Железобетонные конструкции

Размещено на http://www.allbest.ru/

Содержание

Исходные данные

1. Расчёт предварительно напряжённой ребристой плиты

1.1 Расчёт ребристой плиты перекрытия по I группе предельных состояний

1.1.1 Расчётный пролёт и нагрузки

1.1.2 Определение внутренних усилий в плите от расчётной полной суммарной нагрузки

1.1.3 Установление размеров сечения плиты

1.1.4 Характеристики прочности бетона и арматуры

1.1.5 Расчёт по прочности сечений, нормальных к продольной оси

1.1.6 Расчёт по прочности сечений, наклонных к продольной оси, по поперечной силе

1.2 Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям II группы

1.2.1 Геометрические характеристики приведённого сечения

1.2.2 Определение потерь предварительного напряжения арматуры

1.2.3 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

1.2.4 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси

1.2.5 Расчёт прогиба ребристой плиты

2. Расчёт ригеля

2.1 Расчётная схема и нагрузки

2.2 Вычисление изгибающих моментов в расчётных сечениях ригеля

2.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

2.3.1 Определение высоты сечения ригеля

2.3.2 Расчёт сечения арматуры по поперечным изгибающим моментам

2.4 Расчёт прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

2.4.1 Расчёт по наклонному сечению

2.5 Конструирование арматуры ригеля

3. Расчёт колонны первого этажа

3.1 Определение нагрузок на колонну

3.2 Размеры сечения колонны

3.3 Определяем требуемую площадь сечения арматуры

3.4 Расчёт консоли колонны

3.5 Расчёт армирования консоли

3.6 Прочность консоли по наклонной сжатой полосе

3.7 Расчёт стыка колонн

4. Отдельный фундамент под колонну

4.1 Размеры подошвы фундамента

4.2 Проверка нижней ступени на восприятие поперечной силы без поперечной арматуры

4.3 Расчёт на продавливание

4.4 Расчёт арматуры фундамента

5. Стена первого этажа

Список литературы

ребристый плита ригель арматура



Исходные данные

Нормативная временная длительная нагрузка на перекрытие (входит в состав полной временной нагрузки) - 7кН/м2

Тип плиты перекрытия - ребристые

Класс тяжёлого бетона для ригелей перекрытия - В30

Класс тяжёлого бетона для колонны первого этажа - В35

Класс тяжёлого бетона для плиты перекрытия - В20

Класс предварительно напряжённой арматуры плиты перекрытия - А600

Пролёт l1 между разбивочными осями А, Б, В, Г, Д - 7,2м

Число этажей в здании - 5

Расчётное давление на грунт основания(Ro) - 0,35Мпа

Минимальная глубина заложения фундамента - 2,3м

Марка глиняного кирпича пластического прессования - 125

Марка тяжёлого цементно-известкового раствора для кладки наружных стен - 50

Нормативная кратковременная нагрузка на перекрытие (входит в состав полной временной нагрузки) - 1,5кН/м2

Расчётная величина опорной реакции конструкции покрытия - 600кН

Коэффициенты надёжности по нагрузке (гf >1): для постоянной нагрузки от веса железобетонных, каменных и армокаменных конструкций гf =1,1 для временной нагрузки на перекрытие гf =1,2

Расстояние l2 между разбивочными осями 1, 2,…,7 (шаг) - 6м.

Длина здания в осях 1-7 - 36м.

Высота этажей - 4,8м

Размеры оконных проёмов (bЧh) - 3,2Ч2,4м.

Расстояние от отметки пола до низа оконного проёма - 0,9м. Расстояние от верха оконного проёма верхнего этажа до верха парапета - 3,1м.

Состав пола - керамическая плитка д=13мм, с=1800кг/м3, гf =1,1 цементный раствор д=20мм, с=2200кг/м3, гf =1,3

По степени ответственности здание имеет класс II. Соответствующий коэффициент надёжности по назначению - гn =0,95

В качестве ненапрягаемой арматуры следует применять:

для плиты перекрытия - А400 и B500;

для ригеля перекрытия - А400;

для продольной арматуры колонны и арматуры консоли - А400;

для поперечной арматуры колонны - А240;

для арматуры подошвы фундамента и продольной арматуры подколонника - А300;

для поперечной арматуры подколонника - А240.

Класс бетона фундамента по прочности на сжатие - В15

Толщина наружных кирпичных стен по теплотехническим требованиям - 51см

Влажность воздуха в здании - до 75%; соответственно гb2 =0,9



1. Расчёт предварительно напряжённой ребристой плиты

1.1 Расчёт ребристой плиты перекрытия по I группе предельных состояний

1.1.1 Расчётный пролёт и нагрузки

Для установления расчётного пролёта плиты предварительно задаёмся размерами сечения ригеля:

hp=l1==0,6м

Ширина ригеля - bp=0,3м

При опирании на ригель по верху расчётный пролёт:

lo=l2 - bp/2=6 - 0,3/2=5,85м

Сбор нагрузок на 1м2 перекрытия

Таблица 1

Вид нагрузки	Нормативная Нагрузка Н/м2	Коэф-т надёжности по нагрузке гf	Расчётная нагрузка Н/м2
I.Постоянная
Ребристая плита	2500	1,1	2750
Слой цементного раствора, д=20мм, с=2200кг/м3	440	1,3	570
Керамическая плитка, д=13мм, с=1800кг/м3	240	1,1	264
Итого постоянная нагрузка	3180		3564
II. Временная полная	8500	1,2	10200
длительная	7000	1,2	8400
кратковременная	1500	1,2	1800
Итого суммарная нагрузка	11680		13764
В т.ч. постоянная + длительная временная	10180
кратковременная	1500

Расчётная нагрузка на 1 п.м. плиты перекрытия:



Постоянная: g=?gпостbплгn=3,564?1,4?0,95=4,74кН/м

Временная полная: v=10,2•1,4•0,95=13,566кН/м

Полная суммарная: g+v=4,74+13,566=18,306кН/м

Нормативная нагрузка на 1 п.м. плиты перекрытия:

Постоянная: gn=3,18•1,4•0,95=4,23кН/м

Полная суммарная: gn,пост+vn=4,23+11,68=15,53кН/м

Постоянная + длительная временная:

gn,пост+vn,длит=10,18•1,4•0,95=13,54кН/м

1.1.2 Определение внутренних усилий в плите от расчётной полной суммарной нагрузки

От расчётной нагрузки:

