Проектирование элементов монолитного перекрытия с балочными плитами

ЖБК Курсовая Маслов 090440859.doc

Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение
высшего профессионального образования
«Тихоокеанский государственный университет»
«Железобетонные и каменные конструкции»
студент группы ПГСзу-02
. Проектирование элементов монолитного перекрытия с балочными плитами
Место строительства г.Березняки.
Число этажей - 4 размеры в плане 208 х 74 м. Расстояние между осями в поперечном и продольном направлении 52 м и 74 м высота этажа 54 м. Нормативная полезная нагрузка на междуэтажное перекрытие (характеристическая нагрузка) 8 кПа.
Компоновка конструктивной схемы перекрытия
Главные балки располагаем в продольном направлении строения второстепенные - в перпендикулярном направлении главным балкам с шагом 185 м.
Опирание плиты на стены принимаем 012 м второстепенных балок - 025 м главных балок - 037 м.
Предварительно задаемся размерами сечения балок :
h = (18 115) l = (18 115) 7400 = 975 520 мм - принимаем h =700 мм
b = (0 4 0 5) h = (04 05) 700 = 280 350 мм - принимаем b = 300 мм
h = (112 120) l = (112 120) 5000 = 416 250 мм - принимаем
b = (04 05) h = (04 05) 400 = 160 200 мм - принимаем b = 200 мм.
Толщину плиты принимаем 70 мм (в границах 60 100 мм).
Рисунок 1 – Конструктивная схема перекрытия
1. Расчетные пролеты
За расчетное значение для первого пролета принимаем расстояние от оси опирания плиты на стену к грани первой второстепенной балки для средних пролетов - расстояние между гранями второстепенных балок.
Рисунок 2 – Расчетные пролеты плиты
В продольном направлении: . Отношение пролетов 74175 = 423 > 2 следовательно плита работает по балочной схеме в направлении коротких пролетов.
2 Расчетные нагрузки
Сбор нагрузок на перекрытия:
Нагрузка и расчет при средней плотности ρ(кгм3)
Нормативное значение (Па)
Коеф.надежности по нагрузке γf
Расчетное значение (Па)
- пароизоляция t=8 мм
-керамическая плитка
-цементно-песчаный раствор
Распределена полная расчетная нагрузка на 1 м условно выделенной полосы плиты с учетом коэффициенту = 095:
g + v = 2901·1·095 + 6000·1·095 = 8456 (Нм).
Расчетную схему плиты принимаем в виде пятипролетной неразрезной балки с равномерно-распределенной нагрузкой:
Рисунок 3 – Расчетная схема плиты
Расчетные сгибающие моменты в сечениях плиты :
- в первом пролете и на первой промежуточной подпоре:
- в средних пролетах и на средних подпорах:
М2= -Mc = ± (g+ v)l202 16 = ±(8456·1752)16= ±1656 (Н·м).
Отношение толщины плиты к расчетной длине среднего пролета следовательно расчетные значения сгибающих моментов в сечениях средних пролетов и на средних подпорах на участках где есть защемление плиты из всех четырех сторон в главных и второстепенных балках следует уменьшить на 20% (в результате возникновения распора и с целью его учета):
М`2= -M`c = ± 1656·08 =±1325 (Н·м).
5 Определение сечения рабочей арматуры
Принимаем бетон тяжелый класса В20 RB=115 МПa; = 09.
Для армирования предварительно принимаем сварные сетки из обычного арматурного провода класса В500 диаметром 4 мм Rs=365 МПа.
Рассчитываем сечение рабочей арматуры :
- в средних пролетах и на средних подпорах на участках где есть защемление в балках из трех сторон и свободное опирание
-четвертой стороной на стену:
a=c+05d=1+04·05=12 см
Аs = = 165600(365·(100)·0975·58) = 08 см2;
- в средних пролетах и на средних подпорах на участках
где есть защемление в балках из четырех сторон:
2500(115·(100)·09·100·582)=0038;
As = 132500(365·(100)·098·58) = 063 см2;
-- в первом пролете и на первой промежуточной подпоре:
1800(115·(100)·09·100·552)=0068;
As = 211800(365·(100)·0965·55)=109 см2.
6 Определение марок сеток и конструирования плиты
Для армирования плиты принимаем рулонные сетки с продольной рабочей арматурой которые укладываются вдоль главных балок. Минимальная ширина сеток в осях А-Б и Г-Д определяется с помощью рис.4.
Рисунок 4 – Армирование плиты в осях А-Б (Г-Д)
B = (7400 - 140 - 200 + 20+80)2 = 3780 мм
Минимальная ширина сеток в осях Б-Г определяется за помощью рис. 5.
Рисунок 5 - Армирование плиты в осях 2-10
B= (7400 - 200 - 200 + 20 + 20 + 80)2 = 3760 мм
На основании выполненных расчетов пользуясь сортаментом принимаем стандартную ширину всех сеток плиты 3780 мм что обеспечивает необходимое перепускание между крайними рабочими стержнями (50 мм при диаметре поперечных стержней 5 мм).
По определенной площади сечения рабочей арматуры принимаем:
- при Аs=08 см2 для средних пролетов и средних подпор плиты в осях 1-2 и 10-11 приймаєм рабочую арматуру – 74 В500 с шагом 150 мм (на 1м условно выделенной полосы) Аs=088 см2 и сетку С1 марки :
-при Аs=063 см2 для средних пролетов и средних подпор плиты в осях 2-10 — 54 В500 с шагом 200 мм Аs=063 см2 и сетку С2 марки :
Сетками С1 и С2 армируем всю плиту в указанных пролетах. Дополнительные сетки для доармированния первых пролетов и первых промежуточных подпор плиты определяем за разницей между необходимой площадью сечения арматуры и подобранной в сетках С1 и С2:
-в осях 1-2 и 10-11:
Аs=109-088=021 см2 - принимаем 43 В500 з Аs = 028 см2 и дополнительную сетку С3 марки:
-в осях 2 – 10: Аs = 109-063=046 см2 - принимаем 73 В500 з Аs = 049 см2 и дополнительную сетку С4 марки:
Сетками С3 и С4 дополнительно армируем первые пролеты и первые промежуточные подпоры плиты. Длина сеток определяется при выполнении рабочего чертежа.
Расчет второстепенной балки
За расчетное значение для первого пролета принимаем расстояние от оси опирания балки на стену к грани первой главной балки для средних пролетов - расстояние между гранями главных балок (рис.6).
Рисунок 6 - Расчетные пролеты второстепенной балки
= 52- 025 + 0252 -042 = 4875 м;
= 52 - 042 -042 = 48 м.
