Ребристое перекрытие многоэтажного промышленного здания

zbk_белоусов.doc

Железобетон представляет собой комплексный строительный материал состоящий из бетона и стальных стержней работающих в конструкции совместно в результате сил сцепления.
Известно что бетон хорошо сопротивляется сжатию и значительно слабее растяжению (в 10-20 раз меньше чем при сжатии) а стальные стержни имеют высокую прочность как при растяжении так и при сжатии. Основная идея железобетона и состоит в том чтобы рационально использовать лучшие свойства составляющих материалов при их совместной работе. Поэтому арматуру располагают так чтобы возникающие в железобетонном элементе растягивающие усилия воспринимались в большей степени арматурой. В изгибаемых элементах например в плитах балках настилах и др. основную арматуру размещают в нижней растянутой зоне сечения а в верхней сжатой зоне ее либо совсем не ставят либо ставят небольшое количество необходимое для конструктивной связи стержней в единые каркасы и сетки. В элементах работающих на сжатие например в колоннах включение в бетон небольшого количества арматуры также значительно повышает их несущую способность. Возникающие в колоннах растягивающие напряжения от поперечных деформаций воспринимаются хомутами или поперечными стержнями; последние служат также для связи продольных стержней в плоские или пространственные каркасы. В растянутых элементах действующие усилия воспринимаются арматурой.
Благодаря многочисленным положительным свойствам железобетона – долговечности огнестойкости высокой прочности и жесткости плотности гигиеничности и сравнительно небольшим эксплуатационным расходам конструкции из него широко применяют во всех областях строительства.
Данный первый курсовой проект по дисциплине “Железобетонные конструкции” включает расчет и конструирование ребристого перекрытия многоэтажного промышленного здания в двух вариантах – сборном и монолитном.
В монолитном варианте производится выбор наиболее рационального расположения главных и второстепенных балок выполняется компоновка конструктивной схемы ребристого перекрытия расчёт и конструирование плиты второстепенной балки колонны и фундамента. В сборном варианте выполняется компоновка конструктивной схемы перекрытия расчёт и конструирование напряжённой ребристой плиты многопролётного ригеля.
Компоновка конструктивной схемы и технико-экономические показатели вариантов ребристого монолитного перекрытия
Выбор рационального варианта производится на основании сравнения технико-экономических показателей перекрытия в зависимости от назначения здания размеров помещений эксплуатационных требований и т.п. При прочих равных условиях предпочтение отдают варианту с более высокими технико-экономическими показателями.
Для выбора более рационального варианта расположения главных и второстепенных балок составляются две схемы плана здания в которых варьируются величины и направления пролётов главных и второстепенных балок.
Принимаем для первого варианта с поперечным расположением главных балок: пролёт главных балок – второстепенных балок – пролет плиты – .
Для второго варианта с продольным расположением главных балок принимаем: пролёт главных балок – второстепенных балок – пролет плиты .
Об экономичности варианта разбивки сетки колонн и балок можно судить по значению приведенной толщины бетона которая представляет собой объём бетона плиты балок и колонн отнесённый к одному метру квадратному перекрытия.
По формуле Овечкина вычисляют приведенную толщину перекрытия:
где приведенная толщина плиты:
приведенная толщина второстепенной балки:
приведенная толщина главной балки:
приведенная высота колонны:
где количество пролетов монолитной плиты;
количество пролетов второстепенной балки;
количество пролетов главной балки.
Рисунок 1 – Первый вариант компоновки перекрытия
Рисунок 2 – Второй вариант компоновки перекрытия
В формулах (1.1) – (1.5):
- полная расчетная нагрузка на плиту:
- полная расчетная нагрузка на второстепенную балку:
- полная расчетная нагрузка на главную балку:
В результате компоновки вариантов перекрытия и данных принимаем следующие варианты.
Вариант 1. Исходные данные:
Вариант 2. Исходные данные:
К дальнейшим расчетам принимаем первый вариант как более экономичный по расходу бетона т. к. мм мм.
1 Определение предварительных размеров поперечных сечений элементов для выбранного оптимального варианта перекрытия
Толщина плиты принимается:
- из условий прочности по (5 формула(7.9)) при полной расчетной нагрузке
где - расчетное сопротивление бетона сжатию ;
- по конструктивным требованиям из условия жесткости
Окончательно принимаем мм.
Высота второстепенной балки принимается:
- по (5 формула (7.10)) при полной расчетной нагрузке
- по конструктивным требованиям из условий жесткости
Принимая во внимание требования градации размеров балок окончательно принимаем мм.
Высота главной балки принимается:
- по (5 формула (7.11)) при полной расчетной нагрузке
Ширина главной балки мм.
Сторона квадратного сечения колонны определяется следующим образом:
Принимаем с учетом градации размеров сечения колонны мм.
Расчет и конструирование монолитной железобетонной балочной
1 Определение расчетных пролетов
Статический расчет плит выполняем рассматривая ее как многопролетную неразрезную балку шириной мм.
Привязку кирпичных стен принимаем мм.
Крайний расчетный пролет (рисунок 3):
Рисунок 3 – К определению расчетных пролетов монолитной плиты
Средний расчетный пролет:
Размер поля плиты в длинном направлении:
- между осями 1-2 и 12-13 (см. рисунок 1)
- между осями 2-12 (см. рисунок 1)
Так как и > 2 следовательно плита рассчитывается как балочная.
2 Подсчет нагрузок на плиту
Нагрузка действующая на перекрытие состоит из постоянной (от собственного веса плиты и заданной конструкции пола) и переменной. Принимаем следующую конструкцию пола перекрытия: плиточный пол цементно - песчаная стяжка. Толщина плиты изменилась с 60 мм на 70 мм в соответствии с расчетом в п. 2.4.
При расчете конструкций по предельным состояниям несущей способности при постоянных и переменных расчетных ситуациях следует принимать наиболее неблагоприятное из следующих сочетаний нагрузок:
- первое основное сочетание
- второе основное сочетание
где – нормативные значения постоянных нагрузок;
– нормативное значение доминирующей переменной нагрузки;
– нормативные значения сопутствующих переменных нагрузок;
– частный коэффициент для постоянных нагрузок ;
– то же для переменных нагрузок ;
– коэффициент сочетаний переменных нагрузок (1 табл. А1.1) ;
– коэффициент уменьшения для неблагоприятно действующей постоянной нагрузки .
Нагрузки на 1 м2 поверхности плиты в килопаскалях приведены в таблице 1.
Таблица 1 – Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия
Нормативная нагрузка кПа
Расчетная нагрузка кПа
- цементно-песчаная стяжка
Принимая кПа и кПа составляем основные сочетания нагрузок на плиту:
Наиболее неблагоприятным для плиты будет второе сочетание нагрузок при кПа.
3 Определение внутренних усилий в плите
Плита рассматривается как неразрезная многопролетная балка загруженная равномерно распределенной нагрузкой . Моменты в таких конструкциях определяются с учетом перераспределения усилий вследствие развития пластических деформаций по готовым формулам.
Расчетная схема плиты и эпюры внутренних усилий представлены на рисунке 4.
При ширине полосы мм или 1 м нагрузка приходящаяся на 1 м2 плиты равна по величине нагрузке на 1 м погонной полосы.
Значения расчетных изгибающих моментов определяют по формулам:
- в крайнем пролете:
- на первой промежуточной опоре:
- в средних пролетах и на средних опорах:
- в средних пролетах и на средних опорах где плиты окаймлены по всему контуру монолитно связанными с ними балками:
Рисунок 4 – Расчет прочности нормальных сечений
4 Определение высоты сечения плиты
Толщину плиты предварительно принятую для вычисления ее веса необходимо уточнить по наибольшим расчетным усилиям. В нашем случае кНм.
Исходя из оптимального для плит значения относительной высоты сжатой зоны высоту плиты определяют при .
Далее определим относительный момент сжатой зоны сечения по формуле:
Полезная высота сечения плиты:
Для бетона класса С 1620:МПа; тогда МПа
Полная высота плиты составит:
где = 6 мм – предполагаемый диаметр рабочей арматуры.
Принимаем толщину плиты 70 мм.
Уточняем рабочую высоту:
Проверяем условие сопротивления плиты действию поперечной силы проверкой условия:
где d – в мм; т.е. подставляем максимальное значение 2.
Т.к. сопротивление сечения плиты действию поперечной силы обеспечено. Соответственно поперечная арматура по расчету не требуется.
5 Расчет прочности нормальных сечений
Для бетона класса С 1620 принимаем по (4 таблица 3.1) нормативные и подсчитанные расчетные характеристики бетона: МПа; МПа.
По (6 таблица 4.3) для бетона С 1620 находим ; по (6 таблица 6.5) ; ; .
Расчетные характеристики для арматуры класса S500: МПа МПа.
Подбираем площадь рабочей арматуры в крайнем пролете. Вычисляем значение относительного момента сжатой части сечения :
где - расчетный изгибающий момент;
- расчетное сопротивление бетона сжатию;
- рабочая высота сечения плиты.
Так как следовательно растянутая арматура достигла предельных деформаций. Находим значение по формуле:
При этом необходимая площадь арматуры рассчитывается по формуле:
Коэффициент армирования продольной арматурой:
Минимальный процент армирования:
Аналогично производим расчет площади рабочей арматуры в других сечениях.
На первой промежуточной опоре:
В средних пролетах и на средних опорах без учета окаймления балками:
В средних пролетах и на средних опорах с учетом окаймления балками:
Результаты расчета сводим в таблицу 2.
Таблица 2 – Требуемая площадь сечения арматуры на 1 п.м. плиты
Первая промежуточная опора
Средний пролет и средняя опора без окаймления
Средний пролет и средняя опора с окаймлением
6 Армирование монолитной плиты плоскими сварными сетками
Армирование плиты плоскими сварными сетками с поперечным расположением рабочей арматуры выполняют при ширине плит до 3 м и длиной до 6 м.
