Проектирование несущих конструкций многоэтажного каркасного здания

Мадиев.docx

МИНИСТЕРСТВО НАУКИ И ОБРАЗОВАНИЯ РФ
МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ
КАФЕДРА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Пояснительная записка к курсовому проекту №1
«Проектирование несущих конструкций многоэтажного каркасного здания»
проф. Плотников А.И.
Размеры здания в плане м (BxL)
Число этажей (без подвала)
Высота этажа: подвальногонадземного м
Расстояние от пола 1-го этажа до планировочной отметки м
Грунт основания: тип грунтаусловное расчётное давление на грунт МПа
Временная нагрузка на перекрытие (нормируемое значение) кПа
- полное значение временной нагрузки:
- длительная часть временной нагрузки:
Компоновка конструктивной схемы сборного жб перекрытия
1 Определим шаг (сетку) колонн
В состав сборного балочного межэтажного перекрытия входят плиты и ригели опирающиеся на колонны.
При компоновке сборного балочного перекрытия необходимо:
- назначить размеры сетки колонн;
- выбрать направление ригелей форму и размеры их поперечного сечения;
- выбрать тип и размеры плит.
Сетка колонн назначается в зависимости от размеров плит и ригелей. Расстояние между колоннами должно быть кратно 100мм и принимается для ригелей Lbn=6-8м с шагом 0.1м и для колонн Lpln=5-7 с шагом 0.1м. При этом необходимо чтобы выполнялось условие Lbn>Lpln.
По заданию размеры здания в плане (расстояние между крайними осями м): 201×413.
Следовательно Lbn=6.7м и Lpln=5.9м.
2 Определим необходимую ширину плит
Количество типоразмеров плит должно быть минимальным:
- фасадные плиты-распорки bp
- связевые плиты-распорки bp
- рядовые шириною bpln=12-22м. с шагом 0.1м.
В нашем случае общая ширина здания В=201+2×04=209м (с учетом сечения
колонн 40×40см). Тогда принимаем
9305163830bpln=19м bpln(r)=10м и bpln(r*)=07м.
3 Определим высоту сечения плиты и характер сечения ригеля
Определимся с высотой сечения плиты
hpl. Необходимо чтобы высота сечения плиты hpl=(125-130)Lpln тогда hpl=590027=219мм220м следовательно диаметр
пустот d = 159мм. С учетом того что полное
значение временной нагрузки >4 кПа и
длина пролета Lbn > 63м подбираем
следующий тип сечения ригеля:
С учетом этого можно определить
Lpln-b-2=5900-300-2×15=5570мм.
Lo=Lplс-43c=5570-4385=5457мм.
где с – глубина опирания плиты на полку ригеля.
Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной плиты перекрытия
1. Подсчет нагрузки на 1 м2 перекрытия
Наименование нагрузки
Нормативное значение нагрузки кНм2
Коэффициент надежности по нагрузке γf
Расчетное значение нагрузки кНм2
Постоянная нагрузка:
- слой №1 – доска половая по лагам =40мм;
- слой №2 - Цем.-песч. раствор =30мм;
- собственный вес жб плиты
Итого постоянная нагрузка
Полное значение временной нагрузки (с учетом временной длительной нагрузки от перегородок =120мм)
Временная нагрузка без учета перегородок о
Нагрузка на 1 погонный метр длины плиты при номинальной ее ширине 1.9 м.
- Расчетная постоянная = 4242·1.9·0.95=7.657 кНм;
- Расчетная полная ( + )= 10842·1.9·0.95=19.570 кНм;
- Нормативная постоянная n = 374·1.9·0.95=6751 кНм;
- Нормативная полная (n + n)= 924·1.9·0.95=16678 кНм;
-Нормативная постоянная и длительная (n + lonn)=( 374+2.5) ·1.9·0.95=11.263 кНм.
где γn=095 – коэффициент надежности по ответственности здания.
Материалы для плиты:
) Бетон тяжелый класс по прочности на сжатие В20:
Rbn=Rbser=15МПа; Rbtn=Rbtser=1.35МПа; Rb=115МПа; Rbt=0.9МПа. γb1 = 0.9
Начальный модуль упругости бетона Eb=27.5 · 103 МПа.
- продольная напрягаемая класса А600:
- ненапрягаемая класса В500:
2 Расчет сечения плиты по предельным состояниям первой группы
Определение внутренних усилий
Поперечное конструктивное сечение плиты заменяется эквивалентным двутавровым сечением. Размеры сечения плиты:
h=22см; ho = h – a = 19см – рабочая высота сечения; h’f = hf =(22-159)·05=305см – высота полки;
bf = 189см; bf’ = 189 – 3 = 186см; b = 189 – 159 · 9 = 459см.
Плита рассчитывается как однопролетная шарнирно-опертая балка загруженная равномерно-распределенной нагрузкой.
Усилия от расчетной полной нагрузки:
- изгибающий момент в середине пролета:
М=( + )Lo28=19.570 5.45728=72.846 кНм;
Усилия от нормативной нагрузки:
Мn=(n + n)Lo28=166785.45728=62.081 кНм;
- постоянной и длительной:
Мnl=(n+ lonn)Lo28=11.263 5.45728=41.925 кНм
а) Расчет по прочности нормального сечения при действии изгибающего момента
При этом необходимо чтобы: Mmax=728465кН·м≤Mult
Положение границы сжатой зоны определяется из условия:
Мmax≤Мx=hf'=γb1Rbbf'hf'(h0-0.5hf')
8465кН·см 101068кН·см=09·115·186·3·(19-05·3)
Мmax- изгибающий момент в середине пролета от полной нагрузки.
Так как условие выполняется то граница сжатой зоны проходит в полке и площадь растянутой арматуры определяется как для прямоугольного сечения шириной равной bf'.
Далее определяем безразмерный изгибающий момент:
αm=Mmaxγb1Rbbf'ho2=7284650.91.15186192=0105
Т.к. αm=1-2 следовательно мы можем найти =1-1-2αm=0111.
где =xh0-относительная высота сжатой зоны бетона.
Должно выполняться условие ≤R где R- относительная граничная высота сжатой зоны.
Значение R определяется по формуле:R=XRho=0.81+selbult
bult =00035 – относительная деформация сжатого бетона при напряжениях равных Rb.
Для арматуры с условным пределом текучести значение sel определяется по формуле:sel= Rs+400-spEs
где sp – предварительное напряжение в арматуре с учетом всех потерь и коэффициентом γsp=09.
Предварительное напряжение арматуры sp принимают не более 09 · Rsn (СНиП 52-102-2004).
Принимаем sp=09Rsn=0.8 600=480 МПа.
При проектировании конструкций полные суммарные потери следует принимать не менее 100 МПа sp2j=100МПа.
В итоге R=0.81+00029400035 =0435;
Условие ≤05R выполняется т.к. 01110218=05·0435.
Найдем безразмерный параметр характеризующий плечо силы = 1 – 05 =0944.
Площадь сечения арматуры определяем по формуле:Asp=Mmaxγs3Rs ho=7284651.1520.94819=71см2.
Т.к. необходимо установить 4 ∅12мм и 2 ∅12мм . Отклонение между фактической площадью арматуры и площадью арматуры определенной по формуле должны быть 20% в нашем случае 76 > 71. Т.е. отклонение расчетной площади от фактической 6%.
б) Расчет по прочности наклонных сечений при действии поперечной силы
Поперечная сила от полной нагрузки Qmax=qLо2=1957054572=53397 кН.
Расчет предварительно напряженных элементов по сжатой бетонной полосе между наклонными сечения производят из условия:
где: φb1- коэффициент принимаемый равным 03;
397≤27079 кН=030911545919;
Расчет предварительно напряженных изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия:
Qb – поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении;
Qsw – поперечная сила воспринимаемая поперечной арматурой в наклонном сечении.
где: φb2- коэффициент принимаемый равным 15;
с – длина проекции наклонного сечения на продольную ось элемента.
Qb: - принимается не более 2.5 γb1Rbtbho=250900945919=1766 кН;
- и не менее 0.5 γb1Rbtbho=050900945919=3532 кН;
Так как Qmax>Qbmin необходимо устанавливать поперечную арматуру (хомуты) при этом она будет рабочей.
Допускается производить расчет наклонных сечений не рассматривая наклонные сечения при определении поперечной силы от внешней нагрузки из условия:
Qbmin=0.5 γb1Rbtbho=050900945919=3532 кН.
Qsw=qswc0 также Qsw=1RRswAsw
где qsw – погонное усилие в поперечной арматуре (хомутах).
Исходя из конструктивных соображений назначаем Sw=≤0.5ho≤300 мм при этом Sw должна быть кратна 10 мм.
При этом общая площадь сечения хомутов Asw=nasw=60.07=042 см2.
где n – число каркасов и asw=007 см2 – площадь поперечного сечения одного хомута (класс В500 d = 3мм).
Тогда qsw=RswAswSw=3004210=126 кНсм
Окончательно Qswb=Qbmin+qswho=3532+12619=5926 кН
Проверяем Qmax=533975926= Qswb
3 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы. Геометрические характеристики приведенного сечения
Круглое очертание пустот заменим эквивалентным со стороной с=0.9d=0.9·15.9=143см.
