Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного промышленного или гражданского здания

ПЗ ЖБ.docx

Федеральное агентство по образованию РФ
ГОУ ВПО «Санкт-Петербургская государственная лесотехническая академия им. С.М.Кирова
Кафедра дорожного промышленного и гражданского строительства
По дисциплине: Железобетонные и каменные конструкции
На тему: Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного промышленного или гражданского здания
№ зач. книжки 070296
ЗАДАНИЕ НА КУРСОВОЙ ПРОЕКТ3
ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ЗДАНИЯ3
КОНСТРУКТИВНАЯ СХЕМА МОНОЛИТНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ4
РАСЧЕТ МОНОЛИТНОЙ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ5
Расчет продольной арматуры7
Расчет второстепенной балки10
Определение размеров сечения второстепенной балки13
Расчет продольной рабочей арматуры13
Расчет прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси15
Расчет второстепенной балки на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами16
Расчет ширины раскрытия наклонных трещин17
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СБОРНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ПЕРЕКРЫТИЯ18
Компоновка конструктивной схемы здания18
Проектирование предварительно напряженной ребристой плиты перекрытия18
Данные для проектирования18
Расчет полки плиты21
Расчет поперечного ребра23
Расчет прочности нормальных сечений24
Расчет прочности наклона сечений25
Расчет продольных ребер плиты.25
Подбор напрягаемой арматуры26
Определение геометрических характеристик приведенного сечения28
Определение потерь предварительного напряжения29
Проверка прочности нормальных сечений33
Несущая способность в стадии обжатия:34
Расчет прочности наклонных сечений35
Проверка принятых размеров сечения продольных ребер по прочности наклонной полосы между наклонными трещинами36
Расчет плиты по II группе предельных состояний. Расчет ширины раскрытия нормальных трещин36
Расчет прогибов плиты40
Расчет ригеля по предельным состояниям I-й группы44
Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси46
Определение ширины раскрытия наклонных трещин48
Определение мест возможного обрыва стержней продольной арматуры50
Конструирования ригеля50
Расчет консоли колонны54
Проверка прочности нижней ступени против продавливания59
Проверка прочности наклонных сечений60
РАСЧЕТ КАМЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ61
Расчет прочности наружной стены61
Расчет центрально-сжатого столба (колонны)66
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК68
Задание на курсовой проект
Требуется выполнить рабочий проект несущих конструкций многоэтажного промышленного или гражданского здания с несущими наружными стенами в составе:
cборной панели перекрытия с напрягаемой арматурой;
cборного неразрывного ригеля;
сборной колонны первого этажа;
фундамента под колонну;
узлов сопряжений панели с ригелем ригеля с колонной стыка между колоннами;
плиты и второстепенной балки перекрытия в монолитном варианте;
расчета несущей способности простенки наружной стены;
расчета кирпичного столба (колонны).
Исходные данные для проектирования здания
Размеры здания в плане L1×L2 = 168×72 м.
Сетка колонн l1×l2 = 56×80 м.
Число этажей n = 5 этажей.
Временная (полезная) нагрузка на междуэтажное перекрытие
Высота этажа между отметками чистого пола Нэт = 39 м.
Ширина и высота оконного проема bnhn = 1518 м.
Расчетное сопротивление грунта R = 03 МПа.
Снеговая нагрузка на кровле 750 Нм2.
Район строительства г. Псков.
a.Железобетонные конструкции
Без предварительного напряжения: класс бетона В-15; класс арматурной стали А-
Предварительно напряженные: класс бетона В-30; класс арматурной стали К-7.
b.Каменные конструкции:
Междуэтажные железобетонные перекрытия опираются на внутренние железобетонные колонны и наружные несущие кирпичные стены толщиной 51 см.
Конструктивная схема монолитного перекрытия
Монолитное ребристое перекрытие компонуется с поперечными главными балками и продольными второстепенными балками (рис. 1).
Рис. 1. Ребристое монолитное перекрытие:
а) поперечный разрез; б) конструктивная схема
Размеры сечения балок:
главная балка: h = 560 11 = 51 см. Принимаем h=55 см; b = 25 см;
второстепенная балка h = 800 15 = 533 см принимаем h = 55 см; b = 25 см.
Пролеты плиты между осями ребер второстепенных балок:
Принимаем 190 см в крайних и 180 см в среднем пролете.
Расчет монолитной плиты перекрытия
За расчетные пролеты плиты принимаются: в средних пролетах (lср) расстояние в свету между гранями второстепенных балок в крайних (lкр) расстояние от середины площадок опирания плиты на стену до граней второстепенных балок (рис. 2).
Рис. 2. Разрез монолитного перекрытия
тогда l’ср = 1900 – 250 = 1650 – для средних пролетов и lкр = 1900 – 190 – 250 2 + 120 2 = 1645 мм для крайних пролетов при глубине заделки (опирания) плиты в стенку в рабочем направлении 120 мм.
Расчетные пролеты плиты в длинном направлении (lср1 lкр1) при ширине главных балок b = 250 мм и глубине заделки плиты в стены в нерабочем направлении 60 мм:
lср1 = 8000 – 2 250 2 = 7750 мм
lкр1 = 8000 – 190– 250 2 + 60 2 = 7715 мм
Соотношение lкр1 lср = 7715 1650 = 47 > 2. Плита рассчитывается как балочная неразрезная многопролетная работающая в коротком направлении (рис. 3).
Рис. 3. Расчетная схема плиты
Толщину плиты принимаем 80 мм > 60 мм (минимально рекомендуемой толщины).
Расчетные нагрузки определим на условную полосу плиты шириной 10 м Нм (табл. 1).
Расчетные нагрузки на плиту
Нормативная нагрузка Нм2
коэффициент надежности
Расчетная нагрузка Нм2
слой цементного раствора = 20 мм = 2200 кгсм3
керамическая плитка пола = 13 мм = 1800 кгсм3
Временная (полезная)
Полная расчетная g +
Расчетная с коэффициентом надежности по назначению здания n = 095
Расчетные изгибающие моменты в неразрезной балочной плите (М) с равными или отличающиеся не более чем на 20 % пролетами (как в нашем случае: 200 : 191 = 105 12) определяют с учетом перераспределения усилий в следствие пластических деформаций:
где lср – длина среднего пролета.
–в средних пролетах и над средними опорами:
- в средних пролетах у опор:
на первой промежуточной опоре при армировании плоскими сетками так называемое раздельное армирование:
то же на первой промежуточной опоре при армировании рулонными сетками:
При этом l – больший из примыкающих к опоре расчетный пролет.
