• RU
  • icon На проверке: 31
Меню

Расчет и конструирование конструкций металлического каркаса многоэтажного здания

  • Добавлен: 13.01.2023
  • Размер: 5 MB
  • Закачек: 0
Узнать, как скачать этот материал

Описание

Курсовая по теме сборный железобетонный вариант

Состав проекта

icon pinigin_kr.docx
icon pinigin.dwg

Дополнительная информация

Контент чертежей

icon pinigin_kr.docx

Федеральное государственное автономное
образовательное учреждение
«СИБИРСКИЙ ФЕДЕРАЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ»
Сборный железобетонный вариант
подпись дата инициалы фамилия
номер группы зачетной книжки подпись дата инициалы фамилия
Компоновка балочной клетки в сборном варианте . .. .
Проектирование предварительно напрягаемых многопустотных плит
1 Компоновка пустотной плиты ..
2 Определение расчетного сечения многопустотной плиты .. ..
3 Назначение характеристик бетона и арматуры ..
4 Расчетный пролет нагрузки расчетная схема усилия .. . ..
5 Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси ..
6 Расчет прочности плиты по сечению наклонному к продольной оси .
7 Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям второй
Расчет неразрезного ригеля . . ..
1 Определение расчетного пролета нагрузок и усилий
2 Пластический шарнир и его влияние на неразрезную конструкцию
3 Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси.
4 Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
Расчет центрально-сжатой колонны . .. ..
1 Определение грузовой площади колонны ..
2 Сбор нагрузок на среднюю колонну первого этажа и определение
продольных усилий от расчетных нагрузок ..
3 Расчет прочности средней колонны .. ..
4 Расчет консоли колоны ..
Расчет фундамента колонны . ..
Расчет кирпичного простенка .. ..
1 Сбор нагрузок на несущий простенок и определение расчетных усилий
2 Расчетные характеристики
3 Проверка несущей способности простенка . ..
Список использованных источников
Курсовой проект выполнен на тему «Сборный железобетонный вариант».
Цель курсового проекта: овладеть навыками расчета в области проектирования: преднапрягаемых конструкций по двум группам предельным состояниям (пустотная плита перекрытия); изгибаемых элементов без преднапряжения по неразрезной схеме (неразрезной ригель); сжатых элементов (центрально-нагруженная колонна фундамент неглубокого заложения под центрально-нагруженную колонну кирпичный простенок).
Для достижения поставленной цели необходимо решить следующие задачи:
Компоновка балочной клетки в сборном варианте;
Подбор продольной и рабочей арматуры многопустотной плиты;
Подбор сечения и арматуры колонны;
Расчет столбчатого фундамента под центрально-нагруженную колонну;
Проверка несущей способности простенка.
Сущность железобетона состоит в том что бетон хорошо сопротивляется сжатию и значительно хуже растяжению. Бетонная балка лежащая на двух опорах в одной зоне испытывает растяжение в другой – сжатие. Но бетонная балка снабженная арматурой размещенной в растянутой зоне обладает более высокой несущей способностью.
Сборные железобетонные конструкции позволяет улучшить качество конструкции прочность бетона снизить расход материала сократить трудоемкость и сроки строительства. Недостатками сборного железобетона является то что на территории застройки необходима просторная площадка для складирования изделий стандартные типоразмеры элементов сковывают возможности архитекторов.
Компоновка балочной клетки в сборном варианте
Многоэтажное гражданское здание с неполным каркасом состоит из несущих стен центрально-нагруженных сборных колонн сборных ригелей и предварительно напрягаемых плит перекрытий (рисунок 1).
Ригель опирается на колонну. Как правило ригели могут располагаться как в поперечном так и в продольном направлениях здания. Пролет ригеля (lриг) принимается по максимальному из размеров следовательно lриг=6400 мм и располагается в продольном направлении здания.
Высота сечения ригелей составляет hриг= 120·
Ширина ригелей составляет bриг= 04·hриг = 15 см.
Предварительно напрягаемые пустотные плиты перекрытия опираются на ригели или на несущую стену и ригели (см. рисунок 1).
В данном курсовом проекте рассчитываются нетиповые конструкции.
Рисунок 1 – Компоновочная схема балочной клетки
Проектирование предварительно напрягаемых многопустотных плит перекрытия
1Компоновка пустотной плиты
Конструктивно принимаем ширину плиты апл=1490 мм длину плиты
lпл=4980 мм высоту плиты hпл=220 мм и диаметр пустот d=159 мм. Расстояние между пустотами колеблется от 26 мм до 31 мм. Исходя из этого условия принимаем количество пустот n=7 (рисунок 2).
Рисунок 2 – Опалубочный чертеж многопустотной плиты перекрытия
2Определение расчетного сечения многопустотной плиты
При расчете многопустотной плиты сечение приводим к эквивалентному двутавровому (рисунок 3).
Геометрические характеристики расчетного сечения плиты:
–ширина полки по низу: bf=1490 мм;
–ширина полки по верху: bf’=1460 мм;
–приведенная высота пустоты: h= =1377 мм;
–суммарная площадь пустот: Апуст=·r2·n=314·7952·7=138919 см2;
–приведенная ширина пустот: bпуст==10089 см;
–ширина ребра: b= bf’– bпуст=14600–10089=4511 см;
–толщина нижней и верхней полок: hf=hf’==4115 см.
