Многоэтажное каркасное здание - Курсовой ЖБК

ЖБК курсовой.docx

МИНИСТЕРСТВО НАУКИ И ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение
«Забайкальский государственный университет»
Факультет Строительства и Экологии
Кафедра строительства
КУРСОВАЯ РАБОТА (ПРОЕКТ)
по железобетонные и каменные конструкции
(наименование дисциплины)
на тему проектирование конструкций многоэтажного каркасного здания
(должность ученая степень звание
на курсовую работу (проект)
По дисциплине железобетонные и каменные работы
(фамилия имя отчество)
специальности (направления подготовки) строительство высотных и большепролётных зданий
Тема курсовой работы (проекта) проектирование конструкций многоэтажного каркасного здания
Срок подачи студентом законченной работы 01.12.2020 г.
Исходные данные к работе (проекту)
Сетка колонн: 64 х 68 м; размеры здания: 256 х 68 м; ширина сборной плиты: 16 м; плита многопустотная; высота этажа: 3 м; временная нагрузка на перекрытие: 2 кНм2; количество этажей 7; район строительства: Иркутск.
Перечень подлежащих разработке в курсовой работе (проекте) вопросов:
Проект выполняется в двух вариантах – сборном и монолитном.
В сборном варианте выполняется компоновка конструктивной схемы перекрытия расчет и конструирование предварительно напряженной плиты многопролетного ригеля внецентреннно сжатой колонны фундамента.
Монолитный вариант проектируется с наружными кирпичными стенами выполняется компоновка конструктивной схемы ребристого перекрытия расчет и конструирование плиты второстепенной балки простенка первого этажа.
Перечень графического материала (если имеется):
Три листа формата А2 на лист выносится спецификация и ведомость расхода стали на предварительно напряженную плиту чертежи сборного и монолитного вариантов.
Дата выдачи задания 05. 02. 2020 г.
(подпись расшифровка подписи)
Задание принял к исполнению
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовой работе (проекту)
(наименование направления подготовки)
(группа фамилия имя отчество)
(должность ученая степень звание фамилия имя отчество)
Расчет и конструирования предварительно напряженной многопустотной плиты перекрытия6
1 Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия6
2 Определение усилий действующих в плите6
3 Усилия от расчетных и нормативных нагрузок7
4 Установление размеров сечения плиты8
5 Геометрические характеристики приведенного сечения9
6 Расчет прочности плиты по сечению наклонному к продольной оси10
7 Геометрические характеристики приведенного сечения13
8 Расчет по образованию трещин в стадии эксплуатации13
9 Расчет по образованию трещин в стадии изготовления14
Расчет и конструирования монолитного ребристого перекрытия15
1 Данные для проектирования15
2 Компоновка конструктивной схемы монолитного ребристого перекрытия15
3 Расчет и конструирование многопролетной плиты17
3.1 Расчетный пролет и нагрузки17
3.3 Характеристика прочности бетона и арматуры19
3.4 Подбор сечения продольной арматуры19
4. Расчет и конструирование второстепенной балки21
4.1. Определение усилий во второстепенной балке21
4.2. Характеристики прочности бетона и арматуры23
4.3. Расчет второстепенной балки по нормальным сечениям23
Расчет и конструирование сборного ригеля26
1 Данные для проектирования26
2 Расчет и конструирование сборного ригеля26
2.1. Определение усилий в ригеле поперечной рамы26
2.2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля27
2.3 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле30
2.4 Опорные моменты ригеля по грани колонны30
2.5 Поперечные силы ригеля32
2.6 Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси32
2.7 Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси34
2.8 Конструирование арматуры ригеля35
Расчет и конструирование колонны39
1 Определение усилий в средней колонне39
1.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок39
1.2 Определение продольных сил от расчётных нагрузок40
2.1 Подбор сечений симметричной арматуры42
3 Конструирование консоли колонны43
4 Расчёт стыка ригеля с колонной45
5 Расчет стыка колонны с колонной46
Приложение А. Подбор напрягаемой растянутой арматуры изгибаемых элементов таврового или двутаврового сечения52
Приложение Б. Определение усилий от предварительного обжатия элемента таврового (двутаврового) сечения57
Приложение В. Расчет ширины раскрытия трещин нормальных к продольной оси65
Приложение Г. Расчёт прогиба с трещинами в растянутой зоне66
СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ67
Расчет и конструирования предварительно напряженной многопустотной плиты перекрытия
1 Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия
Ригели поперечных рам четырехпролётные. Номинальная ширина плит перекрытия в том числе и связевых – одинакова 16 м. Связевые плиты размещаются по рядам колонн. Дробные пристенные плиты опираются на ригели и опорные стальные сойки предусмотренные на крайних колоннах. Связи устанавливается в среднем пролете каждого ряда колонн. В поперечном направлении жесткость здания обеспечивается по рамно-связевой системе.
Рисунок 1 – Система расположения элементов перекрытия
2 Определение усилий действующих в плите
Задаемся размерами сечения ригеля: h=(112)l1 =(112)·64=0533м. Принимаем высоту равную 055 м. Ширина ригеля b =03·055=0165 м. Принимаем b = 02 м.
При опирании плиты на ригель поверху ее расчетный пролет определяют по формуле: lо=l-b2= 68-022= 67 м. Расчет нагрузок на 1м2 перекрытия приведен в табл. 1.1.
Таблица 1 - Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 перекрытия
Нормативная нагрузка Нм2
Коэффициент надежности по нагрузке
Собственный вес многопустотной
плиты с круглыми пустотными
то же слоя цементного раствора
= 20 мм (ρ=2000 кгм3)
то же керамических плиток
= 10 мм (ρ=1800 кгм3)
Итого постоянная нагрузка
длительная от перегородок
постоянная и длительная
Расчетная нагрузка на 1 м длины плиты при ширине плиты 16 м с учетом коэффициента ответственности здания :
постоянная нагрузка g=4054161=6486 кНм;
полная нагрузка g+v=9564161=15302 кНм;
временная нагрузка v= (g+v) – g = 8816 кНм.
Нормативная нагрузка на 1 м:
постоянная g= 3580161= 5728 кНм;
полная g+v= 8280161= 13248 кНм;
в том числе постоянная и длительная g = 628161= 10048 кНм.
3 Усилия от расчетных и нормативных нагрузок
От расчетной нагрузки:
M = (g+v) 8 = 153026728= 85863 кНм;
Q = (g+v) l02 = 15302672= 51262 кН.
Рисунок 2 - Эпюры Q и M от расчетной нагрузки
От нормативной полной нагрузки:
M = 132486728 = 74338 кНм;
Q = 13248672 = 44381 кН.
Рисунок 3. - Эпюры Q и M от нормативной нагрузки
От нормативной постоянной и длительной нагрузок:
M = 100486728 = 56382 кНм;
Q = 10048672 = 33661 кН.
Рисунок 4 - Эпюры Q и M от длительной нормативной нагрузки
4 Установление размеров сечения плиты
Рисунок 5 - Поперечное сечение многопустотной плиты
Высоту сечения многопустотной предварительно напряженной плиты принимаем равной 22 см; рабочая высота сечения h0 = h – a = 22-3 = 19 см
а – расстояние от нижней грани до центра тяжести нижней арматуры.
Ширина нижней полки bf = 1600 – 10 = 1590 мм.
Ширина верхней полки b’f = bf – 30 = 1590 – 30 = 1560 мм.
Количество пустот n= b’f (d+26)=1560(159+26)8.
Расстояние от грани до первой пустоты принимается:
b1 = 05[ b’f -159n-26(n-1)] = 05[1560-1598-26(8-1)] = 53мм ≥ 26мм.
В расчетах по предельным состояниям первой группы расчетная толщина сжатой полки таврового сечения h’f=(22-159)05=305 см.
Расчетная ширина ребра b = 159-8159=318 см.
Рисунок 6 - Расчетное сечение плиты по первой группе предельных состояний
5 Геометрические характеристики приведенного сечения
Круглое очертание пустот заменим эквивалентным квадратным со стороной: h = 09d = 09 159 = 1431мм.
Толщина полок эквивалентного сечения:
h’f = hf = (220-1431)05 = 384мм.
Ширина ребра bp= b’f – n 1431 = 1560-81431 = 4152 мм.
Рисунок 7 - Расчетное сечение плиты по второй группе предельных состояний
Ширина пустот 1560 – 4152 = 11448 мм.
Площадь приведенного сечения:
Аred = 1560·220 – 11448·1431 = 179 37912 мм2 (пренебрегаем ввиду малости величиной αAs).
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
уо =05·h = 05·220 = 110 мм.
Момент инерции сечения (симметричного):
Ired = 1560·220312 – 11448·1431312 = 1104684 992459 мм4.
Момент сопротивления сечения по нижней зоне:
Wred = Ired уо =1 104 684 992459 110 = 10 042 590841 мм3
То же по верхней зоне: Wred = 10 042 590841 мм3.
Расстояние от ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней) до центра тяжести сечения:
r= 085 (10 042 590841179 37912) = 4759 мм
здесь φn = 16 - bpRbser = 16 – 075= 085.
