ЖБК Проектирование четырехэтажного промышленного здания

КП ЖБК.docx

Министерство образования и науки Российской Федерации
Санкт-Петербургский государственный архитектурно-строительный университет
Кафедра строительных конструкций
Секция железобетонных конструкций
РАСЧЕТНО-ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ЧЕТЫРЕХЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
Номер зачетной книжки:
Руководитель работы
(Дата и подпись преподавателя)
Проектирование монолитного железобетонного перекрытия3
1. Разбивка балочной клетки3
2. Расчет плиты перекрытия4
3. Расчет второстепенной балки Б-111
Проектирование сборного железобетонного перекрытия23
1. Составление разбивочной схемы23
2. Расчет плиты П-124
3. Расчет неразрезного ригеля38
5. Расчет фундамента под сборную колонну65
Расчет каменных конструкций68
Проектирование монолитного железобетонного перекрытия
В соответствии с заданием требуется запроектировать четырехэтажное здание промышленного типа с размерами в плане между внутренними гранями стен L = 366 м
В = 262 м. Стены кирпичные несущие толщиной 510 мм. Привязка разбивочных осей стен принята равной 120 мм.
Оконные проемы в здании приняты шириной 23 м высотой 21м. Высота этажей между отметками чистого пола hэт = 42м. Временная нагрузка нормативная на всех междуэтажных перекрытиях vn = 19 кНм2 в том числе кратковременная vshn = 15 кНм2. Снеговая нагрузка на кровле vснn = 1 кНм2.
Подошва фундаментов основывается на грунте с расчетным сопротивлением R = 03 МПа. Отметка подошвы фундамента –15 м.
1. Разбивка балочной клетки
При рекомендуемой величине пролетов второстепенных и главных балок от 50 до 70 м в зависимости от интенсивности временной нагрузки на заданной длине здания в свету
L = 366 м и ширине В=262 м принимаю 6 пролетов второстепенных продольных балок и 4 пролета главных поперечных балок. С учетом рекомендаций о целесообразности уменьшения до 10% крайних пролетов балок в сравнении со средним получим.
Принимая с округлением средние пролеты второстепенных балок lср = 63 м получим величину крайних пролетов
При рекомендуемом шаге второстепенных балок от 18 до 25 м в каждом из четырех пролетов главных балок могут расположиться по три пролета плиты. С учетом рекомендаций о целесообразности уменьшения до 20% крайних пролетов плиты в сравнении со средними получим
Величина крайних пролетов
2. Расчет плиты перекрытия
В соответствии с п. 5.4 [3] толщина плиты монолитных перекрытий промышленных зданий принимается не менее 60 мм. Принимаем толщину плиты hf = 100 мм.
Для определения расчетных пролетов плиты задаемся приближенно размерами поперечного сечения второстепенных балок:
Принимаем hВБ = 550 мм bВБ = 200 мм
рис.1 – Схема монолитного перекрытия
МП – монолитная плита; ВБ – второстепенная балка; ГБ – главная балка
За расчетные пролеты плиты принимаются:
в средних пролетах – расстояния в свету между гранями второстепенных балок;
в крайних – расстояния от граней второстепенных балок до середины площадок опирания плиты на стену.
рис.2 – Общий вид монолитной плиты перекрытия
При ширине второстепенных балок b = 200 мм и глубине заделки плиты в стену в рабочем направлении а3 = 120 мм (полкирпича) получим
Расчетные пролеты плиты в длинном направлении при ширине главных балок (ориентировочно) 300 мм и глубине заделки плиты в стены в нерабочем направлении а3 = 60 мм (четверть кирпича)
При соотношении длинной и короткой сторон 55802060 =271 плита условно рассчитывается [4] как балочная неразрезная многопролетная работающая в коротком направлении.
рис.3 – Расчетная схема плиты перекрытия
Для расчета монолитной плиты вырезаем условную полосу шириной 1 м вдоль рабочего направления.
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности по нагрузке
Вес пола из цементного раствора с затиркой
= 20 мм ρ = 1700 кгм3
= 80 мм ρ = 2500 кгм3
Равномерно распределенная
в том числе кратковременная
Постоянная + длительная
Примечание. Сбор нагрузок сделан на полосу шириной 1 м.
Величины расчетных изгибающих моментов в неразрезной балочной плите с равными или отличающимися не более чем на 20% пролетами ( 11712) определяются с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций бетона и арматуры в соответствии с [6] по формулам:
в средних пролетах и над средними опорами
над второй от конца опорой при армировании рулонными сетками (непрерывное армирование)
то же при армировании плоскими сетками (раздельное армирование)
где l – больший из примыкающих к опоре расчетный пролет.
Определение толщины плиты
Для монолитного железобетонного перекрытия принимаю бетон проектного класса по прочности на сжатие В15. С учетом соотношения длительных нагрузок к полным равного 24192599 = 093>09 (в соответствии с п. 3.3 [2]) расчетные сопротивления определяются с коэффициентом условий работы b1 = 09; Rb = 0985 = 765 МПа; Rbt = 09075 = 0675 Мпа; Еb = 24000 МПа.
Арматуру в плите перекрытия принимаем для двух вариантов армирования:
арматурой класса В500 с расчетным сопротивлением Rs = 415МПа при армировании рулонными сварными сетками (непрерывное армирование)
арматурой класса А400 с расчетным сопротивлением Rs =355МПа при армировании плоскими сетками (раздельное армирование)
Необходимую толщину плиты перекрытия определяем при среднем оптимальном коэффициенте армирования =0006 по максимальному моменту МВ = 981 кН·м2 и ширине плиты b'f = 1000 мм.
Расчетная высота сечения плиты h0 при относительной её высоте
для арматуры класса В500
для арматуры класса А400
При αm = (1 – 05) и Мmax = 1003 кН·м
для арматура класса А400
Полная высота сечения плиты при диаметре арматуры d = 10 мм и толщине защитного слоя 10 мм:
Принимаем толщину плиты hf’ = 100 мм расчетную высоту сечения:
Сделаем пересчет нагрузок с учетом новой толщины плиты.
= 100 мм ρ = 2500 кгм3
Расчет продольной арматуры в плите
Расчеты по определению необходимого количества рабочей арматуры в многопролетной неразрезной плите монолитного перекрытия сведены в таблице 2 для двух вариантов армирования – непрерывного сварными рулонными сетками из арматуры класса В500 и раздельного плоскими сварными сетками из арматуры класса А400.
Для плит окаймленных по всему контору монолитно связанными с ними балками в сечениях промежуточных пролетов и у промежуточных опор величины изгибающих моментов а следовательно и необходимое количество рабочей продольной арматуры разрешается уменьшать до 20 % на средних участках между осями 2-5 согласно [6].
На участках в средних пролетах и над средними опорами:
Расчетные характеристики
Принятые сварные сетки с площадью сечения рабочей арматуры As мм2м
На крайних участках между осями 1-2 и 5-6
На средних участках между осями 2-5
рис.4 – Раздельное и непрерывное армирование монолитной плиты перекрытия
рис.5 – Разрезы I-I II-II
3. Расчет второстепенной балки Б-1
Расчетная схема второстепенной балки – многопролетная неразрезная конструкция. Опорами служат в крайних пролетах – кирпичная стена и главная балка в средних пролетах – главные балки.
Расчетные средние пролеты исчисляются как расстояния в свету между гранями главных балок а за расчетные крайние пролеты принимаются расстояния между гранями главных балок и серединами площадок опирания на стены.
