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 (γf >1): для постоянной нагрузки от веса железобетонных, каменных и армокаменных конструкций γf =1,1 для временной нагрузки на перекрытие γf =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 (b×h) — 3,2×2,4м.
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 δ=13мм, ρ=1800кг/м3, γf =1,1 цементный раствор δ=20мм, ρ=2200кг/м3, γf =1,3
По степени ответственности здание имеет класс II. Соответствующий коэффициент надёжности по назначению — γn =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 γb2 =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
Проектирование и расчет монолитного ребристого и сборного балочного перекрытий
... — Бетон класса 1.1.2 Определение приведенной толщины перекрытия Приведенная толщина перекрытия определяется по формуле: где приведенная толщина плиты: где полная расчетная нагрузка на плиту: приведенная толщина второстепенной балки: где полная расчетная нагрузка на второстепенную балку: ...
Для установления расчётного пролёта плиты предварительно задаёмся размерами сечения ригеля:==0,6м
Ширина ригеля — bp=0,3м
При опирании на ригель по верху расчётный пролёт:=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 γf | Расчётная нагрузка Н/м2 |
| I.Постоянная | |||
| Ребристая плита | 2500 | 1,1 | 2750 |
| Слой цементного раствора, δ=20мм, ρ=2200кг/м3 | 440 | 1,3 | 570 |
| Керамическая плитка, δ=13мм, ρ=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=∑gпостbплγn=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: ,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=(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,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 hꞋf =5см; отношение hꞋf /h =5/30=0,167>0,1
при этом в расчёт вводится вся ширина полки bꞋf =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 γb2 =0,9
Предварительное напряжение арматуры принимаем равным:
σsp=0,6∙Rsn=0,6∙590=354МПа
Напряжение обжатия бетона при электротермическом способе находим по эмпирической формуле:=30+360/l=30+360/6=90МПа
Суммарное напряжение:
σsp+ p=354+90=444МПа
Проверяем выполнение условия σsp+ p=444˂ Rsn=590 — условие выполняется.
Вычислим предельное отклонение предварительного напряжения при числе напрягаемых стержней np=2:
Δ γsp=0,5 ∙ ∙ ∙ = 0,22
Коэффициент точности натяжения арматуры:
γsp=1- Δ γsp=1- 0,22=0,78
Принимаем предварительное напряжение арматуры:
= γsp ∙ σsp=0,78 ∙ 354=276,12МПа
1.1.5 Расчёт по прочности сечений, нормальных к продольной оси
Максимальный изгибающий момент от расчётной нагрузки:=78,31кНм
Вспомогательный коэффициент:
am= = 0,0687
Из таблицы (приложение 3) находим: ξ=0,07
Определяем величину сжатой зоны бетона:
x= ξ ∙ ho=0,07 ∙ 27=1,89см
Так как х=1,89см˂ hꞋf =5см (где hꞋf -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 γs6 = η — (η — 1) =1,35 — коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести.
ξR=0,56 — граничное значение относительной величины сжатой зоны бетона
η=1,2 для арматуры класса А600
Принимаем 2Ø18 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)γn = 13,764∙0,95=13,08кН/м2
Расчётный пролёт при ширине рёбер вверху 9см составит:= 139 — 2∙9 = 118см
Рабочая высота сечения ho= 5 — 1,5 = 3,5см
Арматура Ø5 B500 с Rs = 410МПа;= = 1,23см2
Принимаем 12Ø5 B500 с площадью As=1,256см2
Принимаем сетку с рабочей арматурой Ø5 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:=53,55кН
Определяем коэффициенты, характеризующие работу сечения:
φn= = 0,37˂0,5
N — усилие обжатия с учётом всех потерь(P2) P2=127,37кН
Проверяем, требуется ли поперечная арматура по расчёту.
Условие первое:=53,55∙103Н˂2,5 =2,5∙0,9(100)∙14∙27=85,05∙103Н — условие удовлетворяется.
