Железобетонные и каменные конструкции

Иллюстрации к пояснительной записке.dwg

Пояснительная в Word 2003.doc

Министерство образования и науки РФ
Липецкий Государственный Технический Университет
Инженерно-строительный факультет
Кафедра строительного производства
Курсовой проект №1 по дисциплине
«Железобетонные и каменные конструкции»
студент группы С – 07 – 2
Задание на проектирование . 5
Расчет монолитного балочного перекрытия .. 6
1.Назначение вариантов компоновки конструктивного
решения монолитного ребристого перекрытия 6
2.Исходные данные для расчета технико-экономических
показателей с использованием ЭВМ .. 9
3.Результаты расчета технико-экономических
показателей на ЭВМ . . 10
4.Сравнение вариантов по ТЭП .. 13
5.Определение эксплуатационных нагрузок и
расчетных усилий .. 13
6.Расчет арматуры и конструирование плиты .. 16
Расчет и конструирование второстепенной балки . .. 20
1.Расчетные пролеты и нагрузки .. 20
2.Статический расчет второстепенной балки.
Расчетные усилия . 21
3.Подбор продольной арматуры .. . 23
3.1.Сечение в крайнем пролете . . 25
3.2.Сечение в среднем пролете .. 25
3.3.Сечение на первой промежуточной опоре .. 27
3.4.Сечение на первой промежуточной опоре . . 27
Расчет сборного балочного перекрытия . . 30
1.Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия . 30
2.Расчет и конструирование предварительно напряженной
ребристой плиты перекрытия 31
2.1.Расчет полки плиты .. 32
2.2.Предварительный расчет полки на местный изгиб 35
2.3.Расчет поперечного ребра .. . 36
2.4.Расчет прочности нормальных сечений .. 37
2.5.Расчет полки на местный изгиб . .. 38
2.6.Определение геометрических характеристик
приведенного сечения . . 40
2.7.Определение потерь предварительного напряжения 41
2.8.Расчет прочности ребристой плиты по сечению
наклонному к продольной оси . 45
2.9.Расчет по образованию трещин нормальных
к продольной оси . . 47
2.10.Расчет ширины раскрытия трещин нормальных
к продольной оси . .. 49
2.11.Расчет плиты по деформациям с учетом трещин
в стадии эксплуатации .. 53
2.12.Расчет прочности плиты в стадии изготовления
транспортирования и монтажа 57
2.13.Подбор сечения монтажных петель .. 59
3.Расчет ригеля в составе рамы с учетом
перераспределения усилий . 59
3.1.Расчетные пролеты ригеля и сбор нагрузок .. 60
3.2.Статический расчет ригеля 63
3.2.1.Вычисление изгибающих моментов .. 64
3.2.2.Вычисление поперечных сил . . 68
3.2.3.Перераспределение изгибающих моментов . 69
3.2.4.Анализ граневых опорных моментов 72
3.2.5.Расчет прочности нормальных сечений 75
3.2.6.Расчет прочности наклонных сечений .. 77
3.2.7.Конструирование арматуры ригеля .. 79
3.2.8.Армирование консольных свесов ригеля . 84
3.2.9.Расчет стыка ригелей . . 85
4.Расчет и конструирование колонны многоэтажного
4.1.Исходные данные . . 86
4.2.Определение эксплуатационных нагрузок . 87
4.3.Определение продольных сил в колонне .. 88
4.4.Определение изгибающих моментов в колонне 89
4.5.Расчет несущей способности колонны .. .. 91
4.6.Проектирование консоли колонны для
опирания колонны . . 94
5.Расчет центрально-загруженного фундамента . . 97
5.1.Исходные данные . .. 97
5.2.Определение площади и размеров подошвы
5.3.Расчет тела фундамента .. . 98
5.4.Расчет фундамента на продавливание . 99
5.5.Определение рабочей арматуры в уровне
подошвы фундамента .. . 99
Каменные и армокаменные конструкции .. 101
1.Расчет каменного простенка первого этажа .. .. 101
1.1.Исходные данные . .. 101
1.2.Определение нагрузок и усилий . 102
1.3.Проверка прочности простенка . 107
2.Расчет армокаменного столба подвала .. 110
2.1.Подбор сечения армокаменного столба
с сетчатой арматурой . 110
3.Расчет армокаменного фундамента под
центрально-нагруженный армокаменный фундамент . 114
Библиографический список .. . 117
Задание на проектирование.
Размеры здания (между внутренними гранями стен) - 252 х 272м
Кол-во и высота этажей (без подвала) - 2 (два) по 34 м
Конструкция пола - плиточный покрытия - теплое.
Высота подвального этажа - 32 м.
а) для обычных конструкций – кл. A – II Вр – I.
б) для перенапряженной сборной плиты – кл. Ат – IV.
Нормативная полезная нагрузка на междуэтажное перекрытие - 62 кНм2.
Район строительства – г. Волгоград
Сопротивление грунта - 036 МПа объемный вес - 182 тм3.
Марка раствора - 50 марка кирпича - СУР-125.
Рассчитать и запроектировать:
а) сборную преднапряженную железобетонную панель и ригель междуэтажного перекрытия колонну (из сборных элементов) подвала и первого этажа фундамент под колонну стыки колонн ригелей;
б) в монолитном варианте – неразрезную плиту и второстепенную балку;
в) в разделе каменных и армокаменных конструкций – простенок наружной стены первого этажа армированный кирпичный столб подвала фундамент под столб.
Дата выдачи проекта: 04.02.11. защиты проекта: 10.05.11.
Расчет монолитного балочного перекрытия.
1.Назначение вариантов компоновки конструктивного решения монолитного ребристого перекрытия.
Рис. 1. Вариант №1 конструктивного решения
монолитного ребристого перекрытия.
Рис. 2. Вариант №2 конструктивного решения
Рис. 3. Вариант №3 конструктивного решения
2.Исходные данные для расчета технико-экономических показателей с использованием ЭВМ.
3.Результаты расчета технико-эномических показателей на ЭВМ.
ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИЕ ПОКАЗАТЕЛИ
МОНОЛИТНОГО БАЛОЧНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
Толщина балочной плиты перекрытия (HS)=9.3070см
Высота сечения второстепенной балки (HSB)=40.8202см
Ширина сечения второстепенной балки (BSB)=16.3281см
Высота сечения главной балки (HMB)=71.1927см
Ширина сечения главной балки (BMB)=28.4771см
Высота сечения колонны (HCOL)=46.1397см
Ширина сечения колонны (BCOL)=46.1397см
Приведенная толщина плиты (HSR)=6.7056см
Приведенная толщина второстепенных балок (HSBR)=0.8806см
Приведенная толщина главных балок (HMBR)=1.2830см
Приведенная толщина колонн (HCOLR)=0.4125см
Приведенная толщина конструкции перекрытия (HR)=9.2817см
Объем железобетона в конструкции одного перекрытия (VB)=63.6203м3
Себестоимость бетона конструкции рассматриваемого варианта компоновки перекрытия (CB)=1227.8714руб
Требуемая по расчету площадь сечения продольной арматуры для плиты перекрытия (ASS)=8.1094см2
Расход арматурной стали на балочную плиту перекрытия (BSS)=4363.4065 кгс
Себестоимость арматуры балочной плиты перекрытия (CAS)=645.7842 руб
Требуемая по расчету площадь продольной рабочей арматуры для второстепенной балки (ASSB)=9.3457 см2
Расход арматурной стали на второстепенные балки (BSSB)=2033.6451 кгс
Требуемая по расчету площадь сечения продольной арматуры для главной балки (ASMB)=19.6886 см2
Себестоимость продольной рабочей арматуры второстепенной балок (CASB)=300.9795 руб
Расход арматурной стали на главные балки (BSMB)=1681.5680 кгс
Расход арматурной стали на все элементы перекрытия (BS)=8078.6196 кгс
Себестоимость продольной рабочей арматуры главных балок (CAMB)=248.8721 руб
Высота сечения второстепенной балки (HSB)=32.8055см
Ширина сечения второстепенной балки (BSB)=13.1222см
Высота сечения главной балки (HMB)=67.1125см
Ширина сечения главной балки (BMB)=26.8450см
Приведенная толщина второстепенных балок (HSBR)=0.5688см
Приведенная толщина главных балок (HMBR)=1.4421см
Приведенная толщина колонн (HCOLR)=0.4297см
Приведенная толщина конструкции перекрытия (HR)=9.1461см
Объем железобетона в конструкции одного перекрытия (VB)=62.6914м3
Себестоимость бетона конструкции рассматриваемого варианта компоновки перекрытия (CB)=1209.9434руб
Требуемая по расчету площадь продольной рабочей арматуры для второстепенной балки (ASSB)=8.1094 см2
Расход арматурной стали на второстепенные балки (BSSB)=1730.7800 кгс
Требуемая по расчету площадь сечения продольной арматуры для главной балки (ASMB)=17.1678 см2
Себестоимость продольной рабочей арматуры второстепенной балок (CASB)=256.1554 руб
Расход арматурной стали на главные балки (BSMB)=1832.8294 кгс
Расход арматурной стали на все элементы перекрытия (BS)=7927.0159 кгс
Себестоимость продольной рабочей арматуры главных балок (CAMB)=271.2587 руб
ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИЕ ПОКАЗАТЕЛИ
Толщина балочной плиты перекрытия (HS)=5.3568см
Высота сечения второстепенной балки (HSB)=56.8248см
Ширина сечения второстепенной балки (BSB)=22.7299см
Высота сечения главной балки (HMB)=55.4461см
Ширина сечения главной балки (BMB)=22.1784см
Высота сечения колонны (HCOL)=25.8728см
Ширина сечения колонны (BCOL)=25.8728см
Приведенная толщина плиты (HSR)=3.8595см
Приведенная толщина второстепенных балок (HSBR)=2.8885см
Приведенная толщина главных балок (HMBR)=0.5472см
Приведенная толщина колонн (HCOLR)=0.3646см
Приведенная толщина конструкции перекрытия (HR)=7.6599см
Объем железобетона в конструкции одного перекрытия (VB)=52.5039м3
Себестоимость бетона конструкции рассматриваемого варианта компоновки перекрытия (CB)=1013.3252руб
Требуемая по расчету площадь сечения продольной арматуры для плиты перекрытия (ASS)=4.0062см2
Расход арматурной стали на балочную плиту перекрытия (BSS)=2155.6138 кгс
Себестоимость арматуры балочной плиты перекрытия (CAS)=319.0308 руб
Требуемая по расчету площадь продольной рабочей арматуры для второстепенной балки (ASSB)=7.3823 см2
Расход арматурной стали на второстепенные балки (BSSB)=2679.6518 кгс
Требуемая по расчету площадь сечения продольной арматуры для главной балки (ASMB)=12.6490 см2
Себестоимость продольной рабочей арматуры второстепенной балок (CASB)=396.5885 руб
Расход арматурной стали на главные балки (BSMB)=750.6688 кгс
Расход арматурной стали на все элементы перекрытия (BS)=5585.9344 кгс
Себестоимость продольной рабочей арматуры главных балок (CAMB)=111.0990 руб
4.Сравнение вариантов по ТЭП.