При ширине ребер главных балок (ориентировочно) 250 мм и глубине заделки второстепенных балок и стены на 250 мм:
рис.6 – Общий вид второстепенной балки
Вес второстепенной балки*
Расчетные нагрузки на наиболее нагруженную второстепенную балку Б-1 с грузовой площадью шириной 226 м равной расстоянию между осями балок:
полная расчетная нагрузка
(g + ) · 226 = 2735 · 226 = 618 кНм
постоянная и временная длительная
(g + ) · 226 = 2555 · 226 = 577 кНм
Расчетные изгибающие моменты в неразрезных балках с равными или отличающимися не более чем на 10 % пролетами () в соответствии с [6] с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций определяются по формулам:
над вторыми от конца промежуточными опорами B
где l – больший из примыкающих к опоре В расчетный пролет.
рис.7 – Расчетная схема второстепенной балки
Величины значений возможных отрицательных моментов в средних пролетах при не выгоднейшем загруженнии второстепенной балки временной нагрузкой в соответствии с [6] определяются по огибающим эпюрам моментов для неразрезной балки в зависимости от соотношения временной и постоянной нагрузок по формуле:
где – коэффициент принимаемый по прил. 2.
При g = 5153969 = 532 для сечений на расстоянии 02l от опоры В во втором пролете II = –004 и 02l от опоры С в третьем пролете –
Расчетные поперечные силы:
Определение размеров сечения второстепенной балки
Принимаем для балки бетон класса В15. Поскольку отношение постоянных и длительных нагрузок к полным 577618 = 0934 > 09 коэффициент γb1 = 09 тогда:
В качестве рабочей арматуры в каркасах используем стержневую периодического профиля класса А400 с Rs = 355 МПа и сварные сетки из обыкновенной арматурной проволоки класса В500 с Rs = 415 МПа; поперечная и монтажная арматура – класса А240 с Rs = 215 МПа Rsw = 170 МПа.
Необходимую высоту балки определяем по максимальному опорному моменту задавшись шириной ребра b = 250 мм и приняв относительную высоту сжатой зоны = 03 поскольку в соответствии с [6] расчетные усилия в балке подсчитаны с учетом перераспределения усилий и возможного образования в опорных сечениях пластических шарниров.
Тогда расчетная высота сечения:
Полная высота сечения при однорядном расположении стержней продольной арматуры:
Принимаем с округлением до размера кратного 50 мм при h > 450 мм высоту второстепенной балки h = 650 мм ширину ребра b = 250 мм.
Сделаем пересчет нагрузок с учетом нового сечения второстепенной балки.
Расчетные нагрузки на наиболее нагруженную второстепенную балку Б-1 с грузовой площадью шириной 21 м равной расстоянию между осями балок:
полная расчетная нагрузка:
постоянная и временная длительная:
Нормативная нагрузка кНм
Расчетная нагрузка кНм
Равномерно распределённая
Расчетные изгибающие моменты:
в средних пролетах и над средними опорами:
над вторыми от конца промежуточными опорами В:
При g =51531033 = 5 для сечений на расстоянии 02l от опоры В во втором пролете II = –004 и 02l от опоры С в третьем пролете – III = –0033.
Принимаем с округлением до размера кратного 50 мм при h > 450 мм высоту второстепенной балки h = 650 мм ширину ребра b = 250 мм.
Расчет продольной рабочей арматуры
В соответствии с эпюрами моментов плита работающая совместно с балкой в пролетах располагается в сжатой зоне поэтому за расчетное принимается тавровое сечение с полкой в сжатой зоне.
В опорных сечениях плита расположена в растянутой зоне и при образовании в ней трещин из работы выключается. Поэтому вблизи опор за расчётное принимается прямоугольное сечение с шириной 250 мм.
При действии в средних пролетах отрицательных моментов плита в них также оказывается в растянутой зоне поэтому за расчетное сечение балки также принимается прямоугольное сечение.
Расчетная ширина полки в элементе таврового сечения при:
В соответствии с п. 3.26 [3] принимается меньшее из двух величин:
Принимаем b’f = 2150 мм.
Расчет продольной арматуры в пролетных и опорных сечениях второстепенной балки выполненной для двух вариантов армирования сведен в таблицу № 4. В опорных и пролетных сечениях предусмотрено армирование сварными сетками с рабочей арматурой класса А400. Монтажная и поперечная арматура – класса А240.
Расчет балки на действие поперечных сил у опоры А
Минимальная поперечная сила на опорах:
следовательно поперечная арматура в балке должна ставиться по расчету.
Принимаем поперечную арматуру класса А300 с Rsw = 215 МПа. В двух плоских каркасах при диаметре стержней продольной арматуры 25 мм поперечные стержни из условия технологии сварки принимаем диаметром 8 мм (dw ≥ 025d ГОСТ 14098-91 п. 9).
Расчетное усилие М Нмм
в двух плоских каркасах
во всех средних пролетах
в одной П-образной сетке
У опоры А при поперечной арматуре 28 А240 с Аsw = 503 2 = 101 мм2
Максимальный шаг поперечных стержней при h0 = 615 мм должен быть:
Принимаем s = 300 мм.
Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями
Расчет прочности по наклонной полосе между наклонными сечениями производим из условия 3.43 [3]
где Q принимаетсянарасстоянии не менее h0 от опоры
41 кН 353 кН т. е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.
Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению
При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q значение c (длины проекции не выгоднейшего наклонного сечения) принимается равным а если при этом или следует принимать (3.32 [3]).
Принимаем длину не выгоднейшего наклонного сечения с = 091 м.
Длина проекции наклонной трещины с0 принимается равным с но не более 2·h0 = 123 м
Принимаем длину проекции наклонной трещины с0 = c = 091 м.
Тогда поперечная сила воспринимаемая хомутами равна
Поперечная сила воспринимаемая бетоном (п. 3.31 [3])
Принимаем Qb = 1052 кН
Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производится из условия
Q ≤ Qb + Qsw где Q – поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции c; при вертикальной нагрузке приложенной к верхней грани элемента значение Q принимается в нормальном сечении проходящем на расстоянии c от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длиной c.
т.е. прочность наклонных сечений у опоры А обеспечена.
Проверка прочности наклонного сечения у опоры А на действие момента
Поскольку продольная растянутая арматура при опирании на стену не имеет анкеров расчет наклонных сечений на действие момента необходим.
Принимаем начало наклонного сечения у грани опоры. Отсюда
Опорная реакция балки равна Fsup = 1425 кН а площадь опирания балки
Asup = blsup = 250 . 250 = 62500 мм2 откуда
Из табл. 3.3 [3] при классе бетона В15 классе арматуры А400 и α = 075 находим λan = 36. Тогда длина анкеровки при ds = 25 мм равна
Усилие в продольной арматуре в зоне анкеровки
Поскольку к растянутым стержням в пределах длины ls приварены 4 вертикальных и 1 горизонтальный поперечных стержня увеличим усилие Ns на величину Nw.
Принимая dw = 12 мм nw = 5 φw = 100 (по табл. 3.4[3]) получаем
Определяем максимально допустимое значение Ns. Из табл. 3.3 [3] при α = 07 находим
т.е. принимаем Ns = 1014 кН
Определим плечо внутренней пары сил
Тогда момент воспринимаемый продольной арматурой равен
По формуле 3.48 [2] вычислим величину qsw
Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения по формуле 3.76 [3] принимая значение Qmax равным опорной реакции балки
Тогда момент воспринимаемый поперечной арматурой равен
Момент в наклонном сечении определяется как момент в нормальном сечении расположенном в конце наклонного сечения те. на расстоянии от точки приложения опорной реакции равной x = lsup3 +c = 2503 + 635 = 7183 мм:
Проверяем условие 3.69 [2]
т.е. прочность наклонных сечений по изгибающему моменту обеспечена.
Расчет балки на действие поперечных сил у опор B и С
У опор В и С при поперечной арматуре (28 А240) с Аsw =5032 =101мм2 QВЛ = 21375 кН QВпр = QС = 1891 кН
Принимаем s = 250 мм.
