Железобетонные ребристые плиты многоэтажных зданий

Образец КП-1 ребристая плита.dwg

Армирование многопролетной балочной плиты М 1:10
Армирование вторстепенной балки М 1:25
Консоль колонны с жесткой
n4d6В500-250n6d8В500-167
n4d6В500-250n7d8В500-167
n4d6В500-250n7d6В500-143
Сборные ЖБ и монолитные
Спецификация арматуры на плиту перекрытия
Эпюра материалов ригеля схема
Схема армирования ригеля
Ригель с подрезкой Р-2 M:1:20
Мелкозернистый бетон
Конструкция упругоподатливого стыка ригеля с колонной на "рыбке " М1:10
жесткой арматурой М1:10
Замоноличенный стык колонн М 1:10
Армирование колонны M 1:20
n∅16 A240nL=1000 L3=320
Конструкция и армирование
Армирование изгибаемых элементов таврового сечения
Поперечный разрез 2-2 M 1:20
Монтажная петля МП М 1:2
Продольный разрез плиты М 1:50
Схема перекрытий М 1: 200
Ригель с подрезкой Р-1 M:1:20
Армирование многопролетной болочной плиты
Армирование второстепенной балки М:1:25
Схема каркаса А-А М 1:200
Диаметр nи класс арматуры
÷: "--".n :n. 2- . .43 .4.

КП-1 исправленное.docx

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
Федеральное агентство по образованию
МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ (МГСУ)
По дисциплине Железобетонные и каменные конструкции
Проект защищен с оценкой .
(оценка дата роспись)
А. Пример расчета сборного балочного перекрытия
Основы компоновки сборного балочного перекрытия
Проектирование ребристой плиты ..
Расчет плиты по предельным состояниям первой группы
Расчет монтажной плиты ..
Конструирование плиты .
Проектирование сборного ригеля .
Определение усилий в ригеле .
Прочность нормальных сечений ригеля
Расчет прочности ригеля по наклонным сечениям ..
Конструирование ригеля ..
Проектирование сборной колонны ..
Расчет колонны первого этажа в стадии эксплуатации ..
Расчет прочности колонны в стадии монтажа .
Конструирование колонны ..
Проектирование фундамента
Определение размеров фундамента ..
Расчет прочности фундамента
Б. Пример расчета монолитного балочного перекрытия
Основы компоновки монолитного балочного перекрытия
Размеры и расчетные пролеты элементов перекрытия .
Сбор нагрузок и определение усилий в плите .
Прочность нормальных сечений плиты ..
Конструирование плиты ..
Проектирование кирпичного столба
Сбор нагрузок и определение усилий в столбах .
Расчет прочности столба первого этажа
Расчет отдельного ступенчатого бутобетонного фундамента
Основы компоновки сборного балочного перекрытия
Сборное перекрытие здания состоит из железобетонных плит и ригелей опирающихся на колонны поперечной рамы. При выборе сетки колонн рекомендуется использовать унифицированные расстояния между колоннами:
в жилых здания – кратные 06 м и равные 42; 48;56; 60; 66 м
в общественных зданиях – кратные 12 м – 48; 6; 72 м
в промышленных зданиях – кратные 3 м – 6; 9; 12 м.
Привязка колонн всех рядов по отношению к разбивочным осям принимается осевая. При компоновке сборного балочного перекрытия выбираются:
сетка колонн (пролет и шаг колонн)
направление ригелей (продольное поперечное)
форма поперечного сечения ригелей (прямоугольная тавровая)
тип плиты перекрытия (пустотная ребристая)
определяется номинальная ширина плит
выявляется число типоразмеров плит и ригелей.
Выбор направления ригелей обуславливается соображениями экономического архитектурного конструктивного и технологического характера. Учитывается что поперечное расположение ригелей повышает жесткость здания в поперечном направлении а продольное расположение ригелей ведет к уменьшению числа монтажных единиц и благоприятно с точки зрения освещенности при ребристых плитах 1. Форма поперечного сечения ригеля может быть принята прямоугольной или тавровой. Размеры поперечного сечения прямоугольного ригеля предварительно можно определить из следующих условий: высота ригеля hp=(110÷112) для ребристых плит от 10 до 18 м. с градацией через 100 мм. Ширина распорок независимо от типа принимается от 10 до 16 м с той же градацией. Сумма номинальных ширин плит уложенных в промежутке между соседними связевыми плитами – распорками и ширины одной плиты – распорки должна равняться расстоянию между разбивочными осями перпендикулярными направлениями ригелей.
В курсовом проекте колонны имеют постоянное сечение по высоте здания. При полезных нормативных нагрузках до 80 кНм2 и количестве этажей не более 3 рекомендуется сечение колонн принимать 300300 мм в других случаях 400400 мм. Колонны выполняются длиной на один или два этажа. Соединение колонн осуществляется путем сварки выпусков арматуры с последующим замоноличиванием стыка мелкозернистым бетоном. Жесткость здания в поперечном направлении в сборном варианте обеспечивается вертикальными диафрагмами (связевая система) в продольном направлении вертикальными связями размещающимися между колоннами (связевая система). В зданиях небольшой этажности (до 5 этажей) ветровая нагрузка воспринимается в основном вертикальными диафрагмами. Поэтому основные несущие конструкции рассчитываются только на вертикальную нагрузку. При определении глубины заложения фундамента необходимо принимать во внимание глубину промерзания грунтов района строительства а при определении снеговой нагрузки на покрытие здания влияние ветра на величину этой нагрузки.
Разработать конструкции четырехэтажного каркасного здания без подвала. Размеры в плане 198×300 м и сетка колонн 66×60 м. Высота этажей 42 м.
Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажное перекрытие vn = 60 кНм2 (6000 кгм2) в том числе длительное (пониженное) 45 кНм2 кратковременное 15 кНм2 . Здание второго уровня ответственности коэффициент надежности по назначению здания γf = 095. Место строительства – Москва. Район по снеговой нагрузки – расчетная снеговая нагрузка 18 кНм2 (180 кгм2) в том числе длительная 50% от полной и составляет 09 кНм2. Здание расположено в местности типа «В» коэффициент k учитывающий изменение ветрового давления по высоте при максимальной отметке проектируемого здания +1740 м принят равным 08. Скорость ветра 4 мсек. Температурные условия обычные влажность воздуха более 40% - 75% грунты песчаные средней плотности маловлажностные условное расчетное сопротивление R0 = 03 МПа. Глубина промерзания 14 м. Снижение расчетных нагрузок на плиты ригели колонны и фундаменты за счет неравномерности загрузки перекрытий не учитывается. Компоновочная схема сборного перекрытия представлена на рис. 2.1. Ригели располагаются поперек здания номинальная длина ригеля 66м номинальная длина плит перекрытия 60 м. Номинальная ширина рядовых панелей 165 м; связевые плиты располагаются по осям колонн и принимаются такой же ширины; доборные плиты опираются на ригели и стальные опорные столики на
Рис 2.1. Компоновка сборного междуэтажного перекрытия
крайних колоннах. Стеновые панели навесные из легкого бетона в торцах здания замоноличиваются с торцовыми рамами образуя вертикальные связевые диафрагмы. Совместно с лестничными клетками торцовые стены обеспечивают пространственную жесткость здания в поперечном на правлении.
В продольном направлении жесткость здания обеспечивается вертикальными связями устанавливаемыми в одном среднем пролете по каждому ряду колонн. В поперечном направлении здание работает по связевой системе где роль вертикальных связевых диафрагм выполняют торцевые стены и лестничные клетки. Разрезные ригели поперечных рам таврового сечения с подрезкой соединяются с колоннами с помощью закладных деталей «рыбок». Колонны на два этажа сечением 400×400 мм с жесткими прямоугольными консолями. Железобетонные фундаменты под колонны – отдельные ступенчатого типа.
Проектирование ребристой плиты перекрытия
Исходные данные. Плиты перекрытий изготавливаются в заводских условиях из тяжелого бетона В30. Передаточная прочность бетона принимается не менее 50% от класса бетона и не менее 15 МПа. Распалубочная прочность принимается равной передаточной прочности. Арматура продольных ребер - преднапряженная класса А800 (сталь марки 23Х2Г2Т) с электротермическим натяжением на упоры форм. Нормативное сопротивление арматуры А800 Rsn=800 МПа; расчетное сопротивление Rs = 695 МПа (695·103 кНм2); модуль упругости Еs=20 ·105 МПа (20·108 кНм2). Арматура каркасов – классов А240 или В500 закладные детали из стали Ст3пс монтажные петли из стали класса А240 марки Ст3сп или класса А300 марки 10ГТ. Бетон тяжелый класса В30 Rb=17 МПа (17·103 кНм2) Еb = 325·103 МПа (325·106 кНм2); Rbtn=175 МПа (175·103 кНм2); Rbt = 115МПа (115·103 кНм2).
Проектируемая плита должна рассчитываться по предельным состояниям первой и второй групп для работы конструкции в стадиях: изготовления транспортирования монтажа эксплуатации.
При арматуре А800 предельно допустимая ширина раскрытия трещин acrcult не должна превышать 02 мм при продолжительном раскрытии и 03мм при непродолжительном раскрытии 9.
Рис. 3.1. Сечение ригеля.
При расчете плиты в стадии эксплуатации необходимо выполнить: расчеты прочности продольных ребер по нормальным и наклонным сечениям расчет прочности полки при местном изгибе проверку трещиностойкости продольных ребер расчет прогибов.
Установление размеров и расчетного пролета плиты
Предварительно задаемся сечением ригеля (рис. 3.1). Высота сечения h=600 мм ширина сечения понизу b=600 мм ширина сечения ребра (поверху) b’f=300мм вылет полки с=150 мм.
Номинальная длина плиты Lп конструктивная длина lп и расчетный пролет l0 определяются в соответствии с рис. 3.2.
Рис.3.2. К определению расчетного пролета плиты.
Здесь – ширина ригеля поверху а-зазор между торцом плиты и ригеля принимаем а=1 см с-вылет полки ригеля с=150 мм с1-длина площадки опирания плиты принята 14 см.
Конструктивная длина плиты
Высота плиты Принимаем 30 см ширину продольных ребер понизу 7 см; поверху 9 см; ширину верхней полки b’f = 161см; толщину сжатой полки = 5 см. Толщина ребра расчетного таврового сечения без учета заделки швов между плитами принята 14 см. Сечение плиты показано на рис. 3.3.
Конструктивная ширина bп = 1640
Номинальная ширина Вп = 1650
Рис. 3.3. Поперечное сечение плиты
Расчетная ширина свеса полки в каждую сторону от ребра при отсутствии поперечных ребер должна быть:
не более 16 пролета плиты 5546 =923392см
не более половины расстояния в свету между продольными ребрами (161 – 14)2 = 735см при hf h = 530 = 0167 > 01.
Таким образом ширина полки в расчете равна 735·2+7·2 = 161 см.
Сбор нагрузок и определение усилий в плите
Сбор нагрузок на один квадратный метр плиты перекрытия
Коэффициент надежности по нагрузке
t = 20 мм ρ = 220 кНм3
цементная песчаная стяжка
t = 40 мм; ρ = 180 кНм3
засыпка (песок) 50мм
железобетонная ребристая плита
постоянная и длительная
Расчетная нагрузка вычисляется на 1м длины плиты с учетом коэффициента надежности по ответственности здания γn = 095 при ширине плиты 165 м.
Постоянная нагрузка g = 5363·095·165 = 84065 Нм 841 кНм.
Временная нагрузка v = 7200·095·165 = 11286 Нм = 11286 кНм.
Полная q = 12563·095·165 = 196925 Нм 197 кНм.
Нормативная нагрузка на 1погонный метр плиты
постоянная gn = 451·095·165 707 кНм;
полная qn = gn +vn = 1051·095·165 1647 кНм;
постоянная и длительная 901·095·165 1412 кНм.
Моменты и поперечные силы от расчетных и нормативных нагрузок вычисляются в соответствие с расчетной схемой и нагрузками.
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
1. 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. Изгибающий момент от полных нагрузок М = 7558 кНм размеры сечения h=30 см b'f = 161 см b =14 см h'f = 5 см. Расстояние от центра тяжести арматуры до растянутой грани а=3 см рабочая высота сечения h0=27 см.
Продольные ребра рассчитываются для отдельной плиты без учета замоноличивания межплитных швов. Расчетной схемой продольных ребер в стадии эксплуатации является шарнирно опертая балка. Расчетное сечение таврового профиля с полкой в сжатой зоне. Минимальный защитный слой для конструкций в закрытых помещениях при нормальной влажности принимается не менее 20 мм.
Расчет прочности выполняется в предположении что расчетной сжатой ненапрягаемой арматуры не требуется (Asc= 0); уровень преднапряжения sp Rs 0587 с учетом всех потерь и коэффициента точности натяжения γsp = 09.
Величина напряжений обжатия sp= 0587Rs = 0587·695= 408 МПа.
Проверяется положение нейтральной оси
Rb·bf ·hf (h0–05 hf) =17·103 ·161·005(027-05·005) =33528кНм > М=7558кНм.
Граница сжатой зоны проходит в полке сечение рассчитывается как прямоугольное с размерами b'f = 161 м h'f = 005м h0 = 027 м.
Вычисляется табличный коэффициент αm
αm = М Rbb'f ho2 =755817·103 ·161·0272 = 0038.
Граничная высота сжатой зоны бетона находится при spRs 06 и арматуре А800 по таблице 6 приложения
R= R(1 – R2) = 041(1- 0412) = 0326.
Проверяется выполнение условия αm=0038 ≤ αR= 0326 следовательно сжатой арматуры не требуется и сечение рассчитывается с одиночной арматурой.
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 γs3 учитывающий увеличение сопротивления напрягаемой арматуры выше условного предела текучести и определяемый по формуле
γs3 = 125 – 025 R = 125-0250095= 123 >11.
Принимаем γs3 = 11.
При R 06 коэффициент γs3 = 11.
Требуемая площадь растянутой напрягаемой арматуры
По сортаменту выпускаемой стали подбираем диаметр и необходимое количество стержней. Принимаем 216 А800 Аsр = 402см2. Располагаем арматуру по одному стержню в каждом продольном ребре.
Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер
Исходные данные. Расчетная поперечная сила на опоре Q = 5457 кН расчетная полная нагрузка q =197кНм временная часть нагрузки qv=1129кНм поперечная арматура-проволока класса В500 диаметром 5 мм площадь одного поперечного стержня fsw=0196 см2 (Fsw = nfsw = 2·0196 = 0392·10-4 м2) Rsw = 300 Мпа (300·103 кНм2); продольная арматура каркасов В500 диаметром 8мм ho = 027м b =2·007=014м без учета заделки швов между плитами предварительные напряжения в арматуре sp=408Мпа.
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.
Предварительно вычисляем усилие преднапряжения с учетом всех потерь
Р= spAsp =408·103·402·10-4 = 164016 16402кН.
Вычисляется коэффициент учитывающий влияние предварительного напряжения на прочность наклонного сечения
φn = 1+16(PRbA1) – 116(PRbA1)2 = 1+16·023-116·0232= 13066131
Здесь А1 – площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки
А1= b·h =014·03 = 0042м2; PRbA1= 1640217·103·0042=022972023м2.
Мb = 15φnRbt·b·h02 =15·131·115·103·014·0272 = 231кНм.
Нагрузка приводится к эквивалентной равномерно распределенной
q1= q-05qv = 197-05·1129 = 1406кНм.
Невыгодное расположение проекции наклонного сечения «с» при действии эквивалентной равномерно распределенной нагрузки определяется по формуле с=√ Мb q1. При определении «с» должны выполняться условия:
h0 = 27см с =128см 3h0 = 81см. Верхнее условие не выполняется.
Принимаем с = 081м и вычисляем Qb.
Qb= Мbc = 231081= 2852кН.
При вычислении Qb должны выполняться условия: Qbmax ≥ Qb ≥ Qbmin.
Qb= 2852кН > Qbmin= 05Rbt·b·h0 = 05·115·103·014·027= 2174кН
Qb= 2852кН Qbmax 25Rbt·b·h0 = 25·115·103·014·027= 1087кН.
Таким образом для дальнейших расчетов принимаем Qb= 2852кН.
Вычисляем поперечную силу воспринимаемую хомутами Qsw.
Усилие Qsw определяется по формуле (24) в зависимости от величины Qв1
Qв1 = 2√ Мbq1= 2√231·1406 =3604кН.
Qb1=3604 кН φnRbtbh0 = 131·115·103·014·027= 5695кН
Условие соблюдается требуемая интенсивность хомутов qsw определяется по формуле 31а.
qsw = (Qmax – Qbmin-3h0q1)15h0=(5457–2174 -3·027·1406)15·027= 5294кНм.
Хомуты учитываются в расчете если соблюдается условие qsw ≥ 025 φnRbtb
5 φnRbtb =025·131·115·103·014 =5272кНм
qsw =5294кН > 5272кНм.
Уточняем вычисленную ранее длину проекции невыгоднейшего сечения «с»
с=√Mbq1=128м >2h0(1-05qswφnRbtb)=
=2·027(1- 05·5272131·115·103·014)= 0617м.
Значение с0 должно быть равно «с» но не более 2h0 = 2·027= 054м.
Расчетный минимальный шаг хомутов
sw1= RswAsw qsw=300·103·0392·10-4 5294 = 0222см 022м..
Вычисляем поперечную силу воспринимаемую хомутами Qsw.
Qsw = 075·qsw с0 = 075·5294·054 = 2144кН.
Q = Qmax – q1с = 5457 – 1406·0617 = 4589кН.
Q = 4589кН Qb+Qsw = 2852+2144 = 4996кН.
Условие выполняется прочность наклонного сечения ребра обеспечена.
При невыполнении условия следует увеличить диаметр поперечных стержней или уменьшить расстояние между стержнями или сделать и то и другое.
В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу (рис. 3.6) вертикальные стержни из арматуры класса В500 диаметром 5 мм продольные из арматуры В500 диаметром 8 мм. По конструктивным требованиям шаг стержней на приопорных участках не должен превышать 05 h0 = 0272 = 0135мм и 300мм; на остальной части пролета не более 075h0 = 075·27= 2025см и не более 500мм. Окончательно принимаем на приопорных участках длиной l4 шаг поперечных стержней 120 мм на на остальной части пролета 200 мм.
Расчет полки плиты на местный изгиб
Рис. 3.4. К расчету полки ребристой плиты на местный изгиб.
Расчетное сечение полки
Исходные данные. При расчете на местный изгиб (рис. 3.4) 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 100 см высота равна толщине полки h'f = 5 см с учетом защиты плиты сверху цементно-песчаной стяжкой (табл. 4 приложения) принимаем защитный слой 75 мм тогда при арматуре В500 диаметром 5 мм можно принять что «а» = 75+52=10мм =10см. Рабочая высота сечения h0 = 40 см сопротивление арматуры Rs = 415 МПа.
Изгибающий момент вычисляется с учетом развития пластических деформаций частичного защемления полки в ребрах и коэффициента по назначению здания γf = 095.
Определяется расчетный коэффициент
По таблице для арматуры В500 определяем αR=0376; R=0502.
m= 0085 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 Аs = 196 см2 в продольном направлении принимаем шаг 20 см.
3. 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 900 (1 sin450 = 10707 14) и веса 1м2 плиты 25 кН равна
N = G ·143 = 25·164·568·143= 10868 кН.
Учитывая что коэффициент динамичности при подъеме равен 14 находим усилие воспринимаемое одной ветвью петли
N = 14·10868= 1522 кН.
Принимаем монтажные петли 10 А240 с Аsef = 0785 см2 из стержневой арматурной стали марки Ст3сп.
Основная (базовая) длина заделки арматуры петли из условия ее надежного заанкерирования при прочности бетона в момент первого подъема (Rb = 85 МПа) определяем по формуле
l0an= RsAsRbondus = Rsd4Rbond =2150014135 = 398см 40см.
Rbond = 12Rbt= 151009103= 135 МПа
=15 для гладкой арматуры
= 10 при диаметре арматуры менее 32мм.
Фактическая длина анкеровки равна
lan= αl0anАscal Аsef = 10400680785 = 3465см. Принимаем 35 см.
α = 10 для гладкой арматуры с крюками.
В любом случае фактическая длина анкеровки не должна быть менее
15d = 15см и 200мм.
Условия выполняются окончательно принимаем длину анкеровки 35 см с крюками на концах стержней и глубиной заделки hв = 26 см.
4. Конструирование плиты
В продольных ребрах плиты располагаются напряженные стержни 16 А800 и плоские каркасы К–1. Длина напрягаемого стержня равна длине плиты то есть 5680 мм. Каркас К–1 состоит из двух продольных стержней 8 В500 длиной l = lп – 20 = 5680 – 20 = 5660 мм и вертикальных стержней 5 В500 длиной l = hп – 20 = 300 – 20 = 280 мм. Число вертикальных стержней устанавливается из расчета плиты на поперечную силу n = 40 (рис. 36 и 3.7).
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 = 1660 мм. Поперечные стержни 5 В500 длиной l = 200 – 20 = 180 мм располагаются между продольными ребрами с шагом 100 мм. Количество поперечных стержней в торцевом ребре n = 16.
Сетка С–1 располагается в нижней части полки и имеет размеры 5530х1430 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 5 В500 – 200 мм поперечных 5 В500– 100 мм. Количество продольных стержней – 8 поперечных – 56. Маркировка сетки
Сетка С-2 укладывается в верхней части полки плиты. Длина сетки 5530 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 пролета полки. Принимаем b2 = 430 мм.
Таким образом ширина сетки b = 200 + 430 = 630. Окончательно сетка С–2 из проволоки 5 В500 имеет размеры 5530х630 мм. Шаг продольных стержней 200 мм количество продольных стержней – 4. Шаг поперечных стержней 100 мм количество поперечных стержней – 56. 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.
Проектирование сборного ригеля
Исходные данные. Ригели производятся из тяжелого бетона класса В20 Rb = 115 МПа (115·103 кНм2) Rbt = 095 МПа (095·103 кНм2) продольная рабочая арматура класса А400 Rs= 355 МПа Es = 2·105 МПа (2·108 кНм2). Поперечная арматура класса А240 Rs = 215 МПа (215·103 кНм2); Rsw= 170 МПа (170·103 кНм2). Соединение ригелей с колонной с помощью закладных деталей – «рыбок» с максимальным расчетным моментом на опоре Моп= 55 кНм. Основные размеры ригеля показаны на рис.4.2. При расчете ригеля в стадии эксплуатации следует определить действующие усилия от расчетных нагрузок вычислить расчетные пролеты построить эпюры необходимых усилий и найти необходимое количество арматуры для обеспечения прочности нормальных и наклонных сечений ригеля при действии эксплуатационных нагрузок.
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 Lп = 60 м сечение колонны 40×40см. Конструктивная длина ригеля
lр=Lp-bk-2a=6600-400-20·2=6160
l0=Lp-bk-2a-c=6600-400-2·20-140=6020
Рис. 4.1. К определению размеров ригеля
где Lр– пролет ригеля в осях Lр =660см bк– размер сечения колонны
bк= 40см а –зазор между колонной и торцом ригеля а = 2 см.
Расчетный пролет ригеля показан на рис. 4.1.
где с – длина площадки опирания принимаем с =14 см.
Расчетная нагрузка на 1 погонный метр от веса ригеля
Рис 4.2. Ригель с подрезкой
qр = (06·06 – 2·015·03) ·250·11 = 7425 кНм
где ρ – плотность железобетона ρ = 25 кНм3 = 2500 кгм3;
– коэффициент надежности по нагрузке.
Полная расчетная нагрузка с учетом коэффициента надежности по ответственности здания γn = 095.
q = (12563·6 +7425)095 = 78663 кНм.
Рис. 4.3. К определению
Максимальный расчетный пролетный момент определяется по формуле
Мпр=М0–Моп=ql28-55=78663·6028-55=3013 кНм.
Максимальная поперечная сила
Q=ql28=78663·6022=2368кН.
В пролете. Исходные данные.
Расчетный пролетный момент Мпр=3013 кНм
Rb = 115 МПа арматура А400 Rs = 355 МПа. Расчетное сечение в середине пролета рассматривается как прямоугольное с размерами b = 30 см h = 60 см. Предварительно назначим рабочую высоту сечения h0 = 55 см (а=5см).
Определяется относительная высота сжатой зоны сечения
По таблице 3 приложения определяем при арматуре А400 R= 0531; αR= 039.
αR= 039 > αm= 0289 следовательно по расчету сжатой арматуры не требуется и сечение можно рассчитывать как прямоугольное с одиночной арматурой.
Площадь сечения растянутой арматуры определяется по формуле
Принимаем 425 А400 с Аs = 1963 см2.
Исходные данные. Расчетный опорный момент в подрезке Моп=55 кНм
Rb = 115 МПа арматура А400 Rs = 355 МПа. Расчетное сечение - прямоугольное с размерами b = 30 см h = 45 см. Предварительно назначенная рабочая высота сечения h0 = 40 см.
Площадь сечения растянутой арматуры
Принимаем 2 16 А400 с Аs = 402 см2.
3. Расчет прочности ригеля по наклонным сечениям
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
Исходные данные. Расчетная поперечная сила на опоре Qmax = 2368кН Rb = 115 МПа Rbt = 09 МПа поперечная арматура А240 диаметром 10мм Rsw = 170 МПа площадь одного стержня 0785 см2 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
Поперечная сила воспринимаемую бетоном Qb в предположении что проекция наклонного сечения принимает максимальное значение с=3h0 =120 см.
Отсюда Qb= Мbc = 64812 = 540кН
По конструктивным требованиям в подрезке рабочая высота сечения которой 400 мм шаг должен быть не более 4002 = 200 мм и не более 300 мм. Принимаем в подрезке шаг поперечных стержней sw1=120 мм и проверяем условие прочности наклонного сечения по поперечной силе.
Q = Qmax– q1с = 2368 - 5814·12 = 16703кН.
Фактическая погонная нагрузка на хомуты
qsw = RswAsw sw1 = 170·103·157·10-4 012 = 2224 кНм.
Qsw = 075·qsw с0 = 075·2224·08 = 1334кН.
с0–длина проекции наклонной трещины равная «с» но не более 2h0=2·04=08м.
Q = 16703кН ≤ Qb+Qsw = 540+1334 = 1874кН.
Условие выполняется прочность наклонного сечения в подрезке обеспечена.
Прочность наклонного сечения в месте изменения сечения подрезки
Конструктивные требования обязывают для балок загруженных равномерно распределенной нагрузкой высотой более 150 мм на приопорных участках длиной l4 иметь шаг поперечных стержней не более 05 рабочей высоты элемента и не более 300 мм. На остальной части пролета шаг стержней не должен превышать 3h4 или 500 мм.
Следовательно на приопорных участках за подрезкой шаг не должен быть более 5502 = 275 мм на остальной части пролета шаг должен быть не более 35504 = 4125 мм.
Окончательно принимаем
в подрезке шаг поперечных стержней sw1 = 100 и 120мм
на приопорных участках длиной 1200 мм sw2 = 250 мм
на остальной части пролета шаг стержней sw3 = 400 мм.
Армирование ригеля показано на рис. 14 и 15 приложения.
4. Конструирование ригеля
Ригель армируется двумя плоскими сварными каркасами с продольной рабочей арматурой в пролете 425 А400 которые доводятся до опоры.
Отрицательный момент на опоре воспринимаемый сечением с арматурой в верхней зоне 216 А400 с Аs = 402 см2 b = 30 см h0 = 40 см.
Высота сжатой зоны меньше 2a'= 2·5 = 10см прочность сечения определяется при a'= х2 = 004142 = 00207м по формуле
Оставляем принятую арматуру 216 А400 с Аs = 402 см2 без пересчета.
Проектирование сборной колонны
1.Расчет прочности колонны в стадии эксплуатации
Исходные данные. Бетон тяжелый класса В20 плотность железобетона ρ = 2500 кгм3 сечение колонн 400×400 мм защитный слой а=а =40 мм грузовая площадь для средней колонны в соответствие с рис. 1.1 равна 6·66 = 396 м2 высота этажей Н = 42 м расчетная длина колонны l0 = Н. Продольная арматура А400 поперечная арматура класса А240 сетки из проволоки В500 постоянная расчетная нагрузка от кровли с учетом веса железобетонных плит 60 кНм2 расчетная погонная нагрузка от собственного веса ригеля см. предыдущий раздел 7425 кНм расчетная нагрузка от веса 1 м2 перекрытия см. табл.1 равна 5363 кНм2. 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.
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
5·5363·396 = 20176 кН.