Себестоимость материалов по вариантам.
Себестоимость бетона (CB) руб.
Себестоимость арматуры (СА) руб.
Общая себестоимость руб.
Исходя из общей себестоимости вариант 3 является более экономичным следовательно принимаем к расчету вариант компоновки монолитного балочного перекрытия №3.
5.Определение эксплуатационных нагрузок и расчетных усилий.
Рис. 4. Схема для определения эксплуатационных нагрузок и усилий.
Рис. 5. Сечения второстепенной и основной балок полученные по результатам расчета ТЭП с помощью ЭВМ.
Рис. 6. Расчетная схема пролетов монолитного перекрытия.
Для крайних пролетов плиты расчетным является расстояние от грани крайней балки до середины площади опирания на стене.
Для средних пролетов плиты расчетным являются расстояния в свету между второстепенными балками.
Плита рассчитывается как балочная с опиранием вдоль коротких ее сторон.
Нагрузки действующие на плиту определяем с учетом коэффициента надежности по назначению конструкции γn = 095. Нагрузки на плиту приведены в следующей таблице.
Сбор нагрузок на плиту.
Нормативная нагрузка кНм
Расчетная нагрузка кНм
Собственный вес плиты
*1*006*25*095 = =1425
*1*003*20*095 = =0570
*1*002*03*095= =0006
*1*0008*20*095= =0152
Временная полезная нагрузка
В крайнем пролете и на первой промежуточной опоре:
На средних пролетах и средних промежуточных опорах:
Рис. 7. Схема для расчета монолитной ребристой плиты перекрытия.
Для плит окаймленных по контуру монолитно связанными балками изгибающие моменты в сечениях промежуточных пролетов и над промежуточными опорами уменьшают на 20% для учета возникающего распора если
Следовательно условие соблюдается и M3 = 08 M2 = 08*0792 = 0634 (кНм).
6.Расчет арматуры и конструирование плиты.
Расчет прочности сечений:
Плита запроектирована из тяжелого бетона класса В15 Rb(t) = 85 МПа Rbt = 075 МПа коэффициент условия работы бетона γb2 = 09.
Рабочая арматура: класса A-II Rs = 280 МПа.
Фактическое значение прочности бетона:
Характеристики сжатой зоны бетона:
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
Примем толщину защитного слоя бетона равной 10 мм тогда
Определим площадь рабочей арматуры. Все расчеты приведем в табличной форме:
Определение параметров армирования плиты перекрытия.
На 1-ом пролете и 1-ой опоре
В средних пролетах и на средних опорах
Неокаймленные балками по всему контуру
Окаймленные балками по всему контуру
Для средних пролетов окаймленных по всему контуру ребрами и над средними опорами принимаем сетку С-1 с рабочими стержнями d = 4 мм класса Bp-I и шагом 200 мм (As = 63 мм2 > As min = 458 мм2) распределительные стержни d = 3 мм класса Вр-I с шагом 400 мм. Марка сетки:
В крайних пролетах этих же плит и над первыми промежуточными опорами необходимости в установке дополнительных арматурных сеток не возникает так как сетка С-1 обеспечивает необходимую прочность (As = 63 мм2 > As min = 574 мм2).
Для средних пролетов плит не окаймленных по всему контуру балками (расположенных вдоль поперечных стен здания) принимаем сетку С-2 с рабочими стержнями d = 5 мм класса Bp-I и шагом 200 мм (As = 98 мм2 что вместе с сеткой С-1 обеспечивает необходимую прочность: Asобщ = 161 мм2 > As min = 1142 мм2). Ширина сетки С-2 принимается такой же как и у сетки С-1. Сетка заводится за ось первой промежуточной опоры на 700 мм.
Рис. 8. Армирование перекрытия арматурными сетками.
Рис.9. Поперечный разрез монолитного перекрытия
с обозначением армирования.
Расчет и конструирование второстепенной балки.
Второстепенная балка рассчитывается как многопролетная неразрезная опорами которой являются главные балки. При числе пролетов более пяти второстепенная балка рассчитывается по пятипролетной схеме.
1.Расчетные пролеты и нагрузки.
Для средних пролетов за расчетное принимается расстояние между гранями главных балок:
Для крайних пролетов при длине площадки опирания балки на стену с = 250мм расчетный пролет равен:
Нагрузки на второстепенную балку собираем с грузовой полосы равной шагу второстепенных балок 14 м учитывая также собственный вес балок:
Рис.10. Продольный разрез монолитного перекрытия.
Сбор нагрузок на второстепенную балку с учетом коэффициента 095.
Собственный вес жб плиты
Полимерцементное покрытие
*14*0008*20*095=0213
Собственный вес 1п.м. балки
*025*(06-006)*25*095=3206
2.Статический расчет второстепенной балки. Расчетные усилия.
Расчетные усилия равны:
В крайних пролетах:
На первых промежуточных опорах:
В средних пролетах и на средних опорах:
Построим эпюру изгибающих моментов:
Определение изгибающих моментов в сечениях перекрытия.
Расстояние до сечения м
Изгибающие моменты кНм
*l1 = 02*68 =136 (м)
*l1 = 04*68 =272 (м)
25*l1 = 0425*68 =289 (м)
*l1 = 06*68 =408 (м)
*l1 = 08*68 =544 (м)
*l2 = 02*655 =131 (м)
*l2 = 04*655 =262 (м)
*l2 = 05*655 =328 (м)
*l2 = 06*655 =393 (м)
*l2 = 08*655 =524 (м)
В крайнем пролете расстояние от правой опоры до нулевого значения изгибающего момента lx = 0285 l1 = 0285 * 68 = 1938 (м).
- на крайней опоре:
- на первой промежуточной опоре слева:
- на первой промежуточной опоре справа и на средней опоре:
Рис.11. Огибающая эпюра изгибающий моментов.
3.Подбор продольной арматуры.
Размеры бетонного сечения второстепенной балки определяем при компоновке монолитного перекрытия: b = 025 (м) h = 060 (м).
На действие положительных моментов сечение принимается тавровым со сжатой полкой: толщина полки равна
Расчетная ширина полки
На действие отрицательных моментов – прямоугольное сечение размером
Так как полка попадает в растянутую зону.
Рабочая высота сечения балки:
- в крайних пролетах при а = 005 (м): h0 = 06 – 005 = 055 (м)
- в средних пролетах при а = 003 (м): h0 = 06 – 003 = 057 (м)
- на опорах при а = 002 (м): h0 = 06 – 002 = 058 (м)
Проверим выполнение условия:
Так как значение Asw пока не известно то примем наинеблагоприятнейший случай: Asw = 0.
Следовательно принятые размеры сечения балки достаточны.
Расчет арматуры выполняется для 4-х сечений: в крайнем и среднем пролетах на первой и средней промежуточных опорах.
3.1.Сечение в крайнем пролете.
Следовательно граница сжатой зоны проходит в полке и сечение рассчитываем как прямоугольное принимая:
Следовательно сжатая арматура по расчету не нужна.
Примем 2 18 A-II (As = 509 см2).
3.2.Сечение в среднем пролете.
)Действие положительного момента:
Примем 2 14 A-II (As = 308 см2).
)Действие отрицательного момента (М = -1846 кНм).
Примем 2 10 A-II (As = 157 см2).
Отрицательный момент на участке [0; l5] воспринимается надопорной арматурой.
3.3.Сечение на первой промежуточной опоре.
Диаметр и требуемое количество стержней установим в процессе конструирования балки.
3.4.Сечение на первой промежуточной опоре.
4.Подбор поперечной арматуры.
Поперечная арматура по расчету не требуется. Хомуты принимаем согласно конструктивным требованиям.
Согласно п. 5.27 СНиПа 2.03.01-84 (1996) шаг хомутов на приопорныхх участках равных l должен быть не более h3 и не более 500 мм для конструкций высотой h более 450 мм т.е.
То есть шаг хомутов на приопорных участках принимаем равным 200 мм.
На остальной части пролета при высоте сечения h свыше 300 мм устанавливается поперечная арматура с шагом не более h и не более 500 мм т.е.
Следовательно принимаем шаг хомутов на остальной части пролета равной 450 мм.
Одну сетку принимаем обрываем на расстоянии l3 а другую на расстоянии l4.
Таким образом рабочая ширина сетки равна:
Требуемая площадь сечения рабочей арматуры в одной сетке приходящаяся на 1 м ширины полки балки:
Принимаем сетку для первых промежуточных опор:
Принимаем сетку средних опор:
Расчет сборного балочного перекрытия.
1. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия.
Сборный вариант перекрытия компонуется с использованием сетки колонн монолитного варианта принятого для проектирования. Перекрытие конструируют из плит укладываемых по балкам. При этом балки перекрытия вместе с колоннами образуют каркас здания.