Размеры расчетного двутаврового сечения:
- толщина полок h’f = hf =(22-143)·05=385см;
- ширина ребра b = 189 – 14.3 · 9 = 60.3см;
- ширина полок bf’ = 189 – 3 = 186см bf = 189см;
Определяем геометрические характеристики приведенного сечения:
α=EsEb=210527.5103=7.27
Площадь приведенного сечения:
Ared=A+αAs=bf'hf'+bfhf+bc+αAs=186·3.85+189·3.85+60.3·14.3+7.27·7.6=2306.04+55.252=2361.292см2;
Площадь сечения бетона: А = 230604см2.
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани:
Sred=bf'hf'h-0.5hf'+bfhf0.5hf+bc0.5h+αAsa=186·3.85·22-0.5·3.85+189·3.85·0.5·3.85+60.3·14.3·0.5·22+7.27·7.6·3=25427.380см3
Удаление центра тяжести сечения от его нижней грани:yo=SredAred=25427.3802361.29210.8см.
Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести:
Ired=bf'hf'312+bf'hf'h-yo-0.5hf'2+bc312+bc0.5h-yo2+bfhf312+
bfhfyo-0.5hf2+αAsyo-a2=1863.85312+1863.8522-10.8-0.53.852+60.314.3312+60.314.30.522-10.82+1893.85312+1893.8510.8-0.53.852+7.277.610.8-32= 138790.253 см4
Далее определим момент сопротивления приведенного сечения по нижней грани:
Wred=Iredyo=138790.253 10.8=12850.949см3;
то же но по верхней грани:
Wredsup=Iredh-yo=138790.253 22-10.8=12391.987см3.
Расчет предварительно напряженных изгибаемых элементов по раскрытию трещин производят в тех случаях когда соблюдается условие:
где: М – изгибающий момент от внешней нагрузки (нормативной);
Мcrc – изгибающий момент воспринимаемый нормальным сечением элемента при образовании трещин и равный:
где: W - момент сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого волокна;
eяр=eop+r – расстояние от точки приложения усилия предварительного обжатия до ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны;
eop – то же до центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки;
W=1.25Wred для двутаврового симметричного сечения;
Р – усилие предварительного обжатия с учетом потерь предварительного напряжения в арматуре соответствующих рассматриваемой стадии работы элемента. Определяем:
r=WredAred=12850.9492361.292=5442 см;
eop=yo-a=108-3=78см;
eяр=78+5442=13242 см;
W=1.25·12850.949=16063.686 см3.
4 Потери предварительного напряжения арматуры
Первые потери предварительного напряжения включают потери от релаксации напряжений в арматуре потери от температурного перепада при термической обработке конструкций потери от деформации анкеров и деформации формы (упоров).
Вторые потери предварительного напряжения включают потери от усадки и ползучести бетона.
Потери от релаксации напряжений арматуры sp1 определяются для арматуры классов А600-А1000 при электротермическом способе натяжения как 3% от sp тогда
sp1=003sp=003480=144 МПа.
Потери от температурного перепада деформации формы деформации анкеров равны нулю т.е. sp2=sp3=sp4=0.
Следовательно первые потери sp(1)=sp1+sp2+sp3+sp4=144 МПа.
Потери от усадки бетона: sp5=bshEs
bsh=0.002-для бетона классов В35 и ниже (в нашем случае бетон класса В20).
Следовательно sp5=0.0022105=40МПа.
Потери от ползучести бетона sp6 определяются по формуле:
sp6=08αφbcrbpj1+αspj(1+ysj2AredIred)(1+0.8φbcr)
где: φbcr- коэффициент ползучести бетона принимаем φbcr=28.
bpj- напряжения в бетоне на уровне центра тяжести рассматриваемой j – ой группы стержней напрягаемой арматурыbp=P1Ared+P1eop2Ired
где : P1 – усилие предварительного обжатия с учетом только первых потерь;
eop- эксцентриситет усилия P1 относительно центра тяжести приведенного сечения;
spj- коэффициент армирования; spj=AspjA
где: Aspj- площадь рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры;
A – площадь поперечного сечения элемента.
P1=Aspsp-sp1=7648-144=353856 кН.
Отсюда можем найтиbp=3538562361.292+353856782138790.253=0305кНсм2=3.05 МПа=76 230604=000329;
Тогда потери от ползучести бетона sp6=08727283.051+7270003291+7822361.292138790.2531+0828=42.9 МПа.
Полное значение первых и вторых потерь:
sp2=14.4+40+42.9=97302 МПа.
При проектировании конструкции полные суммарные потери для арматуры расположенной в растянутой при эксплуатации зоне сечения элемента следует принимать не менее 100 МПа поэтому принимаем sp2=100МПа.
После того как определенны суммарные потери предварительного напряжения арматуры можно определить Мcrc
P(2)=( sp-sp2)Asp=(48-10)7.6=2888 кН – усилие предварительного обжатия с учетом полных потерь.
Мcrc=0135 · 16063.686+2888·13242 = 5992.89 кН·см=59.929 кН·м.
Так как изгибающий момент от полной нормативной нагрузки
Mn=62.081 >59.929 = Мcrc
Следовательно трещины в растянутой зоне от эксплуатационных нагрузок образуются.
5 Расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси
Расчет по раскрытию трещин производится из условия
acrc – ширина раскрытия трещины от действия внешней нагрузки;
acrcult – предельно допустимая ширина раскрытия трещин.
Для арматуры классов А240-А600 В500С величина acrcult составляет:
3 мм – при продолжительном раскрытии трещин;0.4 мм – при непродолжительном раскрытии трещин.
Ширину раскрытия нормальных трещин определяют по формуле
где: s – напряжение в продольной растянутой арматуре в нормально сечении с трещиной от соответствующей внешней нагрузки;Ls- базовое расстояние между смежными нормальными трещинами;s – коэффициент учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами;
φ1 – коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки принимаемый равным: 10 – при непродолжительном действии нагрузки и 1.4 – при продолжительном действии нагрузки.
φ2 – коэффициент учитывающий профиль арматуры и равный:
φ2=0.5 – для арматуры периодического профиля и канатной.
φ3 – коэффициент учитывающий вид напряженного состояния и для изгибаемых элементов принимаемый равным φ3=1.0.
Для прямоугольных тавровых и двутавровых сечений значение s допускается определять по формуле:s=Msz-P(2)Asp
где z – плечо внутренней пары сил равное z=h0 а коэффициент определяется в зависимости от следующих параметров:
φf=(bf'-b)hf'es=MsP(2); as1=as1Aspbho
φf=0422; es=21496см;esho=2149619=1.13
Коэффициент as1 принимаем равным as1=300Rb.ser=30015=20;
По приложению 20 определяем: =0829
z=h0=082919=15751 см.
s=62081 15751-2888 76=1386кНсм2=1386 МПа.
С целью недопущения чрезмерных пластических деформаций в продольной рабочей арматуре напряжения s в ней не должны превышать (Rsser-sp2) где sp2- величина предварительного напряжения арматуры с учетом полных потерь т.е.:s=1386МПаRsser-sp2=220МПа.
Как видим полученное значение s удовлетворяет установленному ограничению.
Ширину раскрытия трещин acrc принимают:
- при продолжительном раскрытии acrc=
- при непродолжительном раскрытии acrc=acrc1+acrc2-
Где: acrc1- ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянных и временных длительных нагрузок;
acrc1- ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянных и временных (длительных и кратковременных) нагрузок;
acrc1- ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянных и временных длительных нагрузок.
Значение базового расстояния между трещинами определяется по формуле:
d и 40см>Ls=0.5AbtAsds>10d и 10см
As- площадь сечения растянутой арматуры.
Abt – площадь сечения растянутого бетона равная:Abt=byt+bf-
где: yt – высота растянутой зоны которую для прямоугольных тавровых и двутавровых сечений допускается принимать по формуле: yt=kyo.
Поправочный коэффициент k учитывает неупругие деформации растянутого бетона и для двутавровых сечений принимается равным 0.95. Значение yo – есть высота растянутой зоны бетона определяется как для упругого материала по приведенному сечению по формуле:yo=SredAred+P(2)Rbtser=25427.3802361.292+(2888014)=575см
Тогда yt=095575=546см
Abt=603546+189-603385=824733см2.
Значение Abt принимается равным площади сечения при ее высоте в пределах не менее 2а и не более 0.5h т.е. не менее
90385+6-385603=857295см2
и не более 60311+189-603385=1158795см2
Следовательно принимаем Abt=857295см2. Тогда Ls=0.585729576=564см.
Окончательно принимаем 40см.
Поскольку изгибающий момент от постоянной и временной длительной нормативной нагрузок Мnl=41.925кНм59.929кНм=Mcrc то приращение напряжений в продольной рабочей арматуре от внешней нагрузки будет меньше нуля. В этом случае следует acrc1=acrc2=0 и определять только ширину раскрытия трещин acrc от непродолжительного действия постоянных длительных и кратковременных нагрузок при φ1=1
acrc=100510101386210540=00139см=0139мм.
Это значение необходимо сопоставить с предельно допустимой шириной раскрытия трещин acrcult принимаемой из условия обеспечения сохранности арматуры при непродолжительном раскрытии: acrc=0139мм04мм=acrcult.
6 Расчет прогиба плиты
Расчет изгибаемых элементов по прогибам производится из условия
где: – прогиб элемента от действия внешней нагрузки;
ult – значение предельно допустимого прогиба.
При действии постоянных длительных и кратковременных нагрузок прогиб балок или плит во всех случаях не должен превышать 1200 пролета. Таким образом
Для свободно опертой балки максимальный прогиб определяется по формуле
где S - коэффициент зависящий от расчетной схемы и вида нагрузки; при действии равномерно распределённой нагрузки S=548.