При толщине плиты hs ≤ 150мм расстояние между осями стержней рабочей арматуры в средней части пролета плиты (внизу) и над опорой (вверху) многопролетных плит должно быть не более 200 мм при hs > 150 мм - не более 15×hs.
Надопорную арматуру неразрезных плит конструируют в виде одной или двух со сдвижкой сеток укладываемых вдоль балок. Длину рабочих стержней последних принимают так чтобы она в одну сторону от грани балки составляла 14 пролета плиты а в другую – 18 пролета плиты.
В местах заделки плиты в стену дополнительно устанавливают верхние сетки площадь сечения рабочих стержней которых должна составлять не менее 13 площади сечения пролетной арматуры. Длина рабочих стержней назначается из условия что расстояние от внутренней поверхности стены до края сетки должно составлять 110 пролета плиты.
Над главными балками устанавливают сетки с таким же шагом стержней как шаг стержней сетки над второстепенными балками но длину рабочих стержней назначают из расчета что величина свесов сетки в каждую сторону от грани балки составит 14 расчетного пролета плиты.
Таблица 3 – Армирование плиты плоскими сварными сетками
Принятое армирование
Средние плиты и средние опоры без учета окаймления
Средние плиты и средние опоры с учетом окаймления
Дополнительная сетка
Расчет второстепенной балки
Размеры второстепенной балки мм (размер в осях) мм мм шаг второстепенных балок мм; размеры сечения главной балки: мм мм.
Для бетона класса С 1620 принимаем расчетные характеристики бетона: МПа; тогда МПа.
2 Определение расчетных пролетов
Расчетный пролет для крайних пролетов (рисунок 5):
Расчетный пролет для средних пролетов:
Рисунок 5 – К определению расчетных пролетов второстепенной балки
3 Подсчет нагрузок на второстепенную балку
Определение погонной нагрузки в килоньютонах на метр на второстепенную балку сводим в таблицу 4. При расчете в п. 3.5 изменилась принятая ране высота второстепенной балки в связи с чем внесены изменения в таблицу.
Составляем следующие сочетания нагрузок:
где – нормативное значение постоянных нагрузок;
– нормативное значение переменных нагрузок;
Таблица 4 – Подсчет нагрузок на 1 м. п. второстепенной балки
Нормативная нагрузка кНм
Расчетная нагрузка кНм
Постоянная нагрузка :
- от веса пола и монолитной плиты
- от собственного веса второстепенной балки
Временная нагрузка :
Наиболее неблагоприятным будет второе сочетание нагрузок при кПа.
4 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил
Второстепенная балка рассчитывается как неразрезная многопролетная балка с шарнирным опиранием на стену (крайние опоры) и на главные балки (средние опоры). Принимаем пять расчетных пролетов. Расчетная схема балки представлена на рисунке 6.
Рисунок 6 – Расчетная схема второстепенной балки
Статический расчет второстепенной балки выполняется с учетом перераспределения усилий в стадии предельного равновесия конструкции. Ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов определяются с помощью (8 рисунок П.1 таблица П.6). Величины коэффициентов для эпюр положительных моментов в крайних и средних пролетах для эпюры отрицательных моментов приведены в (8) в зависимости от величины отношения:
где - постоянная и переменная расчетные нагрузки на балку.
Величина ординат огибающей эпюры моментов определяется по формуле:
Результаты сведены в таблицу 5.
Таблица 5 – Значения изгибающих моментов в сечениях балки
Расстояние х от левой опоры (в долях от расчётного пролёта)
Пролётные положительные
Опорные и пролётные отрицательные
128× (4925)2= 755032
Величины поперечных сил на опорах:
- на крайней свободной опоре (опоры А и К)
- на первой промежуточной опоре слева (В (слева) и опоре Е (справа))
- на первой промежуточной опоре справа и на всех промежуточных опорах слева и справа (опора В (справа))
5 Определение высоты сечения второстепенной балки
Высоту второстепенной балки предварительно принятую для вычисления ее веса необходимо уточнить по наибольшим расчетным усилиям. В нашем случае высоту сечения балки определяют по наибольшему опорному моменту кНм.
Исходя из оптимального для второстепенной балки значения относительной высоты сжатой зоны высоту второстепенной балки определяют при .
Полезная высота сечения второстепенной балки:
Полная высота второстепенной балки на опоре составит:
где = 20 мм – предполагаемый диаметр рабочей арматуры.
Принимаем высоту второстепенной балки 400 мм.
Уточняем рабочую высоту в пролете и на опоре :
6 Расчет нормальных сечений и подбор арматуры в расчетных сечениях балки
В зависимости от направления действия изгибающего момента сжатая зона второстепенной балки таврового сечения расположена в верхней или нижней части сечения.
Поперечное сечение второстепенной балки является тавровым при расчете на пролетные моменты полка тавра шириной находится в сжатой зоне и участвует в работе при расчете на опорные (отрицательные) моменты - в растянутой зоне и в работе на прочность не участвует.
Максимальная расчетная ширина полки ограничивается определенными пределами так как ее совместная работа с ребром в предельной стадии может быть не обеспечена вследствие местной потери устойчивости полки и ее чрезмерного прогиба.
Согласно п. 5.3.2.1 (4) значение вводимое в расчеты определяется на основании расстояния между точками нулевых моментов.
Эффективная ширина полки тавровых балок определяется из уравнения:
При этом эффективная ширина свесов полки в каждую сторону должна удовлетворять условию:
где – величина свесов полки (половина расстояния между балками в свету).
В среднем пролете второстепенной балки расстояние между точками нулевых моментов будет:
То же в первом (крайнем) пролете:
Величина свесов полки в среднем и крайнем пролетах соответственно:
Определяем эффективную ширину свесов полки:
Эффективная ширина полки будет:
Размеры сечения принятые по расчету: мм мм мм. В пролете сечение балки рассматриваем как тавровое (см. рисунок 7). Ширину полки тавра принимаем: мм мм.
Случай расположения нейтральной линии определяют по соотношению между значением изгибающего момента от внешней нагрузки и моментом воспринимаемый тавровым сечением при условии – нейтральная линия проходит в полке при - нейтральная линия пересекает ребро.
Предполагая что нейтральная ось проходит по нижней грани полки определяем область деформирования для прямоугольного сечения шириной beff = 2000 мм и положение нейтральной оси при расчете тавровых сечений:
следовательно сечение находится в области деформирования 1б.
а) в пролете; б) на опоре.
Рисунок 7 – Расчётные нормальные сечения второстепенной балки
С помощью таблицы П.3(8) находим величину am а затем изгибающий момент по формуле:
где - коэффициент учитывающий длительность действия нагрузки неблагоприятного способа её приложения;
Поскольку выполняется условие нейтральная ось расположена в пределах полки. Сечение в пролете второстепенной балки рассматривается как прямоугольное с шириной полки .
Для расчета продольной арматуры второстепенной балки необходимо использовать данные из (6 таблица 6.5) для бетона С1620 %; ; ;.
Для арматуры S500 МПа МПа
В пролете 1 значение коэффициента при :
Так как следовательно сжатая арматура по расчету не требуется. Находим значение по формуле:
Рассчитаем площадь арматуры в средних пролетах при :
Рассчитаем площадь арматуры на первой опоре В (верхняя арматура) при :
Принимаем 2 14 c и 1 12 c .
Рассчитаем площадь арматуры на средней опоре С (верхняя арматура) при :
Результаты расчетов и подбор арматуры в расчетных сечениях сводим в таблицу 6.
Таблица 6 – Определение площади сечения рабочей арматуры второстепенной балки
Расположение арматуры
Монтажная конструктивная арматура
7 Расчёт прочности сечений наклонных к продольной оси второстепенной балки
Прочность железобетонной балки на действие поперечной силы определяем в первую очередь проверкой условия:
Определим значение поперечной силы воспринимаемой сечением без поперечного армирования:
где d – в мм; т.е. подставляем значение 1767;
что меньше 002 (5 п. 8.2.1.2).
Тогда расчетный коэффициент армирования .
Тогда с учетом рассчитанных величин получим:
Условие не выполняется следовательно необходим расчет поперечной арматуры.
Длина участка на котором необходимо устанавливать поперечную арматуру по расчету определяется по формуле:
Поперечное усилие в сечении на расстоянии от опоры будет:
Зададимся углом наклона трещин к горизонтали и шагом поперечной арматуры S=150 мм.
В пределах длины расчетного участка поперечное армирование определим из условий:
где - расчетная поперечная сила воспринимаемая сечением с поперечным армированием:
Где Z-расстояние между равнодействующими в сечении:
Принимаем два стержень диаметром 10 мм класса S500 (Asw=157 мм2) c шагом S=150 мм.
При этом должны выполняться условия:
-условие выполняется прочность по сжатой полосе обеспечена.
-условие выполняется что означает оптимальность принятого армирования.
На 14 длины второстепенной балки с обоих её краёв принимаем шаг поперечной арматуры 150 мм в середине пролёта принимаем шаг 300 т.к. уменьшается значение поперечной силы.
8 Построение эпюры материалов
С целью экономичного армирования и обеспечения прочности сечений балки строим эпюру материалов представляющую собой эпюру изгибающих моментов которые может воспринять элемент по всей своей длине. 3начение изгибающих моментов в каждом сечении при известной площади рабочей арматуры вычисляют по формуле:
где d – уточненное значение рабочей высоты сечения;
– табличный коэффициент определяемый:
=(Astfyd)(cαfcdbd). (3.29)
При построении эпюры материалов считают что обрываемый стержень необходимо завести за точку теоретического обрыва где он уже не нужен по расчету прочности нормальных сечений на расстояние анкеровки lbd. При выполнении обрывов (отгибов) стержней необходимо соблюдать принцип симметрии расположения стержней в поперечном сечении балки. Также следует иметь в виду что начало каждого отгиба в растянутой зоне располагают на расстоянии точки теоретического обрыва не менее чем 05d где d – уточненное значение рабочей высоты сечения. С целью восприятия изгибающего момента от возможного частичного защемления балки на стене в первом пролете арматуру не обрывают а отгибают на крайнюю опору. Начало отгиба располагают на расстоянии 50-60 мм от внутренней грани стены.