Поперечные силы при расчете плиты как правило не определяют так как при соблюдении конструктивных требований в плитах перекрытий их прочность на действие поперечных сил обеспечивается и Qmax Qbmax. Отношение hf l = 80 7750 = 001 0033 также соблюдается.
Расчет продольной арматуры
Принимаем для монолитного железобетонного перекрытия бетон класса В15: Rb = 85МПа Rbt = 075 МПа; с учетом возможностей эксплуатации конструкций в неблагоприятных условиях при относительной влажности окружающей среды менее 75 % согласно норм проектирования применим коэффициент условий работы γb2 = 09 тогда
Rb = 09 85 = 765 МПа; Eb = 23000 МПа;
Rbt = 09 075 = 0675 МПа.
Классы арматуры в плите перекрытия принимаем для двух вариантов армирования:
класс А-II с расчетным сопротивлением Rs=280 МПа при армировании плоскими сегментами и Еs = 210000 МПа;
класс Вр-I с расчетным сопротивлением Rs = 410 МПа при армировании рулонными сварными сетками и Еs = 170000 МПа.
При толщине плиты hf = 80 мм
h0 = 80 – a = 80 – 15 = 65 мм
где а = 10 + d 2 = 15 мм при толщине защитного слоя 10 мм.
Тогда в крайнем (первом) пролете:
по таблице находим значение = 0965.
Для первого варианта с плоскими сварными сетками (раздельное армирование):
Максимальный шаг стержней рабочей арматуры 200 мм. Применяя арматуру класса А-II получим превышение требуемой площади в несколько раз так как арматура этого класса выпускается минимальным диаметром 10 мм. Поэтому целесообразно выбрать арматуру класса А-III.
Принимаем 56 A-III с Аs=142 см2 (шаг 200)
Для второго варианта с рулонными сварочными сетками:
с As = 098 063=098 см2.
В средних пролетах и под средним опорами:
Для первого варианта с плоскими сварными сетками:
Принимаем 56 A-III с As=142 см2 .
Для второго варианта с рулонными сварными сетками (непрерывное армирование):
Принимаем сетку: с As = 098 см2 .
В средних пролетах и над средними опорами для плит окаймлённых по всему контуру ребрами (главными и второстепенными балками) изгибающие моменты с учетом распора уменьшаем на 20 %:
Для первого варианта с плоскими сварными сетками (раздельное армирование):
Принимаем 56 A-III с As=142см2 .
Для второго варианта при непрерывном армировании т. е. рулонными сварными сетками:
Принимаем сетку: с As = 063 см2 .
На первой промежуточной опоре при армировании плоскими сварными сетками:
То же при армировании рулонными сетками:
Принимаем сетки: с As=098 см2.
Расчет второстепенной балки
Второстепенная балка для которой крайними опорами служат наружные стены здания а промежуточными – главные балки работает и рассчитывается как неразрывная многопролетная конструкция. Расчетные пролеты вычисляются как расстояния в свету между гранями главных балок (для средних пролетов) а за расчетные пролеты (крайние) принимаются расстояния между гранями главных балок и серединами площадок опирания на стены (рис. 4).
Рис. 4. Основные размеры второстепенных балок плиты
При ширине ребер главных балок (ориентировочно) 250 мм и глубине опирания второстепенных балок на стены 250 мм пролеты составляют:
lс = 8000 – 2 250 2 = 7750 мм.
Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки Нм:
g19γn = 3029 19 095 = 6330 Нм (см. расчеты плиты)
от балки сечением 250×550 мм =2500 кгсм3 f =11; n= 095:
5 055 1 2500 11 095 10 = 3592 Нм
временная (f = 12 n = 095):
v = 6000 19 12 05 = 12996 Нм;
q = g + v= (5467 + 3592) + 12996 = 22055 Нм.
Расчетные изгибающие моменты в неразрезных балках с равными или отличающимися не более чем на 10 % пролетами (lc lк) = 7810 7750 = 101 110 с учётом перераспределения усилий вследствие неупругих деформаций определяются так (рис. 5):
Рис. 5. Расчетные пролёты неразрезной балки
в крайних пролетах:
в средних пролетах и над средними опорами
над первыми от конца балки промежуточными опорами
где l больший примыкающий к опоре пролет.
Величины значений возможных отрицательных моментов в средних пролетах при не выгоднейшем загружении второстепенной балки временной нагрузкой для неразрезных балок определяют в зависимости от соотношения временной и постоянной нагрузок по формуле:
где – коэффициент принимаем по табл. XII [4].
При отношении g = 12996 9059 = 143 наибольший отрицательный момент во втором пролете на расстоянии 02l от опоры ( = –0025)
M = 22055 7752 = –0025 22055 7752 = –33117 Н м
Расчетные значения поперечных сил на крайней опоре:
Q1 = 04(g + v)l = 04 22055 775 = 68900 Н
–на первой промежуточной опоре слева:
Q2л = 06(g + v)l = 06 22055 775 =103349 Н
–то же на первой промежуточной опоре справа и на остальных – справа и слева:
Q2п34 = 05(g + v)l = 05 22055 775= 85463 Н.
Определение размеров сечения второстепенной балки
Принимаем для балки (как и для плиты) бетон класса В15 с:
Eb = 23000 МПа; Rbtser = 115 МПа.
Рабочую арматуру класса А-III с Rs = 365 (при диаметре 10 мм и более) .
Монтажная и поперечная арматура – класс А-I с Rs = 255 МПа Rsw = 175 МПа.
Высота сечения подбирается по максимальному опорному моменту задавшись шириной ребра b = 200 мм и приняв относительную высоту сжатой зоны = 035 и ..
Принимаем высоту h = 50 см ширину b = 20 см.
Расчет продольной рабочей арматуры
Монолитная плита работающая совместно с балкой располагается в пролетах в сжатой зоне поэтому и сечение балки получается тавровое с полкой в сжатой зоне. И наоборот на опорах и вблизи опор полка оказывается в растянутой зоне поэтому за расчетное сечение принимается прямоугольное.
При действии отрицательных моментов в средних пролетах полка также получается в растянутой зоне это диктует необходимость рассчитывать его как прямоугольное.
За расчетную ширину полки в элементе таврового сечения при: принимают меньшее из значений:
Принимаем bf = 190 см.
Сечение в первом пролете:
Нейтральная ось проходит в сжатой полке по таблице = 098 необходимое сечение арматуры:
Принимаем 2 22 A-III (As = 76 см2).
Сечение в среднем пролете
Принимаем 2 18 A-III (As = 509 см2).