Полная кривизна для участков с трещина определяется по формуле:
где:1r1- кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки;1r2 – кривизна от непродолжительного действия постоянных и временных длительных нагрузок;1r3- кривизна от продолжительного действия постоянных и временных длительных нагрузок.
Так как прогиб плиты ограничивается эстетико-психологическими требованиями то 1r1-1r2 - не учитывается.
Таким образом кривизна в середине пролета определяется только от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок т.е. при действии изгибающего момента Мnl=41.925 кНм.Для элементов таврового и прямоугольного сечений при hf'≤0.3ho кривизну допускается определять по формуле:1r=Mnlφcbho3Ebred
где φc – коэффициент зависящий от следующих параметров:φf=bf'-bhf'bho αs2 и esho =Asbho αs2=EssEbred
Ebred=Rbserb1red – приведенный модуль деформации сжатого бетона.
где b1red=2810-4 – при продолжительном действии нагрузки при относительной влажности воздуха окружающей среды 40%≤W≤70%
es=Ms=MnlP(2)=41.9252888=14.517 см esho=0.76408.
φf=bf'-bhf'bho=(186-60.3)3.8560.319=0.422 =Asbho=7.660.319=0.00663;
Найдем приведенный модуль деформаций сжатого бетона
Ebred=Rbserb1red=15.02810-4=5357 МПа=5357 кНсм2.
αs2=EssEbred=21055357=3733; αs2=0.006633733=025;
Определив все данные можем найти кривизну:
r=419250546031935357=350410-51см;
f=5481rlo2=548350410-5545.72=1.09см2728см
Условие удовлетворяется т.е. жесткость плиты обеспечена!
Расчет и конструирование однопролетного ригеля.
Нормативные и расчетные нагрузки на 1м2 перекрытия принимаются те же что и при
расчете панели перекрытия. Ригель шарнирно
оперт на консоли колонны hb=60см.
Lo=Lb-b-220-130=6700-400-40-130=6130 мм=6130м.
где: Lb=6700 мм. – пролет ригеля в осях;b =400мм. – размер колонны;20 мм – зазор между торцом ригеля и колонной;130мм – размер площадки опирания.
Расчетная нагрузка на 1 м длины ригеля определяется с грузовой полосы равной шагу рам в данном случае шаг рам Ln=5.9м.
- от перекрытия с учетом коэффициента надежности по ответственности здания γn=0.95:
gfl=gLnγn=4.2425.90.95=23.78 кНм
- от веса ригеля:gbn=0.20.38+0.30.22250010-2=3.55 кНм
где: 2500 кгм3 – плотность жб.С учетом γn=0.95 и коэффициента надежности по нагрузке γf=1.1
gb=3.551.10.95=3.710 кНм
В итоге постоянная погонная нагрузка т.е. с грузовой полосы равной шагу рам:
g1=gfl+gb=23.78+3.71=27.49кНм
Временная нагрузка (V1) c учетом γn=0.95 и коэффициентом сочетания
где: А1=9м2 по СНиП 2.01.07-85*А =59·67=3953см2– грузовая площадь ригеля;
На коэффициент сочетания умножается нагрузка без учета перегородок:
V1=Vp+А1VoγnLn=0.6+0.68660.955.9=26.43кНм
В итоге полная погонная нагрузка:
q=g1+V1=27.49+26.43=5392кНм.
2. Определение усилий в ригеле
Расчетная схема ригеля- однопролетная шарнирно опертая балка пролетом Lo.
Вычисляем значение максимального изгибающего момента М и максимальной поперечной силы Q от полной расчетной нагрузки:
М=(g1+V1)Lo28=5392613028=253.268 кНм;
Q=(g1+V1)Lo22=539261302=165.265 кН;
Характеристики прочности бетона и арматуры:
-бетон тяжелый класса В20 расчетное сопротивление при сжатии Rb=115 МПа при растяжении Rbt=09 МПа коэффициент γb1=0.9.
- арматура продольная рабочая А500С ∅10-40мм расчетное сопротивление Rs=435МПа=43.5 кНсм2 поперечная рабочая арматура класса А400 ∅6-8мм Rsw=285МПа=285 кНсм2.
3. Расчет ригеля по прочности нормальных сечений при действии изгибающего момента
Определяем высоту сжатой зоны – относительная высота сжатой зоны определяется в зависимости от αm.
Rb=115 МПа=115 кНсм2;
b - ширина сечения ригеля b =30 см.
αm=25326.80911530552=027;
=1-1-2αм=1-1-2027=032
Высота сжатой зоны x=ho=03255=177 см.
Граница сжатой зоны проходит в узкой части сечения ригеля следовательно расчет ведем как для прямоугольного сечения.
Расчет по прочности нормальных сечений производится в зависимости от соотношения относительной высоты сжатой зоны бетона и граничной относительной высоты R при которой предельное состояние элемента наступает по сжатой зоне бетона одновременно с достижением в растянутой арматуре напряжения равного расчетному сопротивлению Rs.
Значение R определяется по формуле:
bult – относительная деформация сжатого бетона при напряжениях равных Rb принимаемая равной 0.0035
se R=0.81+000217500035=0493;
Т.к. R следовательно граница сжатой зоны всегда проходит в узкой части сечения ригеля.
Можем найти площадь сечения растянутой арматуры которая определяется по формуле:
As=γb1RbbhoRs=0.9115300.325543.5=1256 см2;
По найденной площади сечения растянутой арматуры по сортаменту подбираем 4∅20 А500С Asef=12.57 см2;
4 Расчет ригеля по прочности при действии поперечных сил
Ригель опирается на колонну с помощью консолей скрытых в его подрезке т.е. имеет место резко изменяющаяся высота сечения ригеля на опоре. При расчёте по модели наклонных сечений должны быть обеспечены прочность ригеля по бетонной полосе между наклонными сечениями по наклонному сечению на действие поперечной силы и изгибающего момента. Для ригелей с подрезками на опорах производится расчёт по поперечной силе для наклонных сечений проходящих у опоры консоли образованной подрезкой. При этом в расчётные формулы вводится рабочая высота h01 короткой консоли ригеля. Таким образом в качестве расчётного принимаем прямоугольное сечение
с размерами b×h1=30×45 см в котором действует поперечная сила Q=165.265 кН от полной расчетной нагрузки. Рабочая высота сечения ригеля в подрезке составляет ho1=42см вне подрезки (у опор) ho=57см в средней части пролета ho=55смПри диаметре нижних стержней продольной рабочей арматуры ригеля ds=20мм с учетом требований СП 52-101-2003 (п.8.3.10) назначаем диаметр поперечных стержней (хомутов) ∅8 A400. Их шаг на приопорном участке предварительно принимаем по конструктивным соображениям sw1=10см что в с СП 52-101-2003 (п.8.3.11) не превышает 05ho1=21см и 30см. Значения прочностных характеристик бетона класса В20 входящие в расчетные зависимости принимаем с учетом γb1=0.9.Расчет ригеля по бетонной полосе между наклонными трещинами производят из условия:Q≤φb1Rbbho1
где: φb1=0.3 – заданный коэффициент.
Проверяем Q=165.265 кН03091153042=39123 кН.
Следовательно принятые размеры сечения ригеля в подрезке достаточны.Проверяем требуется ли поперечная арматура по расчету из условия:Q≤Qbmin=0.5Rbtbh01
Т.е. Q=165.265 кН>Qbmin=0.50.90.093042=5103кН следовательно расчет поперечной арматуры необходим.Находим погонное усилие в хомутах для принятых выше параметров поперечного армирования Asw=101 см2 (2∅8 А400) Rsw=285 МПа sw1=10см:
qsw1=RswAswsw1=28.510110=288 кНсм.
Расчет ригеля с рабочей поперечной арматурой по наклонному сечению производится из условия: Q≤Qb+Qsw
Где: Qb – поперечная сила воспринимаемая бетоном. Определяется по формуле:
Qsw – поперечная сила воспринимаемая арматурой в наклонном сечении. Определяется по формуле: Qsw=075где: с – длина проекции наклонного сечения на продольную ось элемента;
φb2 – коэффициент принимаемый равным 1.5.
Подставляя эти выражения в Q≤Qb+Qsw из условия минимума несущей способности ригеля по наклонному сечению в виде Qc=0 находим наиболее опасную длину проекции наклонного сечения равную:
С=φb2Rbtbho12075qsw1= 150900930422075288=5456 см.
Которая должна быть ≤2h01=84см. С учетом этой величины:
Q≤15γb1Rbtbho12c+075qswс;Q=165.265 кН1509009304225456+0752885456=23570 кН;
Следовательно условие прочности ригеля по наклонному сечению в подрезке при действии поперечной силы соблюдается.Необходимо также убедиться в том что принятый шаг хомутов sw1=10см не превышает максимального шага хомутов swmax при котором еще обеспечивается прочность ригеля по наклонному сечению между двумя соседними хомутами т.е.
sw1=10смswmax=Rbtbho2Q=0.90.0930422165.2652594см.