Расчеты необходимые для построения эпюры материалов выполнены в табличной форме.
Эпюра материалов должна охватывать эпюру изгибающих моментов.
Теоретическое место обрыва стержней определяем графическим путем.
Таблица 7 – Вычисление ординат эпюры материалов для продольной арматуры
Диаметр и количество стержней
Уточненная высота сечения
Фактическая площадь сечения стержней
Расчетное сопротивление арматуры
Относительная высота сжатой зоны
Первый пролет (нижняя арматура b=bf’=1307 мм с=30 мм)
Первый пролет (верхняя арматура b=bsb=200 мм с=60 мм)
Опорная арматура. Опора А (верхняя арматура b=bsb=200 мм с=60 мм)
Опорная арматура. Опора В (верхняя арматура b=bsb=200 мм с=60 мм)
Второй пролет (нижняя арматура b=bf’=1246 мм с=30 мм)
Второй пролет (верхняя арматура b=bsb=200 мм с=60 мм)
Опорная арматура. Опора С (верхняя арматура b=bsb=200 мм с=60 мм)
9 Определение длины анкеровки и нахлеста обрываемых стержней
Сечения в которых обрываемые стержни не требуются по расчету проще всего определить графически. Для этого необходимо на объемлющую эпюру моментов наложить эпюру арматуры. Точки в которых ординаты эпюр будут общими (точки пересечения) определят места теоретического обрыва стержней в пролете. Для обеспечения прочности наклонных сечений второстепенной балки по изгибающим моментам обрываемые в пролете стержни продольной арматуры необходимо завести за точку теоретического обрыва на расстояние не менее:
где – диаметр обрываемого стержня;
lbrqd – базовая длина анкеровки (4 п. 8.4.3).
– предельное напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном определяемое по формуле:
– коэффициент учитывающий влияние условий сцепления и положение стержней при бетонировании; =07;
– коэффициент учитывающий влияние диаметра стержня; = 1 при ≤32 мм.
– расчетное значение предела прочности бетона при растяжении.
Стыкуемые в пролетах стержни (стержни верхней продольной арматуры второстепенной балки) необходимо завести друг за друга на величину нахлеста равную длине анкеровки большего диаметра стыкуемых стержней.
При соединение арматуры смещение стыков не должно быть менее 15lbd.
Стыкуемые стержни должны касаться друг друга. Допускается их удаление друг от друга на расстояние не более 40 мм.
По результатам расчета балки необходимо рассчитать длину анкеровки обрываемых стержней и класса S500.
Базовая длина анкеровки для стержней :
Минимальная длина анкеровки для стержней :
Принимаем для обрываемых стержней расчетную длину анкеровки .
Расчет и конструирование колонны
1 Нагрузки действующие на колонну
Нагрузки на колонну складываются из постоянной (от собственной массы колонны конструкций покрытия и перекрытия) и переменной (снеговой и полезной) нагрузки.
Таблица 8 – Характеристические и расчетные значения нагрузок на колонну передаваемых от перекрытия
Характеристическое значение кПа
Расчетное значение кПа
-второстепенная балка
Функциональная нагрузка
Таблица 9 – Характеристические и расчетные значения нагрузок передаваемых на колонну от покрытия
Характеристические значения кПа
Расчетные значения кПа
-двухслойная кровля
-утеплитель – пенополистерол
Нагрузка на колонну собирается с грузовой площади .
Колонна первого этажа (на уровне обреза фундамента) рассчитывается на действие следующих усилий:
-от постоянных нагрузок
где n – количество этажей;
где b h – размеры поперечного сечения колонны м;
Hэт – высота этажа м;
– постоянная нагрузка на 1 м2 площади взятые с таблиц 8 и 9 с их расчетными значениями.
- от переменных нагрузок
где – переменная нагрузка называемая функциональной (полезной) нагрузкой кН;
– снеговая нагрузка (сопутствующая);
– переменная нагрузка на 1 м2 площади взятая с таблицы 8.
где – коэффициент формы снеговых нагрузок. Согласно [3 п. 5.3.2] при уклоне поверхности покрытия =08;
– коэффициент окружающей среды учитывающий условия эксплуатации. При обычных условиях эксплуатации по [3] =1;
– температурный коэффициент. Используется в расчетах для снижения снеговых нагрузок на покрытия с повышенной теплопередачей; =1;
– характеристическая (нормативная) снеговая нагрузка на грунт. Принимается в зависимости от района строительства.
Для города Шклова нормативное значение снеговой нагрузки определяется для района 1в:
So=135+038·(А-140)100=135+038·(158-140)100=1418 кПа
где А – высота местности над уровнем моря А=158 м для г. Шклова;
Согласно [2 п. 62] функциональная нагрузка может быть снижена с учетом площади поддерживаемой соответствующим конструктивным элементом с помощью понижающих коэффициентов .
Рекомендуемое значение понижающего коэффициента для категорий A-D определяют следующим образом:
где – коэффициент согласно [2 табл А.1.1 прил. А.1] =07;
А0 – площадь нагружения; А0=100 м2.
где – коэффициент согласно [2 табл А.1.1 прил. А.1]; =07;
n – количество этажей расположенных выше несущего конструктивного элемента с площадью той же категории использования. Для колонны первого этажа четырехэтажного здания n=3.
Тогда для дальнейшего расчета применяем:
В расчетах по методу предельных состояний одновременное появление переменных нагрузок маловероятно поэтому учитывают только наиболее не благоприятное для данной расчетной ситуации приложение нескольких переменных нагрузок или их частей.
Согласно [2] при проверке предельных состояний несущей способности следует принимать следующие сочетания нагрузок при постоянных и переходных ситуациях:
-первое основное сочетание:
-второе основное сочетание:
где – коэффициенты сочетаний для каждого вида нагрузки. Согласно [2 табл. А.1] =07 = 06;
– коэффициент уменьшения для неблагоприятнодействующей постоянной нагрузки; ;
Наиболее невыгодным при расчете по несущей способности является второе сочетание – выбираем максимальное.
Для расчета колонны также рассматривается практически постоянное сочетание нагрузок.
В соответствии с [2 табл. А.1] для снеговой нагрузки =0 для полезной нагрузки =06.
Продольная сила от постоянно повторяющегося сочетания нагрузки будет равна:
Наиболее неблагоприятным усилием при практически постоянном сочетании нагрузок в колонне первого этажа является
Для дальнейшего расчета принимаем
2 Определение внутренних усилий в колонне
Рисунок 8 – Расчетная схема колонны
Изгибающий момент в сечении верха колонны 1-ого этажа определяется по формуле:
Где М – разность изгибающих моментов в опорном сечении крайнего и среднего ригелей;
Н1 – длина колонны 1-ого этажей;
Н2 – полудлина колонны 2-го этажа.
Разность изгибающих моментов в опорном сечении крайнего и среднего ригелей М определяется по формуле:
где коэффициенты и определяются по таблице 10.
Таблица 10 – Коэффициенты
Коэффициент определяется формуле:
где Есс и Еcb – модуль упругости бетона и колонны соответственно.
Модуль инерции колонны:
Модуль упругости для бетона колонны:
Модуль упругости для бетона главной балки:
Момент инерции главной балки:
тогда из таблицы 10 коэффициенты ; .
Изгибающий момент в сечении низа колонны первого этажа определяется по формуле:
Эксцентриситет приложения продольной силы в уровне верха колонны первого этажа полученный из статического расчета составляет:
Определяем расчетную длину колонны первого этажа.
Для нижнего конца колонны принимаем k1 = 01.
К верхнему узлу колонны первого этажа примыкают два ригеля и колонна второго этажа:
Определяем расчетную длину колонны первого этажа:
Определяем гибкость колонны:
где принимаем А=07 В=11;
С определяется по формуле:
n – относительное продольное усилие определяется по формуле:
– условие выполнено. Учет влияния продольного изгиба не требуется.
Дополнительный эксцентриситет от геометрических несовершенств:
Эксцентриситет приложения продольной силы в уровне верха колонны первого этажа полученный из статического расчета составляет 59 мм.
Эксцентриситет продольного усилия учитывающий эффекты первого порядка равен:
Согласно ТКП EN 1992-1–2009* [3 п. 6.1(4)] для поперечных сечений находящихся под действием сжимающей силы необходимо применять минимальный эксцентриситет e0 = h30 но не менее 20 мм при этом h является высотой сечения.
Тогда принимаемый для расчета поперечных сечений эксцентриситет следует определять:
Значение изгибающего момента относительно центра тяжести растянутой арматуры:
Определяем значение относительного изгибающего момента воспринимаемого сжатой зоной сечения:
После определения значения относительного изгибающего момента воспринимаемого сжатой зоной сечения определяем область деформирования согласно [4 табл. 6.7-6.10] определяем параметры усилия в бетоне сжатой зоны.
Предположим что область деформирования – область №3. В этом случае рекомендуется значение требуемой площади сжатой арматуры определить предварительно в предположении что значение относительной высоты сжатой зоны
Минимальная площадь продольной арматуры установленная нормами равна
Окончательно принимаем 4 16 c .
Принимаем армирование сжатой и растянутой зон одинаковыми 2 16 ().
Далее проверяем выполнение условия:
Поскольку условие выполняется сопротивление сечения изгибающему моменту обеспечено.
3 Конструирование поперечной арматуры колонны
Колонна армируется вязаным пространственным каркасом. Диаметр продольных стержней принят равным 16 мм.