Рисунок 3 – Расчетное сечение многопустотной плиты
Так как бетон плохо работает на растяжение но хорошо работает на сжатие а растягивающие усилия принимает арматура то переходим к расчету по тавровому сечению по I группе предельных состояний (рисунок 4).
Рисунок 4 – Приведенное сечение многопустотной плиты для расчета по I группе предельных состояний
3Назначение характеристик бетона и арматуры
Бетон (ненапрягаемый) класса В15:
Расчетные сопротивления бетона для предельных состояний первой группы при классе бетона по прочности на сжатие:
Rb=85 МПа – сжатие осевое (призменная прочность) (таблица 6.8 [6]);
Rbt=075 МПа – растяжение осевое (таблица 6.8 [6]).
Нормативные сопротивления бетона и расчетные сопротивления бетона для предельных состояний второй группы при классе бетона по прочности на сжатие:
Rbn=Rbser=11 МПа – сжатие осевое (призменная прочность)
Rbtn= Rbtser=11 МПа – растяжение осевое (таблица 6.7 [6]).
Значение начального модуля упругости бетона при сжатии и растяжении при классе бетона по прочности:
Eb=24 МПа·103 (таблица 6.11 [6]).
Коэффициент условия работы бетона принимается согласно п.6.1.12 [6] который равен γb2=09.
Бетон (напрягаемый) класса В40:
Rb=22 МПа – сжатие осевое (призменная прочность) (таблица 6.8 [6]);
Rbt=14 МПа – растяжение осевое (таблица 6.8 [6]).
Rbn=Rbser=29 МПа – сжатие осевое (призменная прочность) (таблица 6.7 [6]);
Rbtn= Rbtser=21 МПа – растяжение осевое (таблица 6.7 [6]).
Eb=36 МПа·103 (таблица 6.11 [6]).
Класс арматурной стали (ненапрягаемой) А400 (A-III):
Rs=350 МПа – значение расчетного сопротивление арматуры для предельных состояний первой группы растяжению (таблица 6.14 [6]);
Rsс=350 МПа – значение расчетного сопротивление арматуры для предельных состояний первой группы сжатию (таблица 6.14 [6]);
Rsw=280 МПа – расчетное значение сопротивления поперечной арматуры (хомутов и отогнутных стержней) растяжению для предельных состояний первой группы (таблица 6.15 [6]).
Rsn=Rsser=400 МПа - нормативное значение сопротивления растяжению и расчетное сопротивление арматуры растяжению для предельных состояний второй группы (таблица 6.13[6]);
Значение модуля упругости арматуры:
Es=2·105 МПа (п. 6.2.12 [6]).
Класс арматурной стали (ненапрягаемой) Вр500 (Вр-I):
Rs=415 МПа – значение расчетного сопротивление арматуры для предельных состояний первой группы растяжению (таблица 6.14 [6]);
Rsс=390 МПа – значение расчетного сопротивление арматуры для предельных состояний первой группы сжатию (таблица 6.14 [6]);
Rsw=300 МПа – расчетное значение сопротивления поперечной арматуры (хомутов и отогнутных стержней) растяжению для предельных состояний первой группы (таблица 6.15 [6]).
Rsn=Rsser=500 МПа - нормативное значение сопротивления растяжению и расчетное сопротивление арматуры растяжению для предельных состояний второй группы (таблица 6.13[6]);
Класс арматурной стали (напрягаемой) А800 (A-V):
Rs=695 МПа – значение расчетного сопротивление арматуры для предельных состояний первой группы растяжению (таблица 6.14 [6]);
Rsс=500 МПа – значение расчетного сопротивление арматуры для предельных состояний первой группы сжатию (таблица 6.14 [6]);
Rsn=Rsser=800 МПа - нормативное значение сопротивления растяжению и расчетное сопротивление арматуры растяжению для предельных состояний второй группы (таблица 6.13[6]);
4Расчетный пролет нагрузки расчетная схема усилия
На рисунке 5 показана расчетная схема многопролетной плиты перекрытия.
Рисунок 5 – Расчетная схема многопустотной плиты перекрытия
Расчетный пролет плиты (рисунок 5) равен расстоянию в свету между гранями ребер l0 = 498 м.
Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия приведены в таблице 1.
С учетом коэффициента надежности по назначению здания γn=095
(п. 10.1 табл. 2 [7]) находим нагрузки: постоянную нормативную и полную умножая их на грузовые площади плит.
Таблица 1 – Нагрузки на 1 м2 перекрытия
Нормативная нагрузка
от собственного веса плиты =014 м ρ=25000 Нм3
то же слоя цементного раствора =002 м ρ=22000 Нм3 (таблица Т.1 [5]);
то же керамических плиток
=0013 м ρ=18000 Нм3 (таблица Т.1 [5])
Изгибающие моменты в неразрезных балочных плитах определяем с учетом перераспределения моментов [3]:
)От полной расчетной нагрузки изгибающие моменты равны:
)От полной нормативной нагрузки изгибающие моменты равны:
)От собственного веса плиты изгибающие моменты равны:
Поперечные силы от полной расчетной нагрузки определяем по формуле:
На рисунке 6 показана эпюра изгибающих моментов и поперечных сил в плите от полной расчетной нагрузки.
Рисунок 6 – Эпюра возникающих усилий от полной расчетной нагрузки
5Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси
Определяем рабочую высоту сечения в средних пролетах и на средних опорах [3]:
где H – высота сечения мм;
a – величина защитного слоя мм.
h0 = 220 – 20 = 200 мм.