Так как нагрузка на плиты превышает 5 кНм2 то рекомендуется применять ребристые плиты перекрытия. При этом предусматриваются плиты с вырезом размещаемые по рядам колонн и основные плиты (рядовые).
Рис. 12. Схема конструктивного решения сборного перекрытия.
При этом опирание продольных ребер плит на кирпичные наружные стены не допускается. Вдоль кирпичных стен укладываются доборные второстепенные плиты.
2. Расчет и конструирование предварительно напряженной ребристой плиты перекрытия.
Номинальный размер плиты в плане – 68 х 14 м.
Коэффициент условий работы: γb2 = 09.
Принимаем для изготовления плиты бетон класса В15 (Rb = 85 МПа Rbt = 075 МПа Rbser = 11 МПа Rbtser = 115 МПа Eb = 20500 МПа). С учетом коэффициента условия работы получаем: Rb = 765 МПа Rbt = 0675 МПа Rbser = 11 МПа Rbtser = 115 МПа Eb = 20500 МПа.
Обжатие бетона производится при передаточной прочности равной Rbp = 08 В = 08*15 = 12 МПа. Расчетные характеристики для бетона для класса численно равного передаточной прочности: Rbр = 72 МПа Rbtр = 0642 МПа Rbserр = 91 МПа Rbtserр = 097 МПа Ebр = 18400 МПа.
Напрягаемая арматура продольных ребер: Ат-IV (Rs = 510 МПа Rsser = 590 МПа Es = 190000 МПа).
Ненапрягаемая арматура стержневой сетки каркаса: Вр-I (Rs = 360 МПа Rsw = 260 МПа Es = 170000 МПа).
Петли для подъема плиты приняты из арматурной стали класса A-I марки ВСт3пс2 и устанавливаются по концам продольных ребер.
К трещиностойкости плиты в целом и отдельных ее элементов предъявляются требования 3-ей категории.
Расчетные нагрузки на 1 м2 поверхности плиты определены с учетом коэффициента надежности по назначению конструкции γn = 095 и γf = 1 и γf > 1.
Сбор расчетных нагрузок на плиты перекрытия.
Керамические плиты пола
Выравнивающая стяжка
Бетон замоноличивания швов
Перегородки жб плиты
2.1.Расчет полки плиты.
Напряженно-деформированное состояние ребристой плиты в целом имеет сложный характер поэтому в практических расчетах плиту расчленяют на отдельные элементы – полку поперечные и продольные ребра и рассчитывают их как самостоятельные элементы. Полка представляет собой однорядную многопролетную плиту обрамленную по контуру ребрами.
Рис.13. Схема для определения параметров плиты ребристой плиты перекрытия.
Соотношение расчетных пролетов в свету равно
следовательно среднюю плиту можно считать защемленной по контуру работающими на изгиб в двух направлениях и имеющими перекрестную рабочую арматуру; крайние – защемленными по трем сторонам и свободно опертые четвертой стороной.
Изгибающие моменты в полке определим по методу предельного равновесия:
Арматуру на 1 пог. м полки подбиваем как для изгибаемого элемента прямоугольного сечения с одиночным армированием.
Рабочая высота полки при толщине защитного слоя бетона 15 мм и арматуре диаметром 4 мм:
- в направлении l2: h02 = 29 мм.
Граничная относительная высота сжатой зоны равна:
Вспомогательные коэффициенты равны:
Площадь сечения арматуры на 1 пог. м полки:
По конструктивным требованиям расстояние между осями рабочих стержней при толщине плиты до 150 мм должно быть не более 200 мм. Тогда принимаем As1 = As2 = 050 см2 (4 4).
Принимаем рулонную сетку:
2.2.Предварительный расчет полки на местный изгиб.
В нагрузку на полку входят нагрузки от собственного веса полки от конструкции пола и от полезной нагрузки:
Изгибающий момент для полосы шириной 1 м:
Требуемая площадь сечения:
Принимаем в соответствии с конструктивными требованиями и по расчету 8 4 (As = 101 см2) таким образом для армирования полки плиты арматурной сеткой с поперечной рабочей арматурой раскатываемой по полке с заходом на поперечные ребра на величину кратную шагу сетки и большую 35d = 35*4=140 мм т.е. на 200 мм.
2.3.Расчет поперечного ребра.
Расчетная схема поперечного ребра принимается в виде однопролетной свободно опертой балки с расчетным пролетом 13 м загруженной равномерно распределенной нагрузкой от веса ребра:
и треугольной нагрузкой от полки с максимальной ординатой:
Рис.14. Расчетная схема поперечного ребра.
Характер нагрузки от полки обусловлен схемой излома полки.
Усилия при такой схеме загружения:
Поперечное ребро монолитно связано с полкой поэтому его расчетное сечение будет тавровым со средней шириной ребра
Расчетная ширина полки:
2.4.Расчет прочности нормальных сечений.
Рабочая высота сечения при арматуре диаметром до 10 мм и защитном слое 25 мм равна:
Проверяем положение нижней границы сжатой зоны:
Следовательно граница сжатой располагается в полке и арматура подбирается как для прямоугольного сечения с размерами b = b’f = 0508 (м) и h = 02 (м).
Коэффициент статического момента сжатой зоны бетона:
Граничная относительная высота сжатой зоны бетона
= 085 – 0008·Rb = 085 - 0008·765 = 07888;
SCU = 500 МПа т. к. γb2 1;
SR = RS + 400 – SP 04·RS + 400 =04·510 + 400 = 604 МПа;
Коэффициент условий работы напрягаемой арматуры γS6:
γS6 = – ( – 1)·(2·R – 1) ;
где – коэффициент зависящий от вида и класса арматуры и принимаемый для арматуры Ат-IV равным 11.
γS6 = 11 – (11 – 1)·(2·00200612– 1) = 1193 > 11.
Требуемая площадь сечения растянутой преднапряженной арматуры:
Принимаем 2 Ат-IV 6 мм с площадью 057 (см2).
2.5. Расчет полки на местный изгиб.
Сетка изготавливается из арматурной проволоки Вр-I 5 мм.
В нагрузку на полку входят:
конструкция пола g=0646 кНм2
собственный вес полки gп=2822 кНм2
полезная нагрузка V = 7068 кНм2.
где lп=170 - 2·10 = 150 см - расчетный пролет полки при ширине ребер в верхней части 10 см.
Принимаем защитный слой бетона 15 мм тогда рабочая высота полки
h0 = 5 – 15 = 35 см;
Граничная относительная высота сжатой зоны бетона:
Требуемая площадь сечения
Армировать полку плиты будем рулонными сетками с поперечной рабочей арматурой. Сетку раскатывать будем между продольными ребрами по низу полки с подъемом на поперечные ребра.
По сортаменту сварных сеток принимаем сетку:
Площадь сечения: As = 10 0196 = 196 (см2м) > Asтр = 195 (см2м).
2.6.Определение геометрических характеристик приведенного сечения.
Отношение модуля упругости напрягаемой арматуры и бетона
Площадь приведенного сечения Ared:
Ared = + α·Asi = 189+189+375+375+15+15+600 + 6552·057 = = 123673 см2.
Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:
Sred = =189·2·15 + 375·2·1667 +15·2·275+600·275 +6552·3·057 = 2838145 см3.
Рис.15. Схема для определения геометрических характеристик
приведенного сечения.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести:
Момент сопротивления приведенного сечения по нижней растянутой грани (в стадии эксплуатации):
Момент сопротивления приведенного сечения по верхней растянутой грани (в стадии изготовления):
Упругопластический момент сопротивления по нижней растянутой грани в стадии эксплуатации:
где =175 – для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.
2.7. Определение потерь предварительного напряжения
Предварительное напряжение в арматуре назначается таким образом чтобы выполнялись два условия:
где р - величина допустимого отклонения при электротермическом способе натяжения р = 30 + =30+36068 = 829 МПа
Возможные производственные отклонения от заданного значения предварительного напряжения арматуры учитывают в расчётах коэффициентом точности натяжения арматуры:
где nр – число стержней напрягаемой арматуры в сечении плиты.
При определении потерь предварительного напряжения арматуры а также при расчете по раскрытию трещин и по деформациям значение Dgsp допускается принимать равным нулю.
Определение первой группы потерь los1 - преднапряжение в арматуре происходящее при изготовлении элементов и обжатия бетона.
) Потеря от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения:
= 005·sp =005·350 = 175 (МПа).
) Потеря от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами 2 =0; т. е. при агрегатно-поточной технологии форма с упорами при пропаривании нагревается вместе с элементами.
) Потери от деформации анкеров 3 и от деформации стальной формы 5 при электротермическом способе не учитывается так как они учтены при определении полного удлинения арматуры.
) Потеря от трения об огибающее приспособление 4 = 0 т. к. напрягаемая арматура прямолинейна поскольку напрягаемая арматура не отгибается.
) Определение потерь от быстронатекающей ползучести.
Усилие обжатия с учетом потерь 1- 5 равно:
P1 = Asp·(sp – 1) = 057·10-4· (350 – 175) ·106 = 1895 (кН).
Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного сечения еор = yred – a = 2295 – 3 = 1995 (см).
Вычислим напряжения в бетоне в середине пролёта от действия силы Р1 и изгибающего момента Мw от веса плиты:
где l = 62 (м) - расстояние между подкладками при хранении плиты (в местах расположения монтажных петель).
Напряжение в бетоне bp при обжатии на уровне центра тяжести арматуры с учётом потерь 1- 5 и собственного веса плиты (уsp= еор =1995 см):
Коэффициент α согласно п. 6 таблицы 5 [1] равен:
где Rbp bp075 = 1031075 = 1375 (МПа) 7 (МПа) – передаточная прочность бетона при которой производится его обжатие принимаем Rbp = 7 (МПа).
Принимаем α = 025 + 0025·155 = 0638 08.
