Расчет сборных железобетонных конструкций пятиэтажного здания

ZhBK MYaA 4 kurs 2 semestr.doc

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
Федеральное агентство по образованию
МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ (МГСУ)
По дисциплине Железобетонные и каменные конструкции
. Тема: Расчет сборных железобетонных конструкций пятиэтажного здания
Руководитель проекта . Мальцев А. Л.
(дата роспись руководителя)
Проект защищен с оценкой
(оценка дата роспись)
Раздел I. КОНСТРУИРОВАНИЕ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
ПЯТИЭТАЖНОГО ЗДАНИЯ.
1.Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия 3
2. Расчет ребристой плиты 3
2.1. Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям первой
2.2 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы ..7
2.3 Проверка прочности плиты в стадии изготовления 13
2.4. Расчет прочности плиты в стадии транспортирования .13
2.5. Расчет прочности плиты в стадии монтажа 14
2.6. Расчет монтажной петли ..14
2.7. Конструирование плиты ..15
3. Проектирование ригеля 18
3.1. Расчет ригеля в стадии эксплуатации 18
3.2. Проектирование стыка ригеля с колонной . 21
3.3. Построение эпюры материалов в ригеле и конструирование
4.Расчет средней колонны в стадии эксплуатации ..25
4.1.Сбор нагрузок и определение усилий в колонне ..26
4.2. Расчет прочности колонны 1 этажа 27
4.3.Расчет прочности колонны 3 этажа .28
4.4. Расчет прочности колонны первого этажа в стадии
4.5. Проектирование консолей колонны 29
4.6. Расчет жесткой консоли колонны ..30
4.7. Проектирование стыков колонн .30
4.8. Конструирование колонны ..31
5. Проектирование отдельного фундамента под среднюю колонну .32
5.1.Определение размеров фундамента 32
5.2.Расчет прочности подошвы фундамента 33
5.3.Конструирование фундамента .33
Раздел II. МОНОЛИТНОЕ БАЛОЧНОЕ ПЕРЕКРЫТИЕ С ПЛИТАМИ
РАБОТАЮЩИМИ В ОДНОМ НАПРАВЛЕНИИ
1. Проектирование монолитной плиты перекрытия 34
2.Расчет плиты перекрытия в стадии эксплуатации 35
2.1. Размеры и расчетные пролеты элементов перекрытия .35
2.2. Сбор нагрузок и определение усилий в плите 36
2.3. Прочность нормальных сечений плиты (подбор арматуры) 37
2.4. Конструирование плиты ..39
3. Проектирование второстепенной балки монолитного
3.1. Установление размеров и расчетных пролетов балки
3.2. Определение усилий в балке 43
3.3. Прочность нормальных сечений (расчет рабочей продольной
3.4. Прочность наклонных сечений (расчет вертикальных стержней)
3.5. Конструирование второстепенных балок 48
4.Технико-экономические показатели перекрытия .. 49
Список использованной литературы 50
Исходные данные для проектирования
при выполнении курсового проекта рассматриваются два варианта компоновки
конструктивной схемы перекрытия:
Компоновка перекрытия и поперечной рамы здания выполняется в
соответствии с описанием варианта конструктивного решения здания и исходя
из данных задания к выполнению курсового проекта:
габаритных размеров (в осях) здания L(B — 222х 282 м;
высоты этажа Нэт — 38 м;
Принимается сетка колонн с шагом осей в продольном направлении 94 м и в
Ригели сборного и главные балки монолитного балочного перекрытия
расположены в поперечном направлении и вместе с колоннами образуют
поперечные рамы здания.
Предварительно назначается: толщина монолитной плиты - 60 мм размер
поперечного сечения второстепенной балки – 650(300 мм размер поперечного
сечения главной балки – 800(400 мм.
1.Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия
Плиты перекрытий ребристые принимаются шириной равной 1500 мм;
доборные (пристенные) плиты шириной 800 мм размещаются по рядам колонн и
опираются на ригели и опорные столики на крайних колоннах; связевые плиты
приняты такой же ширины как и рядовые-1500 мм располагаются по осям
В продольном направлении жёсткость здания обеспечивается вертикальными
связями устанавливаемыми в одном среднем пролёте по каждому ряду колонн. В
поперечном направлении жёсткость здания обеспечивается также по связевой
системе: ветровая нагрузка через перекрытия работающие как горизонтальные
жёсткие диски передаётся на торцовые стены выполняющие функции
вертикальных связевых диафрагм.
2. Расчет ребристой плиты
2.1. Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям первой группы
Расчётный пролёт и нагрузки.
Расчётный пролёт равен:
Конструктивный пролёт равен:
[pic]. Принимаю 45см ширину продольных ребёр понизу 7 см поверху 9см
ширину верхней полки [p толщину сжатой полки [pic]. Толщина ребра
расчетного таврового сечения без учета заделки швов между плитами принята
Сбор нагрузок и определение усилий в плите.
Сбор вертикальных нагрузок на один квадратный метр перекрытия приводится
в таблице 1. Расчетная нагрузка вычисляется на 1м длины плиты с учетом
коэффициента надежности по ответственности здания [pic]= 095 при
номинальной ширине плиты 15 м.
Таблица 1. Сбор вертикальных нагрузок на перекрытие
Вид нагрузки Норматив Коэффициент Расчетная
надежности по нагрузка
бетонное покрытие 440 13 572
цементная песчаная 720 13 936
засыпка (песок) 50мм850 13 1105
железобетонная плита2500 11 2750
в том числе: 7500 12 9000
длительная 4000 12 4800
Полная q = g + 16010 - 19163
постоянная и 12010 - 14363
длительная 4000 - 4800
Расчетная нагрузка на 1 погонный метр плиты:
Постоянная нагрузка g = 536309515=76423 Нм =764 кНм.
Временная нагрузка v=1380009515=19665 Нм = 1967 кНм.
Полная q=1916309515=27307275 Нм=2731 кНм.
Нормативная нагрузка на 1 погонный метр плиты:
постоянная gn = 45109515643 кНм;
полная gn +vn = 1601095152281 кНм;
постоянная и длительная 120109515 1711 кНм.
Усилия для расчетов по предельным состояниям первой группы.
От расчетных нагрузок:
Усилия для расчетов по предельным состояниям второй группы.
От полной нормативной нагрузки:
От постоянной и длительно-действующей части нормативной нагрузки:
Расчет плиты по предельным состояниям первой группы.
Расчет плиты по предельным состояниям первой группы включает расчеты
прочности продольных ребер и полки плиты для различных стадий работы
конструкции и как правило заключается в определении необходимого
количества арматуры и ее расположении в сечениях и по длине элемента.
Расчет прочности нормальных сечений продольных ребер плиты.
Исходные данные. Продольные ребра рассчитываются для отдельной плиты без
учета бетона замоноличивания межплитных швов. Расчетной схемой продольных
ребер в стадии эксплуатации является шарнирно опертая балка. Расчетное
сечение таврового профиля с полкой в сжатой зоне. Бетон тяжелый класса В40
Rb = 22 МПа (22103 кНм2) напрягаемая растянутая арматура А800 расчетное
сопротивление Rs = 695 МПа (695103 кНм2) изгибающий момент от полных
нагрузок М = 27284 кНм. Размеры сечения h=45 см [pic] b =14 см [pic].
Минимальный защитный слой для конструкций в закрытых помещениях при
нормальной влажности принимается не менее 20 мм. Расстояние от центра
тяжести арматуры до растянутой грани а ≥ 20+ 2. Предполагаемый диаметр
=20мм тогда а=3 см рабочая высота сечения h0=42 см.
Расчет прочности выполняется в предположении что расчетной сжатой
ненапрягаемой арматуры не требуется (Asc= 0); уровень преднапряжения
[pic]sp Rs 0587 с учетом всех потерь и коэффициента точности натяжения
Величина напряжений обжатия sp= 0587RS=0587695= 408 МПа.
Проверяется положение нейтральной оси
Граница сжатой зоны проходит в полке сечение рассчитывается как
прямоугольное с размерами [pic] [pic] h0=042 м.
Вычисляется табличный коэффициент αm:
αm = M Rb bf h02 =2728422 103 146 0422=0048.
Граничная высота сжатой зоны бетона при spRs 06 и арматуре А800 по
таблице 6 приложения:
Проверяется выполнение условия αm =0048 ≤ αR = 0326 следовательно
сжатой арматуры не требуется и сечение рассчитывается с одиночной
Вычисляется относительная высота сжатой зоны в сечении
Так как условие ≤ R соблюдается расчетное сопротивление напрягаемой
арматуры Rs необходимо увеличить путем умножения на коэффициент условий
работы [pic]S3 учитывающий увеличение сопротивления напрягаемой арматуры
выше условного предела текучести и определяемый по формуле
[pic]s3 = 125 - 025 R = 125-025 0112= 122> 11.
Принимаем [pic]s3=11
При R 06 коэффициент [pic]s3=11.
Требуемая площадь растянутой напрягаемой арматуры:
По сортаменту выпускаемой стали (таблица 7 приложения) определяется
диаметр и необходимое количество стержней. Принимаем 225 А800 Asp =
2см . Располагаем арматуру по одному стержню в каждом продольном ребре.
Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер
Исходные данные. Расчетная поперечная сила на опоре Q =12208 кН
расчетная полная нагрузка 2731кНм временная часть нагрузки 1967кНм Rb
= 22МПа(22103 кНм2 ) Rbt = 14 МПа (14 103 кНм2) поперечная
арматура-проволока класса В500 диаметром 5мм площадь одного поперечного
стержня 0196 см2 (Аsw=nfsw = 20196 = 039210-4 м2) Rsw= 300 МПа
(300103 кНм2); продольная каркасов В500 диаметром 8мм ho= 042м
b =2007=014м без учета заделки швов между плитами.
Условие обеспечения прочности наклонного сечения ребра плиты:
где Q — поперечная расчетная сила в рассматриваемом сечении;
Qb - поперечная сила воспринимаемая бетоном
Qsw — поперечная сила воспринимаемая хомутами.
Вычисляем поперечную силу воспринимаемую бетоном Qb.
Mb= 15φnRbtbh02 = 15137141030140422 = 7105 кНм.
Предварительно вычисляется усилие преднапряжения с учетом всех потерь
Р= spAsp =40810398210-4 = 40066кН.
Вычисляется коэффициент учитывающий влияние предварительного
напряжения на прочность наклонного сечения:
Здесь А1- площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки:
А1= bh=014045=0063м2; PRbA1=4006622 103 0063=02904 029м2;
[pic] q1=q-05qv = 2731 - 05 1967 = 1748кНм.
Невыгоднейшее расположение проекции наклонного сечения «с» при действии
эквивалентной равномерно распределенной нагрузки определяется по формуле
При определении «с» должны выполняться условия: ho=42см с =200см 3ho
= 126см. Верхнее условие не выполняется.
Принимаем с = 126м и вычисляем Qb.
Qb= Мbс = 7105126= 5634кН.
При вычислении Qb должны выполняться условия:
Qb= 5634кН≥ Qbmin=05Rbtbho= 0514103014042= 4116кН
Qb= 5634кН≤ Qbmax=25Rbtbho= 2514103014042= 2058кН.
Таким образом для дальнейших расчетов принимаем Qb= 5634кН.
Вычисляем поперечную силу воспринимаемую хомутами Qsw.
Усилие Qsw определяется по формуле Qsw= 075qswc0 в зависимости от
Qbl=705 кН φnRbtbh0 = 137 14 103 014 042= 1128кН.
Требуемая интенсивность хомутов qsw определяется по формуле:
qsw=(Qmax - Qbmin-3h0q1)l5ho=(12208-4116-3 042 1748)15
Хомуты учитываются в расчете если соблюдается условие
qsw=935кH≥025 φnRbtb=025 l37 l4 103 014=6713кHм.
Уточняем вычисленную ранее длину проекции невыгоднейшего сечения «с»
[pic]м>2h0(l-05qswφnRbtb)=2042(l-05935l
115103014)=101м. Значение с0 должно быть равно «с» но не более
Расчетный минимальный шаг хомутов
Sw1= RswAsw qsw=300l03039210-4935 = 0119см 012м.
Пересчитаем величину qsw с учетом выбранного шага:
qsw= RswAsw Sw1=98 кHм.
Qsw = 075qsw сo = 07598084=6174кН.
Q = Qmax - qsw с=12208-1748 126=100кН.
Q=100 кН ≤ Qb+Qsw =5634+6174=11808кН.
Условие выполняется прочность наклонного сечения ребра обеспечена.
В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу
вертикальные стержни из арматуры класса В500 диаметром 5 мм с шагом 120мм
продольные из арматуры В500 диаметром 8 мм. По конструктивным требованиям
шаг стержней на приопорных участках не должен превышать 05 ho = 0422 =
1м и 300мм; на остальной части пролета не более 075ho= 075 42= 315
и не более 500мм. Окончательно принимаем шаг поперечных стержней 120 мм на
приопорных участках длиной 14 и 200 мм- на остальной части пролета плиты.
Расчет полки плиты на местный изгиб
Исходные данные. При расчете на местный изгиб из полки поперек плиты
вырезается условная расчетная полоса шириной 1м которая в дальнейшем
рассматривается как балка частично защемленная в продольных ребрах
(опорах). Ширина расчетного сечения такой балки равна L=100 см высота
равна толщине полки h'f= 5 см с учетом защиты плиты сверху цементно-
песчаной стяжкой принимаем защитный слой 75 мм тогда при арматуре В500
диаметром 5 мм можно принять а =75+52=10см. Рабочая высота сечения ho =
Вычисляется изгибающий момент с учетом развития пластических деформаций
и частичного защемления полки в ребрах:
По таблицам определяются расчетные коэффициенты:
αm = M Rb L h02 =28422 103 1 0042=008.
По таблице для арматуры B500 определяем αR=0376; R=0502.
αm= 008 αr=0376 - сжатая арматура по расчету не требуется.
Вычисляется необходимое количество растянутой арматуры:
Принимаем арматурную сетку с поперечной рабочей арматурой и
конструктивной продольной диаметром 5 мм. Шаг стержней в поперечном
направлении 10 см As = 196 см2 в продольном направлении принимаем шаг 20
2.2 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы.
Геометрические характеристики расчетного сечения.