Усилие в колонне от веса ригеля с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 095 равно
5·7425·66 = 4655 кН.
Усилие от собственного веса колонны с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 095 и коэффициента надежности по нагрузке γf =11 и плотности железобетона ρ = 2500 кгм3 (25кНм3)
5·11·04·04 ·42·25 = 1756 кН.
Суммарное усилие в колонне от веса перекрытия одного этажа
G1 = 20176 + 4655 + 1756 = 26587 кН.
от веса покрытия от веса плит и кровли с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 095 составляет 095·6·396 = 22572 кН
от веса ригеля 4655 кН от веса стоек 1756 кН.
Суммарное усилие в колонне от веса покрытия G2 = 22572+ 4655+1756 = 28983 кН.
-240030300990Суммарное усилие в колонне от действия временной расчетной нагрузки с одного этажа см. таб. 6. Q1 = 095·72·396 = 27086 кН в том числе от длительно-действующей части Q1дл = 095·54·396 = 20314 кН. От кратковременной части нагрузки Q1кр = 095·18·396 = 6772 кН.
Временная расчетная нагрузка на кровлю от снега должна быть определена с учетом коэффициента снижения снеговой нагрузки за счет ветра 3. се = (12 – 01v√ k )(08 – 0002b) = (12 – 014 √08) (08 – 0002 198)= 071. Q2 = 095·18·396· 071 = 4808 кН в том числе
длительная Q2дл = 095·18·05·396·071 = 24 04 кН
кратковременная Q2кр = 095·18·05·396·064 = 2404 кН.
Расчетная продольная сила колонны первого этажа от полной нагрузки
N = (26587 + 27086)3 + 28983 + 4808 = 19481 кН.
Продольные силы и моменты в колоннах по этажам
Расчетная продольная сила кН
Расчетная продольная сила колонны первого этажа от постоянной и длительной нагрузки
Nдл = (26587 + 20314)3 + 28983 + 2404 = 17209 кН.
Аналогично вычисляются продольные силы в колоннах других этажей. При 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 2 и рис.18.
Расчет прочности колонны 1 этажа
Исходные данные. Бетон тяжелый класса В20 Rb=115 МПа сечение колонн h×b = 400×400 мм а = а = 40 мм арматура А400 Rs = 355 МПа Еs = 20·104 МПа N =19481 кН М = 552 =275 кНм Nдл= 17209 кН l0 = 07Н = 0742= 294м.
Величина начального эксцентриситета е0
Вычисляем величины случайных эксцентриситетов
еа = hк30 = 0430 = 00133 м = 133 см;
Поскольку эксцентриситет е0 = 14 см незначительно отличается от случайного еа = 133 см (53%) расчет прочности колонны проводим как для элемента сжатого со случайными эксцентриситетами.
Вычисляем гибкость стойки
Необходим учет влияния прогиба колонны на начальный эксцентриситет.
Уравнение прочности сжатого со случайными эксцентриситетами элемента
N ≤ φ(Rbbh0 + Rsc·As)
где φ = φb + 2(φsb – φb) αs причем φ ≤ φsb
Отношение Nдл N = 1720919481 = 0883
По таблице 13 находим коэффициенты φsb и φb в предположении что промежуточные стержни в сечении отсутствуют; φb = 0915 и φsb = 0915.
Принимаем коэффициент φ = φb= 0915.
Вычисляем необходимое количество площади арматуры
Количество арматуры исходя из минимального коэффициента армирования min = 015%. As =A's = minbh0= 000154036 = 216 см2.
Предварительно принимаем арматуру 422 А400 с Аs = 152см2.
2. Расчет прочности колонны этажа в стадии монтажа
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 1 м загруженная собственным весом (рис. 18 приложения). Длина отправочного элемента lк состоит из длины равной удвоенной высоте этажа 2Н =242 = 84 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 В20 Rb= 115МПа сечение колонн 400х400 мм а = а = 40 мм. Арматура А400 Rs = 355 МПа γn = 14.
Вычисляем длину отправочного элемента
lк = 2·42 + 015 + 105 + 06 = 102 м.
Погонная нагрузка от собственного веса колонны с учетом коэффициента динамичности 14 и плотности бетона 2500кгм3 ( 25кНм3)
q = 04·04·25·1·14 = 56 кНм.
Момент на опоре при длине консоли с = 112 м.
Моп = qс22 = 56·11222 = 35 кНм.
Пролетный момент равен
Несущую способность колонны можно определить как для балки с двойной симметричной арматурой А 400 при Rs = Rsс Аs = Аs
Принятое из расчета прочности в стадии эксплуатации армирование колонны первого этажа 222 А400 с Аs= 76см2 больше 479 см2. Окончательно принимаем армирование колонны первого этажа Аs=Аs =222 А400 с Аs= 76см2
Рис.5.1. Армирование колонны
3. Конструирование колонны
Колонна первого этажа армируется пространственным сварным каркасом. Продольная арматура каркаса 418 А400 длиной 10180 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 210 мм что больше 10d = 10·18 = 180 мм. Размер ячейки сеток 90×90 мм.
Проектирование фундаментов
Фундаменты служат для передачи нагрузок от вышележащих частей здания на основание. Конструктивно фундаменты могут выполняться ленточными отдельно стоящими или в виде сплошной плиты. Стоимость фундамента может составлять 10-15% от общей стоимости здания или сооружения. Отдельные фундаменты устраиваются под опоры при сравнительно небольших нагрузках и пролетах колонн более 6 метров. Ленточные фундаменты устраивают под кирпичные стены при слабых или неоднородных грунтах.
Сплошные фундаменты выполняют при неоднородных грунтах и зачастую они оказываются более экономичными по сравнению с другими видами фундаментов вследствие простоты изготовления.
Исходные данные. 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 = 03 МПа глубина промерзания 14 м обрез фундамента располагается на отметке 015 м. Под фундаментом бетонная подготовка из тощего бетона толщиной 100 мм. Толщина защитного слоя 35 мм. Расчетное продольное усилие передаваемое с колонны на фундамент N =19481 кН среднее значение коэффициента надежности по нагрузке γf = 115. Момент передаваемый на фундамент равен 552 = 275 кНм. Расчетный эксцентриситет 27519481 = 141 см случайный 133 см. Вследствие незначительности превышения величины расчетного эксцентриситета над случайным расчет проведем как для центрально-загруженного фундамента. Величину нормативного усилия на фундамент определим приближенно при среднем значении коэффициента надежности по нагрузке γf = 115.
Nn= 19481115 = 16940 кН.
1. Определение размеров фундамента
Высота исходя из надежности заделки колонны в фундаменте
H = 15hk + 250 = 15400+250 = 850 мм.
Высота фундамента в зависимости от необходимой длины зоны анкеровки продольной арматуры колонны в фундаменте
H = lan + 250 = 24 + 250 = 2422 + 250 = 778 мм.
Предварительно принимаем высоту фундамента Н = 900 мм с двумя ступенями по 450 мм. Глубина заложения фундамента Н1= 900+150 = 1050 мм.
Площадь фундамента определим без уточнения влияния размеров фундамента и глубины заложения на сопротивление грунта
Сторона «а» квадратного в плане фундамента А = √607 = 246 м.
Принимаем сторону фундамента 27 м что кратно 03м.
Расчетное давление на грунт под подошвой фундамента
p = NA = 19481 2727 = 0267 МПа R0= 03 МПа.
Высота фундамента из условия непродавливания по поверхности пирамиды
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 450. Принимаем а1= 1500 мм.
2. Расчет прочности фундамента
Расчетные изгибающие моменты действующие по грани колонны (сечение -) и по грани первой ступени (сечение ).
M- = p(a – hk)2b8 = 267(27 – 04)2 278 = 4767 кНм
M- = p(a – а1)2b8 = 267(27 – 15)2 278 = 1298 кНм.
Площадь сечения арматуры в расчетных сечениях.
As - = M- 09Rsho= 4767093551030865 = 000168 м2=173см2.
As - = M - 09Rsho= 1298093551030415 = 952 10-4м2= 979см2.
Окончательно принимаем армирование фундамента в виде квадратной сварной сетки с рабочими стержнями в обеих направлениях 1414 А400 с площадью арматуры Аs=216 см2 с шагом стержней 200 мм. Конструкция и армирование фундамента представлены на рис. 6.1.
Б. Пример расчета монолитного балочного перекрытия.
Основы компоновки монолитного балочного перекрытия
Рассматривается здание с конструктивной каркасно-стеновой системой. Основные вертикальные несущие элементы здания наружные стены и колонны (столбы) выполнены из железобетона или кирпича. Фундаменты – железобетонные или бутобетонные. Перекрытия здания-монолитные балочные с плитами работающими в одном или двух направлениях.
При соотношении сторон плиты 1 2 > 2 где 1-большая сторона плиты несущая способность при равномерно распределенной нагрузке обеспеченная опиранием коротких сторон составляет не более 20% общей. Условно считают что такая плита опирается на две противоположные длинные стороны и работает на изгиб только по короткому направлению как неразрезная балка прямоугольного сечения.
При соотношении сторон 1 2 ≤ 2 влияние опирания коротких сторон возрастает и несущая способность плиты увеличивается. Такая плита рассматривается как опертая по контуру и работает на изгиб по двум направлениям. При компоновке ребристого монолитного перекрытия главные балки рекомендуется располагать по осям колонн (столбов) в поперечном направлении. Второстепенные балки располагают таким образом чтобы оси балок совпадали с осями столбов. Шаг второстепенных балок рекомендуется назначать в пределах 1500÷2700 мм так чтобы отношение длины второстепенных балок к расстоянию между ними было не менее двух. Толщина монолитной плиты назначается предварительно 50÷60 мм высота второстепенных балок равной 112-115 от расчетного пролета ширина 04 – 05 высоты сечения. Поперечное сечение главных балок можно принимать больше аналогичных размеров второстепенных балок по ширине на 5-10 см по высоте на 10-20 см. Внутренние грани наружных кирпичных стен смещаются с разбивочных осей на 200 мм внутрь здания. Толщина наружных стен выбирается исходя из условий обеспечения прочности и теплотехнических требований.
Пространственная жесткость здания создается несущими поперечными и продольными стенами объединенными монолитным перекрытием.
В зданиях этажностью до 5 этажей ветровая нагрузка воспринимается в основном поперечными и продольными стенами поэтому в курсовом проекте несущие конструкции рассчитываются только на вертикальную нагрузку.
Исходные данные для проектирования.
Разработать конструкции четырехэтажного общественного здания предназначенного для торговых и экспозиционных целей. Здание с монолитными балочными перекрытиями несущими кирпичными стенами и внутренними кирпичными столбами. Размеры здания 198×30 м высота этажей 42 м. Нормативная временная нагрузка на междуэтажное перекрытие vn= 60 кНм2 в том числе длительная 45 кНм2 кратковременная 15 кНм2. Коэффициент надежности по назначению здания γf = 095. Район строительства – Москва. Расчетная снеговая нагрузка 18 кНм2 в том числе длительная 50% от полной. Местность типа «В». Скорость ветра 4 мсек 3. Температурные условия обычные влажность воздуха более 40% условное расчетное сопротивление грунта R0 = 03 МПа. Главные балки по осям колонн расположены поперек здания. Толщина кирпичных наружных стен не менее 65 см.
Фундаменты под колонны – отдельные бутобетонные ступенчатого типа; под кирпичные стены - ленточные из фундаментных стеновых блоков по распределительным фундаментным подушкам. 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 А400 или В500. Расчетное сопротивление арматуры А400 Rs= 355 МПа; арматуры В500 Rs = 415МПа. Бетон тяжелый класса В20 Rb =15 МПа Rbt=090 МПа. Проектируемое перекрытие рассчитывается по предельным состояниям первой группы для работы конструкции в стадии эксплуатации. Схема монолитного перекрытия представлена на рис. 2.1.
1. Размеры и расчетные пролеты элементов перекрытия
Главные балки располагаются поперек здания номинальная длина 66 м номинальная длина второстепенных балок 60 м. Расстояние между осями второстепенных балок 2200 мм. В продольном направлении жесткость здания обеспечивается продольными кирпичными стенами толщиной 65 см. В поперечном направлении здания работает по связевой системе где роль вертикальных связевых диафрагм выполняют торцевые стены и лестничные клетки что позволяет производить расчет перекрытия только на вертикальные нагрузки.
Высота сечения плиты при пролете l 2÷25м и полезной нормативной нагрузке vн = 6 кНм2 принята 60 мм. Нормативная погонная постоянная нагрузка от собственной массы плиты при ширине грузовой полосы 22 м равна
6×10×10 × 2500 ×22 = 330 кгм (33 кНм).
Вес второстепенных балок примем как 10% от веса плиты. Тогда нормативная погонная нагрузка от собственной массы перекрытия равна 330×11=363кНм.
Временная нормативная погонная нагрузка при ширине грузовой полосы
м равна 60 ×22 = 132 кНм. Полная нагрузка 363 + 132 = 1683 кНм.
При пролете балки l 60м и общей нормативной нагрузке 1683 кНм рекомендуемые размеры второстепенной балки h× b = 40×20 см. Размеры главной балки принимаем h× b = 50×30 см. Общая длина расчетной полосы плиты равна расстоянию между внутренними гранями продольных стен 19800 – 2200 = 19400 мм.
Расчетный пролет плиты в крайних пролетах по короткому направлению равен расстоянию между боковой поверхностью второстепенной балки и серединой площадки опирания плиты на стены в средних пролетах расстоянию в свету между второстепенными балками. Приняв глубину заделки плиты 200 мм получим величину расчетной длины первого пролета
l01 = 2200 –2002 – 2002 =2000 мм.
Расчетная длина средних пролетов
l0 = 2200 – 2×2002 = 2000 мм.
Расчетный пролет плиты в крайних пролетах по длинному направлению равен расстоянию между боковой поверхностью главной балки и серединой площадки опирания плиты на стены в средних пролетах расстоянию в свету между главными балками. Приняв глубину заделки плиты равную глубине заделки второстепенной балки (200мм) получим расчетную длину первого пролета в длинном направлении
l'01 = 6000 – 2002- 3002 = 5750 мм.
l'0 = 6000 – 2×3002 = 5700 мм.
Отношение сторон составляет для средних пролетов 5720 = 285. Для крайних пролетов это отношение составляет 57520=2875.
Таким образом для всех пролетов указанное отношение больше двух что позволяет рассчитывать плиту как балочную по короткому направлению а арматуру по длинной стороне устанавливать конструктивно.