Распределена постоянная и временная расчетная нагрузка на 1 м балки с учетом коэффициенту = 095 при ширине грузовой площади 195 м :
-от плиты и пола (см.табл. ):
-от балки сечением 02 х 033м :
·033·2500(10) ·11·095 = 1724 Нм;
всего g = 5374+1724 = 7098 Нм
полезное = 6000·195·095 =11115 Нм;
полное g + = 7098+11115 = 18213 Нм.
Расчетную схему принимаем в виде трехпролетной неразрезной балки с равномерно распределенной нагрузкой (рис.7).
Рисунок 7 - Расчетная схема второстепенной балки.
Учитывая то что при проектировании ригеля сборного варианта выполнялся полный расчет с построением эпюры арматуры расчет второстепенной балки монолитного варианта ведем только за максимальными сгибающими моментами в пролетах и на подпорах которые определяем за формулой
- коэффициент что определяется в зависимости от отношения .
В данном случае = 111157098=157.
Подсчитываем сгибающие моменты за указанной формулой:
- положительный в первом пролете на расстоянии 0425:
М =0091·18213·46752 = 36223Нм;
- положительный в среднем пролете на расстоянии 05:
М = 00625·18213·462 = 24087 Нм;
- отрицательный на среднем пролете на расстоянии 02:
-М = - 0026·18213·462 = - 10020 Нм;
- отрицательный на первой промежуточной подпоре:
-М = - 00715·18213·46752 = -28461 Нм;
- отрицательный на средних подпорах
-М = - 00625·18213·462 = -24087 Нм.
В случае потребности (при построении эпюры арматуры) сгибающие моменты определяются в сечениях через 02.
5 Расчет прочности по сечениям нормальным к продольной оси балки
Для бетона тяжолого класса В20 Rв= 115 МПа = 09.
Продольная арматура класса А400. Для диаметров 6 – 8 мм RS- 355 МПа для диаметров 10 – 40 мм RS = 365 МПа.
Арматура на подпорах - сетки из обычного арматурного провода класса B500 диаметром 5 мм RS = 360 МПа.
Определяем рациональную высоту перереза балки по сгибающему моменту на первой промежуточной подпоре при оптимальном значении = 035 и 0289:
(на подпоре момент отрицателен полка балки в ростянутой зоне сечение работает как прямоугольный с шириной ребра 20 см).
h = h0 + = 218 + 35= 253 см высоту и ширину сечения второстепенной балки оставляем без изменений h = 40 см = 20 см.
Учитывая тавровое сечение балки в пролете определяем расчетную ширину полки:
при = 740 = 0175 > 01
=5003 = 1667 см что не превышает шаг балок 195 см по этому оставляем b`f = 1667 см
Расчетное сечение балки приведено на рис. 8.
Рисунок 8 - Расчетное сечение второстепенной балки в пролете.
Определяем сечение нижней арматуры :
= 3622300(115(100)09·1667·362)=0016
х =·h0 =0015·36 = 054 7 см - нейтральная ось проходит в пределах полки;
Аs=M Rs h0 = 3622300(365(100)0995·36)=277 см2
Принимаем 2 14 А400 із Аs =308 см2;
-в среднем пролете :
= 2408700(115(100)09·1667·362)=001
Аs=2408700(365(100)099536)=184 см2
Принимаем 212 А400 з Аs= 226 см2.
Определяем сечение верхней арматуры:
В первом пролете - конструктивно принимаем 26 А240 с As= 057 см2;
В среднем пролете (момент на расстоянии 02l02 от подпоры отрицательный сечение балки в расчете принимаем прямоугольный b х h = 20 х 40 см)
= 1002000(115(100)09·20·332)=0044;
Аs= 1002000(360(100)0977·33)=086 см2
Принимаем 28 А400 з Аs=101 см2;
На первой промежуточной подпоре :
h0 = 40 - 3 = 37 см;
= 2846100(115(100)09·20·372)=01;
Аs = 2846100(365(100)0947·37)=222 см2
При армировании сечения на подпоре двумя рулонными сетками C5 с поперечной рабочей арматурой площадь ее сечения в одной сетке на длине 1 м при шаге второстепенных балок 195 м равняется (222)(195·2) =057 см2 - Принимаем 54 В500 с шагом 200 мм Аs=063 см2 ;
Определяем ширину сеток:
В=l03 + l04 + bгл.балки =46003 + 46004 + 400 = 30833 мм принимаем В=3080 мм и сетку марки:
6 Обеспечение прочности сечений наклонных к продольной оси
При наибольшем диаметре продольной арматуры 14 мм для поперечного армирования принимаем арматурную сталь класса В500 диаметром 4 мм. Учитывая то что при проектировании ригеля сборного варианта выполняется полный расчет прочности по наклонным сечениям поперечное армирование второстепенной балки с умыслом упрощения назначаем только по конструктивным требованиям согласно не выполняя проверочные расчеты.
На приопорных участках длиной l 4 принимаем шаг поперечных стержней не более чем S≤h 2=4002=200 мм и не больше ≤ 150 мм.
Принимаем S = 150 мм.
В средней части пролета: S≤3h4=3·4004=300 мм что не больше чем 500 мм.
Принимаем S =300 мм.
Армирование второстепенной балки приведено в альбоме рабочих чертежей.
Длина сеток определяется при выполнении рабочего чертежа.
. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ СБОРНОГО ВАРИАНТА
Согласно заданию проектируется железобетонные элементы многоэтажного строения с полным каркасом. В курсовом проекте проектируются ребристая плита перекрытия ригель перекрытия крайнего пролета таврового сечения с полками внизу и средняя колонна первого этажа которые являются элементами многоэтажной рамы.
Компоновка конструктивной схемы
Ригели располагаем в поперечном направлении здания. Поперечные рамы трехпролетные ригели на опорах жестко соединены с крайними и средними колоннами. Жесткость стыков обеспечивается сваркой выпусков арматуры из ригеля и колонны и сваркой деталей заведений со следующим замоноличиванием. Плиты перекрытия и покрытия ребристы номинальная ширина 15 м опираются на полки ригеля сверху.
Расчет ребристой плиты
Предстоит запроектировать ребристую панель 15х78 м сборного варианта перекрытия.
Класс бетона В50 бетон легкий()
Напрягаемая арматура-стержнева термически упрочненная класса А500С.
Ненапрягаемая стержневая арматура класса А- и проволочная холоднотянута В500 диаметром 5мм .
Поперечная арматура из В500 диаметром 3мм .
Натяжение арматуры выполняют на упоры электротермическим способом. Спуск натяжения арматуры выполняют при прочности бетона:
Напряжение для арматуры принимаем:
Ребристая панель относится к третьей категории требований по трещиностойкости.