Расстояние от ядровой точки наименее удаленной от растянутой зоны (нижней) rinf = 4759 мм.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне:
Wpl = γ·Wred = 125·10042590841=1255323855 мм3 здесь γ = 125 – для двутаврового сечения при 2 bfb = bfb = 15604152 = 3776.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия Wpl = 1255323855 мм3.
6 Расчет прочности плиты по сечению наклонному к продольной оси
Рассчитываем тавровое сечение (рис. 6) Qmax = 51262 кН.
На приопорных участках длиной 025 по табл. 1.6 - Rsw = 300 МПа) с шагом sw = 100 мм.
Проверяем прочность бетонной полосы из условия:
Rbbh0 = 0322190318 = 398772 Н = 398772 кН > Qma
Прочность бетонной полосы обеспечена.
Выполняем проверку прочности наклонного сечения по поперечной силе.
Находим qsw - усилие в поперечной арматуре на единицу длины элемента: qs= Нмм.
Хомуты учитываются в расчете если соблюдается условие:
Определяем коэффициент φn учитывающий влияние сжимающих и растягивающих напряжений при расчете по наклонным сечениям. Для этого принимая площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки:
A1 = bh=318220 = 69960 мм2.
5φn Rbtb = 0251314318 = 14469 Нмм.
Проверяем условие 150 Нмм >14469 Нмм условие выполняется значит хомуты учитываем в расчете.
Определяем длину проекции с не выгоднейшего наклонного сечения:
q1=q-05qv= 15302 -058816 = 10894 кНм(Нмм);
Mb=15Rbthh02=15142201902=1668106 Нмм;
Минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении Qbmin = 2qswho=2·150·190=57000 Н.
при этом c0=2h0= 2190 =380мм.
Принимаем но 3h0=3190=570 мм с принимаем c=3h0=570 мм что соответствует Qb = Qbmin = 57 кН.
Определяем Q в конце наклонного сечения т. е.
Qb+075qswc0 = 57+075150038 = 9975кН > Q = 45046 кН т. е. прочность любого наклонного сечения обеспечена.
и кроме того Sw h2=2202=110 мм т. е. требования выполнены.
Схема армирования многопустотной плиты арматурные изделия приведены в рисунках 8 – 11
Рисунок 8 – Схема армирования многопустотной плиты
Рисунок 9 – Каркас КР-1
Рисунок 10 – Сетка С1
Рисунок 11 – Сетка С2
7 Геометрические характеристики приведенного сечения
Круглое очертание пустот заменяют эквивалентным квадратным со стороной h = 09d1 = 09·160=144 мм. Толщина полок (при этом) h’f = hf = (220-144)05 = 38 мм. Ширина ребра 1560-8144= 408 мм. Ширина пустот 1560 – 408 = 1152 мм. Площадь приведенного сечения Аred = 1560·220 - 1152·144 = 177312 мм2 (пренебрегаем ввиду малости величиной αAs).
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения уо =05·h = 05·220 = 110 мм.
Ired = 1560·220312 = 1384240000 мм4.
Wred = Ired уо = 1384240000120 = 115353333 мм3
То же по верхней зоне Wred = 115353333 мм3.
Расстояние от ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней) до центра тяжести сечения r= 085 (115353333177312) = 5530 мм то же наименее удаленной от растянутой зоны (нижней) rinf = 5530 мм. Здесь φn = 16 - bpRbser = 16 – 075= 085.
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне Wpl=γ·Wred=15·115353333=1730299995 мм3 здесь γ = 15 – для двутаврового сечения при 2bfb = bfb = 15604152 =377 6. Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия Wpl = 1730299995 мм3.
8 Расчет по образованию трещин в стадии эксплуатации
Изгибающий момент от полной нормативной нагрузки 32141 кН·м.
Определяем момент образования трещин в стадии эксплуатации:
Mcrc=WplRbtser+P(e0p+r)
М=1730299995·21+346630·(4456+775)=5446851520 Н·мм74338000 Н·мм т.е. трещины в стадии эксплуатации образуются.
9 Расчет по образованию трещин в стадии изготовления
Расстояние от центра тяжести до верхней грани т.е. у = 220 – 7418 = 14582 мм. = = 4457550405 мм3. = 3941 мм. Значение Rbtser при классе бетона численно равном передаточной прочности Rbp= 155 МПа.
Момент образования трещин в зоне сечения растянутой от действия усилия предварительного обжатия в стадии изготовления
) = 125·4457550405·155 - 396010·(4418 – 3941) = 674753621 Н·мм.> 0 Н·мм значит трещины в стадии изготовления не образуются.
Таблица 2 – Спецификация материалов
Плита многопустотная П-2
Расчет и конструирования монолитного ребристого перекрытия
1 Данные для проектирования
Требуется выполнить расчет и конструирование элементов перекрытия (монолитной плиты второстепенной балки) многоэтажного производственного здания с неполным каркасом сетка колонн 64х68 м. Здание нормального уровня ответственности. Нормативная временная нагрузка на перекрытие 2 кНм2. Для всех элементов перекрытия принят тяжелый бетон класса В40 для армирования плит – проволока класс арматуры В500. Продольная арматура балок А500.
2 Компоновка конструктивной схемы монолитного ребристого перекрытия
Фрагмент схемы расположения элементов монолитного перекрытия приведен на рис. 2.1. Монолитное ребристое перекрытие проектируем с поперечными главными балками и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещаются по осям колонн и в половине пролета главной балки при этом пролеты плиты между осями ребер равны 16 м. Предварительно задаемся размером сечения балок. Высота сечения главной балки принимается в пределах ;
принимаем высоту сечения главной балки h=80 см.
Ширина сечения принимаем ширину сечения главной балки b=40 см.
Рисунок 12 - Фрагмент схемы расположения элементов монолитного перекрытия
Высота сечения второстепенной балки ;
см принимаем высоту сечения второстепенной балки h = 40 см. Ширина сечения b = (04÷05)40 = 20 см. Принимаем ширину сечения второстепенной балки см.
Толщину монолитной плиты задаем 60 мм.
3 Расчет и конструирование многопролетной плиты
3.1 Расчетный пролет и нагрузки
в продольном направлении
в поперечном направлении для средних пролетов l02 = lpl-bвб =1600-200 = 1400 мм.
Отношение пролетов l02'l02=64001400=457 > 2 следовательно плита – балочная.
Расчетная схема плиты – многопролетная неразрезная балка на шарнирных опорах загруженная равномерно распределенной нагрузкой. Первый пролет (мм):
где 250 – привязка внутренней грани стены к разбивочной оси 120 - величина опирания монолитной плиты на стену (рис. 2.2).
l01 = 1600 – 2002 – 250 + 1202 = 1310 мм.
Рисунок 13 – К определению расчётных пролётов монолитной плиты
Рисунок 14 – Расчетная схема монолитной балочной плиты
Подсчет нагрузок приведен в таблице 3.
Таблица 3 – Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 перекрытия
Расчетная нагрузка Нм2
от собственного веса плиты =60 мм ρ=2500 кгм3
плита древесноволокнистая
цементно-песчаная стяжка
покрытие из линолеума
Для расчета многопролетной плиты условно выделяем полосу шириной 1 м. Нагрузка с учетом коэффициента надежности по ответственности здания (γn=1) на полосу шириной 1 м: 94488·1·1 = 94488 Нм.
3.2. Определение усилий в плите
Изгибающие моменты определяем как для многопролетной плиты с учетом перераспределения усилий по следующим формулам:
в первом пролете и на первой промежуточной опоре
в средних пролетах и на средних опорах
Для плит окаймленных по всему контуру монолитно связанными с ними балками изгибающие моменты в сечениях средних пролетов и на средних опорах уменьшаются на 20 % при условии . Проверяем можно ли уменьшить изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах из-за влияния распора. Для этого контролируем условие hмпl02 ≥130 где hмп – толщина монолитной плиты. 00614 = 0043 > 0033 условие выполняется следовательно изгибающие моменты в сечениях средних пролетов и на средних опорах уменьшаются на 20 %.
М2·80% = 925 98 Н·м;
3.3 Характеристика прочности бетона и арматуры
Бетон тяжелый класса В40 призменная прочность Rb=198 МПа прочность при осевом растяжении Rbt=126 МПа. Коэффициент условий работы бетона γb1= 09. Арматура – проволока класса В500 Rs = 415 МПа.
3.4 Подбор сечения продольной арматуры
В средних пролетах и опорах рабочая высота сечения hо = hмп – а;
где а - расстояние от равнодействующих усилий в арматуре до ближайшей грани сечения для монолитной плиты 12 см.
В средних пролетах и на средних опорах коэффициент
Проверяем условие αm αR = R(1 - 05R) – коэффициент зависящий от граничной относительной высоты сжатой зоны сечения). Если оно выполняется то сжатая арматура по расчету не требуется: 00226 0376 значит сжатая арматура по расчету не требуется. Значение aR можно определить по табл.2з.2.
Таблица 4. – Значения aR
При отсутствии сжатой арматуры площадь сечения растянутой арматуры определяется по формуле ;
где Rs - расчетное сопротивление арматуры растяжению для предельных состояний первой группы.
As=09·198·(100)·100·48·(1-)415·(100) =0471 см2
Принимаем 5 4 В500 с Аs= 063 см2. В основной сетке диаметр рабочих стержней 4 мм что означает что для армирования используются рулонные сетки.