При q1 = g + = 11,523 кН/м = 115,23Н/см и поскольку 0,16∙ φb4(1+ φn) = 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 Ø5 B500 с шагом s=h/2=15см, в средней части пролёта с шагом s=3h/4≈25см.=2∙0,196=0,392см2=290 МПа
qsw= =757,87 Н/см
Влияние свесов сжатых полок:
φf =2∙0,75∙3∙ hꞋf () =2∙0,75∙3∙5∙() = 0,3 ˂ 0,5
1+ φn+ φf =1+0,37+0,3=1,67>1,5 — принимаем 1,5
Qbmin = φb3(1+ φn+ φf)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 = φb2(1+ φn+ φf)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:+Qsw = 30,62∙103+40,92∙103 = 71,54∙103 H > Q = 43,18∙103 H — прочность обеспечивается.
Прочность проверяем по сжатой наклонной полосе:
μsw = =0.0019
α = = 7,917
φω1 = 1+5α μsw = 1+5∙7,92∙0,0019 = 1,075
β = 0,01
φb1 = 1 — βRb = 1 — 0,01∙11,5 = 0,885
Условие прочности:
0,3∙φω1∙ φb1∙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
α = =7,917
Площадь приведённого сечения
Ared = A+αAs = 136∙5+14∙25+7,917∙5,09 = 1070,3 см2
Статический момент площади приведённого сечения относительно нижней грани= 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
= =21,67 см
Момент инерции = +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
WꞋred = = 10366,24см3
Расстояние от ядровой точки, наиболее удалённой от растянутой зоны(верхней) до центра тяжести приведённого сечения
r = φ= 0,85= 3,16см
то же, наименее удалённой от растянутой зоны(нижней)
rint = φ= 0,85= 8,23 см;
где φ = 1,6 — = 1,6 — 0,75 = 0,85
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне:
Wpl = γWred = 1,75∙3984,81 = 6973,42 см3
где γ = 1.75 — для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента.Ꞌpl = 1,5∙10366,24 = 15549,36см3
где γ = 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:
σ1 = 0,03 σsp = 0.03∙354 = 10,62 МПа
Потери от температурного перепада σ2 = 0 (изделие подвергается тепловой обработке вместе с силовой формой).
Усилие обжатия с учетом потери σ1:
P1 = As(σsp- σ1) = 5,09(354-10,62)100 =174,78 кН
Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного сечения:
ор = yo — a = 21,67 — 3 = 18,67 см
Напряжение в бетоне при обжатии:
σbp = = = 9,82 МПа
Устанавливаем значение передаточной прочности бетона из условия:
= 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.
σbp = = =5,45 МПа
где М = = 15 кНм
Определяем потери от быстронатекающей ползучести при = = 0,36 т.к. α > 0,33, следовательно σbp = 40∙0,36∙0,85 = 12,24 МПа
Первые потери:
σlos,1 = σ1+σ6 = 10,62+12,24 = 22,86 МПа
Потери от усадки бетона: σb = 35 МПа
Усилие обжатия с учетом всех первых потерь:
P1 = As(σsp- σlos,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:
σbp = =5,27 МПа
= 0,35
Потери от ползучести бетона:
σ9 = 0,85150 = 0,85∙0,35∙150 = 45,9 МПа
Вторые потери: σlos,2 = σb+σ9 = 35+45,9 = 80,9 МПа
Полные потери: σlos = σlos,1+σlos,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(σsp- σlos) = 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.= 66,43 кНм
Проверим выполнение условия M ≤ Mcrc
Вычислим момент образования трещин по приближённому способу ядровых моментов:
= Rbt,serWpl+Mrp;
Ядровый момент усилия обжатия при γ = 0,78 составляет:
Mrp= γP2(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:
γspP1(eop — rint) — M ˂ Rbtp WꞋpl при γsp = 1,22
М = 15 кНм — изгибающий момент от собственного веса плиты;
,22∙174780∙(18,67 — 8,23) — 1500000 = 726137,9 Нсм
,4∙15549,36(100) = 2176910,4 Нсм
,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
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:
σs ==214,21 МПа
Где z1 — плечо внутренней пары сил:
z1=ho — 0,5hꞋf=27 — 0,5∙5 = 24,5 см
esp=0, т.к. усилие обжатия Р приложено в центре тяжести площади нижней напрягаемой арматуры.∙As = 5,09∙24,5 = 124,71 см3
Приращение напряжений от действия полной нагрузки:
σs ==282,45 МПа
Вычисляем ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки:
acrc1=δ∙φ1∙η =0,2 мм
где δ = 1, η = 1,2, φ1 = 1, μ = = 0,0135, d = 18 мм — диаметр продольной арматуры.