Уровень напряжения в бетоне:
bp Rbp = 1375 7 = 0196 α = 0638;
Следовательно потеря от быстро натекающей ползучести при тепловой обработке:
Первые потери los1 = 1 + 6 = 175 + 6664 = 24164 (МПа).
Напряжение в арматуре с учетом первых потерь:
sp1 = sp – los1 = 350 – 24164 = 325836 (МПа).
Усилия обжатия с учетом первых потерь:
P1 = sp1 · Аsp = 325836 ·106 ·057·10-4 = 1857 (кН).
Сжимающее напряжение в бетоне bp на уровне центра тяжести арматуры с учётом потерь 1- 6 и собственного веса плиты (уsp= еор =1995 см):
Определение потерь II группы los2- от усадки и ползучести бетона
) Потери от усадки бетона 8:
В соответствии с п. 8 табл. 5 СНиП 8 = 35 МПа.
) Потери от ползучести бетона 9:
где a коэффициент принимаемый равным для бетона подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении 085.
Сумма вторых потерь los2 = 8 + 9 = 35 + 18597 = 53597 (МПа).
Полные потери равны:
los = los1 + los2 = 24164 + 53597 = 77761 (МПа) 100 (МПа).
Принимаем полные потери los = 100 (МПа) в соответствии с п. 1.25 [1].
Напряжение в арматуре с учетом полных потерь:
sp2 = sp – los = 350 – 100 = 250 (МПа).
Усилие обжатия с учетом полных потерь:
Р02 = sp2·Аsp = 250 ·106 · 057·10-4 = 1425 (кН).
2.8. Расчет прочности ребристой плиты по сечению наклонному к продольной оси.
Максимальная поперечная сила от полной расчетной нагрузки Qmax = 5305 (кН).
Вычислим фактическое значение расчётного сопротивления бетона для заданных условий эксплуатации:
Рис. 16. Сечение приведенного поперечного сечения плиты.
Вычислим коэффициент:
Определим коэффициент учитывающий действие усилия предварительного обжатия:
Следовательно условие выполняется.
Вычислим поперечное усилие воспринимаемое бетоном:
Определим конструктивно требуемый шаг хомутов:
при высоте сечения балки 450мм тогда конструктивный шаг:
Принимаем в поперечном сечении 2 хомута 5 мм класса Вр-I ASW = 0392см2.
На приопорном участке длиной 1350 мм устанавливаем сварные каркасы в количестве 2-х штук с поперечной и продольной арматурой 5 мм класса Вр-I шаг поперечных стержней принимаем S; в средней части пролёта с шагом S1>3h4=33004=225 мм принимаем S1=250мм.
2.9. Расчет по образованию трещин
нормальных к продольной оси.
Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси производится с целью выяснения их образования а так же для определения случая расчета по деформациям. Рассматриваемая плита относится к конструкциям III категории трещиностойкости поэтому согласно табл.3 [1] расчет на образование трещин производится на действие постоянных длительных и кратковременных нагрузок при
Максимальный момент от полной нормативной нагрузки равен Мn = 6107 (кНм).
Расчет выполняется по способу ядровых моментов.
Вычислим ядровые расстояния и от центра тяжести приведенного сечения соответственно до верхней и нижней ядровых точек.
При действии внешней нагрузки в стадии эксплуатации максимальное напряжение в сжатом бетоне:
Следовательно принимаем .
Расстояние от ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны до
центра тяжести приведенного сечения:
При действии усилия обжатия в стадии изготовления максимальное напряжение в сжатом бетоне:
где = 99 (МПа) - расчетное сопротивление бетона сжатию для второй группы предельных состояний соответствующее его передаточной прочности;
Расстояние от ядровой точки наименее удаленной от растянутой зоны до центра тяжести приведенного сечения:
Найдем упругопластические моменты сопротивления по упрощенным формулам:
- для таврового сечения с полкой в сжатой зоне
для таврового сечения с полкой в растянутой зоне (при bfb = 140 14 = 10 > 2 и hf h = 5 30 = 017 02)
Проверим образование трещин от действия усилия предварительного обжатия с учетом коэффициента точности натяжения арматуры γsp = 1202.
Мw = 1356 (кНм) - момент от веса плиты
Расчетное условие Mr Mcrc:
- момент от внешней нагрузки относительно ядровой точки наиболее удалённой от грани трещиностойкость которой проверяется.
- момент воспринимаемый сечением при образовании трещин относительно той же ядровой точки
где = 1035 МПа - расчетное сопротивление бетона растяжению для второй группы предельных состояний соответствующее его передаточной прочности.
Mr Mcrc следовательно начальные трещины не образуются.
2.10. Расчет ширины раскрытия трещин
Для элементов к трещиностойкости которых предъявляются требования III категории расчет по раскрытию трещин в общем случае производится два раза: на продолжительное и непродолжительное раскрытие трещин.
Согласно табл.2 [1] предельно допустимая ширина продолжительного раскрытия трещин установлена равной 03 мм и непродолжительного - 04 мм.
Расчет ширины продолжительного раскрытия трещин выполняется на действие постоянных и длительных нагрузок.
Изгибающий момент M = 5088 (кНм).
Согласно п.4.14. [1] ширину раскрытия трещин нормальных к продольной оси элемента мм следует определять по формуле:
где - для изгибаемых элементов;
- коэффициент зависящий от вида и профиля арматуры;
d = 6 (мм) – диаметр арматуры;
- коэффициент армирования сечения принимается равным отношению площади сечения арматуры S к площади сечения бетона (при рабочей высоте ho и без учета сжатых свесов полок) и не более 002:
- коэффициент учитывающий длительность действия нагрузки:
- приращение напряжений в стержнях крайнего ряда арматуры от действия постоянной и длительно действующей части временной нагрузки для изгибаемых элементов:
где - расстояние от точки приложения усилия предварительного обжатия Р2 до центра тяжести площади сечения арматуры S;
Р2 = (sp – los )·Аsp γsp = (350 - 100) · 106 · 057 · 10-4 = 1425 (кН).
z - расстояние от центра тяжести площади сечения арматуры S до точки приложения равнодействующей усилий в сжатой зоне сечения над трещиной
- относительная высота сжатой зоны в сечении с трещиной
где - для тяжелого бетона;
- коэффициент приведения;
- коэффициент учитывающий упругопластическое состояние бетона в зависимости от продолжительности действия нагрузки);
Эксцентриситет равнодействующей силы Ntot = NР2 относительно центра тяжести площадки сечения арматуры S (т.к. элемент изгибаемый N=0):
Следовательно условия выполняются.
Ширина непродолжительного раскрытия трещин согласно [1] определяется как сумма ширины продолжительного раскрытия и приращения ширины раскрытия от действия кратковременных нагрузок определяемого при коэффициенте:
Ширина непродолжительного раскрытия трещин составляет:
2.11. Расчет плиты по деформациям с учётом трещин в стадии эксплуатации.
Прогиб однопролетных плит и балок от различных нагрузок допускается определять по кривизне в сечении с максимальным моментом по общей формуле :
где - коэффициент зависящий от расчетной схемы элемента и вида нагрузки;
полная кривизна для элементов с трещинами в бетоне растянутой зоны в общем случае определяется
где - кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки;
- кривизна от непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок;
- кривизна от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок;
- кривизна обусловленная выгибом элемента вследствие усадки и ползучести бетона от усилия предварительно обжатия.
Расчет прогибов элементов необходимо производить исходя из следующих требований:
а) технологических (обеспечение условий нормальной работы кранов технологических установок машин контрольно-измерительных приборов и т.д.)
б) конструктивных (обеспечение целостности примыкающих друг к другу элементов конструкций и их стыков обеспечение заданных уклонов);
в) физиологических (предотвращение вредных воздействий и ощущений дискомфорта при колебаниях );
г) эстетико-психологических (обеспечение благоприятных впечатлений от внешнего вида конструкций предотвращение ощущения опасности).
Считаем что прогиб плиты ограничивается эстетико-психологическими требованиями.
Кривизна оси плиты на участке с трещинами в растянутой зоне от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок
где - коэффициент характеризующий упругопластическое состояние бетона;
b - коэффициент учитывающий неравномерности распределения деформаций крайнего сжатого волокна бетона по длине участка с трещинами.
Для определения коэффициента учитывающего работу растянутого бетона на участке с трещинами предварительно вычислим
Следовательно примем:
Следовательно примем s = 1.
где и - относительные деформации бетона вызванные его усадкой и ползучестью от усилия предварительного обжатия и определяемые соответственно
на уровне центра продольной растянутой арматуры и крайнего сжатого волокна бетона:
Значение принимается численно равным сумме потерь от усадки и ползучести бетона для напрягаемой арматуры если она бы имелась на уровне крайнего сжатого волокна бетона т.е.:
Здесь а для определения потерь и необходимо вычислить напряжение в бетоне на уровне крайнего сжатого волокна бетона:
Уровень напряжения в бетоне bp Rbp = 0989 765 = 0141 α = 064;
Потери от ползучести бетона ’9.
a коэффициент принимаемый равным для бетона подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении 085.
Прогиб плиты в середине пролета:
где - при действии равномерно распределенной нагрузки по всему пролету плиты;
- при действии усилий обжатия.
2.12. Расчет прочности плиты в стадии изготовления
транспортирования и монтажа.
Плиту поднимают за петли расположенные на расстоянии l1 = 024 (м) от торцов. Отрицательный изгибающий момент в сечении плиты по оси подъёмных петель от собственного веса с учётом коэффициента динамичности kd = 16 составит:
Усилие обжатия Np рассматривают как внешнюю внецентренно приложенную силу. При натяжении арматуры на упоры Np определяют с учетом коэффициента точности натяжения и потерь предварительного напряжения
где = 330 (МПа) – снижение предварительного напряжения в арматуре в результате обжатия бетона в предельном состоянии.