Находим коэффициент αm по формуле 3.33 [3]:
где Mtot – момент от полной расчетной нагрузки;
Rb – призменная прочность бетона;
bf’ – ширина полки по верху;
h0 – рабочая высота сечения.
Рассчитываем относительную высоту сжатой зоны бетона:
Находим высоту сжатой зоны бетона:
x = · h0 = 0034·200 = 68 мм (8)
Выполняем проверку: x ≤ hf’ 68 мм 4115 мм. Условие выполняется следовательно нейтральная ось проходит в полке и расчет выполнен верно.
Находим граничные значения высоты сжатой зоны бетона:
где sp – величина предварительных напряжений определяемая по п. 2.25 [3] и принимаемая при коэффициенте γsp = 09; для арматуры классов А540 А600 А800 А1000 sp = 09 для арматуры классов Вр1200–Вр1500 К1400 К1500 sp = 08
Rs – расчетное сопротивление арматуры растяжению с учетом соответствующих коэффициентов условий работы арматуры.
Проверяем выполнение условия: R 0034 104. Условие выполняется т.е. сечение не переармировано. Вводим в расчет согласно п. 3.9 [8] коэффициент:
γs3 = 125 – 025· = 125 – 025· = 11 (10)
Т.к. 06 то γs3 = 11.
Определяем требуемую площадь напрягаемой арматуры Аsp по формуле 3.15 [3]:
Принимаем 410А800 с Аsp = 314 см2 по приложению 6 [3].
Так как в плите подобрана рабочая арматура на эксплуатационные нагрузки не учтены транспортные и монтажные нагрузки в верхней и нижней частях сечения устанавливаем сетку.
На рисунке 7 показана схема армирования многопустотной плиты продольной рабочей арматурой.
Рисунок 7 – Схема армирования многопустотной плиты
Проверим несущую способность плиты. Несущая способность плиты (без учета верхней арматуры Аs=0) должна быть больше действующего момента от расчетных нагрузок (формула 35 [8]):
Mtot ≤ γb1·Rb·bf’·x·(h0 – 05x) где (12)
24 кН·см ≤ 09·22·146·2174·(20–05·2174)
24 кН·см ≤ 11886 кН·см
Несущая способность плиты обеспечивается.
6Расчет прочности плиты по сечению наклонному к продольной оси
Разрушение изгибаемого элемента по наклонному сечению происходит вследствие одновременного действия на него поперечных сил и изгибающих моментов. В соответствии с этим воздействием развиваются внутренние усилия в бетоне сжатой зоны над наклонной трещиной.
На рисунке 8 показана расчетная схема усилий в наклонном сечении.
Рисунок 8 – Расчетная схема в наклонном сечении
Расчет прочности наклонных сечений выполняется на действие поперечной силы и на действие изгибающего момента.
Выполним расчет на действие поперечной силы. Проверим выполнение условия по формуле 3.49 [8]:
Qtot ≤ 03·Rb·γb·b·h0 (14)
где Qtot – расчетная поперечная сила на опоре;
72 ≤ 03·22·09·4511·20
Условие выполняется.
Для определения необходимости постановки поперечной арматуры проверим выполнение условия:
Qbmin – минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном.
Qbmin = 05·φn·Rbt·b·h0 (16)
где Rbt – расчетное сопротивление бетона растяжению;
φn – коэффициент учитывающий предварительные напряжения.
Определим коэффициент учитывающий предварительные напряжения по формуле 3.53а [8]:
где А1 – площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки:
А1 = bf · hf · + b(h– hf’) = 149·4115+4511(22–4115) = 141993 см2.
Р2 – усилие от напрягаемой арматуры расположенной в растянутой зоне:
Р2 = (sp – 2)· Аsp = (720–100)·314·10-1 = 19468 кН.
Qbmin = 05·1074·014·4511·20 = 6783 кН.
Условие выполняется следовательно хомуты по расчету не требуются и устанавливаются конструктивно.
Диаметр и шаг поперечной арматуры устанавливаем по конструктивным требованиям к изгибаемым элементам (п. 3.1 [3]).
Шаг поперечных стержней S= h2≤150 мм в приопорных участках длиной 14 пролета принимаем 150 мм. В остальной части элемента расстояние между поперечными стержнями может быть больше но не более 34h принимаем
Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки с предельными стержнями d=10 мм. Принимаем dsw=4 мм класса В500.
Выполним расчет на действие изгибающего момента.
Определим длину зоны передачи напряжений:
где sp(1) – предварительные напряжения в арматуре с учетом первых потерь:
sp(1) = sp – 003 sp = 720–003·720 = 6984 МПа;
ds – диаметр напрягаемой арматуры;
Rbond – сопротивление сцепления напрягаемой арматуры с бетоном:
Rbond = ·Rbt = 25·14 = 35 МПа (для стержневой арматуры =25).
Расстояние от торца панели до начала зоны передачи напряжений:
lp0 = 025·lp = 025·4989 = 1247 см.
Проверим выполнение условия прочности:
Мр= Qtot·с0 Rsp·Asp·zsp·+Rs·As·zs+qsw· (19)
где Rsp·Asp·zsp· – момент воспринимаемый напрягаемой арматурой по наклонному сечению не учитывается т.к:
zsp – плечо внутренней пары сил для напрягаемой арматуры;
Rs·As·zs – момент воспринимаемый продольными проволоками каркасов и корытообразной сетки по наклонному сечению:
Rs·As·zs = 415·0502·1988 = 41416 кН·см;
zs – плечо внутренней пары сил: zs=h0–=20–=1988 см;
х – высота сжатой зоны: х = = = 0233 см;
qsw· – момент воспринимаемый хомутами:
qsw· = = 12048 кН·см.