Расчетное сечение таврового профиля с полкой в сжатой зоне. Бетон
тяжелый класса ВЗО Rb = 22 МПа (22 103 кНм2) нормативное сопротивление
Rbn= 29 МПа (29 103 кНм2) Rbtser = 21МПа (21 103 кНм2)
напрягаемая арматура А800 расчетное сопротивление Rs= 695МПа (695103
кНм2 ) нормативное сопротивление Rsn=800 МПа (800103 кНм2). Модуль
упругости стали Es= 20 104 МПа (20107 кНм2) бетона Еb =36 104 МПа
(36107 кНм2) размеры сечения h=45см [pic] ширина ребра b =14 см
[pic] рабочая высота сечения ho = 42 см (а = Зсм).
Коэффициент приведения
Площадь приведенного сечения:
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани:
Расстояние от оси проходящей через нижнюю грань продольного ребра до
центра тяжести приведенного сечения:
у0 = 423891345 = 315см.
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести сечения:
Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:
Wred = Jred уо = 2401336315=76233см3= 00076233м3
то же по верхней зоне:
Wred = Jred (h-уо)= 2401336(45-315) =177877см3= 00177877м3
Упругопластический момент для таврового сечения с полкой в сжатой зоне
для расчетов в стадии эксплуатации при γ = 13
Wp1 = γ Wred =1376233=99103см3 = 000991036м3.
То же для таврового сечения с полкой в растянутой зоне для расчетов в
стадии изготовления при: [pic] коэффициент γ=115
Wp1 = γ Wred =115177877=204559см3 = 00204559м3.
Коэффициент γ определяется по таблице 11 приложения.
Установление уровня предварительного натяжения арматуры.
Уровень предварительного напряжения для горячекатаной и термомеханически
упрочненной арматуры назначается так чтобы соблюдались условия:
sp ≤ 09 sp ≥ 03Rsser
Коэффициент точности натяжения арматуры (учет возможных отклонений) при
определении потерь предварительного натяжения и расчетах по второй группе
предельных состояний принимется равным γsp=l0.
Предварительно назначим уровень преднапряжения 80% от Rsn
sp =08Rsp=08800=640 МПа.
Расчет потерь предварительного напряжения арматуры.
Расчет потерь производится в соответствии со СНиП при коэффициенте
точности натяжения арматуры уsp = 10
sp1 - потери от релаксации напряжений в стержневой арматуре А800 при
электротермическом способе натяжения
sp1 = 003sp = 003 640 = 192 МПа
sp2 - потери от температурного перепада между натянутой арматурой и
упорами не учитываются так как форма пропаривается в пропарочной камере
вместе с изделием sp2=0
sp3 - потери от деформации формы при неодновременном натяжении
арматуры в расчетах не учитываются так как уже учтены в расчете удлинений
sp4 - потери от деформации анкеров при электротермическом способе
натяжения учтены в расчете полных удлинений арматурных стержней и поэтому
sp5 -потери от усадки бетона.
Для бетонов В35 н ниже относительная деформация усадки бетона bsh=
sp5 = bsh Еs = 00002 20 104= 40 МПа.
sp6 -потери от ползучести арматуры определяются по формуле:
коэффициент приведения а = Es Еb = 556;
эксцентриситет силы обжатия P1 относительно центра тяжести
приведенного сечения еsp= уо -а =315 - 3 = 285 см =0285 м;
коэффициент армирования сечения (без учета ненапрягаемых стержней)
sp=AspA=9821290=00076;
коэффициент ползучести бетона φsp=23; находится по таблице 10
приложения для бетона ВЗО и влажности 40-75%;
Первые потери преднапряжения равны:
sp(1)= sp1+sp2+sp3+sp4=192+0+0+0 = 192 МПа.
Начальное усилие обжатия с учетом первых потерь
P1 = Аsp(sp -sp(1)) =982 10-4(640 - 192)103 = 6096 кН.
Максимальное сжимающее напряжение в бетоне при обжатии силой P1 на
уровне крайнего нижнего волокна у = 0285+003=0315м без учета влияния
собственного веса плиты:
Согласно 6 передаточная прочность бетона Rbp назначается не менее 15
МПа и не менее 50% прочности от класса бетона. Принимаем Rbp= 40 МПа.
Сжимающие напряжения в бетоне от силы P1 в стадии предварительного обжатия
не должны превышать 90% от передаточной прочности RbP
bp=273 МПа 09Rbp = 0940 = 36 МПа. Требование выполняется.
Определим напряжения в бетоне с учетом разгружающих напряжений от веса
плиты на уровне центра тяжести продольной арматуры то есть при уо = еор =
85 м. Из таблицы 1 нагрузка от веса 1 м2 плиты принята 2500 Н.
Изгибающий момент от собственного веса плиты вычислен при расчетном пролете
sp(2)= sp5+sp6=40+110=150МПа
sp= sp(1)+sp(2)=192+150=1692МПа>100МПа.
Принимаем полные потери
Напряжения в напрягаемой арматуре после проявления всех потерь
sp2= 640-1692=4708МПа
Усилие обжатия с учетом полных потерь
Р2 = 98210-4(640 – 1692)103 4623 кН.
Расчет трещиностойкости плиты
Исходные данные. Коэффициент надежности по нагрузке γf =1 и
соответственно расчетный момент равен нормативному Мн =22788 кНм момент
сопротивления приведенного сечения по нижней зоне Wred =76233см3
Wpl=99103см3 усилие обжатия с учетом полных потерь Р2 = 4623 кН
эксцентриситет силы обжатия еор= 0285м r=WredAred= 76233[pic] = 57см
напряжения в напрягаемой арматуре после проявления всех потерь sp2=
Условием необразования трещин является соблюдение условия:
Момент соответствующий образованию трещин Mcrc определяем по
приближенному способу ядровых моментов:
Mn≤Mcrc=RbtserWpl+Mrp
Mrp=P2(еор +r)=4623(0285+0057)=1581кНм.
Rbtser Wpl = 21 1039910310-6= 208кНм.
Mcrc = 208+ 1581= 1798кНм Мн = 22788 кНм.
Условие не выполняется трещины в растянутой зоне образуются. Необходим
расчет по раскрытию нормальных трещин.
Ширина раскрытия нормальных трещин продольных ребер
Исходные данные. Предельная ширина раскрытия трещин аcrcult для
конструкций к которым не предъявляются требования непроницаемости при
арматуре А800 не должна превышать 02 мм при продолжительном раскрытии и
мм при непродолжительном раскрытии. Так как конструктивная ненапрягаемая
арматура 28 В500 As =101см2 в определении геометрических характеристик
не учитывалась то усилие Р2 приложено в центре тяжести нижней арматуры
еsp = 00; напрягаемая арматура 225 А800; Asp= 982см2 Р2=4623 кН
изгибающие моменты от нормативных нагрузок: от полной нормативной нагрузки
Мn = [pic]кНм от постоянной и длительной Мдл =17094кНм.
Расчет по раскрытию трещин производят из условия:
где acrc е - ширина раскрытия трещин от внешней нагрузки acrcuit -
предельно допускаемая ширина раскрытия трещин.
Ширина раскрытия трещин от внешней нагрузки вычисляется по формуле:
Приращение напряжений в растянутой арматуре для прямоугольных тавровых
и двутавровых сечений разрешается принимать при z 07ho если выполняется
условие acrc≤ acrcuit или определять по по формуле z = ho где
коэффициент принимется по таблице 20 приложения.
Ширина раскрытия трещин
от кратковременного действия всей нагрузки Мкр = 22788кНм.
Для определения коэффициента по таблице находим дополнительные
Коэффициентαs1 для всех видов арматуры кроме канатной равен:
Находим по таблице что коэффициент 084
Z=ho = 084042= 035м.
Вычисляется эквивалентный момент от внешней нагрузки и усилия
преднапряжения причем знак плюс в формуле берется если направления
моментов совпадают и минус если направления противоположны
Ms= М± Реор =22788±00=22788 кНм.
Приращение напряжений от полной нормативной нагрузки Мп = 22788 кНм.
В расчетах учитываем продольную ненапрягаемую арматуру каркасов 28 В500
sp2+ s=4708+1743=6451Rsser=800МПа. Условие соблюдается.
φ1 - коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки:
φ1= 10 при непродолжительном действии нагрузки
φ1 = 14 при продолжительном действии нагрузки
φ2- коэффициент учитывающий профиль арматуры:
φ2 = 05 для стержневой арматуры периодического профиля
φ2 =08 для гладкой арматуры
s- коэффициент учитывающий неравномерность распределения
деформаций растянутой арматуры между трещинами. Допускается принимать s
=1 если выполняется условие acrc≤ acrcuit
ls - базовое расстояние между трещинами
ls=05Abtds(Asp+As) причем должны выполняться условия 10ds≤ls≤40ds и
Abt=kytb= 09012014 = 0015м3 где
yt=Sred(Ared+P2Rbtser)= [pic](01345+462321103) = 012м.
ds= (2252+282)(225+28) =2088мм
ls = 05001500209(982+101) 10-4 =145мм.
Базовая ширина раскрытия трещин должна удовлетворять условиям
ds =102088=2088мм≤ls =145мм≤40 ds =402088=8352ммб
Окончательно принимаем ls = 250мм.
Раскрытие трещин от кратковременного действия полной нормативной
acrc2=φ1φ2ss lsEs= 10 05 10 1743 103 02520 107= 0120мм.
Ширина раскрытия трещин от кратковременного
действия длительной нагрузки.
Исходные данные. Мпдл=17094кНм; φf=112; φ1=10; φ2=05; s=1; es=
МпдлP2=0369; esh0=093; αs1=025. По таблице 20 приложения
Приращение напряжений от постоянной и длительной нормативной нагрузки
Ms= М± Реор =17094-00=17094 кНм.
Ширина раскрытия трещин равна
acrc3=φ1φ2ss lsEs=10 05 10 241 103 02520 107= 003мм.
Ширина раскрытия трещин при
продолжительном действии длительной
Исходные данные. Мпдл=17094кНм; φf=112; φ1=14; φ2=05; es=
МпдлP2=0369; esh0=093; αs1=025; =083; z=083 042=035;
Ширина раскрытия трещин при φ1=14:
acrc1=14 05 10 241 103 02520 107= 003мм.
Итоговая ширина раскрытия трещин
при непродолжительном действии нагрузки
acrc= acrc1+ acrc2- acrc3= 003+012-003 = 0121мм acrcuit= 03мм
при продолжительном действии нагрузки
acrc= acrc1=003мм acrcuit=02мм.Условия выполняются.
Расчет прогибов плиты
Расчет по прогибам производят из условия
Здесь f - прогиб от внешней нагрузки fult- предельно допустимый прогиб.
Для элементов постоянного сечения работающих как свободно опертые или
консольные балки прогиб допускается определять по формуле
где [pic]- полная кривизна в сечении с наибольшим моментом.
Для участков с трещинами в растянутой зоне полная кривизна определяется:
где [pic]- кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки
[pic] - кривизна от непродолжительного действия постоянных и
[pic]-кривизна от продолжительного действия постоянных и длительных на-
S - табличный коэффициент принимаемый по табл. 12 приложения.
Кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки [pic]
Исходные данные. Действующий момент от полной нормативной нагрузки
Mn=22788кНм; Mгр=1497кНм; рабочая высота сечения h0=42см; [pb=14см;
Es=200000МПа;Eb=36000МПа;Asp=98210-4м2; Р2=4623 кН;Rbser=290МПа;
Для элементов прямоугольного таврового и двутаврового профилей
допускается вычислять кривизну по упрощенной формуле при выполнении
[pic]03ho =0342=126см условие выполняются
а's = 3см 02ho =0242=84см условие выполняются.
Вычисляем кривизну по упрощенной формуле
φc - определяется по таблице 21 приложения по параметрам:
φf = 112 из предыдущего раздела; esh0=227884623 042 = 124;
при f ≤ fult допускается принимать s =1 и соответственно вычисляем
Ebred= Rbser bred=291031510-4=19107кНм2;
αs2= αs1= Es Ebred= 20107147107=136
αs2= (Аsp+ Аs) αs1bh0=136(982+101) 10-4014 042=025
Находим φc = 039 и вычисляем кривизну.
Кривизна от непродолжительного действия
постоянных и длительных нагрузок[pic]
Исходные данные. Действующий момент от постоянной и длительной
нормативной нагрузки Mnдл=17094кНм; h0=42см; b=14см; Es=20107кНм2;
Eb=36107кНм2;As=98210-4м2; Р2=4623 кН;Rbser=290МПа;
Rbtser=175МПа; Mгр=1497кНм;hf=5см; φf=112; Ebred=147107кНм2;
αs2=025; По таблице 21приложения φc=039.
Кривизна от продолжительного действия
постоянных н длительных нагрузок[pic]
Исходные данные. Mnдл=17094кНм; Ebred= Rbser bred=291032810-
=078107кНм2; αs2=047 esh0=093 φf = 112 По таблице φc=058.
[pic]=00038-00029+00036=00045м-1
fult=l200=894200=00447м=447м при пролете элемента 94м.
Условие удовлетворяется пересчет по уточненной формуле не производим.
2.3 Проверка прочности плиты в стадии изготовления
При проверке прочности плиты в стадии изготовления необходимо проверить
прочность сжатого бетона в момент извлечения изделия из формы после
передачи усилия преднапряжения. Необходимо рассмотреть случай когда
разгружающее действие от собственного веса плиты будет минимальным.
Расчетная схема плиты при проверке прочности в стадии изготовления
совпадает со схемой принятой для проверки трешиностойкости плиты в стадии
Исходные данные. Усилие преднапряжения с учетом первых потерь Р1= 6096
кН коэффициент надежности по нагрузке γf=14 коэффициент точности
натяжения γsp=11 расчетная призменная прочность бетона соответствующая
передаточной прочности Rbp=40МПа как классу бетона В40 Rb= 22 МПа.
Расстояние от торца плиты до монтажной петли 06 м.
Изгибающий момент от собственного веса плиты при её извлечении из формы
вычислен при расчетном пролете 10= 896 м.
Напряжения в бетоне при γsp=11.
Условие выполняется прочность плиты в стадии изготовления обеспечена.