2. Сбор нагрузок и определение усилий в плите
В соответствие с 3 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 сочетания А.
Грузовая площадь плиты средних пролетов равна
А = 194×10 = 194 м2 А2 = 36 м2
Следовательно коэффициент сочетаний А не учитывается (А =10).
Расчетная нагрузка на 1погонный метр плиты при условной расчетной ширине плиты 10 м равна 9937 Нм 994 кНм.
С учетом коэффициента по ответственности здания γf = 095 для расчетов примем: полную расчетную нагрузку q = 095994 = 9443 кНм постоянную расчетную нагрузку g = 0952737 =260 кНм.
Расчетной схемой монолитной плиты рассчитываемой в одном направлении является неразрезная многопролетная балка с расчетным сечением шириной 1м и высотой 006 м. Изгибающие моменты от расчетных и нормативных нагрузок вычисляются в соответствие с расчетной схемой и заданными нагрузками. Усилия определяются с учетом их перераспределения вследствие развития пластических деформаций бетона и арматуры.
Сбор вертикальных нагрузок на один квадратный метр перекрытия
Коэффициент надежности
Расчетная нагрузка Нм2
керамическая плитка пола
t = 30 мм; ρ = 180 кНм3
железобетонная плита
t = 60 мм; ρ =250 кНм3
Временная v в том числе:
Полная q = g+v в том числе:
Изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах от полной расчетной нагрузки q = 9443 кНм
Изгибающие моменты в крайних пролетах и на крайней опоре от полной расчетной q = 9443 кНм
Изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах от полной нормативной нагрузки gn = 7971 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 = 236108 = 1889 189 кНм.
3. Прочность нормальных сечений плиты.
Арматура рассчитывается на действие пролетных и опорных моментов как для многопролетной балки прямоугольного сечения h×b = 60 × 1000 мм (006 × 10 м). Назначим величину защитного слоя а=20 мм. Примем рабочую арматуру класса В500 диаметром 5мм.
Тогда рабочая высота h0 = h – а – ds2 = 60 – 20 – 52 = 375 мм (00375 м).
Арматура средних пролетов.
М =189 кНм арматура B500. Граничное значение αR = 0376.
m = МRb bh02 = 189115·103 ·003752·10 = 0117.
Определяем площадь растянутой арматуры
По сортаменту (табл.7 приложения) принимаем 85 В500 As = 1571см2 с шагом s = 125 мм s max=200 мм для плит высотой менее 150 мм. .
Арматура крайних пролетов
М01=3434 кНм арматура B500 αR = 0376.
Необходимо предусмотреть что в крайних пролетах арматурные сетки будут располагаться в два ряда (рис.2531) и тогда рабочая высота сечения будет равна h0 = h – а – - 2 = 60 – 20 – 5 – 52 = 325 мм (00325 м).
Вычисляем текущее значение αm при М01=3434 кНм
αm = МRb bh02 = 3434115·103 ·003252·10 = 0283.
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 пролетов.
ΔAs = 307 – 1571 = 1502 см2
По сортаменту принимаем дополнительную сетку как и основную 85 В500 с шагом s = 125 мм As = 1571см2.
Общее количество арматуры в крайних пролетах
As = 1571 +1571= 3142 см2
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 (рис. 2.2).
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 = 30000 -210 = 29980 мм.
Ширину сетки примем с учетом ширины второстепенной балки
В = 22- 02= 20м = 2000 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 L = 30000 -210 = 29980 мм.
Ширину сетки принимается с учетом ширины второстепенной балки и заделки в стену на глубину 200 мм
В = 2200 – 2002 – 10 = 2090 мм = 209 м.
Рис. 2.2. Схема и армирование плиты
Рис. 2.3 Сетки монолитной плиты
- 2415 В500 l =2000 мм
- 105 В500 l =29980 мм
- 2415 В500 l =1200 мм
- 75 В500 l =29820 мм
- 105 В500 l =29820 мм
- 2415 В500 l =1100 мм
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 025lп и принята 1200 мм. Рекомендуемая марка сетки
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 (рис. 2.3).
Чертежи сеток монолитного перекрытия представлены на рис. 2.3 и 2.4.
Рис.2.4. Схема раскладки сеток
Проектирование кирпичных столбов
1. Сбор нагрузок и определение усилий в столбах
Для проведения расчетов столбов постоянная расчетная нагрузка от кровли условно принята 4 кНм2. Временная (снеговая) нагрузка равна 18 кНм2. Расчетная полная нагрузка от перекрытия 9937 кНм2 постоянная 2737 кНм2. Грузовая площадь для столба А=396 м2. Дополнительную нагрузку от массы главных и второстепенных балок примем как 15% от массы плиты. Коэффициент по назначению здания 095.
Расчетная продольная сила от покрытия
N1 = 095396(11540+18)= 2408 кН.
Расчетная продольная сила от перекрытия
N2 = 095396(2737115+72) = 3893 кН.
Для столбов 1-го и 2-го этажей назначаем сечение 640640 мм (25 кирпича) а для столбов 3-го и 4-го этажей 510510 мм (2 кирпича).
Собственный вес кирпичного столба сечением 640640 мм в пределах этажа 42 м составляет G1=064064421811095=2972 кН столба сечением 510510 мм – G2=051051421811095=2055 кН.
При определении нагрузок для расчета кирпичных столбов в соответствии с рекомендациями изложенными в 3 временную нагрузку на перекрытия проектируемого здания следует снижать умножением на коэффициент сочетания n который в свою очередь зависит от коэффициента сочетания А и общего числа перекрытий n нагрузка от которых учитывается при расчете столба.
Расчетная продольная нагрузка N для нижнего сечения кирпичного столба
-го этажа здания составляет при числе перекрытий n=3
Продольная сила от одного перекрытия
N2= 3893078 = 3037 кН
Полное усилие от покрытия и перекрытий
N= N1+3N2+2(G1+ G2)= 2408+33037+2(2972+2055)=125244 кН.
Расчетная продольная сила N для нижнего сечения кирпичного столба 3-го этажа здания при n=1 ().
От одного перекрытия
N2= 3893098 = 3815 кН.
N= N1+ N2+2G1=2408+3815+22055= 6634кН.
2. Расчет прочности столба первого этажа
Исходные данные. Расчетная продольная сила N=125244 кН площадь сечения столба А=041 м2 (сечение 640640 мм) материал - кирпич керамический одинарный пластического прессования полнотелый раствор строительный марки М25 (упругая характеристика кладки =1000). Расчетная высота кирпичного столба при неподвижных шарнирных опорах равна высоте этажа здания l0= H = 42 м.
Коэффициент продольного изгиба по таблице 25 приложения = 096.
Для установления расчетного сопротивления кирпичной кладки сжатию следует определить коэффициент учитывающий влияние длительной нагрузки. При размерах поперечного сечения столба h=b=640 мм > 300 мм. mg=1.
Подбор марок кирпича и раствора выполняется по таб. 22 приложения. Несущая способность столба обеспечивается при использовании кирпича марки М250 на растворе марки М200 (Расчетное сопротивление кладки R=36 МПа).
Расчет отдельного ступенчатого фундамента
Кирпичные столбы здания опираются на столбчатые бутобетонные фундаменты. Расчетная продольная нагрузка N передаваемая от столба на фундамент приложена центрально и составляет 125244 кН. Грунты основания песчаные средней плотности маловлажные. Условное расчетное сопротивление R0 = 03 МПа.
При проектировании бутобетонного фундамента полагают что фундамент должен испытывать только сжатие. Для чего в соответствии с рекомендациями 11 отношение высоты фундамента к стороне квадратной подошвы при классе бетона не менее В35 и R0 > 025 МПа принимается 15. Уширение бутобетонного фундамента к подошве производится уступами с тем же отношением 15. Высота уступов принимается для бутобетона не менее 300 мм. Отметка обреза фундамента принимается -0150.
Прочностные характеристики бутобетона (марка бутового камня и класс бетона) назначаются по результату расчета (табл.23 приложения). Расчет бутобетонного фундамента включает в себя определение размеров фундамента и расчет прочности.
Определение размеров фундамента
Рис. 3. Бутобетонный фундамент
Требуемая площадь подошвы фундамента определяется при нормативном значении продольной силы определенной при среднем коэффициенте надежности по нагрузке равном 115. Nn=125244115=10891 кН.
Здесь 180 – средняя нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах.
Сторона фундамента с квадратной подошвой
Расчет прочности фундамента
Расчетное сопротивление бутобетона сжатию определяется при предварительном назначении коэффициентов = 1 и d=1 определении по формуле (1.115) коэффициента
По табл.23 приложения для бутобетона назначаются: марка бутового камня - М200 и класс бетона - В10 (R=30 МПа).
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. “Железобетонные конструкции” Общий курс М. Стройиздат 1991.
Кузнецов В.С. "Железобетонные и каменные конструкции " М. АСВ 2012.
Кузнецов В.С. "Железобетонные конструкции многоэтажных зданий" М. АСВ 2010.
Кузнецов В.С. Малахова А.Н. Прокуронова Е.А. "Железобетонные монолитные перекрытия и каменные конструкции многоэтажных зданий" М. АСВ 2009.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры. М. 2005.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона М. 2005.
СНиП 2.01.07.-85*. Нагрузки и воздействия. Москва 2004.
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. М.2005.
СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. М. 2005.
СП 52-103-2007. Железобетонные монолитные конструкции зданий. М 2007.
Значения коэффициента ползучести бетона φbcr в зависимости
от относительной влажности воздуха и класса бетона
Относительная влажность среды
Значения коэффициента ползучести бетона φbcr
при классе бетона на сжатие
Относительная влажность воздуха окружающей среды принимается по СНиП 23-01-99 как средняя месячная относительная влажность наиболее теплого месяца для района.
Модуль деформаций сжатого бетона Eb1 равен:
при непродолжительном действии нагрузки Eb1= 085 Eb
при продолжительном действии нагрузки Eb1= Eb(1+ φbcr).
Бетоны рекомендуемые для преднапряженных конструкций
Значение коэффициента γ для определения упругопластического момента сопротивления
Характеристика сечения
Форма поперечного сечения
расположенной в сжатой зоне
расположенной в растянутой зоне:
Двутавровое симметричное (коробчатое):
Коэффициенты S для некоторых схем загружения
Значения коэффициента φc для определения кривизны элемента на участках с трещинами
Коэффициент φc при значениях αs2 равных
Более подробная таблица содержится в пособии по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона .
Для элементов таврового двутаврового и прямоугольного профилей при выполнении условий hf ≤03h0 и as 02h0 кривизну допускается определять по формуле
где Ebred = Rbserb1red и значение b1red равно:
b1red = 15·10-4 при непродолжительном действии нагрузки
b1red = 24·10-4 при продолжительном действии нагрузки (W > 75%)
b1red = 28·10-4 при продолжительном действии нагрузки ( 75% ≥W ≥ 45%)
b1red = 34·10-4 при продолжительном действии нагрузки (W 40%)
Допускается принимать s = 10 (αs1 = αs2). При этом если расчетный прогиб больше допускаемого f > fult расчет производят с учетом реального значения коэффициента s.
Расчетное сопротивление сжатию кладки из кирпича всех видов и керамических камней со щелевидными вертикальными пустотами шириной до 12 мм при высоте ряда кладки 50-150 мм на тяжелых растворах. R МПа
Расчетное сопротивление сжатию невибрированного бутобетона R МПа.
бутовым камнем марки
(или с кирпичным боем)
Коэффициент продольного изгиба
Упругая характеристика кладки
Значения упругой характеристики для неармированной кладки
Упругая характеристика кладки α при марках раствора
Из крупных блоков из тяжелого бетона или из тяжелого природного камня (γ≥1800кгм3)
Из крупных блоков из поризованного бетона или из легкого природного камня (γ≥1800кгм3)
Из керамических камней всех видов
Из кирпича керамического пластического прессования из легких природных камней
Из кирпича силикатного полнотелого и пустотелого
Определение расчетной длины l0 внецентренно-сжатых бетонных элементов
Характер опирания стен и столбов
Расчетная длина l0 внецентренно-сжатых бетонных элементов
С опорами вверху и внизу:
а) при шарнирах на двух концах независимо от величины смещения опор
б) при защемлении одного из концов и возможном смещении опор зданий:
в) при частичном защемлении неподвижных опор
Примечание. H – расстояние между перекрытиями и другими горизонтальными опорами (при перекрытиях монолитно связанных со стеной (столбом) за вычетом толщины перекрытия) или высота свободно стоящей конструкции.

Задание 1 семестр экс.doc

на курсовое проектирование для студентов экстерната специальности
«27.01.02 «Промышленное и гражданское строительство» по дисциплине
«Железобетонные и каменные конструкции» для курсового проекта №1
«Железобетонные конструкции многоэтажных зданий».
Выполнить в пояснительной записке в соответствии с заданием на
проектирование следующие расчеты несущих конструкций многоэтажного здания.
Компоновку межэтажного перекрытия.
Расчеты плиты по предельным состояниям первой группы (прочности) в
эксплуатации монтажа.
Расчеты плиты по предельным состояниям второй группы:
образование трещин ширина раскрытия трещин прогибы.
Расчет монтажной петли.
Конструирование плиты.
Расчеты ригеля по прочности в стадии эксплуатации.
Расчет и построение эпюры материалов.
Конструирование ригеля.
Расчеты прочности колонн первого этажа в стадиях
Конструирование колонны.
Расчет и конструирование отдельного монолитного железобетонного
В монолитном варианте.