Максимально допустимий прогиб
2 Определение размеров плиты.
Номинальный размер плиты 15х78м. Конструктивный размер: 148х777м. Толщина полки . Высота панели .
Принимаем h=400 мм. Предварительно назначаем ширину средних поперечных ребер: снизу-50 мм сверху-100 мм. Высота средних поперечных ребер-150 мм. Высота торцевых поперечных ребер-100 мм.
Ширина ребер проколов: снизу-75 мм сверху-105 мм. Приведенная ширина продольного ребра 80 мм а двоих-160 мм.
Расчетная нагрузка на 1м2 полки приведен в таблице 2.
-ребристая плита с приведенной толщиной 57 см
От веса полки панели:
Полку плиты рассматриваем как многопролетную неразрезную балку и в расчете учитываем перераспределение усилий от развития пластических деформаций.
Изгибающий момент в полке:
расстояние между поперечными ребрами в свету.
Полезная толщина полки плиты:
Определяем при b=100 см:
Площадь сечения арматуры В500 на полосу 1м:
принимаем 7 стержней В500 диаметром 5 мм с шагом 150 мм.
Прнимаем шаг рабочей арматуры 150 мм тогда .
4 Расчет поперечных ребер.
Поперечные ребра запроектированы с шагом l1=98 см. Ребро рассчитываем как балку таврового сечения с защемленной опорой.
Постоянная нагрузка с учетом веса 1м ребра:
Изгибающие моменты в пролете и на опоре:
Полезная высота ребра h0=h - a=15-25=125см. Расчетное сечение таврового сечения с полкой в сжатой зоне:
Нейтральная ось проходит в полке. Нужная площадь сечения арматуры(рабочей) А400:
Принимаем 1 стержень диаметром 8 А400 .
Так как опорные и пролетные моменты равны то верхний стержень КР2 принимаем как и нижний: 1 стержень диаметром 8 А400 .
Проверим несущую способность сечения ребра на поперечную силу из условия работы бетона на растяжение:
Расчет поперечной арматуры не нужен. Устанавливаем конструктивно поперечные стержни с шагом 150 мм (3В500).
5 Расчет продольных ребер
Расчетный пролет панели при ширине опоры 10 см.
Полная расчетная нагрузка: р=7592кНм2
Приведенная ширина двух ребер проколов b=16см.
Расчетная ширина полки таврового сечения:
Максимальный изгибающий момент:
Bn-номинальная ширина полки.
Рабочая высота ребра:
Рассчитываем случай таврового сечения:
Нейтральная линия проходит в пределах полки.
Принимаем 2 диаметра 14А500С
Коэффициент армированния:
6 Расчет прочности по сечениям наклонным к продольной оси
Поперечная сила в опорных сечениях ребер проколов:
Влияние сдвигов сжатой полки:
В расчетном наклонном сечении:
принимаем с=73см тогда
то есть поперечная арматура по расчету не нужна.
При h450 мм на при опорных участках устанавливаем поперечную арматуру 3В500 с шагом На другой части:
Принимаем S1=20см S2=30см.
Поперечные стержни соединяем в каркас КР1 специальными монтажными стержнями 2 стержня 6 А240.
7 Расчет панели на образование трещин
Геометрические характеристики приведенного сечения:
Коэффициент приведения для напрягаемой арматуры
Площадь приведенного сечения:
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани:
Расстояние от нижней грани сечения к центру веса:
Расстояние от верхней грани сечения к центру веса:
Момент инерции приведенного сечения:
Эксцентриситет прикладывания сил обжатия:
Определение потерь предварительного напряжения арматуры.
-от релаксации напряжений в арматуре:
- от разницы температур напрягаемой арматуры и натяжных устройств ( t=650С):
-от деформации анкеров:
-от быстродействующей ползучести бетона:
Первые потери равняются:
-от усадки бетона В50:
-от ползучести бетона:
Момент сопротивления сечения относительно нижних волокон:
Расстояние от ядровой точки наиболее удаленной от растянутой зоны к центру приведенного сечения:
Упругопластичний момент сопротивления сечения с полкой в сжатой зоне:
Изгибающий момент при образованнии трещины:
Момент от полной нормативной нагрузки:
поэтому выполняем расчет на раскрытие трещин.
Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия полной нагрузки:
От долговременной нагрузки:
Находим ширину раскрытия трещин от кратковременного действия полной нагрузки:
- от недолговременного действия долговременной нагрузки:
- ширина раскрытия трещин от постоянного и временного действия долговременной нагрузки:
Непродолжительная ширина раскрытия трещин:
Долговременная ширина раскрытия трещин:
8 Расчет панели по прогибу
Коэффициент который характеризует неравномерность деформаций растянутой зоны на участке между трещинами:
Кривизна оси при изгибе:
Прогиб панели без влияния выгиба от ползучести бетона в результате обжима который уменьшает прогиб:
9 Проверка панели на монтажные нагрузки
Панель имеет 4 монтажных петли из стали А240. Устанавливаются они в ребрах проколов на расстоянии 04м от торца панели. На таком же расстоянии l0=04 м укладывают прокладки для перевозки. С учетом коэффициенту динамичности рассчитываем нагрузку от собственного веса панели:
Отрицательный изгибающий момент консольной части панели:
Этот момент воспринимается монтажной арматурой каркасов - 2 диаметра 8А240. При нужная площадь сечения указанной арматуры:
гораздо меньше принятой конструктивно 2 диаметра 8А240 .
При подъеме панели вес ее может быть передан на 2 петли тогда усилие на одну петлю:
Площадь сечения арматуры петли:
Принимаем стержень диаметром 10 мм А240 з
10 Конструирование панели
В средних поперечных ребрах подобрана рабочая и монтажная арматура-
А400. Поперечные стержни приняты конструктивно диаметром 3мм В500 с шагом 150 мм. Стержни соединены в плоский каркас Кр2. Крайние поперечные ребра не рассчитывались. Рабочую монтажную и поперечную арматуру принимаем аналогично средним поперечным ребрам ( каркас Кр3).
Из расчета прочности ребер по сечениям наклонных к оси стержня поперечные стержни приняты конструктивно диаметром 3мм В500 с шагом на при опорных участках 15 см а в средней части пролета – 30 см. Монтажные стержни приняты диаметром 5мм В500. Стержни объединены в каркас Кр1.
При условиях обеспечения прочности опорных узлов панели принятые сетки С2(4 шт). Поперечная арматура каждой сетки рассчитана на усилие .