2.4. Расчет прочности плиты в стадии транспортирования
Исходные данные. При расчете в стадии транспортирования необходимо
учитывать пониженную прочность бетона равную отпускной и составляющей по
заданию на проектирование 80% от класса бетона В30 Rb= 08220 = 176
МПа коэффициент динамичности γf=16 расстояние от прокладки до торца
плиты 06 м. Конструктивная длина плиты 908 см вес 1 м - 25 кНм2 ширина
плиты 15 м. Расчетное сечение на опоре -тавровое с полкой в растянутой
зоне а = 30мм ho = 420мм b = 140мм арматура В500.
Изгибающие моменты на опоре и в пролете:
По таблицам определяются расчетные коэффициенты
αm = Mоп Rb bf h02 =1026176 103 014 0422=00023
По таблице для арматуры В500 определяем αR=0376; R=0502.
Вычисляется необходимое количество растянутой арматуры
Принимаем 28 В500 Аs= 101см2.
Пролетную нижнюю арматуру не проверяем так как момент в середине
пролета равный 4424 кНм меньше чем расчетный момент при эксплуатации
2.5. Расчет прочности штаты в стадии монтажа
Исходные данные. Прочность бетона к времени монтажа должна
соответствовать проектному классу бетона В40 Rb= 220 МПа. Коэффициент
динамичности γf=14 монтажные петли расположены на расстоянии 06 м от
торца плиты. Конструктивная длина плиты 908 см вес 1 м2 25 кНм2 ширина
плиты 15 м. Расчетное сечение над опорой - тавровое с полкой в растянутой
зоне. Расчетный изгибающий момент над опорой
Поскольку внешний изгибающий момент на опоре равный 09 кНм меньше чем
опорный в стадии транспортирования равный 1026 кНм а прочность бетона
выше то проверку на прочность в стадии монтажа проверять не будем
поскольку она удовлетворяется автоматически.
2.6. Расчет монтажной петли
Вес плиты при ее подъеме может быть передан на три петли. Нагрузка на
одну петлю с учетом максимально допустимого по нормам угла развода строп
°(1 sin45°=10707 14) и веса 1м2 плиты 25 кН равна
N=G143 = 25149908143= 1578 кН.
Учитывая что коэффициент динамичности при подъеме равен 14 и усилия
воспринимаются одной ветвью петли находим ее сечение
Аscal= 141578 225103=098210-4 м2=098 см2.
Принимаем монтажные петли 12 А240 с Аsef= 1131см2 из стержневой
арматурной стали марки СтЗсп
Основная (базовая) длина заделки арматуры петли из условия ее надежного
заанкерирования при прочности бетона в момент первого подъема (Rb= 85 МПа)
определяем по формуле:
=15 для гладкой арматуры
=10 при диаметре арматуры менее 32мм.
Фактическая длина анкеровки равна
α= 10 для гладкой арматуры с крюками.
В любом случае фактическая длина анкеровки не должна быть менее
1оап= 0326=78см; 15d = 18см и 200мм.
Условия выполняются окончательно принимаем длину анкеровки 40 см с
крюками на концах стержней и глубиной заделки hв= 26 см.
2.7. Конструирование плиты
В продольных ребрах плиты располагаются напряженные стержни 25 А800 и
плоские каркасы К-1. Длина напрягаемого стержня равна длине плиты то есть
80 мм. Каркас К-1 состоит из двух продольных стержней 8 В500 длиной
l=ln-20=9080-20=9060мм и вертикальных стержней 5 В500 длиной l=hn-20=450-
=430мм. Число вертикальных стержней устанавливается из расчета плиты на
поперечную силу n = 90.
В торцевых поперечных ребрах устанавливается каркас К-2 состоящий из
двух продольных стержней 5 В500 которые заводятся в опорное ребро на 80
мм длина l= 1510 мм. Поперечные стержни 5 В500 длиной l =
0 - 20 =320 мм располагаются между продольными ребрами с шагом 100 мм.
Количество поперечных стержней в торцевом ребре п = 15.
Сетка С-1 располагается в нижней части полки и имеет размеры 8930x1280
мм. Длина сетки равна длине плиты уменьшенной на 150 мм ширина сетки
меньше ширины полки в чистоте между продольными ребрами на 30 мм. Шаг
продольных стержней 6 В500 - 200 мм поперечных 6 В500- 100 мм.
Количество продольных стержней - 7 поперечных - 90. Маркировка сетки:
Сетка С- 2 укладывается в верхней части полки плиты. Длина сетки 8930
мм. Ширина сетки b = b1 + b2 где b1 - длина сетки заводимая в ребро для
обеспечения надежности анкеровки поперечных стержней принимается не менее
шага продольных стержней в данном случае принимаем b1 = 200 мм; b2 -
ширина сетки в полке принимается не менее 14 пролета полки. Принимаем b2
Таким образом ширина сетки b = 200 + 430 = 630. Окончательно сетка С -
из проволоки 6 В500 имеет размеры 8930x630 мм. Шаг продольных стержней
0 мм количество продольных стержней - 4. Шаг поперечных стержней 100 мм
количество поперечных стержней - 90. Маркировка сетки:
Сетка С - 3 предназначена для усиления торцов продольных ребер при
передаче усилия предварительного напряжения и принимается конструктивно.
Продольные стержни длиной 530 мм количество стержней - 6 поперечные
стержни длиной 280 мм количество стержней - 6.
Общая масса расхода стали на одну плиту 2321 кг.
Площадь поперечного сечения плиты
А=1465+2514=1080см2 =01080м2
Объем бетона без учета торцевых ребер
V = ALn =01080908=098 м3.
Площадь поперечного сечения торцевых ребер при высоте торцевого ребра 35
Ар = 2357=490 см2 = 0049 м2.
Длина поперечного ребра равна ширине плиты за вычетом ширины продольных
Объем поперечных ребер
Vp = 490131 = 64190 см3 =0064190 м3.
Полный объем бетона плиты
Vп =098 + 0064190 =104м3.
Вес плиты при удельной плотности γ= 2500 кгм3
G = 1042500=2600 кг.
Основными показателями технико-экономической эффективности проектируемой
конструкции служат расход бетона расход арматуры трудоемкость
изготовления и монтажа стоимость а также приведенные параметры: расход
бетона и расход арматуры на 1 м2 перекрываемой площади.
Расход бетона на 1 м2 перекрываемой площади (приведенная толщина
Расход стали на 1 м2 перекрываемой площади
Расход стали на 1 м3 бетона
Таблица 2. Спецификация арматуры на плиту перекрытия
Позиция 1. Продольная напрягаемая арматура ø20 А800 предназначена для
восприятия растягивающих напряжений от положительного изгибающего момента
вызванного действием внешней нагрузки в стадии эксплуатации.
Позиция 2. Продольная арматура каркаса К-1
верхняя продольная арматура ø8 В500 служит для восприятия
растягивающих напряжений от отрицательного изгибающего момента вызванного
действием собственной массы плиты в стадиях изготовления транспортирования
и монтажа. В стадии эксплуатации зга арматура частично усиливает сжатую
зону бетона но обычно в расчете не учитывается что идет в запас
нижняя продольная арматура ø8 В500 - конструктивная служит для
образования плоского каркаса. В стадии эксплуатации работает совместно с
напрягаемой арматурой но обычно в расчете прочности в стадии эксплуатации
не учитывается что идет в запас прочности и трещиностойкости. В стадии
транспортирования и монтажа воспринимает растягивающие усилия от
отрицательных опорных моментов.
Позиция 3. Поперечная арматура ø5 В500 воспринимает растягивающие
напряжения от поперечной силы вызванной действием внешней нагрузки в
стадиях изготовления транспортирования монтажа и эксплуатации.
Позиция 4. Продольная арматура каркаса К-2
верхняя продольная арматура ø5 В500 служит для восприятия
растягивающих напряжений от отрицательного изгибающего момента
возникающего в поперечном ребре плиты от собственного веса и внешней
нижняя продольная арматура ø5 В5 00 служит для восприятия
растягивающих напряжений от положительного изгибающего момента
возникающего в поперечном ребре плиты от собственного веса плиты и внешней
Позиции 5. Поперечная арматура ø 5 В500 каркаса К-2 воспринимает
растягивающие напряжения от поперечной силы «Q» вызванной действием
внешней нагрузки и собственной массы плиты в стадиях изготовления
транспортирования монтажа и эксплуатации.
Позиция 6. Продольные стержни ø 5 B500 сетки С-1 воспринимают
растягивающие напряжения от положительного изгибающего момента
действующего в полке вдоль пролета плиты. Частично участвуют в работе
элемента в стадиях изготовления и монтажа воспринимая растягивающие усилия
в верхней зоне элемента от действия отрицательного изгибающего момента.
Устанавливаются без расчета в количестве не менее 50% от количества
расчетной поперечной арматуры полки.
Позиция 7. Поперечные стержни ø 5 В500 сетки С-1 воспринимают
возникающего в результате местного изгиба полки.
Позиция 8. Продольные стержни ø 5 В500 сетки С-2 участвуют в работе
Позиция 9. Поперечные стержни ø 5 В50 сетки С-2 воспринимают
растягивающие напряжения от отрицательного изгибающего момента
Позиция 10. Продольные стержни ø 5 В800 сетки С-3 конструктивные служат
для образования сетки частично увеличивают прочность плиты в зоне передачи
напряжений напрягаемой арматуры.
Позиция 11. Поперечные стержни ø 5 В500 сетки С-3 препятствуют
поперечным деформациям бетона в зоне передачи напряжений напрягаемой
арматуры тем самым частично увеличивают прочность плиты в торцовых зонах.
3. Проектирование ригеля
Исходные данные. Ригели производятся по агрегатно-поточной технологии из
тяжелого бетона с термовлажностной обработкой в автоматических камерах
ускоренного твердения. Бетон класса В20 Rb= 115 МПа (115103 кНм2)
Rbt= 09 МПа (09103 кНм2) коэффициент условий работы уп =09. Еь=
103 МПа (24106 кНм2). Продольная рабочая арматура класса А - III при
диаметре 6 - 8 мм Rs= 355 МПа при диаметре 10 - 40 мм Rs= 365 МПа (365-10
кНм2) Es= 2105МПа (2108кНм2). Поперечная арматура класса А -1
Rs= 225 МПа (225103 кНм2); Rsw= 175 МПа ( 175103 кНм2). Распалубочная
прочность равна отпускной и принята равной 075В. Соединение плоских
арматурных каркасов в пространственный осуществляется с помощью подвесных
сварочных клещей фиксация закладных деталей к каркасу осуществляется
дуговой сваркой. Соединение ригелей с колонной с помощью закладных деталей
- «рыбок». Максимальный момент на опоре Моп = 55 кНм. Основные размеры
поперечного сечения ригеля показаны на чертежах.
3.1. Расчет ригеля в стадии эксплуатации
При расчете ригеля в стадии эксплуатации следует определить действующие
усилия от расчетных нагрузок вычислить расчетные пролеты построить эпюры
усилий и найти необходимое количество арматуры для обеспечения прочности
нормальных и наклонных сечений ригеля при действии эксплуатационных
нагрузок. Выполнить построение эпюры материалов с учетом обрыва части
стержней в пролете и на опоре.
Определение усилий в ригеле
Нормативные и расчетные постоянные и временные нагрузки на 1м2
перекрытия принимаются из расчета ребристой плиты перекрытия по таблице 1.
Расчетная нагрузка на 1 м длины ригеля собирается с грузовой полосы шириной
Конструктивная длина ригеля
lp = Lp - bk - 2a =740 – 40 - 22 = 696см = 696 м
где Lp - пролет ригеля в осях
bк - размер сечения колонны bк= 400 см.
а - зазор между колонной и торцом ригеля а = 2 см.
Длина расчетного пролета ригеля
lо = Lp - bk - 2a - с = 740 - 40 – 22 - 14 = 682 см = 682 м
с - длина площадки опирания принимаем с =14 см.
Расчетная нагрузка на 1 погонный метр от веса ригеля
[pic] = (0606 – 201503)25011 = 7425 кНм где
ρ - плотность железобетона ρ = 25 кНм3 = 2500 кгм3;
- коэффициент надежности по нагрузке.
Полная расчетная нагрузка с учетом коэффициентом надежности по
ответственности здания yn = 095.
q = (1916394 + 7425)095 = 17818 кНм.
Максимальный расчетный пролетный момент определяется по формуле:
Максимальная поперечная сила
Прочность нормальных сечений ригеля
В пролете. Исходные данные. Расчетный пролетный момент Мпр = 98094
кНм Rb= 115 МПа арматура А 400 Rs= 355 МПа.
Расчетное сечение в середине пролета рассматривается как прямоугольное с
размерами b = 30 см h = 60 см. Предварительно примем рабочую высоту
сечения ho = 51 см (а=9 см).
Определяется относительная высота сжатой зоны сечения
По таблице 3 приложения определяем при арматуре А400 r= 0531;αR=
αR= 039 > αm= 035 следовательно по расчету сжатой арматуры не
требуется и сечение можно рассчитывать как прямоугольное с одиночной
Площадь сечения растянутой арматуры определяется по формуле:
Принимаем 636 и 120 А400 с As = 6421 см2.
На опоре. Исходные данные. Расчетный опорный момент в подрезке
МОП=55кНм бетон В60 Rb= 33 МПа арматура А400 Rs = 365 МПа. Расчетное
сечение - прямоугольное с размерами b = 30 см h = 45 см. Предварительно
назначенная рабочая высота сечения ho = 40 см.
Площадь сечения растянутой арматуры:
Принимаем 216 А400 с As = 402 см2.
Расчет прочности наклонных сечений ригеля.
Прочность наклонных сечений ригеля должна проверяться на действие:
поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами поперечной
силы по наклонной полосе изгибающего момента по наклонной трещине. Расчет
должен проводится для наиболее опасных расчетных сечений: в зоне действия
максимальной поперечной силы в подрезке и в месте изменения сечения.
Прочность наклонного сечения подрезки ригеля по поперечной силе.
Исходим данные. Расчетная поперечная сила на опоре Qmax = 6076кН Rb=
МПа Rbt= 18 МПа поперечная арматура А240 диаметром 14 мм Rsw= 170
МПа площадь одного стержня 1593см2 в поперечном сечении располагаются
два плоских каркаса n = 2 h = 45 см h0 = 40 см b = 30 см.
