ПЗ ЖКК

Изм. Лист
№
докум.
1
Подпись Дата
1
Лист
1
Изм. Лист
№
докум.
2
Подпись Дата
2
Лист
2
Изм. Лист
№
докум.
3
Подпись Дата
3
Лист
3
Изм. Лист
№
докум.
4
Подпись Дата
4
Лист
4
Раздел I Монолитное ребристое перекрытие
1.1 Компоновка конструктивной схемы монолитного
перекрытия
Главные балки расположены в поперечном направлении здания, то есть
по наибольшему шагу колонн. Привязка наружных кирпичных стен равна
250 мм от разбивочных осей до внутренней грани стен. Расстояния между
второстепенными балками назначаются с учетом проектирования плиты
балочного типа (отношение большего пролета плиты к меньшему должно
быть >2). Размер крайнего пролета может быть меньше среднего не более
чем на 20%. Размеры поперечных сечений балок должны соответствовать
унифицированным.
Принимаем конструктивную схему монолитного ребристого
перекрытия согласно рисунку 1.
Изм. Лист
№
докум.
Подпись Дата
Рисунок 1 – Конструктивная схема монолитного перекрытия.
ГБ – главная балка, ВБ – второстепенная балка
5
5
Лист
5
При компоновке железобетонного монолитного перекрытия были учтены
рекомендации относительно длин главных и второстепенных балок, в
соответствии с которыми главные балки следует принимать длиной 8-10 метров,
а вспомогательные в пределах 6-8 метров.
1.2 Расчет монолитной плиты перекрытия
1.2.1 Вычисление расчетных пролетов и нагрузок на плиту
Назначаем предварительно следующие значения геометрических
размеров
элементов перекрытия:
высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок
1 1 
1 1 
hв.б .      Lв.б .      9000  600 мм
 12 20 
 12 20 
bв.б.   0,3  0,5  hв.б.  (0,3  0,5)  600  250 мм
высота и ширина поперечного сечения главных балок
1 1 
1 1
hг .б .      L     10000  1000 мм
 8 15 
 10 15 
bг.б.   0,3  0,5  hг.б.  (0,3 0,5) 1000  400 мм
Изм. Лист
№
Подпись Дата
Толщину монолитной
плиты
перекрытия
назначаем 100 мм.
докум.
Рисунок 2 - Схема определения расчетных пролетов плиты
6
6
Лист
6
Определяем расчетные пролеты плиты:
в коротком направлении
120 bв.б .
120 250
 2500 - 250 
 2185 мм
2
2
2
2
 2500 - 250  2250 мм
lк1  шагв.б . - 250 
lк 2  шагв.б . - bв.б .
в длинном направлении
lд  шагmin - bг.б.  9000-400  8600 мм
Поскольку отношение пролетов
lд
lкmax

8600
 3.82  2 , то плита балочного
2250
типа.
Для расчета плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу
шириной 1 м (см рис. 1). Плита будет работать как неразрезная балка,
опорами которой служат второстепенные балки и наружные кирпичные
стены.
Дата
Изм. Листна 1 м2 плиты
№
Подпись
Таблица 1 – Нагрузки
монолитного
перекрытия
докум.
Норм.
Вид нагрузки
нагр.
γf
н
2
q , кН/м
Постоянная:
- собственный вес плиты
2,5
1,1
3
(tpl=100мм, ρ=2500 кг/м )
- конструкция пола
1) цементно-песчаная стяжка
0,9
1,3
3
(tpl=50мм, ρ=1800 кг/м )
2) керамическая плитка
0,54
1,3
3
(tpl=30мм, ρ=1800 кг/м )
Итого
3,94
Временная:
3,5
1,2
-полезная нагрузка на перекрытие
Всего
7,44
Расч. нагр.
qр, кН/м2
2,75
1,17
0,702
4,622
4,2
8,822
С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная
нагрузка на 1 м плиты равна q  8,822   n  8,822 1,1  9, 7кН / м 2 .
7
7
Лист
7
Рисунок 3 – Расчетная схема плиты и эпюра изгибающих моментов
Определяем изгибающие моменты:
в первом пролете
M1 
ql12 9, 7  (2,185) 2

 4, 212кН  м,
11
11
(1)
где q – расчетная распределенная нагрузка;
l1 – расчетный пролет крайней плиты в коротком направлении
на первой промежуточной опоре:
М2 
ql1 2 9, 7  (2,185) 2

 4, 212кН  м,
11
11
(2)
в средних пролетах и на средних опорах
2
9, 7№
 (2, 25)
Подпись

 3, Дата
07 кН  м,
16 докум. 16
qlср 2
Изм.
М Лист

3
(3)
где lср – расчетный пролет средней плиты в коротком направлении.
1.2.2 Характеристики прочности бетона
По СП 63.13330.2012 «Бетонные и железобетонные конструкции»
определяем прочностные и деформативные характеристики бетона и
арматуры заданного класса с учетом влажности окружающей среды.
Бетон тяжелый класса В35:
Rb = 19,5 МПа
Rbt = 1,3 МПа
1.2.3 Подбор сечений продольной арматуры сеток
В средних пролетах и на средних опорах.
Принимаю арматуру Bр-500
8
8
Лист
8
Rs= 415 МПа
Rsc= 390 МПа
Рабочую высоту сечения определяю с учетом защитного слоя бетона
для рабочей арматуры. Принимаю защитный слой а=20 мм.
20 

h0  h  a  100   20    70 мм
2 

M (3,4)
3,07 103
 

 0,032
6
2
m
2
19,5

10

(0,07)
R b h
b
0
el 
R 
Rs
415

 0, 002
Es 2, 05 105
0,8
1
el
b 2

0,8
 0,51
0, 002
1
0, 0035
 R   R  (1  0,5 R )  0,51 (1  0,5  0,51)  0,38
Изм. Лист
№
Подпись
 mдокум.
 0.032
  R  Дата
0.38
Условие выполняется, следовательно, установка сжатой арматуры по
расчету не требуется.
Суммарная площадь всех стержней:
3,4
Аsтр

b  h0  (1  1  2   m ) Rb
R
s

19,5 1000  70  (1  1  2  0.032)
 106,99 мм2
415
Шаг между стержнями сетки находится в пределах 100  S  200 ,
принимаем S  200 мм . Следовательно N  5 шт на 1 метр.
Площадь одного стержня:
S1ст 
Asтр
N

106,98
 21, 4 мм2 ;
5
Диаметр одного стержня:
9
9
Лист
9
S1cт  4
ds 


21, 4  4

 5, 22  6 мм.
Принимаю сетку из 5 стержней ⌀ 6 мм с площадью рабочей
арматуры ASф  141, 4 мм
Шаг стержней сетки в поперечном направлении 200 мм.
3,4
2
В первом пролёте и на первой опоре:
4, 412 103
 

 0,046
6
2
m
2
19,5

10

(0,07)
R b h
b
0
 m  0.046   R  0.38
Условие выполняется, следовательно, установка сжатой арматуры по
расчету не требуется.
M (1,2)
1,2
Аsтр

b  h0  (1  1  2   m ) Rb
R
s

19.5 1000  70  (1  1  2  0.046)
 154,95 мм2
415
1,2
3,4
AS  ASтр
 ASф
 154,95 Дата
141, 4  13,55 мм2
Изм. Лист
№
докум.
Подпись
Принимаю дополнительное армирование. Шаг между стержнями
сетки находится в пределах 100  S  200 , принимаем S  200 мм .
Следовательно, N  5 шт на 1 метр.
Площадь одного стержня:
S1ст 
АS 13,55