Расчётное сопротивление бетона сжатию соответствующее передаточной прочности Rbp = 765 (МПа) определяется при коэффициенте условий работы = 1 и с учётом коэффициента = 12: Rbp = 765 = 842 (МПа).
Т.к. в верхней полке растянутой в стадии подъёма плиты из формы транспортирования и монтажа установлена сетка 5 Вр-I (As1 = 196 см2) и в расчёте прочности наклонных сечений приняты плоские каркасы с продольной верхней арматурой в количестве 2 6 Ат-IV (As2 = 057 см2) то общее количество верхней продольной арматуры в расчётном сечении:
As = As1 + As2 = 196 + 057 = 253 (см2).
Так как Rbpbf’ hf’ - Rs As = 842 106 14 005 – 510 106 25310-4 = 4629 (кН) > то граница сжатой зоны проходит в полке.
h0 = h – a’ = 30 - 15 = 285.
Относительная высота сжатой зоны бетона:
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона при
Rbp = 842 (МПа) и = 330 (МПа):
где – характеристика сжатой зоны бетона
α – коэффициент зависящий от вида бетона: для тяжелого бетона
sR – напряжение в арматуре принимаемое в зависимости от класса арматуры т.к. расчетное сопротивление арматуры класса Вр-1 ниже то принимаем:
Эксцентриситет усилия Np при натяжении арматуры на упоры:
Учитывая что проверим прочность сечения плиты:
Следовательно прочность сечения обеспечена.
2.13. Подбор сечения монтажных петель.
С учётом коэффициента динамичности для стадии подъёма и монтажа kd = 16 расчётная нагрузка от собственного веса составит:
При подъёме плиты весь её вес может оказаться переданным на две петли тогда усилие на одну петлю:
Предполагая что это усилие воспринимается лишь одной ветвью петли получим необходимую площадь сечения стержня:
Принимаем петли из стержней 12 мм А-I с As = 113 (см2).
3. Расчет ригеля в составе рамы с учётом перераспределения усилий.
Высота этажа: 34 (м);
Размер здания в плане: 252 х 272 (м);
Сетка колонн: 42 × 68 (м);
Сечение колонны – 400х400 мм.
3.1. Расчётные пролёты ригеля и сбор нагрузок.
Определение расчетных пролетов:
Крайние пролеты: l0кр = 6800 + 2502 = 6925 (мм) где 250 (мм) – длина площадки опирания ригеля на стену.
Средние пролеты: l0кр = 6800 (мм).
Предварительные размеры сечения ригеля принимаются в следующих диапазонах:
Рис.17. Компоновка сечения ригеля.
Определим расчётные характеристики для ригеля:
Aриг = = 20 30 + 2 2 30 2 + 10 44 + 24 20 + 2 10 20 2 = 1780 (см2)
Sриг = = 600 · 45 + 30 · 2 · 40 + 440 · 25 + 480 · 10 + 100 · 2 · 1333 = 47866 (см3).
Сбор нагрузок на ригель.
Нормативная нагрузка кНм2
Расчетная нагрузка кНм2
Собственный вес жб плиты:
Теплоизоляция =20 ммρ=05
Плиточное покрытие 1*1*0008*20*095=0152
Определим погонную нагрузку на ригель.
Нагрузка на ригель от ребристых плит является сосредоточенной но при числе ребер в пролете более четырех принимается равномерно распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу поперечных рам– 68 (м).
Нагрузка передаваемая каждым ребром:
G = 2484 · 14 · 68 = 23648 (кН).
V = 7068 · 14 · 68 = 67287 (кН).
Заменим сосредоточенные нагрузки эквивалентными равномерно распределенными:
Для крайних пролетов:
Для средних пролетов:
Собственный вес 1 погонного метра ригеля:
gриг = 1780 · 10 · 1 · 25 · 11 · 095 = 465 (кНм)
g = gэкв + gриг = 12806 + 465 = 17456 (кНм)
v = vэкв = 37107 (кНм)
Рис. 18. Расчетная схема ригеля.
3.2. Статический расчет ригеля.
Определение опорных и пролетных моментов в упругой стадии.
Длина колонны 34 (м) сечение 400 х 400 (мм).
Отношение погонных жесткостей ригеля и колонны:
где B l - жесткость и пролёт ригеля.
Опорные моменты определяются по формуле
Коэффициенты и определяются по 2.
Рассмотрим следующие схемы загружения:
3.2.1.Вычисление изгибающих моментов.
Рис. 19. Схема загружения и эпюра моментов (в кНм) по схеме 1.
М21 = 69252 · 17456 · (-011246) = -9414 (кНм);
М23 = 72 · 17456 · (-008909) = -7620 (кНм);
М32 = 72 · 17456 · (-008932) = -7620 (кНм);
М34 = 69252 · 17456 · (-011246) = -9414 (кНм).
Рис. 20. Схема загружения и эпюра моментов (в кНм) по схеме 2.
М21 = 69252 · 37107 · (-0102436) = -182284 (кНм);
М23 = 72 · 37107 · (-0015528) = -28234 (кНм);
М32 = 72 · 37107 · (-0015528) = -28234 (кНм);
М34 = 69252 · 37107 · (-0102436) = -182284 (кНм).
Рис. 21. Схема загружения и эпюра моментов (в кНм) по схеме 3.
М21 = 69252 · 3578 · (-0015376) = -26383 (кНм);
М23 = 72 · 3578 · (-0073604) = -129044 (кНм);
М32 = 72 · 3578 · (-0073604) = -129044 (кНм);
М34 = 69252 · 3578 · (-0015376) = -26383 (кНм).
Рис. 22. Схема загружения и эпюра моментов (в кНм) по схеме 4.
М21 = 69252 · 3578 · (-0119953) = -205822 (кНм);
М23 = 72 · 3578 · (-010033) = -175901 (кНм);
М34 = М32 = 72 · 3578 · (-0064406) = -112918 (кНм).
Вычисление пролетных моменты
М1 = g · l0кр2 8 – 0425М21
М2 = g · l0ср2 8 - М23
М3 = g · l0кр2 8 – 0425 М21
М1 = 17456·6925 28 – 04259414 = 64630
М2 = 17456 · 72 8 – 7620 = 30718
М3 = 17456·692528 – 04259414 = 64630
М1 = v · l0кр2 8 – 0425 М21
М3 = v · l0кр2 8 – 0425 М21
М1 = 37107·692528 – 0425182284 =144965
М3 = 37107·692528 – 0425182284 =144965
М2 = v · l0ср2 8 - М23
М1 = 0 - 0425 26383 = -11213
М2 = 37107 · 72 8 - 15799 = 69290
М3 = 0 - 0425 26383 = -11213
М2 = v · l0ср28 – (М23 + М32)2
М1 =37107·6925 28 – 0425205822 = 134962
М2 =37107·728 – (175901+112918)2 =82871
М3 = 0 - 0425 112918 = -47990
Суммарные опорные и пролетные моменты.
3.2.2.Вычисление поперечных сил.
Схема загружения 1+2:
Схема загружения 1+3:
Схема загружения 1+4:
3.2.3.Перераспределение изгибающих моментов.
При этом намечается образование пластических шарниров на опорах. Наибольший опорный момент возникает на опоре 3 при загружении по схеме 1+4. Перераспределение изгибающих моментов производится с целью унификации конструкций сборных элементов и их стыков а также ради экономии арматуры. Опорные моменты выравнивают между собой снижая их наибольшее значение по возможности на 30%.
К эпюре моментов схемы загружения 1+4 добавим выравнивающую эпюру моментов так чтобы уравнялись опорные моменты М21 = М22.
Ординаты выравнивающей эпюры моментов:
После перераспределения ордината опорного момента:
М21 = -299962 07 = 209973 (кНм)
Такое же значение сохраним и для опорного изгибающего момента М23.
Рис.23. Эпюры моментов (сверху вниз): при схеме загружения 1+4; выравнивающая эпюра; эпюра моментов с учетом перераспределения моментов.
Ордината опорного момента М21 для упругой стадии работы по схеме загружения 1+2 превышает значение соответствующего перераспределенного момента по схему загружения 1+4. Поэтому добавлением дополнительные эпюры к схеме загружения 1+2 устанавливаем величину изгибающего момента М21 = 276424 (кНм).
ΔМ21 = 276424 – 209973 = 66451(кНм).
Рис.24. Эпюры моментов (сверху вниз): при схеме загружения 1+2; выравнивающая эпюра; эпюра моментов с учетом перераспределения моментов.
пролёты: МПкр = 209595 (кНм); МПср = 113589 (кНм).
опорные моменты: МПоп = 276424 (кНм).
3.2.3.Анализ граневых опорных моментов.
При этом необходимо выявить наибольший (расчетный) изгибающий момент действующий по грани промежуточной опоры (колонны) слева и справа.
Изгибающий опорный момент по грани опоры 2 слева:
Момент по грани колонны:
Опорные изгибающие моменты по грани опоры 2 справа:
Из проведенного анализа видно что расчетный граневой момент на промежуточных опорах равен 230656 (кНм).
Установим значение поперечных сил для расчета прочности наклонных сечений на крайних и промежуточных опорах. Их значение принимаются наибольшими из двух расчетов: упругого и с учетом перераспределения моментов. С этой целью определим значение поперечных сил для схемы загружения 1+4 рассматривая ригель как упругую систему.
Из сравнительного анализа значений поперечных сил наибольшие значения на опорах:
)крайней левой Q1 = 171520 (кН);
)на 2й слева Q л2 = 232240 (кН);
)на 2й справа Qп2 = 199968 (кН);
)на 3й слева Qл3 = 188408 (кН).
3.2.5.Расчет прочности нормальных сечений.
)Бетон тяжелый В15 Rb = 85 (МПа) Rbt = 075 (МПа) Eb = 20 500 (МПа);
) Коэффициент условий работы =09;
)Продольная рабочая и поперечная арматура А-II Rs = 280 (МПа) Rsw = 225 (МПа) Es = 21 · 104 (МПа).