Сетка обозначается маркой ;
где - диаметр и класс продольных стержней – шаг этих стержней;
– соответственно диаметр и шаг поперечных стержней.
Принимаем сетку С1 .
Так как в первом пролете и на первой промежуточной опоре изгибающий момент больше чем в средних пролетах и принята рулонная сетка то на данных участках нужно увеличить армирование добавив дополнительную сетку поэтому высота рабочего сечения hо1 = 6 - (12+05) = 43 см.
В первом пролете и на первой промежуточной опоре
As=09·198·(100)·100·43(1-)415(100) = 0845 см2
Площадь доборной сетки ΔАs = 227 – 196= 031см2.
Принимаем 53 В500 с Аs=035см2. Доборная сетка С2 .
Рисунок 15 – Схема армирования монолитной плиты
4. Расчет и конструирование второстепенной балки
4.1. Определение усилий во второстепенной балке
Расчетная схема: многопролетная неразрезная балка на шарнирных опорах. Опорами являются главные балки и стены. Она загружена равномерно распределенной постоянной нагрузкой от собственного веса от веса монолитной плиты и слоев пола временной нагрузкой на перекрытие. За lо для средних пролетов принимают расстояние в свету между гранями главных балок для первого пролета – расстояние от грани второстепенной балки до середины площадки опирания на стену.
Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки собираем с грузовой полосы равной шагу второстепенных балок 16 м:
Таблица 5 - Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки
от собственного веса плиты и пола
от собственного веса балки сечением 02х04 из тяжелого бетона с плотностью ρ=25 кНм3 γf=11
(04-006)·02·25·11 = 187
Полная нагрузка q с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn=1
)в первом пролете М1 = = 97444 кН·м;
)на первой промежуточной опоре М'1 = = 71849 кН·м;
)в средних пролетах и на средних опорах М2 = = 62868 кН·м.
Отрицательный момент при отношении vg = 1821817 = 2229 3 можно принять равным 40% от момента на первой промежуточной опоре – М2= 04·71849 = 28740 кН·м.
)на крайней опоре QА = 04·2638·6175 = 65159 кН;
)на первой промежуточной опоре слева Q = 06·2638·6175 = 97738 кН;
)на первой промежуточной опоре справа Q = 05·2638·6175 = 81448 кН.
Рисунок 16 - Расчетная схема монолитной второстепенной балки
Рисунок 17 - Эпюра изгибающих моментов в монолитной второстепенной балке
4.2. Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон тяжелый класса В40 призменная прочность Rb=198 МПа прочность при осевом растяжении Rbt=126 МПа. Коэффициент условий работы бетона учитывающий влияние длительности действия статической нагрузки γb1= 09. Продольная арматура А500: Rs = 435 МПа поперечная арматура В500: Rs=300 МПа.
4.3. Расчет второстепенной балки по нормальным сечениям
Уточняем высоту сечения балки по моменту на первой промежуточной опоре. Так как он отрицательный то сечение рассматривается как прямоугольное (без учета полок находящихся в растянутой зоне) ширина сечения равна bвб=20 см.
h = 256 + 35 = 291 см принимаем h = 30 см тогда hо=30 – 35= 265см.
В пролетах сечение тавровое. При hfh = 60300=02 >01 ширину полки вводимой в расчет принимают не более шага второстепенных балок (18 м) и не более 13 l02+bвб = 13·640+20 = 660 см. Принимаем bf = 180 см.
Для сечения в первом пролете (М1 = 97444 кН·м) проверяем условие
= 09198(100)1806(265 – 056) = 45227160 Н·см = 452272 кН·м > 97444 кН·м;
Следовательно граница сжатой зоны проходит в полке расчет производим как для прямоугольного сечения шириной bf = 180 см.
Сечение в первом пролете М1 = 97444 кН·м;
Вычисляем = 00433 αr = 0376 т.е. сжатая арматура по расчету не требуется.
As = 09·198·(100)·180·265·(1-)435 (100) = 8653 см2
Принимаем 225 А500 с Аs=982 см2.
Балка армируется каркасами т.к. ширина сечения балки 200 мм устанавливается два каркаса соответственно в нижней зоне – 2 стержня.
Сечение в среднем пролете – М2 = 62868 кН·м;
As = 09·198·(100)·180·265·(1 -)435 (100) = 553 см2
Принимаем 220 А500 с Аs=628 см2.
На отрицательный момент М2= 28740 кН·м сечение работает как прямоугольное шириной bвб=20 см.
As = 09·198·(100)·180·265·(1 -)435 (100) = 2517 см2
Принимаем 214 А500 с Аs=308 см2.
Сечение на первой промежуточной опоре - М1 = 71849 кН·м сечение работает как прямоугольное шириной bвб=20 см.
As = 09·198·(100)·180·265·(1 -)435 (100) = 6336 см2
Принимаем 612 А500 с Аs= 679 см2 (две гнутые сетки по 312 А500 в каждой).
Сечение на средней опоре (М2 = 62868 кН·м) работает как прямоугольное шириной bвб=20 см.
Принимаем 512 А500 с Аs= 565 см2 (две гнутые сетки 2 12 А500 и 312 А500).
Рисунок 18 - Схема армирования второстепенной балки
Рисунок 19 - Сечение 1-1 2-2 3-3 второстепенной балки
Рисунок 20 - Каркас КР-1 второстепенной балки
Рисунок 21 - Каркас КР-2 второстепенной балки
Рисунок 22 – Сетка С3 второстепенной балки
Рисунок 23 – Сетка С4 второстепенной балки
Расчет и конструирование сборного ригеля
Требуется выполнить расчет и конструирование ригеля. Размеры здания в плане (L1L2) = 25668 м. Сетка колонн (l1l2) = 6468 м. Высота этажа (Нэт) = 3 м. Число этажей n = 7. Временная нагрузка на междуэтажное перекрытие V = 4 кНм2. Здание нормального уровня ответственности. Ригель изготавливается из тяжелого бетона класса В40. Расчетное сопротивление бетона при сжатии Rb = 29 МПа. Расчетное сопротивление бетона осевому растяжению Rbt = 21 МПа. Модуль упругости бетона Eb = 36000 МПа. Арматура продольная рабочая класса А400. Расчетное сопротивление арматуры Rs = 350 МПа. Арматура поперечная класса А400 расчетное сопротивление Rsw = 280 МПа. Модуль упругости арматуры Es = 200000 МПа.
2 Расчет и конструирование сборного ригеля
2.1. Определение усилий в ригеле поперечной рамы
Ригель является элементом поперечной многоэтажной многопролетной рамы. Для упрощения расчета раму расчленяют на одноэтажные рамы с нулевыми точками (шарнирами) в середине длины стоек каждого этажа тем самым выделяется 1 этаж.
Рисунок 24 – Расчётная схема ригеля
Ширина грузовой полосы на ригель l=6400 мм. Вычисляем расчетную на грузку на 1 м длины ригеля.
Постоянная нагрузка от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению γn=1: g = 3939×68×1 = 26785 кНм;
Определяем размеры сечения ригеля:
)высота ригеля h = 112 ×
)ширина ригеля b = 03 × h = 03×06 = 018 м принимаем b = 02 м;
Постоянная от веса ригеля при γf=11: g=02×06×11×1×25=33 кНм;
Постоянная g = 26785 + 33 = 30085 кНм;
Временная: v = 551 × 68 × 1 = 37468 кНм
Полная g+v = 30085 + 37468 = 67553 кНм.
Вычисляем коэффициент отношения погонных жесткостей:
2.2 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля
Таблица 3 – Опорные моменты ригеля при различных схемах загружения
Опорные моменты кН*м
Таблица 4 – Ординаты моментов в свободно лежащей балке
Mx= (g+v)·x·(l-x)2 кНм
Таблица 5 – Определение расчетных моментов в неразрезном ригеле
Схема загруже ния опорные моменты кН*м
Ординаты М в крайнем пролете кН*м
Продолжение таблицы 5
Рисунок 25 – Эпюра (1+2)
Рисунок 26 – Эпюра (1+3)
Рисунок 27 – Эпюра (1+4)
2.3 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле
К эпюре моментов схем загружения (1+4) добавляют выравнивающую эпюру моментов так чтобы уровнять опорные моменты М21 и М23. Ординаты выравнивающей эпюры:
М21=03×М21 =03×275442 = 826326 кН×м;
М12=М213 =8263263 = 275442 кН×м;
М23 = 259759 - (275442-826326) = 669496 кН×м
М32 = М233 = 6694963 = 223165 кН×м.
Рисунок 28 – Выравнивающая эпюра
Рисунок 29 – Перераспределённая эпюра моментов
2.4 Опорные моменты ригеля по грани колонны
На средней опоре при схеме загружения (1+4) опорный момент ригеля по грани колонны не всегда оказывается расчетным (максимальным по абсолютному значению). При большой временной нагрузке и относительно малой погонной жесткости колонн он может оказаться расчетным при схемах (1+2) или (1+3) т.е. при больших отрицательных моментах в пролете .
Опорный момент ригеля по грани средней колонны слева М(21)1:
)по схеме загружения (1+4) и выравнивающей эпюре моментов:
Q2 = + = + = 237950 кН;
M(21)1 = M21-Q2× = 275442 – 237950× = 239750 кН×м.