Концы продольных ребер армируются поперечной арматурой в виде гнутых сеток С2 из 4В500 с шагом стержней 100 мм на длине не меньше 15d=15*14 = 210 мм. Для улучшения соединения продольных ребер с торцевыми в углах панели устанавливают сетки С3 которые согнуты под прямым углом из арматуры 4В500 в каждую сторону они заходят на 250 мм. Вуты панели армируются сетками С4 и С5 из 3В500. В углах размещаются закладные детали М1 и М1н.
Данные для проектирования: бетон тяжелый класса В20 Rb=115 МПа Rbt=0.9 МПа Ев= 27000 МПа γв2=09 продольная рабочая арматура класса А400 Rs=365 МПа.
Предварительно задаемся размерами сечения ригеля:
h=(110 115) ·=(110 115) ·5000=500 383 мм - принимаем h=400 мм из условий типизации размеров;
b= (03 04) ·h= (03..04)·400=120 160 мм –принимаем b=150 мм.
Размеры поперечного сечения колонны принимаются такими чтобы гибкость в любом направлении равнялась:
l0 hc≤3200400=8≤35 принимаем hc=b= 400 мм.
Расчетный пролет ригеля - это расстояние между осями то есть в данном случае 5 м.
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведен в табл.3
Распределенная нагрузка на 1м длины ригеля:
- постоянное g: 418·5·0.95+015·04·25(10) ·11·0.95=214 кНм
- временное v: 56·12·095=342 кНм
- полное 214+342=556 кНм
Для четырехэтажного строения за расчетную схему для первого этажа принимаем раму средних этажей с шарнирами (нулевыми точками моментов) по средине длины стоек.
Рисунок 9 – Расчетная схема рамы
Определяем k = Iвm·Icol· =( 15·403·320)(40·403·500)=024 05 где Iвm=bh33=15·5033
Icol = bh33=40·4033- моменты инерции сечения ригеля и колонны
=320 см - длина колонны(высота этажа)
=5 м - номинальная длина ригеля.
Определяем опорные моменты ригелей от постоянной нагрузки и разных схем временной нагрузки. Анализируя полученные результаты складываем наиболее неблагоприятные комбинации постоянной и временной нагрузки для расчета опорных и прольотних моментов. Выполненные расчеты заносим в табл.4.
Опорные моменты ригеля при
Разных схемах нагружения комбинации моментов.
Опорные моменты кНм.
Наиболее неблагоприятные комбинации для расчета пролетных моментов
Расчетная уровненная эпюра моментов ригелей
Рисунок 10 – Эпюра моментов
Определяем поперечную силу на крайней колонне:
QA=(g+V)l02-(MA1-MБ1)l0=55652-(-936+112)5 = 1353 кН.
Поперечная сила на средней колонне равняется:
Определяем момент ригеля в первом пролете:
М1=QA22(g+V)+MA1=135322·556 – 936=71 кН·м.
Расчетные опорные моменты ригелю первого пролета по граням колонн определяем по абсолютной величине за формулами:
- по грани крайней колонны
- по грани средней колонны слева
M(Б1)1=МБ1-QБhcol2=112-(1353·04)2=835 кН·м.
5 Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным
Определяем уточненную рабочую высоту сечения ригеля. Предварительно задаемся =035 и определяем αm=0.289.
Находим рабочую высоту ригеля:
Определяем полную высоту ригеля приняв а = 4см :
h=h0+a=432+4=472 см.
Принимаем h =50 см (кратное 100 так как >40 см). Ширина сечения b=20 см.
Принятое сечение в данном случае не проверяем по прольотному моменту так как
М1=71 кН·мМ(Б1)1=835 кН·м.
Определяем площадь сечения арматуры в расчетных сечениях ригеля.
αm= MRbγb2b·h02=8350000(115·09·20·442(100))=002_
Аs=MRs·h0=8350000(365·099·44(100)) = 525 см2.
Принимаем 414 А400 с Аs=616 см2
Сечение по грани крайней колонны:
αm=6650000(115·09·20·462(100))=015;
As=6650000(365·0917·46(100))=432 см2.
Принимаем 218 А400 с Аs=509 см2
Сечение по грани средней колонны:
αm=8350000(115·09·20·462(100))=019;
As=8350000(365·0895·46(100))=556 см2.
Принимаем 220 А400 с Аs=628 см2
6 Расчет прочности ригеля по сечениям
наклонным к продольной оси
Расчет выполняется на действие поперечной силы Q= Q Б=1427 кН.
Для попепечного армирования принимаем арматурную сталь класса А400; Rsw =285 МПа; Es = 200000 МПа. При наибольшем диаметре продольной арматуры d=20 мм диаметр поперечных стержней dsw = 6 мм. Число каркасов - 2 тогда Аsw = 2·0283 = 0566 см2.
На приопорних участках длиной в средней части пролета S= Зh4 = 3·504=375 см что больше чем 500 мм принимаем шаг 350 мм.
Погонное усилие в поперечных стержнях отнесенное к единице длины элемента высчитываем за формулой:
= (285·0566(100))15 = 10754 Нсм
Минимальное значение поперечного усилия которое воспринимается бетоном сжатой зоны над вершиной наклонного сечения определяем за формулой:
=06·09·09·20·46(100) = 44712 Н.
Проверяем условие обеспечения прочности по наклонному сечению на участке между соседними хомутами:
qsw = 10754 Нсм > Нсм - условие выполняется.
Проверяем выполнение условия:
= (15·09·09·20·462·(100))142700=36 см > S = 15 см -
условие выполняется.
Выполняем расчет прочности по наклонному сечению:
За формулой находим значение Mb :
·09·09·20·462(100)= 6855840 Н·см.
Так как 214+3422=385 кНм=385 Нсм 066·= 0.66·10754 = 710 Нсм значение С определяем по формуле:
Проверяем выполнение условия:
С=133 см 3ЗЗh0= 333·46=153 см - выполняется.
Находим поперечную силу Qb что воспринимается бетоном сжатой зоны над расчетным наклонным сечением за формулой и проверяем условие :
=6855840133=51548 44712 H - выполняется.
За формулой определяем поперечную силу Q в вершине наклонного сечения:
Q = Qmax-q1·c= 142700 – 385·133 = 91495 Н.
Определяем длину проекции расчетного наклонного сечения C0 за формулой:
Проверяем выполнение ограничения С0 ≤ 2·h0
С0=84 см 2h0= 2·46 =92 см - выполняется.
Находим поперечную силу которая воспринимается хомутами в наклонном сечении за формулой:
Проверяем условие прочности в наклонном сечении за формулой:
548+86032=137580 Н > Q=91495 Н – условие прочности выполняется.