Рисунок 9 – Размещение арматуры в поперечном сечении колонны
Диаметр стержней поперечной арматуры в каркасах должен быть не менее 025 =02516=4 мм и не менее 6 мм. Принимаем 6 мм.
Определим шаг поперечных стержней:
где d=16 мм – диаметр продольной рабочей арматуры.
Шаг хомутов в вязаном каркасе принимается кратным 50 мм и не больше поперечного размера колонны h. Принимаем шаг 300 мм. В местах стыковки рабочей арматуры колонны шаг поперечной арматуры назначается не более 10 диаметров рабочей арматуры т. е. мм. Принимаем шаг 150 мм.
4 Определение длины анкеровки рабочих стержней
Расчетная длина анкеровки стержней колонны в фундаменте рассчитывается по формуле [4 п. 8.4.4]:
где – коэффициенты условий анкеровки [4 табл. 8.2].
Предельное напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном [4 п. 8.4.2]:
где – расчетное значение предела прочности бетона на растя-жение [5 таблица 6.1].
Требуемая базовая длина анкеровки определяется при [4 п. 8.4.3]:
где =16 мм – диаметр стержня рабочей арматуры колонны;
мм – расчетное значение предела текучести рабочей арматуры колонны.
Минимальная длина анкеровки принимаемая для сжатых стержней
Расчетная длина анкеровки рабочих стержней:
Принимаем расчетную длину анкеровки продольной арматуры колонны
Расчет центрально-нагруженного отдельного фундамента под монолитную колонну
Расчет фундамента состоит из двух частей: первая включает определение формы и размеров подошвы фундамента вторая – определение высоты фундамента размеров его ступеней сечения арматуры подошвы фундамента.
Для бетона класса С 1620 принимаем по таблице 6.1 из СНБ нормативные и подсчитанные характеристики:
- нормативное сопротивление бетона осевому сжатию МПа;
- коэффициент безопасности по бетону ;
- расчетное сопротивление бетона сжатию МПа.
1 Определение глубины заложения и высоты фундамента
Глубина заложения фундамента принимается с учетом:
- назначения и конструктивных особенностей проектируемого сооружения наличия подвала и подземных коммуникаций;
- величины и характера нагрузок действующих на основание;
- существующего и проектируемого рельефа застраиваемой территории;
- инженерно – геологических и гидрогеологических условий площадки строительства;
- глубины сезонного промерзания грунтов.
Минимальную глубину заложения фундамента во всех грунтах кроме скальных принимается не менее 05 м от поверхности планировки. Принимаем высоту фундамента исходя из условия что она будет больше сезонной глубины промерзания грунтов для г. Шклова:
где d1 – глубина заложения фундамента;
df – глубина сезонного промерзания;
kh – коэффициент учитывающий влияние теплового режима сооружения (ТКП 45-5.01-67-2007CНБ 2.04.02-2000)
Глубину заложения фундамента принимаем 13 м.
Отметка верха фундамента составляет -0050 тогда глубина заложения:
Рассчитываем отдельно стоящий фундамент стаканного типа под монолитную колонну. Для фундамента принят класс бетона С 1620 рабочие стержни приняты из арматуры класса S500.
В соответствии с расчетом полная расчетная продольная сила передаваемая колонной на фундамент на уровне пола первого этажа кН тогда нормативное значение этой нагрузки с учетом усредненного коэффициента надежности по нагрузке ;
2 Определение размеров подошвы фундамента
Размеры фундамента в плане определяем из расчета оснований по деформациям. При этом должно соблюдаться условие:
Предварительные размеры фундамента назначаем по конструктивным соображениям и исходя из табличных значений расчетного сопротивления грунтов основания . В качестве грунта основания имеем крупный песок со следующими характеристиками: кНм3 кПа кПа.
Определим площадь подошвы фундамента под колонну в плане:
Ширина квадратного в плане фундамента: м.
Принимаем м (кратно 300 мм).
Уточняем расчетное сопротивление грунта с учетом принятых размеров фундамента:
где и – коэффициенты условий работы учитывающие особенности работы разных грунтов в основании фундаментов ();
– коэффициент принимаемый равным 11 т. к. прочностные характеристики грунта ( и ) приняты по нормативным таблицам;
– коэффициент принимаемый равным 1 при м где - ширина подошвы фундамента;
и – усредненные расчетные значения удельного веса грунтов залегающих соответственно ниже и выше подошвы фундамента (считаем грунт однородным поэтому =);
– расчетное значение удельного сцепления грунта залегающего непосредственно под подошвой фундамента;
– глубина подвала – расстояние от уровня планировки до пола подвала ;
– безразмерные коэффициенты;
– глубина заложения фундаментов бесподвальных сооружений.
Подставляя необходимые данные в формулу (5.5) получаем значение :
Уточняем значения А при кПа:
Окончательно принимаем м (кратно 300 мм) т к прочность фундамента на продавливание не обеспечивается с меньшими размерами фундамента.
Проверяем выполнение условия .
Условие выполняется.
3 Расчет фундамента по прочности
Высота фундамента определяется из обеспечения прочности по наклонному сечению и его прочности на продавливание в предположении что продавливание происходит по боковой поверхности пирамиды боковые стороны которой начинаются у колонны и наклонены под углом 45º к вертикали. Нижнее основание пирамиды продавливания должно вписываться в подошву фундамента. Если этого не происходит – увеличиваем размеры подошвы фундамента сохраняя кратность 300.
Реактивное давление грунта на подошву фундамента:
Определим минимальное сопротивление плитной части фундамента продавливанию:
Рабочая высота плитной части фундамента неизвестна при вычислении ориентировочно принимаем k=16.
Найдем вспомогательный параметр s:
где – коэффициент учитывающий неравномерность напряжений по критическому периметру принимаем равным 1 при действии нагрузки со случайным эксцентриситетом.
Предварительно рабочая высота плитной части фундамента определяется из условия:
Таким образом минимальная высота плитной части фундамента равна:
где с – толщина защитного слоя бетона.
Окончательно принимаем высоту плитной части фундамента равную 09 м.
Принимаем трехступенчатый фундамент с высотой ступеней 03 и подколонником высотой 05 м.
Расчет прочности тела фундамента по нормальному сечению
Рисунок 10 – Схема к расчету центрально-нагруженного фундамента
Определяем сечение арматуры плитной части фундамента. Сечение рабочей арматуры подошвы фундамента определяем из расчета на изгиб консольного выступа плитной части фундамента от действия реактивного давления грунта под подошвой сечения по грани колонны и по граням ступеней фундамента.
Изгибающий момент в расчетных сечениях определяем от действия реактивного давления грунта по подошве фундамента без учета нагрузки от собственного веса фундамента и грунта на его уступах по формулам:
Подставляя необходимые данные в формулы для нахождения изгибающего момента получаем численные значения:
Требуемая площадь сечения арматуры в расчетных сечениях назначаем по максимальному значению:
По наибольшей требуемой площади сечения арматуры а в данном случае это принимаем 14 стержней 10 мм S500 площадью с шагом S=200 мм.
4 Расчет плитной части фундамента на продавливание
Расчет прочности фундамента на продавливание заключается в проверке достаточной толщины бетона фундаментной плиты для восприятия поперечной силы вызванной продавливающей нагрузкой вдоль расчетного критического периметра (периметр вдоль нижнего основания пирамиды продавливания).
Критический периметр для прямоугольных в плане площадей приложения местной нагрузки определяется как периметр отстоящий на расстоянии 15·d (d=820 мм) от внешней грани площади приложения нагрузки.
Погонную поперечную силу nЕd вызванную местным срезом определяют по формуле:
где b - коэффициент учитывающий влияние внецентренного приложения нагрузки ;
- результирующая поперечная сила действующая по длине критического периметра (u) за вычетом нагрузки от давления грунта по площади находящейся внутри критического периметра Н;
где Af - площадь подошвы фундамента
Au – площадь плитной части в пределах рассматриваемого критического периметра;
– длина критического периметра:
– допускаемая расчетная поперечная сила воспринимаемая расчетным (критическим) сечением плиты без поперечного армирования по расчетному периметру пирамиды продавливания;
где sср - напряжение в бетоне от осевого усилия МПа;
k - масштабный коэффициент
d – средняя рабочая высота сечения мм
dx dy – рабочая высота плиты в направлениях осей x и y соответственно определяемая в критическом сечении:
– расчетный коэффициент армирования
где - коэффициенты продольного армирования в направлении осей x и y соответственно.
Коэффициент продольного армирования:
- прочность фундамента на продавливание (местный срез) обеспечена.
5 Проверка нижней ступени на действие поперечной силы
Прочность ступени на действие перерезывающей силы находим по формуле
– длина проекции рассматриваемого наклонного сечения:
- высота ступени отвечает условию ее прочности поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении.
Расчет и конструирование ребристого междуэтажного перекрытия в сборном железобетоне
1 Выбор расположения плит и ригелей. Назначение основных габаритных размеров элементов перекрытия
Тип здания – промышленное; размер здания в осях А × Б = 24×624 м; количество этажей n1 = 4; высота этажа H1 = 42 м; тип панелей перекрытия – ребристые; нормативная временная нагрузка на перекрытие pн = 8 кНм2; район строительства - г. Шклов; класс бетона: плиты – С1620; ригеля – С1620; класс рабочей арматуры плиты S500 ригеля – S500.
Сборное перекрытие состоит из плит и поддерживающих их балок (ригелей) которые опираются на колонны и стены. Ригели могут располагаться вдоль или поперек здания. Размеры пролета ригелей промышленных зданий определяют общей компоновкой схемы перекрытия и могут составить 6 9 12 м. В курсовом проекте пролет ригеля допускается принимать как исключение отличным от типового и поскольку ригели проектируется из обычного железобетона рекомендуется пролет ригеля принимать не более 6 м. При проектировании курсового проекта в качестве сборных плит в промышленных зданиях применяются ребристые плиты.