Выясним теперь на каком расстоянии от опор в соответствии с характером эпюры поперечных сил в ригеле шаг поперечной арматуры может быть увеличен. Примем шаг хомутов в средней части пролета равным sw2=075ho=0.7555=41.25см40см что согласно СП 52-101-2003 (п.8.3.11) не превышает 500 мм. Погонное усилие в хомутах для этого участка составляет:
qsw2=RswAswsw1=28.510140=072 кНсм
Что больше минимальной интенсивности этого усилия при которой поперечная арматура учитывается в расчете:qswmin=0.25Rbtb=0.250.90.0930=0.61кНсм. Очевидно что условие для опорных участков ригеля соблюдается т.к. qsw1=288 кНсм>0.61 кНсм=qswmin
При действии на ригель равномерно распределенной нагрузки q=g1+V1 длина участка с интенсивностью усилия в хомутах qsw1 принимается не менее значения l1 определяемого по формуле: l1=Q-Qbm
Qbmc1 =φb2Rbtbho2075qsw2= 150900930552075072=14289см – наиболее опасная длина проекции наклонного сечения для участка где изменяется шаг хомутов;
Т.к. c1>2ho=110см следовательно c1=110см;
q=g1+V1=5392кНм=0.5392кНсм:
l1=165.265 -668250.5392-110=7257см.
Следовательно l1=lo4=1533153см.В ригелях с подрезками у концом последних устанавливаются дополнительные хомуты и отгибы для предотвращения горизонтальных трещин отрыва у входящего угла подрезки. Эти хомуты и отгибы должны удовлетворять условию:
RswAsw1+RswAsincsin≥Q1-h01ho
Для рассматриваемого случая со сравнительно небольшим значением поперечной силы примем дополнительные хомуты у конца подрезки в количестве 2∅12 А500С с площадью Asw1=226см2 отгибы использовать не будем. Тогда:
226+0=678кН≥165.2651-4257=4349кН.
Где: Rsw=300МПа=30кНсм2
Т.е. установленных хомутов достаточно для предотвращения горизонтальных трещин отрыва у входящего угла подрезки.Расчет по прочности наклонного сечения проходящего через входящий угол подрезки на действие изгибающего момента производится из условия: M≤Ms+Msw+Msinc
Где: М – момент в наклонном сечении с длиной проекции «с» на продольную ось элемента; MsMswMsinc – моменты воспринимаемые соответственно продольной и поперечной арматурой а также отгибами пересекаемыми рассматриваемым наклонным сечением относительно противоположного конца наклонного сечения (в отсутствии отгибов Msinc=0).В нашем случае продольная арматура короткой консоли подрезки представлена горизонтальными стержнями привариваемыми к опорной закладной детали ригеля что обеспечивает её надежную анкеровку на опоре а значит и возможность учета с полным расчетным сопротивлением. Примем эту арматуру в количестве 2∅12 А500С с площадью Asw1=226см2 и Rs=435МПа=43.5кНсм2.Невыгодное значение «с» определим по формуле:
с=Q-RswAsw1qsw+q=165.265-302.26288+0.5392=285 см.
M=Qao+c=165.265(0085+0285)=6115 кНм;
Ms=RsAszs=43.52.26039=3834 кНм;где: zs=ho1-a'=42-3=39см;
Msw=RswAswZsw=0.5qswc2+RswAswc-a1=0.52882852+302.26285-3=289854кНсм=28985кНм
Подставляя найденные значения получаем:
M=61153834+28985=67325кНм;
Т.е. прочность рассматриваемого наклонного сечения на действие изгибающего момента обеспечена.Определим необходимую длину заведения продольной арматурой арматуры за конец подрезки по формуле:wo=2(Q-RswAsw1)qsw+ao+10d=2(165.265-302.26)288+8.5+12=88184см
Что больше базовой (основной) длины анкеровки равной:
loan=RsAsRbondus=4351.132253.77=5795 см
Rbond – расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном:Rbond=12Rbt=2.510.9=2.25 МПа.
Выясним необходимость устройства анкеров для нижнего ряда продольной арматуры ригеля. Для этого выполним расчет по прочности наклонного сечения расположенного вне подрезки и начинающегося на расстоянии ho-h01=57-42=15 см. от торца ригеля на действие изгибающего момента; тогда расстояние от конца анкеруемого стержня до рассматриваемого сечения ls=15-1=14см.При пересечении наклонного сечения с продольной растянутой арматурой не имеющей анкеров в пределах зоны анкеровки усилие в этой арматуре Ns определяется по следующей формуле:
Где: lan – длина зоны анкеровки арматуры равная lan=λands=48332=9667 см
λan=Rs4Rbondα=43542.251=48.33;
α – коэффициент учитывающий влияние поперечного обжатия бетона в зоне анкеровки арматуры и при отсутствии обжатия принимаемый равным 10.
Учитывая что в пределах длины ls=14см к стержням нижнего ряда продольной арматуры приварены 2 вертикальных и 1 горизонтальный стрежень ∅8 А400увеличим усилие Ns на величину:
Nw=0.7nwφwdsw2Rbt=0.74150820.90.9=21772.8H=21.77 кН
Тогда sAs=Ns+Nw=39564 +21.77=61334 кН.
Определим высоту сжатой зоны бетона (без учета сжатой арматуры):
x= sAsRbb=613340.91.1530=197 см2a'=6см т.е. zs=ho-a'=57-3=54см.
Невыгодное значение «с» равно:
с=Qqsw+q=165.265288+0.5392=48334смwo-ho-ho1=88184-57-42=73187 см
Т.е. при таком значении «с» наклонное сечение пересекает продольную арматуру короткой консоли. Принимаем конец наклонного сечения в конце указанной арматуры т.е. на расстоянии wo=88184см от подрезки при этом с=73187см.
Расчетный момент М в сечении проходящем через конец наклонного сечения равен:
M=Qao+wo-0.5qao+wo2=165.2658.5+88184-0.50.53928.5+881842=13458кНм;
М=13458кНм > sAsZs+0.5qswc2=6133454+0.528873187 2=11025кНм
Поскольку проверка не соблюдается необходимо дополнительные мероприятия по анкеровке концов стержней нижнего ряда продольной арматуры ригеля или устройство отгибов у входящего угла подрезки. Примем 2 отгиба из стрежней ∅12 А500С сечением Asinc=2.26см2 что позволяет создать дополнительный момент в наклонном сечении равный:
zsinc=zscos+c-a1sin=540.707+73187 0.707=8992см здесь a10 т.к. начало рассматриваемого наклонного сечения и начало отгиба в растянутой зоне практически совпадают. Проверка:
М=13458кНм sAsZs+0.5qswc2+RswAsincZsinc=11025кНм+302.2689920.01=171216кНм
Т.о. установка отгибов позволяет обеспечить соблюдение условия прочности по наклонному сечению вне подрезки.
5 Построение эпюры материалов
Продольная рабочая арматура в пролете 4∅20 А500С. Площадь этой арматуры Asef=12.57 см2 определена из расчета на действие максимального изгибающего момента в середине пролета. В целях экономии арматуры по мере уменьшения изгибающего момента к опорам два стержня обрываются в пролете а два других доводятся до опор. Определяем изгибающий момент воспринимаемый сечением ригеля с полной запроектированной арматурой 4∅20 А500С.Из условия равновесия:RsAs=γb1Rbb
Rs=435МПа=435кнсм2; Rb=11.5МПа=115кНсм2;
=4351257091153055=032
Изгибающий момент воспринимаемый сечением ригеля определяется из условия равновесия:
М(4∅20)=435125755-051761=25259195кНсм=252592кНм;
2592кнм253.268-изгибающий момент от полной нагрузки следовательно прочность сечения не обеспечена.
Тогда подбираем 2∅20 А500С и 2∅22 500С. Asef=1388 см2
=4351388091153055=0353
Найдем изгибающий момент воспринимаемый сечением ригеля:
М(2∅20+2∅22)=435138855-0519445 =27337649 кНсм=273376 кНм;
337649>253.268 т.е. прочность сечения обеспечена.
До опоры доводят 2∅22 500С ho=57см As=7.6см2;
=43576091153057=0187;
x1=ho=0.18757=10.66см.
Определим изгибающий момент воспринимаемый сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней доводимых до опоры
М(2∅22)=RsAs2∅22ho-0.5
М(2∅22)=4357655-051066=16420902кНсм=164209кНм;
Откладываем в масштабе на эпюре моментов полученные значения изгибающим моментов М(2∅20+2∅22) и М(2∅22) и определяем место теоретического обрыва арматуры-это точки пересечения эпюры моментов с горизонтальной линией соответствующей изгибающему моменту воспринимаемому сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней М(2∅22).
Изгибающий момент в любом сечении ригеля определяется по формуле:
RA=(g1+V1)lo2=539261302=Q=165.265 кН
Находим значения Мх в 18 в 28 и в 38 пролета.
При М18=1652650766-5392076622=110774 кНм;
При М28=1652651533-5392153322=18991 кНм;
Длина анкеровки обрываемых стержней определяется по следующей зависимости:w=Q2qsw+5d≥15d где d диаметр обрываемой арматуры.
Поперечная сила Q определяется графически в месте теоретического обрыва в данном случае Q=9689 кН.Поперечные стержни ∅8 А400 Rsw=285МПа с Asw=1.01 см2 в месте теоретического обрыва имеют шаг 10 см;qsw=RswAswSw=28.51.0110=2.88кНсм;W=9689 22.88+52=268215d=152=30см.
Место теоретического обрыва арматуры можно определить аналитически. Для этого общее выражение для изгибающего момента нужно приравнять моменту воспринимаемому сечением ригеля с арматурой 2∅22 А500С
М2∅22=164209кНмМ=(g1+V1)lo2
x2= 4883м – точки теоретического обрыва арматуры.
Длина обрываемого стержня: 4883-1247+2·03=4236м~43м.Определяем аналитически величину поперечной силы в месте теоретического обрыва арматур x1= 1247м:
Графически поперечная сила была принята 9689 кН с достаточной точностью.