Расчет производится из условия прочности наклонного сечения
где Q - поперечная расчетная сила в рассматриваемом сечении;
Qsw - поперечная сила воспринимаемая хомутами.
Qb=Mbc=129610=1296кН
Mb= 15Rbtbh02 = 151810303042 = 1296 кНм
q1=q-05qv = 17818 - 05 97014 =12967кНм.
При определении «с» должны выполняться условия ho = 40см с =100 см 3
ho = 120 см. Принимаем с = 100см. При вычислении Qb должны выполняться
Qb= 1296кН≥ Qbmin=05Rbtbho= 05181030304= 108кН
Qb= 1296кН≤ Qbmax=25Rbtbho= 25181030304= 540кН.
Таким образом Qb= 1296кН.
Требуемая интенсивность хомутов qsw определяется в зависимости от
В данном случае требуемая интенсивность хомутов qsw определяется по
qsw=(Q2max – Q2в1)3Мb=(60762-25932)3 1296= 7766кНм777 кНм.
Расчетый минимальный шаг хомутов в подрезке:
Sw1= RswAsw qsw=170l03318610-4777 = 0075см 008м.
Q = Qmax- q1c = 6076 – 1296710 = 4779кН.
По конструктивным требованиям в подрезке рабочая высота сечения
которой 400 мм шаг должен быть не более 4002 = 200 мм и не более 300
Принимаем в подрезке шаг поперечных стержней sw1=80 мм и проверяем
условие прочности наклонного сечения по поперечной силе.
Фактическая погонная нагрузка на хомуты:
qsw = RswAsw sw1 = 170103318610-4008 = 6770 кНм.
Qsw = 075qswсо = 07567708 = 4062кН.
сo-длина проекции наклонной трещины равная «с» но не более
Q = 4779кН Qb+QSw = 1296+4062 = 5358кН.
Условие выполняется прочность наклонного сечения в подрезке обеспечена.
Прочность наклонного сечения в месте изменения сечения подрезки
Исходные данные. Расчетная поперечная сила приложена на расстоянии 9 см
от центра площадки опирания поперечная арматура А240 диаметром 14 мм
Rsw= 170 МПа n = 2 h = 60 см h0 = 51 см b = 30 см.
Расчетная поперечная сила в месте изменения сечения:
Вычисляем поперечную- силу воспринимаемую бетоном Оb.
Qb= Mbc = 2107127 =1653кН.
Mb = l5Rbbho2=l518103030512= 2107 кНм.
q1= q-05qv = 12967кНм.
При определении «с» должны выполняться условия:
ho = 51см с 3 ho = 153 см.
Принимаем с = 127 см.
Qb= 1653кН≥ Qbmin=05Rbtbho= 051810303051= 1377кН
Qb= 1653кН≤ Qbmax=25Rbtbho= 251810303051= 6885кН.
Таким образом принимаем Qb= 1653ДкН. Требуемая интенсивность хомутов
qsw определяется в зависимости от величины:
qsw=(Q2max – Q2в1)3Мb=(60762-33062)3 2107= 4111кНм.
Sw2= RswAsw qsw=170l03318610-44111 = 015см.
По конструктивным требованиям при рабочей высоте сечения 510 мм шаг
должен быть не более 5102 = 255 мм и не более 300 мм.
Принимаем шаг поперечных стержней Sw2=150 мм.
qsw = RswAsw sw1 = 170103318610-4006 = 4243 кНм.
Qsw = 075qswсо = 0754243 102 = 3246кН.
Q = Qmax- q1c = 6076 – 12967102 = 4753кН.
Q = 4753кН Qb+QSw = 1653+3246= 4899кН.
Условие выполняется прочность наклонного сечения обеспечена.
Конструктивные требования обязывают для балок высотой более 150 мм на
приопорных участках длиной l4 принимать шаг поперечных стержней не более
рабочей высоты элемента и не более 300 мм. На остальной части пролета
шаг стержней не должен превышать 3h04 или 500 мм.
Следовательно на приопорных участках за подрезкой шаг не должен быть
более 5102 = 255 мм на остальной части пролета шаг должен быть не более
Окончательно принимаем:
в подрезке шаг поперечных стержней Sw1 = 80мм
на приопорных участках длиной 1800 мм Sw2 = 150мм
на остальной части пролета шаг стержней Sw3 = 350 мм.
3.2. Проектирование стыка ригеля с колонной.
Исходные данные. Запроектировать стык ригеля с колонной с ограниченно
воспринимаемым моментом (55 кНм) при следующих данных. Ригель с подрезкой.
Бетон класса В60 Rb= 33 МПа материал соединительной пластины - сталь
С235 толщина листа 10-20 мм Ry= 230 МПа сварка производится электродом
Э42. Высота ригеля у опоры h = 450 мм рабочая высота ригеля ho=h-a =
0-50=400 мм рабочая верхняя арматура ригеля 216 А400 As= 402 см.2
Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона:
По таблице 3 приложения находим коэффициенты r= 0531;αR= 039.
Вычисляем высоту сжатой зоны: х = 0 03640=144см.
Плечо пары сил: Za = h0 - 05х = 40 - 05144 = 393см = 0393м.
Растягивающее усилие действующее на соединительную пластинку:
N = М za = 550393= 140кН.
Определяется рабочая площадь «рыбки»:
Aпл=NRy =140230103 =000061м.2= 61см.2
Задаемся толщиной пластины = 10мм и вычисляем её ширину:
bпл= Аплt=61 10= 61см.
Принимаем размеры сечения «рыбки» 10х61мм. Апл = 61см2 .
Рассчитываем длину сварных швов прикрепляющих «рыбку» к закладной
детали ригеля по металлу шва:
Принимаем длину швов 23 см.
Минимальная длина швов исходя из прочности швов по границе сплавления
по формуле (3.6) при [pic]
При прикреплении пластины двумя фланговыми швами расчетная длина шва с
каждой стороны должна быть не менее: [pic]
Определяем длину лобового шва прикрепляющего «рыбку» к закладной
пластине колонны. При параметрах сварного шва из предыдущего расчета его
длина будет равна большему из полученных ранее значений т. е. [pic]. Тогда
необходимая расчетная длина шва должна быть не менее [pic]
Окончательно принимаем длину шва [pic]
Определяется длина соединительной пластины
Ширину соединительной пластины в месте примыкания к колонне принимаем не
менее длины лобового шва т. е. [pic]
Расчетное сечение рыбки обеспечивающее передачу опорного момента в 55
кНм было определено выше и составляет 10х61 мм.
3.3. Построение эпюры материалов в ригеле и конструирование ригеля.
Ригель армируется двумя плоскими сварными каркасами с продольной рабочей
арматурой в пролете 636 и 120 А400 с As = 6421 см2 . В целях экономии
арматуры два стержня 36 обрываются в пролете в соответствие с эпюрой
изгибающих моментов а 436 и 120 доводятся до опоры.
Вычисляем фактический изгибающий момент воспринимаемый ригелем с
арматурой 636 и 120 А400 и рабочей высотой сечения h0 = 51 см для чего
определяем высоту сжатой зоны сечения «х» и сравниваем ее с граничной
По таблице 3 приложения находим коэффициенты r= 0531 и вычисляем
граничную высоту сжатой зоны; х= 023м xr= 027м.
М636 и 120=RsAs(h0-05x)=355103642110-4(051-05023)=9964кН
Изгибающий момент воспринимаемый сечением ригеля с арматурой 436 и
0 As=4386 см2 h0 = 51 см.
Относительная граничная высота сжатой зоны r= 0531
М436 и 120=RsAs(h0-05x)=355103438610-4(051-05016)=6695кН
Построение эпюры материалов в ригеле будем проводить графоаналитическим
способом для чего в масштабе построим эпюру моментов от расчетной
нагрузки а затем определим координаты точек теоретического обрыва (ТТО)
стержней. Вычисляем координаты эпюры моментов ТТО в середине пролета и
координаты нулевых точек.
Исходные данные. Балочный момент М0 = 90894 + 55 = 96394 кНм
пролетный момент Мпр = 90894 кНм опорный момент Мо = 55 кНм полная
расчетная нагрузка q = 17818 кНм реакция опор Ra = Rb = 6076 кН.
Рис. 1. Схема для определения координат эпюры моментов.
Положительный момент в пролете соответствующий координатам ТТО
М436 и 120 =6695 кНм (для пяти стержней 436 и 120 доводимых до
Расстояние от опоры до ТТО определяется из условия равновесия элемента в
рассматриваемом сечении точка ТТО:
Учитывая что q = 17818 кНм Ra = 6076 кН получаем следующее
алгебраическое квадратное уравнение:
09х2 -6076х+7245 = 0
Решая это уравнение находим его корни х1 и х2 которые являются
искомыми координатами ТТО:
х1 = 505 м; х2 = 177 м. Проверка: x1 + х2 = 505 + 177 = 682 м = l0.
Таким же способом определим координаты нулевых точек эпюры моментов
х3 = 672 м; х4 = 010 м. Проверка: x1 + х2 = 672 + 010 = 682 м = l0.
Через вычисленные точки проводим кривую которая и будет искомой
параболой ограничивающей эпюру моментов от расчетной нагрузки.
Относительную длину анкеровки обрываемых стержней за ТТО вычисляем по
таблице 3.3 пособия к СП 52-101-2003 приложения при коэффициенте α=10;
арматуре А400 и бетоне класса В60: [pic]. Отсюда длина анкеровки lan = λand
Отрицательный момент в середине пролета воспринимаемый сечением с
арматурой верхней зоне 2 12 А 400 с As = 226см2 b = 60 см ho = 55 см
По таблице 3 приложения находим коэффициенты r = 0531 и вычисляем
граничную высоту сжатой зоны; х= 000405м xR=
31055 =029м. Поскольку высота сжатой зоны меньше 2а’=25 = 10см
прочность сечения определяется при а'= х2 = 0004052 = 0002025м.
Момент воспринимаемый сечением
М212 = Rs As(h0 - а') = 35510322610-4(051 - 0002025) = 247кНм
Отрицательный момент на опоре воспринимаемый сечением с арматурой в
верхней зоне 216 А400 с As = 402 см2 b = 30 см h0 = 40 см.
Высота сжатой зоны меньше 2а’=25 = 10см прочность сечения определяется
при а'= х2 = 00142 = 0007м по формуле
М216 = Rs As(h0 - а') = 35510340210-4(04 - 0007) = 561кНм
Оставляем принятую арматуру 216 А400 с As = 402 cm2 без пересчета.
Положение ТТО для верхней арматуры определим графическим путем для чего
на эпюре моментов откладываем в масштабе ординату численно равную М =
7кНм и проводим линию параллельную горизонтальной оси. Пересечение
линии с эпюрой М является ТТО для верхней арматуры.
Верхняя продольная арматура ригеля в пролете диаметром 12 мм и опорная
верхняя арматура диаметром 16 мм сваривается в зонах нулевых точек на
расстоянии 024 м от опор.
В полках ригеля располагается дополнительный каркас из арматуры
(катанки) 8 А240 с шагом поперечных стержней 200 мм Монтажные петли
располагаются на расстоянии 1 м от торца ригеля диаметром 16мм А240 с As
Объем бетона ригеля:
2*06*06 – 2*015*03+015*03*045 =24 м3.
Вес ригеля при удельной плотности 2500 кгм3
Приведенная толщина ригеля (расход бетона на 1 квадратный метр
площади междуэтажного перекрытия)
(94*74) = 0034м ~ 34 см.
Таблица 3. Спецификация арматуры на ригель.
Примечание. В спецификации не учтен вес закладных деталей ригеля и
расход металла на сварные швы.
Расход арматуры на 1м2 перекрытия
175 (94*74)=56 кгм2.
Расход арматуры на 1м бетона
Позиция 13. Продольная арматура 36 А400 каркаса К-3. Воспринимает
растягивающие напряжения от положительного изгибающего момента. Совместно с
дополнительной арматурой каркаса 16 А400 (короткие стержни) обеспечивает
прочность нормальных сечений на среднем участке ригеля между точками ТТО.
Самостоятельно обеспечивает прочность нормальных сечений на участках от
Позиция 14. Продольная дополнительная арматура 36 А400 каркаса К-3
воспринимает растягивающие напряжения от положительного изгибающего
момента. Совместно с арматурой каркаса 16 А400 обеспечивает прочность
нормальных сечений на среднем участке ригеля между точками ТТО.
Позиция 15. Продольная верхняя арматура 16 А400 каркаса К-3
предназначена для восприятия растягивающие напряжений от опорного
отрицательного изгибающего момента на приопорных участках от опоры до
нулевой точки. В целях экономии арматуры в нулевых точках эта арматура
сваривается со стержнем 12 А400.
Позиция 16. Продольная верхняя арматура 12 А400 каркаса К-3
предназначена для восприятия растягивающих напряжений от отрицательного
изгибающего момента вызванного действием внешней нагрузки или собственного
веса в стадиях изготовления транспортирования или монтажа.
Позиция 17. Поперечная арматура 14 А240 каркаса К-3 воспринимает
растягивающие напряжения от поперечной силы обеспечивая прочность
наклонных сечений по всей длине ригеля. Шаг и диаметр поперечных стержней
являются функцией интенсивности поперечной силы.
Позиция 18. Поперечная арматура 14 А240 каркаса К-3 воспринимает
наклонных сечений в подрезке ригеля.
Позиция 19. Вспомогательный продольный стержень 16 А400 служит для
образования каркаса К-1 в подрезке ригеля.
Позиция 20. Вспомогательный наклонный стержень 8 А240 служит для
увеличения прочности наклонных сечений ригеля на опоре. В рамках курсового
проекта допускается устанавливать без расчета.
Позиция 21. Продольные стержни 8 А240 пространственного каркаса К-4
служат для образования каркаса. Нижние стержни совместно с рабочими
продольными стержнями ригеля участвуют в обеспечении прочности нормальных
сечений что идет в запас прочности.