Mmax=(g+v)lo2/8=18,306•5,852/8=78,31кНм

Qmax=(g+v)lo/2=18,306•5,85/2=53,55кН

От нормативной полной суммарной нагрузки:

Mmax,n=(g+v)n•lo2/8=15,53•5,852/8=66,43кНм

Qmax,n=(g+v)n•lo/2=15,53•5,85/2=45,43кН

От нормативной постоянной и временной длительной нагрузки:

Mmax,nпост+вр.дл=( gn,пост+vn,длит) lo2/8=13,54•5,852/8=57,92кНм

1.1.3 Установление размеров сечения плиты

Высота сечения ребристой предварительно напряжённой плиты:

h=lo/20=585/20=29,25см ? 30см

Рабочая высота сечения:

ho=h-a=30-3=27см

ширина продольных рёбер по низу - 7см

ширина верхней полки - 136см

В расчёте по предельным состояниям I группы расчётная толщина сжатой

полки таврового сечения h?f =5см; отношение h?f /h =5/30=0,167>0,1

при этом в расчёт вводится вся ширина полки b?f =136см

ширина ребра равна удвоенной ширине ребер плиты b =2•7=14см

Поперечные сечения ребристой плиты а - основные размеры; б - к расчёту прочности; в - к расчёту по образованию трещин;

1.1.4 Характеристики прочности бетона и арматуры

Проектируем ребристую предварительно напряжённую плиту, которую армируем арматурными стержнями класса А600 с электротермическим натяжением на упоры форм.

Плита относится к третьей категории по трещиностойкости.

Нормативное сопротивление арматуры растяжению Rsn=590МПа

Расчётное сопротивление арматуры растяжению Rs=510МПа

Модуль упругости арматуры Es=1,9•105МПа

Бетон тяжёлый класса B20

Призменная прочность бетона (нормативное сопротивление при осевом сжатии) Rbn=15МПа

Расчётное сопротивление сжатию бетона Rb=11,5МПа

Нормативное сопротивление бетона растяжению Rbtn=1,4МПа

Расчётное сопротивление бетона растяжению Rbt=0,9МПа

Начальный модуль упругости бетона подвергнутого тепловой обработке Eb=24•103МПа

Коэффициент условий работы бетона гb2 =0,9

Предварительное напряжение арматуры принимаем равным:

уsp=0,6?Rsn=0,6?590=354МПа

Напряжение обжатия бетона при электротермическом способе находим по эмпирической формуле:

p=30+360/l=30+360/6=90МПа

Суммарное напряжение:

уsp+ p=354+90=444МПа

Проверяем выполнение условия уsp+ p=444? Rsn=590 - условие выполняется.

Вычислим предельное отклонение предварительного напряжения при числе напрягаемых стержней np=2:

Д гsp=0,5 ? • = • = 0,22

Коэффициент точности натяжения арматуры:

гsp=1- Д гsp=1- 0,22=0,78

Принимаем предварительное напряжение арматуры:

= гsp ? уsp=0,78 ? 354=276,12МПа

1.1.5 Расчёт по прочности сечений, нормальных к продольной оси

Максимальный изгибающий момент от расчётной нагрузки:

Mmax=78,31кНм

Вспомогательный коэффициент:

am= = 0,0687

Из таблицы (приложение 3) находим: о=0,07

Определяем величину сжатой зоны бетона:

x= о ? ho=0,07 ? 27=1,89см

Так как х=1,89см? h?f =5см (где h?f -толщина сжатой верхней полки плиты), то граница сжатой зоны бетона находится в полке и арматуру можно рассчитать по формулам как для элемента прямоугольного сечения.

Требуемая площадь сечения рабочей растянутой арматуры:

As= = = 0,0004365м2

Где гs6 = з - (з - 1) =1,2 - (1,2-1) =1,35 - коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести.

оR=0,56 - граничное значение относительной величины сжатой зоны бетона

з=1,2 для арматуры класса А600

Принимаем 2Ш18 A600 с площадью As=509мм2

Расчёт полки плиты на местный изгиб.

Изгибающий момент для полосы шириной 1м определяется с учётом частичной заделки в рёбрах:

М = 13,08•1,182/11 = 1,66кН/м;

Нагрузка на 1м2 полки принимаем по формуле

(g+v)гn = 13,764?0,95=13,08кН/м2

Расчётный пролёт при ширине рёбер вверху 9см составит:

lo= 139 - 2•9 = 118см

Рабочая высота сечения ho= 5 - 1,5 = 3,5см

Арматура Ш5 B500 с Rs = 410МПа;

As= = 1,23см2

Принимаем 12Ш5 B500 с площадью As=1,256см2

Принимаем сетку с рабочей арматурой Ш5 B500 с шагом s=10cм

1.1.6 Расчёт по прочности сечений, наклонных к продольной оси, по поперечной силе

Максимальная поперечная сила от расчётной нагрузки:

Qmax=53,55кН

Определяем коэффициенты, характеризующие работу сечения:

цn= = 0,37?0,5

N - усилие обжатия с учётом всех потерь(P2) P2=127,37кН

Проверяем, требуется ли поперечная арматура по расчёту.

Условие первое:

Qmax=53,55•103Н?2,5 =2,5•0,9(100)•14•27=85,05•103Н - условие удовлетворяется.

При q1 = g + = 4,74 + = 11,523 кН/м = 115,23Н/см и поскольку 0,16? цb4(1+ цn) = 0,16•1,5•1,37•0,9(100)•14 = 414,3 Н/см > 115,23Н/см, принимаем с = 2,5•h0 = 2,5•27 = 67.5 см

Другое условие при Q = Qmax - q1•c = 53,55•103 - 115,23•67,5 = 45,77•103Н и значении = 27,96•103 > 45,77•103Н - не удовлетворяется, следовательно, поперечная арматура требуется по расчёту.

На приопорном участке длиной l/4 устанавливаем в каждом ребре плиты поперечные стержни Ш5 B500 с шагом s=h/2=15см, в средней части пролёта с шагом s=3h/4?25см.

Asw=2•0,196=0,392см2

Rsw=290 МПа

qsw= ==757,87 Н/см

Влияние свесов сжатых полок:

цf =2?0,75?3? h?f () =2•0,75•3•5•() = 0,3 ? 0,5

1+ цn+ цf =1+0,37+0,3=1,67>1,5 - принимаем 1,5

Qbmin = цb3(1+ цn+ цf)Rbt?b?ho =0,6?1,5?0,9(100)?14?27=30,62?103 Н

Условие qsw =757,87 Н/см > == 567,04 Н/см - удовлетворяется.