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОННЫ
Для проектируемого 11 этажного здания принята сборная железобетонная колонная сечением 40×40см.Для сильно загруженных колонн применяется тяжелый бетон классов по прочности на сжатие не ниже В25. Армируются колонны продольными стержнями ∅ 16-40 мм из горячекатаной стали А400 А500С и поперечными стержнями преимущественно из горячекатаной стали А240.
Нагрузка на 1м2 перекрытия принимается такой же как и в предыдущих расчетах (пункт 3.1)
Нагрузка на 1м2 покрытия
Нормативная нагрузка (γf = 1) кНм2
Расчетная нагрузка (γf > 1) кНм2
Гидроизоляционный ковер (3 слоя)
Армированная цементно-песчаная стяжка = 40 мм ρ = 2200 кгм3
Керамзит по уклону = 100 мм ρ =600 кгм3
Утеплитель - минераловатные пли ты = 150 мм ρ = 150 кгм3
Многопустотная плита перекрытия с омоноличиванием швов = 220 мм
Постоянная нагрузка (groof)
Временная нагрузка -снеговая* : S = S0
в том числе длительная часть снего вой нагрузки Ssh
Полная нагрузка (groof + S)
Полная кратковременная снеговая нагрузка и коэффициент принимаются по СНиП 2.01.07-85*.Для Вологды:- S0=24 кПа;- = 0.7;
Материалы для колонны:Бетон – тяжелый класса по прочности на сжатие В45 расчетное сопротивление при сжатии Rb=25МПа;Арматура:- продольная рабочая класса А500С (∅ 16-40мм) расчетное сопротивление Rs=Rsc=435МПа;- поперечная-класса А240.
2 Определение усилий в колонне
Рассчитывается средняя колонная подвального этажа hfgVpVo – постоянная и временная нагрузки на 1м2 перекрытия.В нашем случае: g=4242кНм2; Vp=06кНм2; Vo = 6кНм2;gb=3.710 6.3=23.373кН. 67-04=6.3м – длина ригеля; 3.710кНм – погонная нагрузка от собственного веса ригеля;gco- для подвального этажа:gco- для типового этажа:gco
n1=04+A1-0.4n – коэффициент сочетаний (коэффициент снижения временных нагрузок в зависимости от количества этажей); A1=0686;Тогда: n1=04+0686-0.411=0486;
Окончательно N=095·4242+06+6·0486·11·3953+23373·11+1+12122·1++1504811+ 0955754+24·3953=3969078кН.
Длительно действующая нагрузка на колонну (постоянная и длительно действующая часть временной):Nl=γng+n1VlonnA+gbn+1+gcoln+γngroof+SshA
Где: VSsh=1.2 кНм2 – длительная часть снеговой нагрузки на 1м2 покрытия.Nl=095·4242+0486·24·11·3953+23373·11+1+12122·1++1504811+095·5754+12·3953=295342 кН
3. Расчет колонны по прочности
Расчет по прочности колонны производится как внецентренно сжатого элемента со случайным эксцентриситетом ea:ea=hco ea=hf ea=1см.
Однако расчет сжатых элементов из бетона класса В45 на действие продольной силы приложенной с эксцентриситетом eо=ea=hcol30=1.33см при гибкости lohcol20 допускается производить из условия: N≤φ(γb1RbAb+RscAstot)
Где: Ab – площадь сечения колонны;Astot – площадь всей продольной арматуры в сечении колонны;Rsc – расчетное сопротивление арматуры сжатию Ab=4040=1600см2.φ=092 – коэффициент принимаемый при длительном действии нагрузки в зависимости от гибкости колонны.
Astot=Nφ-γb1RbAbRsc=39690780.92-0.925160043.5=16см2.Из условия ванной сварки выпусков продольной арматуры при стыке колонн минимальный ее диаметр должен быть >20мм.Принимаем 4∅25 А500С с As=1964см2.=19641600100%=123%>02% т.к . lohcol=5338.
Диаметр поперечной арматуры принимаем ∅6 А240 (из условия сварки с продольной арматурой). Шаг поперечных стержней s=350мм что удовлетворяет конструктивным требованиям: s≤15d=15·25=375мм и s≤500мм.
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ
Грунты основания-суглинки условное расчетное сопротивление грунта Ro=036 МПа.
Используем тяжелый бетон класса В25. Расчетное сопротивление растяжению Rbt=1.05 МПа γb1=0.9. Арматура класса А500С Rs=435 МПа=435 кНсм2.Вес единицы объема бетона фундамент и грунта на его обрезах γm=20 кНм3.Высоту фундамента предварительно принимаем 90 см. С учетом пола подвала глубина заложения фундамента H1=105 см. Расчетное усилие передающееся с колонны на фундамент N=3969078кН. Нормативное усилие Nn=Nγfm=39690781.15=3451.372 кН.где γfm=1.15 –усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке.
2. Определение размера стороны подошвы фундамента
Площадь подошвы центрально нагруженного фундамента определяется по условному давлению на грунт Ro без учета поправок в зависимости от размеров подошвы фундамента и глубины его заложенияA=NnRo-γmH1=3451.3720.36103-201.05=10.18м2.
Размер стороны квадратной подошвы фундамента : a=A=10.18=3.19м.Принимаем a=3.3 м (кратно 0.3 м).Давление на грунт от расчетной нагрузки p=Na2=3451.3723.32=316.93кНм2
3 Определение высоты фундамента
Рабочая высота фундамента из условия продавливания
ho=-2hcol4+0.5Nγb1Rbt+p=-20.44+0.53451.3720.91.05103+316.93=0.627 м.
Полная высота фундамента устанавливается из условий:1) Продавливания Hf=ho+0.05=0.627+0.05=0.677 м.2) Заделки колонны в фундаменте:Hf=1.5hco3) Анкеровки сжатой арматуры колонны Hf=han+0.25.
Базовая длина анкеровки необходимая для передачи усилия в арматуре с полным расчетным сопротивлением Rs на бетон определяется по формуле: hoan=RsAsRbondUsгде: As и Us – соответственно площадь поперечного сечения анкеруемого стержня арматуры и периметр его сечения (для арматуры ∅25 As = 4.91 см2; Us=314·25=785 см);Rbond – расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном принимаемое равномерно распределенным по длине анкеровки Rbond=γ
Где : 1 – коэффициент учитывающий влияние вида поверхности арматуры. Для горячекатаной арматуры периодического профиля 1=2.5;2 – коэффициент учитывающий влияние размера диаметра арматуры принимаемый равным:10 – при диаметре продольной арматуры ds ≤ 32мм;09 – при ds = 36 мм и ds =40 мм.Rbond=09251105=236 МПа;
hoan=4354.91236785=11529 см.
Требуемая расчетная длина анкеровки арматуры с учетом конструктивного решения элемента в зоне анкеровки определяется по формуле:han=αhoanAscalAsef
Где: Asca Ascal=1964см2).
α – коэффициент учитывающий влияние на длину анкеровки напряженного состояния бетона и арматуры. Для сжатых стержней периодического профиля α=0.75. Тогда:han=07511529 161964=7044см.
Кроме того согласно требования СП 52-101-2003 фактическую длину анкеровки необходимо принимать han≥03hoan=0311529=34587 см; han≥15ds=152.5=37.5см; han≥20см.Из 4 величин принимаем максимальную длину анкеровки т.е. han=7044 см.Следовательно из условия анкеровки арматуры Hf=7044+25=95.44 см. Окончательно принимаем трехступенчатый фундамент общей высотой 105 см и с высотой ступеней 35см. При этом ширина первой ступени a1 =1.5 м. а второй a2 =2.4м.Проверим отвечает ли рабочая высота нижней ступени h03=35-5=30 см условию прочности при действии поперечной силы без поперечного армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого сечения (b=100см) должно выполняться условие:Q=pl≤Qbmin=0.5γb1Rbth03b
Поперечная сила от давления грунта:Q=pр – давление на грунт от расчетной нагрузки (на единицу длины).Q=0.53.3-2.4-20.3316.93=47.54 кН;Q=4754Qbmin=0.5γb1Rbth03b=05091051030310=14175 кН – прочность обеспечена.
4. Расчет на продавливание
Проверяем нижнюю ступень фундамента на прочность против продавливания. Расчет элементов без поперечной арматуры на продавливание при действии сосредоточенной силы производится из условия:F≤γb1RbtAb
Где: F – продавливающая сила принимаемая равной продольной силе в колонне подвального этажа на уровне обреза фундамента за вычетом нагрузки создаваемой реактивным отпором грунта приложенным к подошве фундамента в пределах площади с размерами превышабщими размер площадки опирания (в данном случае второй ступени фундамента a2 Ab – площадь расчетного поперечного сечения расположенного на расстоянии 0.5ho от границы площади приложения силы N с рабочей высотой сечения ho. В нашем случае ho=ho3=03м.Площадь Ab определяется по формуле:Ab=Uh03
Где U – периметр контура расчетного сечения U=a2+20.5h034=2.4+20.50.34=10.8м.
Площадь расчетного поперечного сечения Ab = 108·03=3.24 м2.
Продавливающая сила равна: F=N-pA1
Где: A1 – площадь основания продавливаемого фрагмента нижней ступени фундамента в пределах контура расчётного поперечного сечения равная: A1=a2+20.5h032=2.4+20.50.32=729м2.
Тогда F=3451.372-316.93729=1140952 кН.
40952 ≤γb1RbtAb=09105103324=30618 кН
Следовательно прочность нижней ступени фундамента против продавливания обеспечена.