На отрицательный момент в пролете М = 36288 Н м когда сечение работает как прямоугольное с b = 20 см:
Принимаем 2 12 A-III (As=226 см2).
Сечение на первой промежуточной опоре
М = 96091 Н м сечение работает как прямоугольное:
Сечение на средних опорах
М = 82792 Н м работает как прямоугольное:
Принимаем 2 20 A-III (As = 628 см2).
Расчет прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси
На первой промежуточной опоре слева Q = 103349 Н.
Проверим необходимость постановки поперечной арматуры в соответствии с расчетом:
это меньше 103349 Н следовательно необходимо рассчитать требуемое сечение и шаг поперечной арматуры.
Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки с продольными стержнями 22 мм и принимаем dsw = 8 мм класса А-I Rsw=175 МПа.
Шаг поперечных стержней при высоте балки 50 см должен быть не более h 3 = 50 3 = 167 см а также:
Принимаем шаг стержней s = 15 см.
Погонное усилие воспринимаемое поперечной арматурой
Длина проекции наиболее опасного наклонного сечения:
Длина проекции опасной трещины:
При см принимаем С = С0 = 70 см.
Qsw = qsw C0= 1174 70 = 82180 Н
Прочность балки по наклонному сечению обеспечена.
Расчет второстепенной балки на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами
Необходимо обеспечить выполнение условия:
Сечение балки достаточно прочность обеспечена.
Расчет ширины раскрытия наклонных трещин
Расчет железобетонных элементов третей категории трещиностойкости по второй группе предельных состояний производятся на действие нормативных нагрузок при коэффициентах надежности по нагрузке f = 10.
Поперечные силы в расчетных опорных сечениях:
на первой промежуточной опоре слева:
Ширина раскрытия наклонных трещин при армировании хомутами (поперечными стержнями) определяется по формуле
Условно принимаем всю нагрузку длительно действующей при l = 15.
На первой промежуточной опоре = 89339 Н; Asw = 2 0503 см2 с шагом s = 15 см C = 70 см.
1 МПа Rsser = 235 МПа.
Ширина раскрытия наклонных трещин:
– предельной ширины продолжительного раскрытия трещин в элементах с арматурой классов A-I A-II и A-III и др. эксплуатируемых в закрытом помещении.
Следовательно сохранность арматуры обеспечена.
Выше рассчитан самый нагруженный участок второстепенной балки и установлена его надежность по трещиностойкости наклонного сечения то остальные участки можно не проверять поскольку ширина раскрытия трещин будет очевидно меньше.
Проектирование сборного железобетонного перекрытия
Компоновка конструктивной схемы здания
Ригели установим поперёк здания и создадим жесткое сопряжение ригелей с колоннами и свободное опирание ригелей на несущие стены здания.
Рамная схема обеспечивает пространственную жесткость в поперечном направлении.
Ригели двухполочные плиты перекрытия – ребристые предварительно напряженные.
Проектирование предварительно напряженной ребристой плиты перекрытия
Данные для проектирования
Определим предварительно размеры сечения ригеля и наметим конструктивные размеры плиты (рис. 6).
Рис. 6. Схема опирания плиты на ригель
Конструктивный пролет плиты:
где 300 ширина ригеля по верху; 50 – зазор по верху между ригелем и плитой.
Расчетный пролет плиты:
где 100 – глубина опирания плиты на полку ригеля.
Ширину плиты назначаем исходя из возможности установки 4 плит в пролете ригеля с lн = 56 м: 560 4 = 140 см принимаем 139 см или 1390 мм т. е. 139 м.
Плиты изготавливаются из тяжелого бетона класса В30 натяжение арматуры производится электротермическим методом на упоры форм. Тепловой обработке бетон подвергается при атмосферном давлении .
Расчетные характеристики бетона с коэффициентом работы γb2 = 09:
Rbser = 22 МПа; Rbtser = 18 МПа; Eb = 29 103 МПа.
Обжатие бетона производится при передаточной прочности бетона:
Расчетные характеристики бетона для класса численно равного передаточной прочности:
Напрягаемая арматура продольных ребер плиты принята канатная из термически упроченной арматуры стали класса К-7 с
Rs = 1180 МПа; Rsw = 1400 МПа; Es = 18 104 МПа;
В ребрах панели устанавливаются сварные каркасы с рабочими нижними стержнями класса А-III и при d ≥ 10 мм:
Rs = 365 МПа; Rsser = 390 МПа; Es = 2 105 МПа.
Верхними и поперечными стержнями из арматурной проволоки класса Вр-I и при d = 5 мм:
Rs = 360 МПа; Rsw = 260 МПа; Es = 17 105 МПа.
Поскольку плиты заармируем сварными рулонными сетками из арматурной проволоки класса Вр-I и при d = 4 мм: Rs = 385 МПа; Es = 17 105 МПа.
Петли для подъема плиты принимаем из арматуры стали класса А-I.
К плите предъявляются требования третьей категории трещиностойкости (рис. 7).
Рис. 7. Конструкции преднапряжённой плиты перекрытия
Нагрузки на 1 м2 плиты сгруппируем в таблицу (табл. 2):
Коэффициент надежности
(ρ = 1800 кгсм3 = 13 мм)
(ρ = 2200 кгсм3 = 20 мм)
Вес железобетонной плиты с приведенной высотой 100 мм и ρ = 2500кгсм3
Бетон замоноличивания швов
в т.ч. длительно действующая
Полная (суммарная) нагрузка
в т.ч. постоянная + временная длительно действующая
На практике плиту рассчитывают по элементам: полка поперечные и продольные ребра.
Из схемы плиты (рис. 8) видно что соотношение расчетных пролетов в свету близко к единице (l1 l2 1) поэтому средние пролеты плиты рассматриваем как плиты защемленные по контуру крайние же – как плиты защемленные по трем сторонам и свободно опертые на торцовые ребра.
Нагрузка на 1 м2 полки составляет:
Рис. 8. Расчетная схема полки плиты
Изгибающие моменты в полке определяем по методике предельного равновесия. При незначительной разнице пролетов полки в свету l1 и l2 армирование принимаем одинаковым для всех участков то и моменты в обоих направлениях будут практически равными. Уравнение предельного равновесия плит опертых по контуру в этом случае примет вид:
Арматуру на 1 погонный метр (п. м.) полки подбираем как для изгибаемого элемента прямоугольного сечения с одиночной арматурой.
Рабочая высота полки при толщине защитного слоя бетона 15 мм и арматуры диаметром 4 мм:
Граничная относительная высота сжатой зоны:
где ; sR =Rs = 365 МПа; sc = 500 МПа при γb2 = 09.