53 кН 353 кН т. е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.
При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q значение c (длины проекции невыгоднейшего наклонного сечения) принимается равным а если при этом или следует принимать (3.32 [3]).
Принимаем длину не выгоднейшего наклонного сечения с = 092 м.
Принимаем длину проекции наклонной трещины с0 = c = 092 м.
Принимаем Qb = 1041 кН
т.е. прочность наклонных сечений у опоры В недостаточна.
Увеличиваем диаметр поперечных стержней до 10 мм и оставляем шаг 250 мм. Тогда при Аsw = 5032 = 157 мм2 (2 10 А240) снова проверяем прочность по наклонному сечению:
Принимаем длину не выгоднейшего наклонного сечения с = 082 м.
Принимаем длину проекции наклонной трещины с0 = c = 082 м.
Принимаем Qb = 11676 кН
т.е. прочность наклонных сечений у опоры В обеспечена.
Согласно п.5.21 [3] шаг хомутов sw:
у опоры должен быть не более
Окончательно устанавливаем во всех пролетах на приопорных участках l4 поперечную арматуру диаметром 10 мм с шагом 300 мм а на средних участках – с шагом 450 мм.
У опоры В справа и у опоры С слева и справа QВпр = QС QВЛ и одинаковой поперечной арматуре прочность наклонных сечений также обеспечена.
Проектирование сборного железобетонного перекрытия
1. Составление разбивочной схемы
Разбивочные (осевые) размеры панелей определяются в зависимости от величины временной нагрузки и принимаются в пределах от 12 до 15 м по ширине и от 50 до 70 м – по длине.
Перекрытие следует проектировать с наименьшим числом типоразмеров элементов. С этой целью рекомендуется принимать все ребристые панели одинаковой ширины и длины чтобы их можно было изготавливать в одних и тех же опалубочных формах.
При рекомендуемой длине панелей и поперечном расположении ригелей на заданной длине здания L = 366 м могут разместиться 6 панелей. Длина панелей с учетом заделки крайних панелей в стены на глубину 120 мм будет (рис. 8)
При рекомендуемых пролетах ригеля от 50 до 70 м на заданной ширине здания
В = 262 м принимаем 4 пролета.
При ширине панели от 12 до 15 м принимаем в средних пролетах ригеля по 5 панелей в крайних – по 45 панели.
Ширина панелей (рис. 9)
С учетом допусков на изготовление 5 ммпог.м но не более 30мм на весь размер элемента и для образования швов замоноличивание между панелями принимаем конструктивные размеры панелей 1370 6110 мм (рис.9).
рис.8 – Схема перекрытия
рис. 9 – Ребристая плита перекрытия
Во всех ребристых плитах при ширине их более 12 м предусматриваем устройство пяти поперечных ребер. В полках плит марок П-2 и П-3 устраиваются вырезы для пропуска колонн со смещением осей крайних поперечных ребер от торца плиты на 285 мм.
Расчет плиты перекрытия в целом заключается в расчете ее полки поперечного и продольного ребер.
Полка плит представляет собой четыре прямоугольные ячейки в плане (рис. 9) со сложным характером опирания сторон. В поперечном направлении полка защемлена в продольных ребрах а в продольном направлении она работает как неразрезная многопролетная конструкция опорами которой являются поперечные ребра.
С целью упрощения расчета каждую из ячеек полки в статическом отношении условно рассматриваем как плиту опертую по контуру с частичным защемлением в продольных и поперечных ребрах.
За расчетные пролеты принимаются:
в поперечном направлении (рис. 10)
в продольном направлении
b1 и b2 – ширина поверху продольного и поперечного ребер соответственно.
Соотношение сторон полки плиты l0 = l2 = 1300 мм (см. рис. 10).
рис.10 – Поперечный разрез ребристой плиты
Нагрузка на полосу плиты с условной шириной 10 м при толщине плиты 50 мм приведена в табл. 6.
= 20 мм ρ = 2000 кгм3
= 50 мм ρ = 2500 кгм3
Допуская соотношение сторон равным 1 (фактически ) и равенство опорных и пролетных моментов () вычислим изгибающий пролетный момент в полке плиты на 1 м ширины по формуле (рис. 13).
где = 08 учитывает благоприятное влияние распора в жестком контуре.
Тогда момент от полной нагрузки составит:
а от постоянных и длительных
рис.11 – Расчетная схема полки плиты
Расчет рабочей арматуры полки плиты
необходимо учитывать согласно п. 3.3 [3] коэффициент условий работы .
Панель проектируем из бетона класса В20 с характеристиками:
В качестве рабочей арматуры плиты используем проволоку класса В500 с расчетным сопротивление в виде сварных рулонных сеток с продольной и поперечной рабочей арматурой а в продольных и поперечных ребрах – стержневую арматуру класса А400 в виде плоских сварных каркасов с . Поперечную арматуру в ребрах панели принимаем класса А240 с
Уточняем толщину плиты приняв коэффициент армирования :
Учитывая рекомендации п.5.4 и 5.7 [3] принимаем плиту толщиной 50 мм с
Определим площадь сечения арматуры на 1 м ширины плиты при (табл. 3.2 [3]) т.е. сжатая арматура по расчету не требуется.
Принимаем рулонную сетку С-3 марки с продольной и поперечной рабочей арматурой площадью .
Сетка С – 3 раскатывается вдоль продольных ребер на всю ширину полки. Дополнительная сетка С – 4 заводится в продольные ребра на длину равную b8.
рис.12 – Схема армирования полки плиты
Расчет промежуточного поперечного ребра
Поперечные ребра панели монолитного связаны с продольными ребрами однако учитывая возможность поворота их при действии внешней нагрузки за расчетную схему поперечного ребра в запас прочности принимаем балку со свободным опиранием. Расчетный пролет поперечного ребра исчисляется как расстояние между осями продольных ребер (рис. 12):
Принимаем высоту поперечных ребер 200 мм ширину по низу – 60 мм по верху – 85 мм.
Максимальная нагрузка на среднее поперечное ребро передается с треугольных грузовых площадей (рис. 15). Треугольную нагрузку допускается заменить на эквивалентную равномерно распределенную по формуле тогда полная эквивалентная нагрузка составит:
а временная эквивалентная соответственно
где – средняя толщина поперечного ребра; g и v – выбираются из таблицы сбора нагрузок.
рис.13 – Схема распределения нагрузок на поперечное ребро
Собственный вес поперечного ребра
Суммарная равномерно распределенная нагрузка
Расчет рабочей арматуры
При отношении толщины плиты к высоте ребра согласно
п. 3.26 [3] за расчетное сечение поперечного ребра принимаем тавровое с шириной полки в сжатой зоне:
Необходимое количество продольной арматуры класса А400 при h0 = 200-25=175 мм
По таблице 3.2 [3] находим .
Так как сжатая арматура по расчету не требуется.
Принимаем в поперечных ребрах плоские сварные каркасы с продольной арматурой из стержней диаметром 10 мм с .
Расчет прочности наклонных сечений
Проверим прочность наклонной полосы между наклонными сечениями.
Прочность полосы обеспечена.
При высоте ребра 20 см и продольной арматуре 10 мм принимаем поперечные стержни в каркасах из арматуры класса А240 диаметром 6 мм с Аs = 28 мм2. В соответствии с п.5.21 [3] шаг арматуры должен быть не более
Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах .
Прочность наклонных сечений поперечных ребер по поперечной силе проверим согласно п.3.31 [3].
Поскольку хомуты необходимо учитывать в расчете полностью и значение Мb определяется по формуле
Определим длину проекции не выгоднейшего наклонного сечения:
т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.