)по схеме загружения (1+3):
M(21)1 = 158039 – 235313× = 122742 кН×м.
)по схеме загружения (1+2):
M(21)1 = 217891– 226549× = 183909 кН×м.
Опорный момент ригеля по грани средней колонны справа M(23)1:
)по схемам загружения 1+4 и выравненной эпюре моментов
M(23)1 = 259759 – 226361× = 249148 кН×м.
)по схемам загружения 1+2
Q2 = Q1 = 67553·642 = 216170 кН;
M(23)1 M23 следовательно расчетный опорный момент ригеля по грани средней опоры равен: М = 249148 кН×м.
Опорный момент ригеля по грани крайней колонны по схеме загружения (1+4) и выравнивающей эпюре моментов:
M(23)1 = 163591 – 220735× = 153224 кН×м.
2.5 Поперечные силы ригеля
Для расчета прочности по сечениям наклонным к продольной оси принимаются значения поперечных сил ригеля большие из двух расчетов: упругого расчета и с учетом перераспределения моментов.
)На крайней опоре (левой):
для (1+4)в Q1 = 211604 кН;
для (1+4) Q1 = 194389 кН;
для (1+3) Q1 = 197027 кН;
для (1+2) Q1 = 205791 кН.
)На средней опоре слева:
для (1+4)в Q2 = 220735 кН;
для (1+4) Q2 = 237950 кН;
для (1+3) Q2 = 235313 кН;
для (1+2) Q2 = 226549 кН.
)На средней опоре справа и крайней опоре (правой):
для (1+4)в Q = 212413 кН;
для (1+4) Q = 226361 кН;
для (1+3) Q = 216170 кН;
для (1+2) Q = 220735 кН.
2.6 Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси
Характеристики прочности бетона и арматуры:
Бетон тяжелый класса В20: Rb=29 Мпа; Rbt=21 МПа; Еb=36000 МПа;
Арматура класса А400: Rsw = 280 Мпа; Еs=200000 МПа.
Определение высоты сечения ригеля.
Высоту сечения подбирают по опорному моменту при =035 поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. Принятое же сечение ригеля следует затем проверить по пролетному моменту (если он больше опорного) так чтобы относительная высота сжатой зоны была R и исключалось переармированное неэкономическое сечение. По таблице R=0473; 0350473
Вычисляем ho = = = 4064 см
h = ho + a = 40+4 = 44 см принимаем h = 50 см. Принятое сечение в данном случае не проверяют по пролетному моменту так как M = 1676712 Кн*м M(23)1 = 249148 Кн*м. Подбирают сечения арматуры в расчетных сечениях ригеля.
Сечение в первом пролете. М = 16767 Кн*м hо = h - a = 50-6 = 44 см
Вычисляем αm = = = 0166;
Определяем по таблице 3.1: = 091
Определяем площадь поперечного сечения арматуры:
Принимаем сечение 420 А400 с As = 1256 см2.
Сечение в среднем пролете. М = 1410413 Кн*м
Вычисляем αm = = = 014;
Принимаем сечение 418 А400 с As = 1018 см2.
Арматура для восприятия отрицательного момента в пролете устанавливается 212 А400 с As = 226 см2.
Сечение на средней опоре М=249148 кН×м; h0=h-а=50-4=46 см;
Принято сечение 236 А400 с As=2036 см2.
Сечение на средней опоре М = 1635907 кН×м; h0=h-а=60-4=56 см;
Принято сечение 228 А400 с As=1232 см2.
2.7 Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
На средней опоре поперечная сила Q = 237950 кН;
Диаметр поперечных стержней устанавливают из условия сварки их с продольной арматурой диаметром d=36 мм и принимаются равным dsw=10мм с площадью As=0785 см2.
При классе А400 Rsw=285 МПа; поскольку dswd=1036=0278033 вводят коэффициент условий работы γs2=09 и тогда Rsw=09×285=257 МПа. Число каркасов - 2 при этом Аsw = 2×0785 = 157 см2.
Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям s=h3=503=1667 см. На всех приопорных участках длиной l4 принят шаг s=15 см в средней части пролета шаг s = 3h4 = 3×504 = 375 см принимаем s=35 см.
Вычисляют qsw = RswASs = 257×157(100)35 = 1152829 Нсм;
qsw = 1152829 Нсм Qв.min2h0 = 104328(2×46) = 1134 Нсм - условие удовлетворяется.
Требование smax=φв3×Rbt× b×h0 2Q s
smax = 15×21×09×20×462(100)237950 = 5602 см s = 35 см
Условие удовлетворяется.
Расчет прочности по наклонному сечению:
Mb=φв2×Rbt× b×h02= 2×09×21×20×462(100) = 15997000 Н×см.
Поскольку q1=g+v2=30085+374682=48819 кНм = 48819 Нсм 056qsw= 530301 Нсм значение с вычисляют по формуле:
c== = 181019 см 333h0 = 151 см. При этом Qb = Mbc = 152 = 105243421 Н Qв.min= 104328 Н.
Поперечная сила в вершине наклонного сечения:
Q = Qmax - q1c = 237950 – 48819×152 = 163745 Н.
Длина проекции расчетного наклонного сечения:
c== = 117798 см 2h0 = 2×46 =118 см.
Вычисляем Qsw = qswc = 1152829×118 = 10607324 Н
Qb+Qsw=105243421+10607324=211317 H 163745 H - обеспечивается.
Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами:
= Аswb×s = 15715*20 = 0005;
α = EsEb = 20000036000 = 556;
φw1 = 1+5× α × = 1+5×556×0005 = 1139;
φb1 = 1-001×Rb = 1 - 001×09×29 = 0739;
Условие: Q ≤ 03×φw1×φb1×Rb×b×h0
Q= 237950 ≤ 03×09×1139×0739×29×20×46×(100) = 673713 Н – выполняется.
2.8 Конструирование арматуры ригеля
Стык ригеля с колонной выполняют на ванной сварке выпусков верхних надопорных стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель армируют одним сварным каркасом часть продольных стержней каркасов обрывают в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре материалов. Обрываемые стержни заводят за место теоретического обрыва на длину заделки W.
Эпюру арматуры строят в такой последовательности:
Определяется изгибающие моменты М воспринимаемые в расчетных сечениях по фактически принятой арматуре;
Устанавливают графически на огибающей эпюре моментов по ординатам М места теоретического обрыва стержней;
Определяется длина анкеровки обрываемых стержней W= причем поперечную силу Q в месте теоретического обрыва стержня принимают соответствующей изгибающему моменту в этом сечении.
)На средней опоре арматура 236 А400 с As=2036 см2;
===0022; ===0267; = 0865;
M236=Rs×As××h0= 350×2036×0865×46×(100)×10-5 = 283544 кН×м.
)В месте теоретического обрыва 212 А400 с As=1131 см2;
= 00025; = 00296; = 0985; M212= 35840 кН×м.
)Определяем изгибающий момент для стержней доведенных до опор в нижней зоне ригеля первого и второго пролета 420 А400 с As=1256 см2
= 00137; = 0165; = 09175; M420= 185533 кН×м.
)В месте теоретического обрыва 220 А400 с As = 628 см2;
= 00068; = 00824; = 096; M220 = 97064 кН×м.
)На крайней опоре 228 А400 с As = 1232 см2;
=00134; =0162; = 092; M122 = 182484 кН×м.
)Поперечные стержни в местах теоретического обрыва 10 А400 оставляем с шагом s=15 см.
Определяем длину анкеровки W:
)На крайней опоре. Поперечная сила Q1=166277 кН;
W1= (принимаем W1 = 56 см);
)Крайний пролёт слева. Поперечная сила Q2=100502 кН;
W2= (принимаем W2 = 40 см);
)Крайний пролёт справа. Поперечная сила Q3=8894 кН;
W3= (принимаем W3 = 40 см);
)На средней опоре слева. Поперечная сила Q4=136010 кН;
W4= (принимаем W4 = 72 см).
)На средней опоре справа. Поперечная сила Q1=122756 кН;
W1= (принимаем W1 = 72 см);
)В среднем пролёте слева. Поперечная сила Q2 = 80169 кН;
W2= (принимаем W2=40 см);
)В среднем пролёте справа. Поперечная сила Q3= 72906 кН;
W3= (принимаем W3=40 см);
)Средняя опора. Поперечная сила Q4=123391 кН;
W4= (принимаем W4=72 см).
Рисунок 30 – Эпюра материалов
Расчет и конструирование колонны
1 Определение усилий в средней колонне
1.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок
Грузовая площадь для средней колонны: 64×68 = 4352 м2.
)Постоянная нагрузка от перекрытий одного этажа:
от ригеля:3364×4352 = 2244 кН;
от стойки: 03×03×3×25×11×1 = 7425 кН;
Итого: G = 304041 кН.
)Временная нагрузка от перекрытия одного этажа:
×4352×1 = 261120 кН;
в том числе длительная: (22+091)×4352×1 = 135347 кН;
кратковременная: 24×4352×1 = 104448 кН;
)Постоянная нагрузка от покрытия
34×4352×1 = 145096 кН;
Итого: G = 174961 кН.