Проверяем прочность по сжатой полосе между наклонными трещинами за формулой:
·11·09·20·46·115(100)09 =282803 Н
Окончательно принимаем на приопорних участках длиной l4 S=15 см в средней части S=30 см.
7 Конструирование арматуры ригеля
Стык ригеля с колонной выполняем с помощью сварки выпусков верхних надопорных стержней с выпусками колонны и сварки закладных деталей ригеля и консоли колонны. Рабочую арматуру ригеля размещаем в двух плоских сварных каркасах которые соединяются в пространственный с помощью приварки поперечных горизонтальных стержней диаметром 6 мм класса А240 с шагом S 500 мм.
Часть пролетной рабочей арматуры (два стержня из четырех принятых по расчету) и опорную арматуру обрываем в соответствии с эпюрой материалов. При ее построении на эпюре расчетных изгибающих моментов откладываем моменты за фактически принятой арматурой обнаруживаем графические места обрыва стержней и анкеровку.
Рассчитаем моменты за фактически принятой арматурой:
- в пролете принято 414 А400 із Аs=616 см2
(365·616)(115·09·20) = 109 см;
5·09·20·109(44-05·109))(100)=87кНм
-в месте обрыва двух пролетных стержней (остается 214 А400 308 см2)
х=(365·308)(115·09·20)=54 см
5·09·20·308(44-05·308)(100)=27 кНм;
- по грани крайней колонны (принято 2 18 А400 с Аs =509 см2)
х=(365·509)(115·09·20)= 9 см ;
=115·09·20·9(46-05·9) (100) =77 кНм;
- по грани средней колонны (принято 220 А400 с 628 см2)
х=(365·628)(115·09·20)= 111 см ;
=115·09·20·111(46-05·111) (100) =93 кНм;
- в пролете по верхней зоне (конструктивная арматура - 26 А240)
х = (225·0566)(115·09·20) = 06 см;
=115·09·20·06(46-05·06) (100) = 57 кНм.
Рассчитаем анкеровку стержней что обрываются используя значение Q соответствующие точкам обрыва на эпюре моментов:
(285·0566(100))35 = 461 Нсм ;
=8200(2·461)+5·14=16 см 20d = 20·14 =28 см ;
=8200(2·461)+5·14=16 см;
=(285·057(100))20=812 Нсм;
= 28500(2·812)+5·18= 265см 20·18=36см; по этому принимаем W3=36 см
=18400(2·812)+5·2= 213см 20·20=40см; по этому принимаем W4=40 см.
Расчет средней колонны первого этажа
Данные для проектирования: бетон класса В20; Rb=115 МПа; Rbt=09 МПа; Е γb2=09; арматура класу А400 ; Rs=365 МПа; Rsw=290 МПа; Es=200000 МПа.
1 Расчетная длина колонны
Расчетная длина колонны l0 - это высота этажа то есть в данном случае 54 м
- от перекрытия одного этажа
(0205)525(10)11095 = 13 кН;
- от стойки одного этажа
(0404)3225(10)11095 = 134 кН;
( 5 кНм2 – вес покрытия и плит).
- от перекрытия одного этажа (полезное)
длительное 22207%=1554 кН; кратковременное 22203% = 666 кН;
- от покрытия (снеговое)
3 Расчетные усилия колонны первого этажа
Здание пятиэтажное . Продольная сила воспринимаемая колонной первого этажа от длительной нагрузки:
тоже самое от полной нагрузки:
N = 20511+6665+934 =25441 кН.
Опорные моменты ригелей рамы определяем пользуясь данными табл.3 при комбинации нагрузок 1+2 без перераспределения моментов :
-при длительной нагрузке:
МБ1 = (αg+) = -(0091214+0074(34207%))52 = -93 кНм
(34207% - длительная часть временной)
МБ2 = -(0085214+0012(34207%))52 = -53 кНм ;
- при полной нагрузке:
МБ1 = -(0091214+0074·342)·52 = -112 кН·м;
МБ2 = -(0085·214+0012·342)·52 = -56 кН·м;
Разница абсолютных значений опорных моментов в узле рамы :
- при длительной нагрузке:
ΔМl = МБ1- МБ2= 93 -53 = 40 кНм
- при полной нагрузке:
ΔМ = 112-56 = 56 кНм .
Сгибающие моменты колонны пеpшого этажа :
- от длительной нагрузки:
М = 06ΔМ = 0656 = 34 кНм .
Продольная сила которая отвечает комбинации нагрузки 1+2:
Nl = 20511 – 15542 = 19734 кН
N = 25441 – 2222 = 24331 кН
4 Подбор сечения арматуры
Рабочая высота сечения:
h0 = h - a = 40 - 4 = 36 см
ширина сечения: b = 40 см.
Начальный эксцентриситет:
= MN =3424331 = 0014 м = 14 см.
Случайный эксцентриситет:
= h30 = 4030 = 13 см
= l600= 320600 = 053 см та ≥ 1 см.
Моменты в сечении относительно оси что проходит через центр веса менее сжатой арматуры:
M1L = Ml+Nl(h2-a) = 24+19734(042-004) = 3397 Нм.
М1= М+N(h2-a) = 34+24331(042-004) =4233 Нм.
Радиус ядра сечения:
r = 0289h = 028940 = 116 см.
Так как l0r = 320116=276 > 14 см - необходимо учесть влияние прогиба колонны на величину эксцентриситета силы. Для определения за формулой коэффициенту высчитываем:
-за формулой коэффициент:
но не менее чем определен за эмпирической формулой
- соотношение модулей упругости:
α = EsEb = 20000027000 = 74 .
Задаемся коэффициентом армирования:
но находим критическую силу за формулой:
Определяем величину коэффициенту:
= 1(1-NNcr) = 1(1 – 2433120090) = 114.
Значение эксцентриситета относительно оси которая проходит через центр веса менее сжатой арматуры с учетом прогиба колонны определяется как:
= +h2-a = 14114+402-4 = 176 см.
Находим предельную высоту сжатой зоны за формулой:
R = [1+SRSCU(1-11)] ≤ 06
R = 077[1+365500(1-07711)] = 06
где = 085-0008·Rв·γв2 = 085-000811509 =077;
SCU=500 мПа тогда R =06.
За формулами определяем:
αn = NRвγв2·b·h0 = 2433100(115·09·40·36(100)) =163 > R = 06;
' = a'h0 = 436 = 0111 ;
Относительная высота сжатой зоны за формулой:
= αn(1-R)+2αsR(1-R+2·αs) = 163(1-06)+202406(1-06+2024) = 098 > R=06 имеем второй случай внецентренного сжатия.