Требование smax =25,73см > s =15см - удовлетворяется.

Для расчёта прочности вычислим:

Mb = цb2(1+ цn+ цf)Rbt•b•=2•1,5•0.9(100)•14•272=275,56•104 Н•см

Поскольку q1 = 115,23 Н/см ? 0,56qsw = 0,56•757,87 = 424,41 Н/см, вычислим значение с по формуле:

с === 154см >3,33ho = 3,33•27 = 90см - принимаем с=90см.

Тогда Qb = Qbmin = = =30,62•103 Н

Поперечная сила в вершине наклонного сечения:

Q = Qmax - q1•c = 53,55•103 - 115,23•90 = 43,18•103Н

Длина проекции расчётного наклонного сечения:

со === 60,3см >2ho = 2•27 = 54см - принимаем со = 54см.

При этом Qsw = qswco = 757,87•54 = 40,92•103 H

Условие прочности:

Qb+Qsw = 30,62•103+40,92•103 = 71,54•103 H > Q = 43,18•103 H - прочность обеспечивается.

Прочность проверяем по сжатой наклонной полосе:

мsw = ==0.0019

б = == 7,917

цщ1 = 1+5б мsw = 1+5?7,92?0,0019 = 1,075

в = 0,01

цb1 = 1 - вRb = 1 - 0,01?11,5 = 0,885

Условие прочности:

0,3?цщ1? цb1?Rb?b?ho = 0,3?1,075?0,885?11,5(100)?14?27 = 124,07?103 H > Qmax = 53,55?103 - условие удовлетворяется.

1.2 Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям II группы

1.2.1 Геометрические характеристики приведённого сечения

Отношение модулей упругости

б = ==7,917

Площадь приведённого сечения

Ared = A+бAs = 136?5+14?25+7,917?5,09 = 1070,3 см2



Статический момент площади приведённого сечения относительно нижней грани

Sred = 136•5•27,5+14•25•12,5+7,917•5,09•3 = 23195,9 см2

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведённого сечения

yo = ==21,67 см

Момент инерции

Ired = +122•5•5,52++14•30•72+7,917•5,09•192

= 86350,74см4

Момент сопротивления приведённого сечения по нижней зоне

Wred = ==3984,81см3

Момент сопротивления приведённого сечения по верхней зоне

W?red = == 10366,24см3

Расстояние от ядровой точки, наиболее удалённой от растянутой зоны(верхней) до центра тяжести приведённого сечения

r = ц= 0,85= 3,16см

то же, наименее удалённой от растянутой зоны(нижней)



rint = ц= 0,85= 8,23 см;

где ц = 1,6 - = 1,6 - 0,75 = 0,85

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне:

Wpl = гWred = 1,75?3984,81 = 6973,42 см3

где г = 1.75 - для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента.

W?pl = 1,5•10366,24 = 15549,36см3

где г = 1.5 - для таврового сечения с полкой в растянутой зоне

при > 2 и ? 0,2

1.2.2 Определение потерь предварительного напряжения арматуры

Потери от релаксации напряжения в арматуре:

у1 = 0,03 уsp = 0.03?354 = 10,62 МПа

Потери от температурного перепада у2 = 0 (изделие подвергается тепловой обработке вместе с силовой формой).

Усилие обжатия с учетом потери у1:

P1 = As(уsp- у1) = 5,09(354-10,62)100 =174,78 кН

Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного сечения:

eор = yo - a = 21,67 - 3 = 18,67 см

Напряжение в бетоне при обжатии:

уbp = += += 9,82 МПа

Устанавливаем значение передаточной прочности бетона из условия:

? 0,75; = 13,09 МПа ? Rbn = 15 МПа

Тогда = = 0,65

Сжимающее напряжение на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры с учетом изгибающего момента от собственного веса плиты и передаточной прочности бетона.

уbp = += +=5,45 МПа

где М = = 15 кНм

Определяем потери от быстронатекающей ползучести при = = 0,36 т.к. б > 0,33, следовательно уbp = 40?0,36?0,85 = 12,24 МПа

Первые потери:

уlos,1 = у1+у6 = 10,62+12,24 = 22,86 МПа

Потери от усадки бетона: уb = 35 МПа

Усилие обжатия с учетом всех первых потерь:

P1 = As(уsp- уlos,1) = 5,09(354-22,86)100 = 168550 Н

Сжимающее напряжение на уровне центра тяжести растянутой арматуры с учетом изгибающего момента от собственного веса плиты:

уbp = +=5,27 МПа

= = 0,35

Потери от ползучести бетона:

у9 = 0,85150 = 0,85•0,35•150 = 45,9 МПа

Вторые потери: уlos,2 = уb+у9 = 35+45,9 = 80,9 МПа

Полные потери: уlos = уlos,1+уlos,2 = 22,86+80,9 = 103,76 МПа > 100 МПа - т.е. больше установленного минимального значения потерь.

Усилия обжатия с учетом всех потерь:

P2 = As(уsp- уlos) = 5,09(354-103,76)100 = 127,37 кН

1.2.3 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

Расчёт производим для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин.

M = 66,43 кНм

Проверим выполнение условия M ? Mcrc

Вычислим момент образования трещин по приближённому способу ядровых моментов:

Mcrc= Rbt,serWpl+Mrp;

Ядровый момент усилия обжатия при г = 0,78 составляет:

Mrp= гP2(eop+r)=0,78?127370?(18,67+3,16)=2168779,94 Нсм ? 21,7 кНм

Mcrc= 1,4•6973420 +2168779,94 = 31,5 кНм

Поскольку M = 66,43 кНм > Mcrc= 31,5 кНм - трещины в растянутой зоне в процессе эксплуатации образуются, следовательно необходим расчет по раскрытию трещин.

Проверку образования трещин в верхней зоне при ее обжатии проводим из условия:

гspP1(eop - rint) - M ? Rbtp W?pl при гsp = 1,22

М = 15 кНм - изгибающий момент от собственного веса плиты;

1,22•174780•(18,67 - 8,23) - 1500000 = 726137,9 Нсм

1,4•15549,36(100) = 2176910,4 Нсм

726137,9 Нсм ? 2176910,4 Нсм - условие удовлетворяется, начальные трещины не образуются.