Вычисляем ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузки:Ꞌcrc1= 1∙1,2∙1 =0,15 мм
Вычисляем ширину раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок:=1∙1,2∙1,5 ≈ 0,2 мм
где φ1 = 1,5
Непродолжительная ширина раскрытия трещин:
acrc = acrc1 — aꞋcrc1 + 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; уммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учётом всех потерь и при γsp=1; Ntot=P2=127,37 кH;
Эксцентриситет: es,tot = =4,55 см
коэффициент φl = 0,8 — при длительном действии нагрузки
Коэффициент φm = ≤ 1
φm = = 2,16, принимаем φm = 1
коэффициент (ψs), характеризующий неравномерность деформаций растянутой арматуры на участке между трещинами:
ψs = 1,25-φlφm — ≤ 1,0
ψs = 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;
- ψb=0,9;
- υ=0,15 — при длительном действии нагрузок;
- Ab = bꞋf hꞋf = 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.= ∙ 585 2 ∙ 5,1∙10 -5 = 1,82 см ˂ fu = 2,925 см
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 (γf >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 γn=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 γn=0,95
3564∙6∙0,95=20,31 кН/м
постоянная от веса ригеля сечением 0,6х0,3м; ρ=25 кН/м3; γf=1,1;
0,6∙0,3∙25∙1,1 = 4,95 кН/м
Итого общая постоянная нагрузка:= 20,31+4,95 = 25,26 кН/м
Временная нагрузка:
ν = 10,2∙0,95∙6=58,14 кН/м
Полная нагрузка:
g + ν = 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:
- = γ(g+ν) = β(g+ν) ;
- где γ и β — коэффициенты, принимаемые по приложению 8 МУ;и ν — расчётные распределённые постоянная (g) и временная (ν) нагрузки;
- 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- 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
= 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: ξ=0,26; 1-ξ=0,74
= -0,0715∙83,4∙6,8732 = -281,69 кНм
Второй пролёт Положительный момент
Нулевая точка: 0,15∙= 0,15∙6,8 = 1,02 м
= 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
= -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+ν)lp1 = 0,43∙83,4∙6,873 = 246,48 кН
= -0,57(g+ν)lp1 = -0,57∙83,4∙6,873 = -326,73 кН
= 0,5(g+ν)lp2 = 0,5∙83,4∙6,8 = 283,56 кН
= -0,5(g+ν)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 ξ=0,35 и am=0,289, приложение 3 МУ.
Рабочая высота сечения:
hр = = = 47 см = 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; ζ = 0,785(по приложению 3)= = 22,34 см2
По приложению 5 МУ принимаем 4Ø28 с площадью As=24,63 см2
Во втором пролёте:
Максимальный положительный момент = 241,03 кНм
аm = = 0,226; ζ = 0,87
As = = 13,55 см2
Принимаем 4Ø22 с площадью As=15,20 см2
Расчёт арматуры для восприятия отрицательных моментов
На опоре Блев:
Максимальный отрицательный момент = 281,69 кНм
аm = = 0,264; ζ = 0,845
As = = 16,31 см2
Принимаем 2Ø36 с As=20,36 см2
На опоре Бправ:
Максимальный отрицательный момент = 275,73 кНм
аm = = 0,259; ζ = 0,847
As = = 15,93 см2
Принимаем 2Ø32 с As=16,09 см2
На опоре Влев:
Максимальный отрицательный момент = 241,03 кНм
аm = = 0,226; ζ = 0,87
As = = 13,55 см2
Принимаем 2Ø32 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 Ø10 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=φb3Rbtbho=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; = 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 ≤ 0,3φw1φb1Rbbho ; Q=326,73 кН
где φw1 = 1+5νμw = 1+5∙6,9∙0,00523 = 1,18
φb1 = 1 — 0,01Rb = 1 — 0,01∙17 = 0,83
ν = = 6,9
μw = = 0,00523
0,3φw1φb1Rbbho = 0,3∙1,18∙0,83∙17(100)∙20∙56 = 559,43 кН
,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 4Ø28 с площадью As=24,63 см2