Оси ригелей располагаем вдоль осей 2-12. Ригель принимаем таврового профиля с полкой в нижней зоне со скошенными боковыми гранями. Сечение колонн 350×350 мм.
Рисунок 11 – Расположение ригелей и колонн
Размеры плит: ширина – 1200 мм 1500 мм 1800 мм; высота – 220 мм; длина –5200 мм.
Высоту ригеля принимают равной:
Принимаем hp = 600 мм.
Ширина сечения ригеля: bp = (025 05)hp = (025 05)600=150 300 мм.
Принимаем bp = 300 мм. Ширину полок назначаем равной 155 мм.
Расчет и конструирование железобетонной ребристой плиты покрытия
1 Исходные данные для проектирования плиты
Требуется рассчитать ребристую плиту покрытия с номинальными размерами в плане 1552 м и высотой поперечного сечения 300 мм по двум группам предельных состояний. Класс по условиям эксплуатации конструкции XC1 (RH=50%).
Плита изготавливается из тяжелого бетона класса С1620.
Расчетные характеристики бетона [5 таб. 6.1]:
-fcd=fckαcсγс=16115=1067 МПа;
-fctd=fctkγс ; fctk=15; fctd=1315=0867 МПа;
-относительная деформация cu=35.
По [5 изм.4 таб. 6.5] для бетонов класса С1215-С5060:
-с=081 – коэффициент характеризующий работу бетона в сжатой зоне;
-k2=0416 – коэффициент определяющий положение равнодействующей напряжений в сжатой зоне бетона;
-с0= сk2=0810416=1947;
-Еcm=3809103 =342103 МПа (табл. 6.2 [5] – при марке бетонной смеси по удобоукладываемости ЖЗ).
В ребрах плиты устанавливаются сварные каркасы с продольными стержнями класса S500 и поперечными класса S240. Полка плиты армируется сварными рулонными сетками из арматурной проволоки класса S500.
Для арматуры класса S500 принимаем по таблице [5 изм.5 таб. 6.5]:
-fyd=435 МПа (6-22);
Для арматуры класса S240 принимаем по таблице [5 изм.4 таб. 6.5]:
Петли для подъема плиты приняты из стали класса S240 марки ВСт3пс2 и установлены в продольных рёбрах на расстоянии 07 м от торца плиты.
2 Определение нагрузок на плиту
За приведенную высоту плиты принимаем отношение объема бетона в ней к её площади:
hred=0742727=0102 м.
Таблица 11 – Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия
- жб ребристая плита
Нагрузка на 1 погонный метр плиты составит:
- постоянная расчётная
- переменная расчётная
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 как самостоятельные элементы.
Основные габариты плиты: высота сечения плиты h = 300 мм ширина поперечных ребер понизу 50 мм из условия обеспечения требуемой толщины защитного слоя бетона ширина ребер поверху 100 мм из условия наклона к вертикали ребра.
В местах сопряжения ребер с верхней полкой устраиваем закругления (для снижения сил сцепления при распалубке). Шаг поперечных ребер принимаем равным 980.
Рисунок 12 – Конструктивная схема плиты
3 Расчет полки плиты
Расстояние между осями поперечных ребер равно 980 мм.
Полка представляет собой многопролетную конструкцию с наибольшими размерами поля:
l2=1490-2100-215=1260 мм.
Так как отношение пролетов l2l1=1260880=143 2 то полку рассматриваем как плиту защемленную по контуру.
Рисунок 13 – Расчетная схема полки плиты
На этом основании рассматриваемую плиту целесообразно армировать сеткой с рабочей арматурой вдоль обоих пролетов.
Рассчитываем плиту методом предельного равновесия [6 парагр.4].
Плита рассматривается в состоянии предельного равновесия как система плоских звеньев соединенных между собой по линии излома пластическими шарнирами возникающими в пролетах снизу - по биссектрисам углов на опорах сверху - вдоль балок в середине пролета – вдоль длинной стороны плиты.
Таблица 12 – Расчетные нагрузки действующие на полку плиты
Воспользуемся готовой формулой выведенной из условия равенства работ внешней нагрузки и внутренних усилий на возможных перемещениях:
где – полная нагрузка на полку плиты
– моменты на 1 п.м. ширины плиты.
Значения этих моментов находим пользуясь рекомендуемыми соотношениями между расчетными моментами согласно [6 таб.3.7].
Подставляя необходимые данные в формулу (7.1) получим:
Из данного условия выражаем значение момента :
Подставляя численное значение момента в необходимые выражения находим численные значения моментов :
Подберем рабочую арматуру которая будет располагаться вдоль длинной стороны полки (вдоль поперечных рёбер плиты) для полосы шириной 1м.
Рабочая высота полки плиты:
Коэффициент αm определяем по формуле:
Полученное значение сравниваем со значением:
– расчетное сопротивление арматуры S500 .
Все необходимые численные значения подставляем в формулу (7.5) и получаем:
Находим коэффициент :
Подставляя данные в формулу получим численное значение коэффициента :
Требуемая площадь сечения растянутой арматуры:
Минимальная площадь рабочей арматуры назначаем с учетом коэффициента армирования [5 изм.3 таблица 11.1]:
Из условия что шаг арматуры должен быть не более 200 мм принимаем 54 S500 общей площадью .
Аналогично подберем рабочую арматуру которая будет располагаться вдоль короткой стороны полки (вдоль продольных рёбер плиты):
Принимаем 54 S500 общей площадью .
В обоих направлениях арматура является рабочей. Оба вида арматуры объединяем в арматурную сетку С-1 посредством контактной точечной электронной сварки. Принимаем сетку из проволоки класса S500 4 мм с шагом S=200 мм продольных стержней и с шагом S=200 мм поперечных стержней.
Для анкеровки сетки в опорных сечениях полки устанавливаем сетки С-2 из 5 S500 соединяемые с первой сеткой внахлестку.
4 Расчет поперечного ребра плиты
Поперечное ребро рассматривается как балка на двух свободных опорах с расчетным пролетом равным расстоянию между осями продольных ребер м (рис. 14).
Рисунок 14 – Расчетная схема и сечение поперечного ребра
Расчетная нагрузка на ребро состоит из нагрузки от полки плиты и веса поперечного ребра. Треугольную нагрузку заменяем равномерно распределенной эквивалентной.
Расчетная схема ребра при действии постоянной и переменной нагрузок приведена на рис. 14.
Постоянная расчетная нагрузка на ребро:
- от собственного веса ребра (без учета полки)
g1=0075(015-004)25135=0278 кНм;
- передаваемая полкой плиты
g2=2066098=2025 кНм;
- расчетная переменная нагрузка на ребро
Расчетный изгибающий момент в пролете:
Мsd=((g1+g2+gsd)leff2)8 (7.9)
МЕd=((0278+2025+1176)1262)8=2791 кНм.
Поперечная сила у опор:
VЕd=((g1+g2+q)leff)2 (7.10)
VЕd=((0278+2025+1176)126)2=886 кН.
Ребро армируется одним плоским каркасом. Рабочая арматура стержневая класса S500 (fyd=435 МПа). Расчетным сечением является тавровое сечение.
При скошенных боковых гранях расчётную ширину ребра упрощенно принимают средней:
Ширину полки тавра определяем по формуле:
где bсвеса – ширина свеса которая не должна превышать
·leff=16·126=021 м.
В принятом ранее сечении bсвеса = (098-0075)2 = 04525 м > 021 м поэтому в расчет принимаем bсвеса = 21 мм.
Расчетную рабочую высоту сечения d определяем с учетом толщины защитного слоя и половины диаметра рабочей арматуры (принимая во внимание указания п. 4.4.1 (4) ориентировочно примем с=30 мм):
Рисунок 15 – Расчетное сечение поперечного ребра
Проверяем условие определяющее положение нейтральной оси:
MRd= α·fcd·bf·hf·(d-05·hf) (7.14)
MRd =1·1067·103·0495·004·(0114-05·004)=19853 кНм.
Т.к. MЕd=2791 кНм MRd=19853 кНм то граница сжатой зоны проходит в полке и расчет проводится как для элементов прямоугольного сечения размерами мм.
Вычисляем значение коэффициента :
Находим значение граничной высоты сжатой зоны сечения :
следовательно растянутая арматура достигла предельных деформаций.
Принимаем 110 S500 с Ast=785 мм2.
Прочность железобетонных элементов на действие поперечных сил при отсутствии поперечной арматуры определяем в первую очередь проверкой условия (7.20).
где d – в мм; т.е. подставляем значение 2;
Зададимся углом наклона трещин к горизонтали и шагом поперечной арматуры S=75 мм.
Принимаем один стержень диаметром 6 мм класса S500 (Asw=283 мм2) c шагом S=75 мм.
Принимаем с учетом технологии точечной сварки поперечную арматуру из проволоки 6 S500 с шагом 75 мм. Данная поперечная арматура свяжет рабочий стержень 10 и устанавливаемый конструктивно в сжатую зону рассчитанного таврового сечения стержень 6 S500 в плоский каркас КР-2.
5 Расчет продольного ребра плиты
5.1 Определение нагрузок и расчетных усилий
Погонную нагрузку на плиту от веса кровли и снега собирают с грузовой площади шириной равной ширине плиты и суммируют с нагрузкой от веса конструкции.
Для расчета плиты по предельным состояниям несущей способности при постоянных и переменных расчетных ситуациях следует принимать наиболее неблагоприятное из следующих сочетаний нагрузок:
Для расчета плиты по предельным состояниям эксплуатационной пригодности (на трещиностойкость и по деформациям а также при подсчете потерь предварительного напряжения) необходимо определить величину сочетаний нагрузок: при частой комбинации и при практически постоянной комбинации. Значения коэффициентов сочетаний для временных нагрузок принимаются по табл. А1 приложения А(1).