 2, 71мм 2 ;
N
5
Диаметр одного стержня:
ds 
S1cт  4


2,71 4

 1,85  3 мм.
Принимаю дополнительную сетку из 5 стержней ⌀ 3 мм с площадью
доп
2
рабочей арматуры ASф  35,34 мм
10
10
Лист
10
Шаг стержней сетки в поперечном направлении 200 мм.
Определяем количество распределительной арматуры.
Распределительную арматуру принимаю из условия что, площадь её
должна быть не менее 30% от площади продольной арматуры.
3,4
Aраспр  0,3  АSф
 0,3 141, 4  42, 4 м2
Шаг принимаю равный S  300 мм . Следовательно, N  3 шт на 1
метр.
Площадь одного стержня:
S1ст 
Араспр
N
42, 4
 14,1мм2 ;
3

Диаметр одного стержня:
ds 
S1cт  4


14,1 4

 4, 24  5 мм.
Принимаю распределительную
арматуру Дата
из 3 стержней ⌀ 5 мм с
Изм. Лист
№
Подпись
Aраспр  42, 4 мм2
площадью рабочей арматуры докум.
Шаг стержней сетки 300 мм.
1.3 Расчет и проектирование монолитной второстепенной балки
1.3.1 Конструктивная схема второстепенной балки. Сбор нагрузок на
второстепенную балку
11
11
Лист
11
Рисунок 4 – Схемы для определения расчетных пролетов второстепенной
балки
Вычисляем расчетные пролеты второстепенной балки (рис. 4):
Изм. Лист
для крайнего пролета
l01  шаг г .б . -
№
докум.
Подпись Дата
bгб 250
400

 9000 -125  8675 мм
2
2
2
Определяем расчетную нагрузку на 1 м второстепенной балки,
собираемую с грузовой полосы шириной, равной максимальному расстоянию
между осями второстепенных балок (1 м).
Таблица 2 – Сбор нагрузок на 1м второстепенной балки.
Наименование нагрузки
Постоянная:
- от собственного веса балки
qn=25×(0,6-0,1) ×0,25
- от конструкции пола:
1. Цементно-песчаная стяжка
qn=0,9×2, 5
2. Плитка
12
Нормат.н.
γf
qn(кН/м)
Расчет.н.
qr(кН/м)
3,125
1,1
3,438
2,25
1,3
2,925
1,35
1,3
1,755
12
Лист
12
qn=0,54×2, 5
-от массы плиты
qn=25×0,1×2,5
6,25
Итого
Временная:
-полезная нагрузка на перекрытие
qn = 3,5∙ 2, 5
Всего
1,1
10,865
8,75
6,875
12,479
1,2
21,73
10,5
25,493
С учетом коэффициента надежности по ответственности здания
расчетная нагрузка на 1 м2 плиты равна:
q  21,93   n  25, 493 1,1  28, 042кН / м 2 .
Составим расчетную схему при известных нагрузке и пролетах, после
чего вычислим значение максимальной поперечной силы, а также изгибающих
моментов: в середине 1-го пролета, на 1-ой промежуточной опоре, в средних
пролетах и на средних опорах.
Изм. Лист
№
докум.
Подпись Дата
Рисунок 5 – Расчет второстепенной балки на действие внешней нагрузки
Изгибающий момент в середине 1-го пролета:
M1 
q  l 2 28, 042  8, 6752

 191,85кН  м;
11
11
Изгибающий момент на 1-ой промежуточной опоре:
q  l 2 28, 042  8, 6752
M2 

 150, 74кН  м;
14
14
Изгибающий момент в средних пролетах и на средних опорах
13
13
Лист
13
q  l 2 28, 042  8, 62
M3 

 129, 62кН  м.
16
16
Максимальная поперечная сила действует на первой промежуточной
опоре и равна:
Qmax  0,6  q  l01  0,6  28,042  8,675  145,96кН .
1.3.2 Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон тяжелый, класса В35
Rb = 19,5МПа
Rbt = 1,3МПа
Принимаю арматуру AⅣ (А600), т.к. у арматуры класса Bр-500 нет
прокатов достаточного диаметра.
Rs=510 МПа
Rsc= 400 МПа
1.3.3 Расчет прочности второстепенной балки по сечениям,
нормальным к продольной оси
Изм. Лист
№
докум.
Подпись Дата
Рисунок 6 – Схема поперечного сечения второстепенной балки в первом
пролете
Проверим правильность предварительного назначения высоты
сечения второстепенной балки:
h0 
М max
191,85 103

 369 мм
0, 289 Rb  b
0, 289 19,5 106  0, 25
если h0+a = 448+40=409мм < 600 мм, т.е. увеличивать высоту не
требуется.
14
14
Лист
14
Определяем высоту сжатой зоны: h0  hвб - 40  600 - 40  540 мм
Определим b f
1
1
k  l01   8, 675  1, 45 м
6
6
k
1
1
(шаг в.б .  b)   (2,5  0, 25)  1,125 м
2
2
Принимаем k  1, 25 м .
b f  b  2  k  0, 25  2 1,125  2,5 м
Проверим условие, при котором граница сжатой зоны находится в
полке изгибаемого элемента, предполагая, что сжатая арматура по расчету
не требуется, и приняв за расчетный наибольший из изгибающих
моментов – момент в первом пролете, равный 98,44 кН∙м.
M  Rb  b f  h f  (h0  0,5h f );
191,85 103  19,5 106  2,5  0,1 (0,54  0,5  0,1),
191,85
 2388,8Дата
№
Подпись
Изм. Лист
докум.
Так как условие выполняется, то граница сжатой зоны проходит в полке
и расчет производим как для прямоугольного сечения.
1) Расчет сечения в первом пролете.
Определяем коэффициент статического момента сжатой зоны сечения
относительно центра тяжести растянутой арматуры:
м 
М1
191,85 103

 0, 0135
Rв  b 'f  h0 2 19,5 106  2,5  0,542
  1  1  2   m  1  1  2  0, 0135  0, 014
R 
15
0,8
1
el
b 2

0,8
 0,565
0, 002
1
0, 0048
15
Лист
15
0,014<0,565
Условие ξ≤ ξR выполняется, установка сжатой арматуры не требуется.
Определим требуемую площадь сечения арматуры АSтр:
Rb  b    h0 19.5 106  2500  0, 014  540
ASтр 

 722, 65 мм 2
6
RS
510 10
Из сортамента стержневой и проволочной арматуры принимаю 2 стержня
⌀ 22 мм, арматура AⅣ, с площадью рабочей арматуры AS=760 мм2.
2) Расчет сечения на первой от края опоре:
Рисунок 7 – Схема поперечного сечения второстепенной балки на первой
Изм. Лист
№
Подпись Дата
от края опоре
докум.
Определяем коэффициент статического момента сжатой зоны сечения
относительно центра тяжести растянутой арматуры:
м 
М2
150, 74 103

 0,106
Rв  b  h0 2 19,5 106  0, 25  0,542
  1  1  2   m  1  1  2  0,106  0,112
R 
0,8
1
el
b 2

0,8
 0,565
0, 002
1
0, 0048
0,112<0,565
Условие ξ≤ ξR выполняется, установка сжатой арматуры не требуется.
Определим требуемую площадь сечения арматуры АSтр:
16
16
Лист
16
ASтр
Rb  b    h0 19.5 106  250  0,112  540