)Временная снеговая нагрузка
на покрытии для II снегового района: Q=105×14×4352×1=63974 кН
в том числе длительная Q = 31987 кН
кратковременная Q = 31987 кН.
)Продольная сила колонны первого этажа от длительной нагрузки:
N=174961+31987+(304041+135347)×2=1085724 кН;
то же от полной нагрузки: N=1085724+31987+104448=1222159 кН;
)Постоянная сила колонны подвала от длительных нагрузок
N=1222159+(304041+135347)×2=1661547 кН;
то же от полной нагрузки: N=1661547+31987+104448=1797982 кН;
1.2 Определение продольных сил от расчётных нагрузок
Определяем Mmax колонны при загружении 1+2 без перераспределения.
При действии длительных нагрузок.
Временная длительная нагрузка v = (091+22)×68=21148 кНм
М23 = -(0088·30085+0022·21148)·642 = - 127498 кН·м;
При действии полной нагрузки
Кратковременная нагрузка u=24·68= 1632 кНм
М21 = -173371-0065·1632·642 = - 216821 кН·м;
М23 = -127498-0022·1632·642 = - 142204 кН·м;
Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы:
при длительных ΔМ=45873 кН·м;
от полной нагрузки ΔМ=74617 кН·м;
Изгибающий момент колонны первого этажа от длительных нагрузок:
М = 06·ΔМ = 06·45873 = 27524 кН·м;
от полной М = 06·74617 = 44770 кН·м;
Изгибающий момент колонны подвала от длительных нагрузок:
М = 04·ΔМ = 04·45873 = 18349 кН·м;
от полной М = 04·74617 = 29847 кН·м;
Вычисляем изгибающие моменты колонны соответствующие максимальным продольным силам. Для этой цели используют загружение пролётов ригеля по схеме 1.
От полных нагрузок: М = (0095 – 0065)·67553·642 = 83009 кН·м;
от подвала М = 04·83009 = 33204 кН·м;
от первого этажа М = 06·83009 = 49805 кН·м;
От длительных нагрузок: М = (0095 – 0065)·51233·642 = 62955 кН·м;
от подвала М=04·6955 = 25182 кН·м;
от первого этажа М = 06·62955 = 37773 кН·м.
1.3 Определение изгибающих моментов колонны от расчётной нагрузки
Вычисляем опорные моменты ригеля перекрытия подвала – первого этажа рамы. Отношение погонных жёсткостей вводимых в расчёт составляет k1 = 12·k = 12·25 = 3. Определяем максимальный момент колонн – при загружении 1+2 без перераспределения моментов.
При действии длительных нагрузок:
M21 = αg + v = - (0095·30085+0065·21148)·642 = - 173371 кН·м;
М23 = - (0088·30085+0022·21148)·642 = - 127498 кН·м;
При действии полной нагрузки:
M21 = αg + v = - 173371 – 0065·1632·642 = - 216821 кН·м;
М23 = - 127498 – 0022·1632·642 = - 142204 кН·м;
Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы.
При длительных нагрузках: ΔМ = 45873 кН·м;
При полной нагрузке: ΔМ = 74617 кН·м;
M = 04·ΔМ = 04 45873 = 18349 кН м;
от полной: M = 04·ΔМ = 04·74617 = 29847 кН·м;
M = 06·ΔМ = 06·45873 = 27524 кН·м;
от полной: М = 06·ΔМ = 06·74617 = 44770 кН·м;
Вычисляем изгибающие моменты колонны соответствующие максимальным продольным силам для этого используем загружение пролётов ригеля по схеме 1.
От полных нагрузок: M = (0095-0065)·67553·642 = 83009 кН·м;
от подвала: М = 04·83009 = 33204 кН·м;
от первого этажа: М = 06·83009 = 49805 кН·м;
От длительных нагрузок: М = (0095-0065) ·51233·642 = 6955 кН·м;
от подвала: М = 04·62955 = 25182 кН·м;
от первого этажа: М = 06·62955 = 37773 кН·м.
2 Расчёт прочности средней колонны
Класс тяжёлого бетона В20 класс арматуры А-400.
Комбинация расчётных усилий (для колонны подвала):
от длительной: N = 1661547 кН M = 25182 кН·м;
Изгибающий момент подвала:
от длительной: М = 18349 кН·м;
Соответствующее загружению 1+2:
от полной: N = 1797982 – 2611202 = 1667422 кН;
2.1 Подбор сечений симметричной арматуры
Выполняем подбор сечений арматуры по двум комбинациям усилий и принимаем большую площадь сечения. Анализом усилий часто можно установить одну расчётную комбинацию и по ней выполнить подбор сечений арматуры. Рабочая высота сечения h0 = h – a = 30 – 4 = 26 см ширина 30 см.
Эксцентриситет силы e0 = MN = 298471667422 = 179 см 18 см.
Случайный эксцентриситет: e0 = h30 = 3030 = 1 см или e0 = lcol600 = 300600 = 05 см но не менее 1 см.
Находим значение моментов в сечении относительно оси проходящей через центр тяжести наименее сжатой (растянутой) арматуры:
при полной: М1 = 29847 + 1667422·011 = 213263 кН·м;
Расчётную длину колонн многоэтажных зданий при жёстком соединении ригелей с колонными в сборных перекрытиях принимают равной высоте этажа l0 = l = 3м.
Для тяжёлого бетона φ = 1 + М1lМ = 1+193675213263 = 1908.
Значение = е0h = 1840 = 0045 min = 05 – 001l0h – 001Rb = 05-001·30040-001·1115 = 031 принимаем =03.
Отношение модулей упругости α = EsEb =20000027500 = 727.
Задаёмся коэффициентом армирования 1 =2AsA = 0025 и вычисляем критическую силу по формуле Ncr = ; Ncr = = 190979605 кН.
Вычисляем коэффициент =1(1-NNcr)=1(1-1667422190979605)=1009.
Значение е равно e = e0 + h2 = 18·1009 + 402 = 21816 см;
Определяем граничную относительную высоту сжатой зоны:
R = 077[1 + 350500·(1-07711)] = 064
Определяем площадь арматуры:
Принимаем 240 А400 с As = 2512 см2. = 0031.
3 Конструирование консоли колонны
Опорное давление ригеля Q = 237950 кН.
Принимаем длину опорной площадки l = 20 см при ширине ригеля bbm=25 см и проверяем условие согласно формуле:
Вылет консоли с учетом зазора 5 см составляет см при этом расстояние
Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной h=(0708)= 075*50=375 см. Принимаем 40 см. При угле наклона сжатой грани =45 высота консоли у свободного края см при этом =125 см302=15 см. Рабочая высота сечения консоли = 40 – 3 = 37 см.
Поскольку см09 см консоль короткая.
Консоль армируют горизонтальными хомутамиА240 с шагом (при этом и ) и отгибами .
Проверяем прочность консоли по условию
w1 = Аsw bs = 0564 1040 = 000141
где b - ширина колонны
) = 402(402+252) = 072;
кН кН – прочность обеспечена.
Изгибающий момент консоли у грани колонны находим по формуле: M=Qa=.
Находим площадь сечения продольной арматуры:
Принимаем 216 А400 Аs = 402 см2.
4 Расчёт стыка ригеля с колонной
Расстояние между центрами тяжести верхней продольной арматуры и закладной детали ригеля: z= hриг 4 = 60 4 = 56 см.
Рисунок 31– Стык ригеля с колонной
Растягивающее усилие в стыке равно: N=Mf z
N=239750(100)56=428125 кН
Площадь сечения верхних стержней:
A= NRs=428125350=1223214 мм2;
Принимаем 240 A400 с As=1256 см2.
Расчет стыковой пластинки ригеля из стали С235.
Площадь пластины: A=NRy
A=428125240=1783854 мм2
где Ry=240 МПа – расчетное сопротивление (толщина проката 2 - 20мм)
Толщина пластины - = Аb
где b - ширина ригеля.
56200=063 см; принимаем t=1см.
Аналогично пластинку предусматриваем по консоли колонны.
Длина швов прикрепления ригеля к опорной пластинке консоли при kf==1 мм:
l=13×(N-F)(07kfRfγf)
где F =Q×f = 205791×015 = 30869 кН – сила трения
f=015–коэффициент трения стали о сталь;
Q=205791 кН – максимальная поперечная сила;
Rf – расчетное сопротивление металла швов сварных соединений зависит от типа электродов Rf=150 МПа согласно таблице 56 СП 16.13330.2017
l=13×(428125-30869)(07×1×150(100))=492 см.
Длина шва с каждой стороны ригеля с учетом непровара:
lwf= l2+1 см=4922+1=2559 см. Принимаем 26 см.
5 Расчет стыка колонны с колонной
Размер центрирующей прокладки (02÷025)·b = (02÷025)·400 = =(80÷100)мм. Принимаем размер 80мм.
Рисунок 4.6 - Расположение центрирующей прокладки
Определяем площади изображенные на рисунке:
Определяем коэффициенты φbи φsпо формулам:
Условие выполняется;
Определим коэффициент эффективности косвенного армирования:
Rsxy=350МПа для арматуры класса А400.
Определяем приведенную прочность армированного бетона по формуле:
Определяем несущую способность по формуле:
где b=075 - коэффициент условия работы под центрирующей прокладкой;
s=05 - коэффициент условия работы арматуры в стыке;
φz=08 - коэффициент продольного изгиба.