Расчет и конструирование монолитной балочной плиты
Расчет и конструирование кирпичного столба
Расчет и конструирование отдельного бутобетонного фундамента
Объем пояснительной записки 15-25 страниц рукописного или
машинописного текста. Требования к оформлению пояснительной записки:
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 А3. 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
300 198 42 4 5020 В Москва 025 2 300 198 42 4
20 В Красногорск 025 3 300 198 42 4 6020 В Калуга
5 4 300 198 42 4 6525 В С. Посад 025 5 300 198
4 7020 В Рязань 025 6 300 198 42 4 7520 В
Тверь 025 7 300 198 42 4 8020 В Волоколамск 025 8
0 198 42 4 8525 В Коломна 030 9 300 198 42 4
30 В Мытищи 030 10 300 198 42 4 9530 В Дубна
0 11 300 198 42 4 10030 В Долгопрудный 030 12
0 198 42 4 10535 В Калуга 035 13 300 198 42 4
035 В Солнечногорск 035 14 300 198 42 4 11535 В
Рязань 035 15 300 198 42 4 12040 В Королев 035 16
0 198 42 4 5020 В Люберцы 025 17 300 198 42 4
20 В Руза 025 18 300 198 42 4 6020 В Клин 025
300 198 42 4 6525 В Воскресенск 025 20 300 198
4 7020 В Н. Петровск 025 21 300 198 42 4 7520
В Фрязино 030 22 300 198 42 4 8020 В Долгопрудный 030
300 198 42 4 8525 В Смоленск 030 24 300 198
4 9030 В Орехово-Зуево 030 25 300 198 42 4 9530
В Свердловск 030 26 300 198 42 4 10030 В СПосад 030
300 198 42 4 10535 В Балашиха 030 28 300 198
4 11035 В Ступино 030 29 300 198 42 4 11535 В
Одинцово 030 30 300 198 42 4 12040 В Мытищи 035
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
Образец титульного листа
Московский Государственный Строительный Университет
Пояснительная записка
к курсовому проекту №1
Железобетонные конструкции многоэтажного здания
студент экстерната ПГС

Экс. Пример расчета КП-1.doc

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
Федеральное агентство по образованию
МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ (МГСУ)
По дисциплине Железобетонные и каменные конструкции
Проект защищен с оценкой
(оценка дата роспись)
А. Пример расчета сборного балочного перекрытия
Основы компоновки сборного балочного перекрытия
Проектирование ребристой плиты ..
Расчет плиты по предельным состояниям первой группы
Расчет монтажной плиты ..
Конструирование плиты .
Проектирование сборного ригеля .
Определение усилий в ригеле .
Прочность нормальных сечений ригеля
Расчет прочности ригеля по наклонным сечениям ..
Конструирование ригеля ..
Проектирование сборной колонны ..
Расчет колонны первого этажа в стадии эксплуатации ..
Расчет прочности колонны в стадии монтажа .
Конструирование колонны ..
Проектирование фундамента
Определение размеров фундамента ..
Расчет прочности фундамента
Б. Пример расчета монолитного балочного перекрытия
Основы компоновки монолитного балочного перекрытия
Размеры и расчетные пролеты элементов перекрытия .
Сбор нагрузок и определение усилий в плите .
Прочность нормальных сечений плиты ..
Конструирование плиты ..
Проектирование кирпичного столба
Сбор нагрузок и определение усилий в столбах .
Расчет прочности столба первого этажа
Расчет отдельного ступенчатого бутобетонного фундамента
Основы компоновки сборного балочного перекрытия
Сборное перекрытие здания состоит из железобетонных плит и ригелей
опирающихся на колонны поперечной рамы. При выборе сетки колонн
рекомендуется использовать унифицированные расстояния между колоннами:
– в жилых здания – кратные 06 м и равные 42; 48;56; 60; 66 м
– в общественных зданиях – кратные 12 м – 48; 6; 72 м
– в промышленных зданиях – кратные 3 м – 6; 9; 12 м.
Привязка колонн всех рядов по отношению к разбивочным осям принимается
осевая. При компоновке сборного балочного перекрытия выбираются:
сетка колонн (пролет и шаг колонн)
направление ригелей (продольное поперечное)
форма поперечного сечения ригелей (прямоугольная тавровая)
тип плиты перекрытия (пустотная ребристая)
определяется номинальная ширина плит
выявляется число типоразмеров плит и ригелей.
Выбор направления ригелей обуславливается соображениями экономического
архитектурного конструктивного и технологического характера. Учитывается
что поперечное расположение ригелей повышает жесткость здания в поперечном
направлении а продольное расположение ригелей ведет к уменьшению числа
монтажных единиц и благоприятно с точки зрения освещенности при ребристых
плитах 1. Форма поперечного сечения ригеля может быть принята
прямоугольной или тавровой. Размеры поперечного сечения прямоугольного
ригеля предварительно можно определить из следующих условий: высота ригеля
hp=(110÷112)lp где lр - расчетный пролет ригеля ширина bр=(035÷
)hр но не менее 200 мм (из условия двустороннего опирания плит
перекрытия). Высота ригеля принимается кратной 50 мм при hр ≤ 600 мм и
кратной 100 мм при hр > 600 мм ширина кратной 20 мм. Высота типовых
ригелей таврового сечения составляет 450 или 600 мм. Тип поперечного
сечения сборных железобетонных плит принимается в зависимости от
функционального назначения здания интенсивности временных нагрузок на
перекрытие величины пролетов. Пустотные плиты (с круглыми или овальными
пустотами) применяются как правило в гражданском строительстве при
временных нагрузках до 500÷600 кг м2 (50÷ 60 кНм2). Ребристые плиты с
ребрами вниз применяются преимущественно в перекрытиях производственных
зданий при любых значениях нагрузок. Для раскладки плит в перекрытии
устанавливается число их типоразмеров выявляется их номинальная ширина
осуществляется привязка к разбивочным осям. Количество типоразмеров плит
должно быть по возможности минимальным. Связевые плиты (распорки)
укладываются по осям колонн причем продольная ось распорок совмещается с
разбивочной осью. Доборные (пристенные) элементы укладываются у стен.
Рядовые плиты – в промежутках между распорками и доборными элементами.
Номинальная ширина плит принимается для рядовых плит пустотного типа от 12
до 32 м; для ребристых плит от 10 до 18 м. с градацией через 100 мм.
Ширина распорок независимо от типа принимается от 10 до 16 м с той же
градацией. Сумма номинальных ширин плит уложенных в промежутке между
соседними связевыми плитами – распорками и ширины одной плиты – распорки
должна равняться расстоянию между разбивочными осями перпендикулярными
направлениями ригелей.
В курсовом проекте колонны имеют постоянное сечение по высоте здания.
При полезных нормативных нагрузках до 80 кНм2 и количестве этажей не
более 3 рекомендуется сечение колонн принимать 300(300 мм в других
случаях 400(400 мм. Колонны выполняются длиной на один или два этажа.
Соединение колонн осуществляется путем сварки выпусков арматуры с
последующим замоноличиванием стыка мелкозернистым бетоном. Жесткость
здания в поперечном направлении в сборном варианте обеспечивается
вертикальными диафрагмами (связевая система) в продольном направлении
вертикальными связями размещающимися между колоннами (связевая система).
В зданиях небольшой этажности (до 5 этажей) ветровая нагрузка
воспринимается в основном вертикальными диафрагмами. Поэтому основные
несущие конструкции рассчитываются только на вертикальную нагрузку. При
определении глубины заложения фундамента необходимо принимать во внимание
глубину промерзания грунтов района строительства а при определении
снеговой нагрузки на покрытие здания влияние ветра на величину этой
Разработать конструкции четырехэтажного каркасного здания без подвала.
Размеры в плане 198×300 м и сетка колонн 66×60 м. Высота этажей 42 м.
Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажное перекрытие vn =
кНм2 (6000 кгм2) в том числе длительное (пониженное) 45 кНм2
кратковременное 15 кНм2 . Здание второго уровня ответственности
коэффициент надежности по назначению здания γf = 095. Место строительства
– Москва. Район по снеговой нагрузки – расчетная снеговая нагрузка 18
кНм2 (180 кгм2) в том числе длительная 50% от полной и составляет 09
кНм2. Здание расположено в местности типа «В» коэффициент k учитывающий
изменение ветрового давления по высоте при максимальной отметке
проектируемого здания +1740 м принят равным 08. Скорость ветра 4 мсек.
Температурные условия обычные влажность воздуха более 40% - 75% грунты
песчаные средней плотности маловлажностные условное расчетное
сопротивление R0 = 03 МПа. Глубина промерзания 14 м. Снижение расчетных
нагрузок на плиты ригели колонны и фундаменты за счет неравномерности
загрузки перекрытий не учитывается. Компоновочная схема сборного
перекрытия представлена на рис. 2.1. Ригели располагаются поперек здания
номинальная длина ригеля 66м номинальная длина плит перекрытия 60 м.
Номинальная ширина рядовых панелей 165 м; связевые плиты располагаются по
осям колонн и принимаются такой же ширины; доборные плиты опираются на
ригели и стальные опорные столики на
крайних колоннах. Стеновые панели навесные из легкого бетона в торцах
здания замоноличиваются с торцовыми рамами образуя вертикальные связевые
диафрагмы. Совместно с лестничными клетками торцовые стены обеспечивают
пространственную жесткость здания в поперечном на правлении.
В продольном направлении жесткость здания обеспечивается вертикальными
связями устанавливаемыми в одном среднем пролете по каждому ряду колонн. В
поперечном направлении здание работает по связевой системе где роль
вертикальных связевых диафрагм выполняют торцевые стены и лестничные
клетки. Разрезные ригели поперечных рам таврового сечения с подрезкой
соединяются с колоннами с помощью закладных деталей «рыбок». Колонны на два
этажа сечением 400×400 мм с жесткими прямоугольными консолями.
Железобетонные фундаменты под колонны – отдельные ступенчатого типа.
Проектирование ребристой плиты перекрытия
Исходные данные. Плиты перекрытий изготавливаются в заводских условиях
из тяжелого бетона В30. Передаточная прочность бетона принимается не менее
% от класса бетона и не менее 15 МПа. Распалубочная прочность
принимается равной передаточной прочности. Арматура продольных ребер -
преднапряженная класса А800 (сталь марки 23Х2Г2Т) с электротермическим
натяжением на упоры форм. Нормативное сопротивление арматуры А800 Rsn=800
МПа; расчетное сопротивление Rs = 695 МПа (695·103 кНм2); модуль упругости
Еs=20 ·105 МПа (20·108 кНм2). Арматура каркасов – классов А240 или В500
закладные детали из стали Ст3пс монтажные петли из стали класса А240
марки Ст3сп или класса А300 марки 10ГТ. Бетон тяжелый класса В30 Rb=17 МПа
(17·103 кНм2) Еb = 325·103 МПа (325·106 кНм2); Rbtn=175 МПа
(175·103 кНм2); Rbt = 115МПа (115·103 кНм2).
Проектируемая плита должна рассчитываться по предельным состояниям
первой и второй групп для работы конструкции в стадиях: изготовления
транспортирования монтажа эксплуатации.
При арматуре А800 предельно допустимая ширина раскрытия трещин acrcult
не должна превышать 02 мм при продолжительном раскрытии и 03мм при
непродолжительном раскрытии 9.
При расчете плиты в стадии эксплуатации необходимо выполнить: расчеты
прочности продольных ребер по нормальным и наклонным сечениям расчет
прочности полки при местном изгибе проверку трещиностойкости продольных
ребер расчет прогибов.
Установление размеров и расчетного пролета плиты
Предварительно задаемся сечением ригеля (рис. 3.1). Высота сечения h=600
мм ширина сечения понизу b=600 мм ширина сечения ребра (поверху)
b’f=300мм вылет полки с=150 мм.
Номинальная длина плиты Lп конструктивная длина lп и расчетный пролет
l0 определяются в соответствии с рис. 3.2.
Здесь [pic] – ширина ригеля поверху а-зазор между торцом плиты и ригеля
принимаем а=1 см с-вылет полки ригеля с=150 мм с1-длина площадки
опирания плиты принята 14 см.
Конструктивная длина плиты
Высота плиты [pic] Принимаем 30 см ширину продольных ребер понизу 7
см; поверху 9 см; ширину верхней полки b’f = 161см; толщину сжатой полки
[pic] = 5 см. Толщина ребра расчетного таврового сечения без учета заделки
швов между плитами принята 14 см. Сечение плиты показано на рис. 3.3.
Расчетная ширина свеса полки в каждую сторону от ребра при отсутствии
поперечных ребер должна быть:
не более 16 пролета плиты 5546 =923392см
не более половины расстояния в свету между продольными ребрами
(161 – 14)2 = 735см при hf h = 530 =
Таким образом ширина полки в расчете равна 735·2+7·2 = 161 см.
Сбор нагрузок и определение усилий в плите
Сбор нагрузок на один квадратный метр плиты перекрытия
Нормативная Коэффициент Расчетная
Вид нагрузки нагрузка надежности понагрузка
t = 20 мм ρ = 220 кНм3 440 13 572
цементная песчаная стяжка
t = 40 мм; ρ = 180 кНм3 720 13 936
засыпка (песок) 50мм
ρ = 170 кНм3 850 13 1105
железобетонная ребристая 2500 11 2750
Временная v 5000 12 7200
длительная 4500 12 5400
кратковременная 1500 12 1800
Полная q = g + v 10510 – 12563
постоянная и длительная 9010 – 10763
кратковременная 1500 – 1800
Расчетная нагрузка вычисляется на 1м длины плиты с учетом коэффициента
надежности по ответственности здания γn = 095 при ширине плиты 165 м.
Постоянная нагрузка g = 5363·095·165 = 84065 Нм 841 кНм.
Временная нагрузка v = 7200·095·165 = 11286 Нм = 11286 кНм.
Полная q = 12563·095·165 = 196925 Нм 197 кНм.
Нормативная нагрузка на 1погонный метр плиты
постоянная gn = 451·095·165 707 кНм;
полная qn = gn +vn = 1051·095·165 1647 кНм;
постоянная и длительная 901·095·165 1412 кНм.
Моменты и поперечные силы от расчетных и нормативных нагрузок вычисляются
в соответствие с расчетной схемой и нагрузками.
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
1. 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. Изгибающий момент от полных нагрузок М = 7558 кНм
размеры сечения h=30 см b'f = 161 см b =14 см h'f = 5 см. Расстояние от
центра тяжести арматуры до растянутой грани а=3 см рабочая высота сечения
Продольные ребра рассчитываются для отдельной плиты без учета
замоноличивания межплитных швов. Расчетной схемой продольных ребер в стадии
эксплуатации является шарнирно опертая балка. Расчетное сечение таврового
профиля с полкой в сжатой зоне. Минимальный защитный слой для конструкций
в закрытых помещениях при нормальной влажности принимается не менее 20 мм.
Расчет прочности выполняется в предположении что расчетной сжатой
ненапрягаемой арматуры не требуется (Asc= 0); уровень преднапряжения sp
Rs 0587 с учетом всех потерь и коэффициента точности натяжения γsp =
Величина напряжений обжатия sp= 0587Rs = 0587·695= 408 МПа.