Высоту сечения подбираем по максимальному граневому моменту. Принятое сечение ригеля следует затем проверить по пролетному моменту (если он больше опорного) так чтобы относительная высота сжатой зоны была R.
Определим рабочую высоту сечения ригеля.
Полная высота ригеля составляет
Принимаем h = 75 (см) h0 = 75 - 5 = 70 (cм).
Определим граничную относительную высоту сжатой зоны:
Характеристика сжатой зоны
где -для тяжелого бетона;
Проверим принятое сечение по пролетному моменту МПкр = 209595 (кНм).
Требуемое количество арматуры для армирования ригелей крайних пролетов:
Принимаем 4 22 мм А-II (As = 1520 см2).
В среднем пролете: МПср = 113589 (кНм).
Требуемое количество арматуры для армирования ригелей средних пролетов:
Принимаем 4 16 мм А-II (As = 804 см2).
Количество верхней арматуры воспринимающей отрицательный пролетный момент устанавливается по эпюре моментов.
Конструктивно принимаем класса А-II с As=226 см2.
Наибольший граневой момент в сечениях на промежуточных опорах равен М21f = 230656 (кНм). Арматуру для восприятия этого момента располагаем в один ряд тогда h0 = 75 – 5 = 70 (cм).
С учетом конструктивно установленной арматуры 212 A- II (As=226 см2) поэтому:
3.2.6.Расчет прочности наклонных сечений.
Расчетом прочности сечений наклонных к продольной оси элемента определяется поперечное армирование ригеля.
Qmax = Q л2 = 23224 (кН).
Так как высота сечения превышает 450 мм то
тогда конструктивный шаг:
Принимаем в поперечном сечении 2 хомута 8 мм класса А-II ASW = 101см2.
На приопорном участке длиной 1800 мм что больше l0кр 4 = 6925 4 = 1731 (мм) (округляем до 1800 мм) оставляем шаг хомутов 200 мм а шаг хомутов в пролете принимаем не более 075 h то есть не более 5625 (мм) и не более 500 мм то есть принимаем S2 = 500 (мм).
Продольную и поперечную арматуру сваривают между собой с помощью сварочных машин образуя плоские каркасы которые затем объединяют в пространственные с помощью горизонтальных соединительных стержней устанавливаемых через 1 .. 15 м. В данном проекте соединительные стержни устанавливаются с шагом 1200 мм. Так как высота ригеля 750 мм то в каркасе устанавливается конструктивно стержень d=8 мм А-II.
Расчет на действие поперечных сил на других опорах можно не производить так как 232240 (кН) > 199968 (кН) > 188408 (кН) > 171520 (кН).
3.2.7.Конструирование арматуры ригеля.
Стык ригеля с колонной выполняем на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны в соответствии с чертежами. Ригель армируем двумя сварными каркасами часть продольных стержней каркасов обрываем в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре арматуры. Обрываемые стержни заводим за место теоретического обрыва на длину заделки .
Определим изгибающие моменты воспринимаемые сечениями ригелей.
Момент воспринимаемый сечением:
) После обрыва двух стержней d = 22 (мм) до опоры доводятся другие 2 22.
) Верхняя продольная арматура 2 12 + 4 22
) После обрыва четырёх стержней d = 22 мм в пролете ведутся другие 2 12.
) После обрыва двух стержней d = 16 мм до опоры доводятся другие 2 16
Рис.25. Эпюра арматуры (кНм; сверху)
эпюра соответствующих поперечных сил (кН; снизу).
Вычислим длины заведения 1 2 3 4 5 обрываемых стержней за место теоретического обрыва.
Следовательно принимаем 1 = 044 (м)
Следовательно принимаем 2 = 15 (м)
Следовательно принимаем 3 = 12 (м)
Следовательно принимаем 3 = 073 (м)
Следовательно принимаем 3 = 05 (м)
3.2.8.Армирование консольных свесов ригеля.
Опорная реакция сборной плиты на 1 м ширины полки ригеля:
М = е Q = 195 00867 = 169 (кНмм) – изгибающий момент в опорном сечении полки (у боковой грани ригеля).
Требуемая площадь сечения растянутой арматуры полки определяется как для изгибаемого элемента прямоугольного сечения размером 1000 х 450 мм h0 = 450 – 25 = 425 (мм) = 0425 (м):
Конструктивно принимаем 55 Вр-I c Аs=098 cмм армируем полку гнутыми сетками С-7.
3.2.9.Расчет стыка ригелей.
Рассмотрим расчет обетонированного стыка ригеля. Стыковые надопорные стержни из стали класса A-II ( = 280 МПа) закладные детали ригеля из стали марки Ст. 3 бетон колонны класса В15 ( = 85 МПа).
Изгибающий момент по грани колонны Мгр = 230656 (кНм).
Рабочая высота сечения:
Принимаем 2 28 мм А-
Растягивающее усилие в соединительном стержне:
Задавшись размером катета углового шва определим необходимую длину сварных швов для приварки стыковых стержней:
где ( Rw)min – меньшее из значений () или ()
С учетом запаса на непровар шва шва в 1см принимаем
Длина стыкового стержня:
Площадь сечения закладной детали ригеля к которой привариваются соединительные стержни определяется по формуле:
где - расчетное сопротивление материала пластины.
Принимаем закладную деталь толщиной 10мм и размерами в плане 150 x 100 (мм) с А = 15 (см2). К верхним стержням арматурных каркасов ригеля закладная деталь приваривается на заводе.
4. Расчет и конструирование колонны многоэтажного здания.
4.1. Исходные данные.
г. Волгоград II снеговой район.
Высота подвала: 32 (м);
Размеры здания: 252 х 272 (м);
Грузовая площадь колонн: 42 × 68 (м);
Сечение колонн: 400×400 мм В15;
Снеговая нагрузка: Sg = 12 (кНм2);
4.2. Определение эксплуатационных нагрузок.
Сбор нагрузок на колонны.
Нормативная нагрузка
Цементно-песчаная стяжка
Теплоизоляция (плиты минерало-ватные) )
Собственный вес железобетонной ребристой плиты
237 1425кНм3095=2098
Приведенная нагрузка от собственного веса ригеля
Итого постоянная нагрузка:
Временная (снеговая нагрузка)
Длительно действующая часть снеговой нагрузки
Длительно действующая часть
Цементная стяжка = 30 мм
* 1 * 003 * 20 * 095 = 057
Теплоизоляция =20 мм
* 1 * 002 * 03 * 095 = 00057
* 1 * 0008 * 20 * 095 = 0152
Длительно действующая часть врем. нагрузки
(62 - 15) 095 = 4465
4.3.Определение продольных сил в колонне.
Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 42 х 68(м) равна 2856 (м2).
Нагрузка от собственного веса колонны типового этажа сечением 400×400 при высоте этажа 34 (м): Ncol = 04 · 04 · 34 · 25 · 11 · 095 = 14212 (кН).
Нагрузка от собственного веса колонны подвала сечением 400×400 при высоте подвала 32 (м): Ncol 1 = 04 · 04 · 32 · 25 · 11 · 095 = 13376 (кН).
Полная нагрузка от покрытия: Nпок = 7258 · 2856 = 207288 (кН).
Длительно действующая нагрузка на колонну от покрытия:
Nlпок = 6057 · 2856 = 172988 (кН).
Полная нагрузка на колонну от 1 перекрытия:
Nпер = 11430 · 2856 = 326441 (кН).
Длительно действующая нагрузка на колонну от перекрытия:
Nlпер = 9720 · 2856 = 277603 (кН).
Продольная сила на колонну подвального этажа от полной нагрузки:
N = Nпок + n1 Nпер + n2 Ncol + Ncol1 = 207288 + 2 326441 + 2 14212 + 13376 = 887758 (кН)
Продольная сила на колонну подвального этажа от длительно действующей нагрузки:
Nl = Nlпок + n1 Nlпер + n2 Ncol + Ncol1 = 172988 + 2 277603 + 2 14212 + 13376 = 769994 (кН)
n1 n2 - количество перекрытий и колонн соответственно.
4.4. Определение изгибающих моментов в колонне.
Расчетная постоянная нагрузка g = 17456 (кНм).
Расчетная временная нагрузка v = 37107 (кНм).
Для определения изгибающих моментов значение коэффициента k увеличивают в 12 раза.
Рассмотрим следующие виды загружения:
Рис.26. Расчетные виды нагружений для расчета
изгибающих моментов в колоннах.
На колонну подвала передаётся:
Максимальный момент от действия постоянной (g = 17456 кНм) и длительной нагрузки (v = 33687 кНм):
4.5. Расчет несущей способности колонны.
Колонна запроектирована из тяжелого бетона класса В15 (Еb = 20 500 (МПа) Rb = 85 (МПа)) арматура симметричная класса А-II (Rs = 280 (МПа) Es = 210 000 (МПа)).
Эксцентриситет приложения внешней нагрузки:
eON = M N = 7738 78683 = 0098 (м) = 98 (мм).
Величина случайного эксцентриситета:
Принимаем расчетный эксцентриситет
e0 = ma ea = ma 13 = 98 (мм).
Моменты относительно оси проходят через центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры:
Длительная нагрузка:
где r = 0289h = 0289 04 = 01156 (м) – радиус ядра сечения.
Критическая продольная сила при прямоугольном сечении с симметричным армированием As = A’s (без предварительного напряжения):
Расчетная длина колонны: l0 = l = 32 (м).
Для тяжелого бетона:
Принимаем в первом приближении коэффициент армирования .
Коэффициент приведения:
Вычислим критическую силу:
Вычислим коэффициент
Значение эксцентриситета с учетом прогиба колонны равно^
Определим относительную граничную высоту сжатой зоны бетона:
- для тяжелого бетона;
- при коэффициенте условия работы бетона
Следовательно имеем второй случай внецентренного сжатия; вычислим значения:
Необходимая площадь рабочей продольной арматуры:
Принимаем 2 18 A-II (As = 508 см2).