Nm= Н Н – условие выполняется.
6 Конструирование арматуры колонны
Колонна армируется пространственными каркасами образованными из плоских сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры 40 мм в первом и втором этаже здания равен 8 мм; принимаем 10 А400 с шагом s=350 мм по размеру стороны сечения колонны b=400 мм что менее 20 d=20×40 = 800 мм. Колонна пятиэтажной рамы членят на два элемента длиной в два этажа каждый. Стык колонн выполняется на ванной сварке выпусков стрежней с обетонировкой концы колонн усиливаются поперечными сетками.
Элементы сборной колонны должны быть проверены на усилия возникающие на монтаже от собственного веса с учетом коэффициента динамичности и по сечению в стыке до его обетонирования.
Сечение колонны 40х40 см. Усилия колонны у заделки в фундаменте:
М = 251822 = 12591 кН×м;
эксцентриситет е=МN=07 см.
М = 332042 = 16602 кН×м;
эксцентриситет е = 1 см.
В виду относительно малых значений эксцентриситета фундамент рассчитываем как центрально загруженный. Расчетное усилие N=1797982 кН; усреднённое значение коэффициента надежности по нагрузке γn=13. Нормативное усилие Nn = 179798213 = 1383063 кН.
Грунты основания – пески пылеватые средней плотности маловлажные условное расчетное сопротивление грунта Ro=025 МПа; бетон тяжелый класса В15 с Rbt=075 МПа γb=09; арматура класса А400 Rs=350 МПа. Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах γ=20 кНм3.
Высота фундамента предварительно принимается Н=90 см глубина заложения фундамента Н1=105 см.
Площадь подошвы без поправок Ro на ее ширину и заложение:
А=1797982×103(025×106-20×105×103)=785 м2.
Размер стороны квадратной подошвы:
а=√785=28 м (принимаем а=27 м).
Давление на грунт от расчетной нагрузки:
Рабочая высота фундамента из условия продавливания:
hо=-(04+04)4+05×√[1797982(04×075×103+246637)]=1107 м=112 см.
Полная высота фундамента устанавливается из условий:
б) заделки колонны в фундаменте Н=15×hco
в) анкеровки сжатой арматуры колонны 40 мм А400 в бетоне колонны
Принимаем окончательно Н = 120 см hо = 116 см – трехступенчатый фундамент. Толщина дна стакана: 20+5=25 см.
Проверяем отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента hо3=30-4=26 см условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении:
Q = 05×(a-hcol-2h0)×p
Q = 05(27-04-116)×246637 = 9929 кН.
–условие прочности удовлетворяется.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях:
MII=0125р(а-а1)2b=0125×246637(27-15)2×27=187290 кН×м;
Площадь сечения арматуры:
Аs1=MI09×ho×Rs=440440×10509×116×350(100)=12054 см2;
Аs11= MII 09×ho×Rs=187290×10509×76×350(100)=782 см2;
Принимаем сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 1710 А400 с Аs=077×28=2157см2 с шагом s=10 см.
Проценты армирования расчетных сечений:
I=Аs1×100bI×ho=12054×100150×16=007%;
II=Аs11×100bII×ho1=12054×100230×76=007%;
что больше min=005%.
В ходе выполнения курсовой работы был разработан проект многоэтажного каркасного здания в двух вариантах: в монолитном с наружными кирпичными стенами и сборным.
Были произведены расчеты по первой и второй группам предельных состояний расчет ригеля с построением эпюры материалов. Так же произведено конструирование монолитного ребристого перекрытия сборной многопустотной плиты колонны фундамента каменного простенка.
Расчет всех частей конструкции состоит из нескольких этапов суть которых - подобрать такие геометрические параметры сечения класс бетона и арматуры чтобы проектируемая конструкция не разрушилась при воздействии максимально возможной нагрузки.
Приложение А. Подбор напрягаемой растянутой арматуры изгибаемых элементов таврового или двутаврового сечения
Информация о расчете:
Дата выполнения расчета: 12.02.2020 11:22:13;
- Деформация анкеров D
- Температурный перепад Dt = 65 °C;
- Потери от неодновременности натяжения арматуры Dssp3 = 30 МПа;
- Предварительные напряжения в арматуре S с учетом всех потерь ssp[2] = 700 МПа;
- Расстояние от центра тяжести сжатой арматуры до грани элемента
a's = 3 см = 3 100 = 003 м;
- Расстояние от центра тяжести растянутой напрягаемой арматуры до грани элемента
ap = 3 см = 3 100 = 003 м;
Параметры расчета по деформационной модели:
- Максимальное количество этапов решения kma
- Количество участков в сечении бетона nh = 8 ;
- Точность решения d = 1 %;
- Изгибающий момент M = 8638 тс м = 8638 10197162123 = 008471 МН м;
- Высота сечения h = 22 см = 22 100 = 022 м;
Размеры таврового или двутаврового сечения:
- Ширина ребра таврового или двутаврового сечения
b = 318 см = 318 100 = 0318 м;
- Высота полки в сжатой зоне h'f = 305 см = 305 100 = 00305 м;
- Ширина полки в сжатой зоне b'f = 159 см = 159 100 = 159 м;
Площадь ненапрягаемой наиболее растянутой продольной арматуры:
(Проволочная арматура диаметром 3 мм; 1 шт.):
- Площадь растянутой арматуры As = 00707 см 2 = 00707 10000 = 000000707 м 2;
Площадь ненапрягаемой сжатой или наименее растянутой продольной арматуры:
- Площадь сжатой арматуры A's = 00707 см 2 = 00707 10000 = 000000707 м 2;
) Определение нормативного сопротивления бетона
Нормативное значение сопротивления бетона осевому сжатию для предельных состояний первой группы принимается по табл. 2.3 Rbn = 29 МПа .
Нормативное значение сопротивления бетона осевому растяжению для предельных состояний первой группы принимается по табл. 2.3 Rbtn = 21 МПа .
) Расчетное сопротивление бетона
Группа предельных состояний - первая.
По табл. 2.4 Rb = 22 МПа .
Назначение класса бетона - по прочности на сжатие.
Расчетное сопротивление бетона осевому растяжению принимается по табл. 2.4 Rbt = 14 МПа .
Расчетное значение сопротивления бетона осевому сжатию для предельных состояний второй группы:
Rb ser = Rbn = 29 МПа (формула (1); п. 2.7 ).
Расчетное значение сопротивления бетона осевому растяжению для предельных состояний второй группы:
Rbt ser = Rbtn = 21 МПа (формула (2); п. 2.7 ).
) Определение значения начального модуля упругости бетона
Начальный модуль упругости принимается по табл. 2.5 Eb = 36000 МПа .
Действие нагрузки - продолжительное.
Относительная влажность воздуха окружающей среды - 40 - 75%.
Коэффициент ползучести принимается по табл. 2.6 fb cr = 19 .
Начальный модуль упругости принимаемый при продолжительном действии нагрузки:
Eb t = Eb(1+fb cr) = 36000(1+19) = 124137931 МПа (формула (3); п. 2.9 ).
) Учет особенностей работы бетона в конструкции
Коэффициент условия работы бетона учитывающий длительность действия нагрузки:
Конструкция бетонируется - в горизонтальном положении.
Коэффициент условия работы бетона учитывающий попеременное замораживание и оттаивание бетона:
Для надземной конструкции при расчетной температуре наружного воздуха в зимний период не менее -40 град.:
Коэффициент условия работы бетона учитывающий характер разрушения бетонных конструкций:
Конструкция - железобетонная.
Rb = gb1 gb3 gb4 Rb = 09 · 1 · 1 · 22 = 198 МПа .
Расчетное сопротивление бетона осевому растяжению:
Rbt = gb1 Rbt = 09 · 14 = 126 МПа .
) Расчетные значения прочностных характеристик арматуры
Класс ненапрягаемой продольной арматуры - B500.
Расчетное сопротивление продольной арматуры растяжению:
Расчетное сопротивление продольной арматуры сжатию:
Поперечная арматура - не рассматривается в данном расчете.
Класс напрягаемой арматуры - A1000.
Нормативное значение сопротивления ненапрягаемой арматуры осевому растяжению:
Нормативное значение сопротивления напрягаемой арматуры осевому растяжению:
ssp1 = 09 Rsp n = 09 · 1000 = 900 МПа .
es ult = es2 = 0025 .
esp ult = esp2 = 0015 .
) Значение модуля упругости арматуры
Модуль упругости ненапрягаемой арматуры:
Модуль упругости напрягаемой арматуры:
) Определение граничной относительной высоты сжатой зоны
Относительная деформация растянутой арматуры:
es el = (Rsp+400-gsp ssp[2])Esp =
= (830+400-09 · 700)200000 = 0003 .
(т.к. напрягаемая арматура с условным пределом текучести - п. 2.16 Пособия)
Относительная деформация сжатого бетона при sb = Rb:
Граничная относительная высота сжатой зоны:
xR = 08(1+es eleb ult) =
= 08(1+000300035) = 043077 (формула (3.1); п. 3.8 ).