Проверяется положение нейтральной оси
Rb·bf ·hf (h0–05 hf) =17·103 ·161·005(027-05·005) =33528кНм >
Граница сжатой зоны проходит в полке сечение рассчитывается как
прямоугольное с размерами b'f = 161 м h'f = 005м h0 = 027 м.
Вычисляется табличный коэффициент αm
αm = М Rbb'f ho2 =755817·103 ·161·0272 = 0038.
Граничная высота сжатой зоны бетона находится при spRs 06 и
арматуре А800 по таблице 6 приложения
R= R(1 – R2) = 041(1- 0412) = 0326.
Проверяется выполнение условия αm=0038 ≤ 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 γs3 учитывающий увеличение сопротивления напрягаемой арматуры выше
условного предела текучести и определяемый по формуле
γs3 = 125 – 025 R = 125-0250095= 123 >11.
При R 06 коэффициент γs3 = 11.
Требуемая площадь растянутой напрягаемой арматуры
[pic]0000377м2=377см2.
По сортаменту выпускаемой стали подбираем диаметр и необходимое
количество стержней. Принимаем 216 А800 Аsр = 402см2. Располагаем
арматуру по одному стержню в каждом продольном ребре.
Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер
Исходные данные. Расчетная поперечная сила на опоре Q = 5457 кН
расчетная полная нагрузка q =197кНм временная часть нагрузки
qv=1129кНм поперечная арматура-проволока класса В500 диаметром 5 мм
площадь одного поперечного стержня fsw=0196 см2 (Fsw = nfsw = 2·0196 =
92·10-4 м2) Rsw = 300 Мпа (300·103 кНм2); продольная арматура каркасов
В500 диаметром 8мм ho = 027м b =2·007=014м без учета заделки швов
между плитами предварительные напряжения в арматуре sp=408Мпа.
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.
Предварительно вычисляем усилие преднапряжения с учетом всех потерь
Р= spAsp =408·103·402·10-4 = 164016 16402кН.
Вычисляется коэффициент учитывающий влияние предварительного напряжения
на прочность наклонного сечения
φn = 1+16(PRbA1) – 116(PRbA1)2 = 1+16·023-116·0232=
Здесь А1 – площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки
А1= b·h =014·03 = 0042м2; PRbA1=
40217·103·0042=022972023м2.
Мb = 15φnRbt·b·h02 =15·131·115·103·014·0272 = 231кНм.
Нагрузка приводится к эквивалентной равномерно распределенной
q1= q-05qv = 197-05·1129 = 1406кНм.
Невыгодное расположение проекции наклонного сечения «с» при действии
эквивалентной равномерно распределенной нагрузки определяется по формуле
с=√ Мb q1. При определении «с» должны выполняться условия:
h0 = 27см с =128см 3h0 = 81см. Верхнее условие не выполняется.
Принимаем с = 081м и вычисляем Qb.
Qb= Мbc = 231081= 2852кН.
При вычислении Qb должны выполняться условия: Qbmax ≥ Qb ≥ Qbmin.
Qb= 2852кН > Qbmin= 05Rbt·b·h0 = 05·115·103·014·027=
Qb= 2852кН Qbmax 25Rbt·b·h0 = 25·115·103·014·027= 1087кН.
Таким образом для дальнейших расчетов принимаем Qb= 2852кН.
Вычисляем поперечную силу воспринимаемую хомутами Qsw.
Усилие Qsw определяется по формуле (24) в зависимости от величины Qв1
Qв1 = 2√ Мbq1= 2√231·1406 =3604кН.
Qb1=3604 кН φnRbtbh0 = 131·115·103·014·027= 5695кН
Условие соблюдается требуемая интенсивность хомутов qsw определяется по
qsw = (Qmax – Qbmin-3h0q1)15h0=(5457–2174 -3·027·1406)15·027=
Хомуты учитываются в расчете если соблюдается условие qsw ≥ 025 φnRbtb
5 φnRbtb =025·131·115·103·014 =5272кНм
qsw =5294кН > 5272кНм.
Уточняем вычисленную ранее длину проекции невыгоднейшего сечения «с»
с=√Mbq1=128м >2h0(1-05qswφnRbtb)=
=2·027(1- 05·5272131·115·103·014)= 0617м.
Значение с0 должно быть равно «с» но не более 2h0 = 2·027= 054м.
Расчетный минимальный шаг хомутов
sw1= RswAsw qsw=300·103·0392·10-4 5294 = 0222см 022м..
Qsw = 075·qsw с0 = 075·5294·054 = 2144кН.
Q = Qmax – q1с = 5457 – 1406·0617 = 4589кН.
Q = 4589кН Qb+Qsw = 2852+2144 = 4996кН.
Условие выполняется прочность наклонного сечения ребра обеспечена.
При невыполнении условия следует увеличить диаметр поперечных стержней или
уменьшить расстояние между стержнями или сделать и то и другое.
В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу (рис. 3.6)
вертикальные стержни из арматуры класса В500 диаметром 5 мм продольные из
арматуры В500 диаметром 8 мм. По конструктивным требованиям шаг стержней на
приопорных участках не должен превышать 05 h0 = 0272 = 0135мм и 300мм;
на остальной части пролета не более 075h0 = 075·27= 2025см и не более
0мм. Окончательно принимаем на приопорных участках длиной l4 шаг
поперечных стержней 120 мм на на остальной части пролета 200 мм.
Расчет полки плиты на местный изгиб
Исходные данные. При расчете на местный изгиб (рис. 3.4) 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 100 см высота равна
толщине полки h'f = 5 см с учетом защиты плиты сверху цементно-песчаной
стяжкой (табл. 4 приложения) принимаем защитный слой 75 мм тогда при
арматуре В500 диаметром 5 мм можно принять что «а» = 75+52=10мм =10см.
Рабочая высота сечения h0 = 40 см сопротивление арматуры Rs = 415 МПа.
Изгибающий момент вычисляется с учетом развития пластических деформаций
частичного защемления полки в ребрах и коэффициента по назначению здания
Определяется расчетный коэффициент
По таблице для арматуры В500 определяем αR=0376; R=0502.
m= 0085 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 Аs = 196 см2 в продольном направлении принимаем шаг
3. 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 900 (1 sin450 = 10707 14) и веса 1м2 плиты 25 кН равна
N = G ·143 = 25·164·568·143= 10868 кН.
Учитывая что коэффициент динамичности при подъеме равен 14 находим
усилие воспринимаемое одной ветвью петли
N = 14·10868= 1522 кН.
Принимаем монтажные петли 10 А240 с Аsef = 0785 см2 из
стержневой арматурной стали марки Ст3сп.
Основная (базовая) длина заделки арматуры петли из условия ее надежного
заанкерирования при прочности бетона в момент первого подъема (Rb = 85
МПа) определяем по формуле
l0an= RsAsRbondus = Rsd4Rbond =2150014135 = 398см 40см.
Rbond = 12Rbt= 151009103= 135 МПа
=15 для гладкой арматуры
= 10 при диаметре арматуры менее 32мм.
Фактическая длина анкеровки равна
lan= αl0anАscal Аsef = 10400680785 = 3465см. Принимаем 35
α = 10 для гладкой арматуры с крюками.
В любом случае фактическая длина анкеровки не должна быть менее
Условия выполняются окончательно принимаем длину анкеровки 35 см с
крюками на концах стержней и глубиной заделки hв = 26 см.
4. Конструирование плиты
В продольных ребрах плиты располагаются напряженные стержни 16 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 =
lп – 20 = 5680 – 20 = 5660 мм и вертикальных стержней 5 В500 длиной l = hп
– 20 = 300 – 20 = 280 мм. Число вертикальных стержней устанавливается из
расчета плиты на поперечную силу n = 40 (рис. 36 и 3.7).
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 = 1660 мм. Поперечные стержни 5 В500 длиной l = 200 – 20 =
0 мм располагаются между продольными ребрами с шагом 100 мм. Количество
поперечных стержней в торцевом ребре n = 16.
Сетка С–1 располагается в нижней части полки и имеет размеры 5530х1430
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 5 В500 – 200 мм поперечных 5 В500– 100 мм.
Количество продольных стержней – 8 поперечных – 56. Маркировка сетки
Сетка С-2 укладывается в верхней части полки плиты. Длина сетки 5530 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 пролета полки. Принимаем b2 = 430 мм.
Таким образом ширина сетки b = 200 + 430 = 630. Окончательно сетка С–2
из проволоки 5 В500 имеет размеры 5530х630 мм. Шаг продольных стержней 200
мм количество продольных стержней – 4. Шаг поперечных стержней 100 мм
количество поперечных стержней – 56. 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.
Проектирование сборного ригеля
Исходные данные. Ригели производятся из тяжелого бетона класса В20 Rb =
5 МПа (115·103 кНм2) Rbt = 095 МПа (095·103 кНм2) продольная
рабочая арматура класса А400 Rs= 355 МПа Es = 2·105 МПа (2·108 кНм2).
Поперечная арматура класса А240 Rs = 215 МПа (215·103 кНм2); Rsw= 170 МПа
(170·103 кНм2). Соединение ригелей с колонной с помощью закладных деталей
– «рыбок» с максимальным расчетным моментом на опоре Моп= 55 кНм. Основные
размеры ригеля показаны на рис.4.2. При расчете ригеля в стадии
эксплуатации следует определить действующие усилия от расчетных нагрузок
вычислить расчетные пролеты построить эпюры необходимых усилий и найти
необходимое количество арматуры для обеспечения прочности нормальных и
наклонных сечений ригеля при действии эксплуатационных нагрузок.
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
Lп = 60 м сечение колонны 40×40см. Конструктивная длина ригеля
где Lр– пролет ригеля в осях Lр =660см bк– размер сечения колонны
bк= 40см а –зазор между колонной и торцом ригеля а = 2 см.
Расчетный пролет ригеля показан на рис. 4.1.
где с – длина площадки опирания принимаем с =14 см.
Расчетная нагрузка на 1 погонный метр от веса ригеля
qр = (06·06 – 2·015·03) ·250·11 = 7425 кНм
где ρ – плотность железобетона ρ = 25 кНм3 = 2500 кгм3;
– коэффициент надежности по нагрузке.
Полная расчетная нагрузка с учетом коэффициента надежности по
ответственности здания γn = 095.
q = (12563·6 +7425)095 = 78663 кНм.
Максимальный расчетный пролетный момент определяется по
Мпр=М0–Моп=ql28-55=78663·6028-55=3013 кНм.
Максимальная поперечная сила
Q=ql28=78663·6022=2368кН.
В пролете. Исходные данные.
Расчетный пролетный момент Мпр=3013 кНм
Rb = 115 МПа арматура А400 Rs = 355 МПа. Расчетное сечение в середине
пролета рассматривается как прямоугольное с размерами b = 30 см h = 60 см.
Предварительно назначим рабочую высоту сечения h0 = 55 см (а=5см).
Определяется относительная высота сжатой зоны сечения
По таблице 3 приложения определяем при арматуре А400 R= 0531; αR= 039.
αR= 039 > αm= 0289 следовательно по расчету сжатой арматуры не
требуется и сечение можно рассчитывать как прямоугольное с одиночной
Площадь сечения растянутой арматуры определяется по формуле
Принимаем 425 А400 с Аs = 1963 см2.
Исходные данные. Расчетный опорный момент в подрезке Моп=55 кНм
Rb = 115 МПа арматура А400 Rs = 355 МПа. Расчетное сечение -
прямоугольное с размерами b = 30 см h = 45 см. Предварительно назначенная
рабочая высота сечения h0 = 40 см.
Площадь сечения растянутой арматуры
Принимаем 2 16 А400 с Аs = 402 см2.
3. Расчет прочности ригеля по наклонным сечениям
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
Исходные данные. Расчетная поперечная сила на опоре Qmax = 2368кН Rb
= 115 МПа Rbt = 09 МПа поперечная арматура А240 диаметром 10мм Rsw =
0 МПа площадь одного стержня 0785 см2 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
Поперечная сила воспринимаемую бетоном Qb в предположении что проекция
наклонного сечения принимает максимальное значение с=3h0 =120 см.
Отсюда Qb= Мbc = 64812 = 540кН
По конструктивным требованиям в подрезке рабочая высота сечения которой
0 мм шаг должен быть не более 4002 = 200 мм и не более 300 мм.
Принимаем в подрезке шаг поперечных стержней sw1=120 мм и проверяем условие
прочности наклонного сечения по поперечной силе.
Q = Qmax– q1с = 2368 - 5814·12 = 16703кН.
Фактическая погонная нагрузка на хомуты
qsw = RswAsw sw1 = 170·103·157·10-4 012 = 2224 кНм.
Qsw = 075·qsw с0 = 075·2224·08 = 1334кН.
с0–длина проекции наклонной трещины равная «с» но не более
Q = 16703кН ≤ Qb+Qsw = 540+1334 = 1874кН.
Условие выполняется прочность наклонного сечения в подрезке обеспечена.
Прочность наклонного сечения в месте изменения сечения подрезки
Конструктивные требования обязывают для балок загруженных
равномерно распределенной нагрузкой высотой более 150 мм на приопорных
участках длиной l4 иметь шаг поперечных стержней не более 05 рабочей
высоты элемента и не более 300 мм. На остальной части пролета шаг стержней
не должен превышать 3h4 или 500 мм.
Следовательно на приопорных участках за подрезкой шаг не должен быть
более 5502 = 275 мм на остальной части пролета шаг должен быть не более
Окончательно принимаем
в подрезке шаг поперечных стержней sw1 = 100 и 120мм
на приопорных участках длиной 1200 мм sw2 = 250 мм
на остальной части пролета шаг стержней sw3 = 400 мм.
Армирование ригеля показано на рис. 14 и 15 приложения.
4. Конструирование ригеля
Ригель армируется двумя плоскими сварными каркасами с продольной
рабочей арматурой в пролете 425 А400 которые доводятся до опоры.
Отрицательный момент на опоре воспринимаемый сечением с арматурой в
верхней зоне 216 А400 с Аs = 402 см2 b = 30 см h0 = 40 см.
Высота сжатой зоны меньше 2a'= 2·5 = 10см прочность сечения
определяется при a'= х2 = 004142 = 00207м по формуле
Оставляем принятую арматуру 216 А400 с Аs = 402 см2 без пересчета.