 578,12 мм 2
6
RS
510 10
Из сортамента стержневой и проволочной арматуры принимаю 2 стержня
⌀ 20 мм, арматура АⅣ, с площадью рабочей арматуры AS=628 мм2.
1.3.4 Расчет прочности второстепенной
наклонным к продольной оси
балки
по
сечениям,
Диаметр поперечных стержней устанавливаю из условия сварки с
продольными стержнями ds=16 мм и принимаю d sw  0, 25  d s  6 мм класса
Вр500.
Rsw = 300 МПа
Шаг поперечной арматуры устанавливается по СП 63.13330.2012
 0,5  h0  270 мм
S  
, принимаю 250 мм.
 300 мм

Проверяю условие обеспечения прочности по наклонной полосе:
Qmax  0,3  RB  b  h0
6
96,97
кН

0,3

19,
6

10
 0, 25  0,54
Изм. Лист
№
Подпись Дата
докум.
145,96кН  263,3кН
Условие выполняется, следовательно, поперечная арматура по
расчету не требуется.
Проверяю условие обеспечения прочности по наклонным сечениям
на действие поперечных сил:
Q  Qb  Qs ;
где Qb - поперечная сила воспринимаемая бетоном;
Qs - поперечная сила воспринимаемая поперечной арматурой.
Определяем интенсивность поперечного армирования:
Rs  As 300 106  5, 652 105
кН
qs 

 67,85
;
S
0, 25
м
2
где As  S1cт  N  56,55 мм
Поперечную арматуру учитываю в расчете, если:
17
17
Лист
17
qs  0, 25  Rbt  b
67,85
кН
кН
 8,1
м
м
Mb
142,16 103
c

 2, 25 м
q
28, 042 103
Принимаю с  920 мм .
  h0  540 мм
с
 2  h0  1080 мм
1,5  Rbt  b  h02 1,5  0,13 106  0, 25  0,542
Qb 

 438, 75кН
c
0,92
0,5  Rbt  b  h0  Qb  2,5  Rbt  b  h0
87, 75кН  131, 625кН  438, 75кН
Условие выполняется.
№
Подпись Дата
QsИзм. Лист
0,75  qдокум.
s  c  0,75  67,85  0,92  56,78 кН
Q  Qb  Qs
145,96  131, 625  56,8
Условие выполняется, т.е. прочность наклонного сечения по
поперечной силе обеспечена.
Шаг поперечной арматуры S должен быть не больше S max :
S  S max
S max
Rbt  b  h02 0,13 106  0, 25  0,54


 643 мм
Qmax
145,96 103
250 мм  643мм
Условие выполняется.
18
18
Лист
18
Раздел II Сборное ребристое перекрытие
2.1. Расчет и проектирование сборной предварительно напряженной
плиты перекрытия
2.1.1 Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия
Сборное железобетонное перекрытие при неполном каркасе состоит
из рядовых ребристых плит, доборных монолитных плит, укладываемых
вдоль пролета у наружных стен и связевых ребристых плит, объединяющих
смежные пролеты.
Изм. Лист
№
докум.
Подпись Дата
Рисунок 10 – Схема компоновки сборного перекрытия
Пр – плита ребристая, Пр(с) – плита связевая, Пр(д) – плита доборная,
Р – ригель железобетонный
В результате компоновки были получены номинальные размеры
элементов перекрытия. Номинальная длина плит – 9 м, номинальная
ширина рядовых и связных плит – 2м, доборных – 1 м. Величина опирания
плиты на ригель 120 мм.
Высотой ребристой плиты задаемся из соотношения:
1 
 1
hпл     L   450  300 
 20 30 
где L – перекрываемый пролет.
19
19
Лист
19
Из этого соотношения принимаем высоту плиты h = 350мм.
Сечение ригеля – прямоугольное. Размерами ригеля задаемся из
известных соотношений:
1 1
h      L  (900  600)  700 мм;
 10 15 
b  (0,3  0,5)  h  300 мм.
Принятые размеры конструктивных элементов перекрытия показаны
на рисунке 11.
8
Изм. Лист
№
докум.
Подпись Дата
Рисунок 11 – Параметры элементов сборного перекрытия
Расчетный пролет плиты составляет:
l0  9000  120  8880 мм
Сбор нагрузок на 1 м2 плиты выполним в табличной форме.
Таблица 3 - Сбор нагрузок на 1м2 ребристой плиты
20
20
Лист
20
Нормат.н.
γf
qn(кН/м)
Наименование нагрузки
Постоянная:
- от собственного веса балки
qn=25×0,105
- от конструкции пола:
1. Цементно-песчаная стяжка
qn=0,9
2. Плитка
qn=0,54
Временная:
- полезная полная нагрузка
qtot=3,5
Полная нагрузка
- длительная нагрузка
ql = 0,8 × qtot=0,8×3,5
В том числе постоянная и длительная
нагрузка
Расчет.н.
qr(кН/м)
2,625
1,1
2,888
2,25
1,3
2,925
1,35
1,3
1,755
3,5
1,2
4,2
9,725
-
10,47
2,8
1,2
3,36
9,025
-
-
Расчетные нагрузки на 1 м длины при ширине плиты 2 м с учетом
коэффициента надежности.
Для расчетов
по первой группе
предельных состояний:
Изм. Лист
№
Подпись Дата
докум.
q  10, 47  2 1,1  20,94
кН
м
Для расчетов по второй группе предельных состояний:
qtot  9, 725  2  19, 45
ql  9, 025  2  18, 05
кН
м
кН
м
Расчетные усилия:
Для расчетов по первой группе предельных состояний:
q  l02 20,94  8,882
M

 206, 4кН  м
8
8
21
21
Лист
21
Q
q  l0 20,94  8,88

 92,97кН
2
2
Для расчетов по второй группе предельных состояний:
M tot 
qtot  l02 19, 45  8,882

 191, 71кН  м
8
8
ql  l02 18,05  8,882
Ml 

 177,92кН  м
8
8
Класс бетона В40:
Rbn  Rb , ser  29МПа
Rb  22МПа
Rbt , ser  2,1МПа
Rbt  1, 4МПа
Еb  36000МПа
С разрешения преподавателя принимаю класс арматуры К1500, т.к.
арматуры К1700 нет в СП.
Rs ,n  Rs , ser  1500МПа
Изм. Лист
Rs  1250МПа
Es  1,8 105 МПа
№
докум.
Подпись Дата
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в
соответствии с требованиями п. 9.1.1 СП 63-13330:
 0,9  Rs ,n  0,8 1500  1200МПа
  0,3  Rs ,n  0,3 1500  450МПа
 sp  
Принимаю  sp  650МПа
2.1.2 Расчет ребристой плиты по первой группе предельных
состояний
Расчет прочности по сечению, нормальному к продольной оси,
M  206, 4кН  м
22
22
Лист
22
h 'f
50
 0,142  0,1 , расчетная
h 350
ширина полки b'f  1960 мм . h0  350  35  315 мм .
Согласно п. 8.1.11 СП 63-13330 при

Проверяем условие:
Rb  b'f  h'f  h0  0,5  h'f   M
17 1960  50  315  0,5  50  483,14кН  м  87, 47кН  м
т. е. граница сжатой зоны проходит в полке и расчет производим как
для прямоугольного сечения шириной b'f  1960 мм .
M
206, 4 106
m 