Коэффициент армирования:
что совпадает с принятым ранее для расчета.
4.5. Проектирование консоли колонны для опирания ригеля.
Опорное давление ригеля Q = 23224 (кН).
Бетон класса В15 (Еb = 20 500 (МПа) Rb = 85 (МПа) γb2 = 09).
Арматура класса А-II (;).
Длина опорной площадки:
где -коэффициент учитывающий неравномерность давления на опорную консоль.
- расчетное сопротивление бетона местному сжатию ;
Принимаем длину опорной площадки l = 20 (см) при ширине ригеля bриг = 24 (см).
Вылет консоли с учетом зазора 5см составляет l1 = 20 + 5 = 25 (см) при этом
a = l1 – l 2 = 15 (см) – расстояние от грани колонны до силы Q.
Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной h = (07 .. 08)hриг = (07 .. 08) 075 = 055 (м); при угле наклона сжатой грани γ = 450 высота консоли у свободного края h1 = 055 – 025 = 03 (м) при этом h1 = 02 (м) h 2 = 055 2 = 0275 (м). Рабочая высота сечения консоли h0 = h – a’ = 055 – 003 = 052 (м). Поскольку l1 = 025 (м) 09h0 = 09 052 = 0468 (м) консоль короткая.
Рис.27. Схема армирования консолей колонн.
Консоль армируют горизонтальными хомутами 6 А-I (Аsw = 2 0283 = 057 (см2)) шагом s = 10 (см) и отгибами 216 А-II (Аs = 402 (см2)).
Проверяем прочность сечения короткой консоли из условия по наклонной сжатой полосе между силой и опорой:
Правая часть условия принимается не более
Следовательно Q = 23224 (кН) 47806 (кН) – прочность обеспечена.
Изгибающий момент консоли у грани колонны: М = Q a = 23224 015 = 34836(кНм). Момент увеличиваем на 25%:
Площадь сечения продольной арматуры при = 09:
Принимаем 2 16 А-II (Аs = 402 см2).
Колонна армируется пространственными каркасами с продольной арматурой 16 А-II и поперечной арматурой в подвальном этаже и на первом этаже 6 А-II с шагом S = 240 (мм) что не более 20 d = 20 12 = 240 (мм). Стык колонн выполняют на ванной сварке выпусков стержней с обетонированием концы колонн усиливают поперечными сетками.
5. Расчет центрально-нагруженного фундамента.
5.1.Исходные данные.
Сечение колонн: 400 × 400 (мм);
Рабочая арматура А-II ();
Расчетное сопротивление грунта: R0 = 036 (МПа);
Объемный вес грунта: 182 (тм3).
Расчетные усилия колонны у заделки в фундаменте:
Усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке ;
Нормативное усилие в колонне:
Высоту фундамента предварительно принимаем равной Н=90см (кратно 30 см) глубину заложения фундамента Н1 = 140 (м).
5.2. Определение площади и размеров подошвы фундамента.
Требуемая площадь фундамента:
Размеры стороны фундамента:
принимаем размер стороны фундамента aф = 18 (м) (кратный 03 м) тогда:
Найдем давление на грунт ргр
Следовательно принятые размеры фундамента достаточны.
5.3.Расчет тела фундамента.
Высота фундамента определяется исходя из следующих требований:
;- коэффициент для определения анкеровки ненапрягаемой арматуры колонны (216 A-II с As = 402 см2).
) Рабочая высота фундамента из условия продавливания:
Окончательно принимаем высоту фундамента H = 90 (см) h0 = 85 (см) толщина дна стакана 20 + 5 = 25 (см).
5.4. Расчет фундамента на продавливание.
Рабочая высота фундамента из условия продавливания:
где Р – продавливающая сила за границей продавливания;
Проверяем отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента
h02 = 30 – 4 = 26 (см) условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении начинающемся в сечении III-III. Для единицы ширины этого сечения т.е. b = 100 (см).
Следовательно прочность обеспечена.
5.5.Определение рабочей арматуры
в уровне подошвы фундамента.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях I-I:
Площадь сечения арматуры:
Расчетные изгибающие моменты в сечениях II-II:
Расчетные изгибающие моменты в сечениях III-III:
Принимаем сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 7 12 А-II с шагом s = 028 (м) (Аs = 679 см2).
Процент армирования расчетных сечений:
Каменные и армокаменные конструкции.
1. Расчет каменного простенка первого этажа.
1.1.Исходные данные.
кирпич СУР-125 (кирпич силикатный утолщенный (h = 88 мм) рядовой марка по прочности – 125);
высота этажа: 34 (м);
полезная нагрузка: 62 (кНм2);
размер простенка составляют:
Рис. 28. Схема для расчета размеров простенка.
Поправочный коэффициент для стен с проёмами:
Требуемая толщина стены:
.к. то коэффициент mg=1.
1.2.Определение нагрузок и усилий.
Нагрузка на простенок в пределах этажа.
· 11 · 42 · 095 = 2633
Покрытие (конструкция кровли + плита + ригель)
Площадь стены на участке шириной l2 = 42 (м) и высотой равной расстоянию между сечением 1-1 и отметкой 755 (м) вместе с оконными проёмами:
[755 - (11 + 15 + 031)] · 42 = 19488 (м2).
Площадь оконного проёма в пределах второго этажа: 15 · 2 = 30 (м2).
Расчетная постоянная нагрузка от собственной массы стены в сечении 1-1:
Nст 1-1 = (19488 - 30) · 038 · 18 · 11 = 124056 (кН).
Расчетная постоянная нагрузка от перекрытия покрытия собственной массы стены в сечении 1-1:
Ng 1 = 124056 + 82287 + 163220 = 369563 (кН).
Ng 2 = 369563 + 42 · 038 · 18 · 11 = 401164 (кН).
Ng 3 = 401164 + 22 · 038 · 18 · 11 = 417717 (кН).
Расчётная снеговая длительно действующая нагрузка:
Расчётная снеговая кратковременная нагрузка:
Ns sh = 2399 – 7197 = 16793 (кН).
Расчётная временная нагрузка от перекрытия в сечении 1-1:
Nv в том числе длительно действующая Nvl = 70652 (кН) и кратковременная Nv sh = 30279 (кН).
Изгибающие моменты будут возникать только от нагрузки передаваемой на стену от перекрытия на первым этажом.
Вычислим значения изгибающих моментов в сечениях 1-1 2-2 3-3.
Длина опирания ригеля на стену принята равной с1 = 250 (мм).
Эксцентриситет приложения опорного давления передаваемого ригелем на стену:
e1 = h 2 - c1 2 = 038 2 – 025 2 = 0065 (м) = 65 (см).
При эксцентриситете опорной реакции расположенной на расстоянии 7см от внутренней грани наружной стены:
e1 = h 2 – 7 = 038 2 – 007 = 012 (м) = 12 (см).
Принимаем наибольшее значение e1 = 12 (см).
Изгибающие моменты в сечении 1-1:
от веса междуэтажного перекрытия (постоянная нагрузка)
Мg 1 = 62289 · 012 = 7475 (кНм)
от временной длительно действующей нагрузки
Мl 1 = 70652 · 012 = 8478 (кНм)
от кратковременной нагрузки
Мsh 1 = 30279 · 012 = 3633 (кНм)
Изгибающие моменты в сечениях 2-2 3-3 вычислим по интерполяции т.к. эпюра изгибающих моментов изменяется по линейному закону тогда изгибающие моменты в сечении 2-2 соответственно:
Рис.29. Расчетная схема простенка и эпюры усилий.
Мg 2 = H1 H · Мg 1 = 309 34 · 7475 = 6793 (кНм)
Мl 2 = H1 H · Мl 1 = 309 34 · 8478 = 7705 (кНм)
Мsh 2 = H1 H · Мsh 1 = 309 34 · 3633 = 3302 (кНм)
Изгибающие моменты в сечении 3-3 составят 2 3 от изгибающих моментов в сечении 1-1:
Мg 3 = 2 3 · Мg 1 = 2 3 · 7475 = 4983 (кНм)
Мl 3 = 2 3 · Мl 1 = 2 3 · 8478 = 5652 (кНм)
Мsh 3 = 2 3 · Мsh 1 = 2 3 · 3633 = 2422 (кНм)
Определим влияние ветровой нагрузки.
Г. Волгоград находится в III ветровом районе нормативная ветровая нагрузка для которого составляет:
Погонная ветровая нагрузка:
где - коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте
для местности типа В – городская застройка;
с – коэффициент учитывающий влияние ветра с наветренной или подветренной стороны.
С наветренной стороны:
С заветренной стороны:
Изгибающий момент от ветровой нагрузки определяется по формуле:
Тогда с наветренной стороны сечения 1-1:
с заветренной стороны сечения 1-1:
Изгибающие моменты от ветровой нагрузки на расстоянии х = 031 (м) от сечения 1-1 определим по формуле:
Тогда изгибающий момент от расчётной ветровой нагрузки в сечении 2-2 с наветренной стороны:
с заветренной стороны:
Изгибающие моменты от расчётной ветровой нагрузки на расстоянии х = 12 (м) от сечения 1-1 (сечение 3-3):
с наветренной стороны:
Составим расчётные сочетания усилий в сечениях простенка.
Прочность простенка наружной стены проверяем по следующим сочетаниям расчетных усилий:
e0 = M N = 20404 494484 = 00413 (м) = 413 (мм)
e0 = M N = 18211 526085 = 00346 (м) = 346 (мм)
e0 = M N = 13284 542638 = 00245 (м) = 245 (мм)
1.3.Проверка прочности простенка.
Для кладки из кирпича марки 125 на растворе марки 50 расчетное сопротивление сжатию R = 17 (МПа).
Расчётную площадь в сечении 1-1 принимаем:
A = b h = 42 038 = 1596 (м2).
Проверку прочности сечения 1-1 выполним по формуле:
где - площадь сжатого сечения;
- коэффициент учитывающий длительные нагрузки;
- коэффициент продольного изгиба при внецентренном сжатии.