Проектирование сборной колонны
1.Расчет прочности колонны в стадии эксплуатации
Исходные данные. Бетон тяжелый класса В20 плотность железобетона ρ =
00 кгм3 сечение колонн 400×400 мм защитный слой а=а =40 мм грузовая
площадь для средней колонны в соответствие с рис. 1.1 равна 6·66 =
6 м2 высота этажей Н = 42 м расчетная длина колонны l0 = Н.
Продольная арматура А400 поперечная арматура класса А240 сетки из
проволоки В500 постоянная расчетная нагрузка от кровли с учетом веса
железобетонных плит 60 кНм2 расчетная погонная нагрузка от
собственного веса ригеля см. предыдущий раздел 7425 кНм расчетная
нагрузка от веса 1 м2 перекрытия см. табл.1 равна 5363 кНм2. 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.
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
5·5363·396 = 20176 кН.
Усилие в колонне от веса ригеля с учетом коэффициента надежности по
назначению здания γn = 095 равно
5·7425·66 = 4655 кН.
Усилие от собственного веса колонны с учетом коэффициента надежности по
назначению здания γn = 095 и коэффициента надежности по нагрузке γf =11 и
плотности железобетона ρ = 2500 кгм3 (25кНм3)
5·11·04·04 ·42·25 = 1756 кН.
Суммарное усилие в колонне от веса перекрытия одного этажа
G1 = 20176 + 4655 + 1756 = 26587 кН.
от веса покрытия от веса плит и кровли с учетом коэффициента
надежности по назначению здания γn = 095 составляет 095·6·396 =
от веса ригеля 4655 кН от веса стоек 1756 кН.
Суммарное усилие в колонне от веса покрытия G2 = 22572+ 4655+1756 =
Суммарное усилие в колонне от действия временной расчетной нагрузки с
одного этажа см. таб. 6. Q1 = 095·72·396 = 27086 кН в том числе от
длительно-действующей части Q1дл = 095·54·396 = 20314 кН. От
кратковременной части нагрузки Q1кр = 095·18·396 = 6772 кН.
Временная расчетная нагрузка на кровлю от снега должна быть определена с
учетом коэффициента снижения снеговой нагрузки за счет ветра 3. се =
(12 – 01v√ k )(08 – 0002b) = (12 – 014 √08) (08 – 0002 198)=
1. Q2 = 095·18·396· 071 = 4808 кН в том числе
длительная Q2дл = 095·18·05·396·071 = 24 04 кН
кратковременная Q2кр = 095·18·05·396·064 = 2404 кН.
Расчетная продольная сила колонны первого этажа от полной нагрузки
N = (26587 + 27086)3 + 28983 + 4808 = 19481 кН.
Продольные силы и моменты в колоннах по этажам
№ l0 Расчетная продольная сила кН Момент М
Расчетная продольная сила колонны первого этажа от постоянной и длительной
Nдл = (26587 + 20314)3 + 28983 + 2404 = 17209 кН.
Аналогично вычисляются продольные силы в колоннах других этажей.
При 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 2 и рис.18.
Расчет прочности колонны 1 этажа
Исходные данные. Бетон тяжелый класса В20 Rb=115 МПа сечение колонн
h×b = 400×400 мм а = а = 40 мм арматура А400 Rs = 355 МПа Еs = 20·104
МПа N =19481 кН М = 552 =275 кНм Nдл= 17209 кН l0 = 07Н =
Величина начального эксцентриситета е0
Вычисляем величины случайных эксцентриситетов
еа = hк30 = 0430 = 00133 м = 133 см;
Поскольку эксцентриситет е0 = 14 см незначительно отличается от
случайного еа = 133 см (53%) расчет прочности колонны проводим как для
элемента сжатого со случайными эксцентриситетами.
Вычисляем гибкость стойки
Необходим учет влияния прогиба колонны на начальный эксцентриситет.
Уравнение прочности сжатого со случайными эксцентриситетами элемента
N ≤ φ(Rbbh0 + Rsc·As)
где φ = φb + 2(φsb – φb) αs причем φ ≤ φsb
Отношение Nдл N = 1720919481 = 0883
По таблице 13 находим коэффициенты φsb и φb в предположении что
промежуточные стержни в сечении отсутствуют; φb = 0915 и φsb = 0915.
Принимаем коэффициент φ = φb= 0915.
Вычисляем необходимое количество площади арматуры
Количество арматуры исходя из минимального коэффициента армирования min
= 015%. As =A's = minbh0= 000154036 = 216 см2.
Предварительно принимаем арматуру 422 А400 с Аs = 152см2.
2. Расчет прочности колонны этажа в стадии монтажа
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 1 м загруженная собственным весом (рис. 18 приложения).
Длина отправочного элемента lк состоит из длины равной удвоенной высоте
этажа 2Н =242 = 84 м расстояния от отметки пола до обреза фундамента
5 м глубины заделки колонны в фундамент 06 м и расстояния от уровня
консоли третьего этажа до стыка колонн принятого 105 м. Бетон классов
В20 Rb= 115МПа сечение колонн 400х400 мм а = а = 40 мм. Арматура А400
Rs = 355 МПа γn = 14.
Вычисляем длину отправочного элемента
lк = 2·42 + 015 + 105 + 06 = 102 м.
Погонная нагрузка от собственного веса колонны с учетом коэффициента
динамичности 14 и плотности бетона 2500кгм3 ( 25кНм3)
q = 04·04·25·1·14 = 56 кНм.
Момент на опоре при длине консоли с = 112 м.
Моп = qс22 = 56·11222 = 35 кНм.
Пролетный момент равен
Несущую способность колонны можно определить как для балки с двойной
симметричной арматурой А 400 при Rs = Rsс Аs = Аs
Принятое из расчета прочности в стадии эксплуатации армирование колонны
первого этажа 222 А400 с Аs= 76см2 больше 479 см2. Окончательно
принимаем армирование колонны первого этажа Аs=Аs =222 А400 с Аs= 76см2
3. Конструирование колонны
Колонна первого этажа армируется пространственным сварным каркасом.
Продольная арматура каркаса 418 А400 длиной 10180 мм. Поперечная арматура
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 210 мм
что больше 10d = 10·18 = 180 мм. Размер ячейки сеток 90×90 мм.
Проектирование фундаментов
Фундаменты служат для передачи нагрузок от вышележащих частей здания
на основание. Конструктивно фундаменты могут выполняться ленточными
отдельно стоящими или в виде сплошной плиты. Стоимость фундамента может
составлять 10-15% от общей стоимости здания или сооружения. Отдельные
фундаменты устраиваются под опоры при сравнительно небольших нагрузках и
пролетах колонн более 6 метров. Ленточные фундаменты устраивают под
кирпичные стены при слабых или неоднородных грунтах.
Сплошные фундаменты выполняют при неоднородных грунтах и зачастую они
оказываются более экономичными по сравнению с другими видами фундаментов
вследствие простоты изготовления.
Исходные данные. 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 = 03 МПа глубина промерзания 14 м обрез фундамента
располагается на отметке 015 м. Под фундаментом бетонная подготовка из
тощего бетона толщиной 100 мм. Толщина защитного слоя 35 мм. Расчетное
продольное усилие передаваемое с колонны на фундамент N =19481 кН
среднее значение коэффициента надежности по нагрузке γf = 115. Момент
передаваемый на фундамент равен 552 = 275 кНм. Расчетный эксцентриситет
519481 = 141 см случайный 133 см. Вследствие незначительности
превышения величины расчетного эксцентриситета над случайным расчет
проведем как для центрально-загруженного фундамента. Величину нормативного
усилия на фундамент определим приближенно при среднем значении
коэффициента надежности по нагрузке γf = 115.
Nn= 19481115 = 16940 кН.
1. Определение размеров фундамента
Высота исходя из надежности заделки колонны в фундаменте
H = 15hk + 250 = 15400+250 = 850 мм.
Высота фундамента в зависимости от необходимой длины зоны анкеровки
продольной арматуры колонны в фундаменте
H = lan + 250 = 24 + 250 = 2422 + 250 = 778 мм.
Предварительно принимаем высоту фундамента Н = 900 мм с двумя ступенями по
0 мм. Глубина заложения фундамента Н1= 900+150 = 1050 мм.
Площадь фундамента определим без уточнения влияния размеров фундамента и
глубины заложения на сопротивление грунта
Сторона «а» квадратного в плане фундамента А = √607 = 246 м.
Принимаем сторону фундамента 27 м что кратно 03м.
Расчетное давление на грунт под подошвой фундамента
p = NA = 19481 2727 = 0267 МПа R0= 03 МПа.
Высота фундамента из условия непродавливания по поверхности пирамиды
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 450.
Принимаем а1= 1500 мм.
2. Расчет прочности фундамента
Расчетные изгибающие моменты действующие по грани колонны (сечение -
) и по грани первой ступени (сечение ).
M- = p(a – hk)2b8 = 267(27 – 04)2 278 = 4767
M- = p(a – а1)2b8 = 267(27 – 15)2 278 = 1298
Площадь сечения арматуры в расчетных сечениях.
As - = M- 09Rsho= 4767093551030865 = 000168
As - = M - 09Rsho= 1298093551030415 = 952 10-4м2=
Окончательно принимаем армирование фундамента в виде квадратной сварной
сетки с рабочими стержнями в обеих направлениях 1414 А400 с площадью
арматуры Аs=216 см2 с шагом стержней 200 мм. Конструкция и армирование
фундамента представлены на рис. 6.1.
Б. Пример расчета монолитного балочного перекрытия.
Основы компоновки монолитного балочного перекрытия
Рассматривается здание с конструктивной каркасно-стеновой системой.
Основные вертикальные несущие элементы здания наружные стены и колонны
(столбы) выполнены из железобетона или кирпича. Фундаменты –
железобетонные или бутобетонные. Перекрытия здания-монолитные балочные с
плитами работающими в одном или двух направлениях.
При соотношении сторон плиты 1 2 > 2 где 1-большая сторона плиты
несущая способность при равномерно распределенной нагрузке обеспеченная
опиранием коротких сторон составляет не более 20% общей. Условно считают
что такая плита опирается на две противоположные длинные стороны и
работает на изгиб только по короткому направлению как неразрезная балка
прямоугольного сечения.
При соотношении сторон 1 2 ≤ 2 влияние опирания коротких сторон
возрастает и несущая способность плиты увеличивается. Такая плита
рассматривается как опертая по контуру и работает на изгиб по двум
направлениям. При компоновке ребристого монолитного перекрытия главные
балки рекомендуется располагать по осям колонн (столбов) в поперечном
направлении. Второстепенные балки располагают таким образом чтобы оси
балок совпадали с осями столбов. Шаг второстепенных балок рекомендуется
назначать в пределах 1500÷2700 мм так чтобы отношение длины второстепенных
балок к расстоянию между ними было не менее двух. Толщина монолитной плиты
назначается предварительно 50÷60 мм высота второстепенных балок равной
2-115 от расчетного пролета ширина 04 – 05 высоты сечения.
Поперечное сечение главных балок можно принимать больше аналогичных
размеров второстепенных балок по ширине на 5-10 см по высоте на 10-20 см.
Внутренние грани наружных кирпичных стен смещаются с разбивочных осей на
0 мм внутрь здания. Толщина наружных стен выбирается исходя из условий
обеспечения прочности и теплотехнических требований.
Пространственная жесткость здания создается несущими поперечными и
продольными стенами объединенными монолитным перекрытием.
В зданиях этажностью до 5 этажей ветровая нагрузка воспринимается в
основном поперечными и продольными стенами поэтому в курсовом проекте
несущие конструкции рассчитываются только на вертикальную нагрузку.
Исходные данные для проектирования.
Разработать конструкции четырехэтажного общественного здания
предназначенного для торговых и экспозиционных целей. Здание с монолитными
балочными перекрытиями несущими кирпичными стенами и внутренними
кирпичными столбами. Размеры здания 198×30 м высота этажей 42 м.
Нормативная временная нагрузка на междуэтажное перекрытие vn= 60 кНм2 в
том числе длительная 45 кНм2 кратковременная 15 кНм2. Коэффициент
надежности по назначению здания γf = 095. Район строительства – Москва.
Расчетная снеговая нагрузка 18 кНм2 в том числе длительная 50% от
полной. Местность типа «В». Скорость ветра 4 мсек 3. Температурные
условия обычные влажность воздуха более 40% условное расчетное
сопротивление грунта R0 = 03 МПа. Главные балки по осям колонн расположены
поперек здания. Толщина кирпичных наружных стен не менее 65 см.
Фундаменты под колонны – отдельные бутобетонные ступенчатого типа;
под кирпичные стены - ленточные из фундаментных стеновых блоков по
распределительным фундаментным подушкам. 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 А400 или В500. Расчетное сопротивление арматуры
А400 Rs= 355 МПа; арматуры В500 Rs = 415МПа. Бетон тяжелый класса В20 Rb
=15 МПа Rbt=090 МПа. Проектируемое перекрытие рассчитывается по
предельным состояниям первой группы для работы конструкции в стадии
эксплуатации. Схема монолитного перекрытия представлена на рис. 2.1.
1. Размеры и расчетные пролеты элементов перекрытия
Главные балки располагаются поперек здания номинальная длина 66 м
номинальная длина второстепенных балок 60 м. Расстояние между осями
второстепенных балок 2200 мм. В продольном направлении жесткость здания
обеспечивается продольными кирпичными стенами толщиной 65 см. В поперечном
направлении здания работает по связевой системе где роль вертикальных
связевых диафрагм выполняют торцевые стены и лестничные клетки что
позволяет производить расчет перекрытия только на вертикальные нагрузки.
Высота сечения плиты при пролете l 2÷25м и полезной нормативной
нагрузке vн = 6 кНм2 принята 60 мм. Нормативная погонная постоянная
нагрузка от собственной массы плиты при ширине грузовой полосы 22 м равна
6×10×10 × 2500 ×22 = 330 кгм (33 кНм).
Вес второстепенных балок примем как 10% от веса плиты. Тогда нормативная
погонная нагрузка от собственной массы перекрытия равна 330×11=363кНм.
Временная нормативная погонная нагрузка при ширине грузовой полосы
м равна 60 ×22 = 132 кНм. Полная нагрузка 363 + 132 = 1683
При пролете балки l 60м и общей нормативной нагрузке 1683 кНм
рекомендуемые размеры второстепенной балки h× b = 40×20 см. Размеры
главной балки принимаем h× b = 50×30 см. Общая длина расчетной полосы плиты
равна расстоянию между внутренними гранями продольных стен 19800 – 2200 =
Расчетный пролет плиты в крайних пролетах по короткому направлению
равен расстоянию между боковой поверхностью второстепенной балки и
серединой площадки опирания плиты на стены в средних пролетах расстоянию в
свету между второстепенными балками. Приняв глубину заделки плиты 200 мм
получим величину расчетной длины первого пролета
l01 = 2200 –2002 – 2002 =2000 мм.