 0, 048
Rb  b 'f  h02 22 1960  3152
 sp
Rs
По таблице Ⅳ. 2. согласно примечанию, для класса арматуры К1500 и
 0,8 находим  R  0,39 .
Требуемую площадь сечения арматуры вычисляем по формуле:
Изм. Лист
№
докум.
Подпись Дата
'
Asp 
  Rb  b f  h0
 s 3  Rs
где   1  1  2   m  1  1  2  0,048  0,049
 s 3  1,1
Asp 
0, 049  22 1960  315
 484, 04 мм2
1,11250
Принимаем 218 К1500( Аsp  509 мм2 ) .
Расчет полки на местный прогиб.
Расчетный пролет равен:
l0  1960  140  40  1780 мм
23
23
Лист
23
Нагрузка на 1 м2 полки толщиной 50 мм будет равна:
q  (h'f     f  g f   f    f )   n
где h 'f - толщина полки, м;
 - плотность тяжелого ж/б;
 f - коэффициент надежности по нагрузке;
g f - постоянная нормативная нагрузка от массы пола;
 - временная нормативная нагрузка;
 n - коэффициент надежности здания;
q  (0, 05  25 1,1  3,38 1,3  3,5 1, 2) 1,1  10,96
кН
м
Изгибающий момент для полосы шириной 1м определяется с учетом
частичной заделки полки плиты в ребра по формуле:
q  l02 10, 47 1, 782
M

 1,88кН  м
11
11
Рабочая высота расчетного сечения прямоугольного профиля:
Изм. Лист
h0 №h  aПодпись
 50  17
 33 мм
Дата
докум.
Принимаем арматуру 5 Вр  1( Rs  360МПа;  R  0,372) .
m 
M
1,88 106

 0, 078   R  0,372
Rb  b  h02 22 1000  332
Тогда требуемая площадь продольной рабочей арматуры сетки на
ширине 1м будет равна:
R  b  h0  (1  1  2   m ) 22 1000  33  (1  1  2  0, 078)
Asp  b

 163,97 мм2
Rs
360
Принимаю сетку с рабочей арматурой 5 Вр  1 с шагом s  100 мм
(105Вр1, Аs  196,35 мм 2 ) .
Проверка прочности ребристой плиты по наклонным сечениям.
24
24
Лист
24
Согласно требованиям п. 5.12 пособия к СП 52-102 будем армировать
каждое ребро плиты плоским каркасом с поперечными стержнями из
h
арматуры класса Вр-1, диаметром 5мм с шагом sw  150 мм  0  157,5 мм
2
2
( Rsw  260МПа; Аsw  2 19, 6  39,3 мм )
Усилие обжатия о растянутой продольной арматуры находим по
формуле:
P  0, 7   sp  Asp
P  0, 7  650  402  182,91кН
Коэффициент 0,7 учитывает, что потери предварительного
напряжения приблизительно будут равны 30%.
Qmax  92,97кН
кН
q1  20,94
м
Прочность наклонной полосы проверяем из условия:
0,3  Rb  b  h0  Qmax
0,3  22 140№ 315Подпись
 291, Дата
06кН
Изм. Лист
докум.
 50,86кН
т.е. прочность бетонной полосы обеспечена.
Прочность по наклонным сечениям проверяем из условия:
Q  Qb  Qsw
Усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента равно:
Rsw  Aw 300  39,3
Н

 78, 6
sw
150
мм
Определяем коэффициент  n по формуле:
qsw 
 P 
P
n  1  1, 6 
 1,16  

Rb  A1
 Rb  A1 
25
2
25
Лист
25
2
где А1  140  350  49000 мм
P
182910

 0,17
Rb  A1 22  49000
n  1  1, 6  0,17  1,16  0,17 2  1, 24
Проверяем условие:
qsw  0, 25  n  Rbt  b
78, 6
Н
Н
 0, 25  1, 24  1, 4  140  60, 76
мм
мм
т. е. условие выполняется и M b вычисляется по формуле:
M b  1,5  n  Rbt  b  h02
M b  1,5  1, 24  1, 4  140  3152  36  106 Н  мм
Находим
Изм. Лист
№
докум.
Подпись Дата
Qb,min  0,5  n  Rbt  b  h0
Qb ,min  0,5  1, 24  1, 4  140  315  38, 28кН
Определяем длину проекции “с” не выгоднейшего наклонного
сечения и проекцию наклонной трещины с0 согласно п 3.3.3 пособия к СП
52-102.
Mb
36  106

 1311мм , но 3  h0  3  315  945 мм  c ,
Так как
q1
20,94
принимаем c  3  h0  945 мм . Поскольку c0  c  945 мм  2  h0  630 мм ,
принимаем c0  2  h0  630 мм .
Тогда
26
26
Лист
26
M b 36  106
Qb 

 38, 095кН  Qmin  38, 28кН
c
945
Принимаем Qb  38, 28кН .
Проверяем условие, принимая Q в конце наклонного сечения, т.е.
Q  Qmax  q1  c  92,97  20,94  0,945  73,18кН
Qb  0,75  qsw  c0  38, 28  0,75  78,6  0,63  75, 42кН  Q  73,18кН
Т.е. прочность наклонного сечения обеспечена.
Определим sw,max по формуле:
sw,max 
n  Rbt  b  h02
Qmax
1, 24  1, 4  140  3152

 259, 4 мм  sw  150 мм
92970
Т.е. требования удовлетворены.
2.1.3 Расчет ребристой плиты по второй группе предельных
состояний
Изм. Лист
№
докум.
Подпись Дата
Согласно требованиям п. 8.2.6 СП 63.13330 в ребристой плите,
армированной напрягаемой арматурой класса К1500 и 9 , допускается
предельная ширина продолжительного раскрытия трещин acrc ,ult  0, 2 мм и
непродолжительного acrc ,ult  0,3 мм .
По таблице Е.1 СП 20.13330 для расчетного пролета 8,88м
относительное значение предельного прогиба из эстетико-психологических
требований равно 0,00494, и следовательно, предельный прогиб составляет
fult  0,00494  8880  43,86 мм .
Назначаем передаточную прочность бетона Rbp  20МПа ,
удовлетворяющее требованиям п. 6.1.6 СП 63.13330 .
Геометрические характеристики приведенного сечения плиты
Площадь приведенного сечения равна:
A  1960 105  0, 205 106 мм2
27
27
Лист
27
Вычислим коэффициент, учитывающий неодинаковость упругих
свойств арматуры и бетона:

Es 180000

 5,54.
Eb 32500
Вычислим площадь приведенного сечения:
Ared  Ab    As ;
Ared  0, 205 10  5,54 127, 22  0, 206 106 мм2 .
6
Вычислим статический момент площади приведенного сечения
относительно нижней грани:
Sred  Sb    S s ;
Sred  1960  50  (350  50 / 2)  140  300 
300

2
5,54  402  35  0, 61108 мм3 .
Вычислим расстояние
приведенного сечения:
y 
от
нижней
грани
до
центра
тяжести
Sred
0, 61108

 286,32 мм.
Ared 0, 206 106
Дата
Лист
№
Подпись
Вычислим Изм.
момент
инерции
приведенного
сечения относительно
докум.
центральной оси:
J red  J b    J s 
1960  50
50 2 140  3003
350  50 2

 1960  50  (350  256, 26  ) 
 140  300  (256, 26 
) 
12
2
12
2
3
402  6,15   256, 26  35   0,154 1010 мм 4 .
2
Вычислим момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:
Wred 
J red 0,154 1010

 0,537 107 мм3 .
y
286,32
Вычислим расстояние от центра тяжести приведенного сечения до
верхней ядровой точки:
Wred 0,537 107
r