5. Определение площади арматуры подошвы фундамента
Подбор арматуры производим в 3-х вертикальных сечениях фундамента что позволяет учесть изменение параметров его расчетное схемы в качестве которой принимается консольная балка загруженная действующим снизу вверх равномерно распределенным реактивным отпором грунта. Для рассматриваемых сечений вылет и высота сечения консоли будут разными поэтом выявить наиболее опасное сечение можно только после определения требуемой площади арматуры в каждом из нихСечение I-I
MI-I=0.125pa-hcol2a=0.125316.933.3-0.423.3=1099.47 кНм
Площадь сечения арматуры:AsI=MI-I0.9h01Rs=1099.47 1020.910043.5=28.08см2.
MII-II=0.125pa-a12a=0.125316.933.3-1.523.3=423.58 кНм Площадь сечения арматуры:AsII=MII-II0.9h02Rs=423.58 1020.96543.5=16.65см2. Сечение III-III
MIII-III=0.125pa-a22a=0.125316.933.3-2.423.3=105.89 кНм Площадь сечения арматуры:AsIII=MIII-III0.9h03Rs=105.891020.93043.5=9.02 см2.
Из трех найденных значений подбор арматуры производим по максимальному значению т.е. Asmax=28.08 cм2. Шаг стержней принимается от 150 мм до 300 мм (т.е. кратно 50 мм). При ширине подошвы фундамента a>3м минимальный диаметр стержней dmin=12мм.Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях арматурой из стержней ∅16 А500С с шагом 250мм.Имеем 15∅16 А500С с As=3017 см2>2808 см2.
Процент армирования :- в сечении I-I : 1=Asa1h01=30.17150100100%=0.201%>0.1%- в сечении II-II: 2=Asa2h02=30.1724065100%=0193%>01%
- в сечении III-III: 3=Asa3h03=30.1733030100%=0305%>01%Так как во всех сечениях i>min=0.1% количество принятой арматуры оставляем без изменений.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО РЕБРИСТОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
1. Компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия
Монолитное ребристое перекрытие проектируется для каркасного монолитного здания с объемно-планировочным решением аналогичным решению выполненному в сборном варианте.
Поперечное расположение главных балок принимаем по внутренним разбивочным осям. Второстепенные балки размещаются в продольном направлении здания и в третях пролетов главных балок .
Задаемся размерами сечений:
Общая толщина плиты hs = 7см;
высота сечения второстепенной балки hsb = B15 = 590015 = 393 мм принимаем hsb = 40 см;
ширина сечения второстепенной балки bsb = 05hsb = 05 · 40 = 20 см;
высота сечения главной балки hmb = L11 = 670011 = 609 мм = 609 см принимаем hmb = 60 см;
ширина сечения главной балки bmb = 04hmb = 04 · 60 = 25 см
Материалы для перекрытия
Бетон тяжелый класса по прочности на сжатие В20:
расчетное сопротивление сжатию Rb = 115 МПа;
расчетное сопротивление растяжению Rbt = 090 МПа;
коэффициент условий работы бетона γb1 = 09;
значение модуля упругости при сжатии и растяжении Eb = 275·103 МПа
Арматура для армирования плит – проволока класса B500С:
расчетное сопротивление арматуры растяжению для предельных состояний первой группы Rs = 415 МПа;
значение модуля упругости Es = 20·105 МПа
Арматура второстепенных балок – продольная рабочая класса А500С:
расчетное сопротивление арматуры растяжению для предельных состояний первой группы Rs = 435 МПа;
Арматура второстепенных балок – поперечная класса А240:
расчетное сопротивление поперечной арматуры Rsw = 170 МПа
Расчет монолитного ребристого перекрытия состоит из последовательных расчетов его элементов: плиты второстепенных и главных балок. При расчете элементов перекрытия можно выполнить только расчет по несущей способности так как при назначенных предварительных размерах поперечных сечений жесткость элементов как правило достаточна.
2. Расчет и конструирование плиты монолитного перекрытия
Определение расчетных пролетов
Расчетным пролетом является расстояние от грани крайней балки до оси опоры плиты на стене:
Для крайних пролетов:
в поперечном направлении (между второстепенными балками):
где: ls=L3=67003 2230мм
в продольном направлении (между главными балками):
где 50 мм – это расстояние на которое смещается грань крайней главной балки относительно оси колонны
Для средних пролетов:
Величина отношения расчетных пролетов:
ls4ls3 = 56502040 = 277 > 2
В этом случае плита рассчитывается как балочная в направлении коротких пролетов.
Нагрузки на 1 м2 монолитного перекрытия
- монолитная плита(толщина = 007 м;удельный вес γ = 25 кНм3)
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия
Полная расчетная нагрузка на 1 погонный метр длины плиты при условной ширине 1 м:
q = (g + v) · 1 м = 9192 · 1 м = 9192 кНм
Определение внутренних усилий в плите
Расчет балочной плиты загруженной равномерно распределенной нагрузкой производится как многопролетной неразрезной балки с условной шириной 1 м крайними и средними опорами для которой являются второстепенные балки.
Изгибающие моменты в сечениях от расчетной нагрузки:
M = q·ls1216 = 9192 ·213216 = 2.61кНм
Для рассматриваемого перекрытия hsls = 0072.030 = 129 > 130 поэтому в плитах окаймленных по всему контуру монолитно связанными с ними балками изгибающие моменты в сечениях уменьшаются на 20% за счет благоприятного влияния распоров.
Условие Qmax ≤ b1 · γb1 · Rb · b · h0 соблюдается при рекомендуемых толщинах плиты hs
Расчет прочности плиты по нормальным сечениям
Рабочая высота сечения плиты: h0 = hs – а1 мм = 70 – 15 = 55 мм = 55 см
Безразмерный изгибающий момент: αm = Mmaxγb1·Rb·h02·b = 261 09·115·552·100 = 008
Относительная высота сжатой зоны бетона: = xh0 = 1 – 1-2αm = 1 – 1-2 ·008 = 009
Относительная деформация растянутой арматуры при напряжениях равных Rs:
sel = RsEs = 41520·105 = 000207
Граничная относительная высота сжатой зоны бетона: R = xRh0 = 081+ selbult = 081+ 00020700035 = 0502
Выполняется условие: = 009 R = 0502
Безразмерный коэффициент характеризующий плечо пары сил:
= 1 – 05 = 1 – 05 · 009= 096
Площадь сечения растянутой арматуры: As = 08Mmaxh0·Rs· = 261 55·415·096 = 096см2.
Принимаем рулонные сетки с продольным направлением рабочих стержней. Сетки раскатывают в направлении главных балок и стыкуют между собой внахлестку без сварки. Сетки выбирают по сортаменту сварных сеток соответствующей ширины.
- Для перекрытий с плитами окаймленными балками по четырем сторонам принимаем основные сетки С-1: шириной 3030 мм и длиной 2056 м. Площадь продольной рабочей арматуры на 1 погонный метр As = 098 см2:
С-1 5В500-×200+1005В500-200 3030 × 20560 С120
Для армирования крайних пролетов где располагаются лестничные клетки принимаем сетки С-2 шириной 3030 мм и длиной 1366 м. Площадь продольной рабочей арматуры на 1 погонный метр As = 098 см2 :
С-2 5В500-×200+1005В500-200 3030 × 13660 С120
3. Расчет и конструирование второстепенной балки
Подсчет нагрузок на 1 погонный метр длины второстепенной балки
Нагрузки на второстепенную балку собирают с грузовой полосы ширина которой равна шагу второстепенных балок ls = 2230м.
Постоянная расчетная нагрузка:
от собственного веса плиты и пола с учетом коэффициента надежности по ответственности здания γn = 095:
g · ln · γn = 2592· 223 · 095 = 5491 кНм
от собственного веса второстепенной балки с учетом коэффициента надежности по нагрузке γf = 11 и по ответственности здания γn = 095:
bsb · (hsb – hs) · ρжб · γf · γn = 02 · (04 – 007) · 2500 · 11 · 095 · 10 = 1724 кНм где:
ρжб = 2500 кгм3 – плотность железобетона
итого постоянная нагрузка с грузовой полосы равной ls = 223 м:
g = 5491 + 1724 = 7215 кНм
Временная нагрузка с учетом коэффициента надежности по ответственности здания γn = 095:
v = vр · ls · γn = 66· 223 · 095 = 13982 кНм
Полная погонная нагрузка: q = g + v = 7215 + 13982 = 21197 кНм
Определение расчетных пролетов и внутренних усилий во второстепенной балке
Расчетная схема второстепенной балки и эпюры усилий
Второстепенную балку рассчитываем как неразрезную многопролетную балку таврового сечения. Расчетные усилия в балке определяем с учетом их перераспределении вследствие пластических деформаций железобетона.
в средних пролетах и на опорах M1=-М3 = q·
Значение отрицательных изгибающих моментов в серединах пролетов определяется в зависимости от отношения временной нагрузки к постоянной:
vg = 13982 7215 = 1.94. В этом случае коэффициент = -0029
M2 = · q · lsb22 = -0029 · 21197 · 57252 = -2015 кНм
Расчетная поперечная сила:- на первой промежуточной опоре и на остальных средних опорах:
Q = 05 · q · lsb2 = 05 · 21197 · 5725 = 6068кН
Расчет прочности по нормальным сечениям при действии изгибающего момента
Для участков второстепенной балки где действуют положительные изгибающие моменты за расчетное сечение принимаем тавровое сечение с полкой в сжатой зоне.