Вспомогательные коэффициенты:
Площадь сечения арматуры на 1 п. м. полки:
в направлении: мм2м;
в направлении: мм2м.
Принимаем рулонную сварную сетку см2 длиной 7140 мм и шириной 1260 мм которую раскатываем вдоль продольных ребер.
Над продольными ребрами устанавливаем сетки по всей длине шириной 450 мм и длиной 7540 мм.
Расчет поперечного ребра
Расчетный пролет определяем как для однопролетной свободно опертой балки мм (рис. 9).
Рис. 9. Расчетная схема поперечного ребра
При такой схеме балка загружена равномерно распределенной нагрузкой от веса ребра:
и треугольной нагрузкой от полки с максимальной ординатой:
Определяем усилия при такой схеме загружения:
Расчетное сечение ребра будет тавровым поскольку оно монолитно связано с полкой со средней шириной ребра: b = (100 + 50) 2 = 75 мм и расчетной шириной полки: мм и толщиной полки hf = 50 мм.
Расчет прочности нормальных сечений
Рабочая высота сечения при использовании арматуры диаметром до 10 мм и защитном слое 25 мм:
Проверяем положение нижней границы сжатой зоны:
Мf = 549 кНм > 1997 кНм
Следовательно граница зоны располагается в полке и арматуру подбираем как для прямоугольного сечения с размерами:
Тогда площадь сечения продольной арматуры:
Принимаем 1 10 А-III с Аs = 785 мм2.
Расчет прочности наклона сечений
Поперечная арматура назначается и устанавливается в соответствии с конструктивными требованиями Принимаем поперечные стержни 5 Вр-I с шагом:
S = h 2=200 2 = 100 мм.
Расчет продольных ребер плиты.
Определяем погонные и расчетные усилия в плите перекрытия (табл. 3 и 4).
Определение погонных нагрузок и расчетных усилий
Расчетные нагрузки кНм
в т. ч. от собственного
В т. ч. постоянная + длительно действующая
Расчетные усилия в плите перекрытия
Величины расчетных усилий
в т.ч. собственный вес
в т.ч. постоянная + длительно действующая
Подбор напрягаемой арматуры
П-образное сечение плиты приводим к эквивалентному тавровому: h = 400 мм; средняя ширина ребра:
где 2 – два ребра П-образной плиты; 100 мм – ширина ребра поверху; 85 мм ширина ребра понизу.
Расчетная ширина сжатой полки при и наличии поперечных ребер равна ширине плиты поверху т. е.
Для напрягаемой арматуры защищенный слой бетона принимаем 30 мм тогда рабочая высота сечения при диаметре напрягаемой арматуры до 20 мм составляет
Граничная относительная высота сжатой зоны бетона:
где = 0728 (см. расчет полки);
scи = 500 МПа при γb2 1;
Установим положение нижней границы сжатой зоны:
Это означает что граница сжатой зоны проходит в полке следовательно сечение рассчитываем как прямоугольное шириной
Вычисляем вспомогательные коэффициенты:
т. к. αm – 0044 αR = 0353. Следовательно сжатая арматура по расчету не требуется.
Определим коэффициент условий работы напрягаемой арматуры:
Требуемая площадь сечения напрягаемой арматуры:
принимаем 2 15 К7-1400().
Определение геометрических характеристик приведенного сечения
Для расчета потерь предварительного напряжения расчетов по деформациям и трещиностойкости требуются такие геометрические характеристики приведенного сечения:
Аred – площадь приведенного сечения;
sred – статический момент площади приведенного сечения;
Jred – момент инерции приведенного сечения;
Wred – момент сопротивления сечений;
Wpl – момент сопротивления сечения с учетом неупругих деформаций бетона и другие.
Для их определения используем эквивалентное сечение плиты с учетом напрягаемой арматуры Аsp = 2832 мм2 продольных стержней каркасов ребер (внизу 2 10 А-III с А s = 157 мм2 вверху 2 5 Вр-I с Аs = 39 мм2) продольных стержней сеток С1 и С2 в полке (7 4 Вр-I + 44 Вр-I с А s = 138 мм2).
а) Площадь приведенного сечения:
где – для канатов класса К7;
– для арматуры класса А-
– для арматуры класса Вр-I.
б) Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани плиты:
в) Расстояние от центра тяжести приведенного сечения соответственно до нижней грани и верхней грани плиты:
H yred = 400 271 = 129 мм.
г) Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести:
д) Момент сопротивления сечения для крайнего нижнего волокна:
е) Момент сопротивления сечения с учетом неупругих деформаций растянутой зоны бетона:
где γ = 175 для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.
ж) Момент сопротивления (упругий) для крайнего верхнего волокна:
з) Момент сопротивления с учетом неупругих деформаций бетона:
где γ1 = 15 – для таврового сечения с полкой в растянутой зоне (т.е. в стадии обжатия бетона).
и) Расстояние от центра тяжести до ядровых точек приведенного сечения:
до верхней – rt = Wred b Ared = 803 106 136651 = 59 мм;
до нижней – rb = Wred t Ared = 1686 106 136651 = 123 мм.
к) Расстояние от центра тяжести приведенного сечения плиты до центра тяжести арматурных стержней располагаемых в продольных ребрах и полке:
нижних напрягаемых: мм;
продольных в полке: мм.
Определение потерь предварительного напряжения
Максимально допустимую величину начального предварительного напряжения арматуры (без учета потерь) принимаем:
где р – допустимое отклонение предварительного напряжения при электротермическом способе натяжения арматурыМПа (l – длина напрягаемого (натягиваемого) стержня принятая равной длине плиты 76 м).
Потери предварительного напряжения определим для одного из характерных сечений а именно в середине пролета плиты.
От релаксации напряжений стержневой арматуры при электротермическом способе натяжения:
Потери от температурного перепада – 2 = 0 т. к. упоры расположены непосредственно на форме и нагреваются при тепловой обработке изделия одинаково с арматурой.
5. Потери от деформации анкеров 3 и от деформации форм 5 при электротермическом способе натяжения не учитываются; потери от трения об огибающие приспособления отсутствуют и 4 = 0 т. к. напрягаемая арматура прямолинейна.