 26, 21мм
Ared 0, 205 106
28
28
Лист
28
Определим потери предварительных напряжений.
1) Потери от релаксации напряжений в арматуре согласно п. 9.1.3 СП
63.13330 определяются по формуле:
 sp1  0, 03   sp
 sp1  0, 03  650  19,5МПа
2) Потери от температурного перепада при заданном автоклавном
твердении бетона согласно п. 9.1.4 СП 63.13330 определяются по формуле:
 sp 2  1, 25  t
Так как отсутствуют точные данные по температурному перепаду,
принимаем t  65С .
 sp 2  1, 25  65  81, 25МПа
3) Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных
устройств
При натяжении арматуры на упоры потери вычисляются по
формуле:
Изм. Лист
№
Подпись Дата
l
докум.
 sp 3   Es , МПа,
l
(41)
где Δl – смещение стержней в инвентарных зажимах,
l – длина натягиваемого стержня (расстояние между
наружными гранями упоров формы или стенда),мм.
Смещение стержней в инвентарных зажимах определяется по
формуле:
l  1,25  0,15d , мм,
где d – диаметр стержня.
l  1, 25  0,15  9  2, 6 мм,
 sp 3 
3,5
180000  70,94 МПа.
8880
Потери на трение арматуры о поверхность бетона
конструкции при натяжении арматуры на упоры считаютсця
равными нулю (σ4 = 0).
29
29
Лист
29
в) Потери от деформации стальной формы
При отсутствии данных о технологии изготовления и
конструкции формы потери ее деформации принимаются равными σ5
= 30МПа.
Полное значение первых потерь предварительного напряжения
арматуры находим по формуле:
 sp (1)   sp1   sp 2   sp 3   sp 5  19,5  81, 25  70,95  30  201, 7 МПа
Тогда усилие обжатия с учетом первых потерь будет равно:
P(1)  Asp   sp   sp (1)   402  (650  201, 7)  178, 046кН
В связи с отсутствием в верхней зоне напряженной арматуры
эксцентриситет усилия обжатия относительно центра тяжести приведенного
сечения будет равен:
eop1  y  a  286,32  35  251,32 мм
Проверим максимальное сжимающее напряжение бетона от действия
усилия Р(1) по формуле:
Изм. Лист
№
докум.
 bp 
 bp 
Подпись Дата
P(1) P(1) eop1  y

Ared
I red
178046 178046  286,32  251,32

 9,19МПа  0,9  22  19,8МПа
205000
0,154 1010
Следовательно, предварительное напряжение в бетоне не превышает
0,9  Rbp . Требования п. 9.1.11 СП 63.13330 выполняются.
Определяем вторые потери напряжения.
Потери от усадки равны:
 sp 5   b , sh  Es  0, 00025  200000  50 МПа
Где  b , sh  0, 00025 - деформации усадки бетона класса В40.
30
30
Лист
30
Нагрузка от собственной массы плиты равна:
qw  1,5  2, 625  3,94
кН
м
Тогда
qw  l02 3,94  8,882
Mw 

 38,84кН  м
8
8
Напряжение на уровне напрягаемой арматуры (eop1  ysp ) равно:
 bp 
 bp 
(P  e  M w )
P1
 1 op
y
Ared
J red
220800 (220800  251,32  38,84  106 )

 286,32  3,096МПа.(сжатие)
205000
0,154  1010
Напряжение σ′bp на уровне крайнего верхнего волокна при
эксплуатации равны:
Изм. Лист bp

 bp 
P1 ( P1  eop  M w )
 Подпись Дата
 (h  y )
№
Ared
J red
докум.

220800 (220800  251320  23.3 106 )

 (350  286,32)  6,88МПа  0.( растяжение)
205000
0.154  1010
Поскольку передаточная прочность бетона Rbp меньше 70% класса
бетона
В40.
Для
бетона
класса
В20
находим:
Rbp  20 МПа;
Еb  27500МПа; b ,cr  2,8; (при влажности 70%).
Тогда потери от ползучести соответственно будут равны:
- на уровне растянутой напрягаемой арматуры:
31
31
Лист
31
0,8  b ,cr     bp
 sp 6 


ysp2  Ared 
1     sp  1 
  1  0,8  b ,cr 

I
red


0,8  2,8  7, 27  6,33

 60,18МПа
 221, 262  0,1175 106 
1  7, 27  0, 0035  1 
  1  0,8  2,8 
10
0,127

10


где

Еsp

Eb
sp 
Asp
A
200000
 7, 27
27500

402
 0,0035
0,115 106
- на уровне крайнего сжатого волокна потери напряжения от
ползучести бетона равны нулю, так как σ′bp< 0.
Следовательно, полные значения первых
предварительного напряжения арматуры составляют:
и
вторых
потерб
 sp (2)   sp1   sp 2   sp 3   sp 4   sp 5   sp 6 
Изм. Лист
№
Подпись Дата
 19,5  81, 25  докум.
0  0  40  60,18  200,93МПа  100 МПа
С учетом всех потерь напряжения в напрягаемой арматуре будут
равны:
 sp (2)   sp   sp (2)  650  200,93  449, 07 МПа
Усилие обжатия с учетом всех потерь равно:
P   sp (2)  Asp  449, 07  402  180,53кН
Эксцентриситет усилия обжатия Р относительно центра тяжести
приведенного сечения будет равен eop  eop1  221, 26 мм.
Выполним проверку образования трещин
M crc   Wred  Rbt , ser  P(eop  r );
32
32
Лист
32
M crc  1,3  0, 496 107 1, 75  180,53(221, 26  42, 21)  58,85кН  м
M tot  191, 71кН  м  M crc  58,85кН  м , то трещины
Поскольку
образуются.
Расчет по раскрытию трещин
Определим приращение напряжения напрягаемой арматуры от
действия постоянных и длительных нагрузок  s   sl , то есть
M  M l  60,95кН  м
esp  y   sp  eop  256, 26  35  221, 26  0 ,
Поскольку
получаем
es
Ms
60,95 106


 1, 072
M s  M l  60,95кН  м, тогда
h0 P  h0 180,53 103  315
Вычисляем коэффициент  f , учитывающий работу свесов в сжатой
зоне сечения
f 
Изм. Лист
(b ' f  b)  h 'f
b  h0
№
Подпись
(1460
 140)Дата
 50
 1, 497
140  315
докум.
f 
Согласно п.8.2.16 СП 63.13330, коэффициент приведения напрягаемой
арматуры равен
as1 
Следовательно:
где  
33
Asp
b  h0

0, 0015  Es 0, 0015  200000

 13, 64,
Rb,ser
22
  as1  0,009113,64  0,124
402
 0, 0091
140  315
33
Лист
33
es
 1, 072 находим   0,8616 ,
h0
z    h0  0,8616  315  271, 4 мм . При этом приращение
тогда
напряжений составит:
При   as1  0,124 ,  f  1, 497 и
60,95 106
Ms
 180,53 103
P
271, 4
 s   sl  z

 109,57 МПа
Asp
402
Аналогично определяем значение  s ,crc при M  M crc  58,85кН  м .
es
Ms
58,85 106


 1, 035
M  M crc  58,85кН  м , тогда
h0 P  h0 180,53 103  315
es
 1, 035 находим   0,8635 ,
При   as1  0,124 ,  f  1, 497 и
h0
тогда z    h0  0,8635  315  272 мм . При этом приращение напряжений
составит:
 s   s ,crc
58,85 106
Ms
 180,53 103
P
272
 z