Ширину сжатой полки принимают исходя из условия:
bf’=197 ≤ 2 · В6 + bsb = 2 · 596 + 02 = 22 м
Толщина полки: hf’ = hs = 7 см
Для участков второстепенной балки где действуют отрицательные изгибающие моменты за расчетное сечение принимаем прямоугольное сечение шириной b = bsb = 02 м.
а) Сечение в середине пролета при действии M1 = 4342 кНм
Рабочая высота сечения h0 = hsb – a = 40 – 35 = 365 см
Момент внутренних сил в нормальном сечении плиты при котором нейтральная ось проходит по нижней грани сжатой полки: M(x = hf’) = γb2 · Rb · bf’ · hf’ · (h0 – 05hf’)
где: γb2 = 09 – коэффициент условий работы бетона;
Rb = 115 МПа = 115 кНсм2 – расчетное сопротивление бетона сжатию;
bf’ = 197 см – ширина верхней полки;
hf’ = 7см – толщина верхней полки;
h0 = 365 см – рабочая высота сечения;
x – высота сжатой зоны
Тогда: M(x = hf’) = 09 · 115 · 197 · 7 · (365 – 05 · 7) = 4709975кНсм = 47099кНм
Если выполняется условие M1 ≤ M(x = hf’) то граница сжатой зоны проходит в полке и площадь растянутой арматуры определяется как для прямоугольного сечения шириной bf’ = 220 см.
M1 = 4342 кНсм ≤ M(x = hf’) = 4709975кНсм – условие выполняется
Граница сжатой зоны проходит в полке расчет сечения балки проводим как прямоугольного шириной bf’ = 220 см.
αm = M1γb1·Rb·h02·bf' = 434209·115·3652·197 = 0016
= xh0 = 1 – 1-2αm = 1 – 1-2 ·0016 = 0016
sel = RsEs = 43520·105 = 000217
R = xRh0 = 081+ selbult = 081+ 00021700035 = 0493
Выполняется условие: = 0016 R = 0493
Безразмерный коэффициент: = 1 – 05 = 1 – 05 · 0016 = 0992
Площадь сечения растянутой арматуры: Asmin = M1h0·Rs· = 4342365·435·0992 = 276 см2
Принимаем 214 A500С тогда площадь сечения арматуры: As = 308 см2 > 276 см2
б) Сечение в середине пролета при действии M2 = -2015 кНм
Рабочая высота сечения h0 = hsb – a = 40 – 55 = 345 см
αm = M2γb1·Rb·h02·b= 201509·115·3452·20 = 0082
= xh0 = 1 – 1-2αm = 1 – 1-2 ·0082 = 0085
Выполняется условие: = 0085 R = 0493
Безразмерный коэффициент: = 1 – 05 = 1 – 05 · 0085 = 0957
Площадь сечения растянутой арматуры: Asmin = M2h0·Rs· = 2015345·435·0957 = 14 см2
Принимаем 210 A500С тогда площадь сечения арматуры: As = 157 см2
в) Сечение на опорах при действии M3 = -4342 кНм
αm = M3γb1·Rb·h02·b= 434209·115·3652·20 = 0157
= xh0 = 1 – 1-2αm = 1 – 1-2 ·0157 = 017
Выполняется условие: = 017 R = 0493
Безразмерный коэффициент: = 1 – 05 = 1 – 05 · 017 = 091
Площадь сечения растянутой арматуры: Asmin = M3h0·Rs· = 4342365·435·091 = 299 см2
Принимаем две рулонные сетки с поперечной рабочей арматурой:
С-3 с продольной рабочей арматурой 210 В500С тогда площадь поперечного сечения: As = 157 см2. Длина сетки L = 3350 мм.
С-4 с продольной рабочей арматурой 210 В500С As = 157 см2L = 3350 мм.
Для армирования второстепенных балок у крайних опор принимаем:
C-5 c продольной рабочей арматурой 214 В500С тогда площадь поперечного сечения: As = 308 см2. Длина стержней L = 2510 мм.
С-6 c продольной рабочей арматурой 214 В500С As = 308 см2. Длина рабочей арматуры
Расчет прочности сечениям наклонным к продольной оси балки
При расчете по модели наклонных сечений должны быть обеспечены прочность второстепенной балки по бетонной полосе между наклонными сечениями по наклонному сечению на действие поперечной силы и изгибающего момента.
Рабочая высота сечения второстепенной балки: h0 = hsb – a = 40 – 35= 365 см
случай: раздробление бетона по наклонной полосе между наклонными трещинами от главных сжимающих напряжений. Расчет балки по бетонной полосе между наклонными трещинами производится из условия:
Qmax ≤ b1 · γb1 · Rb · b · h01 где:
b1 = 03 – коэффициент оценивающий способность бетона к перераспределению усилий;
γb1 = 09 – коэффициент условий работы бетона;
Rb = 145 МПа = 145 кНсм2 – расчетное сопротивление бетона сжатию;
bsb = 20 см – ширина сечения второстепенной балки;
h0 = 365 см – рабочая высота сечения
Qmax = 6068 кН b1 · γb1 · Rb · bsb · h0 = 03 · 09 · 115 · 200 · 365 = 226.67 кН
случай: сдвиг по наклонному сечению от доминирующего действия поперечной силы. Поперечная сила в наклонном сечении включает две составляющие (поперечная сила воспринимаемая бетоном и поперечная сила воспринимаемая арматурой): Qswb = Qb + Qsw.
Величина поперечного внутреннего усилия воспринимаемого бетоном сжатой зоны в армированном наклонном сечении лежит в интервале:
Qbmin ≤ Qb = φb2·γb1·Rbt·bb·h012C ≤ Qbmax где:
b2 = 15 – коэффициент учитывающий скалывание;
Rbt = 105 МПа – расчетное сопротивление бетона растяжению;
С – длина проекции опасного наклонного сечения на продольную ось
Qbmin = 05Rbt · γb1 · bsb · h01 = 05 · 009 · 09 · 200 · 365 = 29.57 кН
Qbmax = 25Rbt · γb1 · bsb · h01 = 25 · 009 · 09 · 200 · 365 = 147.83 кН
Прочность обеспечена если выполняется условие: Qbmin ≥ Qmax
В данном случае Qbmin = 29.57 кН Qmax = 6068 кН то есть сечения бетона и продольной арматуры недостаточно для восприятия внешней нагрузки. Расчет поперечной арматуры необходим. Назначаем хомуты 26 А240. Их шаг на приопорном участке принимаем по конструктивным соображениям Sw1 = 15 см:
Sw1 ≤ 05h01 = 05 · 365 = 1825 см;
Поперечная площадь сечения арматуры: Asw = 057 см2
Погонное усилие в хомутах у опор: qsw1 = Rsw·AswSw1 = 17·05715 = 065 кНсм
Наиболее опасная длина проекции наклонного сечения:
C = φb2·γb1·Rbt·bsb·h02075·qsw1 = 15·09·009·20·3652075·065 = 81.74 см > 2h01 = 73 см принимаем C = 73 см
Определим значения составляющих поперечной силы в наклонном сечении Qswb:
сила воспринимаемая бетоном: Qb = φb2·γb1·Rbt·bsb·h02C = 15·09·009·20·365273 = 44.35 кН
сила воспринимаемая хомутами: Qsw = 075qsw1 · С = 075 · 065 · 73 = 3537 кН
Должно соблюдаться условие прочности балки по наклонному сечению при действии поперечной силы: Qswb = Qb + Qsw > Qmax
Выполним проверку: Qswb = Qb + Qsw = 44.35 + 3537 = 7972 > Qmax = 6068 кН
Шаг хомутов Sw1 = 15 см не должен превышать максимального шага хомутов Swmax при котором обеспечивается прочность по наклонному сечению между двумя соседними хомутами:
Swmax = γb1·Rbt·bsb·h02Qmax = 09·009·20·36526068 = 35.57 см > Sw1 = 15 см
В средней части пролета принимаем шаг хомутов Sw2 = 20 см:
Sw2 ≤ 075h0 = 075 · 365 = 2737 см;
Минимальная интенсивность погонного усилия в хомутах:
qswmin = 025Rbt · γb1 · bsb = 025 · 009 · 09 · 20 = 041 кНсм
Погонное усилие в хомутах в средней части балки: qsw2 = Rsw·AswSw2 = 17·05720 = 048 кНсм
Соблюдается условие qsw2 = 048 кНсм > qswmin = 041 кНсм. Поскольку на приопорных участках погонное усилие в хомутах больше чем в средней части второстепенной балки то условие qsw1 > qswmin соблюдается с еще большим запасом.
Минимальное значение составляющей поперечной силы которая воспринимается бетоном в средней части балки:
Qbmin = 05Rbt · γb1 · bsb · h0 = 05 · 009 · 09 · 200 · 365 = 29.57 кН
Наибольшая опасная длина проекции наклонного сечения для участка где изменяется шаг хомутов:
C1 = φb2·γb1·Rbt·bsb·h02075·qsw2 = 15·09·009·20·3652075·048 = 94.39 см > 2h0 = 2 · 365 = 73 см
Поскольку C1 > 2h0 принимаем C1 = 73 см.