Вычислим потери от быстронатекающей ползучести 6 для этого определим следующие параметры:
предварительное напряжение с учетом вычисленных потерь:
усилие предварительного обжатия с учетом вычисленных потерь:
эксцентриситет усилия P0 относительно центра тяжести приведенного сечения (при отсутствии напрягаемой арматуры ():
сжимающие напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой температуры (т. е. при ) с учетом разгружающего влияния собственного веса плиты:
где кНм момент в середине пролета от собственного веса плиты().
l1 – расстояние между прокладками при складировании плит 685 м
Уровень напряжения в бетоне при его обжатии:
Потери от быстронатекающей ползучести для арматуры :
Напряжение в бетоне при обжатии на уровне продольных стержней сетки полки (т. е. при ):
т. е. в бетоне полки на уровне продольных стержней напряжения растягивающие поэтому принимаем потери от быстронатекающей ползучести и напряжение в продольных стержнях полки .
Итого первые потери –
Напряжения в арматуре с учетом первых потерь:
Усилия обжатия с учетом первых потерь и наличия в продольных ребрах ненапрягаемой арматуры 2 10 А-III (с ):
где s = 6 = 1346 МПа – сжимающие напряжения в ненапрягаемой арматуре численно равные потерям 6 от быстронатекающей ползучести.
Эксцентриситет усилия обжатия P1:
Напряжение в бетоне на уровне крайнего сжатого волокна (y = yred = 271 мм) без учета разгружающего влияния веса плиты:
Тогда уровень обжатия bp1 Rbp = 129 24 = 054 095 требование выполняется.
От усадки бетона 8 = 35 МПа
Для определения потерь от ползучести бетона 9 вычислим вначале сжимающие напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры (т.е. при y = ysp = 288 мм):
Тогда уровень обжатия бетона bp1 Rbp = 94 24 = 039 075.
Таким образом потери от ползучести бетона:
Напряжение в бетоне на уровне центра тяжести продольных стержней сеток полки
т. е. на этом уровне обжатия не происходит и поэтому
Итого вторые потери МПа.
Напряжения в арматуре с учетом полных потерь при коэффициенте точности натяжения:
Усилие обжатия с учетом полных потерь и коэффициенте sp = 1:
– сжимающее усилие в ненапрягаемой (конструктивной) арматуре от усадки и ползучести бетона.
Эксцентриситет усилия Р2 относительно центра тяжести приведенного сечения плиты:
Проверка прочности нормальных сечений
Такая проверка при рабочем проектировании выполняется для стадий изготовления транспортирования монтажа и эксплуатации.
Нормальное сечение плиты проверяют на внецентренное сжатие рассматривая усилие Р1 как внешнюю внецентренно приложенную силу Np. Проверку производим для сечения в середине пролета.
Рис. 11. Схема расположения обжатых зон плиты
В наиболее обжатой зоне сечения расположены арматурные стержни 2 15К7-1400
= 2832 мм2 = 40 мм и ненапрягаемые стержни 2 10 А-III = 157 мм2 = 30 мм.
Расстояние от сжатой грани до центра тяжести всей арматуры в наиболее обжатой зоне сечения:
Расчетное сопротивление бетона сжатию в стадии изготовления принимается для класса бетона численно равного передаточной прочности с коэффициентом условий работы:
Коэффициент точности натяжения γsp
где – предварительное напряжение с учетом потерь; P – допустимое отклонение sp2 80 МПа; np – количество напрягаемых стержней 2
Тогда γsp = 1 – 0058 = 0942; γsp = 1 + 0058 = 1058
Усилие обжатия в стадии изготовления:
Эксцентриситет продольного усилия:
Высота сжатой зоны бетона (при отсутствии напрягаемой арматуры в растянутой зоне (Аsp = 0):
где b – приближенно ширина ребер на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры 173 мм:
Аs = 177 мм2 – площадь растянутой арматуры: 7 4 Вр-I + 4 4 Вр-I + 2 5 Вр-I (Аs = 138 + 339 = 177 см2)
Тогда (класс бетона В24)
Несущая способность в стадии обжатия:
Проверим прочность сечения:
Следовательно прочность плиты в стадии изготовления обеспечена.
Расчет прочности наклонных сечений
Необходимо подобрать достаточное количество поперечной арматуры.
Максимальная поперечная сила от расчетных нагрузок Qmax = 561 кН. Проверим необходимость постановки расчетной поперечной арматуры в продольных ребрах плиты.
Условия: Qmax ≤ Qbmin
Значит поперечная арматура должна ставится по расчету.
Принимаем предварительно поперечные стержни 5 Вр-I (Аs = 196 мм2) с шагом:
s = 150 мм h 2 = 400 2 = 200 мм.
Шаг при этом не должен превышать:
При шаге s = 150 мм требование соблюдается.
При С ≥ С0 = 2 h0 = 2 3628 = 726 мм.
Принимаем С0 = 726 мм и С = 726 мм.
При Qsw + Qb = 55030 + 78243 = 133273 > 63100 Н прочность наклонных сечений обеспечена.
Проверка принятых размеров сечения продольных ребер по прочности наклонной полосы между наклонными трещинами
В соответствии с требованиями СНиП 2.03.01-84 при поперечной арматуре Аs = 2 5 Bp-I = 2 196 = 392 мм2 с шагом s = 150 мм.
прочность наклонной полосы обеспечена. Размеры сечения достаточны.
Расчет плиты по II группе предельных состояний. Расчет ширины раскрытия нормальных трещин
Руководствуясь СНиП 2.03.01-84 определяем ширину раскрытия нормальных трещин в продольных ребрах панели условно считая при этом всю нормативную нагрузку длительно действующей:
где = 10 для изгибаемых элементов; φl = 160 – 15
Нагрузки принимаем согласно табл. 2 [14] с коэффициентами надежности γf = 1 и точности натяжения γsp = 1. Исходные данные: Asp = 2832 мм2; As = 157 мм2; = 177 мм2 (11 4 Вр-I и 2 5 Вр-I); а = 372 мм; мм; h0 = 3628 мм; Р2 = 320134 Н; е0р = 231 мм; М = 1017 кН м в том числе от продолжительных нагрузок Мl = 904 кН м.
Согласно п.4.14 для элементов 3-й категории требований к трещиностойкости расчет по раскрытию трещин следует производить дважды: на непродолжительное (действие момента М) и продолжительное (действие момента ) раскрытие трещин.
Все параметры для определения продолжительной ширины раскрытия трещин отмечаем индексом (l).
Заменяющие моменты всех усилий относительно центра тяжести всей растянутой арматуры:
Вспомогательные коэффициенты и параметры:
Требования соблюдаются .
Относительная высота сжатой зоны в сечении с трещиной:
т. к. = 053 1; > h1f h0 = 50 3628 = 0138 и > a1 h0 = 30 3628 = 0083
то требование удовлетворяется.
требование соблюдается.