Здесь Rbp = 1,4 МПа - сопротивление бетона растяжению, соответствующее передаточной прочности бетона Rbp = 15 МПа

1.2.4 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси

Значение предельно допустимой ширины раскрытия трещин в плите, относящейся к третьей категории трещиностойкости, с предварительно напряжённой арматурой класса A600:

непродолжительное acrc1 = 0,3мм

продолжительное acrc2 = 0,2мм

Изгибающие моменты от нормативных нагрузок:

полной суммарной M = 66,43 кНм

постоянной и длительной M = 57,92 кНм

напряжение в продольной растянутой арматуре определяем по формуле:

уs ===214,21 МПа

Где z1 - плечо внутренней пары сил:

z1=ho - 0,5h?f=27 - 0,5•5 = 24,5 см

esp=0, т.к. усилие обжатия Р приложено в центре тяжести площади нижней напрягаемой арматуры.

z1•As = 5,09•24,5 = 124,71 см3

Приращение напряжений от действия полной нагрузки:

уs ==282,45 МПа

Вычисляем ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки:

acrc1=д?ц1?з20(3,5-100м)=1•1•1,220(3,5-100•0,0135) =0,2 мм

где д = 1, з = 1,2, ц1 = 1, м = == 0,0135, d = 18 мм - диаметр продольной арматуры.

Вычисляем ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузки:

a?crc1= 1•1,2•120(3,5-100•0.0135) =0,15 мм

Вычисляем ширину раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок:

acrc2 =1•1,2•1,520(3,5-100•0.0135) ? 0,2 мм

где ц1 = 1,5

Непродолжительная ширина раскрытия трещин:

acrc = acrc1 - a?crc1 + acrc2 = 0,2 - 0,15 + 0,2 = 0,25 мм ? 0,3 мм

Продолжительная ширина раскрытия трещин:

acrc = acrc2 = 0,2 мм.

1.2.5 Расчёт прогиба ребристой плиты

Расчет прогиба плиты проводим на действие постоянных и временных длительных нагрузок.

Предельно допустимый прогиб для рассчитываемой плиты:

fu===2,925 мм

Вычисляем параметры, необходимые для определения прогиба плиты с учётом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок М = 57,92 кНм;

Cуммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учётом всех потерь и при гsp=1; Ntot=P2=127,37 кH;

Эксцентриситет: es,tot = ==4,55 см

коэффициент цl = 0,8 - при длительном действии нагрузки

Коэффициент цm = ? 1

цm = = 2,16, принимаем цm = 1

коэффициент (шs), характеризующий неравномерность деформаций растянутой арматуры на участке между трещинами:

шs = 1,25-цlцm - ? 1,0

шs = 1,25-0,8?1-0,45 ? 1 - условие выполняется

Определим кривизну оси при изгибе:

= + - ;

ho = 27 см; z1 = 24,5 см; Es=1,9•105МПа; Eb=24•103МПа; As = 509 мм2;

шb=0,9; х=0,15 - при длительном действии нагрузок;

Ab = b?f h?f = 136•5 = 680 см2;

=• + - = 5,1•10 -5

Вычислим прогиб по формуле

f = s•l2•



где s = - для свободно опертой балки при равномерно распределённой нагрузке.

f = • 585 2 • 5,1•10 -5 = 1,82 см ? fu = 2,925 см



2. Расчёт ригеля

В соответствии с методическими указаниями ригель перекрытия рассчитывается как четырёхпролётная неразрезная балка, проектируется постоянного прямоугольного сечения из тяжёлого бетона В30 без предварительного напряжения арматуры и рассчитывается на действие вертикальной расчётной (гf >1) распределённой нагрузки. Нагрузка, передаваемая плитами перекрытия на 1 м длины ригеля, вычисляется умножением расчётной нагрузки с 1 м2 на ширину грузовой полосы, равную шагу поперечных рам - 6 м, и на коэффициент надёжности по назначению гn=0,95. Подсчёт нагрузок на 1м2 перекрытия приведён в таблице 1

2.1 Расчётная схема и нагрузки

Вычислим расчётную нагрузку на 1 м длины ригеля:

постоянная от перекрытия с учётом коэффициента надёжности по назначению здания гn=0,95

3564•6•0,95=20,31 кН/м

постоянная от веса ригеля сечением 0,6х0,3м; с=25 кН/м3; гf=1,1;

0,6•0,3•25•1,1 = 4,95 кН/м

Итого общая постоянная нагрузка:

g = 20,31+4,95 = 25,26 кН/м

Временная нагрузка:

н = 10,2?0,95?6=58,14 кН/м

Полная нагрузка:

g + н = 25,26+58,14 = 83,4 кН/м



2.2 Вычисление изгибающих моментов в расчётных сечениях ригеля

Максимальные пролётные () и минимальные опорные и пролётные () моменты определяются для нескольких точек каждого пролёта:

= г(g+н) ; = в(g+н) ;

где г и в - коэффициенты, принимаемые по приложению 8 МУ;

g и н - расчётные распределённые постоянная (g) и временная (н) нагрузки;

lp - расчётный пролёт ригеля;

для крайних пролётов lp1=l1 - 127мм - = 7,2 - 0,127 - = 6,873 м

для средних пролётов lp2 = l1 - hk = 7,2 - 0,4 = 6,8 м

hk - принимаемая предварительно высота сечения колонны;

х - индекс, показывающий отношение расстояния от начала пролёта до рассматриваемого сечения к длине пролёта lp1 или lp2 и принимаемый равным 0, 0.15, 0.2, 0.4,…, 1.0 (по приложению 8 МУ)

Первый пролёт Положительный момент

= 0

= г0,2(g+н) = 0,065•83,4•6,8732 = 256,08 кНм

= 0,09•83,4•6,8732 = 354,57 кНм

= 0,091•83,4•6,8732 = 358,51 кНм

= 0,075•83,4•6,8732 = 295,47 кНм

= 0,02•83,4•6,8732 = 78,79 кНм

Отрицательный момент

==2,3

По приложению 8 МУ: о=0,26; 1-о=0,74

= в(g+н) = -0,0715•83,4•6,8732 = -281,69 кНм

Второй пролёт Положительный момент

Нулевая точка: 0,15•= 0,15•6,8 = 1,02 м

= г0,2(g+н) = 0,018•83,4•6,82 = 69,42 кНм

= 0,058•83,4•6,82 = 223,67 кНм

= 0,0625•83,4•6,82 = 241,3 кНм

= 0,058•83,4•6,82 = 223,67 кНм

= 0,018•83,4•6,82 = 69,42 кНм

= 0

Отрицательный момент

= в0(g+н) = -0,0715•83,4•6,22 = -275,73 кНм

= -0,045•83,4•6,82 = -173,54 кНм

= -0,03•83,4•6,82 = -115,69 кНм

= -0,029•83,4•6,82 = -111,84 кНм

= -0,04•83,4•6,82 = -154,26 кНм

= -0,0625•83,4•6,82 = -241,03 кНм

Максимальные поперечные силы на опорах:

= 0,43(g+н)lp1 = 0,43?83,4?6,873 = 246,48 кН

= -0,57(g+н)lp1 = -0,57?83,4?6,873 = -326,73 кН

= 0,5(g+н)lp2 = 0,5?83,4?6,8 = 283,56 кН

= -0,5(g+н)lp2 = -0,5?83,4?6,8 = -283,56 кН



2.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

2.3.1 Определение высоты сечения ригеля

Высоту сечения подбираем по опорному моменту у оси Б при о=0,35 и am=0,289, приложение 3 МУ.