Мр= 3072·40 0+41416+120480
2880 кН·см 161896 кН·см.
Несущая способность плиты обеспечена.
Выполним проверку прочности многопустотной плиты на действие опорных моментов.
При опирании многопустотных плит на кирпичные стены их опорные участки оказываются частично защемленными что приводит к появлению на опорах отрицательных моментов. Величина этих моментов М0 принимается равной 15% от расчетных пролетных моментов:
М0 = 015· Мtot = 015·3824 = 574 кН·м.
В этом случае коэффициент αm равен:
Количество необходимой арматуры в верхней зоне на приопорных участках плиты:
Опорный момент М0 воспринимается верхней продольной арматурой каркасов число которых и диаметр приняты из расчета прочности по наклонным сечениям.
В верхней полке по технологическим и конструктивным требованиям устанавливаем сварную сетку из обыкновенной проволоки В500 диаметром 5 мм с шагом 200 мм. Принимаем верхнюю сетку 5В500 с Аs = 1375 см2.
Суммарная площадь арматуры установленной в верхней зоне должна быть не менее Аs’ определенной расчетом:
Аs’ = 0502+1375 = 188 см2 > 0462 см2.
Прочность плиты обеспечена.
На рисунке 9 показан каркас используемый при армировании многопустотной плиты перекрытия.
Рисунок 9 – Каркас К-1
На рисунке 10 показана сетка устанавливаемая в верхней и нижней полке многопустотной плиты.
Рисунок 10 – Сетка С-1
7Расчет многопустотной плиты по предельным состояниям второй группы
Для расчета по II группе предельных состояний используется сечение – двутавр поскольку проверяется возможность образования и раскрытия трещин в нижней полке двутавровой балки.
Приведенное сечение пустотной плиты к расчету по второй группе предельных состояний показано на рисунке 11.
Рисунок 11 – Приведенное сечение многопустотной плиты к расчету по II группе предельных состояний
Определим геометрические характеристики приведенного сечения:
Площадь приведенного сечения:
Ared = bf ·hf’ + bf ·hf + b·h + Asp·α (22)
Ared = 146·4115+149·4115+4515·1377+314·555 = 185252 см2.
Статический момент сопротивления относительно нижней грани:
Sred = bf ·hf’ ·y3+ b·h·y2 + bf ·hf ·y1 + α·a· Asp (23)
где y3 = H – = 22 – = 1994 см;
y2 = H – hf’ – = 22 – 4115 – = 11 см;
a = 20 – = 27 мм = 27 см;
Sred = 146·4115·1994+4511·1377·11+149·4115·206+555·27·314 =
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести:
где y0 = = = 1086 см;
e0p1 = y0 – a = 1086 – 27 = 816 см – экцентриситет усилия обжатия бетона;
Момент сопротивления по нижней и верхней граням:
Wredн = = 10102647 см3; (25)
Wredв = = 9848721 см3. (26)
Упругопластический момент сопротивления по нижней и верхней граням:
Wplв = γ· Wredв = 125·9848721=1231090 см3. (28)
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней и нижней ядровых точек:
Определим потери предварительного напряжения. Способ натяжения арматуры – электротермический.
При натяжении арматуры на упоры следует учитывать:
Первые потери (Δsp(1)) – от деформации анкеров трения арматуры об огибающие приспособления от релаксации напряжений в арматуре температурного перепада деформации форм (при натяжении арматуры на формы) от быстронатекающей ползучести бетона;
Вторые потери (Δsp(2)) – от усадки и ползучести бетона.
Первые потери равны:
Δsp(1) = Δsp1 + Δsp2 + Δsp3 + Δsp4 (31)
где Δsp1=003sp = 003·720=216 МПа – потери от релаксации напряжений в стержневой арматуре;
Δsp2=0 МПа – потери от температурного перепада в агрегатно-поточной технологии;
Δsp3=0 МПа – потери от деформации формы;
Δsp4=0 МПа – потери от деформации анкеров.
Δsp(1) = 216 + 0 + 0 + 0 = 216 МПа.
Определим усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь:
Р(1) = Asp·(sp – Δsp(1)) = 314(720–216)·10-1 = 2193 кН (32)
Вторые потери равны:
Δsp(2) = Δsp1 + Δsp5 + Δsp6 (33)
где Δsp5=bsh·Es=000025·20·104 = 50 МПа – потери от усадки бетона (формула 26 [8]);
Δsp6 – потери от ползучести бетона (формула 27 [8]):
где φbcr=19– коэффициент ползучести бетона (табл. 2.6 [8]);
ys = e0p1 = 816 см – расстояние между центрами тяжести напрягаемой арматуры и поперечного сечения;
sp= = 00017 – коэффициент армирования для напрягаемой арматуры;
bp – напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напряженной арматуры:
Δsp(2) = 216 + 500 + 964 = 8124 МПа.
Определим усилие в арматуре с учетом всех потерь:
Р(2) = Asp·(sp – Δsp(2)) = 314(720–8124)·10-1 = 20057 кН (36)
Выполним расчет трещинообразования на стадии эксплуатации.