Таким образом с учетом расчетов табл. 11:
- при частой комбинации
(gsk+1qsk)=30815+07815=1302 кНм.
- при практически постоянной комбинации
(gsk+2qsk)=30815+06815=1182 кНм;
2 – коэффициенты сочетаний для переменных нагрузок и воздействий принятые в соотв. c (1 табл. А1).
Рисунок 16 – К определению расчетного пролета плиты
Продольное ребро рассматривается как балка на двух свободных опорах с расчетным пролетом:
Определяем изгибающий момент:
Определяем поперечную силу:
- при частной комбинации
Расчётная схема и эпюра моментов и поперечных сил показаны на рисунке 17.
Рисунок 17 – Расчётная схема продольного ребра плиты
5.2 Определение площади сечения продольной арматуры
Определим площадь поперечного сечения арматуры Аst класса S500 расположенной в растянутой зоне методом предельных усилий (альтернативная модель).
Поперечное сечение плиты приводится к тавровой форме и в расчет вводится вся ширина полки.
Расчётную ширину продольного ребра принимаем:
Определяем ширину полки тавра по формуле (2.14).
В принятом сечении bсвеса=(146-018)2 = 064 м 16·leff=16·472=0787 м поэтому в расчет принимаем bсвеса = 064 м.
Расчетную рабочую высоту сечения d определяем с учетом толщины защитного слоя и половины диаметра рабочей арматуры (принимая во внимание указания табл. 11.4 [1 изм. 3] ориентировочно примем с=40 мм):
Рисунок 18 – Расчетное сечение продольного ребра
MRd= α·fcd·bf·hf·(d-05·hf) (7.33)
MRd =1·1067·103·146·004·(026-05·004)=149504 кНм.
Т.к. Msd=64893 кНм MRd=149504 кНм то граница сжатой зоны проходит в полке и расчет проводится как для элементов прямоугольного сечения размерами мм.
Вычисляем значение коэффициента по формуле (7.15):
Принимаем 414 S500 с Ast=616 мм2 по два стержня в каждом ребре.
5.3 Расчет продольного ребра по наклонному сечению
Прочность железобетонных элементов на действие поперечных сил при отсутствии поперечной арматуры определяем в первую очередь проверкой условия (7.20):
где d – в мм; т.е. принимаем k=1877;
Длина участка на котором необходимо устанавливать поперечную арматуру по расчету определяется по формуле (7.22):
Из формулы (7.25) следует:
Принимаем четыре стержня диаметром 6 мм класса S500 (Asw=113 мм2) c шагом S=150 мм.
При этом должны выполняться условия (7.26) и (7.27):
Принимаем плоский каркас КР-1 (поперечная арматура 6 S500 c шагом 150 мм в приопорной зоне что не превышает при h≤300 мм h2=3002=150 мм и не более 150 мм; в средней зоне S=200 мм что не превышает 34h=34300=225 мм). Данную поперечную арматуру объединяем в каркас КР-1 с помощью продольных стержней 214 S500 и 16 S500.
5.4 Определение геометрических характеристик приведённого сечения продольных ребер
Сечение ребристой панели приводим к эквивалентному (по площади и моменту инерции) тавровому сечению.
Рисунок 19 – Поперечное и приведенное сечения продольного ребра плиты
Площадь бетонного сечения плиты:
где Асi – площадь сечения i-го элемента
Ас= 2(734+2665+1415+122526)=1029 см2.
Статический момент бетонного сечения (относительно оси проходящей по нижней грани сечения):
где yсi – расстояние от оси проходящей по нижней грани сечения до центра тяжести сечения i-го элемента.
Sс=2(73428+2665262+14157+252622326)=221667 см3.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести бетонного сечения:
zс= SсАс=2216671029=2154 см.
Расстояние от верхней грани до центра тяжести бетонного сечения:
h-zс=30-2154=846 см.
Момент инерции бетонного сечения (относительно горизонтальной оси проходящей через центр тяжести бетонного сечения):
где Ixi – момент инерции сечения i-го элемента относительно горизонтальной оси проходящей через центр тяжести всего бетонного сечения
ai – расстояние от горизонтальной оси проходящей через центр тяжести всего бетонного сечения до горизонтальной оси проходящей через центр тяжести сечения i-го элемента.
Iс=2(734312+734(846-42)2+6526312+6526(2154-262) 2 + 1514312+
+1514(2154-142) 2+2526336+25262((2154-2623) 2)=81998106 см4.
Отношение модулей упругости для напрягаемой арматуры:
αE=ЕsЕс=20000034200=5848.
Приведенная площадь сечения:
Аred=Ас+αEАp=1029+5848616=1065023 см2.
Статический момент инерции приведенного сечения относительно нижней грани ребра:
Sred= Sс+αEAp=221667+58486164=2231076 см3.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
zс’= SredАred=22310761065023=2095 см.
Расстояние от верхней грани до центра тяжести приведенного сечения:
h-z’с=30-2095=905 см.
Расстояние от точки приложения силы обжатия до центра тяжести приведенного сечения:
zср=zс’-с=2095-4=1695 см.
Момент инерции приведенного сечения:
Ired=2(734312+734(905-42)2+6526312+6526(2095-262) 2 +15 14312+
+1514(2095-142) 2+2526336+25262(2095-2623) 2+5848308(2095-4)2)=
Момент сопротивления:
-относительно нижней грани
Wred=Iredzс’=927082812095=442551 см3.
-относительно верхней грани
Wred=Ired(h-zс’)= 92708281905=10242436 см3.
Упругопластический момент сопротивления:
Wpl=γWred=175442551=7744642 см3.
Wpl=γWred=17510242436=17924264 см3.
6 Расчет плиты по второй группе предельных состояний
6.1 Расчет по образованию трещин
Расчет трещиностойкости сечений нормальных к продольной оси для изгибаемых элементов следует производить из следующего условия:
где Мсr – изгибающий момент воспринимаемый сечением нормальным к продольной оси элемента при образовании трещин (усилие трещинообразования). Данный расчет производится на действие частой комбинации нагрузок.
Усилие трещинообразования допускается определять по упрощенной зависимости как для бетонного сечения по формуле:
где fctm – средняя прочность бетона на осевое растяжение (для бетона класса С1620 fctm=19 МПа)
Wc – момент сопротивления бетонного сечения.
Мсr=14715 кНм МЕd = 36258 кНм.
Условие не соблюдается следовательно расчет по раскрытию трещин проводим.
6.2 Расчет плиты по раскрытию трещин
Значение предельно допустимой ширины раскрытия трещин при практически постоянном сочетании нагрузок (при постоянной и длительной нагрузках):
Расчет по раскрытию трещин сводится к проверке условия
где wk – расчетная ширина раскрытия трещин от практически постоянного сочетания нагрузок.
Ширина раскрытия трещин может быть определена по упрощенной методике. Определяем процент армирования сечения:
Для сечения с трещиной при использовании сдвухлинейной диаграммы деформирования высота сжатой зоны х в общем случае может быть найдена из условия равенства статических моментов сжатой и растянутой зон сечения относительно нейтральной оси:
При отсутствии расчетной арматуры в сжатой зоне .
Подставляя значения получаем:
Напряжения в арматуре:
Расчетную ширину раскрытия трещин определяем по формуле:
где – максимальное расстояние между трещинами определяемое по формуле:
где для стержней периодического профиля;
Разность средних относительных деформаций определяют:
Следовательно ширина раскрытия трещин не превышает предельно допустимую величину.
6.3 Расчет плиты по деформациям
Расчет железобетонных конструкций по деформациям следует производить из условия:
где аk – прогиб железобетонной конструкции от действия внешней нагрузки мм;
аlim – предельно допустимый прогиб мм принимаемы по разделу 10 СНиП 2.01.07.
Для железобетонных элементов прямоугольного таврового и двутаврового сечений с арматурой сосредоточенной у верхней и нижней граней и усилиями действующими в плоскости симметрии сечения допускается определять прогиб при изгибе a(t0) по упрощенной формуле:
где ак – коэффициент зависящий от способа приложения нагрузки и схемы опирания элемента.
MEd – максимальное значение расчетного момента по предельным состояниям второй группы (при частом сочетании);
B(t0) – изгибная жесткость элемента определяемая при длительном действии нагрузки по формуле:
где Eceff – эффективный модуль упругости бетона;
III II – соответственно момент инерции сечения с трещиной и без трещины определяемый с учетом отношения ;
Значения эффективного модуля упругости бетона Eceff определяются:
– при действии длительной нагрузки:
где F(t0) – предельное значение коэффициента ползучести для бетона
Максимальный прогиб в середине пролета свободно опертой однопролетной плиты загруженной равномерно распределенной нагрузкой:
Вертикальные предельные прогибы плит перекрытия определяемые по табл.19 [2] составляют: при пролете l=3 м – ак=1150 при пролете l=6 м – ак=1200. Для пролета l=472 ак =11787.
Максимальный прогиб в середине пролета плиты не превышает допустимого проверка выполняется.
Расчет и конструирование сборного ригеля
1 Расчет нагрузок действующих ригель
Для определения нагрузки от массы ригеля необходимы его размеры которые были уже приняты ранее: hр=600 мм bр=300 мм.
Все нагрузки действующие на ригель приведены в таблице 13.
Таблица 13 – Подсчет нагрузок на ригель
- от веса пола и многопустотной плиты
- от собственного веса ригеля
Принимая кПа и кПа составляем следующие сочетания нагрузок по формулам (3.3) и (3.4):
Ригель рассчитывается как неразрезная многопролетная балка промежуточными опорами для которой служат колонны а крайними – стены. Принимаем пять расчетных пролетов.
Определим расчетные пролеты ригеля.