Рабочая высота сечения:

hр = = = 47 см

h = hр + 60 = 514 + 60 = 574 мм

Принимаем сечение ригеля: h x b = 600 x 200 мм

2.3.2 Расчёт сечения арматуры по поперечным изгибающим моментам

В первом пролёте:

Максимальный положительный момент = 358,51 кНм

аm = == 0,336; ж = 0,785(по приложению 3)

As = == 22,34 см2

По приложению 5 МУ принимаем 4Ш28 с площадью As=24,63 см2

Во втором пролёте:

Максимальный положительный момент = 241,03 кНм

аm = == 0,226; ж = 0,87

As = == 13,55 см2

Принимаем 4Ш22 с площадью As=15,20 см2

Расчёт арматуры для восприятия отрицательных моментов

На опоре Блев:

Максимальный отрицательный момент = 281,69 кНм

аm = == 0,264; ж = 0,845

As = == 16,31 см2

Принимаем 2Ш36 с As=20,36 см2

На опоре Бправ:

Максимальный отрицательный момент = 275,73 кНм

аm = == 0,259; ж = 0,847

As = == 15,93 см2

Принимаем 2Ш32 с As=16,09 см2

На опоре Влев:

Максимальный отрицательный момент = 241,03 кНм

аm = == 0,226; ж = 0,87

As = == 13,55 см2

Принимаем 2Ш32 с As=16,09 см2



2.4 Расчёт прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

Максимальная поперечная сила = 326,73 кН

Диаметр поперечных стержней устанавливается, из условия сварки с продольной арматурой

dsw ? d/4; d=36 мм, dsw=9 мм, следовательно, принимаем Ш10 А240

Asw=0,785 см2 (по приложению 5МУ)

Число каркасов 2, при этом 2Asw=2•0,785=1,57 см2.

Шаг поперечной арматуры:

в приопорных участках sоп=h/3=18,7 см, принимаем sоп=15 см

в средней части sср=(2…3) sоп = 2•15 = 30 см

Усилие, воспринимаемое одним поперечным каркасом:

qsw===1831,7 H/см

где Rsw=175 МПа; (по приложению 2)

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном:



Qb=цb3Rbtbho=0,6?1,2(100)?20?56=80640 Н

Проверяем условие qsw >; ==720 Н/см ? qsw=1831,7 H/см

Условие выполняется, сечение подобрано правильно.

Максимальный допустимый шаг арматуры:

smax===34,55 см

smax=34,55 см > sоп=15 см - условие выполняется.

2.4.1 Расчёт по наклонному сечению

Прочность обеспечивается из условия (Qb+Qsw) ? Q;

Qsw = qswco - поперечная сила, воспринимаемая всей поперечной арматурой;

Находим длину проекции наиболее опасного наклонного сечения

со = == 90,65 см

Тогда Qsw = 1831,7•90,65 = 166,043 кН

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном

Qb= = = 166,054 кН

Qb+Qsw = 166,043+166,054 = 332 кН > Q = 326,73 кН

Условие (Qb+Qsw) ? Q выполняется.

Прочность по cжатой полосе между наклонными трещинами проверяем из условия:

Q ? 0,3цw1цb1Rbbho ; Q=326,73 кН

где цw1 = 1+5нмw = 1+5?6,9?0,00523 = 1,18

цb1 = 1 - 0,01Rb = 1 - 0,01?17 = 0,83

н = == 6,9

мw = == 0,00523

0,3цw1цb1Rbbho = 0,3?1,18?0,83?17(100)?20?56 = 559,43 кН

326,73 кН ? 559,43 кН - условие выполняется.

2.5 Конструирование арматуры ригеля

Для построения эпюры материалов определяем изгибающие моменты, воспринимаемые сечениями ригеля.

В первом пролёте

По максимальному положительному моменту = 297,79 кНм принята арматура 4Ш28 с площадью As=24,63 см2

Определяем коэффициент армирования продольной рабочей арматурой:

м = ==0,02199

о = = = 0,472; ж = 0,764



Изгибающий момент, воспринимаемый сечением, армированным 4Ш28

M = RsAsжho = 365(100)?24,63?0,764?56 = 384,63 кНм

В месте теоретического обрыва двух стержней:

м = 0,011; о = 0,236; ж = 0,882;

M = 365(100)•12,32•0,882•56 = 222,11 кНм

По эпюре материалов определяем Q графически: Q = 147 кН

Поперечные стержни Ш10 A240 в месте теоретического обрыва стержней 2Ш28 сохраняем с шагом s=15 см

Длина анкеровки:

W1 = + 5d =+ 5•2,8 =54,13 см ? 20•2,8 = 56 см

W1 = 56 см

Значение поперечной силы справа Q = 136,3 кН

W2 = + 5d =+ 5•2,8 =51,21 см ? 20•2,8 = 56 см

W2 = 56 см

На опоре Блев:

Максимальный отрицательный момент = 281,69 кНм

Арматура 2Ш36 с As=20,36 см2

м = ==0,01818; о = = = 0,39; ж = 0,805

M = RsAsжho = 365(100)?20,36?0,805?56 = 335,01 кНм

В месте теоретического обрыва арматура 2Ш16 A400 с As= 4,02 см2

м ==0,00359; о = 0,077; ж = 0,962

M = 365(100)•4,02•0,962•56 = 79,05 кНм

Поперечная сила в этом сечении Q = 219,5 кН

Поперечные стержни Ш10 A240 в месте теоретического обрыва стержней 2Ш36 сохраняем с шагом s=15 см

Длина анкеровки:

W3 =+ 5•3,6 =77,92 см > 20•3,6 = 72 см

W3 = 78 см

Во втором пролёте

Максимальный положительный момент = 241,03 кНм

Принятая арматура 4Ш22 с As=15,20 см2

м ==0,01357; о = = 0,291; ж = 0,855

M = RsAsжho = 365(100)?15,20?0,855?56 = 265,64 кНм

Обрываем два стержня и определяем коэффициент армирования:

м ==0,00679; о = = 0,146; ж = 0,923

M = 365(100)•7,6•0,923•56 = 143,38 кНм

Значение поперечной силы слева и справа Q = 115,8 кН

Длина анкеровки:

W4 =+ 5•2,2 =42,61 см ? 20•2,2 = 44 см

W4 = 44 см

На опоре Бправ:

Максимальный отрицательный момент = 275,73 кНм

Арматура 2Ш32 с As=16,09 см2

м = ==0,01437; о = = = 0,309; ж = 0,845

M = RsAsжho = 365?16,09?0,845?56 = 277,9 кНм

В месте теоретического обрыва арматура 2Ш25 A400 с As= 9,82 см2

м ==0,00877; о = 0,188; ж = 0,905

M = 365(100)•9,82•0,905•56 = 181,65 кНм

Поперечная сила слева Q = 179,1 кН

Поперечные стержни Ш10 A240 в месте теоретического обрыва стержней 2Ш32 сохраняем с шагом s=15 см

Длина анкеровки:

W5 =+ 5•3,2 =64,9 см > 20•3,2 = 64 см

W5= 65 см

На опоре Влев:

Максимальный отрицательный момент = 241,03 кНм

Арматура 2Ш32 с As=1609 мм2

м = 0,01437; о = 0,309; ж = 0,845; M = 277,9 кНм

В месте теоретического обрыва арматура 2Ш25 A-III с As= 9,82 см2

M = 181,65 кНм

Поперечная сила справа Q = 205,9 кН

Поперечные стержни Ш10 A240 в месте теоретического обрыва стержней 2Ш32 сохраняем с шагом s=15 см

Длина анкеровки:

W6 =+ 5•3,2 = 72,2 см > 20•3,2 = 64 см; W6 = 73 см



3. Расчёт колонны первого этажа

Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон тяжёлый класса В35, расчётные сопротивления: при сжатии Rb=19,5МПа, при растяжении Rbt=1,3МПа; модуль упругости Eb=31000 МПа.

Арматура продольная рабочая класса A400, расчётное сопротивление Rs=365 МПа, модуль упругости Es=200000 МПа

Поперечная арматура колонны - А240

По степени ответственности здание имеет класс II. Соответствующий коэффициент надёжности по назначению - гn =0,95

3.1 Определение нагрузок на колонну

Необходимо найти длительную расчётную нагрузку (N1) и полную расчётную нагрузку (N), в каждой из которых учитываются расчётные постоянные и расчётная временная длительная нагрузки; в полной нагрузке N ещё и расчётная временная кратковременная нагрузка.

Расчётная постоянная, расчётная временная длительная и расчётная временная кратковременная нагрузки на колонну первого этажа от перекрытий получаются умножением соответствующих значений нагрузки на 1м2 из расчёта плиты (таблица 1) на грузовую площадь колонны и число междуэтажных перекрытий в здании. Так как задано пятиэтажное здание, нагрузку собираем с 4 этажей.

Грузовая площадь колонны - площадь перекрытия, с которой нагрузка передаётся на колонну: l1 • l2 = 7,2 • 6 = 43,2 м2

Расчёт ведём для колонн первого этажа, расчётная длина колонны (lo) равна максимальному расстоянию между закреплёнными от смещения из её плоскости точками - от обреза фундамента (-0,15м) до верха плиты перекрытия (+4,70м). Соответственно lo=4,85м

Высота этажей - 4,8м

Высота от обреза фундамента до верха ригеля перекрытия под последним этажом - 19,25 м

Сечение ригеля 600мм х 200мм; удельный вес конструкции - 25 кН/м3

Сечение колонны предварительно принимаем 400мм х 400мм

Длительная расчётная нагрузка:

Nld=((3,56•43,2+8,4•43,2+0,6•0,2•25•7,2•1,1)•4+0,4•0,4•19,25•1,1)•0,95=2134,69кН

Полная расчётная нагрузка: N1=Nld+1,8•43,2•4•0,95=2430,18кН

3.2 Размеры сечения колонны

(hc и bc) предварительно вычисляются при ц=1 и м = = 0,01 по формуле:

hc = bc = ==33,86см

Принимаем: hc = bc = 350мм

В соответствии со значениями = 0,878; = 12,125

по приложению 9 МУ определяем: цb = 0,865; цsb = 0,889

Находим: ц = цb+2(цsb - цb) = 0,865+2(0,889-0,865) = 0,875

ц = 0,875 < цsb = 0,889



3.3 Определяем требуемую площадь сечения арматуры

As,tot = - A = - 122500= 1536мм2

где А = 350х350 = 122500мм2

Принимаем продольную арматуру 4Ш25 А400 с As=1963 мм2

Проверяем условие м = ? мmin = 0,004

м = = 0,016 > мmin = 0,004

Поперечная арматура принимается диаметром не менее d продольной арматуры. В сварных каркасах хомуты ставятся на расстояниях не более 15d

s ? 15d = 15•25 = 375мм

Назначаем арматуру Ш8 А240 с шагом 300мм

Проверяем условие:

N1 ? ц(RbA+RscAs,tot)

N1=2430,18Н ? 0,875(19,5•1225+365•19,63) = 2436,4кН

Прочность колонны обеспечена.



3.4 Расчёт консоли колонны

Минимальный вылет консоли, из условия смятия под опорной площадкой, с зазором в 50 мм для замоноличивания между торцом ригеля и гранью колонны:

lc = l1+ 50мм, где l1 =

где b - ширина ригеля; б=0,9 для В35;

Опорная реакция ригеля Q = 0,95= 282,44 кН

l1 = = 107мм, lc = l1 + 50 = 157мм

Консоль колонны для опирания ригеля с учётом унификации проектируем с вылетом lс = 200мм

Требуемая рабочая высота сечения консоли по грани колонны определяется, как максимальная из двух условий:

ho ? = = 248,3мм

ho ? == 246,2мм

где а = lc - = 200 - = 146,5мм

Конструктивная высота сечения h = ho + 30мм = 248,3 + 30 = 278,3мм

Принимаем h = 300мм

Угол наклона сжатой грани г = 450

Высота свободного конца консоли h1 = h - lc = 300 - 200 = 100мм при этом h1 ? = = 100мм

3.5 Расчёт армирования консоли

Площадь сечения арматуры, воспринимающей изгибающий момент в сечении консоли по грани колонны:

M = 1,25Qa = 1,25•282,44•14,65 = 5,17кНм

аm = == 0,115; ж = 0,94

As = == 5,58 см2

По приложению 5 МУ принимаем:

Арматура 2Ш20 A400 с As=6,28 см2

Так как h = 30см < 2a = 36,63см, поперечное армирование коротких консолей выполняем хомутами, наклонными под углом 450, по всей высоте консоли.