Площадь сечения симметричной арматуры определяем за формулой:
Принимаем по 232 А400 з АS=1608 см2 Возле каждой рабочей грани колонны. Защитный слой бетона принимаем 40 мм
Коэффициент армирования
= 2·ASA = 2·160840·40 = 002 – пересчет не нужен.
Опорное давление ригеля Q = 1427 кH.
Принимаем длину опорной площадки l=20 см при ширине сечения ригеля 20 см и проверяем условие:
Q075·l·bbm = 142700(075·20·20(100)) =476 Rb = 115 MПа .
Вылет консоли с учетом промежутка между гранью колонны и торцом ригеля с = 5 см составляет:
l1 = l+c = 20+5 = 25 см .
Расстояние от силы Q к грани колонны:
a = l1-l2 = 25-202 = 15 см .
Высоту сечения консоли около грани колонны принимаем за зависимостью:
h = (07 08)hbm = (07 08)50 = 35 40 см
принимаем h = 40 см.
При угле наклона сжатой грани γ = 45° высота консоли около свободного края:
h1 = h-l1 = 40-25=15 см .
проверяем условие h1 h2 :
h1 = 20 см h2 = 402 = 20 см –условие выполняется
Рабочая высота сечения консоли:
h0 = h-a = 40-3 = 37 cм .
l1 = 25см 09h0 = 0937 = 333 см - консоль короткая.
Размеры принятой опорной консоли показаны на чертежах.
При h = 40 см > 25а = 2515=375 см поперечную арматуру конструируем в виде отогнутых стержней из стали класса А400 и горизонтальных хомутов из стали класса А240. Площадь поперечного сечения отогнутых стержней за формулой:
Asinс=0002bh0=00024037=296 см2- принимаем 214 A400 з
Шаг поперечных хомутов:
S h4 = 404 = 10 см -принимаем S = 10 см условие
S ≤ 15 см выполняется.
Диаметр хомутов принимаем конструктивно – 6 мм Asw = 2·0282 = 0564 см2 .
Для проверки прочности консоли по наклонной полосе между силой Q и опорой (рис.4) высчитываем:
= Asb·s = 056440·10 = 00014;
αs = EsEb = 21000027000 = 78;
φ2 = 1+5·αw1= 1+5·78·00014=105;
проверяем прочность:
Q = 142700 08·φ2·Rb·γb2·b·l·sin =08·105·115·09·40·20·106(100) = 737251 Н при этом правая часть этого условия принимается не более чем
·Rb= 35·γb2·b·h0 = 35·09·09·40·37(100) = 419580 H.
Q = 142700 Н 419580 Н - прочность обеспечена.
Сгибающий момент около грани колонны
M = Q·a = 1427·015= 214 кН·м .
Площадь сечения продольной арматуры подбираем при = 09 :
As = 125·MRs··h0 = (125·2140000)365·09·37(100) = 22 см2 .
Принимаем 214 А400 з Аs = 308 см2 .
Рисунок 10 – Консоли колонны
6 Конструирование арматуры колонны
Продольную рабочую арматуру колонны размещаем в двух плоских каркасах которые объединяются в пространственный с помощью соединяющих стержней. Диаметр поперечных стержней плоских каркасов и соединяющих стержней при объединении в пространственный 8- мм класс А240. Шаг этих стержней:
S≤ 20d = 20·32=640 мм и S≤500 мм - принимаем S=450 мм.
Сбор плоских каркасов и объединение их в пространственный выполняется с помощью электроконтактной сварки. Дополнительно крепятся гнутые стержни и хомуты консоли а также сетки непрямого армирования для усиления конечных участков колонны.
Для стыковки колонн предназначены выпуски продольных стержней и постановка центрирующих прокладок.
Расчет фундамента под отдельную колонну
1 Определение глубины заложения фундамента
По месторасположению объекта и климатическим особенностям глубина заложения фундамента должна быть не меньше 14 м (глубина промерзания). Но в связи с большими нагрузками и экономией бетона принимаем глубину заложения фундамента d = 21 м тогда высота фундамента будет равна d = hf = 21 м. Принимаем высоту фундамента кратной 300 мм hf = 21 м.
2 Определение размеров подошвы фундамента.
Размеры фундамента принимают исходя из условий:
Площадь подошвы фундамента: м2
где R0=250 кПа - условное расчетное сопротивление грунта основания γср=18.9 кНм3
Ширина фундамента: м
Уточненное расчетное сопротивление грунта:
Где γс1=1 – коэффициенты условий работы;
γс2=1 – коэффициенты условий работы;
k=11 – коэффициент надежности.
В зависимости от угла внутреннего трения грунта подбираем значения:
Мγ=026; Mq=205; Mc=455; γII=13 кНм3
СII=412 – расчетное значение удельного сцепления грунта под подошвой фундамента.
kz=1(так как b0 10 м)
Определяем площадь подошвы фундамента при R1:
Тогда b0 - b1 = 305 – 32 = 015 > 01 - условие не выполняется поэтому выполняем пересчет:
Определяем площадь фундамента при R2:
b2 - b1 = 32 – 3197 = 0003 01 Условие выполняется.
Размеры фундамента должны быть кратны 100 мм поэтому принимаем:
Уточняем R для данного размера меньшей стороны фундамента:
м принимаем l = 42 м
Площадь подошвы фундамента:
Момент сопротивления сечения фундамента относительно его продольной оси: м3
Нагрузка от фундамента и грунта на его уступах:
Где γср - усредненный удельный вес фундамента и грунта на его уступах γср=189 кНм3
Напряжение под подошвой фундамента:
Необходимые условия выполняются.
Таким образом размеры фундамента подобраны верно.
3 Расчет осадки фундамента.
Дополнительное вертикальное давление на уровне подошвы фундамента:
- среднее давление под подошвой фундамента.
кПа - естественное давление в грунте на уровне подошвы фундамента от веса вышележащих грунтов (до отметки естественного рельефа).
Грунтовую толщу поделим на элементарные слои толщиной:
Вычисление необходимые для нахождения осадки запишем в таблицу в такой последовательности:
Графа 1 - номера точек;
Графа 2 - толщины элементарных слоев
Графа 3 - глубина контакта двух смежных слоев;
Графа 4 - значение ;
Графа 5 - коэфициент α
Графа 6 - значение естественного давления в грунте:
Графа 7 - значение дополнительного давления на глубине Z (м):
Графа 8 - среднее дополнительное давление:
Графа 9 - модуль деформации каждого слоя Е0 (кПа)
Графа 10 - оседания каждого слоя:
За нижнюю границу толщи что сжимается принимаем глубину для которой выполняется условие:
Осадкой основания будет сумма оседания всех элементарных слоев сжимаемой толщи.