Плечо внутренней пары сил в сечении с трещиной:
Приращение напряжений
Учитывая что рабочая (растянутая) арматура расположена по высоте в два ряда напряжения в ней откорректируем используя коэффициент (n):
Приращения напряжений в растянутой арматуре составляют:
Коэффициент φl учитывающий длительное действие нагрузки:
Продолжительная ширина раскрытия нормальных трещин:
Непродолжительная ширина раскрытия нормальных трещин: (нормируемая величина).
Расчет прогибов плиты
Прогиб элементов постоянного сечения работающих как свободно опертые балки согласно [14] можно определить по формуле
где Sm – коэффициент принимаемый по табл. 46 [14]; (1r)m – полная кривизна для сечения с наибольшим изгибающим моментом рассчитываемая при наличии трещин из выражения:
где (1r)1 – кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки; (1r)2 – кривизна от непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок; (1r)3 – кривизна от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок; (1r)4 – кривизна вызванная выгибом элемента следствие усадки и ползучести бетона от усилия предварительного обжатия.
Согласно СНиП 2.01.07-85 [19] прогибы элементов перекрытий производственных зданий определяют только от действия продолжительных нагрузок в данном случае кривизны (1r)1 и (1r)2 принимаем равными нулю.
Вспомогательные коэффициенты и параметры:
где = 015 - при длительном действии нагрузки
где φls = 08 – при продолжительном действии нагрузки.
Рис. 11. Расчетная схема плиты (приведенная к тавровому сечению).
Кривизна (1r)3 от продолжительного действия нагрузок:
= 0 т. к. на уровне сжатой арматуры потери предварительного напряжения отсутствуют
что меньше предельного допустимого прогиба fn = 30 мм.
где для равномерно распределённой нагрузки; для загружения моментом усилия обжатия.
Ригель запроектируем как неразрезанную трёхпролетную балку с опиранием концов её на стены здания. Сборные элементы ригеля (однопролетные) соединим при монтаже в неразрезную систему сваркой выпусков арматуры из ригелей между собой и замоноличиванием стыков образуя поперечную рамную конструкцию.
При свободном опирании концов ригеля на несущие стены и равных или отличающихся не более чем на 10 % расчетных пролетах его разрешается рассчитывать как неразрезную многопролетную балку (рис. 13).
Рис. 12. Конструктивная схема ригелей
средний lср = 5600 мм.
Соотношение расчетных пролетов:
При числе сосредоточенных сил на длине пролета четыре и более разрешается заменять такую нагрузку эквивалентной равномерно распределенной. Определение нагрузок на ригель дано в табл. 8.
Нагрузки на ригель кНм
Полная нагрузка на ригель:
при γf = 1: 4386 + 4332 = 8718 кНм;
при γf > 1: 4891 + 5198 = 10089 кНм.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях ригеля определяют по формуле:
При соотношении формулы могут быть записаны так:
Изгибающие моменты (рис. 13):
Поперечные силы на опорах:
Рис. 13. Расчетная схема и эпюра моментов неразрезной трехпролётной балки
Расчет ригеля по предельным состояниям I-й группы
Ригель проектируем из тяжелого бетона класса В15. Расчетные характеристики бетона при γb2 = 09 Rb = 09 85= 765 МПа; Rbt = 09 075 = 0675 МПа; Rb ser = 11 МПа; Rbt ser = 115 МПа; Еb=205 103 МПа.
Продольную арматуру ригеля запроектируем класса А-III Rs = 365 МПа.
Конструируем сечение ригеля тавровым (рис. 14).
Рис. 14. Конструктивная схема поперечного сечения ригеля.
Граничная высота сжатой зоны для изгибаемых элементов из бетона класса В20 и арматуры класса А-III R = 0652.
Сечение в первом пролете:
Принимаем 3 22 А-III (As = 1140 мм2).
Сечение в среднем пролете:
Принимаем 3 18 А-III (As = 763 мм2).
Сечение на средней опоре:
Принимаем 3 20 А-III (As =941 мм2).
Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
При в ригеле должна устанавливаться поперечная арматура по расчету. Принимаем поперечную арматуру класса А-I с Rsw = 175 МПа; d = 8 мм.
Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор при h = 80 см:
s ≤ h 3 = 803=266 см.
Шаг поперечных стержней не должен превышать:
У опоры А при As = 2 8А-I = 2 503 = 1006 мм2:
У опоры В при As = 2 8А-I = 2 503 = 1006 мм2:
Принимаем шаг поперечных стержней s = 200 мм:
Длина проекции опасной наклонной трещины:
При С0 2h0 = 2760 = 1520 мм и С0 С принимаем С0 = С = 1520 мм то:
При прочность наклонных сечений у опоры А обеспечена.
У опоры В шаг стержней 8А-I уменьшаем до s = 100 мм тогда
При С0 = 1153 мм 2h0=2760=1520 мм принимаем С0 = 1153 мм; С = 1153 мм
Следовательно прочность сечения ригеля достаточна.
Устанавливаем поперечное стержни с шагом 100 мм на длине в четверть пролета на остальной длине s = 450 мм (34) 800 = 600 мм.
Определение ширины раскрытия наклонных трещин
Вычислим усредненный коэффициент надежности по нагрузке поскольку ширина раскрытия наклонных трещин определяется от действия на ригель нормативных нагрузок
Поперечные силы от нормативных нагрузок у грани опор:
Принимаем условно всю нагрузку длительно действующей.
У опоры А при As = 2 8А-I = 1006 мм2 и шаг стержней s = 200 мм:
Коэффициенты: φ = 13.
У опоры В слева при As = 2 8А-I =1006 мм2и шаг стержней s = 100 мм С = 1153 мм:
Определение мест возможного обрыва стержней продольной арматуры
В соответствии с Руководством по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения) с целью экономии арматуры часть стержней продольной рабочей арматуры разрешается обрывать не доводя до опор. В балках шириной более 150 мм со сварными каркасами до опор доводят не менее двух стержней.
Места обрыва стержней определяют расчетом в соответствии с эпюрами моментов; это допускается определять графически при достаточной точности вычерчивания эпюр.
Необходимо также обеспечить надежную анкеровку обрываемых стержней по расчету но в любом случае не менее 20d обрываемых стержней.
Конструирования ригеля
Построение эпюры материалов см. на рис. 15.