 89,13МПа
Asp
402
Изм. Лист
№
докум.
Подпись Дата
Определим коэффициент  s , учитывающий неравномерность
деформаций растянутой арматуры на участке между трещинами при
 s   sl  109,57
  1  0,8 
 s ,crc
89,13
 1  0,8 
 0,349
s
109,57
ls . Высота зоны
Определим расстояние между трещинами
растянутого бетона, определенная как для упругого материала, будет равна:
y0 
34
Sred
Ared 
P
Rbt , ser
0,3011 108

 136, 45 мм
3
180,53

10
0,1175 106 
1, 75
34
Лист
34
С
учетом
неупругих
деформаций
растянутого
h
 175 мм .
2
принимаем yt  122,8 мм ,
бетона
yt  k  y0  0,9 136, 45  122,8 мм , что меньше
Поскольку
yt  2  a  70 мм ,
тогда
площадь растянутого бетона Abt  b  yt  140 122,8  17193 мм . Тогда:
2
ls  0,5 
Abt
17193
 d s  0,5 
16  342,15 мм
Asp
402
Так как вычисленное ls  160 мм , ls  400 мм и ls  40  d s  640 мм ,
принимаем ls  342,15 мм .
Определяем ширину продолжительного раскрытия трещин от
действия постоянных и длительных нагрузок:
acrc ,1  1 23 s
acrc ,1  1, 4  0,5 1 0,349 
s
Es
 ls
109,57
 342,15  0, 045 мм  acrc ,ult  0, 2 мм
200000
где 1 =1,4 – коэффициент, учитывающий продолжительность
действия нагрузки;
Лист
№ учитывающий
Подпись Дата профиль арматуры;
1 =0,5 Изм.
– коэффициент,
докум.
1 =1 – для изгибаемых элементов;
Вычислим ширину непродолжительного раскрытия трещин от
действия всех нагрузок:
acrc  acrc1  acrc 2  acrc 3
где acrc 2 – ширина непродолжительного раскрытия трещин от
действия всех нагрузок при 1  1 (т.е. при М=Мtot);
acrc3 – ширина непродолжительного раскрытия трещин от
действия постоянных и длительных нагрузок при 1  1 (т.е. при М=Мl);
Определим приращение напряжения напрягаемой арматуры от
действия постоянных и длительных нагрузок  s   stot , то есть
M  M tot
35
es
Ms
67,15 106


 1,18
 67,15кН  м тогда
h0 P  h0 180,53 103  315
35
Лист
35
es
 1,18 находим
h0
z    h0  0,8562  315  269, 7 мм . При этом
тогда
напряжений составит:
При   as1  0,124 ,  f  1, 497 и
 s   s ,tot
  0,8562 ,
приращение
67,15 106
Ms
 180,53 103
P
269, 7
 z

 170, 27 МПа
Asp
402
  1  0,8 
 s ,crc
89,13
 1  0,8 
 0,581
s
170, 27
Определяем ширину непродолжительного раскрытия трещин от
действия всех нагрузок:
acrc ,2  1 0,5 1 0,581
170, 27
 342,15  0, 085 мм
200000
Определяем ширину непродолжительного раскрытия трещин от
действия постоянных и длительных нагрузок:
acrc ,3  1 0,5 1 0,349 
Изм. Лист
Тогда
№
докум.
109,57
 342,15  0, 032 мм
200000
Подпись Дата
acrc  acrc1  acrc 2  acrc 3  0, 045  0, 085  0, 032  0, 098  acrc ,ult  0,3 мм
Определение прогиба плиты в середине пролета от действия
постоянных и длительных нагрузок.
Вычисляем величину приведенного модуля деформации сжатого
бетона по формуле:
Eb,red 
где
36
Rb, ser
b1,red

22
 7857 МПа
0, 0028
b1,red  28 104 при заданной влажности 70%;
36
Лист
36
значение коэффициента приведения арматуры к бетону для арматуры
растянутой зоны равно:
as 2 
Es
200000

 72,94
 s  Eb,red 0,349  7857
Тогда при   as 2  0, 00404  72,94  0,3 ,  f  1, 497 и
es
 1, 072
h0
находим с  0,50 по таблице Ⅳ.7 приложения Ⅳ.
Кривизна от длительных нагрузок будет равна:
M
60,95 106
1
1

 3,55 106
  
3
3
мм
 r 3 c  b  h0  Eb ,red 0,5 140  315  7857
Кривизна, обусловленная остаточным выгибом вследствие усадки и
ползучести бетона, будет равна:
(  sp 5   sp 6 )   sb'
100,18  0
1
6 1



1,
75

10
 
h0  Es
315  200000
мм
 r 4
Полная кривизна в середине пролета от постоянных и длительных
Изм. Лист
№
Подпись Дата
нагрузок равна:
докум.
1
1 1
6
6 1



3,55

1,
75

10

1,8

10


 
   