Шаг хомутов (s) должен быть не более ==7,5см; принимаем s=5см

Площадь сечения наклонных хомутов одного направления должна быть не менее 0,004bcho = 0,004•35•27 = 3,78см2

Принимаем 7Ш10 A400 с As=5,5 см2

3.6 Прочность консоли по наклонной сжатой полосе

Проверяем условие:

Q ? 0,8(1+5бмw1)Rbгb2 ? bc(l1 - 50мм)sin2И, где

б = = = 6,45

мw1 = = = 0,0314

sin2И = = = 0,65

0,8(1+5•6,45•0,0314)19,5•0,9•350(107 - 50)0,65 = 688кН

Q = 282,44 кН < 688кН

Правая часть условия принимается не более 3,5Rbtbcho

3,5•0,9•350•270 = 387кН

Прочность консоли обеспечена

3.7 Расчёт стыка колонн

Рассчитываем стык колонн между первым и вторым этажом. Колонны стыкуют сваркой стальных листов, между которыми устанавливается при монтаже центрирующая прокладка толщиной 5мм. Расчётное усилие в стыке принимаем по усилиям второго этажа: Nст = 1918,38кН.

Длительная расчётная нагрузка:

N2=((3,56•43,2+8,4•43,2+0,6•0,2•25•7,2•1,1)•3+0,4•0,4•13,25•1,1)•0,95=1696,76кН

Полная расчётная нагрузка:

Nст=N2+1,8•43,2•3•0,95=1918,38кН

Концы колонны усиливают сварными сетками косвенного армирования, т.к. продольная арматура колонн в зоне стыка обрывается.

По конструктивным соображениям у торцов колонны устанавливают не менее 4 шт. сеток на длине не менее 10d,

где d - диаметр продольных рабочих стержней.

Находим коэффициент косвенного армирования

мs,xy =

Где - соответственно количество стержней, площадь сечения и длина стержня вдоль осей x и y (т.е. в продольном и поперечном направлениях).

Определяем шаг и сечение сварных сеток в торце колонны под центрирующей прокладкой.

При размерах сечения hк(bк) шаг сеток должен удовлетворять соотношению

60мм ? s ? hк ? 150мм

При hк =350мм шаг (60 ? s ? 350 =117мм)

Учитывая, что 10d = 220мм (d=22мм), принимаем s = 60мм

Размер ячеек сетки принимаем из соотношения:

45мм ? а ? hк ? 100мм

При hк = 350мм (45 ? а ? 350 = 87,5мм), принимаем а = 80мм

Назначаем предварительно сетки из стержней Ш6 A400 с As = 28,3 мм2, размер стороны ячейки а =80мм, количество стержней в сетке n =4; шаг сеток s=60мм, длина стержня (считая выступы по 10мм)равна lx = ly =330мм, при этом Aef = 3102 = 96100мм2 - внутри контура сеток

Находим коэффициент косвенного армирования:

мs,xy = == 7,22•10-3

Коэффициент эффективности косвенного армирования ц=

где ц=== 0,09>? = == 48,3

Приведённая призменная прочность бетона:

Rb,red = Rb+? ? мs,xy ? Rs = 19,5+48,3 ? 7,22?10-3 ? 375 = 150,3МПа = 15,03кН/см2

Площадь сечения смятия площадки(пластинки) определяется из условия прочности на смятие:

Nст ? Rb,red • A>A = = = 127,6см2

Для квадратной пластинки bпл = = = 11,3см

Принимаем пластинку 12 х 12 х 0,5см, А = 122 = 144см2

Nст = 1918,38кН ? 15,03 • 144 = 2164,32кН

Условие соблюдается, прочность торца колонны достаточна.



4. Отдельный фундамент под колонну

Характеристики бетона арматуры и основания(грунта)

Бетон тяжёлый класса В15, расчётные сопротивления: при сжатии Rb=8,5МПа, при растяжении Rbt=0,75МПа; модуль упругости Eb=20500 МПа.

Арматура подошвы фундамента и продольная арматура подколонника А300

Расчётное сопротивление Rs=280 МПа, модуль упругости Es=210000 МПа

Поперечная арматура подколонника - А240

Расчётное давление на грунт основания(Ro) - 0,25Мпа

Минимальная глубина заложения фундамента - 2,3м

Hзал = H1 + 0,25 = 2,3 + 0,25 = 2,55м - глубина заложения фундамента



4.1 Размеры подошвы фундамента

l1 = b1 = ==2,658м,

где Nn - нормативное усилие, передаваемое колонной на фундамент;

Nn = = = 2113,2 Н; 1,15 - усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке; г = 20кН/м3 - усреднённый вес единицы объёма бетона фундамента и грунта на его обрезах.

Принимаем l1 = b1 = 2700мм (кратно 300мм)

Плитную часть проектируем ступенчатой из трёх ступеней. Размеры ступеней и подошвы кратны 300мм, высота каждой ступени 300мм

Глубина стакана под колонну квадратного сечения со случайным эксцентриситетом определяем, как большее из двух значений:

hс+50мм = 350+50 = 400мм и 15d+50мм = 15•25+50 = 425мм

где hc - минимальная глубина заделки колонны в фундамент, равная высоте сечения колонны;

d - максимальный диаметр продольной арматуры колонны(15d - минимальная глубина заделки арматуры в фундамент)

Принимаем глубину стакана 450мм

4.2 Проверка нижней ступени на восприятие поперечной силы без поперечной арматуры

Проверка выполняется по условию Q ? Qb,min

где Q - расчётная величина поперечной силы в сечении V-V

Qb,min = 0,6 гb2Rbtb1h01 = 0,6?0,9?0,75?2700?250 = 273,4кН

h01 = hcтуп - 5 = 25cм

Отпор грунта р = = = 333,36 кН/м2

Q = h1•p•c1 = 0,3•333,36•0,3 = 30кН

Q = 30кН < Qb,min = 273,4кН

Условие прочности удовлетворяется.