Позиция 22. Поперечные стержни (хомуты) воспринимают растягивающие
усилия от изгибающего момента в полке ригеля вызванного давлением плит
4.Расчет средней колонны в стадии эксплуатации
Исходные данные. Бетон тяжелый класса В40 плотность железобетона ρ =
00 кгм3 сечение колонн 500x500 мм защитный слой а = а=40 мм
грузовая площадь для средней колонны равна 7494=696 м2 высота
этажей Н = 38 м расчетная длина колонны 10 = Н. Продольная арматура А400
поперечная арматура класса А240 сетки из проволоки В500 постоянная
расчетная нагрузка от кровли с учетом веса железобетонных плит 60 кНм
расчетная погонная нагрузка от собственного веса ригеля - 7425 кНм
расчетная нагрузка от веса 1 м перекрытия - 5363 кНм . Временная
расчетная снеговая нагрузка на кровлю по III снеговому району равна 18
кНм2. Учет ответственности здания оценивается коэффициентом надежности γn
= 095. Скорость ветра v = 4 мсек.
4.1.Сбор нагрузок и определение усилий в колонне
Усилие в колонне от веса перекрытия одного этажа с учетом коэффициента
надежности по назначению здания γn = 095 равно:
Усилие в колонне от веса ригеля с учетом коэффициента надежности по
назначению здания уп = 095 равно:
5742574 696 = 663 кН.
Усилие в колонне от собственного веса с учетом коэффициента надежности
по назначению здания γn = 095 и коэффициента надежности по нагрузке γf =
и плотности железобетона р = 2500 кгм (25кНм ):
51104043825 = 158 кН.
Суммарное усилие в колонне от веса перекрытия одного этажа
G1 = 3546 + 663 + 158 = 4367 кН.
- от веса покрытия от веса плит и кровли с учетом коэффициента
надежности по назначению здания γn = 095 составляет: 0956696 = 3967
- от веса ригеля 663 кН
- от веса стоек 158 кН.
Суммарное усилие в колонне от веса покрытия:
G2=3967+663+158=4788 кН.
Суммарное усилие в колонне от действия временной расчетной
нагрузки с одного этажа: (см. таб. 4)
Q1 = 095138696 = 9125 кН
в том числе от длительно-действующей части
Q1дл= 09590696 = 5951 кН.
От кратковременной части нагрузки
Q1кp= 09548696 = 3174 кН.
Временная расчетная нагрузка на кровлю от снега должна быть
определена с учетом коэффициента снижения снеговой нагрузки за счет ветра
се = (12 - 01v√k )(08 - 0002b) = (12 - 014√055)(08-0002222)
Q2 = 09518696068 = 809 кН
длительная Q2дл = 0951805696068 = 4045 кН
кратковременная Q2кр = 0951805396068 = 4045 кН.
- Расчетная продольная сила колонны первого этажа от полной нагрузки
N = (4367+ 9125)4+4788+809=59565кН.
- Расчетная продольная сила колонны первого этажа от постоянной и
N дл = (4367+5951)4+4788+4045= 464645 кН.
Аналогично вычисляются продольные силы в колоннах других этажей.сПри
определении расчетных моментов в колонне следует иметь в виду что
изгибающий момент в стыке ригеля с колонной учитываемый при расчете
колонны возможен при расположении временной нагрузки в одном пролете и не
может превышать значений определяемых сечением «рыбки» (в нашем случае 55
кНм). При этом момент распределяется между верхней и нижней колонной и
составляет: 552 = 275 кНм.
Эпюры продольных усилий N и изгибающих моментов М по высоте здания
представлены в таблице 4.
моменты в колоннах по этажам
№ l0 Расчетная продольная силаМомент М
4.2. Расчет прочности колонны 1 этажа.
Исходные данные. Бетон тяжелый класса В40 Rb= 22 МПа сечение колонн
hxb = 500x500 мм а = а = 40 мм арматура А400
Rs= 355 МПа Es = 20104МПа N =59565кН М = 552 =275 кНм N дл =
4645кН l0= 07Н = 0738= 266м.
Величина начального эксцентриситета е0
е0 =MN=27559565=00046мм= 046 см.
Для определения дальнейшего порядка расчета необходимо вычислить
величины случайных эксцентриситетов
еа = bк30 = 0530 = 00167 м = 167 см;
Принимаю эксцентриситет е0= 167 см. Расчет прочности колонны провожу
как для элемента сжатого со случайными эксцентриситетами.
Вычисляю гибкость стойки:
Необходим учет влияния прогиба колонны на начальный эксцентриситет.
Уравнение прочности сжатого со случайными эксцентриситетами элемента
N≤ φ(Rbbh0 + RscA’s)
где: φ = φb+2(φsb- φb)αs причем φ ≤ φsb
Отношение N дл N = 46464559565= 0780
По таблице 11 приложения находим коэффициенты φsb и φb в предположении
что промежуточные стержни в сечении отсутствуют; φb=0917 и φsb=0917.
Принимаем коэффициент φ = φb = 0917.
Вычисляем необходимое количество площади арматуры:
Количество арматуры исходя из минимального коэффициента армирования
min= 015%. As =A'S = min bh0=000155046 = 245 см2.
Предварительно принимаем арматуру 628 и 216 А400 с As = 4087см2.
4.3.Расчет прочности колонны 3 этажа.
Исходные данные. Бетон тяжелый класса В20 Rb= 115 МПа сечение
колонн hxb = 500x500 мм а = а = 40 мм арматура
А400 Rs= 355 МПа Es = 20104МПа N =32581кН М = 552 =275 кНм N
дл = 258285кН l0= 1Н =38м.
е0 =MN=27532581=00084мм= 084 см.
еа = bк30 = 0530 = 001673 м = 167 см;
Принимаю эксцентриситет е0= 167см. Расчет прочности колонны провожу как
для элемента сжатого со случайными эксцентриситетами.
Отношение N дл N = 25828532581= 0792
что промежуточные стержни в сечении отсутствуют; φb=0894 и φsb=0894.
Принимаем коэффициент φ = φb = 0894.
min= 015%. As =A'S = min bh0=000155046 = 345 см2.
Предварительно принимаем арматуру 622 и 216 А400 с As = 2683см2.
4.4. Расчет прочности колонны первого этажа в
Исходные данные. При подъеме для установки в проектное положение колонна
стропуется за специальное монтажное отверстие в уровне консоли на
расстоянии 112 м от оголовка и работает как шарнирно опертая балка с
консолью длиной I м загруженная собственным весом Длина отправочного
элемента lк состоит из длины равной удвоенной высоте этажа 2Н =2*38 = 76
м расстояния от отметки пола до обреза фундамента 015 м глубины заделки
колонны в фундамент 06 м и расстояния от уровня консоли третьего этажа до
стыка колонн принятого 105 м. Бетон классов В40 Rb= 22МПа сечение
колонн 500x500 мм а = а = 40 мм. Арматура А400 Rs = 355 МПа γп
Вычисляем длину отправочного элемента
lК = 2·38 + 015 + 105 + 06 = 94м.
Погонная нагрузка от собственного веса колонны с учетом
коэффициента динамичности 14 и плотности бетона 2500кгм3 (25кНмэ)
q = 05·05·25·1·14 = 875 кНм.
Момент на опоре при длине консоли с = 112 м.
Моп = qc22 = 875*112²2 = 55 кНм.
Пролетный момент равен
Мпр=Мо-Мпр2= 875· (94-112 )² 8 – 552 =723
Несущую способность колонны можно определить как для балки с
симметричной арматурой А 400 при Rs = Rsc As = As
Принятое из расчета прочности в стадии эксплуатации армирование
колонны первого этажа. 2 32 А400 с As= 1609см2 больше 479 см2.
Окончательно принимаем армирование колонны первого этажа AS=AS=628+216
4.5. Проектирование консолей
Консоли колонн устраиваются как правило для опирания различных
примы кающих конструкций (ригелей подкрановых балок и т.д.). Конструктивно
консоли могут быть односторонние и двусторонние. Двусторонние консоли
располагают в одной плоскости. В перпендикулярной плоскости консоли делают
в виде стальных столиков прикрепленных к закладным деталям колонн.
Общая прочность консоли обеспечивается прочностью растянутой
арматуры и прочностью наклонной сжатой полосы бетона консоли. Если арматуры
достаточно и она имеет надежную анкеровку то разрушение консоли происходит
в результате раздробления бетона сжатой наклонной полосы. При вылете менее
или равном 150 мм консоль принимается прямоугольной формы а более 150 мм
трапециевидной с вутом под углом 45°.
Ширину консолей принимают равной ширине колонн а высоту консоли
и её арматуру принимают по расчёту. Широкое распространение имеют короткие
трапециевидные консоли с ориентировочными параметрами: длиной l≥ 200 мм и
отношением lh0 ≤09 с высотой сечения h опорной части консоли не более
высоты опирающихся на неё ригелей а высоту сечения у свободного края
не менее 150 мм или h 3. Поперечное армирование коротких консолей
согласно 7 рекомендуется выполнять в зависимости от отношения hс. рис.
При hc ≤ 25 консоль армируется наклонными стержнями по всей
высоте сечения. При hc >25 отогнутые стержни допускается не ставить.
Рабочая высота определяется в опорном сечении консоли по грани
колонны. Армирование консолей горизонтальными хомутами с регулярным шагом
по высоте является наиболее эффективным и распространенным в практике.
Использование отдельных отгибов или наклонных стержней менее распространено
вследствие того что они практически не увеличивают несущую способность
консоли. Конструктивно шаг хомутов в консоли принимается не более 150 мм и
не более h4 диаметр отогнутых стержней не более 25 мм и не более 115
Короткие консоли рассчитывается на действие поперечных сил Q и
изгибающих моментов М; при этом проверяется прочность наклонной сжатой
полосы между грузом и опорой а. также прочность нормальных сечений
При ограниченной высоте консоли допускается применение жёсткой
арматуры. При проектировании консолей с жесткой арматурой необходимо
принимать продольные стержни диаметром не менее 16 мм опорные и
вертикальные пластины толщиной не менее 10 мм7.
Жесткие консоли применяются при ограниченных размерах консоли и
значительных нагрузках. Конструктивно решение консоли может быть выполнено
в виде спаренных двутавровых балочек составного сечения поясами которых
могут быть арматурные стержни
а стенки выполнены из листовой стали. Такая консоль рассчитывается как
металлическая балка заделанная в теле колонны и работающая на изгиб. При
этом расчетом необходимо проверить площади сечения поясов и стенок.
Поскольку стенки такой балки не заводятся в тело колонны а обычно
обрываются у грани то изгибающий момент будет восприниматься только
продольными стержнями - полками балки.
Момент воспринимаемый такой балкой определяется по формуле
где Za- плечо внутренней пары равное расстоянию между осями стержней
поясов балки; Rs и As - соответственно расчетное сопротивление и площадь
Внешний изгибающий момент при шарнирном опирании ригеля на
консоль может быть определен по формуле:
Q - расчетная поперечная сила;
с- расстояние от точки приложения силы Q до грани колонны.
Требуемая площадь поясов вычисляется по формуле
Толщина стенки ориентировочно определяется по формуле
где Rs-расчетное сопротивление стали срезу. Для стали С 235 при толщине
листа до 20мм Rs = 230 МПа см. приложение табл. 12; Za-плечо внутренней
пары сил Za~ 09h; h - высота балки; для предварительных расчетов может
быть принята 07 от высоты консоли.
4.6. Расчет жесткой консоли колонны.
Для шарнирного стыка с жесткой консолью определить параметры
консоли при следующих данных. Расчетная поперечная сила Q = 6076 кН зазор
между ригелем и колонной 20мм длина площадка опирания 130 мм. Пояса балки
изготовлены из арматуры класса A240 стенки из листовой стали С 235 лист
толщиной до 20 мм Rs = 230 МПа толщина опорных пластин 15мм. Высота
консоли по грани колонны 150 мм.
Приняв предварительно высоту металлической балки 07 от высоты
консоли вычислим плечо внутренней пары za
Высота балки h = 07 · 15 = 105 см.
Плечо пары сил za=09h =105*09 = 945см.
Необходимая площадь поясов:
As=l25·Q·cRs·za=125·6076·0085355·103·00945=1924см2
Принимаем 2 36 А400 с As = 2036см2.
Определяем толщину стенки балки консоли учитывая что балка
имеет в сечении две стенки
=125·60762·230·103·0105=00157 м = 160 мм.
Принимаем пластину толщиной 16 мм.
4.7. Проектирование стыков колонн.
При стыковании железобетонных колонн количество стыков должно быть
минимальным в связи со значительными трудозатратами при их устройстве. С
этой целью колонны могут изготавливаться на два или на три этажа.
Желательно стыки располагать в наименее напряжённых сечениях (вблизи
нулевых точек изгибающих моментов) так как сечение по стыку обычно менее
прочно и жёстко но сравнению с основным сечением колонны. Членение колонн
должно осуществляться таким образом чтобы до бетонирования сохранялась
геометрическая неизменяемость как отдельных элементов так и конструкции в
целом. Обычно для удобства производства работ стык располагают на высоте
- 09 м от уровня пола перекрытия.
При соединении колонн усилия от одного элемента к другому могут
передаваться через стыковые рабочие стержни закладные детали бетонные или
растворные швы а также непосредственно через бетонные поверхности
стыкуемых колонн. В зонах стыков возникает как правило местное сжатие под
центрирующими прокладками бетонными выступами и т.д.
Стыки колонн можно разделить по конструктивному решению на жесткие и
шарнирные. Жесткие стыки передают нормальные и поперечные силы изгибающие
моменты и применяются для обеспечения геометрической неизменяемости и
жёсткости системы. Шарнирные стыки передают только нормальные силы. Широкое
распространение в практике строительства имеет экономичный жёсткий стык с
ванной сваркой выпусков продольной арматуры расположенный в специальных
подрезках с последующим их замоноличиванием (рис. 1.9). Такие стыки могут
иметь центрирующие прокладки в виде стальной пластины заанкеренной в
бетоне или приваренной на монтаже к распределительному листу или контактные
бетонные выступы. Размеры металлической центрирующей прокладки не должны
превышать 13 соответствующего размера сечения колонны. Конструктивные
требования к бетонным выступам изложены ниже. Ванная сварка стыковых
стержней располагается в специальных нишах- подрезках форма которых и
размеры определяются диаметром и числом соединяемых стержней. Во всех
случаях рекомендуется суммарную высоту подрезок принимать не менее 30 см и
не менее 8d где d диаметр выпусков арматуры. Минимальная глубина подрезок
определяется необходимостью установки инвентарных сварочных форм и условием
размещения датчиков ультразвукового контроля качества сварных швов. После
сварки в стыке устанавливаются дополнительные сетки или хомуты а бетон
замоноличивания принимается того же класса что и бетон колонны. Такой стык
имеет прочность равную прочности колонны в стадии эксплуатации и
минимальный расход металла по сравнению с другими стыками.