) Определение требуемой площади сечения напрягаемой арматуры растянутой зоны
Определение рабочей высоты сечения при расчете напрягаемой арматуры в растянутой зоне
Расстояние от равнодействующей усилий в арматуре S до грани сечения:
Расстояние от равнодействующей усилий в арматуре S' до грани сечения:
a' = (Rs A's a's+Rsp A'sp a'p)(Rs A's+Rsp A'sp) =
= (415 · 000000707 · 003+830 · 000000707 · 003)(415 · 000000707+830 · 000000707) = 003 м .
Рабочая высота сечения:
ho = h-a = 022-003 = 019 м .
Предварительное натяжение в сжатой зоне - отсутствует.
) Продолжение расчета по п. 3.19
Предельный изгибающий момент:
Mult = Rb b'f h'f (ho-05 h'f)+Rsc A's (ho-a's)+ssc A'sp (ho-a'p) =
= 198 · 159 · 00305 · (019-05 · 00305)+415 · 000000707 · (019-003)+0 · 000000707 · (019-003) = 016826 МН м (формула (3.23); п. 3.19 ).
Т.к. M = 008471 МН м = Mult = 016826 МН м :
Граница сжатой зоны проходит в полке
Ширина прямоугольного сечения:
) Подбор продольной арматуры изгибаемого элемента прямоугольного сечения
Расчет требуемой площади сечения напрягаемой арматуры растянутой зоны
am = (M-Rsc A's (ho-a's)-ssc A'sp (ho-a'p))(Rb b ho 2) =
= (008471-415 · 000000707 · (019-003)-0 · 0 · (019-0))(198 · 159 · 019 2) = 007412 (формула (3.13); п. 3.16 ).
Относительная высота сжатой зоны:
-2 am= 1-; 1-2 · 007412= 007709 .
Т.к. x = 007709 xR = 043077 :
Сжатой ненапрягаемой арматуры по расчету не требуется
) Расчет коэффициента условий работы
Расчет проводится - вне зоны передачи напряжений.
Сварные стыки в зоне элемента где изгибающие моменты превышают 09 максимального расчетного момента - отсутствуют.
Т.к. xxR = 007709043077 = 017896 06 :
) Продолжение расчета по п. 3.16
Площадь напрягаемой арматуры в растянутой зоне:
Asp = (x Rb b ho+ssc A'sp+Rsc A's-Rs As)(gs3 Rsp) =
= (007709 · 198 · 159 · 019+0 · 0+415 · 000000707-415 · 000000707)(11 · 830) = 000051 м 2 (формула (3.12); п. 3.16 ).
) Проверка требования минимального процента армирования
Сечение - тавровое или двутавровое.
Арматура расположена по контуру сечения - не равномерно.
Элемент - изгибаемый.
Коэффициент армирования:
ms = (As+Asp)(b ho) 100 = (000000707+000051)(0318 · 019) · 100 = 085579 % .
ms > = 01 % (85579% от предельного значения) - условие выполнено .
Приложение Б. Определение усилий от предварительного обжатия элемента таврового (двутаврового) сечения
Дата выполнения расчета: 19.02.2020 11:07:35;
Площадь напрягаемой наиболее растянутой продольной арматуры:
(Стержневая арматура диаметром 12 мм; 5 шт.):
- Площадь напрягаемой арматуры в растянутой зоне
Asp = 57 см 2 = 57 10000 = 000057 м 2;
Площадь напрягаемой сжатой или наименее растянутой продольной арматуры:
- Площадь напрягаемой арматуры в сжатой зоне
A'sp = 00707 см 2 = 00707 10000 = 000000707 м 2;
- Предварительное натяжение арматуры (без учета потерь) ssp = 800 МПа;
- Передаточная прочность бетона Rbp = 25 МПа;
- Расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до грани элемента
as = 3 см = 3 100 = 003 м;
- Расстояние от центра тяжести сжатой напрягаемой арматуры до грани элемента
a'p = 3 см = 3 100 = 003 м;
- Изгибающий момент перед преднапряжением Mo = 264 тс м = 264 10197162123 = 002589 МН м;
b = 1431 см = 1431 100 = 01431 м;
- Высота полки в растянутой зоне hf = 384 см = 384 100 = 00384 м;
- Ширина полки в растянутой зоне bf = 159 см = 159 100 = 159 м;
- Высота полки в сжатой зоне h'f = 384 см = 384 100 = 00384 м;
- Ширина полки в сжатой зоне b'f = 156 см = 156 100 = 156 м;
) Определение потерь предварительного напряжения в арматуре
Значение модуля упругости арматуры
) Продолжение расчета по п. 2.32
Предварительные напряжения с учетом всех потерь - определяются расчетом.
) Задание величины предварительного напряжения арматуры
ssp = 800 МПа > = 03 Rsp n = 03 · 1000 = 300 МПа (26666667% от предельного значения) - условие выполнено .
ssp = 800 МПа = 09 Rsp n = 09 · 1000 = 900 МПа (8888889% от предельного значения) - условие выполнено .
) Определение потерь от релаксаций напряжений в арматуре.
Способ натяжения арматуры - электротермический.
Потери от релаксации напряженний арматуры:
Dssp1 = 003 ssp = 003 · 800 = 24 МПа .
) Определение потерь от температурного перепада
Потери от температурного перепада:
Dssp2 = 125 Dt = 125 · 65 = 8125 МПа (формула (21); п. 2.28 ).
) Потери от деформации анкеров
Потери от деформации анкеров натяжных устройств:
Сумма первых потерь напряжения равна
Первые потери предварительного напряжения арматуры:
Dssp[1] = Dssp1+Dssp2+Dssp3+Dssp4 =
= 24+8125+0+0 = 10525 МПа .
Предварительные напряжения с учетом первых потерь в арматуре расположенной в растянутой (менее обжатой) зоне сечения:
ssp[1] = ssp-Dssp[1] = 800-10525 = 69475 МПа .
Предварительные напряжения с учетом первых потерь в арматуре расположенной в наиболее обжатой зоне сечения:
s'sp[1] = ssp-Dssp[1] = 800-10525 = 69475 МПа .
) Определение потерь от усадки бетона
Деформации усадки бетона:
Потери от усадки бетона:
Dssp5 = eb sh Esp = 000025 · 200000 = 50 МПа (формула (2.6); п. 2.31 ).
Сечение - двутавровое.
Ширина консольного свеса полки принимаемая в расчет:
b'fk = (b'f-b )2 = (156-01431)2 = 070845 м .
Сжатая полка вводится в расчет - с учетом ограничений пункта 3.20.
Т.к. h'f = 00384 м > = 01 h = 01 · 022 = 0022 м и b'fk = 070845 м > 6 h'f = 6 · 00384 = 02304 м :
b'fk = 6 h'f = 6 · 00384 = 02304 м .
Ширина полки принимаемая в расчет:
b'f = b +2 b'fk = 01431+2 · 02304 = 06039 м .
) Продолжение расчета по 2.33
Площадь сечения бетона сжатой зоны:
Ab = b (h-hf-h'f)+bf hf+b'f h'f-A's-A'sp-As-Asp =
= 01431 · (022-00384-00384)+159 · 00384+06039 · 00384-000000707-000000707-000000707-000057 = 010415 м 2 .
SAs = As+A's+Asp+A'sp+Ab = 000000707+000000707+000057+000000707+010415 = 010474 м 2 .
Т.к. SAs = 010474 м 2 > = 003 Ab = 003 · 010415 = 000312 м 2 :
Коэффициент приведения арматуры к бетону:
ap = EspEb = 2000001241379 = 1611112 .
as = EsEb = 2000001241379 = 1611112 .
Площадь приведенного поперечного сечения:
Ared = as (As+A's)+(ap-1) (Asp+A'sp)+Ab =
= 1611112 · (000000707+000000707)+(1611112-1) · (000057+000000707)+010415 = 01131 м 2 (формула (2.11); п. 2.33 ).
Sred = (as-1) (As as+A's (h-a's))+(ap-1) (Asp ap+A'sp (h-a'p))+b (h-hf-h'f) (hf+(h-hf-h'f)2)+bf hf 22+b'f h'f (h-h'f2) =
= (1611112-1) · (000000707 · 003+000000707 · (022-003))+(1611112-1) · (000057 · 003+000000707 · (022-003))+01431 · (022-00384-00384) · (00384+(022-00384-00384)2)+159 · 00384 22+06039 · 00384 · (022-003842) = 000839 м 3 .
yo = SredAred = 00083901131 = 007418 м .
yt = yo = 007418 м .
yc = h-yt = 022-007418 = 014582 м .
ys = yo-as = 007418-003 = 004418 м .
yp = yo-ap = 007418-003 = 004418 м .
y's = h-as-a's-ys = 022-003-003-004418 = 011582 м .
y'p = h-as-a'p-ys = 022-003-003-004418 = 011582 м .
SI0 = b (h-hf-h'f) 312+bf hf 312+b'f h'f 312 =
= 01431 · (022-00384-00384) 312+159 · 00384 312+06039 · 00384 312 = 000004537 м 4 .