Рис. 15. Эпюра материалов
Сечения в крайнем пролете:
–до обрыва стержней (3 22 As = 1140 мм2):
после обрыва 1 22 А-III с Аs = 3801 мм2
Сечение в среднем пролете:
до обрыва стержней: As = 3 18 А-III = 763 мм2
после обрыва стержней: 1 18 А-III с As = 2545 мм2
Сечения на средней опоре:
до обрыва стержней: As = 3 20А-III=941 мм2:
после обрыва стержней: 1 20А-III c As = 3142 мм2:
Расчет выполним для наиболее нагруженной колонны I этажа. Расчетная длина колонны:
где 08 м – расстояние от обреза фундамента до уровня чистого пола; hп – высота панели (плиты); hp – высота ригеля.
Принимаем колонну сечением 4040 см из бетона класса В30 с Rb=09 17 = 153 МПа;
Rbt = 09 12 = 108 МПа
Арматура класса A-III с Rsc 365 МПа.
Расчетная нагрузка на колонну в уровне обреза фундамента:
где n – число перекрытий; Gк – вес колонны.
Кратковременно действующая часть расчетной нагрузки
где 1200 Нм2 – по заданию; Агр – грузовая площадь на колонну 56 8 = 448 м2; f – коэффициент надежности по нагрузке 12; n – коэффициент надежности по назначению здания 095.
Длительно действующая часть расчетной нагрузки:
Случайный эксцентриситет:
еа hk : 30 = 40 : 30 =133 см;
еа l0 : 600 = 430 : 600 = 072 см.
Железобетонные элементы прямоугольного и квадратного сечения с симметричной арматурой классов A-I A-II и A-III сжатых со случайным эксцентриситетом при l0 20hk разрешается рассчитывать как условно центрально-сжатые.
В нашем случае: см и е0= 0 еа.
l0 : hk = 430 : 40=1075 и коэффициенты 1 = 087 и 2 = 089
Принимаем ориентировочно коэффициент армирования = 002 тогда:
Требуемое количество арматуры в колонне:
Фактический коэффициент армирования = 532(40 40) = 0003 значительно отличается от принятого в расчете = 002 поэтому производим уточнение в расчете.
Принимаем коэффициент армирования = 0004 тогда:
Фактический коэффициент армирования = 657(40 40) = 00041 незначительно отличается от принятого в расчете = 0004.
Принимаем 4 16 А-III (=804см).
Поперечные стержни в каркасах принимаем 8A-III с шагом 400 мм.
Расчет консоли колонны
Расчетная схема консоли показана на рис. 17.
Принимаем ширину консоли b = bk = 40 см. Бетон класса В30: Rb = 153 МПа Rbt = 108 МПа при b2 = 09; Eb = 29000 МПа. Арматура класса A-III.
Наибольшая нагрузка на консоль Qвл = 339 кН.
Следует обеспечить прочность ригеля на местное сжатие (смятие) при его опирании на консоль изготовленного из бетона класса В15 с Rb = 765 МПа (при b2 = 09):
Рис. 17. Расчетная схема
Минимальный вынос консоли с зазором между гранью колонны и торцом ригеля 50 мм:
Принимаем l = 25 см.
Расстояние от грани колонны до точки приложения силы Q:
Назначаем расчетную высоту консоли из условий
При и с = а = 15 см
Полная высота консоли: см.
Принимаем высоту консоли 40 см (рис. 17).
Рис. 17. Основные размеры консоли колонны
Высота у свободного края консоли:
см > h 3 = 40 3 133 см;
При h = 40 см > 25 a = 25 15 = 375 см консоль короткая и армируется отогнутыми стержнями и горизонтальными хомутами. В соответствии со СНиП минимальное количество отогнутой арматуры располагаемой на верхней колонне участка от точки принятия опорного давления до примыкающей наклонной грани консоли к колонне должна быть не менее
Принимаем отогнутую арматуру 2 16А-III с = 402 см2.
Прочность короткой консоли с l = 25 см что меньше:
По наклонной сжатой полосе lb = 165 см определяется из зависимости:
где As inc = 216А-III = 402 см2.
= Esw Eb = 200000 29000 = 69;
Прочность консоли по наклонной полосе:
1176 153 100 40 165 0825 = 783766 Н = 78377 кН > Q = 339 кН.
Таким образом прочность обеспечивается.
Необходимое количество продольной арматуры рассчитаем по изгибающему моменту у грани колонны увеличенному на 25 %:
Принимаем 2 18 A-III c =509 см2.
Горизонтальные хомуты выполняем 8A-III с шагом 100 мм в пределах высоты консоли.
Запроектируем сборный фундамент стаканного типа из бетона класса В 15 с Rb = 85 МПа;
Rbt = 075 МПа при b2 = 10. (рис. 19)
Арматура класса A-III с Rs = 365 МПа.
Расчетная нагрузка на фундамент:
NI = 2349 кН для расчета по предельным состояниям первой группы;
NII = 2349 : 116 = 2025 кН
где 116 = f (усредненный коэффициент надежности по нагрузке) – для расчета по второй группе предельных состояний.
Необходимая площадь подошвы фундамента при расчетном сопротивлении грунта в основании R = 045 МПа (по заданию) отметке подошвы фундамента H = 16 м и средней плотности массы фундамента и грунтах на его обрезах ср = 20 тсм3
Размеры квадратного в плане фундамента:
Принимаем размеры a = b = 25 м.
Реактивное давление грунта на подошву фундамента от расчетных нагрузок составит:
Расчетную высоту сечения фундамента из условия обеспечения его прочности против продавливания колонной определим из формулы:
где = 10; um средний периметр пирамиды продавливания
Полная высота фундамента стаканного типа с толщиной защитного слоя 3 см и предполагаемом диаметре стержней арматуры 20 мм
Необходимая высота фундамента из условия достаточной анкеровки арматуры колонны в стакане фундамента:
(при диаметре стержней арматуры колонны 16 мм);
Принимаем трехступенчатый фундамент высотой h = 120 см с высотой каждой ступени 40 см.
Расчетная высота фундамента:
расчетная высота нижней ступени (см. рис. 18): см.
Рис. 18. Фундамент стаканного типа (поперечное сечение)
Проверка прочности нижней ступени против продавливания
Продавливающая сила:
где Aосн – площадь нижнего основания пирамиды продавливания
Средний периметр пирамиды продавливания:
Прочность нижней ступени против продавливания обеспечена.
Проверка прочности фундамента против продавливания по всей высоте.
Продавливающая сила:
При кН >F = 3768 кН прочность фундамента против продавливания по всей высоте обеспечена.
Изгибающие моменты от реактивного давления грунта в сечениях фундамента по граням колонны и уступа (нижнего):
Необходимое количество продольной арматуры:
Принимаем в обоих направлениях 13 12 A-III As = 13 113 = 1469 см2 с шагом 20 см.