Необходимо определить на каком расстоянии от опор в соответствии с характером эпюры поперечных сил во второстепенной балке шаг поперечной арматуры может быть увеличен то есть шаг Sw1 = 15 см изменен на Sw2 = 20 см. При действии на балку распределенной нагрузки
q = g + v = 21197 кНм длину участка с интенсивностью усилия в хомутах qsw1 = 065 кНсм принимаем l = 150 см (кратно Sw1 = 15 см) при этом соблюдаются условия:
l = 150 см > l1 = Qma
l = 150 см > 025lsb = 025 · 572.5 = 14313см
случай: излом по наклонному сечению от доминирующего действия изгибающего момента. Прочность наклонных сечений обеспечивается простыми конструктивными мероприятиями поэтому специальных расчетов не производят.
Момент от внешних нагрузок относительно центра тяжести бетона сжатой зоны сечения не должен превышать суммы моментов внутренних расчетных усилий в продольной арматуре Ms хомутах Msw и отгибах Msinc пересекаемых наклонной трещиной относительно той же моментной точки:
M ≤ Ms + Msw + Msinc
Анкеровка арматурного каркаса
Пространственный каркас КП-1: 210 A500С площадь сечения арматуры: As = 157 см2
Расчетное сцепление арматуры с бетоном:
Rbond = 1 · 2 · γb1 · Rbt = 25 · 10 · 09 · 0.9 = 203 МПа где:
= 25 – коэффициент учитывающий вид поверхности арматуры (периодический профиль);
= 10 – коэффициент зависящий от диаметра арматуры (диаметр 36 мм);
Rbt = 0.9 МПа – расчетное сопротивление бетона растяжению
Базовая (основная) длина анкеровки: l0an = Rs·AsRbond·Us = 435·0785203·314 = 53.7 см где:
As = 0785 см2 – поперечная площадь сечения одного стержня анкеровки;
Us = 314 · 10 = 314 см – периметр сечения стержня
Требуемую расчетную длину анкеровки с учетом конструктивного решения элемента в зоне анкеровки определяем по формуле:
han = α · h0an · AscalAsef = 10 · 53.7 · 14157 = 4797см
Asef = 14 см2 – требуемая площадь поперечного сечения арматуры;
α = 10 – коэффициент зависящий от вида напряженного состояния (растяжение)
Фактическую длину анкеровки принимаем han = 50 см что удовлетворят условиям:
han = 50 см > 03h0an = 03 · 537 = 1611 см;
han = 50 см > 15ds = 15 · 14 = 21 см;
Сетки С-5 и С-6: 214 В500С площадь сечения As = 308см2
Rbond = 1 · 2 · γb1 · Rbt = 15 · 10 · 09 · 09 = 122 МПа где:
= 15 – коэффициент учитывающий вид поверхности арматуры (гладкий профиль);
Базовая (основная) длина анкеровки: l0an = Rs·AsRbond·Us = 435·154122·439 = 12559 см где:
As = 154 см2 – поперечная площадь сечения одного стержня анкеровки;
Us = 314 · 14 = 439 см – периметр сечения стержня
Требуемая расчетная длина анкеровки: han = α · h0an · AscalAsef = 10 · 12559 · 299616 = 6101 см
Asef = 616 см2 – установленная площадь поперечного сечения арматуры;
Фактическую длину анкеровки принимаем han = 65 см что удовлетворят условиям:
han = 65 см > 03h0an = 03 · 12559 = 3768 см;
han = 65 см > 15ds = 15 · 14 = 21 см;
Конструирование арматурного каркаса монолитного перекрытия
Тип 1: в балках устанавливают каркасы состоящие из:
нижней продольной рабочей арматуры 214 A500С необходимой для обеспечения прочности балки по нормальным сечениям при действии изгибающего момента в середине пролета M1 = 4342 кНм;
верхней продольной рабочей арматуры 210 A500 необходимой для обеспечения прочности балки по нормальным сечениям при действии изгибающего момента в середине пролета M2 = -2015 кНм;
хомутов 6 B500С служащих для обеспечения прочности балки по наклонным сечениям при действии поперечной силы;
продольных соединительных стержней 212 A500С их длина:
L = 100 мм > bmb + 2 · 20d = 25 + 48 = 73 см
Вес погонного метра арматуры 14 A500С – 1208 кгм.
Вес погонного метра арматуры 12 A500С – 0888 кгм.
Вес погонного метра арматуры 10 A500С – 0617 кгм.
Вес погонного метра арматуры 6 В500С – 0222 кгм.
Тип 2: рулонные сетки С-1 и С-2 с продольным направлением рабочих стержней. Сетки раскатывают в направлении главных балок и стыкуют между собой внахлестку без сварки. Сетки служат для обеспечения прочности плиты по нормальным сечениям при действии изгибающего момента а так же для обеспечения трещиностойкости и жесткости плиты.
Вес погонного метра арматуры 5 В500С – 0154 кгм.
Вес погонного метра арматуры 3 В500С – 0055 кгм.
Тип 3: рулонные сетки с продольным направлением рабочих стержней необходимые для обеспечения прочности балки по нормальным сечениям при действии изгибающего момента на опорах M3 = -4342 кНм для обеспечения трещиностойкости и жесткости балки.
Сетка С-3 состоит из продольной рабочей арматуры 210 В500С и продольной конструктивной 24 В500С. Расстояние между стержнями рабочей арматуры 100 мм. Поперечные стержни
В500С имеют длину 330 мм и шаг стержней 150 мм. Длина сетки 3350 мм.
Сетка С-4 состоит из продольной рабочей арматуры 210 В500С и продольной конструктивной 24 В500С. Расстояние между стержнями рабочей арматуры 80 мм. Поперечные стержни
В500С имеют длину 310 мм и шаг стержней 150 мм. Длина сетки 3350 мм.
Сетка С-5 состоит из продольной рабочей арматуры 214 В500С и продольной конструктивной 24 В500С. Расстояние между стержнями рабочей арматуры 100 мм. Поперечные стержни
В500С имеют длину 330 мм и шаг стержней 150 мм. Длина сетки 2000 мм длина рабочих арматуры 2510 мм.
Сетка С-6 состоит из продольной рабочей арматуры 214 В500С и продольной конструктивной 24 В500С. Расстояние между стержнями рабочей арматуры 80 мм. Поперечные стержни
В500С имеют длину 310 мм и шаг стержней 150 мм. Длина сетки 1500 мм длина рабочей арматуры 2060 мм.
Вес погонного метра арматуры 4 В500С – 0098 кгм.
Вес погонного метра арматуры 10 В500С – 0617 кгм.
Вес погонного метра арматуры 14 В500С – 1208 кгм.
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия 2003;
СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции 2004;
СНиП 52-102-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры 2004;
СНиП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции 2004;
В.Н. Байков Э.Е. Сигалов Железобетонные конструкции 1991;
В.М. Бондаренко Проектирование железобетонных и каменных конструкций 2007

Мадиев Н.А. 2..dwg

Конструктивная схема перекрытия М1:200
Расчетное сечение плиты
Доска половая по лагам =40мм
Цем.-песчан. раствор =30мм
Гидроизоляционный ковер =7.5мм
Армированная ЦПС =40мм
Керамзит по уклону =100мм
Минераловатая плита =150мм
Вид сетки С-2 после сгиба
Спецификация арматуры
Опалубочный чертеж ригеля М1:20
место опирания при складировании
Опалубочный чертеж М1:20
Проктирование несущих конструкций гражданского здания
Московский Государственный Строительный Университет
Кафедра железобетонных и каменных конструкций
Схема перекрытия М1:200; Разрез 1-1 М 1:200; Плита П1 М1:25;Разрез 2-2 М 1:25; Разрез 3-3 М 1:20; Разрез 4-4 М 1:20; С1 М1:30; С2 М1:25; С3 М1:25; К1 М1:25; Спецификация арматуры.
Ригель Р-1 М1:15; 1-1 М1:15; Опалубочный чертеж ригеля М1:20; 2-2 М1:20; 3-3 М1:20; 4-4 М1:20; 5-5 М1:20;КП-1 М1:20; М1 М1:15; 6-6 М1:15; Спецификация арматуры
Опалубочный чертеж М1:20; 1-1 М1:20; Колонна К-1 М1:20; 2-2 М1:20;КП-1 М1:20; Узел 1 М1:10; C1 М1:10; C2 М1:10; 3-3 М1:10; 4-4 М1:10; 5-5 М1:10; 6-6 М1:10; 7-7 М1:5;М1 М1:5; Спецификация арматуры
Фундамент М1:30; 1-1 М1:30;Сетка С-1 М1:30; Спецификация арматуры
Примечание: 1. Бетон тяжелый класса В25
Примечание: 1. Бетон тяжелый класса В45
Примечание: 1. Бетон тяжелый класса В20.
Способ натяжения арматуры - электротермический на упоры
Места опирания при складировании и транспортировке
Расход бетона 128 м.
при температуре нагрева стержней t=350°C
принимаются на расстоянии 350мм от торцов.
Примечание: 1. Бетон тяжелый класса В20
Монолитное ребристое
конструкций многоэтажного
Проектирование несущих
МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ СТРОИТЕЛЬНЫЙ
Схема армирования монолитного перекрытия М 1:200
Армирование второстепенных балок
Сетки С-3 С-4 С-5 С-6
Конструктивная схема перекрытия М1:200; 1-1 М 1:20
Конструктивная схема перекрытия М1:200; 1-1 М 1:20;n 2-2 М 1:10; КП-1 1:20; 3-3 М 1:10; C-1 М 1:20; C-2 М n1:20; C-3 М 1:25; C-4 М 1:25; C-5 М 1:25; C-6 М 1:25; Спецификация арматуры; Сетки С-3 С-4 С-5 С-6; nпосле сгиба М 1:10