Передача усилий может происходить помимо арматурных стержней через
специальные разделительные прокладки или центрирующий бетонный выступ.
Размеры выступа принимают не более 033 размера сечения колонны а толщину
не более 25 мм. Количество сеток косвенного армирования устанавливаемых в
зоне стыка определяется коэффициентом косвенного армирования который
принимается не менее 125% .
Расчёт производят для двух стадий работы стыка
до замоноличивания; стык рассчитывается как шарнирный;
после замоноличивания; стык рассчитывается как жёсткий с косвенным
В рамках курсового проектирования учитывая равнопрочность стыка на
ванной сварке с основным сечением колонны допускается выполнять только
графическое решение стыка без выполнения соответствующих расчетов. В случае
необходимости такой расчет может быть выполнен по рекомендации консультанта
и в соответствие с рекомендациями.
4.8. Конструирование
Колонна первого этажа армируется пространственным сварным каркасом.
Продольная арматура каркаса 628 и 216 А400 длиной 9380 мм. Поперечная
арматура 8 А240 располагается с шагом 400 мм равномерно по длине колонны.
В нижней части колонны устанавливается дополнительный хомут для исключения
повреждения торца колонны при транспортировании и монтаже. В голове колонны
располагаются четыре сетки косвенного армирования - три крестообразные
сетки С-1 и одна сетка С-2 с шагом 60 мм на длине 210мм. Размер ячейки
Таблица 5. Спецификация арматуры на колонну первого этажа
Объем бетона колонны на два этажа
·05·05+2·015·015·04-8·01-01·02=155м3.
Вес колонны на два этажа при плотности тяжелого бетона 2500 кгм3
Приведенная толщина колонны на перекрытие
5(2·74·94) = 0011м = 11см.
Расход арматуры на 1 м² перекрытия
216(2·74·94) = 29 кгм2.
Расход арматуры на 1м3 бетона колонны
5. Проектирование отдельного фундамента под среднюю колонну
Фундамент центрально-загруженный из тяжелого бетона класса В15 Rb = 85
МПа Rbt=075 МПа. Арматура А400 RS = 355 МПа. Грунты песчаные
маловлажностные средней плотности. Условное расчетное сопротивление R0 =
МПа глубина промерзания 14 м обрез фундамента располагается на
отметке 015 м. Под фундаментом располагается бетонная подготовка из тощего
бетона толщиной 100 мм. Толщина защитного слоя 35 мм. Расчетное продольное
усилие передаваемое с колонны на фундамент N =59565 кН среднее значение
коэффициента надежности по нагрузке (f = 115.
Величину нормативного усилия на фундамент определим приближенно при
среднем значении коэффициента надежности по нагрузке (f = 115.
Nn =59565115 = 51796 кН.
5.1.Определение размеров фундамента
Необходимо принять во внимание что для средних колонн отапливаемого
здания нормативная глубина промерзания грунта не влияет на глубину
заложения фундамента которая будет определяться только высотой фундамента
и расстоянием до отметки обреза фундамента.
Высота фундамента исходя из надежности заделки колонны в фундаменте
Н = 15·hk + 250 = 15·400 + 250 = 1000 мм;
Высота фундамента в зависимости от необходимой длины зоны анкеровки
продольной арматуры колонны в фундаменте
Предварительно принимаем высоту фундамента Н = 1000 мм с двумя ступенями
Глубина заложения фундамента Н1 = 1000 + 150 = 1150 мм.
Площадь фундамента определим без уточнения влияния размеров фундамента и
глубины заложения на сопротивление грунта
Сторона «а» квадратного в плане фундамента: [pic]. Принимаем сторону
фундамента 45 м что кратно 03 м. Расчетное давление на грунт под
Проверим высоту фундамента из условия непродавливания по поверхности
Принятой высоты фундамента достаточно для обеспечения прочности
фундамента на продавливание.
Для обеспечения прочности фундамента от скалывания размер верхней
ступени принимаем таким чтобы линия пересечения граней уступов не выходила
за условную линию проведенную под углом 45°.
Принимаем а1 = 1500 мм и а2 = 3000 мм.
5.2.Расчет прочности подошвы фундамента
Расчетные изгибающие моменты действующие по грани колонны (сечение I-
I) по грани первой ступени (сечение II-II) и по грани второй ступени
Площадь сечения арматуры в расчетных сечениях
5.3.Конструирование фундамента
Окончательно принимаем армирование фундамента в виде квадратной сварной
сетки с рабочими стержнями в обеих направлениях 2322 А400 с площадью
арматуры АS = 87423см2 с шагом стержней 200 мм.
Таблица 6. Спецификация арматуры на фундамент
Позиции 30 и 31. Арматура сетки С-6 22 А400 воспринимает растягивающие
напряжения от изгибающего момента в подошве фундамента вызванного
действием реактивного давления грунта.
Технико-экономические показатели фундамента
Объем бетона фундамента
*45*04+3*3*03+15*15*03=115 м3.
Вес фундамента при плотности бетона 2500 кгм
Приведенная толщина бетона фундамента
5 94744 = 0041 = 41 см.
Расход арматуры на 1 м2 перекрытия
Таблица 7 Сводная таблица расходов материалов на перекрытие (ребристая
№ Вид конструкции Расход материалов Примечания
Бетон Арматура кгм2
Ребристая плита 74 166 Без учета закладных
Ригель 34 56 Без учета закладных
Колонна 11 29 Без учета консолей и
Раздел II. МОНОЛИТНОЕ БАЛОЧНОЕ ПЕРЕКРЫТИЕ С ПЛИТАМИ РАБОТАЮЩИМИ В
1. Проектирование монолитной плиты перекрытия.
Исходные данные. Монолитная плита и балки перекрытия изготавливаются на
строительной площадке из тяжелого бетона класса В20. Распалубочная
прочность принимается не менее 75% прочности соответствующей классу бетона
В20. Армирование плиты сварными (вязаными) сетками и каркасами. Проектное
положение арматуры обеспечивается пластмассовыми фиксаторами
установленными равномерно по площади изделия. Закладные детали фиксируются
монтажной сваркой к каркасам или сеткам.
Арматура каркасов и сеток - классов А400 (6-40 мм) или В500 (3-12 мм)
закладные детали из стали ВСтЗкп2. Нормативное сопротивление арматуры А400
Rsn= 400 МПа; расчетное сопротивление Rs= 355 МПа (355103 кНм2).
Нормативное сопротивление арматуры В500 Rsn = 500 МПа (500103
кНм2); расчетное сопротивление Rs = 415 МПа (415103 кНм2); модуль
упругости Еs=20105 МПа (20108 кНм2).
Бетон тяжелый класса В20 Rb= 115 МПа (115103кНм2) Rbtn= 135 МПа
(135103 кНм2); Rbt=090 МПа (090103 кНм2) Еb = 275103 МПа
Проектируемое перекрытие должно рассчитываться по предельным состояниям
первой и второй групп для работы конструкции в стадиях:
изготовления (в данной работе не рассматривается)
Плита относится к третьей категории трещиностойкости. Допускаемая ширина
раскрытия трещин составляет:
при непродолжительном действии нагрузки аcrc1=04 мм
при длительном действии нагрузки аcrc2= 03 мм.
Компоновочная схема монолитного перекрытия представлена на прилагаемых
2.Расчет плиты перекрытия в стадии эксплуатации.
При расчете плиты в стадии эксплуатации необходимо выполнить:
расчеты прочности нормальных сечений
проверку трещиностойкости плиты и ширины раскрытия трещин
расчет прочности плиты на действие поперечных сил Q не производится
вследствие незначительности перерезывающих напряжений.
2.1. Размеры и расчетные пролеты элементов перекрытия.
Главные балки располагаются поперек здания номинальная длина ригеля 74
м номинальная длина второстепенных балок 94 м. Расстояние между осями
второстепенных балок 1850 мм. В продольном направлении жесткость здания
обеспечивается продольными железобетонными стенами толщиной 150 см. В
поперечном направлении здание работает по связевой системе где роль
вертикальных связевых диафрагм выполняют торцевые стены и лестничные
клетки что позволяет производить расчет перекрытия только на вертикальные
Высота плиты при пролете плиты l ~ 2-25 м и полезной нормативной
нагрузке vH = 6 кНм2) предварительно принята 60 мм.
Нормативная погонная постоянная нагрузка от собственной массы плиты при
ширине грузовой полосы 185 м.
610102500185 = 2775 кгм (2775 кНм).
Собственный вес второстепенных балок предварительно примем 10% от веса
плиты перекрытия и тогда нормативная нагрузка от собственной массы будет
Временная нормативная погонная нагрузка при ширине грузовой полосы 185
Полная нагрузка 305 + 111 = 1415 кНм.
При пролете балки l ~ 94 м и общей нормативной нагрузке 1415 кНм
рекомендуемые размеры второстепенной балки hxb =65x30 см. Размеры главной
балки принимаем hxb = 80х40 см.
Расчетный пролет плиты равен расстоянию в свету между гранями ребер
l0 = 185 - 03 = 155 м
в продольном направлении: l0 = 94 - 04 = 90 м.
Отношение пролетов 90155 = 58 > 2- плиту рассчитывают как работающую
по короткому направлению.
2.2. Сбор нагрузок и определение усилий в плите
Таблица 8. Сбор вертикальных нагрузок на один квадратный метр перекрытия
Вид нагрузки НормативнаКоэффициеРасчетная
нагрузка надежностНм2
Постоянная g 350 11 385
керамическая плитка
стяжка 1500 11 1650
железобетонная плита
Временная v в том 11500 12 13800
числе: 7500 12 9000
Полная q = g+v в том13890 - 16537
числе: пос 9890 - 11737
постоянная и 4000 - 4800
Примечание. В примере нагрузка от массы внутренних перегородок не
При расчете плит воспринимающих нагрузки от одного перекрытия полные
нормативные значения нагрузок для помещений предназначенных для торговых
выставочных и экспозиционных целей следует снижать в зависимости от
грузовой площади А м2 рассчитываемого элемента умножением на коэффициент
Грузовая площадь плиты средних пролетов равна
А= 22x10= 222 м2А2 = 36 м2
следовательно коэффициент сочетаний A не учитывается (т.е. равен
Расчетная нагрузка на 1 погонный метр плиты при условной расчетной
ширине плиты 10 м равна 16537 Нм ~ 1654 кНм.
С учетом коэффициента по степени ответственности здания γf =095 для
дальнейших расчетов примем:
полную расчетную нагрузку q=0951654=157 кНм
постоянную расчетную нагрузку g = 095 2737 = 260 кНм.
постоянная gn = 095239 = 227 кНм
полная gn+vn = 0951389 = 132 кНм
постоянная и длительная 095989 = 94 кНм.
Расчетной схемой монолитной плиты рассчитываемой в одном направлении
является неразрезная многопролетная балка с расчетным сечением шириной 1 м
и высотой 006 м. Усилия определяются с учетом их перераспределения
вследствие развития пластических деформаций бетона и арматуры.
Для расчетов по предельным состояниям первой группы
Изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах от полной
расчетной нагрузки q = 157 кНм:
Изгибающие моменты в крайних пролетах и на крайней опоре от полной
расчетной q = 157 кНм:
нормативной нагрузки gn+vn = 132 кНм:
Изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах от постоянной
и длительной нормативной нагрузки равной 94 кНм:
Для плит имеющих по периметру жесткий контур в виде железобетонных
второстепенных и главных балок допускается уменьшать изгибающие моменты в
средних пролетах и на средних опорах на 20%. Тогда изгибающие моменты в
средних пролетах и на средних опорах для дальнейших расчетов будут равны.
Для расчетов по первой группе предельных состояний
М= 08М= 23608 = 1889 ~ 189 кНм.
Для расчетов по второй группе предельных состояний
Мn= 08М=19808=158 кНм.
Мnдл = 08М= 14108= 113 кНм.
2.3. Прочность нормальных сечений плиты (подбор арматуры)
Арматура рассчитывается на действие пролетных и опорных моментов как для
многопролетной балки прямоугольного сечения hb=60x1000 мм (006х10 м).
Назначим величину защитного слоя а = 20 мм. Предварительно примем рабочую
арматуру класса В5 00 диаметром 5 мм.
Тогда рабочая высота h0=h-a- ds2 = 60 - 20 - 52=375 мм (00375 м).
Арматура средних пролетов
М= 189 кНм арматура В500.
Граничное значение αR= 0376.
Определяем площадь растянутой арматуры
По сортаменту принимаем 85 В500 с шагом s =125 мм smax= 200 мм для
плит высотой менее 150 мм. АS = 1571см2.
Арматура крайних пролетов
Mo = 343 кНм арматура В500 αR= 0376.
Необходимо предусмотреть что в крайних пролетах арматурные сетки будут
располагаться в два ряда и тогда рабочая высота сечения будет равна h 0 = h
- а - - 2 = 60 - 20 - 5 - 52 = 325 мм (00325 м).
Вычисляем текущее значение αm при M01=343 кНм:
Если арматуру сеток средних пролетов продлить в крайние пролеты то
дефицит арматуры можно восполнить дополнительной сеткой с площадью равной
разнице между требуемым количеством арматуры и принятым для сеток средних
As= 307 - 1571=1502 см2.
По сортаменту принимаем дополнительную сетку такую же как и основную
В500 с шагом s = 125 мм Аs = 1571см2. Общее количество арматуры в
Аs= 1571 + 1571= 3142 см1
Перерасход составляет 100% (3142 – 3004 )307 = 225%.
Расчет плиты на действие поперечных сил
Расчет плиты на действие поперечных сил Q не производится вследствие
незначительной величины перерезывающих (скалывающих) напряжений.
Проверка плиты по образованию нормальных трещин
На образование трещин в направлении действия изгибающих моментов
проверяется условная полоса плиты с размерами b = 1000 мм h = 60 мм h0 =
5 мм а = 225 мм арматура 85 В500 As = 1571 см2 Еs = 20105 МПа
Rbtn= 135МПа Еb = 275 103МПа γ=13. Мn=158 кНм Мnдл =113 кНм.