мм
 r max  r 3  r 4
Прогиб плиты определяем, принимая значение S=5/48:
5
1
f     S  l02  1,8 106   68802  8,9  fult  34 мм
48
 r max
37
37
Лист
37
Раздел III расчет монолитной центрально сжатой колонны и
фундамента.
3.1 Сбор нагрузок и характеристик материалов колонны
Таблица 4 – Постоянная нагрузка от 1 м2 кровли
Коэффициент
Нормативная нагрузка надежности Расчетная
Вид нагрузки
нагрузка
по нагрузке
qn, кН/м2
q, кН/м2
γf
1
Гидроизоляция 2 слоя
Цементно-песч. стяжка
(𝜌 =18 кг/м3, t = 50 мм)
Утеплитель
(𝜌 =5 кг/м3, t = 300 мм)
Пароизоляция
(𝜌𝑛 = 0,03 кг/м3)
Итого:
Изм. Лист
2
3
4
0,1
0,9
1,3
1,3
0,13
1,17
1,5
1,3
1,95
0,03
1,3
0,4
2,53
№
3,29
Подпись Дата
Определяем нагрузку надокум.
колонну с грузовой площади, соответствующей
заданной сетке колонн 𝑆 = 𝐿 ∙ 𝑙 = 9 ∙ 10 = 90 м2, вычисление постоянной
нагрузки от собственного веса 1 м2 кровли представлено в таблице.
Расчетная нагрузка от собственного веса кровли с учетом грузовой
площади будет равна 𝑞кр = 3,29 ∙ 90 = 296,1 кН.
Постоянная нагрузка от собственного веса плиты перекрытия при
толщине плиты 100 мм:
𝑞пл = 𝑡пл ∙ 𝜌 ∙ 𝛾𝑓 ∙ 𝑆 ,
𝑞пл = 0,1 ∙ 25 ∙ 1,1 ∙ 90 = 247,5 кН;
Постоянная нагрузка от веса второстепенных балок при количестве
балок на грузовую площадь 4 штуки:
𝑞вб = 𝑏 вб ∙ ℎвб ∙ 𝜌 ∙ 𝛾𝑓 ∙ 𝑙 ,
38
38
Лист
38
𝑞вб = 0,25 ∙ 0,6 ∙ 25 ∙ 1,1 ∙ 4 ∙ 9 = 148,5 кН;
Постоянная нагрузка от веса главных балок при количестве балок на
грузовой площади 9 м:
𝑞гб = 𝑏 гб ∙ ℎгб ∙ 𝜌 ∙ 𝛾𝑓 ∙ 𝐿 ,
𝑞гб = 0,4 ∙ 1 ∙ 25 ∙ 1,1 ∙ 10 = 110 кН;
Постоянная нагрузка от собственного веса колонны сечением 0,4×0,4 м
при высоте этажа 4,2 м:
𝑞к = 𝑏 ∙ 𝑏 ∙ 𝜌 ∙ 𝛾𝑓 ∙ ℎэт ,
𝑞к = 0,4 ∙ 0,4 ∙ 25 ∙ 1,1 ∙ 4,2 = 18,48 кН;
Итого постоянная нагрузка на колонну первого этажа от веса всех
железобетонных конструкций здания (при заданном количестве этажей 4)
𝑞ж/б = 4 ∙ (𝑞пл + 𝑞вб + 𝑞гб + 𝑞к ) ,
(247,5
𝑞ж/б = 4 ∙Изм.
+ 18,48)
= 2097,92 кН;
Дата
Лист + 148,5
№+ 110
Подпись
докум.
Постоянная нагрузка на колонну от массы пола 3-ех этажей
определяется по формуле:
𝑞пол = 3 ∙ 𝛾𝑓 ∙ 80 ∙ 𝑞𝑛пол ,
𝑞пол = 3 ∙ 1,3 ∙ 80 ∙ (0,9 + 0,54) = 449,28 кН ;
Нормативное значение снеговой нагрузки на покрытие определяем по
формуле:
𝑆0 = 0,7 ∙ 𝑐𝑒 ∙ 𝑐𝑡 ∙ 𝜇 ∙ 𝑆𝑔 ,
где 𝑐𝑒 = 1,0 – коэффициент, учитывающий снос снега от ветра, принят
по п. 10.11 [3];
𝑐𝑡 = 1,0 – термический коэффициент, принят по п.10.11 [3];
𝜇 = 1,0 – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к
снеговой нагрузке, принято в соответствии с п. 10.4 [3];
39
39
Лист
39
𝑆𝑔 = 2 кПа – нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2
горизонтальной поверхности земли для г. Нижний Новгород (IV снеговой
район) в соответствии с таблицей 10.1 [3].
𝑆0 = 0,7 ∙ 1,0 ∙ 1,0 ∙ 1,0 ∙ 2 = 1,4
кН
;
м2
Расчетное значение снеговой нагрузки будет равно:
𝑆 = 𝑆0 ∙ 𝛾𝑓 ,
где 𝛾𝑓 = 1,4 – коэффициент надежности по снеговой нагрузке согласно
п. 10.12 [3].
кН
𝑆 = 1,4 ∙ 1,4 = 1,96 2 ;
м
При этом длительная составляющая будет равна 0,7 ∙ 1,96 = 1,37
кН
м2
, где
коэффициент 0,7 принят по 10.11 [3].
С учетом грузовой площади получим следующие величины нагрузки от
снега на колонну: от полной снеговой нагрузки – 1,96 ∙ 63 = 123,48 кН, а для
длительной составляющей
нагрузки
– 1,37 ∙ 63 = 86,31 кН .
Изм. Листснеговой
№
Подпись Дата
докум.
От полной временной нагрузки
на перекрытиях трех этажей (по заданию
𝜗 = 3,5
кН
м2
) при 𝛾𝑓 = 1,2 нагрузка на колонну составит 3 ∙ 3,5 ∙ 1,2 ∙ 63 =
793,8 кН , соответственно длительная составляющая будет равна 3 ∙ (3,5 −
1,5) ∙ 1,2 ∙ 63 = 453,6 кН.
Суммарная величина продольной силы в колонне первого этажа будет
равна:
𝑁 = 2097 + 449,28 + 793,8 + 123,48 = 3463,56 кН ;
Длительная составляющая:
𝑁𝑙 = 2097 + 449,28 + 453,6 + 86,31 = 3086,19 кН ;
С учетом уровня ответственности здания при 𝛾𝑛 = 1,1 максимальная
величина продольной силы в колонне составит:
40
40
Лист
40
𝑁 = 𝑁 ∙ 𝛾𝑛 ,
𝑁 = 3463,56 ∙ 1,1 = 3809,91 кН ;
В том числе длительно действующая:
𝑁𝑙 = 𝑁𝑙 ∙ 𝛾𝑛 ,
𝑁𝑙 = 3086,19 ∙ 1,1 = 3394,81 кН ;
3.2 Подбор продольной и поперечной арматуры для колонны
Характеристики бетона и арматуры для колонны:
Бетон класса В35, 𝑅𝑏 = 19,5 ∙ 0,85 = 16,58 МПа.
Продольная рабочая арматура класса AⅢ (А400), 𝑅𝑠𝑐 = 400 МПа .
Поперечная арматура класса В500.
Расчет прочности сечения колонны выполняем на действие продольной
силы со случайным эксцентриситетом, поскольку класс тяжелого бетона ниже
так как, 𝑙0 = 4200 < 20 ∙ ℎ = 20 ∙ 400 = 8000 мм.
По таблице IV.3 приложения IV[1] при 𝑙0 /ℎ =4200/400 = 10,5 и
𝑁𝑙 /𝑁 =3394,81/3809,91 = 0,898 находим коэффициенты 𝜑𝑏 , 𝜑𝑠𝑏 :
Изм. Лист
𝜑𝑏№ = 0,888
Подпись, Дата
𝜑𝑠𝑏 = 0,902 ;
докум.
Принимаем значение 𝜑 примерно равным:
𝜑≈
𝜑=
𝜑𝑏 + 𝜑𝑠𝑏
,
2
0,902 + 0,888
= 0,895 ;
2
Вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры по
формуле:
𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡
41
𝑁
− 𝑅𝑏 ∙ 𝐴
𝜑
=
,
𝑅𝑠𝑐
41
Лист
41
где 𝐴 = 𝑏 ∙ ℎ = 400 ∙ 400 = 160000 мм2 .
𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡
3809,92 ∙ 103
− 16,58 ∙ 160000
0,895
=
= 4010,22 мм2 ;
400
Принимаем 4∅36 AⅢ (𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡 =4072 мм2 ).
Выполним проверку прочности сечения колонны с учетом площади
сечения фактически принятой арматуры. Несущая способность расчетного
сечения колонны равна:
𝑁𝑢𝑙𝑡 = 𝜑 ∙ (𝑅𝑏 ∙ 𝐴 + 𝑅𝑠𝑐 ∙ 𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡 ) ,
где 𝜑 = 𝜑𝑏 + 2 ∙ (𝜑𝑠𝑏 − 𝜑𝑏 ) ∙ 𝛼𝑠 − коэффициент, принимаемый при 𝛼𝑠 >
0,5 равным 𝜑𝑠𝑏 .
Находим 𝛼𝑠 по формуле:
𝛼𝑠 =
𝛼𝑠 =
Изм. Лист
𝑅𝑠𝑐 ∙ 𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡
,
𝑅𝑏 ∙ 𝐴
400 ∙ 4072
= 0,61 ;
16,58 ∙ 160000
№
докум.
Подпись Дата
𝑁𝑢𝑙𝑡 = 0,902 ∙ (16,58 ∙ 160000 + 400 ∙ 4072) = 3862 кН ,
𝑁𝑢𝑙𝑡 > 𝑁 ,
3862 кН > 3809,91 кН ;
Следовательно, прочность колонны обеспечена.
Проверим выполнение требования по минимальному армированию
5.12[5]:
𝜇=
𝜇=
42
𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡
∙ 100% ,
𝐴
4072
∙ 100% = 2,55% > 0,4% ;
160000
42
Лист
42
Требования по минимальному армированию удовлетворяются.
Поперечную арматуру в колонне конструируем в соответствии с
требованиями 5.23[5] из арматуры класса В500 диаметром 8 мм,
устанавливаемую с шагом 𝑠𝜔 = 450 мм < 500 мм.
Рисунок 12 – Деталь армирования колонны
3.3 Расчет фундамента под колонну
Фундамент проектирую под рассчитанную колонну сечением
400х400 мм с усилием в заделке N = 3809,91 кН.
Фундамент проектирую из тяжелого бетона марки В35 и
арматуры AⅢ (А400).
Принимаю глубину заложения фундамента - 1,5 м.
Дата
Изм. Лист
№
Расчетное сопротивление
грунта
–Подпись
R0 = 0,3
МПа
докум.
Rs =365 МПа.
Rbt = 1,95•0,9=1,76 МПа.
Принимаю средний вес единицы объема бетона фундамента и
грунта на обрезах  mt  20 кН / м3 , вычисляю требуемую площадь
подошвы фундамента:
Nn
A f ,tot 
(87)
R0   mt H f
где Nn – нормативное усилие от колонны;
R0 – расчетное сопротивление грунта;
γmt – средний вес единицы объема бетона фундамента и грунта на
обрезах;
Hf – глубина заложения фундамента
Af ,tot
43
3809,91103

