-1; узлы спецификация ведомость
КГТУ-КП-419037-КЖИ-02
К-1:Сечения1-1;2-2;3-3;4-4;5-5;6-6;7-7;8-8;9-9: Узлы1-2:Спецификация
Спецификация колонны

ЖБКdwad.dwg

Схема расположения элементов n каркаса М 1:200
Промышленное здание в г.Брест
КГТУ-КП-410011-КЖ-01
Поз. Обозначение Наименование Кол. Примеч.
Схема расположения элементов каркаса
Спецификация сборныхn элементов каркаса;1-12-2n
Водоизоляционный ковер
Выравнивающий слой 20 ммnУтеплитель 100 ммnПароизоляцияnСборные жб плиты
Схема расположения элементов n каркаса М 1:250 ; узлы 123
Спецификация сборных элементов каркаса
Ф-1 Разрезы 1-1 2-2n узлы 1 2
Спецификация фундамента Ф-1
Спецификация колонны К1
Спецификацию элементов каркаса см. лист 2
Сетки С-1 С-2 n С-3 С-4
Спецификация арматурных сеток
АII ГОСТ 5781-82 l=1470
АII ГОСТ 5781-82 l=2370
АI ГОСТ 5781-82 l=1450
АI ГОСТ 5781-82 l=870
АII ГОСТ 5781-82 l=1450
АII ГОСТ 5781-82 l=870

ЖБК-5(узлы).dwg

КГТИ-КП-С1-020-КЖИ-01
Спецификация элементов каркасса
КГТИ-КП-С1-020-КЖИ-02
КГТИ-КП-С1-020-КЖИ-04
Стыковой стержень 25 А-III
Спецификация к схеме расположения nэлементов каркаса
Производственный цех
Узлы сопряжения элементов спецификация к схеме расположения элементов каркаса разрез 1-1.

1.dwg

Многоэтажное промышленное здание
План на отм. 0.000 nРазрезы 1-1 2-2 3-3
План монолитного перекрытия на отметке 0.000

Лист1.dwg

Конструктивная схема перекрытий М 1:200
Проектирование несущих
конструкций многоэтажного
Многопустотная панель П-1
Вид сетки С2 после сгиба
Место опирания при складировании и транспортировке
Поз.9 приварить к поз.10 прерывистым швом
Спецификация арматуры
Бетон для плиты перекрытия и ригеля-тяжелый класса В25.
Способ натяжения арматуры-электротермический на упоры.
Места опирания плит перекрытия при складировании и транс-
портировке принимаются на расстоянии 350 мм от торцов.

ЖБК№2 лист7 A4.dwg

ø10 А-III ГОСТ 5781-82
Спецификация арматурных сеток
ø12 А-III ГОСТ 5781-82
ø28 А-III ГОСТ 5781-82
ø5 Вр-I ГОСТ 5781-82

4.dwg

СхемыnРазрезы 1-1 2-2
Многоэтажное промышленное здание
Схема расположения плит
Схема расположения колон и ригелей

2.dwg

Многоэтажное промышленное здание
Схема АрмированияnРазрезы 1-1 2-2
Раздельное армирование монолитных балочных плит отдельными стержнями
Спецификация монолитной плиты Пм

Лист 2.dwg

Производственный цех
Схема армирования плиты Пм
Спецификация монолитной плиты Пм

Лист 1.dwg

Фабричный корпус в г. Пенза
КГТУ - КП - 411036 - AC - 03
Производственный цех
Схема монолитного перекрытия
на отм. 0.000. Разрезы 1-1 2-2 3-3.
Схема монолитного перекрытия на отметке 0.000

05 Лист.dwg

КГТУ-КП-419037-КЖИ-03
фундаменты сечение 1-1; узлы спецификация ведомость
Спецификация закладные изделия на БД-1
Спецификация закладных деталей
ø12А-II L=140 ГОСТ 5781-82
0*6l=150 ГОСТ 103-76
0*10l=270 ГОСТ 82-70
ø12А-II L=750 ГОСТ 5781-82
0*10l=400 ГОСТ 82-70

ЖБК№2 лист6.dwg

Ведомость расхода стали на фундамент Ф-1 кг

курсовик 3.dwg

Спецификация балки Бм-1
У граней второстепенных балок ( кроме балок
расположенных по цифровым осям) установить
по два хомута (поз.9) с шагом 100 мм.
Ведомость расхода стали кг
балки Бм. Разрезы 1-1
Спецификация балки Бм-1.
Ведомость расхода стали.
Производственный цех.

ЖБК-6(колонна).dwg

Спецификация колонны К-1
Ведомость расхода стали кг

Спенц Бм1.dwg

Спецификация балки Бм1 ведомость расхода стали на монолитное перекрытие
Спецификация балки Бм-1
Ведомость расхода стали на монолитное перекрытие кг