Проверим требование п. 3.35 [3]:
т.е. требование выполнено.
Расчет продольного ребра
Высоту продольных ребер ориентировочно определяем из соотношений . Полученное значение высоты округляем в большую сторону с кратностью 50 мм но ограничиваем h 450 мм. Окончательно принимаем h = 450 мм. В качестве опорных конструкций для панелей принимаем ригели прямоугольного сечения с шириной ребра 25 см.
Поперечные ребра* (5 шт.)
h = 200 – 50 = 150 мм
Продольные ребра** (2 шт.)
h = 450 – 50 = 400 мм
Погонная нагрузка на два продольных ребра:
постоянная и временная длительная расчетная
полная нормативная нагрузка
постоянная и временная длительная нормативная
За расчетную схему для продольных ребер принимаем однопролетную балку со свободным опиранием концов на ригели (рис. 14) расчетный пролет определяется как расстояние между серединами площадок опирания ребер панели на ригели (рис. 15):
рис.14 – Расчетная схема продольного ребра
Усилия в двух продольных ребрах:
от расчетных нагрузок
от нормативных нагрузок
в том числе от кратковременной
длительной нормативной
Расчетное сечение двух продольных ребер – тавровое с полкой в сжатой зоне.
Ширина полки вводимая в расчет при наличии поперечных ребер
Расчетная высота сечения . При ширине продольных ребер по верху 95 мм и по низу 75 мм суммарная толщина двух ребер в уровне центра тяжести арматуры без учета швов замоноличивания будет равна 170 мм.
Расчет прочности нормальных сечений
Поскольку необходимо учитывать согласно п.3.3 [3] коэффициент условий работы .
Бетон класса В20 с характеристиками:
с учетом тепловой обработки бетона.
Работу бетона в швах замоноличивания в запас прочности условно не учитываем предполагая что при неблагоприятных условиях надежная совместная работа бетона замоноличивания с продольными ребрами за счет их сцепления может быть не обеспечена. Тогда расчетная ширина полки
Расчет производим в предположении что сжатая арматура по расчету не требуется .
Определим где проходит граница сжатой зоны бетона:
т.е. нейтральная ось проходит в пределах полки () и элемент рассчитывается как прямоугольный с шириной .
Необходимое количество продольной арматуры класса А400 при
т. е. сжатая арматура по расчету действительно не требуется.
Принимаем стержневую арматуру из стержней 232А400 с .
Монтажную арматуру каркасах продольных ребер принимаем класса А240 диаметром
Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер
поперечная арматура в балке должна ставиться по расчету.
Принимаем поперечную арматуру класса A240 с (табл. 2.6 [3]). В двух плоских каркасах при диаметре стержней продольной арматуры 32 мм поперечные
стержни из условия технологии сварки принимаем диаметром 8 мм
( п. 9. ГОСТ 14098-91) при (28 А240).
Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с п. 5.21 [3] при :
Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах s = 150 мм на приопорных участках и
s = 150 () на средних участках.
Расчет прочности по наклонной полосе между наклонными сечениями производим из условия 3.43 [3]:
где Q принимаетсянарасстоянии не менее h0 от опоры.
14 кН 2191 кН прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.
Усилие в хомутах на единицу длины элемента равно [3]
Определяем длину проекции не выгоднейшего наклонного сечения c.
Принимаем длину проекции не выгоднейшего наклонного сечения c = 054 м.
Длину проекции наклонной трещины принимают равным c но не более
Принимаем длину проекции наклонной трещины
Поперечную силу воспринимаемую бетоном определяют по формуле
Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия где Q – поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции c; при вертикальной нагрузке приложенной к верхней грани элемента значение Q принимается в нормальном сечении проходящем на расстоянии c от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на при опорном участке длиной c.
При прочность наклонных сечений обеспечена (см. п. 3.31 [3]).
Поскольку продольная растянутая арматура ребер по концам приварена к закладным деталям проверку наклонных сечений на действие момента не производим.
Расчет ширины раскрытия наклонных трещин
Расчет железобетонных элементов третьей категории трещиностойкости по второй группе предельных состояний производится на действие нормативных нагрузок с коэффициентом надежности по нагрузке .
Расчет производим по формуле
где – коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки (при непродолжительном действии равен 1 при продолжительном – 1.4); – коэффициент учитывающий профиль поперечной арматуры (для гладкой арматуры равен 08 для арматуры периодического профиля – 05); где – относительное расстояние между поперечными стержнями; – относительное значение диаметра поперечной арматуры.
Напряжения в поперечной арматуре определяют принимая что поперечная сила воспринимаемая бетоном отвечает своему минимальному значению
и следовательно поперечная сила передаваемая на поперечную арматуру составляет . При этом поперечную арматуру воспринимающую эту силу учитывают на длине проекции наклонного сечения т. е. равный ее минимальному значению.
Asw – площадь сечения поперечной арматуры расположенной в одной нормальной к продольной оси элемента плоскости пересекающей наклонное сечение.
Выполнив вычисления получим:
т.е. ширина раскрытия наклонных трещин меньше предельно допустимой величины.
Расчет ширины раскрытия нормальных трещин
Определяем момент образования трещин согласно п.4.5 [3]. Для этого определяем геометрические характеристики приведенного сечения при и .
рис.15 – К расчету раскрытия нормальных трещин
Площадь приведенного сечения (рис. 15):
Расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра тяжести приведенного сечения:
Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести:
Момент сопротивления приведенного сечения:
Учтем неупругие деформации растянутого бетона путем умножения W на коэффициент
Тогда изгибающий момент при образовании трещин с учетом неупругих деформаций
Так как следовательно трещины образуются.
Определим напряжения в арматуре по формуле 4.13 [3]:
Коэффициент приведения
из графика на чертеже 4.3 [3] находим коэффициент и плечо внутренней пары сил .
Определим расстояние между трещинами ls по формуле (4.22) [3]. Поскольку высота растянутого бетона равная при (для таврового сечения) площадь сечения растянутого бетона принимаем равной
Это не больше 400мм (п. 4.12) [3] поэтому принимаем .
Значение определяем по формуле (4.26) [3]:
Определим по формуле (4.10) ширину продолжительного раскрытия трещин принимая .
что меньше допустимой величины .
Определение прогиба ребристой панели
Определим кривизну в середине пролета от действия постоянных и длительных нагрузок так как прогиб ограничивается эстетическими требованиями.
Момент в середине пролета равен
Для изгибаемых элементов прямоугольного таврового и двутаврового сечений эксплуатируемых при влажности воздуха окружающей среды выше 40% кривизну на участках с трещинами допускается определять по формуле (4.45) [3].
Коэффициент армирования определяем по формуле
При продолжительном действии нагрузки и нормальной влажности (W = 40÷75 %) коэффициент приведения арматуры равен
Из табл. Прил. 3 при и
Прогиб определим по формуле (4.33) [2] принимая согласно табл. 4.3
Согласно СНиП 2.01.07-85* табл. 19 поз. 2 предельно допустимый прогиб по эстетическим требованиям для пролета равен
условие (4.30) [3] выполняется.
3. Расчет неразрезного ригеля
Согласно разбивочной схеме ригель представляет собой неразрезную многопролетную (четырех пролетную) конструкцию со свободным (шарнирным) опиранием концов на кирпичные стены здания.
Проектируем ригель сборно-монолитной конструкции с соединением на монтаже однопролетных сборных элементов в неразрезную систему путем сварки выпусков арматуры из колонн и ригелей и замоноличивания стыков а в дальнейшем – и швов между сборными панелями.
Статический расчет ригеля
Ригель после сварки арматуры и замоноличивания стыков превращается в элемент поперечной рамной конструкции однако при свободном опирании его концов на стены и равных или отличающихся не более чем на 10 % расчетных пролетах ригель разрешается рассчитывать как неразрезную многопролетную балку.