Определяем коэффициент армирования продольной рабочей арматурой:
μ = =0,02199
ξ = = = 0,472; ζ = 0,764
Изгибающий момент, воспринимаемый сечением, армированным 4Ø28
M = RsAsζho = 365(100)∙24,63∙0,764∙56 = 384,63 кНм
В месте теоретического обрыва двух стержней:
- μ = 0,011;
- ξ = 0,236;
- ζ = 0,882;
M = 365(100)∙12,32∙0,882∙56 = 222,11 кНм
По эпюре материалов определяем Q графически: Q = 147 кН
Поперечные стержни Ø10 A240 в месте теоретического обрыва стержней 2Ø28 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 2Ø36 с As=20,36 см2
μ = =0,01818; ξ = = = 0,39; ζ = 0,805= RsAsζho = 365(100)∙20,36∙0,805∙56 = 335,01 кНм
В месте теоретического обрыва арматура 2Ø16 A400 с As= 4,02 см2
μ ==0,00359; ξ = 0,077; ζ = 0,962
M = 365(100)∙4,02∙0,962∙56 = 79,05 кНм
Поперечная сила в этом сечении Q = 219,5 кН
Поперечные стержни Ø10 A240 в месте теоретического обрыва стержней 2Ø36 сохраняем с шагом s=15 см
Длина анкеровки:=+ 5∙3,6 =77,92 см > 20∙3,6 = 72 см= 78 см
Во втором пролёте
Максимальный положительный момент = 241,03 кНм
Принятая арматура 4Ø22 с As=15,20 см2
μ ==0,01357; ξ = = 0,291; ζ = 0,855
M = RsAsζho = 365(100)∙15,20∙0,855∙56 = 265,64 кНм
Обрываем два стержня и определяем коэффициент армирования:
- μ ==0,00679;
- ξ = = 0,146;
- ζ = 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:=+ 5∙2,2 =42,61 см ˂ 20∙2,2 = 44 см= 44 см
На опоре Бправ:
Максимальный отрицательный момент = 275,73 кНм
Арматура 2Ø32 с As=16,09 см2
μ = =0,01437; ξ = = = 0,309; ζ = 0,845= RsAsζho = 365∙16,09∙0,845∙56 = 277,9 кНм
В месте теоретического обрыва арматура 2Ø25 A400 с As= 9,82 см2
μ ==0,00877; ξ = 0,188; ζ = 0,905
M = 365(100)∙9,82∙0,905∙56 = 181,65 кНм
Поперечная сила слева Q = 179,1 кН
Поперечные стержни Ø10 A240 в месте теоретического обрыва стержней 2Ø32 сохраняем с шагом s=15 см
Длина анкеровки:=+ 5∙3,2 =64,9 см > 20∙3,2 = 64 см= 65 см
На опоре Влев:
Максимальный отрицательный момент = 241,03 кНм
Арматура 2Ø32 с As=1609 мм2
μ = 0,01437; ξ = 0,309; ζ = 0,845; M = 277,9 кНм
В месте теоретического обрыва арматура 2Ø25 A-III с As= 9,82 см2= 181,65 кНм
Поперечная сила справа Q = 205,9 кН
Поперечные стержни Ø10 A240 в месте теоретического обрыва стержней 2Ø32 сохраняем с шагом s=15 см
Длина анкеровки:=+ 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 — γn =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:=((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 φ=1 и μ = = 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: φb = 0,865; φsb = 0,889
Находим: φ = φb+2(φsb — φb) = 0,865+2(0,889-0,865) = 0,875
φ = 0,875 < φsb = 0,889
3.3 Определяем требуемую площадь сечения арматуры
As,tot = — A = — 122500= 1536мм2
где А = 350х350 = 122500мм2
Принимаем продольную арматуру 4Ø25 А400 с As=1963 мм2
Проверяем условие μ = ≥ μmin = 0,004
μ = = 0,016 > μmin = 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 Ø8 А240 с шагом 300мм
Проверяем условие:
N1 ≤ φ(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:= l1+ 50мм, где l1 =
где b — ширина ригеля; α=0,9 для В35;
Опорная реакция ригеля Q = 0,95= 282,44 кН= = 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≥ = 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 γ = 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; ζ = 0,94
As = = 5,58 см2
По приложению 5 МУ принимаем:
Арматура 2Ø20 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 7Ø10 A400 с As=5,5 см2
3.6 Прочность консоли по наклонной сжатой полосе
Проверяем условие:
Q ≤ 0,8(1+5αμw1)Rbγb2 ∙ bc(l1 — 50мм)sin2Θ, где