Вычислим момент трещинообразования:
Mcrc = Rbtn ·Wplн + Р(2)·(e0p1 + rв)·γsp (37)
где Rbtn – сопротивление бетона растяжению;
Р(2) – усилие в арматуре с учетом всех потерь;
e0p1 – экцентриситет усилия обжатия;
rв – Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки;
γsp – коэффициент точности натяжения;
Mcrc = 021·12628309·10-2+20057(816+545) ·10-2·09 = 5109 кН·м.
Условие отсутствия трещин:
Поскольку условие выполняется начальные трещины в верхней зоне не образуются следовательно расчет по раскрытию трещин нормальных к продольной оси не требуется.
Выполним расчет прогиба плиты.
Расчет плиты по прогибам производится из условия (формула 8.139 [6]):
где f – прогиб железобетонного элемента от действия внешней нагрузки;
fu – значение предельно допустимого прогиба железобетонного элемента определяемый по таблице Е.1 [4]:
Полную кривизну изгибаемых внецентренно сжатых и внецентренно растянутых элементов для участков без трещин в растянутой зоне определяем по формуле 8.140 [6]:
где – кривизны соответственно от непродолжительного действия кратковременных нагрузок и от продолжительного действия постоянных и временных нагрузок (без учета усилия Р) определяемые по формулам 156 [3]:
где M – момент от соответствующей внешней нагрузки относительно оси:
M = = 1914 кН·м (43)
φb1 – коэффициент учитывающий влияние кратковременной ползучести бетона равный для тяжелого бетона φb1 = 08;
φb2 – коэффициент учитывающий влияние длительной ползучести бетона на деформации элемента без трещин и принимаемый по таблице 34 [6]: φb2 = 2;
(061+121)·10-5 = 182·10-5 1см.
Определяем прогиб по формуле 7.131 [3]:
f = = 548·4982·182·10-5 = 047 см (44)
Условие выполняется следовательно жесткость плиты обеспечена.
Расчет неразрезного ригеля
1 Определение расчетного пролета нагрузок и усилий
Ригель может быть смонтирован как балка свободно лежащая на опорах (рисунок 12).
Рисунок 12 – Расчетная схема ригеля
Но для уменьшения конструктивной высоты перекрытия и экономии материалов сборные ригели рекомендуется делать неразрезными (рисунок 13). Это осуществляется за счет сварки выпусков арматуры закладных деталей и накладных элементов замоноличивания стыков. Схема размещения ригелей в плане здания приведена на рисунке 1.
Крайние пролеты ригеля и средние опираются на консоли колонны.
Рисунок 13 – Расчетная схема неразрезного ригеля
Расчет осуществляем с помощью программы для вычисления значения моментов при невыгоднейших расположениях нагрузки. Для этого следует построить эпюры от различных схем нагружения (рисунок 14). Результат расчета изображен на рисунке 15.
Цель данного расчета: найти ненаивыгоднейшее сочетание усилий главной балки.
Рисунок 14 – Схемы загружения ригеля постоянной и временной нагрузкой
Рисунок 15 –Эпюры изгибающих моментов и поперечных сил первых трех пролетов при ненаивыгоднйшем сочетании усилий
Определение расчетного пролета крайнего ригеля в свету между колонной и стеной:
lр = l – b – 05bк – 70 = 6400–120–05·400–70=6010 мм. (45)
b – глубина заделки балки в кирпичный простенок;
bк – ширина колонны.
Определение расчетного пролета среднего ригеля в свету между колоннами:
lр = l – bк – 140 = 6400–400–140=5860 мм. (46)
Предварительно принимаем размеры сечения ригеля:
hр = (110–120)·l = (110–120)·6400 = 640–320 мм.
bр = 04·hр = 04·(640–320) = 250–150 мм.
Согласно конструктивным требованиям принимаем hр=500 мм;
2Пластический шарнир и его влияние на неразрезную конструкцию
Проектируем ригель как неразрезную балку. При этом возможен учет образования пластических шарниров приводящих к перераспределению и выравниванию изгибающих моментов между отдельными сечениями.
Сущность расчета статически неопределимых железобетонных конструкций с учетом перераспределения усилий заключается в следующем. При некотором значении напряжения в растянутой арматуре из мягкой стали достигают предела текучести. С развитием в арматуре пластических деформаций (текучести) в железобетонных конструкциях возникает участок больших местных деформаций называемый пластическим шарниром. В статически определимой конструкции например в свободно лежащей балке (рисунок 16 а) с появлением пластического шарнира под влиянием взаимного поворота частей балки и развивающегося значительного прогиба высотой сжатой зоны сокращается в результате чего достигается напряжение в сжатой зоне b=Rb наступает разрушение.
Иначе ведет себя статически неопределимая конструкция (рисунок 16 б). В балке защемленной на опорах с появлением пластического шарнира повороту частей балки развитию прогиба системы и увеличению напряжений в сжатой зоне препятствуют лишние связи (защемления на опорах); возникает стадия II при которой S= y но bRb. Поэтому при дальнейшем увеличении нагрузок разрушение в пластическом шарнире не произойдет до тех пор пока не появятся новые пластические шарниры и не включатся лишние связи. В статически неопределимой системе возникновение пластического шарнира равносильно включению лишней связи и снижению на одну степень статически неопределимой системы. Для рассмотренной балки с двумя защемленными концами возникновение первого пластического шарнира превращает ее в систему один раз статически неопределимую; потеря геометрической неизменяемости может наступить лишь с образованием трех пластических шарниров – на обеих опорах и в пролете.