Расчетный пролет для крайних пролетов (рисунок 20):
а – «привязка» стены (расстояние от внутренней грани наружной стены до разбивочной оси) принимается равной 250 мм;
bc – ширина колонны.
Рисунок 20 – К определению расчетного пролета ригеля
Расчетная схема ригеля представлена на рисунке 21.
Рисунок 21 – Расчетная схема ригеля
2 Определение усилий возникающих в сечениях ригеля от действия внешней нагрузки
Значения изгибающих моментов в сечениях ригеля вычислим по формуле:
где – коэффициент зависящий от соотношения между временной и постоянной нагрузками.
где – постоянная и переменная расчетные нагрузки на ригель.
Результаты вычислений сведены в таблицу 14.
- на крайней свободной опоре (опоры А и E)
- на первой промежуточной опоре слева (В (слева) и опоре D (справа))
Таблица 14 – Значения изгибающих моментов в сечениях ригеля
281× (565)2= 2786234
3 Расчет нормальных сечений и подбор арматуры в расчетных сечениях ригеля
Предварительно назначаем диаметр рабочей арматуры 20 мм. Рабочая высота сечения . Ширина ригеля . Рабочая арматура класса S500. Бетон класса С 1620.
Для расчета продольной арматуры ригеля необходимо использовать данные из (6 таблица 6.5) для бетона С 1620 ; ;.
Подбираем площадь рабочей арматуры.
Зная значение коэффициента найдем численное значение коэффициента :
Поскольку выполняется условие то необходимую площадь сечения растянутой арматуры Ast определяем по формуле:
Определим значение коэффициента :
Рассчитаем площадь арматуры в средних пролетах и на средней опоре С при :
Принимаем 2 20 c и 1 16 c .
Рассчитаем площадь арматуры на первой опоре В при :
Результаты расчетов и подбор арматуры в расчетных сечениях сводим в таблицу 15.
Таблица 15 – Определение площади сечения рабочей арматуры ригеля
4 Расчёт прочности сечений наклонных к продольной оси ригеля
где d – в мм; т.е. подставляем значение 1598;
Принимаем три стержня диаметром 10 мм класса S500 (Asw=236 мм2) c шагом S=150 мм.
На 14 длины ригеля с обоих его краёв принимаем шаг поперечной арматуры 150 мм в середине пролёта принимаем шаг 300 т.к. уменьшается значение поперечной силы.
5 Построение эпюры материалов
=(Astfyd)(cαfcdbd). (8.16)
Таблица 16 – Вычисление ординат эпюры материалов для продольной арматуры
Уточненная высота сечения
Фактическая площадь сечения стержней
Расчетное сопротивление арматуры
Относительная высота сжатой зоны
Первый пролет (нижняя арматура b=300 мм с=40 мм)
Первый второй пролеты (верхняя арматура b=300 мм с=40 мм)
Опорная арматура. Опора В (верхняя арматура b=300 мм с=40 мм)
Второй пролет (нижняя арматура b=300 мм с=40 мм)
Опорная арматура. Опора С (верхняя арматура b=300 мм с=40 мм)
6 Определение длины анкеровки и нахлеста обрываемых стержней
По результатам расчета ригеля необходимо рассчитать длину анкеровки обрываемых стержней и класса S500.
7 Расчет стыка ригеля с колонной
Опорный стык ригелей на железобетонных консолях выполняется с обетонированием. В обетонированном стыке неразрезность достигают соединением опорной рабочей арматуры стыковыми стержнями и тщательным заполнением полости между торцом ригеля и колонной бетоном.
Определяем площадь поперечного сечения надопорных стыковых стержней:
d=h-a’=600-40=560 мм - расстояние от нижней грани ригеля до центра тяжести стыковых стержней.
Определяем коэффициент:
Зная значение коэффициента найдем численное значение-относительная высота сжатой зоны:
Сравниваем значения и :
- условие выполняется
Определим значение -относительное плечо пары сил:
Зная значение необходимого для расчета коэффициентаплощадь рабочей арматуры:
Принимаем стыковые стержни на крайней опоре в количестве: 320 S500 Аs=942 мм2 которые пропускаем через заделанные в колонны трубки диаметром 40 мм.
Надопорная арматура соединяется со стыковыми стержнями при помощи закладных деталей и сварки.
Длину сварных швов прикрепления стыковых стержней к закладным деталям определяют по формуле:
где - продольное усилие в стыковых швах;
hw- высота шва принимаем не менее 025 диаметра стыкового стержня и не менее 4 мм;
Rwf=180 МПа- расчётное сопротивление металла швов.
При двухсторонних сварных швах длина каждого шва равна:
где n- количество стыковых стержней;
d - диаметр стыкового шва.
Длина стыкового стержня равна:
Соединение верхней рабочей арматуры ригелей может быть осуществлено и при помощи арматурных вставок и ванной сварки. В этом случае устраивают выпуски арматуры из колонн которые на монтаже соединяются с опорной арматурой ригелей посредством ванной сварки. Выпуски принимают такого же диаметра и в таком же количестве что и стержни опорной арматуры ригеля.
Принимаем hw=8 мм > 025×25=625 мм;
На один стержень при двусторонней приварке двух стержней приходится:
Длина стыковых стержней:
Принимаем lb=860 мм.
Рисунок 22 – Стык ригеля с колонной
Техническими правилами по экономному расходованию основных строительных материалов рекомендуется выполнять колонны без стыков на несколько этажей.
Из условия производства работ стыки колонн назначают на расстоянии 1÷12 м выше перекрытия. При выбранных конструкциях и условиях работы колонны наиболее целесообразным является стык с ванной сваркой продольных стержней.
Для осуществления этого стыка в торцах стыкуемых звеньев колонн в местах расположения продольных стержней устраивают подрезки. При четырех стержнях подрезки располагают по углам как показано на рис. 18. Продольные стержни выступают в виде выпусков свариваемых в медных съемных формах. После сварки стык замоноличивают бетоном того же класса или ниже на одну ступень класса бетона колонны.
Приняты бетон класса C2025 и выпуски арматуры длинной 30 см и диаметром 16 мм из стали S500.
Стык такого типа должен рассчитываться для стадий: до замоноличивания как шарнирный на монтажные (постоянные) нагрузки и после замоноличивания как жесткий с косвенным армированием на эксплутационные (полные) нагрузки.
Рассмотрим устройство стыка где действует продольная сила .
При расчете стыка до замоноличивания усилие от нагрузки воспринимается бетоном выступа колонны усиленным сетчатым армированием () и арматурными выпусками сваренными ванной сваркой (). Поэтому условие прочности стыка имеет вид:
где – коэффициент учитывающий неравномерность распределения напряжений под центрирующей прокладкой =075;
– площадь смятия принимаемая равной площади центрирующей про-кладки или если она приваривается при монтаже к распределительному листу и толщина листа не менее 13 расстояния от края листа до центрирующей прокладки площади листа;
j1 – коэффициент продольного изгиба выпусков арматуры;
– площадь сечения всех выпусков арматуры;
– приведенная призменная прочность бетона
Размеры сечения подрезки из условия размещения медных форм принимаем см а расстояние от грани сечения до оси сеток косвенного армирования в пределах подрезки ; за пределами подрезки .
Тогда площадь части сечения ограниченная осями крайних стержней сетки косвенного армирования:
Центрирующую прокладку и распределительные листы в торцах колонн назначаем толщиной 2 см а размеры в плане: центрирующей прокладки – см что не превышает 13 ширины колонны т.е. см распределительных листов см.
За площадь сечения Aco принимаем площадь распределительного листа поскольку его толщина 20 мм превышает 13 расстояния от края листа до центрирующей прокладки () т.е. .
Коэффициент учитывающий повышение прочности бетона при смятии:
– коэффициент принимается по табл. 7.6 [1]; для элементов с косвенным армированием .
Сварные сетки конструируем из проволоки 5 S500 с и Размеры ячеек сетки должны быть не менее 45 мм не более 14bк и не более 100 мм. Шаг сеток следует принимать не менее 60 мм не более 150 мм и не более 13 стороны сечения. Принимаем шаг сеток 60 мм. Число длинных стержней – 4 коротких – 4. Расчётная длина длинных стержней - 31 см коротких – 13 см.
Коэффициент косвенного армирования:
Коэффициент эффективности косвенного армирования:
Здесь =11 т. к. расчёт ведётся в стадии монтажа (переходная расчётная ситуация).
Определяем значение :
Так как то в дальнейших расчетах принимается .
Для вычисления усилия определяем радиус инерции арматурного стержня диаметром 40 мм: .
Расчётная длина выпусков арматуры равна длине выпусков арматуры т.е. . Гибкость выпусков арматуры равна
Коэффициент продольного изгиба арматуры .
Усилие воспринимаемое выпусками арматуры:
Предельная продольная сила воспринимаемая незамоноличенным стыком:
Таким образом прочность колонны в стыке до замоноличивания намного больше усилий от длительно действующих нагрузок. Проверку прочности стыка в стадии эксплуатации можно не производить т.к. добавится еще прочность замоноличенного бетона и таким образом прочность стыка колонны будет такой же как и в сечении ствола колонны.
Конструкция стыка колонны приведена на рисунке 21.
Рисунок 19 – К расчету стыка колонн между собой
Список используемой литературы
СН 2.01.01 – 2019. Основы проектирования строительных конструкций. – Минск: Минстройархитектуры 2019. – 89 с.
СН 2.01.02 – 2019. Воздействия на конструкции. Общие воздействия. Объемный вес собственный вес функциональные нагрузки для зданий. – Минск: Минстройархитектуры 2020. – 39 с.
СН 2.01.04-2019. Воздействия на конструкции. Снеговые нагрузки. – Минск: Минстройархитектуры 2020. – 42 с.