Расчетная длина средних пролетов
l0 = 2200 – 2×2002 = 2000 мм.
Расчетный пролет плиты в крайних пролетах по длинному направлению равен
расстоянию между боковой поверхностью главной балки и серединой площадки
опирания плиты на стены в средних пролетах расстоянию в свету между
главными балками. Приняв глубину заделки плиты равную глубине заделки
второстепенной балки (200мм) получим расчетную длину первого пролета в
l'01 = 6000 – 2002- 3002 = 5750 мм.
l'0 = 6000 – 2×3002 = 5700 мм.
Отношение сторон составляет для средних пролетов 5720 = 285. Для
крайних пролетов это отношение составляет 57520=2875.
Таким образом для всех пролетов указанное отношение больше двух что
позволяет рассчитывать плиту как балочную по короткому направлению а
арматуру по длинной стороне устанавливать конструктивно.
2. Сбор нагрузок и определение усилий в плите
В соответствие с 3 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 сочетания (А.
Грузовая площадь плиты средних пролетов равна
А = 194×10 = 194 м2 А2 = 36 м2
Следовательно коэффициент сочетаний (А не учитывается ((А =10).
Расчетная нагрузка на 1погонный метр плиты при условной расчетной
ширине плиты 10 м равна 9937 Нм 994 кНм.
С учетом коэффициента по ответственности здания γf = 095 для
расчетов примем: полную расчетную нагрузку q = 095994 = 9443 кНм
постоянную расчетную нагрузку g = 0952737 =260 кНм.
Расчетной схемой монолитной плиты рассчитываемой в одном
направлении является неразрезная многопролетная балка с расчетным сечением
шириной 1м и высотой 006 м. Изгибающие моменты от расчетных и нормативных
нагрузок вычисляются в соответствие с расчетной схемой и заданными
нагрузками. Усилия определяются с учетом их перераспределения вследствие
развития пластических деформаций бетона и арматуры.
Сбор вертикальных нагрузок на один квадратный метр перекрытия
Вид нагрузки Нормативная Коэффициент Расчетная
нагрузка Нм2 надежности нагрузка Нм2
керамическая плитка пола 350 11 385
t = 30 мм; ρ = 180 кНм3 540 13 702
железобетонная плита
t = 60 мм; ρ =250 кНм3 1500 11 1650
Временная v в том числе: 6000 12 7200
Полная q = g+v в том числе:8390 – 9937
постоянная и длительная 6890 – 8137
Изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах от полной
расчетной нагрузки q = 9443 кНм
Изгибающие моменты в крайних пролетах и на крайней опоре от полной
расчетной q = 9443 кНм
нормативной нагрузки gn = 7971 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 = 236108 = 1889 189 кНм.
3. Прочность нормальных сечений плиты.
Арматура рассчитывается на действие пролетных и опорных моментов как для
многопролетной балки прямоугольного сечения h×b = 60 × 1000 мм (006 × 10
м). Назначим величину защитного слоя а=20 мм. Примем рабочую арматуру
класса В500 диаметром 5мм.
Тогда рабочая высота h0 = h – а – ds2 = 60 – 20 – 52 = 375 мм (00375
Арматура средних пролетов.
М =189 кНм арматура B500. Граничное значение αR = 0376.
m = МRb bh02 = 189115·103 ·003752·10 = 0117.
Определяем площадь растянутой арматуры
По сортаменту (табл.7 приложения) принимаем 85 В500 As = 1571см2 с
шагом s = 125 мм s max=200 мм для плит высотой менее 150 мм. .
Арматура крайних пролетов
М01=3434 кНм арматура B500 αR = 0376.
Необходимо предусмотреть что в крайних пролетах арматурные сетки будут
располагаться в два ряда (рис.2531) и тогда рабочая высота сечения будет
равна h0 = h – а – - 2 = 60 – 20 – 5 – 52 = 325 мм (00325 м).
Вычисляем текущее значение αm при М01=3434 кНм
αm = МRb bh02 = 3434115·103 ·003252·10 = 0283.
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
ΔAs = 307 – 1571 = 1502 см2
По сортаменту принимаем дополнительную сетку как и основную 85 В500 с
шагом s = 125 мм As = 1571см2.
Общее количество арматуры в крайних пролетах
As = 1571 +1571= 3142 см2
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 (рис. 2.2).
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 = 30000 -210 = 29980 мм.
Ширину сетки примем с учетом ширины второстепенной балки
В = 22- 02= 20м = 2000 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
Ширину сетки принимается с учетом ширины второстепенной балки и заделки в
стену на глубину 200 мм
В = 2200 – 2002 – 10 = 2090 мм = 209 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 025lп и принята 1200 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 (рис. 2.3).
Чертежи сеток монолитного перекрытия представлены на рис. 2.3 и 2.4.
Проектирование кирпичных столбов
1. Сбор нагрузок и определение усилий в столбах
Для проведения расчетов столбов постоянная расчетная нагрузка от кровли
условно принята 4 кНм2. Временная (снеговая) нагрузка равна 18 кНм2.
Расчетная полная нагрузка от перекрытия 9937 кНм2 постоянная 2737
кНм2. Грузовая площадь для столба А=396 м2. Дополнительную нагрузку от
массы главных и второстепенных балок примем как 15% от массы плиты.
Коэффициент по назначению здания 095.
Расчетная продольная сила от покрытия
N1 = 095(396(115(40+18)= 2408 кН.
Расчетная продольная сила от перекрытия
N2 = 095(396((2737(115+72) = 3893 кН.
Для столбов 1-го и 2-го этажей назначаем сечение 640(640 мм (25
кирпича) а для столбов 3-го и 4-го этажей 510(510 мм (2 кирпича).
Собственный вес кирпичного столба сечением 640(640 мм в пределах этажа
м составляет G1=064(064(42(18(11(095=2972 кН столба сечением
0(510 мм – G2=051(051(42(18(11(095=2055 кН.
При определении нагрузок для расчета кирпичных столбов в соответствии с
рекомендациями изложенными в 3 временную нагрузку на перекрытия
проектируемого здания следует снижать умножением на коэффициент сочетания
(n который в свою очередь зависит от коэффициента сочетания (А и общего
числа перекрытий n нагрузка от которых учитывается при расчете столба.
Расчетная продольная нагрузка N для нижнего сечения кирпичного столба
-го этажа здания составляет при числе перекрытий n=3 [pic] [pic]
Продольная сила от одного перекрытия
N2= 3893(078 = 3037 кН
Полное усилие от покрытия и перекрытий
N= N1+3N2+2(G1+ G2)= 2408+3(3037+2(2972+2055)=125244 кН.
Расчетная продольная сила N для нижнего сечения кирпичного столба 3-го
этажа здания при n=1 ([pic]).
От одного перекрытия
N2= 3893(098 = 3815 кН.
N= N1+ N2+2G1=2408+3815+2(2055= 6634кН.
2. Расчет прочности столба первого этажа
Исходные данные. Расчетная продольная сила N=125244 кН площадь сечения
столба А=041 м2 (сечение 640(640 мм) материал - кирпич керамический
одинарный пластического прессования полнотелый раствор строительный марки
М25 (упругая характеристика кладки ( =1000). Расчетная высота кирпичного
столба при неподвижных шарнирных опорах равна высоте этажа здания l0= H =
Коэффициент продольного изгиба по таблице 25 приложения ( = 096.
Для установления расчетного сопротивления кирпичной кладки сжатию следует
определить коэффициент учитывающий влияние длительной нагрузки. При
размерах поперечного сечения столба h=b=640 мм > 300 мм. mg=1.
Подбор марок кирпича и раствора выполняется по таб. 22 приложения.
Несущая способность столба обеспечивается при использовании кирпича марки
М250 на растворе марки М200 (Расчетное сопротивление кладки R=36 МПа).
Расчет отдельного ступенчатого фундамента
Кирпичные столбы здания опираются на столбчатые бутобетонные фундаменты.
Расчетная продольная нагрузка N передаваемая от столба на фундамент
приложена центрально и составляет 125244 кН. Грунты основания песчаные
средней плотности маловлажные. Условное расчетное сопротивление R0 = 03
При проектировании бутобетонного фундамента полагают что фундамент должен
испытывать только сжатие. Для чего в соответствии с рекомендациями 11
отношение высоты фундамента к стороне квадратной подошвы при классе бетона
не менее В35 и R0 > 025 МПа принимается 15. Уширение бутобетонного
фундамента к подошве производится уступами с тем же отношением 15. Высота
уступов принимается для бутобетона не менее 300 мм. Отметка обреза
фундамента принимается -0150.
Прочностные характеристики бутобетона (марка бутового камня и класс
бетона) назначаются по результату расчета (табл.23 приложения). Расчет
бутобетонного фундамента включает в себя определение размеров фундамента и
Определение размеров фундамента
Требуемая площадь подошвы фундамента определяется при нормативном
значении продольной силы определенной при среднем коэффициенте надежности
по нагрузке равном 115. Nn=125244115=10891 кН.
Здесь 180 – средняя нагрузка от веса фундамента и грунта на его
Сторона фундамента с квадратной подошвой
[pic] (принимаем 12 м)
Расчет прочности фундамента
Расчетное сопротивление бутобетона сжатию определяется при предварительном
назначении коэффициентов ( = 1 и d=1 определении по формуле (1.115)
По табл.23 приложения для бутобетона назначаются: марка бутового камня
- М200 и класс бетона - В10 (R=30 МПа).
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. “Железобетонные конструкции” Общий курс М.
Кузнецов В.С. "Железобетонные и каменные конструкции " М. АСВ 2012.
Кузнецов В.С. "Железобетонные конструкции многоэтажных зданий" М. АСВ
Кузнецов В.С. Малахова А.Н. Прокуронова Е.А. "Железобетонные
монолитные перекрытия и каменные конструкции многоэтажных зданий" М.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из
тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры. М. 2005.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных
конструкций из тяжелого бетона М. 2005.
СНиП 2.01.07.-85*. Нагрузки и воздействия. Москва 2004.
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без
предварительного напряжения арматуры. М.2005.
СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции.
СП 52-103-2007. Железобетонные монолитные конструкции зданий. М 2007.
Значения коэффициента ползучести бетона φbcr в зависимости
от относительной влажности воздуха и класса бетона
Относительная Значения коэффициента ползучести бетона φbcr
влажность среды при классе бетона на сжатие
В10 В15 В20 В25 В30
Класс А540-А800 А1000 Вр1200 Вр-1400 К1400
арматуры Вр1300 Вр-1500 К1500
Значение коэффициента γ для определения упругопластического момента
Характеристика сечения γ Форма поперечного сечения
Тавровое с полкой 13
расположенной в сжатой зоне
расположенной в растянутой зоне:
Двутавровое симметричное
при bfb = bfb ≤ 2 125
при 2 bfb = bfb≤ 6 12
Схема загружения Коэффициент Схема Коэффициент
Коэффициенты S для некоторых схем загружения
Значения коэффициента φc для определения кривизны элемента на участках с
φf esh0Коэффициент φc при значениях αs2 равных
кирпича М200 М150 М100 М75 М50 М25 М10
М300 39 36 33 30 28 25 22
М250 36 33 30 28 25 22 19
М200 32 30 27 25 22 18 16
М150 26 24 22 20 18 15 13
М125 - 22 20 19 17 14 12
М100 - 20 18 17 15 13 10
М75 - - 15 14 13 11 09
М50 - - - 11 10 09 07
Расчетное сопротивление сжатию невибрированного бутобетона R МПа.
Бутобетон с рваным Класс бетона
бутовым камнем марки
В15 В125 В10 В75 В35 В25
0 и выше 40 35 30 25 20 17
(или с кирпичным боем) - - - 20 17 13
Коэффициент продольного изгиба (
Гибкость элементаУпругая характеристика кладки
(h (i (=1200 (=1000 (=750 (=500
Значения упругой характеристики для неармированной кладки
Упругая характеристика кладки
Вид кладки α при марках раствора
Из крупных блоков из тяжелого бетона или из 1500 1000 750
тяжелого природного камня (γ≥1800кгм3)
Из крупных блоков из поризованного бетона или 1000 750 500
из легкого природного камня (γ≥1800кгм3)
Из керамических камней всех видов 1200 1000 750
Из кирпича керамического пластического 1000 750 500
прессования из легких природных камней
Из кирпича силикатного полнотелого и 750 500 350
Определение расчетной длины l0 внецентренно-сжатых бетонных элементов
Характер опирания стен и столбов внецентренно-сжатых
С опорами вверху и внизу:
а) при шарнирах на двух концах независимо от H
величины смещения опор
б) при защемлении одного из концов и
возможном смещении опор зданий:
в) при частичном защемлении неподвижных опор 08 H
Свободно стоящие 20 H
Примечание. H – расстояние между перекрытиями и другими горизонтальными
опорами (при перекрытиях монолитно связанных со стеной (столбом) за
вычетом толщины перекрытия) или высота свободно стоящей конструкции.
Рис 2.1. Компоновка сборного междуэтажного перекрытия
Рис. 3.1. Сечение ригеля.
Рис.3.2. К определению расчетного пролета плиты.
Конструктивная ширина bп = 1640
Номинальная ширина Вп = 1650
Рис. 3.3. Поперечное сечение плиты
Рис. 3.4. К расчету полки ребристой плиты на местный изгиб.
Расчетное сечение полки
lр=Lp-bk-2a=6600-400-20·2=6160
l0=Lp-bk-2a-c=6600-400-2·20-140=6020
Рис. 4.1. К определению размеров ригеля
Рис 4.2. Ригель с подрезкой
Рис. 4.3. К определению
Рис.5.1. Армирование колонны
Рис. 2.2. Схема и армирование плиты
Рис. 2.3 Сетки монолитной плиты
- 241(5 В500 l =2000 мм
- 10(5 В500 l =29980 мм
- 241(5 В500 l =1200 мм
- 7(5 В500 l =29820 мм
- 10(5 В500 l =29820 мм
- 241(5 В500 l =1100 мм
Рис.2.4. Схема раскладки сеток
Рис. 3. Бутобетонный фундамент