4.3 Расчёт на продавливание

P ? Rbtumh01,

Rbtumh01 = 0,75•7•0,25 = 1312,5кН

um = 4= 700см - полусумма периметров верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания

h01 - рабочая высота рассчитываемой ступени

Р = N - pA = 2430,18 - 333,36•4 = 1096,74кН - продавливающая сила

Р = 1096,74кН ? 1312,5кН - условия прочности выполняются.

4.4 Расчёт арматуры фундамента

Под действием реактивного давления грунта р плитная часть фундамента работает на изгиб. Величина изгибающих моментов определяется по формуле:

Mi-i = pb1, где

p - отпор грунта

b1 - размер подошвы фундамента

xi - расстояние от края подошвы до сечения i-i

Моменты вычисляем для сечений по граням второй и третьей ступени (I-I, II-II), а также для сечений по граням подколонника и колонны (III-III,IV-IV).

MI-I = 333,36 •2,7•= 40,5кНм

MII-II = 333,36 •2,7•= 162кНм

MIII-III = 333,36 •2,7•= 364,53кНм

MIV-IV = 333,36 •2,7•= 621,3кНм

Определяем площадь сечения арматуры для каждого сечения:

Asi =

AsI = = 6,43cм2

AsI = = 11,69cм2

AsIII = = 17,02cм2

AsIV = = 10,96cм2

Шаг арматуры принят 200мм

Принимаем сетку 14Ш14 A300 с As=15,83 мм2 с ячейкой 200х200мм

Армирование подколонника и его стаканной части согласно МУ условно назначается без расчёта.



5. Стена первого этажа

Исходные данные

Марка глиняного кирпича пластического прессования - 125

Марка тяжёлого цементно-известкового раствора - 50

Упругая характеристика кладки - б = 1000

Плотность кладки - с = 18кН/м3

Оконный проём - 3,2 х 2,4м(b x h)

Ширина простенка - 2,8м

Толщина стены - 0,51м

Расчётное давление конструкций покрытия - 600кН

Расчётное сопротивление кладки сжатию - R = 1,9МПа

Для расчёта стены первого этажа по всей высоте здания выделяется полоса, ширина которой равна расстоянию между осями окон - 6м. Расчётная схема стены принимается в виде внецентренно сжатой колонны с шарнирными опорами на концах, роль которых выполняют междуэтажные перекрытия, фундамент и пол первого этажа.

Нагрузку от вышележащих этажей считаем приложенной в центре тяжести поперечного сечения стены. Нагрузку от перекрытия, находящегося непосредственно над расчётным простенком - с эксцентриситетом. Величина эксцентриситета подсчитывается, принимая расстояние от опорной реакции ригеля до внутренней грани стены, равным 1/3 длины заделки ригеля.



Опасными являются сечения II-II под перемычкой и сечение III-III, в котором коэффициент ц достигает минимальной величины, а изгибающий момент сохраняет существенное значение.

Расчётные нагрузки, передаваемые на рассчитываемый участок стены в сечении II-II:

- от балки покрытия - 600кН;

- от одного перекрытия с площадью А = 6•0,5•7,2 = 21,6м2 будет равна: 10,616•21,6 = 257,92кН

- нагрузка от ригеля сечением 600х200мм будет равна: 0,6•0,2•25••1,1= 15,79кН

- нагрузка от кирпичной кладки на отметке 3,3м:

[(4,8•4+3,1)•6 - 3,2•2,4•4]•0,51•18•1,1= 1040,9кН

Суммарная нагрузка, действующая центрально с учётом коэффициента надёжности по назначению гn = 0,95

N1 = (600+(257,92+15,79)•2+1040,9)•0,95 = 2157,6кН

Нагрузка от перекрытия и ригеля над первым этажом, действующая внецентренно с учётом гn = 0,95

N2 = (257,92+15,79)•0,95 = 329,32кН

Суммарная нагрузка в сечении II-II:

Nc = N1+N2 = 2157,6+329,32 = 2486,92кН

Нагрузка N2 создаёт момент относительно оси простенка в сечении I-I:

MI-I = N2 • e = 329,32•0,172 = 56,36кНм, где е = 0,172

Изгибающий момент в сечении II-II:

MII-II = MI-I •= 56,36•0,87= 49,03кНм,

где 0,5 - расстояние между сечениями I-I и II-II; H = 3,8м - расчётная высота стены, равная расстоянию от пола первого этажа (±0,000) до низа ригеля над первым этажом: H = 4,8 - 0,1 - 0,6 - 0,3 = 3,8м; 0,1 - суммарная высота пола(100мм)

Эксцентриситет его силы Nc относительно оси сечения II-II:

ео = = = 0,017м = 17мм

Несущую способность элементов каменных конструкций при внецентренном сжатии считают обеспеченной, если соблюдается условие:

Nc ? mgц1RAщ, где mg = 1, при h = 51см > 30см

ц1 = ,

где ц и цс - определяем по приложению 11 МУ,

при величинах гибкости элемента для всего сечения:

лh = = = 7,45; ц = 0,946

для сжатой части сечения:

лhс = = = 7,98; цс = 0,94, при hc = h - 2eo

ц1 = = = 0,943 - для средней трети расчётной высоты этажа

Сечение II-II находится за пределами этого участка на расстоянии 0,77м от его верхней точки, для него:

ц1 = 0,943+ = 0,974

А = 2800•510 = 1428000мм2

щ = 1+= 1+= 1,03 ? 1,45

mgц1RAщ = 1?0,974?1,4?1428000?1,45 = 2823470,16Н

Nc = 2486,92кН ? 2823,47кН

Прочность простенка в сечении II-II обеспечена.



Список используемой литературы

1. Байков В.Н. Сигалов Э.Е. «Железобетонные конструкции» Стройиздат

2. Бондаренко В.М. Суворкин Д.Г. «Железобетонные и каменные конструкции» Изд. Высшая школа

3. Бондаренко В.М. Римшин В.И. «Примеры расчёта железобетонных и каменных конструкций» Изд. Высшая школа

4. Торяник М.С. «Примеры расчёта железобетонных конструкций» изд. Стройиздат

5. СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия»

6. СНиП 52-01-2003 «Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения»

7. СНиП II-22-81 «Каменные и армокаменные конструкции»

8. Вахненко П.Ф. «Расчёт и конструирование частей жилых и общественных зданий» Справочник проектировщика

9. МУ «Железобетонные и каменные конструкции» Изд. МГОУ

Размещено на Allbest.ru