ТКП EN 1992-1-1-2009. Проектирование железобетонных конструкций. Часть 1-1. Общие правила и правила для зданий. – Минск: Стройтехнорм 2015. –205 с.
СП 5.03.01 – 2020. Бетонные и железобетонные конструкции. – Минск: Минстройархитектуры 2020. – 245 с.
Железобетонные конструкции. Основы теории расчета и конструирования : учеб. пособие под ред. Т. М. Пецольда В. В. Тура. – Брест: БГТУ 2003. – 380 с.
Проектирование железобетонных конструкций: справ. пособие под ред. А.Б. Голышева. – 2 изд. перераб. и доп. – Киев: Будивельник 1990. – 544 с.
Проектирование монолитных железобетонных конструкций многоэтажного здания: учебно-иетодическое пособие под ред. Т. М. Пецольда Н. А. Рака И. В. Даниленко В. И. Смеха. – Минск: БНТУ 2017. – 150 с.

Содержание_белоус.doc

Компоновка конструктивной схемы и технико-экономические показатели вариантов ребристого монолитного перекрытия .
1 Определение предварительных размеров поперечных сечений элементов для выбранного оптимального варианта перекрытия . .
Расчёт и конструирование монолитной железобетонной балочной плиты .
1 Определение расчетных пролетов .
2 Подсчет нагрузок на плиту .. .. .
3 Определение внутренних усилий в плите
4 Расчет прочности нормальных сечений .
5 Армирование монолитной плиты рулонными сварными сетками ..
6 Расчет прочности плиты по наклонным сечениям. .
Расчет второстепенной балки .
1 Исходные данные .. .
2 Определение расчетных пролетов . .. ..
3 Подсчет нагрузок на второстепенную балку .. ..
4 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил ..
5 Расчет нормальных сечений и подбор арматуры в расчетных сечениях балки
6 Расчет прочности сечений наклонных к продольной оси второстепенной балки .. ..
7 Построение эпюры материалов .. .
8 Определение длины анкеровки и нахлеста обрываемых стержней .. .
Расчет и конструирование колонны .. . ..
1 Нагрузки действующие на колонну .. .. .
2 Определение площади продольной арматуры ..
Расчет центрально-нагруженного отдельного фундамента под монолитную колонну .. .
1 Определение глубины заложения и высоты фундамента ..
2 Определение размеров подошвы фундамента .. ..
3 Расчет фундамента по прочности .. ..
Расчет и конструирование ребристого междуэтажного перекрытия в сборном железобетоне ..
1 Выбор расположения плит и ригелей. Назначение основных габаритных размеров элементов перекрытия . .
Расчет и конструирование железобетонной ребристой плиты покрытия .
1 Исходные данные для проектирования плиты
2 Определение нагрузок на плиту
3 Расчет полки плиты
4 Расчет поперечного ребра плиты ..
5 Расчет продольного ребра .
5.1 Определение нагрузок и расчетных усилий ..
5.2 Определение площади сечения продольной арматуры
5.3 Расчет продольного ребра по наклонному сечению .
5.4 Определение геометрических характеристик приведённого сечения продольных ребер .
6 Расчет плиты по второй группе предельных состояний ..
6.1 Расчет по образованию трещин .
6.2 Расчет плиты по раскрытию трещин . . .
6.3 Расчет плиты по деформациям .
Расчёт и конструирование сборного ригеля ..
1 Расчет нагрузок действующих на ригель
2 Определение усилий возникающих в сечениях ригеля от действия внешней нагрузки
3 Расчет нормальных сечений и подбор арматуры в расчетных сечениях ригеля
4 Расчёт прочности сечений наклонных к продольной оси ригеля
5 Построение эпюры материалов .. ..
6 Определение длины анкеровки и нахлеста обрываемых стержней .. ..
7 Расчет стыка ригеля с колонной . .
Расчёт стыка колонн .. ..

белоус.dwg

Условные обозначения
Инженерно-геологический разрез
Отметка устья скважин
Растояние между скважинами
Инженерно-геологический разрез (М 1:200 по горизонтали М 1:100 по вертикали)
Глина тугопластичная
Номер выработки точки
Суглинок тугопластичный
Схема к расчету осадок ленточного фундамента
План площадки (М1:1000)
Уровень грунтовых вод
Эпюра поперечных сил
Расчетная схема плиты
Расчетная схема ригеля
Пустотная плита перекрытия П2
Схема междуэтажного монолитного перекрытия
Расчетная схема второстепенной балки
Железобетонная подушка
Белорусско-Российский
Монолитное перекрытие
многоэтажного промышленного
Схема монолитного перекрытия (М1:200); расчетные схемы плиты
второстепенной балки
колонны; схема армирования монолитной плиты; эпюра материалов
поперечных сил(М1:50); схема армирования фундамента и колонны (М1:25).
Схема армирования фундамента и колонны
Спецификация монолитного перекрытия на 1 элемент
Второстепенная балка
Каракас пространственный
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=4270
ø16 S500 СТБ 1704-2012 l=4010
ø16 S500 СТБ 1704-20012 l=5720
ø16 S500 СТБ 1704-20012 l=2480
ø16 S500 СТБ 1704-2012 l=3650
ø14 S500 СТБ 1704-2012 l=5910
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=2100
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=2580
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=920
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=6500
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1550
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=950
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=6450
Каркас пространственный
ø5 S240 СТБ 1704-2012 l=260
ø5 S240 СТБ 1704-2012 l=340
ø20 S500 СТБ 1704-2012 l=1880
ø20 S500 СТБ 1704-2012 l=5500
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=2900
Спецификация сборного перекрытия на 1 эл.
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1130
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1110
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1370
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=180
ø20 S500 СТБ 1704-2012 l=2970
ø25 S500 СТБ 1704-2012 l=5260
ø20 S500 СТБ 1704-2012 l=2500
ø20 S500 СТБ1704-2012 l=3880
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=1880
ø16 S500 СТБ 1704-2012 l=5400
ø12 S240 СТБ 1704-2012 l=1070
Схема сборного перекрытия (М1:200); расчетные схемы плиты
ригеля; схемы армирования пустотной плиты перекрытия и ригеля; эпюра материалов
поперечных сил(М1:20); спецификация сборного перекрытия на 1 элемент.
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=4550
ø16 S500 СТБ1704-2012 l=2280
ø20 S500 СТБ 1704-2012 l=5000
Расчетная схема плиты перекрытия
Схема армирования плиты
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=400
Расчетная схема колонны
Схема междуэтажного сборного перекрытия
закладные детали ригеля и колонны
ø10 S500 СТБ 1704-2012 l=520
Второстепенные балки
второстепенной балки; схема армирования монолитной плиты; эпюра материалов
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=7750
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=4330
ø14 S500 СТБ 1704-20012 l=6800
ø12 S500 СТБ 1704-20012 l=2250
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=6640
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=6980
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=2010
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=1730
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=6280
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1350
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=6250
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=850
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=350
ø4 S240 СТБ 1704-2012 l=260
ø4 S240 СТБ 1704-2012 l=340
ø14 S500 СТБ 1704-2012 l=1640
ø16 S500 СТБ 1704-2012 l=4820
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=2925
ø10 S500 СТБ 1704-2012 l=1030
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1440
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1430
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1210
ø20 S500 СТБ 1704-2012 l=4100
ø16 S500 СТБ 1704-2012 l=2200
ø20 S500 СТБ 1704-2012 l=5740
ø20 S500 СТБ1704-2012 l=2350
ø20 S500 СТБ 1704-2012 l=4280
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=4930
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1190
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=4640
ø12 S500 СТБ1704-2012 l=2140
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=2000
Пустотная плита перекрытия П6
ø16 S500 СТБ 1704-2012 l=3230
ø16 S500 СТБ 1704-2012 l=5600
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1560
Расчетная полоса плиты
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=4400
ø14 S500 СТБ 1704-2012 l=3580
ø14 S500 СТБ 1704-20012 l=5270
ø14 S500 СТБ 1704-20012 l=2280
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=1630
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=6750
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=3550
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=5480
ø14 S500 СТБ 1704-2012 l=2150
ø10 S500 СТБ 1704-2012 l=2640
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1740
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=5200
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1080
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1840
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1100
ø16 S500 СТБ 1704-2012 l=5410
ø16 S500 СТБ 1704-2012 l=2410
ø6 S240 СТБ 1704-2012 l=250
Плита перекрытия ПТР63.15.40
ø12 S240 СТБ 1704-2012 l=1620
Расчетная схема поперечного ребра
Расчетная схема продольного ребра
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=1460
ø10 S500 СТБ 1704-2012 l=1460
ø4 S500 СТБ 1704-2012 l=1450
ø4 S500 СТБ 1704-2012 l=4840
ø5 S500 СТБ1704-2012 l=460
ø5 S500 СТБ 1704-2012 l=1300
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=110
ø12 S240 СТБ1704-2012 l=1070
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=260
ø14 S500 СТБ 1704-2012 l=4640
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=4640
ø5 S500 СТБ 1704-2012 l=4820
ø5 S500 СТБ 1704-2012 l=360
ø6 S500 СТБ 1704-2012 l=160
Расчетная схема полки плиты
ригеля; схемы армирования ребристой плиты перекрытия и ригеля; эпюра материалов
Петля монтажная ригеля
ø25 S500 СТБ 1704-2012 l=5700
ø20 S500 СТБ 1704-2012 l=4210
ø20 S500 СТБ 1704-2012 l=2410
ø12 S500 СТБ1704-2012 l=2260
ø16 S500 СТБ 1704-2012 l=2320
ø12 S500 СТБ 1704-2012 l=4630
ø20 S500 СТБ1704-2012 l=5650
ø20 S500 СТБ 1704-2012 l=4450
ø20 S500 СТБ 1704-2012 l=2090
ø10 S500 СТБ 1704-2012 l=1480
ø25 S500 СТБ 1704-2012 l=3220