где - коэффициент продольного изгиба всего сечения;
-коэффициент продольного изгиба по сжатому сечению (табл.18 4).
Площадь сжатого сечения:
Найдем высоту сжатого сечения:
Гибкость сжатой кладки:
- упругая характеристика кладки зависящая от группы кладки и марки раствора.
При α = 750 и λhc = 8171:
Следовательно прочность кладки обеспечена.
Расчётную площадь в сечении 2-2 принимаем:
Проверку прочности сечения 2-2 выполним по формуле:
При α = 750 и λhc = 7819:
Расчётную площадь в сечении 3-3 принимаем:
A = b h = 22 038 = 0836 (м2).
Проверку прочности сечения 3-3 выполним по формуле:
При α = 750 и λhc = 7341:
2.Расчет армокаменного столба подвала.
2.1.Подбор сечения армокаменного столба
с сетчатой арматурой.
высота подвала: 32 (м);
количество этажей: 2;
упругая характеристика кладки ;
арматура класса Вр-I диаметром 4 мм расчетное сопротивление в кладке .
Определим расчетную нагрузку на столб подвала.
Сбор нагрузок на армокаменный столб подвала.
Наименование нагрузки
Расчетная нагрузка кН
- Длительно действующая
Нагрузка от собственного веса колонны типового этажа сечением 400×400 при высоте этажа 34 м:
gcol = 04 · 04 · 34 · 25 · 11 · 095 = 14212 (кН).
Нагрузка на столб без учета его собственной массы:
Собственная масса столба может быть приближенно принята равной 5% от полной нагрузки расчетной N:
Полная расчетная нагрузка с учетом массы столба
Полная расчетная длительно действующая нагрузка:
Максимально возможное значение расчетного сопротивления армированной кладки сжатию:
Определим необходимый процент армирования обеспечивающий заданную прочность кладки:
Для армирования принимаем сетку с квадратными ячейками . Определим их необходимый шаг S по высоте кладки:
Выразим полученное значение S через эквивалентное число рядов кладки из утолщенного кирпича толщиной 88 мм:
Устанавливаем сетки с шагом S = 03 (м) равным 3 рядам кладки.
Вычислим упругую характеристику кладки с сетчатой арматурой и временные сопротивления неармированной и армированной кладки :
Определим в первом приближении площадь и размеры поперечного сечения армированного столба:
Принимаем hст = 051 (м).
Фактическая площадь поперечного сечения столба:
По найденным размерам поперечного сечения столба и вычисленной упругой характеристики кладки αsk = 6874 определим гибкость столба:
Полученное произведение коэффициентов сравним с исходным и определим расхождение:
Проверим достаточность принятых размеров сечения столба:
Следовательно принятые размеры поперечного сечения столба достаточны.
3.Расчет каменного фундамента под центрально-нагруженный армокаменный столб.
Фундамент под столб предназначен для распределения давления от столба на грунт с интенсивностью не превышающей расчетного сопротивления грунта сжатию.
Для кладки фундаментов применяют крупные бетонные блоки бетонные и природные камни неправильной формы бетон бутобетон хорошо обожженный кирпич пластического прессования.
Уширение фундаментов к подошве производится уступами. Высота уступа принимается для бутобетона не менее 30см а для бутовой кладки – два ряда кладки (35 – 60 см).
нагрузка на верх армокаменного столба: N = 11699 (кН);
армокаменный столб имеет размеры поперечного сечения: ;
материал фундамента – бутобетон;
марка бутового камня: 200;
марка раствора: 50.
сопротивление грунта: Rгр = 036 (МПа).
Высоту фундамента и размеры его уступов определяют по формуле:
где - размер подошвы или уступа фундамента;
- коэффициент принимаемый по табл.31[2].
Расчетное сопротивление сжатию: .
Полная расчетная нагрузка на фундамент с учетом веса армокаменного столба:
Нормативная нагрузка в уровне верхнего обреза фундамента:
Принимаем вес фундамента приблизительно равным 10% от и найдем размер стороны фундамента а:
Принимаем: a = 18 (м).
Определим напряжение в грунте:
Согласно табл. 31 [2] при ргр = 035 (МПа) > 02 (МПа) и при марке раствора 50 .. 100 принимаем k = 15
Определим высоту фундамента:
Принимаем высоту фундамента Hф = 1 (м).
Размер стороны верхнего обреза фундамента равен 08 (м).
Рис.30. Схема каменного фундамента под армокаменный столб.
Проверим прочность фундамента на смятие под подошвой армокаменного столба:.
где - коэффициент полноты эпюры давления
при равномерно распределено нагрузке
- коэффициент зависящий от вида кладки
Следовательно прочность фундамента на местное сжатие обеспечена.
Библиографический список.
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Минстрой России – М.: ГЦ ЦПП 1996 – 172 с.
СНиП II-22-81. Каменные и армокаменные конструкцииГосстрой СССР. – М.: ЦНИИСК 1995. – 64 с.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия Госстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстрой СССР 1986.-36 с.
Байков В. Н. Железобетонные конструкции. Общий курс. Учеб. для вузов. Издание пятое переработанное и дополненное В.Н. Байков Э.Е.Сигалов – М.: Стройиздат 1991. – 767 с.:ил
Заикин А.И. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажных промышленных зданий: Учеб. Пособие. А.И. Заикин. М.: АСВ 2002. – 192 с
Методические указания к выполнению первого курсового проекта по курсу «Железобетонные и каменные конструкции» для студентов специальности 2903 (Технико – экономическая оценка вариантов компановки конструктивной схемы железобетонных плоских балочных перекрытий) ЛГТУ: Сост. М.В. Горюнов А.А. Аксенов Липецк 1992–32 с.
Железобетонные и каменные конструкции» для студентов специальности 2903 (Расчет и конструирование элементов монолитного ребристого перекрытия):Метод. Указания к выполнению курсового проекта №1 ЛГТУ: Сост. М.В. Горюнов И.И. Пантелькин В.В. Кузнецов. Липецк 1990–32 с.
Методические указания к выполнению комплексного курсового проекта №1 по курсу «Железобетонные и каменные конструкции». «Пример расчета ригеля поперечной рамы многоэтажного здания» ЛГТУ: Сост. М.В. Горюнов И.И. Пантелькин В.В. Кузнецов. Липецк 1987–26 с.
Проектирование жб колонн многоэтажных зданий: Метод. Указания к курсовому и дипломному проектированию. ЛГТУ .сост. И.И. Пантелькин М.В. Горюнов Липецк 1997 - 26с. (№2071).
Проектирование кирпичного простенка и стены подвала многоэтажного
здания: Методические указания к курсовому проекту №1 по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции» для студентов специальности ПГС Сост. М.В. Горюнов И.И. Пантелькин. Липецк: ЛГТУ 2002.-33 с.
Расчет армокаменного столба и каменного фундамента: Методические указания к выполнению первого курсового проекта по курсу «Железобетонные и каменные конструкции» (для студентов специальности 2903) ЛГТУ; Сост. М.В. Горюнов И.А. Суслов М.М. Горюнова. Липецк 1995.-28 с.
Раздаточный материал для выполнения 1-го и 2-го курсовых проектов по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции» ЛГТУ; Сост. М.В. Горюнов. Липецк 1992 – 25 с.
Бондаренко В.М. Железобетонные и каменные конструкции. Учеб. для вузов. Издание второе переработанное и дополненное В.М. Бондаренко Р.О. Бакиров В.Г. Назаренко В.И. Римшин – М.: Высш. шк. 2002. – 876 с.:ил

Курсовой проект №1 по ЖБК (2007).dwg

Разраб. Абрамов А.С.
Железобетонные и каменные конструкции
Компоновка и армирование монолитного ребристого перекрытия
Компоновка и армирование сборного ребристого перекрытия
Конструктивный разрез здания
схемы армирования колонны
фундаментов под колонну
Схема монолитного ребристого перекрытия
Схема армирования монолитного ребристого перекрытия
Арматурная сетка С - 1
Арматурная сетка С - 2
Арматурная сетка С - 3
Арматурная сетка С - 4
Каркас плоский КС - 1
Каркас плоский КС - 2
Сетка арматурная С-1
Сетка арматурная С-2
Сетка арматурная С-3
Сетка арматурная С-4
Балка второстепенная
Схема сборного ребристого перекрытия
Арматурная сетка С - 6
Арматурная сетка С - 5
Рядовая ребристая плита сборного перекрытия перекрытия ПР-1
Рядовая ребристая плита сборного перекрытия перекрытия ПР-2
Схема армирования ригеля в крайнем пролете (ригель Р-1)
Каркас арматурный КС - 3
Каркас арматурный КС - 4
Сетка арматурная С-5
Сетка арматурная С-6
Плита ПР-2 состоит из тех же сборочных единиц
разница состоит в затрате материала бетона В15 на изготовление плиты в размере 0
м 2. Проектирование плит с вырезом ПР-3 и ПР-4 в рамках данного курсового проекта не предусмотрено
A-II ø22 L = 6950 мм
Каркас арматурный КС-3
A-II ø16 L = 6700 мм
Каркас арматурный КС-4
Спецификация на монолитное железобетонное перекрытие
Спецификация на сборные элементы железобетонного перекрытия
Монолитный участок МУ-1
Схема армирования ригеля в среднем пролете (ригель Р-2)
цементно-песчаная стяжка
плиты минераловатные
-х слойный рубероидный ковер
защитный слой гравия
Конструктивный поперечный разрез здания
Схема армирования колонны К-1
Схема армирования фундамента под колонны
Каркас плоский КС - 5
Арматурная сетка С - 7
Фундамент под армокаменный столб
Фундамент под колонну
A-II ø18 L = 3300 мм
A-II ø16 L = 350 мм
Каркас арматурный КС-5
Каркас арматурный КС-6
Сетка арматурная С-7