Сумма произведений площадей участков сечения на квадрат расстояния от центра тяжести сечения до их центральных осей:
SI1 = (as-1) (As ys 2+A's y's 2)+(ap-1) (Asp yp 2+A'sp y'p 2)+b (h-hf-h'f) (hf+(h-hf-h'f)2-ys-as) 2+bf hf (ys+as-hf2) 2+b'f h'f (y's+a's-h'f2) 2 =
= (1611112-1) · (000000707 · 004418 2+000000707 · 011582 2)+(1611112-1) · (000057 · 004418 2+000000707 · 011582 2)+01431 · (022-00384-00384) · (00384+(022-00384-00384)2-004418-003) 2+159 · 00384 · (004418+003-003842) 2+06039 · 00384 · (011582+003-003842) 2 = 00006 м 4 .
Момент инерции приведенного поперечного сечения:
Ired = SI0+SI1 = 000004537+00006 = 000065 м 4 .
Wred = Ired(ys+as) = 000065(004418+003) = 000876 м 3 .
Усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь:
P[1] = Asp ssp[1] = 000057 · 69475 = 039601 МН (формула (2.9); п. 2.32 ).
eop1 = yp = 004418 м .
) Назначение передаточной прочности бетона
Rbp > = 15 МПа (16666667% от предельного значения) - условие выполнено .
Rbp > = 20 МПа (125% от предельного значения) - условие выполнено .
B > = 30 (13333333% от предельного значения) - условие выполнено .
) Определение предварительного напряжения в бетоне при передачи усилия предварительного обжатия принимая Mo = 0 (для проверки предельного значения sbp по п. 2.34)
Так как напряжения sbp от внешних нагрузок уменьшаются а s'bp увеличиваются.
sbp = P[1]Ared+P[1] eop1 yoIred =
= 03960101131+039601 · 004418 · 007418000065 = 549808 МПа .
sbp = 549808 МПа = 09 Rbp = 09 · 25 = 225 МПа (2443591% от предельного значения) - условие выполнено .
s'bp = P[1]Ared-P[1] eop1 (h-yo)Ired =
= 03960101131-039601 · 004418 · (022-007418)000065 = -042355 МПа .
s'bp = -042355 МПа = 07 Rbp = 07 · 25 = 175 МПа (-242029% от предельного значения) - условие выполнено .
) Определение предварительного напряжения в бетоне sbp при передачи усилия предварительного обжатия P[1] с учетом собственного веса (при Mo 0)
sbp = P[1]Ared+P[1] eop1 ypIred-Mo ypIred =
= 03960101131+039601 · 004418 · 004418000065-002589 · 004418000065 = 293089 МПа .
s'bp = P[1]Ared-P[1] eop1 y'pIred+Mo y'pIred =
= 03960101131-039601 · 004418 · 011582000065+002589 · 011582000065 = 499707 МПа .
sbs = P[1]Ared+P[1] eop1 ysIred-Mo ysIred =
s'bs = P[1]Ared-P[1] eop1 y'sIred+Mo y'sIred =
) Определение потерь предварительного напряжения в арматуре в растянутой зоне
sbp = sbp = 293089 МПа .
ys = yp = 004418 м .
msp = AspAb = 000057010415 = 000547 .
Т.к. Rbp = 25 МПа B 07 = 40 · 07 = 28 МПа :
Принимаем значения fb cr и Eb по классу бетона равному Rbp
По табл. 2.5 Eb = 30000 МПа .
Относительная влажность воздуха окружающей среды - 40-75 %.
По табл. 2.6 fb cr = 25 .
a = EspEb = 20000030000 = 666667 .
Потери от ползучести бетона:
Dssp6 = 08 a fb cr abs(sbp)(1+a msp (1+eop1 ys AredIred) (1+08 fb cr)) =
= 08 · 666667 · 25 · abs(293089)(1+666667 · 000547 · (1+004418 · 004418 · 01131000065) · (1+08 · 25)) = 3408345 МПа (формула (2.7); п. 2.32 ).
Суммарная величина потерь напряжения в растянутой зоне:
Dssp[2] = Dssp[1]+Dssp5+Dssp6 = 10525+50+3408345 = 18933345 МПа .
Предварительные напряжения в арматуре S с учетом всех потерь:
ssp[2] = ssp-Dssp[2] = 800-1893335 = 6106665 МПа .
Предварительные напряжения в арматуре S' с учетом всех потерь:
Определяем сжимающее напряжение в ненапрягаемой арматуре S
sbp = sbs = 293089 МПа .
ys = ys = 004418 м .
msp = AsAb = 000000707010415 = 0000067883 .
= 08 · 666667 · 25 · abs(293089)(1+666667 · 0000067883 · (1+004418 · 004418 · 01131000065) · (1+08 · 25)) = 3900761 МПа (формула (2.7); п. 2.32 ).
Сумма потерь напряжений в ненапрягаемой арматуре S от усадки и ползучести бетона:
ss = Dssp5+Dssp6 = 50+3900761 = 8900761 МПа .
sbp = s'bs = 499707 МПа .
ys = y's = 011582 м .
msp = A'sAb = 000000707010415 = 0000067883 .
= 08 · 666667 · 25 · abs(499707)(1+666667 · 0000067883 · (1+004418 · 011582 · 01131000065) · (1+08 · 25)) = 6645707 МПа (формула (2.7); п. 2.32 ).
Сумма потерь напряжений в ненапрягаемой арматуре S' от усадки и ползучести бетона:
s's = Dssp5+Dssp6 = 50+6645707 = 11645707 МПа .
Усилие предварительного обжатия с учетом полных потерь:
P[2] = Asp ssp[2]+A'sp s'sp[2]-ss As-s's A's =
= 000057 · 6106665+000000707 · 0-8900761 · 000000707-1164571 · 000000707 = 034663 МН (формула (2.17); п. 2.32 ).
Эксцентриситет усилия до центра тяжести ненапрягаемой арматуры менее обжатой зоны:
eop = (Asp ssp[2] yp-A'sp s'sp[2] y'p+s's A's y's-ss As ys)P[2] =
= (000057 · 6106665 · 004418-000000707 · 0 · 011582+1164571 · 000000707 · 011582-8900761 · 000000707 · 004418)034663 = 004456 м .
Приложение В. Расчет ширины раскрытия трещин нормальных к продольной оси
Исходные данные для расчёта:
Изгибающий момент от нормативной полной
М ser = 74338000 Н·мм
Усилие предварительного обжатия
B = 4150199890136719 мм
Рабочая высота сечения
Площадь напрягаемой арматуры
Ширина верхней полки
Высота верхней полки
HF’ = 3840000152587891 мм
Модуль упругости арматуры
Модуль упругости бетона
Коэффициент принимаемый для профиля арматуры
Расстояние от нижней грани сечения до равнодействующей в арматуре
Нормативная призменная прочность бетона
Непродолжительная ширина раскрытия трещины = 02156367599964142 мм 03
Продолжительная ширина раскрытия трещины = 8211382478475571Е-002 мм02
Приложение Г. Расчёт прогиба с трещинами в растянутой зоне
Исходные данные для расчета:
Расчетное сопротивление бетона расширению
Rbt ser = 2099999904632568 Мпа
Расчетное сопротивление бетона сжатию
Эксцентриситет усилия предварительного обжатия
eoP2 = 4456000137329102 мм
B = 4152000122070312 мм
R = 4759000015258789 мм
Площадь сечения арматуры в сжатой зоне
As’ = 7070000171661377 мм2
Прогиб f = 1398430442810059 мм
СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ
Свод правил: СП 20.13330.2016. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*. - Москва: Минстрой России 2016 - 80с.
Свод правил: СП 63.13330.2018. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003 (с Изменениями №1). - Москва: Минстрой России 2018 - 143с.
Свод правил: СП 15.13330.2012. Каменные и армокаменные конструкции. Актуализированная редакция СНиП 2-22-81* (с Изменениями №12). - Москва: Минстрой России 2012 - 142с.
Байков В.Н. Железобетонные конструкции: Общий курс: учебник для вузов. - 5-е изд. перераб. и доп. - Москва: Стройиздат 1991 - 767с.: ил.
Строительные конструкции. Учебник для техникумов: в 2 т. под общ. ред. Т.Н. Цая. - Москва: Стройиздат 1977 - 2 т.

ЖБК.dwg

СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
СБОРОЧНЫЙ ЧЕРТЁЖ И СХЕМА АРМИРОВАНИЯ П-2
СХЕМА АРМИРОВАНИЯ РИГЕЛЯ
СБОРОЧНЫЙ ЧЕРТЕЖ ФУНДАМЕНТА
СХЕМА АРМИРОВАНИЯ ФУНДАМЕНТА
Сборочный чертеж колонны
Схема армирования колонны
Проектирование конструкций многоэтажного каркасного здания
Схема расположения элементов сборного перекрытия
сборочный чертеж и схема армирования П-2
Спецификация материалов
СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ ЭЛЕМЕНТОВ МОНОЛИТНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
Второстепенная балка
СХЕМА АРМИРОВАНИЯ ВТОРОСТЕПЕННОЙ БАЛКИ
С2 S3В500-2003В500-200;
С2 S4В500-2004В500-200;
СХЕМА АРМИРОВАНИЯ МОНОЛИТНОЙ ПЛИТЫ
Схема расположения элементов монолитного перекрытия
Схема армирования второстепенной балки
Схема армирования монолитной плиты
Схема армирования ригеля
Сборочный чертеж фундамента
Схема армирования фундамента