Рисунок 16 – Схема образования пластического шарнира
в железобетонных балках
В общем случае потеря геометрической неизменяемости системы с n лишними связями наступает с образованием n+1 пластических шарниров. В статически неопределимой конструкции после появления пластического шарнира при дальнейшем увеличении нагрузки происходит перераспределение изгибающих моментов между отдельными сечениями. При этом деформации в пластическом шарнире нарастают но значение изгибающего момента остается прежним: М=RSASzb.
Плечо внутренней пары сил zb после образования пластического шарнира при дальнейшем росте нагрузки увеличивается незначительно и практически принимается постоянным (рисунок 16 в).
3Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси
Высоту сечения подбираем по опорному моменту М при =035 поскольку на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира. Принятое сечение ригеля следует проверить по опорному моменту так чтобы относительная высота сжатой зоны была R и исключалось переармированное неэкономическое сечение.
Опорный момент равен:
М = = 2492 кН·м (47)
Определяем граничную высоту сжатой зоны по пункту 3.12* [3]:
где =085–0008Rb = 085–0008·85=0782 МПа – относительная высота сжатой зоны характеристика деформативных свойств бетона сжатой зоны;
SR = RS = 350 МПа – напряжения в арматуре с физическим пределом текучести;
sсu=400 МПа – напряжения в арматуре с условным пределом текучести накопившихся остаточных деформаций.
Условие R 035062 выполняется следовательно принимаем =035. В данном случае сечение работает как прямоугольное.
По таблице 3.1 [3] при = 035 находим значение αm = 0289.
Определяем высоту сечения ригеля по формуле 3.18 [3]:
где M – опорный момент: М = 2492 кН·м;
Rb – сопротивление бетона осевому сжатию по I группе предельных состояний;
Таким образом согласно конструктивным требованиям принимаем hр=500 мм; bр=250 мм с учетом защитного слоя.
Определим рабочую высоту сечения с учетом того что толщина защитного слоя бетона равна 35 мм.
h0 = h – а = 500 – 35 = 465 мм (50)
где h – высота сечения ригеля;
а – величина защитного слоя.
Производим подбор сечений арматуры в расчетных сечениях ригеля.
Сечение в первом пролете – М1 = 16899 кН·м (см. рисунок 15).
Находим αm по формуле 3.14 [3]:
где M1 – опорный момент (рисунок 15);
h0 – рабочая высота сечения ригеля.
По таблице 3.1 [3] находим значение = 057; = 0715.
Определяем требуемую площадь на 1 м2 сечения растянутой арматуры Аs по формуле 3.15 [3]:
RS – сопротивление бетона осевому сжатию по I группе предельных состояний;
Принимаем 422 А400 с Аs = 152 см2 по приложению 6 [3].
На рисунке 17 показано прямоугольное сечение с однорядным армированием и схема усилий при расчете прочности элемента по нормальному сечению.
Рисунок 17 – Прямоугольное сечение с однорядным армированием и схема внутренних усилий при расчете ригеля по нормальным сечениям в первом пролете
Сечение во втором пролете – М3 = 695 кН·м (см. рисунок 15).
где M3 – опорный момент (рисунок 15);
По таблице 3.1 [3] находим значение = 019; = 0905.
Принимаем 218 А400 с Аs = 509 см2 по приложению 6 [3].
На рисунке 18 показано прямоугольное сечение с однорядным армированием и схема усилий при расчете прочности элемента по нормальному сечению.
Рисунок 18 – Прямоугольное сечение с однорядным армированием и схема внутренних усилий при расчете ригеля по нормальным сечениям в среднем пролете
Сечение на первой промежуточной опоре – М2 = 22665 кН·м
где M2 – опорный момент (рисунок 15);
По таблице 3.1 [3] находим значение = 07; = 065.
Принимаем 428 А400 с Аs = 2463 см2 по приложению 6 [3].
На рисунке 19 показано прямоугольное сечение с однорядным армированием и схема усилий при расчете прочности элемента по нормальному сечению.
Рисунок 19 – Прямоугольное сечение с однорядным армированием и схема внутренних усилий при расчете ригеля по нормальным сечениям на первой промежуточной опоре
Армирование ригеля показано на рисунке 22.
4Расчет прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси
Разрушение изгибаемого элемента по наклонному сечению происходит вследствие действия на него поперечных сил и изгибающих моментов. В соответствии с этим воздействием развиваются внутренние усилия в бетоне сжатой зоны над наклонной трещиной и осевые усилия в арматуре пересекаемой наклонной трещиной.
На рисунке 20 показана расчетная схема усилий в наклонном сечении.
Рисунок 20 – Расчетная схема усилий в наклонном сечении
При расчете прочности по наклонным сечениям должно выполняться условие (п. 8.1.32 ф. 8.55 [6]):
Q = Qb + Qsw + Qsing (53)
где Q – поперечная сила в вершине наклонного сечения от действия опорной реакции и нагрузки расположенной на участке действия опоры до вершины наклонного сечения Q = 20446 кН (см. рисунок 15);
Qb – поперечная сила воспринимаемая бетоном сжатой зоны над наклонным сечением;
Qsw – сумма осевых усилий в поперечных стержнях пересекаемых наклонным сечением;
Qsing = 0 – сумма проекций на нормаль к оси элемента осевых усилий в отгибах пересекаемых наклонным сечением.
Цель расчета: подобрать диаметр dsw поперечной арматуры с таким шагом s чтобы предотвратить появление наклонных трещин. Данное армирование находим исходя из конструктивных требований.
Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям s = hриг 3 ≤ 500 мм так как hриг = 500 мм то принимаем шаг s = 150 мм на расстоянии l04=6014=1500 с обеих сторон. Для всех приопорных участков промежуточных и крайней опор балки принят шаг s = 100 мм. В средней части пролета – s= h=·500=350 мм ≤ 500 мм. (глава 3 [3]).
Диаметр dsw принимаем в зависимости от максимального диаметра второстепенных балок по условию свариваемости (табл. 9 [3]): так как наибольший диаметр стержня равен 28 мм то dsw = 8 мм класса ВР500.
На рисунках 21 и 22 показаны каркасы К-2 и К-3 армирование ригеля.
Рисунок 21 – Каркасы К–2 и К–3
Рисунок 22 – Армирование ригеля
Расчет центрально-сжатой колонны
1 Определение грузовой площади колонны
Колонна рассчитывается как внецентренно нагруженная стойка расчетной длины l0 равной высоте этажа l0 = 3200 мм. При расчете учитывается случайный эксцентриситет обусловленный не учтенными в расчете факторами. Постоянные и временные нагрузки от этажей считаются приложенными с этим эксцентриситетом. Рассчитывается колонна нижнего этажа.
Грузовая площадь средней колонны (см. рисунок 1) при сетке 50×64 м равнаAгр=320 м2. Принимаем что нагрузка с грузовой площади действует на среднюю колонну центрально.
Предварительно задаемся сечением колонны bxa = (400х400) мм.
2Сбор нагрузок на среднюю колонну первого этажа и определение продольных усилий от расчетных нагрузок
Выполним сбор нагрузок на среднюю колонну нижнего этажа.
Полное продольное усилие от расчетных нагрузок действующих на среднюю колонну определяем:
N = Nпост + Nкр.вр + Nдлит +Nсн (54)
где Nпост – постоянная нагрузка действующая на колонну;
Nкр.вр – кратковременная нагрузка на колонну;
Nдлит – временная длительная нагрузка на колонну;
Nсн – снеговая нагрузка на колонну.
Постоянная нагрузка равна:
Nпост = (qпок + qпер(n–1))·Агр + Nкол + Nриг (55)
где qпок – расчетная нагрузка от покрытия (таблица 2);
qпер – расчетная нагрузка от перекрытия (таблица 1);
n – количество этажей;
Агр – грузовая площадь колонны;
Nкол – нагрузка от собственного веса колонны:
Nкол = b·a·ρ·h=04·04·25000·32=12800 Н=128 кН.
Nриг – нагрузка от собственного веса ригеля (Nриг=1965 кН).
Nпост = (6298 + 4679·(7–1))·32 + 128 + 1965 = 1132354 кН.
В таблице 2 приведен подсчет постоянных нагрузок на 1 м2 покрытия.
Таблица 2 – Постоянные нагрузки на 1 м2 покрытия
то же 4-х слойного рубероидного ковра =002 м ρ=6000 Нм3 (таблица Т.1 [5]);
то же цементно-песчаной стяжки =002 м ρ=18000 Нм3 (таблица Т.1 [5]);
то же минеральной ваты =025 м ρ=6000 Нм3 (таблица Т.1 [5]);
то же пароизоляции =0005 м ρ=6000 Нм3 (таблица Т.1 [5]);
Кратковременная нагрузка равна:
Nкр.вр = qкр.вр.пер·Агр·(n–1) (56)
где qкр.вр.пер – расчетная кратковременная нагрузка на перекрытие (таблица 1);
Nкр.вр = 12·32·(7–1) = 2304 кН.
Временная длительная нагрузка равна:
Nдлит = qдлит.пер·Агр·(n–1) (57)
где qдлит.пер – расчетная временная длительная нагрузка на перекрытие
Nдлит = 24·32·(7–1) = 4608 кН.
Снеговая нагрузка на колонну равна:
Nсн = Sg·Агр·γf (58)
где Sg=25 кНм2 (табл. 10.1 [4])– нормативная снеговая нагрузка (район строительства: г. Норильск; снеговой район V (карта 1 Прил. Е [4]));
γf =14 – коэффициент надежности по нагрузке (п. 10.12 [4]).
Nсн = 25·32·14 = 112 кН.
Полное продольное усилие от расчетных нагрузок:
N = 1132354+230400+460800+112 = 193555 кН.
3Расчет прочности средней колонны
Расчетные схемы центрально-сжатой и внецентренно-сжатой колонны показаны на рисунке 23:
Рисунок 23 – Расчетные схемы колонны
Подбор сечений симметричной арматуры AS = AS’ выполняем по двум комбинациям усилий и принимаем большую площадь сечения.
Значение случайного эксцентриситета выбираем из трех значений:
Следовательно принимаем e0 = 10667 мм.
Проверяем достаточна ли площадь сечения колонны для восприятия усилия бетоном без учета армирования колонны:
где N – полное продольное усилие на колонну;
=1 – коэффициент условий работы при h>200 мм;
φ==1 – коэффициент учитывающий длительность загружения гибкость и характер армирования элемента;
Rb – сопротивление бетона осевому сжатию по I группе предельных состояний4
Rsc – расчетное сопротивление арматуры сжатию для I группы предельных состояний;
h=b= + аn = + 4 = 50 см.
Принимаем окончательное сечение колонны 500х500 мм.
Определяем площадь сечения арматуры:
AS + AS’ = = 612 см2. (60)
Атр – площадь сечения колонны;
φ – коэффициент учитывающий длительность загружения гибкость и характер армирования элемента:
где φb = 091 (табл. 4.1 [3]);
φr = 091 (табл. 4.1 [3]).