α = = = 6,45
μw1 = = = 0,0314
sin2Θ = = = 0,65
0,8(1+5∙6,45∙0,0314)19,5∙0,9∙350(107 — 50)0,65 = 688кН= 282,44 кН < 688кН
Правая часть условия принимается не более 3,5Rbtbcho
,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:=((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: ст=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
μs,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 Ø6 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:
μs,xy = = 7,22∙10-3
Коэффициент эффективности косвенного армирования φ=
где φ== 0,09→ϕ = = 48,3
Приведённая призменная прочность бетона:
Rb,red = Rb+ϕ ∙ μs,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 = 144см2ст = 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;= = 2113,2 Н; 1,15 — усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке; γ = 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:с+50мм = 350+50 = 400мм и 15d+50мм = 15∙25+50 = 425мм
где hc — минимальная глубина заделки колонны в фундамент, равная высоте сечения колонны;- 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 γb2Rbtb1h01 = 0,6∙0,9∙0,75∙2700∙250 = 273,4кН= hcтуп — 5 = 25cм
Отпор грунта р = = 333,36 кН/м2= h1∙p∙c1 = 0,3∙333,36∙0,3 = 30кН= 30кН < Qb,min = 273,4кН
Условие прочности удовлетворяется.
3 Расчёт на продавливание
P ≤ Rbtumh01,
Rbtumh01 = 0,75∙7∙0,25 = 1312,5кН= 4= 700см — полусумма периметров верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания- 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- размер подошвы фундамента- 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).I = 333,36 ∙2,7∙= 40,5кНмII = 333,36 ∙2,7∙= 162кНмIII = 333,36 ∙2,7∙= 364,53кНмIV = 333,36 ∙2,7∙= 621,3кНм
Определяем площадь сечения арматуры для каждого сечения:
Asi =
AsI = = 11,69cм2= = 17,02cм2= = 10,96cм2
Шаг арматуры принят 200мм
Принимаем сетку 14Ø14 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 — α = 1000
Плотность кладки — ρ = 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 φ 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 γn = 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 γn = 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:
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 ≤ mgφ1RAω, где mg = 1, при h = 51см > 30см
φ1 = ,
где φ и φс — определяем по приложению 11 МУ,
при величинах гибкости элемента для всего сечения:
- λh = = = 7,45; φ = 0,946
для сжатой части сечения:
- λhс = = = 7,98;
- φс = 0,94, при hc = h — 2eo
φ1 = = = 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:
φ1 = 0,943+ = 0,974
А = 2800∙510 = 1428000мм2
ω = 1+= 1+= 1,03 ˂ 1,45
mgφ1RAω = 1∙0,974∙1,4∙1428000∙1,45 = 2823470,16Н= 2486,92кН ˂ 2823,47кН
Прочность простенка в сечении II-II обеспечена.
Список используемой литературы
[Электронный ресурс]//URL: https://inzhpro.ru/kursovaya/jelezobeton/
— Байков В.Н. Сигалов Э.Е. «Железобетонные конструкции» Стройиздат
— Бондаренко В.М. Суворкин Д.Г. «Железобетонные и каменные конструкции» Изд. Высшая школа
— Бондаренко В.М. Римшин В.И. «Примеры расчёта железобетонных и каменных конструкций» Изд. Высшая школа
— Торяник М.С. «Примеры расчёта железобетонных конструкций» изд. Стройиздат
— СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия»
— СНиП 52-01-2003 «Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения»
— СНиП II-22-81 «Каменные и армокаменные конструкции»
— Вахненко П.Ф. «Расчёт и конструирование частей жилых и общественных зданий» Справочник проектировщика
— МУ «Железобетонные и каменные конструкции» Изд. МГОУ.