 14,11 м2
6
0,3 10  20 1500
43
Лист
43
a  b  Af ,tot  14,11  3, 76 м
(88)
Принимаем размер подошвы: а=b=3,8 м.
Давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки равно:
s/ 
N
3809,91

 263,84кН / м2
Af ,tot 3,8  3,8
(89)
Рабочая высота фундамента определяется по условию прочности на
продавливание:
h0  
hc  bc 1
N
0, 4  0, 4 1
3809,91



 0, 486 м  486 мм
/
4
2 Rbt  s
4
2 1, 76 103  263,84
(90)
H = h0 + a = 486 + 50 = 538 мм.
По условию заделки колонны в фундаменте полная высота
фундамента должна быть не менее H = 1,5hс + 250 = 1,5 • 400 + 250 = 850
мм.
По требованию анкеровки сжатой арматуры колонны ø36 A-III, в
бетоне класса В35:
H = λan•d + 250 = 17∙36+ 250 = 862 мм
(91)
С учетом всех условий принимаю окончательно фундамент высотой Н =
900 мм, двухступенчатый, с высотой нижней ступени 500 мм, верхней 400.
С учетом бетонной подготовки под подошвой фундамента будем
иметь рабочую высоту
h0 = H – a =№900 Подпись
– 50 = Дата
850 мм ,
Изм. Лист
докум.
для первой ступени h01 = 500 – 50 = 450 мм.
Проверка условия прочности нижней ступени фундамента по
поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении,
начинающимся в сечении III-III.
Q  0,5  a  hc  2  h0   b  s/  0,5   3,8  0, 4  2  0,85  3,8  263,84  852, 203 кН
(92)
Qb,min  0,6  Rbt  b  h01  0,6 1,76 10  3,8  0, 45  1805,6 кН  Q  852, 203 кН
3
(93)
прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.
Площадь сечения арматуры подошвы фундамента определяется из
условия расчета фундамента на изгиб в сечениях I-I, II-II:
2
2
M I  0,125  s/  a  hc  b  0,125  263,84   3,8  0, 4   3,8  1448,75кН  м
44
(94)
44
Лист
44


2
2
M II  0,125  s/ a  a b  0,125  263,84  3,8 1,3  3,8  783, 27 кН  м
1
(95)
Сечение арматуры одного и другого направления на всю ширину
фундамента определяется из условий:
AsI 
MI
1448, 75

 5188,5 106 м 2  5188,5 мм 2
3
0,9h0 Rs 0,9  0,85  365 10
AsII 
(96)
M II
783, 27

 5298, 6 106 м 2  5298, 6 мм 2
3
0,9h01 Rs 0,9  0, 45  365 10
Принимаю нестандартную сварную сетку в обоих направлениях с
рабочей арматурой из стержней 20 ø19 площадью Аs = 5969 мм2, с шагом
200 мм.
Процент армирования сечения:
As 100 5969 100

 0,54 %  min  0, 05
bI h0
1300  850
A 100 5969 100
 II  s

 0,35 %  min  0, 05
bII h01
3800  450
I 
Изм. Лист
№
докум.
45
(97)
Подпись Дата
45
Лист
45
Рисунок
Изм.
Лист
Дата
13 – К№расчету
фундамента
Подпись
докум.
46
46
Лист
46
Раздел VI Расчет кирпичного столба с сетчатым
армированием
Марку кирпича принимаю М200; марку раствора М100.
По таблице 2 [3] определяю расчетное сопротивление кладки сжатию
R=2,7 МПа.
Принимаю для сеток арматуру В-Ⅱ ø3мм, Rs=1240 Мпа (Ast=7,068мм2)
Назначаю шаг сеток S=154мм (через каждые два ряда кладки при
толщине шва 12 мм), размер ячейки сетки с перекрестным расположение
стержней с=50мм.
Вычисляем процент армирования кладки:

2 Ast 2  7, 068

100  0,18%
cs
50 154
(98)
Предварительно задаемся mg=1 (по пункту 4.1 [1]), 𝜑=0,9
Вычисляем расчетное сопротивление при центральном сжатии
армированной кладки:
2Rs
100
2  0,18 1240  0, 6
Rsk  2, 7 
 5, 4Мпа
100
Rsk  2 R
Rsk  5, 4  2 R  5, 4
Rsk  R 
(99)
Изм. Лист принимает
№
Условие выполняется,
Подпись
Rsk=5,4Дата
Мпа
докум.
Определяем требуемую площадь поперечного сечения столба по
формуле:
A
A
N
m g    Rsk
(100)
3809,92
 0,7839 м2  7839см 2
3
1 0,9  5, 4 10
Принимаем b=h=900мм (Аф=8100см2)
l0 4200

 4, 67 ;
h 900
l
4200
i  0 
 16,15 ;
i 0, 289  900
При h 
α=750 для силикатного кирпича (таблица 15 [3] );
по таблице 18 [3] принимаем 𝜑=0,936
Проверяем условие:
N  mg    R  A
47
(101)
47
Лист
47
3809,92  1 0,936  5, 4 103  0,81
3809,92кН  4094, 06кН
Условие выполняется, следовательно, прочность кирпичной колонны с
сетчатым армированием обеспечена.
Изм. Лист
№
докум.
Подпись Дата
Рисунок 14 – К расчету кирпичного столба
48
48
Лист
48
Список использованных источников
1. Бородачёв Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных
кон- струкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов – Самара.:
СГАСУ, 2017. – 256с.
2.
Пособие по проектированию предварительно напряженных
железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004).
ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. – М.: ОАО ЦНИИПромзданий. – 2005. –
158 с.
3.
СП 20.13330.2016. Нагрузки и воздействия. Актуализированная
редакция
СНиП 2.01.07-85*. – М.: ОАО «ЦПП», 2016. – 101с.
4. СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные
положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003. – М.: 2012.–
161 с.
5. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций
из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП
52101-2003).
ЦНИИПромзданий,
НИИЖБ.
–
М.:
ОАО
ЦНИИПромзданий. – 2005. – 214 с.
6. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс;
Учебник для вузов. – 6-е изд., репринтное. – М.: ООО
«БАСТЕТ».2009г.– 768 с.
Изм. Лист
№
докум.
49
Подпись Дата
49
Лист
49