За расчетные пролеты ригеля принимаем:
в средних пролетах – расстояние между осями колонн на которые опирается ригель;
в крайних пролетах – расстояние между осью колонны на которую опирается ригель до середины площадки опирания ригеля на стену.
рис.16 – Расчетная схема неразрезного ригеля
где bн – номинальная ширина плиты перекрытия a = 380 мм – длина площадки опирания ригеля на стену (15 кирпича).
Нагрузка на ригель (табл.8) от сборных панелей передается продольными ребрами сосредоточенно. Для упрощения расчета без большой погрешности при четырех и более сосредоточенных силах на длине пролета разрешается заменять такую нагрузку эквивалентной (по прогибу) равномерно распределенной по длине ригеля.
По рекомендациям [9] принимаем ригель сечением 3070 см
Поперечные ребра (5 шт.)
Продольные ребра (2 шт.)
Погонная нагрузка ригель:
Изгибающие моменты в сечениях ригеля по его длине определяются по формуле
а поперечные силы на опорах ригеля – по формуле
где g и v –постоянная и временная нагрузки на ригель соответственно;
α и – коэффициенты принимаемые в зависимости от числа пролетов и схемы загружения;
l – расчетный пролет крайний или средний.
Для определения изгибающего момента на опоре В принимают
Расчеты по определению изгибающих моментов и поперечных сил сведены в табл.9
Изгибающий момент кНм
От загружения ригеля постоянной нагрузкой в сочетании с невыгодным его загружением временной нагрузкой строятся эпюры моментов и поперечных сил: I (1+2); II (1+3); III (1+4); IV (1+5).
Перераспределение изгибающих моментов
В связи с жесткими требованиями к размещению в опорных сечениях ригеля выпусков арматурных стержней стыкуемых ванной сваркой следует стремиться к уменьшению площади сечения опорной арматуры и числа стержней в опорных сечениях а также к унификации армирования опорных сечений. Достигается это перераспределением усилий между опорными и пролетными сечениями вследствие пластических деформаций бетона и арматуры [6]. При этом уменьшение опорных моментов не должно превышать 30 % в сравнении с рассчитанными по «упругой» схеме. Принцип перераспределения усилий изложен показан на рис. 19. Расчеты по перераспределению усилий в неразрезном ригеле сведены в табл. 10.
При уменьшении опорного момента на опоре В на 30 % принимаем максимальную ординату добавочной треугольной эпюры
Для унификации армирования опорных сечений момент на опоре С уменьшаем до
Тогда максимальная ордината добавочной эпюры
рис.17 – Перераспределение усилий в ригеле:
а – по схеме загружения II б – по схеме загружения III (все значения в кНм)
Ординаты основной эпюры моментов при загружении по схемам (1+3)
Перераспределение усилий за счет уменьшения опорного момента на величину
Ординаты добавочной эпюры (см.рис. 21) при
Ординаты перераспределенной эпюры IIа
Ординаты основной эпюры моментов при загружении по схемам (1+4)
Ординаты перераспределенной эпюры IIIа
Перераспределение поперечных сил
В связи с перераспределением изгибающих моментов уточняем величину поперечных сил.
Поперечные силы в опорных сечениях ригеля после перераспределения усилий по схеме II при
рис.18 – К перераспределению поперечных сил по схеме загружения II
Поперечные силы в опорных сечениях ригеля после перераспределения усилий по схеме III при
рис.20 – К перераспределению поперечных сил по схеме загружения III
Определение размеров поперечного сечения ригеля
Ригель проектируем из бетона класса В15. При и
Необходимую расчетную высоту сечения ригеля определяем по максимальному перераспределенному изгибающему моменту у граней колонн с размерами bc = hc = 400 мм.
и – перераспределенные поперечные силы.
При ширине ригеля расчетная высота ригеля:
Полная высота . Принимаем
В пролетах для нижней арматуры расположенной в 2 ряда по высоте ригеля
на опорах и в пролетах для верхней арматуры расположенной в 1 ряд по высоте ригеля .
Расчет продольной арматуры
В качестве продольной арматуры в ригеле используем арматуру периодического профиля класса А400 с Rs = 355 МПа. Рабочую арматуру располагаем в трех плоских сварных сетках. Нижние продольные стержни пролетных сеток определяем по максимальным значениям «положительных» моментов при загружении по схемам I (1+2) и IV (1+5) в табл. 7. Верхние продольные стержни на опорах определяем по максимальным значениям «отрицательных» моментов у граней колонн. Расчет арматуры сведен в табл. 11.
Продольная арматура класса А400 мм2
Фактическая несущая способность кНм
В нижней зоне крайних пролетов
В верхней зоне над опорами B
В нижней зоне средних пролетов
В верхней зоне над опорами С
Расчет по наклонным сечениям
Величина максимальных поперечных сил у грани стены при длине площадки опирании ригеля и у граней колонн при высоте их сечения с учетом коэффициента надежности по ответственности :
(схема загружения I (1+2))
(схема загружения II (1+3))
(схема загружения III (1+4)).
При поперечная арматура в ригеле должна ставиться по расчету.
Принимаем поперечную арматуру класса A400 с (табл. 2.6 [3]). В каркасах у опоры A при продольных стержнях диаметром 25 мм поперечные стержни из условия технологии сварки принимаем диаметром 8 мм у опор В и C при диаметре стержней опорной арматуры 25 мм – диметром 8 мм ( п. 9. ГОСТ 14098-91).
Расчет ригеля на действие поперечных сил у опоры А
У опоры А при (38А400)
Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с п. 5.21 [3] при :
Принимаем шаг поперечных стержней в сетках на приопорном участке равном четверти пролета .
Расчет прочности по наклонной полосе между наклонными сечениями производим из условия 3.30 [3].
где принимается на расстоянии не менее от опоры.
Прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.
Принимаем длину проекции не выгоднейшего наклонного сечения c = 091 м.
Длину проекции наклонной трещины c0 принимают равным c но не более (см. п. 3.31 [3]).
Принимаем длину проекции наклонной трещины c0 = c = 091 м. Тогда
Изгибаемые элементы по наклонному сечению рассчитывают где Q – поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции c; при вертикальной нагрузке приложенной к верхней грани элемента значение Q принимается в нормальном сечении проходящем на расстоянии c от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длиной c.
При т.е. прочность наклонных сечений у на приопорном участке у опоры А обеспечена при установке поперечной арматуры диаметром 8 мм класса А400 с шагом 200 мм на приопорных участках равных четверти пролета у опор А и B.
Расчет прочности на действие момента по наклонному сечению
Если у грани крайней свободной опоры ригеля верхний ряд нижней арматуры (318 мм) не доводим до опоры а у оставшегося нижнего ряда арматуры (325 мм) отсутствуют специальные анкера необходимо произвести расчет прочности наклонных сечений на действие момента (п. 3.44 [3]).
Расчет производим из условия (см. п. 3.43 [3]).
Определяем усилие в растянутой арматуре
Определяем расстояние от конца продольной арматуры до точки пересечения с ней наклонного сечения. Принимаем начало наклонного сечения у грани опоры. Тогда
где – длина площадки опирания ригеля на кирпичную стену – защитный слой бетона в торце продольного стержня на опоре.
Площадь опирания ригеля на кирпичную стену
Опорная реакция на опоре А: (загружение I (1+2)).
Средние напряжения в ригеле на опоре от опорной реакции
Расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном
где – коэффициент учитывающий влияние вида поверхности арматуры и принимаемый равным 25 для арматуры классов А300 А400 А500; – коэффициент учитывающий влияние диаметра арматуры и принимаемый равным 10 при диаметре
Значение относительной длины анкеровки принимается не менее 15 (п.3.45 [3]).