Проверка прочности наклонных сечений
Прочность фундамента при отсутствии в нем поперечной арматуры определяет:
где правая часть выражения должна быть не более и не менее . Поперечная сила в сечениях фундамента (при ширине полосы 10 м):
у грани уступа (нижней ступени):
Н = 217125 кН у грани колонны;
Н = 67125 кН – у грани уступа (нижней ступени).
Н = 5211 кН – у грани колонны;
Н = 1611 кН – у грани уступа (нижней ступени).
7125 кН > Q1 = 3946 кН 5211 кН;
125 кН > Q2=1503 кН > 1611 кН.
Прочность наклонных сечений фундамента обеспечена. Поперечное армирование не требуется.
Расчет каменных конструкций
Расчет прочности наружной стены
Расчет прочности кирпичной кладки в наиболее нагруженном простенке см. на рис. 19.
Рис. 19. Элемент плана и сечение наружной стенки здания
Определяем нагрузку на простенок в уровне низа ригеля перекрытия первого этажа (см. рис. 19) кН:
снеговая нагрузка (по заданию) 1800 Нм2:
рулонный ковер из четырех слоев толь-кожи на мастике ( = 15 мм = 125 кНм3) с защитными слоями гравия втопленного в мастику ( = 16 кНм3):
цементно-песчаная стяжка ( = 25 мм = 22 кНм3):
пенобетон ( = 160 мм = 58 кНм3):
–пароизоляция (обмазочная):
железобетонные плиты покрытия с замоноличиванием швов:
железобетонная ферма:
где 71 т масса фермы;
вес парапета со стеной выше отметки +1950:
где 18 кНм3 = γ кладки из кирпича.
вес кирпичной кладки от отметки +306 (низ ригеля I этажа) до отм. +1950 (низ фермы):
нагрузка от ригелей перекрытий:
вес оконного заполнения при γ = 05 кНм2 :
Суммарная расчетная нагрузка на простенок в уровне отметки +316:
В соответствии со СНиП II-22-81 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 (рис. 20).
Рис. 20. Расчетные нагрузки на простенок
Если при глубине заделки ригеля в стену а = 38 см а 3 = 383 = 127 см > 7 см то принимаем точку приложения силы P от вышележащего перекрытия в 7-и см от внутренней грани стены.
Расчетная высота простенка:
Несущая способность внецентренно сжатого простенка прямоугольного сечения определяется по формуле:
где mдл коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки; при h = 51 см > 30 см - > mдл = 10; коэффициент продольного изгиба для всего сечения; с коэффициент продольного изгиба для сжатой части сечения:
Гибкость простенка выполненного из кирпича марки «125» на растворе марки «75» и R = 19 МПа при упругой характеристике кладки α = 1000 тогда = 096. Согласно СНиП 11-22-81 продольный изгиб в опорных сечениях принимаем = 1.
Значения коэффициента продольного изгиба в расчетных сечениях простенка в уровне верха и низа оконного проема (рис. 21):
Рис. 21. Расчетная схема простенка
Величины изгибающих моментов в уровне опирания ригеля и в расчетных сечениях простенка на уровне верха и низа оконного проема:
Величины нормальных сил в тех же сечениях простенка:
Эксцентриситеты продольных сил в сечениях простенка:
Несущая способность (прочность) простенка в уровне опирания ригеля при = 1 и e0 =177 см:
Прочность простенка в месте опирания ригеля обеспечена.
Если несущая способность простенка в сечении I-I при e0I = 149 см; = 0982:
кН > 2986 кН. Следовательно несущая способность простенка на уровне верха проема обеспечена.
Если несущая способность простенка в сечении II-II (по низу оконного проема) при e0II = 046см; = 0967;
Это означает что прочность простенка в уровне низа оконного проема обеспечена.
Несущая способность простенка в сечении III-III в уровне обреза фундамента при центральном сжатии:
Следовательно прочность простенка в уровне обреза фундамента достаточна.
Расчет центрально-сжатого столба (колонны)
Рассмотрим вариант замены железобетонной колоны I этажа кирпичным столбом.
Примем кирпич глиняный пластического прессования «М-125» на растворе марки «75» с расчетным сопротивлением R = 19 МПа.
Упругая характеристика армированной кладки = 1000.
Нагрузку (условно) принимаем как для железобетонной колонны 2349 кН в уровне обреза фундамента.
При расчетной длине l0 = 311 см = 1000 гибкость столба сечением 104 104 см
и коэффициент продольного изгиба = 1.
Несущая способность неармированного кирпичного столба:
Следовательно прочность неармированного столба недостаточна.
Примем армирование горизонтальными сварными сетками с перекрестными стержнями из арматуры класса Вр-I 5 мм (As = 0196 см2) с расчетным сопротивлением Rs = 06410 = 246 МПа и Rsn = 06 490 = 294 МПа.
Шаг стержней в сетках с = 75 см сетка располагается в горизонтальных швах кладки через 3 ряда кирпичей s = 225 см.
Процент армирования кладки по объему:
Расчетное сопротивление армированной кладки:
МПа 2R = 2 19 = 38 МПа.
Упругая характеристика кладки с сетчатым армированием по СНиП 11-22-81:
При λh = 299; αsk = 736; = 1.
Несущая способность армированного кирпичного столба:
Прочность столба достаточна.
Библиографический список
Бондаренко В. М. Железобетонные и каменные конструкции [Текст] В. М. Бондаренко Д. Г. Суворкин – М. : Высшая школа 1987.- 386 с.
СНиП 2.03.01-84 «Бетонные и железобетонные конструкции».
СНиП II-22-81 «Каменные и армокаменные конструкции».
СНиП 23-01-99 «Строительная климатология и геофизика».
СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия».

Жб Лист №1.cdw

Арматурная сталь по ГОСТ 5787-82
КП.ЛТ.Д.270102.4.070296
Монтажный план сборного перекрытия.
Разрезы. Армирование плиты П1
Напрягаемая арматура
Плиты П-1 - Бетон В40
Монтажный план сборного перкрытия
Плита перекрытия П-1

ЖБ Лист №2.cdw

Арматурная сталь по ГОСТ 5787-82
Второстепенная балка
(на один средний пролет)
(на один крайний пролет)
КП.ЛТ.Д.270102.4.070296
Раздельное армирование
Непрерывное армирование
Монтажный план монолитного ребристого перекрытия
Армирование монолитной плиты
Раздельной армирование
Армирование второйстепенной балки
Выборка стали на элемент