Коэффициент армирования = AsA = 1571100 6=000262 0005.
При коэффициенте армирования 0005 допускается W определять без учета
Момент сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого
W= bh26 = 10 00626 = 00006 м3.
Wpl =γW =13 00006 = 000078 м3.
Момент образования трещин определяем с учетом неупругих деформаций
Мсгс = RbtserWpl = 135 103 000078 = 1053 кНм.
Мп = 158 кНм > Мсгс= 1053 кНм.
Таким образом нормальные трещины в плите образуются.
Проверка плиты по раскрытию нормальных трещин
Ширина раскрытия нормальных трещин определяется
Для рассматриваемого случая коэффициенты φ1= 10 при кратковременном
действии нагрузки и φ1= 14 при длительном ее действии; φ2 = 05 для
арматуры В500; φ3 = 10 для изгибаемых элементов.
Коэффициент s учитывающий неравномерность деформаций растянутой
s=1-08МсrсМnдл= 1-081053113 = 0255 при длительном действии
s=1-08МсrсМn= 1-081053158 = 0467 при кратковременном действии
Площадь сечения растянутого бетона Аbt при α = EsEb = 727.
Аbt = kbyt= 0910030 = 270 см2
(100662+72715712252)(1006+1571225)=2999=30 см
yt = 30 см > 2а = 2225 = 45 см; yt = 30 см ≤ 05h = 3 см.
Условия выполняются.
Базовое расстояние между трещинами ls определяется по формуле:
ls=05AbtdsAs=05270051571 = 4297 см.
ls = 4297 см > 100 мм
условие не выполняется
условие не выполняется.
В расчет вводится ls = 400 мм.
Вычисляем напряжения в арматуре в сечении с трещиной.
От полных нагрузок при их кратковременном действии
s = MzsAs = 15800328157110-4=3066 МПа
От постоянных и длительных нагрузок
s = MдлzsAs = 11300328157110-4=2193 МПа
zs= h0=0875375 = 328 см
где = 0875 - определяется по графику при γ = 00; = 00;
αs1= 300Rbtser = 30015 = 20
s = Asbh0= 1571100375 = 000419.
Продолжительная ширина раскрытия трещин при действии постоянных и
длительных нагрузок при φ1=14
acrc= acrc1=1405 02552193400200 000 = 013 мм 02 мм.
Условие ширины раскрытия трещин соблюдается.
Ширина раскрытия трещин при действии всех нагрузок при φ1=10
асгс2 = 100504673066400200000 = 015 мм.
Ширина раскрытия трещин при действии постоянных и длительных нагрузок
асгс3= 1005 02552193400200 000 = 0093 мм
Ширина непродолжительного раскрытия трещин
асгс = асгс1 + асгс2-асгс3 =013+015 - 0093 = 0187 мм 04 мм.
Плита удовлетворяет требованиям ширины раскрытия трещин.
2.4. Конструирование плиты
Основное армирование перекрытия осуществляем сварными рулонными сетками
с поперечным расположением рабочих стержней и продольным расположением
распределительных. Диаметр поперечных стержней 5 мм с шагом 125 мм диаметр
продольных - 5 мм с шагом 250 мм.
В средних пролетах нижние сетки С-1 раскатываются вдоль здания по всей
поверхности перекрытия между второстепенными балками.
Номинальная длина сетки равна ширине здания с учетом заделки в стену с
двух сторон на глубину 200 мм и учетом торцового защитного слоя 10 мм.
L = 28200-210 = 28180 мм.
Ширину сетки примем с учетом ширины второстепенной балки
В = 185- 03 =155м = 1550 мм.
Рекомендуемая марка сетки
В первом пролете устанавливаются сетка С-1 и дополнительная сетка С-3.
Для дополнительной сетки диаметр поперечных стержней 5 мм с шагом 125
мм диаметр продольных - 5 мм с шагом 250 мм.
Номинальная длина сетки С-3 равна
= 28200 – 210 = 28180 мм.
Ширина сетки принимается с учетом ширины второстепенной балки и заделки
в стену на глубину 200 мм:
В = 1850 -150-100 - 10 = 1590 мм 159 м.
Верхние сетки С-2 имеют рабочую поперечную арматуру с диаметром
поперечных стержней 5 мм с шагом 125 мм; продольных - 5 мм с шагом 250 мм.
Сетки располагаются над средними опорами (второстепенными балками). Ширина
сеток принимается равной ширине ребра второстепенной балки с учетом
заведения в пролет на длину не менее 025 ln и принята 1100 мм.
Две сетки С-4 расположены над первой промежуточной опорой
(второстепенной балкой). Сетки имеют рабочую поперечную арматуру с
диаметром поперечных стержней 5 мм с шагом 125 мм; продольных - 5 мм с
шагом 250 мм. Сетки устанавливаются со смещением (вразбежку) относительно
оси проходящей через центр второстепенной балки на 150 мм.
Таблица 9.Расход арматуры на одно перекрытие
Примечание. В таблице не учитывается уменьшение расхода арматуры
вследствие устройства лестничных клеток.
Назначение арматуры в плите
Нижняя сетка С-7 предназначена для восприятия растягивающих усилий от
положительных изгибающих моментов действующих в средних пролетах .
Позиция 32 - поперечные рабочие стержни 5 В500 служат для восприятия
растягивающих усилий от положительных моментов действующих в направлении
расчетного (меньшего) пролета плиты.
Позиция 33 - продольные конструктивные стержни 5 В500 служат для
восприятия растягивающих усилий от положительных моментов действующих
вдоль большего пролета плиты.
Верхняя сетка С-8 предназначена для восприятия растягивающих усилий от
отрицательных изгибающих моментов над промежуточными опорами
(второстепенными балками).
Позиция 34 - рабочие стержни 5 В500 служат для восприятия
растягивающих усилий от отрицательных опорных моментов действующих в
направлении расчетного (меньшего) пролета плиты.
Позиция 35 - конструктивные стержни 5 В500 служат для восприятия
растягивающих усилий от положительных моментов действующих вдоль большего
Дополнительная нижняя сетка С-9 служит для восприятия растягивающих
усилий от разности положительных изгибающих моментов в первом и средних
Позиция 36 - поперечные рабочие стержни 5 В500 служат для восприятия
растягивающих усилий от разности положительных моментов действующих в
Позиция 37 - конструктивные стержни 5 В500 служат для восприятия
Верхние сетки С-10 предназначены для восприятия растягивающих усилий от
Позиция 38 - рабочие стержни 5 В500 служат для восприятия
направлении меньшего пролета плиты.
Позиция 39 - конструктивные стержни 5 В500 служат для восприятия
^стягивающих усилий отрицательных моментов действующих вдоль большего
3. Проектирование второстепенной балки монолитного перекрытия.
Исходные данные. Балки перекрытия изготавливаются на строительной
площадке из тяжелого бетона В20 в составе перекрытия. Распалубочная
прочность принимается равной 75% прочности соответствующей классу бетона
В20. Армирование плиты сварными (вязаными) каркасами. Проектное положение
арматуры обеспечивается пластмассовыми фиксаторами установленными
равномерно по длине изделия. Закладные детали фиксируются монтажной сваркой
к каркасам или сеткам.
Продольная арматура класса А400 расчетное сопротивление Rs= 355
МПа(355103 кНм2) модуль упругости Еs=20105 МПа (20108 кНм2)
поперечная арматура А240 Rs=115 МПа (115 103 кНм2). Бетон тяжелый
класса В20 Rb = 115 МПа (115 103кНм2) Еb =275 103МПа (275 106
кНм2); Rbt=090 МПа (090103 кНм2).
Проектируемая балка должна рассчитываться по предельным состояниям
Балка относится к третьей категории трещиностойкости. Допускаемая ширина
при непродолжительном действии нагрузки асгс1=04 мм
при длительном действии нагрузки асгс2 = 03 мм.
При расчете балки в стадии эксплуатации необходимо выполнить:
расчеты прочности наклонных сечений
проверку трещиностойкости балки и ширины раскрытия трещин
расчет прогибов балки.
В рамках настоящей работы расчеты по предельным состояниям второй группы
для второстепенной балки в стадии эксплуатации не рассматриваются.
3.1. Установление размеров и расчетных пролетов балки перекрытия
Номинальная длина второстепенных балок 94 м. Расстояние между осями
второстепенных балок 1850 мм. Предварительные размеры второстепенной балки
hxb = 65x30 см. Размеры главной балки принимаем hb =80x40 см.
Расчетной схемой второстепенной балки является неразрезная
многопролетная балка таврового сечения с высотой равной h = 65 см.
Изгибающие моменты от расчетных и нормативных нагрузок вычисляются в
соответствии с расчетной схемой и заданными нагрузками. Усилия определяются
с учетом их перераспределения вследствие возникновения и развития
пластических деформаций.
Расчетный пролет второстепенной балки в крайних пролетах равен
расстоянию между боковой поверхностью главной балки и серединой площадки
опирания балки на стены в средних пролетах - расстоянию в свету между
главными балками. Приняв глубину заделки балки 200 мм получим расчетную
длину первого пролета:
l01 = 9400 - 2002 - 4002 = 9100 мм (91 м).
Расчетная длина средних пролетов:
l0 = 9400 – 24002 = 9000 мм (900 м).
Нагрузка на плиты ригели колонны стены и фундаменты может снижаться в
зависимости от отношения грузовой площади к общей площади.
Поскольку балка воспринимает нагрузку от одного перекрытия коэффициент
А вычисляется по формуле (при А > А1= 36 м2)
Общая длина расчетной грузовой полосы балки равна расстоянию между
внутренними гранями поперечных стен 28200 – 2200 = 27 800 мм. Ширина
грузовой полосы равна 185 м.
Грузовая площадь балки средних рядов равна
А = 185x278 = 514 м2 > А2 = 36 м2 следовательно коэффициент
сочетаний А необходимо учитывать:
Расчетная погонная нагрузка от собственного веса балки (без учета плиты)
gб =hb1pγfγnA= 05903102511095092 = 43 кНм.
Полная расчетная нагрузка на один погонный метр балки с учетом
коэффициента по назначению здания γf = 095 и коэффициента сочетаний А =
q=1851654095092+43= 3104 кНм.
Расчетная временная эквивалентная нагрузка
v = 185138095092 = 223 кНм.
Расчетная постоянная нагрузка
G = 1852737095092+43 = 87 кНм.
3.2. Определение усилий в балке
расчетной нагрузки q = 3104 кНм:
Изгибающие моменты на крайней опоре от полной расчетной нагрузки q =
Изгибающие моменты в крайнем пролете от полной расчетной нагрузки q =
Расчетные поперечные силы от полной расчетной нагрузки q = 3104 кНм.
На крайней опоре Q01= 04qlo1 = 04310491=1130 кН.
На первой промежуточной опоре слева Qвл= 06ql0l= 06310491 =1695
На первой промежуточной опоре справа Qвnp = 05ql0 = 05310491 =
На остальных опорах справа и слева Q=05ql0= 05310490 = 1397 кН.
3.3. Прочность нормальных сечений (расчет рабочей продольной арматуры)
Необходимо вычислить расчетную ширину полки второстепенной балки:
так как h'f= 6 см > 01h= 0165 = 65 см с05l0 = а2 = 1552
а - расстояние в свету между второстепенными балками.
Таким образом ширина полки вводимая в расчет составит
b'f=b+ 2с = 30 + 2775 =185 см = 185 м.
Продольная арматура подбирается на действие пролетных и опорных моментов
как для балки таврового сечения с полкой в сжатой зоне и размерами h x b'f
= 65 см х185 см. Арматура класса А400 Rs= 355 МПа (355103 кНм2) а = 30
Арматура в средних пролетах
М= 15714 кНм R = 0531 αR=0390.
Расчетное сечение рассматривается как тавровое с полкой в сжатой зоне с
b'f= 185 м h = 065 м b = 03 м h0 = 065-003 = 062 м
По сортаменту принимаем 222 А400 с АS = 76см2.
Арматура над средними опорами
Расчетное сечение рассматривается как прямоугольное с размерами:
h = 065 м b= 03 м h0 = 065-005 = 06 м.
Арматуру над средними опорами принимаем 216 +218 А400 с АS= 911 см2.
Арматура над первой промежуточной опорой
М= 1836 кНм R = 0531 αR=0390.
h = 065 м b= 03 мh0 = 065-005 = 06 м.
Арматуру над крайними опорами принимаем 418 А400 с АS= 1018 см2.
Арматура в крайнем пролете
М= 2337 кНм R = 0531 αR=0390.
Арматуру в крайнем пролёте принимаем 120 +222 А400 с АS= 1137 см2.
Верхняя арматура в середине пролета
При отношении временной нагрузки v к постоянной g больше двух в средних
пролетах возникают отрицательные моменты от невыгодного расположения
временной нагрузки в смежных пролетах которые следует учитывать при
назначении арматуры. В зависимости от отношения vg (от 05 до 5) значения
моментов можно определить с помощью [14]. Постоянная нагрузка от веса плиты
и балки g = 87 кНм временная нагрузка v = 223 кНм.
В нашем случае vg= 22387 = 256 > 20.
Наибольшие отрицательные моменты в середине второго пролета равны
M02 = - ql02 = -0033104902 =-754 кНм.
h = 065 м b = 03 м h0 = 065 - 005 = 060 м.
Минимальная арматура в середине пролета в верхней зоне для восприятия
отрицательных моментов 216 А400 с As = 402 см2.
3.4. Прочность наклонных сечений
(расчет вертикальных стержней)
Сечение над первой промежуточной опорой (слева)
Расчетное сечение рассматривается как прямоугольное с размерами b = 03
Поперечная арматура А240 Rsw = 170 МПа (170103 кНм2). Расчетная
поперечная сила Qвл=1695 кН постоянная нагрузка от собственного веса g =
кНм временная (эквивалентная) qv = 223 кНм полная нагрузка q =
Mb= 15Rbtbh02 = 150910303062 = 972 кНм
Вычислим значение q1
q1=q-05qv = 3104 - 05 223 =199кНм.
Интенсивность хомутов вычисляем по формуле
qsw=(Qmax – Qb1)15h0=(1695-88)15 06= 906кНм.
По конструктивным требованиям максимальный шаг стержней:
у опоры должен быть не более 05hо = 03 м и не более 300 мм
в пролетах балок и ребер высотой h > 150 мм не более 075 hо и не
более 500 мм 075 hо= 07506 = 045 м.