Длина зоны анкеровки принимается не менее 200 мм (см. п.3.45 [3]).
Поскольку к растянутым стержням в пределах длины приварены 6 вертикальных поперечных стержней диаметром 8 мм и 1 горизонтальный поперечный стержень увеличим усилие на величину .
принимается не более
Определяем максимально допустимое значение при
принимается не менее 15.
принимается не менее 200 мм.
Определяем плечо внутренней пары сил
Момент воспринимаемый продольной арматурой равен
Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения
Момент воспринимаемый поперечной арматурой равен
Момент в наклонном сечении определяем как момент в нормальном сечении расположенном в конце наклонного сечения т. е. на расстоянии х от точки приложения опорной реакции равной
т. е. если верхний ряд нижней арматуры (318 мм) не доводим до опоры а у оставшегося нижнего ряда арматуры (325 мм) отсутствуют специальные анкера прочность наклонных сечений по изгибающему моменту не обеспечена (п. 3.43 [3]).
Если не обрывать часть продольной арматуры нижней зоны в пролете (322) со стороны опоры А а довести ее до конца ригеля то длина зоны анкеровки для арматуры 22мм
принимается не менее 200 мм (п.3.45 [3]);
С учетом поперечной арматуры
Определяем максимально допустимое значение при принимается не менее 200 мм.
т. е. прочность наклонных сечений по изгибающему моменту обеспечена.
Если у грани крайней опоры ригеля у оставшегося нижнего ряда арматуры (325 мм) предусмотреть устройство на концах стержней специальных анкеров в виде пластин шайб гаек уголков высаженных головок и т. п. удовлетворяющих требованиям п. 5.36 [3] или приварить концы стержней к надежно заанкеренным закладным деталям то:
т. е. прочность наклонных сечений по изгибающему моменту будет обеспечена.
Таким образом для обеспечения прочности наклонных сечений по изгибающему моменту необходимо всю продольную арматуру нижней зоны в крайнем пролете со стороны опоры А довести до конца ригеля или у оставшегося нижнего ряда арматуры (322 мм) со стороны опоры А предусмотреть устройство на концах стержней специальных анкеров в виде пластин шайб гаек уголков высаженных головок и т. п.
Определение шага поперечной арматуры в средней части пролета
Определяем поперечную силу воспринимаемую бетоном.
Длина проекции невыгоднейшего наклонного сечения c
Принимаем длину проекции не выгоднейшего наклонного сечения c 128 м.
Принимаем т. е. поперечная сила не может быть воспринята только бетоном.
Максимально допустимый шаг поперечных стержней при :
Принимаем длину проекции не выгоднейшего наклонного сечения c = 1 м.
Принимаем длину проекции наклонной трещины c0 = c = 1 м. Тогда
При т.е. прочность наклонных сечений в средней части крайнего пролета обеспечена при шаге поперечных стержней 8мм класса А400 с шагом .
Расчет ригеля на действие поперечных сил у опор B и C
У опор В и С при (38А400).
Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями производим из условия 3.43 [3].
При (38 А400) с шагом
Принимаем длину проекции не выгоднейшего наклонного сечения c = 0965 м.
Принимаем длину проекции наклонной трещины c0 = c = 0965 м. Тогда
На средних опорах В и С концы стержней неразрезного ригеля приварены к надежно заанкеренным закладным деталям поэтому расчет прочности наклонных сечений на действие момента не производим (см. п. 3.44 [3]).
Принимаем шаг поперечных стержней в сетках на приопорном участке равном четверти пролета . В средней части пролета
При т.е. прочность наклонных сечений в средней части пролетов между опорами обеспечена при шаге поперечных стержней 8мм класса А400 с шагом .
Определение мест обрыва стержней продольной арматуры
В соответствии с п. 3.96 – 3.97 [5] с целью экономии арматуры часть стержней пролетной арматуры разрешается обрывать не доводя до опор. При сварных каркасах в балках шириной более 150 мм до опор доводят не менее двух стержней. Места обрыва стержней определяются расчетом в соответствии с эпюрами моментов при соответствующих схемах загружения ригеля временной нагрузкой.
Расстояние от опор до мест теоретического обрыва стержней разрешается определять графически по эпюрам моментов в масштабе при условии что эпюры вычерчены не менее чем по пяти ординатам в каждом пролете с помощью лекала.
Из условия обеспечения надежной анкеровки обрываемые стержни должны быть заведены за место теоретического обрыва на величину
где Q – поперечная сила от расчетных нагрузок в месте теоретического обрыва стержней при соответствующей схеме загружения: ds – диаметр обрываемых стержней; Rsw – расчетное сопротивление поперечной арматуры.
Кроме того должны быть соблюдены конструктивные требования пп. 5.32 и 5.33 (см. п. 3.47 [3]):
базовую (основную) длину анкеровки необходимую для передачи усилия в арматуре с полным расчетным значением сопротивления Rs на бетон определяют по формуле
где – коэффициент учитывающий влияние вида поверхности арматуры принимаемый равным 25 для арматуры классов А300 А400 А500; – коэффициент учитывающий влияние размера диаметра арматуры принимаемый равным 10 при диаметре арматуры ds ≤ 32 мм; и – соответственно площадь поперечного сечения анкеруемого стержня арматуры и периметр его сечения определяемые по номинальному диаметру стержня;
требуемую расчетную длину анкеровки арматуры с учетом конструктивного решения элемента в зоне анкеровки определяют по формуле
где – площади поперечного сечения арматуры соответственно требуемая по расчету с полным расчетным сопротивлением и фактически установленная;
– коэффициент учитывающий влияние на длину анкеровки напряженного состояния бетона и арматуры и конструктивного решения элемента в зоне анкеровки принимаемый равным 10 при анкеровке растянутых стержней периодического профиля с прямыми концами.
В крайних пролетах ригеля в нижней зоне обрываем три стержня диаметром 18 мм у опоры В расположенных во втором ряду. Тогда
Расположение стержней
Арматура в сечении мм2
после обрыва стрежней
В нижней зоне ригеля
в крайнем пролете у опоры В
в среднем пролете у опоры В
В среднем пролете у опоры С
В верхней зоне ригеля
у опоры В со стороны крайнего пролета
у опоры В со стороны среднего пролета
у опоры С со стороны обоих пролетов
В средних пролетах в нижней зоне обрываем три стержня диаметром 18 мм расположенных во втором ряду.
В верхней зоне у опоры В со стороны крайнего пролета обрываем сначала два стержня диаметром 28 мм а затем – один стержень диаметром 22 мм заменив их после обрыва стержнями диаметром 16мм из стали класса А400. Соединение стержней диаметром 28 мм и 22мм со стержнями диаметром 16 мм выполняется контактной стыковой или ванной сваркой (см. п. 6–13 табл. 38 [4]).
В верхней зоне у опоры В со стороны среднего пролета и у опоры С и со стороны обоих пролетов обрываем два средних стержня диаметром 28 мм и заменяем их стержнями диаметром 16 мм со стыком стыковой или ванной сваркой (см. п. 6–13 табл. 38 [4]).
Расчеты по определению несущей способности ригеля после обрыва в нем части рабочей арматуры необходимые для построения эпюры материалов сведены в табл. 12; расчеты по определению мест обрыва стержней – в табл.13.