Для данного типа сооружения в соответствии со СНиП 2.02.01-83 «Основания зданий и сооружений» полная осадка не должна превышать 10 см.
Результаты расчета осадки основания заносим в таблицу 3.
Таблица 3. - Определение осадки фундамента
Рисунок 11 – Схема осадки основания фундамента
4 Определение крена фундамента
Крен прямоугольного фундамента в направлении большей его стороны (в направлении действия изгибающего момента):
где — сумарний момент на уровне подошвы фундамента кНм; E — модуль деформации кПа; — коэффициент Пуассона грунта; kl — коэффициент определенный в зависимости от соотношения сторон подошвы фундамента. Среднее значение модуля деформации и коэффициента Пуассона грунтов основания в границах сжимаемой толщи определяем по формулам:
где Ai — площадь эпюры вертикальных напряжений от одиночного давления под подошвой фундамента в границах i-го шара грунта определяется по формуле:
Коэффициент Пуассона принимается равным: для песков и супесей — 03; для суглинков — 035; для глин — 042.
Определяем коэффициент для h=lb=4232=131 коэффициент kl=065.
Тогда крен фундамента составит:
Для данного типа фундамента крен не должен привышать значение iu=0004 м что больше полученного результата.
Таким образом деформации основания (оседание и крен) не превышают максимально допустимых значений.
5 Определение конструктивных размеров
Монолитные фундаменты рекомендуется проектировать ступенчатого типа но не более 3 ступеней. Верхние ступени проектируются жосткими а нижние – гибкими.
Размеры в плане плитной части ступеней и подколонника принимаются кратными 100 мм или 50 мм высоты ступеней и плитной части кратными 50 мм.
Соединение фундамента с колонной выполняется монолитным под монолитные колонны или стаканного типа под сборные колонны с заделкой стыка бетонным раствором.
Расстояние между стенками стакана и колонной принимается: по низу – 50 мм по верху – 75 мм.
Для рихтовки колонны глубина стакана принимается на 50 мм больше глубины заложения колонны в стакан.
Определим расчетные нагрузки:
N1 = Nn·11 = 25441 ·12 = 3053 кН
M1 = M n·11 = 4233 ·12 = 508 кН
Q1 = Q n·11 = 20 ·12 = 24 кН
Высота фундамента hf =21 м
Определяем толщину стенок стакана при м:
Глубина закладки колонны в стакане фундамента в зависимости от значения эксцентриситета: м
Глубину закладки принимаем dc = 04 м.
Тогда глубина стакана: мм
Размеры подколонника в плане:
Принимаем размеры кратными 100 мм:
lcf = 900 мм bcf = 900 мм.
Определяем толщину стенок стакана:
Принимаем толщину стенок подколонника равными по 275 мм из соображений уменьшения ширины плитной части фундамента.
Толщина дна стакана фундамента:
Принимаем три ступени фундамента.
По стороне b принимаем: С1 = 550(мм) h1 = 300(мм) С2 = 300(мм) h2 = 300(мм) С3 = 300(мм) h3 = 300(мм)
По стороне l принимаем: С1 = 650(мм) h1 = 300(мм) С2 = 500(мм) h2 = 300(мм) С3 = 500(мм) h3 = 300(мм).
Схема фундамента приведена на рисунке 2.
Рисунок 12 – Схема фундамента.
6 Расчет армирования плитной части фундамента
Так как b3 м то принимаем две сетки с рабочей арматурой в одном направлении. Рабочую арматуру располагаем ближе к нижней грани обреза фундамента. Сетки укладываются без нахлеста с максимальным расстоянием между крайними стержнями сеток 200 мм.
Толщина защитного слоя бетона рабочей арматуры подошвы при выполнении бетонной подготовки составляет 50 мм и 75 мм.
При ширине фундамента больше 3 м принимаем минимальный коснтруктивный диамерт рабочей арматуры 12 мм.
По расчету арматурные стержни укладываются с шагом 100-200 мм а если они принимаются конструктивно то не более 250 мм.
Определим сечение арматуры вдоль большей стороны l-сечение 1-1:
Максимальное краевое давление на грунт:
Давление на грунт в сечении 1-1:
Изгибающий момент в сечении 1-1:
АSmax=0296 см2 поэтому принимает 5 стержней диаметром 4 мм арматуры класса В500 с АS = 063 см2 > АSmax=0484 см2. Так как при армировании плитной части фундамента минимальный конструктивно устанавливаемый диаметр составляет 12 мм то для армирования принимаем арматуру класса А400 с АS = 0888 см2 с шагом 200 мм и расстоянием между крайними стержнями сеток равным 100 мм защитным слоем С1=50 мм. Арматуру размещаем в двух сетках марки С1:
7 Расчет подколонника
Коробчатую часть подколонника армируем сварными арматурными плоскими каркасами объединенными в пространственный. Каркасы устанавливаем на всю высоту подколонника.
Если арматура за расчетом не нужна она устанавливается конструктивно исходя из минимального процента армирования 004%. Минимальный диаметр продольной арматуры в подколоннике принимается 12 мм.
Поперечная арматура подбирается из условий сваривания с продольной и устанавливается с шагом не более 500 мм и не более 20 диаметров продольной арматуры.
Определяем площадь сечения арматуры для прямоугольного сечения. Предварительно проверим его прочность как внецентренно сжатого бетонного сечения.
Высота сжатой зоны:
Общий эксцентреситет:
Площадь сечения сжатой зоны: см2
кН - условие выполняется.
Принимаем армирование подколонника конструктивно исходя из условия:
Принимаем сечение арматуры 3 12 A400 As=339 см2>162 cм2.
Стержни устанавливаем в двух отдельных плоских арматурных каркасах Кр1 возле боковых гране подколонника и заводим их до низу плитной части фундамента. Для поперечного армирования устанавливаем арматурные стержни из арматуры класса В500 диаметром 4 мм с шагом 300 мм.
8 Расчет поперечного армирования стаканной части подколонника
Горизонтальное армирование стаканной части подколонника выполняется сварными арматурными плоскими сетками с размещением рабочих стержней возле внешней и внутренней стенок стакана.
Диаметр рабочей арматуры сеток принимается не менее 8 мм.
Так как еx=0206> м – армирование стенок стакана выполняем конструктивно.
Принимаем четыре сетки с рабочей продольной арматурой.
Принимаем сечение арматуры 4 8 A400 Аs=201 см2.
Расчет и конструирование кирпичного простенка.