Максимально допустимый шаг у опоры согласно формуле
Smax = Rbtb hо2Qmax = 09010303062 1695 = 038 см.
Назначаем шаг хомутов у опоры S1 = 100 мм в пролете S2= 150мм.
Площадь принятых поперечных стержней
Asw = qswswRsw= 90601170103= 0000059 м2 = 06 см2.
Принимаем в расчетном сечении два поперечных стержня диаметром 8 мм с
суммарной площадью Аs = 101см2.
Реальная интенсивность хомутов у опоры равна:
qsw1 = RswAswsw =170103 10110-401=1717кНм.
Реальная интенсивность хомутов в пролете равна
qsw2 = RswAswsw =170103 10110-4025=1145кНм.
5Rbtb = 02509010303 = 450 qsw1 = 1717кНм.
5Rbtb = 02509010303 = 450 qsw2 =1145кНм.
Значения qsw1 и qsw2 не корректируем.
Определим длину участка l1 с шагом хомутов 01 м и интенсивностью qsw1
qsw=075(qsw1-qsw2)=075(1717-1145)=429кНм.
qsw=429кНм>q1=199кНм.
Длину участка l1 находим по формуле:
Qbmin = 05Rbtbho = 050901030306 = 54 кН.
Таким образом поперечного армирования в виде 28 А240 с Аs = 101 см2 с
шагом 015 м достаточно для обеспечения прочности наклонного сечения по
поперечной силе. По конструктивным требованиям принимаем шаг поперечных
стержней на опоре Sw = 01 мм на расстоянии не менее 14 = 94 = 225 м.
Практический размер составляет 23 м что кратно шагу поперечных стержней
на опоре 01 м. На остальной части пролета принимаем шаг 150 мм = 015 м.
Сечение над первой промежуточной опорой (справа)
Расчетное сечение рассматривается как прямоугольное с размерами b= 03
м ho = 06 м. Поперечная арматура А240 Rsw =170 МПа (170103 кНм2).
Расчетная поперечная сила Qвnp= 14123 кН. Постоянная нагрузка от
собственного веса g = 87 кНм временная (эквивалентная) qv = 223 кНм
полная нагрузка q = 3104 кНм.
Mb= 972 кНм; q1= 199кНм [pic]
Qb1 = 88 (2Mbh0)-Qmax= (297206) – 1695 = 1545 кН.
qsw=(Qmax – Qb1)15h0=(14123-88)15 06= 5914кНм.
в пролетах балок и ребер высотой h > 150 мм не более 075h0 и не
более 500 мм. 075hо= 07506 = 045 м.
Smax = Rbtb hо2Qmax = 09010303062 14123 = 0459 см.
Asw = qswswRsw= 591401170103= 0000054 м2 = 054 см2.
qsw2 = RswAswsw =170103 10110-4015=1145кНм.
Qbmin = 05Rbtbho = 050901030206 = 54 кН.
Таким образом поперечного армирования в виде 28 А24О с Аs = 101 см2 с
стержней на опоре Sw1 = 01 мм на расстоянии не менее 14 = 94 =225м.
на опоре 01 м. На остальной части пролета принимаем шаг 150 мм= 015 м.
Сечение над первой опорой
Расчетное сечение рассматривается как прямоугольное с размерами b= 02
Расчетная поперечная сила Qвnp= 1130 кН. Постоянная нагрузка от
Qb1 = 88 (2Mbh0)-Qmax= (297206) – 113 = 211 кН.
qsw=(Qmax – Qb1)15h0=(113-88)15 06= 278кНм.
Smax = Rbtb hо2Qmax = 09010303062 113 = 057 см.
Asw = qswswRsw= 27801170103= 0000034 м2 = 034 см2.
Сечение над средней промежуточной опорой
Расчетная поперечная сила Qвnp= 1397 кН. Постоянная нагрузка от
полная нагрузка q = 3104 кНм.Поперечное армирование в виде 28 А24О с Аs
= 101 см2 с шагом 015 м достаточно для обеспечения прочности наклонного
сечения по поперечной силе на промежуточных опорах. Принимаем шаг
поперечных стержней на опоре Sw1 = 01 мм на расстоянии 23 м что кратно
шагу поперечных стержней на опоре 01м. На остальной части пролета
принимаем шаг 150 мм = 015 м.
3.5. Конструирование второстепенных балок
Второстепенную балку армируем в виде плоских каркасов объединенных с
помощью монтажных стержней в пространственные. При назначении армирования
эпюра материалов при обрыве стержней в пролете для второстепенной балки не
строилась а длина обрываемых стержней принималась с учетом длины зоны
анкеровки размером не менее одной четверти соответствующего пролета.
В пролете принимаются два плоских каркаса состоящих из одного нижнего
рабочего стержня 22 А400 и верхнего 16 А400. Поперечные стержни 8 А240
с шагом 100 у опоры на участке длиной 2300 мм и в пролете с шагом 150 мм.
Для восприятия максимального момента в первом пролете устанавливается
дополнительный стержень 1 20 А400 длиной 5000 мм. Над первой опорой в
верхнем поясе на расстоянии l4 устанавливается дополнительная арматура 2
А400 длиной 5200 мм.
Над второй опорой в растянутой зоне расположена дополнительная арматура
18 А400 длиной 5200 мм.
Таблица 10. Спецификация арматуры на второстепенные балки
Позиция 40. Основная нижняя продольная арматура предназначена для
восприятия растягивающих усилий от положительного изгибающего момента в
крайних пролетах балки.
Позиция 41. Дополнительная нижняя продольная арматура предназначена
для восприятия растягивающих усилий от положительного изгибающего момента в
первых (крайних) пролетах балки где армирования основной арматурой
Позиция 42. Основная верхняя продольная арматура предназначена для
восприятия растягивающих усилий от отрицательного изгибающего момента в
Позиция 43. Дополнительная верхняя продольная арматура предназначена
для восприятия растягивающих усилий от отрицательного изгибающего момента
на первых промежуточных опорах балки.
Позиция 44. Дополнительная верхняя продольная арматура предназначена
на средних промежуточных опорах балки.
Позиция 45. Основная нижняя продольная арматура средних пролетов
предназначена для восприятия растягивающих усилий от положительного
изгибающего момента в средних пролетах балки.
Позиция 46. Поперечная арматура предназначена для восприятия
растягивающих усилий от поперечной силы.
Позиция 47. Монтажные стержни обеспечивают положение плоских каркасов
в проектном положении при бетонировании.
4.Технико-экономические показатели перекрытия
V1 - расход бетона на плиту перекрытия толщиной hn = 006 м
V1=282222006 = 376 м3.
V2 - расход бетона на две главные балки перекрытия при размерах балки
hгб = 08 - 006 = 074 м; bгб = 04 м
V2 = 222207404 = 131 м3
V3 - расход бетона на 13 второстепенных балок перекрытия при размерах
hвб = 065 - 006 = 059 м; bвб = 03 м
V3 = 1328205903 = 649 м3
Общий расход бетона на перекрытие:
V = V1 + V2 + V3 = 376 + 131+649 =1156м3.
Удельный расход бетона на перекрытие (приведенная толщина)
t = 1156282222 = 018 м3м2 (180см).
Расход арматуры на плиту перекрытия
Расход арматуры на второстепенные балки перекрытия
Расход арматуры на 1м3 бетона второстепенных балок вб равен
вб = G2V3= 17573 649=271кгм3.
Расход арматуры на главные балки перекрытия G3 вычислим из условия
что удельный расход арматуры главных и второстепенных балок равны т.е. гб
G3 = 271131 = 3551 кг.
Общий расход арматуры на перекрытие
G = G1+ G2+ G3 = 21213 +17573 +3551= 42337 кг.
Удельный расход арматуры на 1 м перекрытия
337 282222 = 676 кгм2.
Удельный расход арматуры на 1 м3
337 1156м3 = 366 кгм3.
Список использованной литературы.
В.Н. Байков Э.Е. Сигалов “Железобетонные конструкции” Москва 1985
В.С. Кузнецов “Сборные железобетонные конструкции многоэтажных
В.С. Кузнецов А.Н.Малахова Е.А. Прокуронова “Железобетонные
монолитные перекрытия и каменные конструкции многоэтажных зданий”
СНиП 2.03.01-84* “Бетонные и железобетонные конструкции” Москва 2008

ZhBK SVETA 4kurs 2 semestr.dwg

Армирование многопролетной балочной плиты М 1:10
Армирование вторстепенной балки М 1:25
Консоль колонны с жесткой
Поперечный разрез плиты
Монтажная петля МП (плита)nL=134см L3=280см
Монтажная петля (ригель) МПnL=1420см L3=580см
Ригель:эпюра материаловсхема армирования.
Армирование многопролетной балочной плиты n(конструкцию рулонных сеток см. пояснительную записку)
Армирование вторстепенной балки
Упругоподатливый стыкnригеля с колонной
nПодготовка из бетонаnкласса В 7.5 (=100)
nСборные железобетонные nконструкции жилого n пятиэтажного здания
nАрмирование сборных: ребристой nплиты ригеля колонны фундамента nмонолитного перекрытия.
Поперечный разрез ригеляn(армирование)
÷: "--".n :n. 2- . .43 .4.

Zadanie.doc

на курсовое проектирование для студентов специальности «27.01.02
«Промышленное и гражданское строительство» по дисциплине «Железобетонные и
каменные конструкции» для курсового проекта №1 «Железобетонные конструкции
многоэтажных зданий».
Выдано студенту филиала факультета ПГС IV курса группы 1
Дата выдачи 13 февраля 2013г.
мая - первая половина группы включая Натан Александра Евгеньевича;
мая- вторая половина группы начиная с Никитина Александра Юрьевича.
Выполнить в пояснительной записке в соответствии с заданием на
проектирование следующие расчеты несущих конструкций многоэтажного здания.
Компоновку межэтажного перекрытия.
ПУСТОТНАЯ или РЕБРИСТАЯ ПЛИТА
Расчеты плиты по предельным состояниям первой группы (прочности) в
эксплуатации изготовления транспортирования монтажа.
Расчеты плиты по предельным состояниям второй группы:
образование трещин ширина раскрытия трещин прогибы.
Расчет монтажной петли.
Конструирование плиты и удельный расход материалов.
Расчеты ригеля по прочности в стадии эксплуатации.
Расчет и построение эпюры материалов.
Расчет и конструирование стыка ригеля с колонной.
Конструирование ригеля и удельный расход материалов.
Расчеты прочности колонн первого и промежуточного этажей группы в
эксплуатации монтажа.
Расчет и конструирование жесткой консоли колонны.
Конструирование колонны и удельный расход материалов.
Расчет и конструирование отдельного монолитного железобетонного
В монолитном варианте.
Расчет и конструирование монолитной балочной плиты
Расчет и конструирование второстепенной балки
Расчет и конструирование кирпичного столба
Расчет и конструирование отдельного бутобетонного фундамента
Технико-экономические показатели перекрытия.
Объем пояснительной записки 25-35 страниц рукописного текста или 25-
страниц машинописного текста. Требования к оформлению пояснительной
Титульный лист по установленной форме задание на курсовое
проектирование листы А4 поля: слева 25мм справа 20мм сверху 20 мм
снизу 15 мм нумерация страниц снизу по центру шрифт № 14 Times New
Roman интервал одинарный печать двусторонняя или односторонняя (на выбор
Записка должна быть сброшюрована и скреплена степлером или
Записка должна содержать оглавление список использованной литературы
необходимые ссылки на источник и соответствующие чертежи и схемы.
Чертежи на одном листе формата А1 или два листа формата А2. Форма
выполнения ручная или машинная графика. При выполнении чертежей строго
соблюдать требования к оформлению строительных чертежей штамп условные
обозначения размеры и т.д.
Варианты заданий на курсовое проектирование для КП №1
«Железобетонные конструкции многоэтажных зданий»
№ варианта Длина здания м. Ширина здания м. Высота этажа м.
Количество этажей Временная
строительства Условное расчетное сопротивление грунта R0 МПа
180 120 32 3 3015 В Москва 025 2 186 126 34 4
15 В Владимир 025 3 192 132 36 5 4015 В Калуга
5 4 198 138 40 3 4515 В Курск 030 5 204 144
4 5020 А Рязань 030 6 210 150 40 5 5520 А
Тверь 025 7 216 156 36 3 6020 А Волоколамск 025 8
2 162 34 4 6525 А Вологда 030 9 228 168 32 5
25 В Мытищи 025 10 234 171 30 3 7525 В Белгород
5 11 240 180 32 4 8030 В Брянск 030 12 246 186
5 8530 В Калуга 025 13 252 192 36 3 9030 В
Сочи 025 14 258 198 38 4 9530 А Рязань 025 15 264
4 40 5 10035 В Королев 030 16 270 210 42 3
535 С СПетербург 025 17 276 216 40 4 11035 С
Вологда 025 18 282 222 38 5 11540 С Серпухов 030 19
8 120 36 3 1240 С Ярославль 025 20 294 126 34 4
035 С Волгоград 030 21 300 132 32 5 10030 В
Челябинск 035 22 306 138 30 3 9030 В Долгопрудный 030
312 144 32 4 8030 В Смоленск 025 24 318 150
5 7025 В Тамбов 030 25 324 156 36 3 6020 В
Свердловск 030 26 300 180 36 4 6515 С СПосад 035
270 120 34 5 6015 С Ялта 030 28 240 150 32 3
15 С Краснодар 025 29 210 126 36 4 7520 С
Астрахань 030 30 420 132 42 5 7020 С Мытищи 030
В таблице полезная нормативная нагрузка представлена в виде полной
нормативной (числитель) и ее кратковременной части (знаменатель);
Состав междуэтажного перекрытия студент выбирает самостоятельно
учитывая функциональное назначение здания и учитывая если это
определено руководителем проектирования требования по звукоизоляции
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение
высшего профессионального образования
Национальный исследовательский
Московский Государственный Строительный Университет
Кафедра Архитектурно Строительного Проектирования
Пояснительная записка
к курсовому проекту №1
«Железобетонные конструкции многоэтажного здания»
студент IV курса 1-ой группы
Преподаватель Кузнецов В.С.
Проект защищен с оценкой