Место расположения обрываемых стержней
Поперечная сила в месте теоретического обрыва стержней кН
Длина запуска обрабатываемых стержней за место теоретического обрыва мм
Минимальное значение =15d или 200 мм
Принятая величина мм
Расстояние от оси опоры мм
До места теоретического
обрыва (в масштабе по эпюре материалов)
До фактического места обрыва
В крайнем пролете у опоры А
со стороны крайнего пролета
У опоры В со стороны среднего пролета
со стороны обоих пролетов
Принимаем к расчету наиболее нагруженную колонну среднего ряда. Расчет прочности колонны производим в наиболее нагруженном сечении – у обреза фундамента.
Нагрузку на колонну с учетом ее веса определяем от опирающихся на нее ригелей трех вышележащих междуэтажных перекрытий (нагрузка от кровли передается на нагруженные кирпичные стены). При этом неразрезность ригеля условно не учитывается. Поскольку определение усилий в ригелях выполнено без учета влияния жесткости колонн («рамность» каркаса не учитывается) то в качестве расчетной схемы колонны условно принимаем сжатую со случайным эксцентриситетом стойку защемленную в уровне обреза фундамента и шарнирно закрепленную в уровне середины высоты ригеля (рис. 22)
рис. 21 – Расчетная
Статический расчет колонны
Расчетная длина колонны нижнего этажа с шарнирным опиранием на одном конце а на другом конце с податливой заделкой (см. п. 3.55 [3]).
где – высота этажа по заданию; 07 м – расстояние от обреза фундамента до уровня чистого пола; – высота панели перекрытия; – высота сечения ригеля.
Принимаем колонну сечением 40х40 см . Расчетная нагрузка на колонну в уровне обреза фундамента
где – постоянная и временная нагрузка на 1 погонный метр ригеля (см. сбор нагрузки на неразрезной ригель); – средний расчетный пролет неразрезного ригеля;
– число перекрытий; – вес колонны.
Кратковременно действующая часть расчетной нагрузки
где по заданию ; – грузовая площадь перекрытия с которой нагрузка передается на среднюю колонну; – коэффициент надежности по нагрузке; – число перекрытий нагрузка с которых передается на колонну.
Длительно действующая часть расчетной нагрузки
С учетом коэффициента надежности по ответственности
Случайный эксцентриситет в приложении сжимающей нагрузки согласно п. 3.49 [3]:
Бетон класса В25 с . Продольная арматура класса А400 с
Расчет сжатых элементов из бетонов классов В15–В35 на действие продольной силы приложенной со случайным эксцентриситетом при допускается производить из условия (см. п. 3.58 [3])
где – коэффициент учитывающий гибкость элемента характер армирования и длительность действия нагрузки определяемый по формуле
где и – табличные коэффициенты – площадь поперечного сечения бетона колонны – площадь поперечного сечения всей продольной арматуры колонны.
Проектируем колонну квадратного сечения
Принимаем размеры поперечного сечения колонны кратными 005 м. Тогда .
незначительно отличается от = 0.01 которым задавались.
По сортаменту принимаем 425 A400 с
Поперечные стержни в сварных каркасах назначаем диаметром 6 мм из арматуры класса А240 в соответствии с п. 5.23 [3] с шагом ( и не более 500 мм).
Расчет консоли колонны
Принимаем ширину консоли равной ширине колонны . Бетон колонны класса В25. Арматура класса A400 и A240.
Наибольшая нагрузка на консоль колонны: (см. перераспределение поперечных сил по схеме II).
При классе бетона колонны В25 необходимую длину площадки опирания ригеля на консоль колонны определяем из условия обеспечении прочности ригеля на местное сжатие (смятие). При классе бетона в ригеле В15 с и ширине ригеля по п. 3.93 [4]
Минимальный вынос консоли с учетом зазора между колонной и торцом ригеля равного 60 мм в соответствии с типовым решением в проектах многоэтажных зданий каркасного типа
Принимаем вынос консоли .
Фактическая длина площадки опирания ригеля на консоли
Напряжения смятия в бетоне ригеля и консоли колонны под концом ригеля
Следовательно прочность бетона на смятие обеспечена.
Назначаем расчетную высоту консоли из условия
Полная высота консоли
Принимаем высоту консоли . Высота у свободного края
Подберем высоту консоли чтобы выполнялось условие
прочность консоли проверяем из условия 207 [4]
Момент растягивающий верхнюю грань ригеля в нормальном сечении ригеля по краю консоли равен
В общем случае для коротких консолей входящих в жесткий узел рамной конструкции с замоноличиванием стыка (п. 3.99 [4]).
Если выполняются условия
то в соответствии с п. 3.99 [4] принимается
При консоль армируем горизонтальными хомутами (см. п. 5.77 [4]).
Согласно п. 5.77 [4] шаг хомутов принимается не более ; . Принимаем (рис.24)
При двухветвевых хомутах диаметром 8 мм из стали класса А240
принимается не более и не менее .
Принимаем т.е. прочность консоли на действие поперечной силы обеспечена (п.3.99 [4]).
Необходимую площадь сечения продольной арматуры консоли определяем из условия
принимается не более и не более (ф.210 [4])
здесь – рабочая высота ригеля на опоре; – соответственно высота и длина углового сварного шва в соединении закладных деталей ригеля и консоли; – расчетное сопротивление угловых швов срезу по металлу шва определенное согласно СНиП II-23 – 81*; 03 – коэффициент трения стали по стали
где и – соответственно расчетное сопротивление и площадь сечения верхней арматуры ригеля. Принимаем
Площадь продольной арматуры
т. е. продольной арматуры в консоли по расчету не требуется.
На период монтажа если не своевременно произведена сварка выпусков арматуры из ригеля и колонны:
рис.22 – Схема армирования
Из конструктивных соображений (п. 5.12 и табл. 5.2 [3])
Принимаем продольную арматуру в консоли 2 14A400 ().
В консолях входящих в замоноличенный жесткий рамный узел в котором нижняя арматура ригеля приварена к продольной арматуре консоли через закладные детали постановка специальных анкеров к стержням продольной арматуры консоли необязательна (рис. 28).
5. Расчет фундамента под сборную колонну
Проектируем под сборную колонну монолитный фундамент стаканного типа из бетона класса В15 с
Рабочая арматура класса A400 с в виде сварной сетки.
Расчетная нагрузка на фундамент при расчете по первой группе предельных состояний с учетом коэффициента надежности по ответственности .
При расчете по второй группе предельных состояний
где – усредненный коэффициент надежности по нагрузке.
Необходимая площадь подошвы фундамента под колонну при расчетном сопротивлении грунта в основании (по заданию) отметке подошвы фундамента и усредненной плотности массы фундамента и грунта на его обрезах
Размеры сторон квадратного в плане фундамента
принимаем кратно 03 м т. е. .
Реактивное давление грунта на подошву фундамента от расчетных нагрузок если принять распределение его по подошве равномерным будет
Определение высоты фундамента
Расчетная высота сечения фундамента из условия обеспечения его прочности против продавливания колонной с размерами 4545 см определяется из формулы:
где u – периметр контура расчетного поперечного сечения на расстоянии 05h0 от границы площадки опирания сосредоточенной силы F (колонны).
Полная высота фундамента стаканного типа с толщиной защитного слоя бетона при наличии бетонной подготовки в основании (см. табл. 5.1 [3]) и предполагаемом диаметре стержней арматуры
Необходимая высота фундамента из условия обеспечения анкеровки продольной арматуры колонны в стакане фундамента при диаметре стержней 20 мм
Необходимая высота фундамента из условия обеспечения заделки колонны в стакане фундамента
Принимаем двухступенчатый фундамент с высотой ступеней по 400 мм.
Расчетная высота фундамента (рис. 29)
рис.23 – Расчетная схема фундамента
Проверка прочности нижней ступени против продавливания
Продавливающая сила принимается за вычетом нагрузок приложенных к противоположной грани плиты в пределах площади с размерами превышающими размеры площадки опирания на во всех направлениях.