Определить расчетную несущую способность простенка размером в плане 02524м с расчетной высотой 32 м. Расчетная продольная сила N=25441 кН. Столб выполнен из глиняного кирпича пластического прессования марки 50 на растворе марки 25.
Площадь сечения простенка А=064×24=154 м2. Упругая характеристика кладки по СП 15.13330.2010 «Каменные и армокаменные конструкции» a=1000; коэффициент продольного изгиба j=092 т. к. lh=l0h=19224=8 a=1000. Расчетное сопротивление кладки R=09МПа (при А>03м2). mg=1 т. к. толщина простенка более 30 см.
Расчетную несущую способность nсс для простенка из неармированной кладки определяем по формуле:
Расчетную несущая способность простенка nсс оказалась в 2- раза меньше расчетной продольной силы N следовательно необходимо усиление кладки сетчатым армированием.
Определяем необходимое Rskb=2×09=18 МПа.
Принимаем арматуру В500 диаметром 4 мм. Расчетное сопротивление Rs=219 МПа .
Процент сетчатого армирования определяем по:
принимаем - m=035% сс=88 см s=77 см.
- условие удовлетворяется.
Проверяем расчетную несущую способность простенка:
Следовательно расчетная несущая способность простенка армированного сетчатой арматурой при m=035% достаточна.
Рассчитываем площадь сечения стержней в одном направлении:
Принимаем 104 В500 c расположением через один ряда кладки и исходя из 035% армирования определяем размер ячейки в плане 1010см. Крайние стержни располагаются от наружных граней столба (защитный слой) на 15 см.
Использованная литература:
СП 52-101-203 «Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры»
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учебник для вузов. – 5-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1991.-767с.:ил.
СП 20.13330.2011 «Нагрузки и воздействия»
СНиП 3.03.01-87. Несущие и ограждающие конструкции Госстрой СССР.-М.: ЦИТП Госстроя СССР 1987.-192с.
Попов Н.Н. Железобетонные и каменные конструкции – М.: Высшая школа 1996. – 129 с.
СП 15.13330.2010 «Каменные и армокаменные конструкции»

3 лист ЖБК_Маслов.dwg

План фундаментов М 1:100
план перекрытий М 1:100.
или тип пола по серии
Данные элементов пола
цем.- песчаного р - ра М 150 - 50 мм
- Покрытие - керамическая плитка
- прослойка и заполнение швов из
- подстилающий слой - бетон М 100 - 100 мм
- грунт основания с трамбованным щебнем
или гравием фракции 40 - 60 мм
Железобетонные плиты для ленточных фундаментов
Проект здания дома технического
g = 2901 Нм v= 6000 Нм
g = 7098 Нм v= 11115 Нм
Спецификация монолитного перекрытия на отм. +3
Вр-I-(х250)+150 4Вр-I-100
Вр-I-(250)+100 3Bp-I-250
БМ2 (Схема армирования)
Специфікація каркасів балок БМ 2
Спецификация к схеме размещения на отм. +3
Розрахункова схема рами
Сваривание в инвентарных формах
Расчетная схема рамы
- див. відомість деталей
Специфікація ригеля Р3 та колони К8
Закладні вироби Р3 для
кріплення плит перекриття умовно не зображені
Специфікація арматурних та закладних виробів ригеля та колони
Поз. 8 - див. відомість деталей
Схема монолитного перекрытия на отм. +3
вута с защитным слоем
Схема армирования перекрытия на отм. +3
Рабочие сетки плиты Опорные сетки балки БМ2
g = 2901 Нм v= 8400 Нм
g = 5789 Нм v= 11771 Нм
Схема размещения элементов перекрытия на отм. +3
Эпюры природного и дополнительного
давлений фундамента мелкого заложения
Эпюра обрыва арматурных стержней в ригеле Р3
Армирование фундамента
Вр-I-(200)+100 3Bp-I-250
Спецификация каркасов и сеток
0. Расчетные схемы ПМ1 и БМ2.
Ведомость элементов плиты П1
Спецификация изделий ригеля Р3 и колонны К8
Спецификация изделий плиты П1

Чертеж 1 2 лист ЖБК курсовая_Маслов Е.С._090440859.dwg

Водоприемник устанавливается
План фундаментов М 1:100
план перекрытий М 1:100.
или тип пола по серии
Данные элементов пола
цем.- песчаного р - ра М 150 - 50 мм
- Покрытие - керамическая плитка
- прослойка и заполнение швов из
- подстилающий слой - бетон М 100 - 100 мм
- грунт основания с трамбованным щебнем
или гравием фракции 40 - 60 мм
Железобетонные плиты для ленточных фундаментов
Проект здания дома технического
Схема монолитного перекрытия на отм. +3
Схема армирования перекрытия на отм. +3
Рабочие сетки плиты Опорные сетки балки БМ2

4 лист ЖБК_Маслов.dwg

План фундаментов М 1:100
план перекрытий М 1:100.
или тип пола по серии
Данные элементов пола
цем.- песчаного р - ра М 150 - 50 мм
- Покрытие - керамическая плитка
- прослойка и заполнение швов из
- подстилающий слой - бетон М 100 - 100 мм
- грунт основания с трамбованным щебнем
или гравием фракции 40 - 60 мм
Железобетонные плиты для ленточных фундаментов
Проект здания дома технического
g = 2901 Нм v= 6000 Нм
g = 7098 Нм v= 11115 Нм
Спецификация монолитного перекрытия на отм. +3
Вр-I-(х250)+150 4Вр-I-100
Вр-I-(250)+100 3Bp-I-250
БМ2 (Схема армирования)
Специфікація каркасів балок БМ 2
Спецификация к схеме размещения на отм. +3
Розрахункова схема рами
Сваривание в инвентарных формах
Расчетная схема рамы
- див. відомість деталей
Специфікація ригеля Р3 та колони К8
Закладні вироби Р3 для
кріплення плит перекриття умовно не зображені
Специфікація арматурних та закладних виробів ригеля та колони
Поз. 8 - див. відомість деталей
Схема монолитного перекрытия на отм. +3
вута с защитным слоем
Схема армирования перекрытия на отм. +3
Рабочие сетки плиты Опорные сетки балки БМ2
g = 2901 Нм v= 8400 Нм
g = 5789 Нм v= 11771 Нм
Схема размещения элементов перекрытия на отм. +3
Эпюры природного и дополнительного
давлений фундамента мелкого заложения
Эпюра обрыва арматурных стержней в ригеле Р3
Армирование фундамента
Спецификация каркасов и сеток
0. Расчетные схемы ПМ1 и БМ2.
Ведомость элементов плиты П1
Спецификация изделий ригеля Р3 и колонны К8
Спецификация изделий плиты П1