Периметр контура расчетного поперечного сечения на расстоянии от границы площадки опирания верхней ступени фундамента.
При прочность нижней ступени против продавливания обеспечена.
Расчет плиты фундамента на изгиб
Изгибающие моменты от реактивного давления грунта в сечениях по граням колонны и уступов фундамента
Необходимая площадь продольной арматуры класса А400 у подошвы фундамента в продольном и поперечном направлениях определяется по приближенным формулам
Принимаем сварную сетку из стержней диаметром 20 мм с шагом 200мм в обоих направлениях 1920 A400 с .
Расчет каменных конструкций
Расчет прочности кирпичной кладки в простенке
Нагрузка на простенок в уровне низа ригеля перекрытия первого этажа:
снеговая для II снегового района
рулонный ковер кровли – 100 Нм2
асфальтовая стяжка при толщиной 15 мм
утеплитель – древесно-волокнистые плиты толщиной 80 мм при плотности
пароизоляция – 50 Нм2
сборные железобетонные плиты покрытия – 1750 Нм2
вес железобетонной фермы
вес карниза на кирпичной кладке стены при
вес кирпичной кладки выше отметки +283
сосредоточенная от ригелей перекрытий (условно без учета неразрезности ригелей)
вес оконного заполнения при vn= 500 Нм2
Суммарная расчетная нагрузка на простенок в уровне отм. +283
Согласно п. 6.7.5 и 8.2.6 [7] допускается считать стену расчлененной по высоте на однопролетные элементы с расположением опорных шарниров в уровне опирания ригелей. При этом нагрузка от верхних этажей принимается приложенной в центре тяжести сечения стены вышележащего этажа а все нагрузки в пределах данного этажа считаются приложенными с фактическим эксцентриситетом относительно центра тяжести сечения стены.
Согласно п. 6.9 [7] п. 8.2.2 [8] расстояние от точки приложения опорных реакций ригеля P до внутренней грани стены при отсутствии опор фиксирующих положение опорного давления принимается не более одной трети глубины заделки ригеля и не более 7 см (рис. 35).
При глубине заделки ригеля в стену принимаем точку приложения опорного давления на расстоянии 70 мм от внутренней грани стены.
Расчетная высота простенка в нижнем этаже
За расчетную схему простенка нижнего этажа здания принимаем стойку с защемлением в уровне обреза фундамента и с шарнирным опиранием в уровне перекрытия.
Гибкость простенка выполненного из силикатного кирпича марки 100 на растворе марки 50 при R = 15 МПа по табл. 2 [7] определяется согласно примечанию 1 к табл. 15 [7] при упругой характеристике кладки = 1000
коэффициент продольного изгиба по табл. 19 [7] . Согласно п. 4.14 [7] в стенах с жесткой верхней опорой продольный прогиб в опорных сечениях может не учитываться (). В средней трети высоты простенка коэффициент продольного изгиба равен расчетной величине . В приопорных третях высоты изменяется линейно от
до расчетной величины . Значения коэффициента продольного изгиба в расчетных сечениях простенка в уровнях верха и низа оконного проема:
рис. Расчетная схема простенка
Величины изгибающих моментов в уровне опирания ригеля и в расчетных сечениях простенка на уровне верха и низа оконного проема:
Величина нормальных сил в тех же сечениях простенка
Эксцентриситеты продольных сил
Несущая способность внецентренно сжатого простенка прямоугольного сечения согласно п.4.7 [7] определяется по формуле:
где ( коэффициент продольного прогиба для всего сечения элемента прямоугольной формы; ); mg – коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки (при h = 510 мм> 300 мм принимают );
А – площадь сечения простенка.
Несущая способность (прочность) простенка в уровне опирания ригеля при ;
Несущая способность простенка в сечении I – I при ;
Несущая способность простенка в сечении II–II при ;
Несущая способность простенка в сечении III – III в уровне обреза фундамента при центральном сжатии ;
Следовательно прочность простенка во всех сечениях нижнего этажа здания достаточна.
Расчет центрального сжатого кирпичного столба (колонны)
Кирпичный столб проектируем из глиняного кирпича пластического прессования марки 200 на растворе марки 50 [7] с расчетным сопротивлением кладки R = 22 МПа [7]. Упругая характеристика неармированной кладки = 1000 [7].
Нагрузка на кирпичный столб нижнего этажа в уровне обреза фундамента условно принимается
Принимаем кирпичный столб сечением 1000х1000 мм (4 кирпича). При гибкость столба а коэффициент продольного изгиба (табл. 19 [7]).
В соответствии с п. 4.7 [7] при меньшем размере сечения столба коэффициент .
Несущая способность неармированного кирпичного столба по п.4.1 [7]
Следовательно прочность неармированного кирпичного столба недостаточна.
Для повышения прочности кирпичного столба применяем армирование кладки в соответствии с п. 4.30 [7] горизонтальными сварными сетками с перекрестными стержнями из арматуры класса В500 диаметром 5 мм (As = 0196 см2) с расчетным сопротивлением
(п. 5.2.5 – 5.2.6 [1] и 3.19 – 3.20 [5]).
Шаг стержней в сетках с = 75 мм сетки располагаются в горизонтальных швах кладки через 2 ряда кирпичей s = 140 мм
Процент армирования кладки по объему согласно п. 4.30 [7]
Расчетное сопротивление армированной кладки столба осевому сжатию согласно п. 430 [5] при растворе марки 50
Упругая характеристика кладки с сетчатой арматурой по п. 3.20 [7]
Коэффициент продольного изгиба армированного столба по табл. 18 [7] при и .
Несущая способность армированного кирпичного столба
Следовательно прочность кирпичного столба армированного сетками достаточна.
СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения ГУП «НИИЖБ» Госстроя России. – М. 2004. – 24 с.
СП 52-101-2003. Свод правил по проектированию и строительству Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры ГУП «НИИЖБ» Госстроя России. – М. 2004. – 53 с.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101 – 2003) ЦНИИПРОМЗДАНИЙ НИИЖБ. – М. 2005. – 210 с.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01 - 84) ЦНИИПромзданий Госстроя СССР НИИЖБ Госстроя СССР. –М. 1989. – 192 с.

КП ЖБК.dwg

Кафедра строительных конструкций
Четырехэтажное промышленное здание
Проектирование сборного железобетонного перекрытия
Монтажная схема перекрытия
Опалубочный чертеж плиты
Армирование продольного ребра
Армирование поперечного ребра
Опалубочный чертеж ригеля
ПЛИТА П-1. СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ
B500-150 L=6090 3B500-150 L=1150
B500-150 L=6090 3B500-150 L=450
Ригель Р-1. СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ
Опалубочный чертеж колонны
Колонна К-1. СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ
Уголок 160х100х10 L=360
ø12 А400 L=250100х100х10 L=360
ø12 А400 L=500 Труба ø50 L=490
ø12 А400 L=500 Труба ø80 L=490
Фундамент Ф-1. СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ
Опалубочный чертеж фундамента
Армирование фундамента
Монтажная схема перекрытия. Опалубочные чертеж плиты. Армирование плиты. Опалубочный чертеж ригеля. Армирование ригеля. Опалубочный чертеж колонны. Армирование колонны. Опалубочный чертеж фундамента. Армирование фундамента.
Схема балочной клетки. Схема раскладки сеток. Разрезы. Второстепенная балка Б-1. Спецификация балки Б-1. Ведомость расхода стали.
Схема балочной клетки монолитного перекрытия Схема раскладки сеток
Непрерывное армирование
Раздельное армирование
Второстепенная балка Б-1. Опалубочный чертеж
Второстепенная балка Б-1. Армирование
Ведомость расхода стали на один элемент
Спецификация балки Б-1
Проектирование четырехэтажного промышленного здания