Принимаем 414 А400 с Аs = 616 см2 по приложению 6 [3].
Выполним проверку условия:
приб (не более 1–2%).
= ·100% = ·100% = 025%.
Шаг поперечных стержней принимаем согласно условиям (п. 4.1 [3]):
s ≤ 20d ≤ 20·14 ≤280 мм (d–диаметр продольных стержней)
Таким образом принимаем шаг поперечных стержней 300 мм 4 Вр500.
4Расчет консоли колонны
Размеры опорной консоли (рисунок 24) определяем в зависимости от опорного давления ригеля Q (рисунок 15) при этом считается что ригель оперт на расположенную у свободного края консоли опорную площадку длиной:
где – коэффициент учитывающий неравномерное давление ригеля на опорную консоль равное 075;
l = = 014 м = 140 мм.
Наименьший вылет консоли с учетом зазора c между торцом и гранью колонны l1=l+c=140+40=180 мм. Обычно принимают l1 = 200-300 мм. Таким образом принимаем l1=200 мм тогда c= l1– l=200-140=60 мм.
При этом расстояние от грани колонны до силы Q определяется:
a=l1– l2 = 200–1402=130 мм.
Высота консоли в сечении у грани колонны:
h=(07–08)·hриг = 07·500 = 350 мм (63)
У свободного края: h1≥h2≥3502=175 мм.
Рабочая высота сечения консоли:
h0= h–а=350–30=320 мм.
Условие выполняется следовательно у коротких консолей угол γ сжатой грани с горизонталью не должен превышать 450.
Рисунок 24 – Размеры опорной консоли
Консоль короткая армируется горизонтальными хомутами 53Вр500 с Аs=0284 см2 (приложение 6 [3]) с шагом sw=h4=3504=100 мм и отогнутыми стержнями.
Прочность короткой консоли проверяем по наклонной сжатой полосе между силой и опорой из условия:
Q ≤ 08·φw2·Rb·b·l·sin (65)
где правая часть принимается не более 35Rbt·b·h0 = 35·750·025·032=210 кН и не менее 06Rbt·b·h0 = 06·750·025·032=36 кН;
φw2 = 1+5·α·w1 = 1+5·833·00011 = 104 – коэффициент учитывающий влияние хомутов расположенных по высоте консоли;
Q ≤ 08·104·8500·025·014·sin600
Условие выполняется следовательно прочность короткой консоли обеспечена.
Найдем изгибающий момент у грани колонны:
М = Q·a = 20446·013 = 2658 кНм (66)
Площадь сечения продольной арматуры консоли подбираем по изгибающему моменту у грани колонны увеличенному на 25%:
Принимаем продольную арматуру 412 А400 с Аs=452 см2 (приложение 6 [3]). Горизонтальные хомуты принимаем 3Вр500 с Аs=0284 см2 (приложение 6 [3]) с шагом sw=h4=3504=100 мм.
На рисунке 25 показано армирование консоли колонны.
Рисунок 25 – Армирование опорной консоли колонны
Расчет фундамента колонны
Для колонны промышленного здания принимаем фундамент стаканного типа. Расчетная схема фундамента представлена на рисунке 26.
Рисунок 26 – Расчетная схема фундамента
Сечение колонны 500х500 мм. В виду малости изгибающего момента мы им пренебрегаем и фундамент рассчитываем на случайный эксцентриситет e0=10667 мм.. Ввиду относительно малых значений эксцентриситета фундамент колонны рассчитываем как центрально загруженный.
Нормативное значение усилия с учетом коэффициента надежности по нагрузке γn=115:
Nn=N115=193555115=172526 кН (68)
Предварительно назначаем высоту фундамента H=1000 мм.
Определим требуемую площадь подошвы:
где Nn – нормативное значение усилия;
R0=035 МПа – нормативное давление на грунт (по заданию);
γm – плотность бетона;
H – предварительная высота фундамента.
Размер квадратной стороны подошвы фундамента равен
а==23 м. Принимаем размеры подошвы фундамента 24 м (кратным 30 см).
Давление на грунт от расчетной нагрузки:
р = NA = 193555576=34445 кНм2 (70)
Высоту фундамента определяем как большее из трех условий:
Из условия продавливания фундамента колонной по поверхности пирамиды продавливания:
где h0 = – + 12 = – + = 04 м;
a = 004 м – защитный слой при наличии песчано-гравийной подушки.
Из условия размещения колонны в стакане фундамента:
Из условия обеспечения анкеровки арматуры колонны в стакане фундамента:
Принимаем высоту фундамента H=10 м.
Рассчитываем арматуру в подошве фундамента из условия фундамента на изгиб от реактивного давления грунта.
Значение изгибающего момента в подошве фундамента:
М = 0125р (а– hк)2b (74)
где р – давление на грунт от расчетной нагрузки;
а – ширина подушки фундамента;
b – длина подушки фундамента;
hк – высота сечения колонны.
М = 012534445 (24– 05)224 = 37304 кН.
Требуемая площадь арматуры в рассматриваемом сечении:
где М – изгибающий момент в подошве фундамента;
h0 = H–015 = 100–015=085 м – полезная высота фундамента;
Rs – значение расчетного сопротивление арматуры для предельных состояний первой группы растяжению.
Аs = = 000139 м2 = 139 см2.
Принимаем сварную сетку С-2 (рисунок 27) с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 1612 А400 АS=1810 см2 (приложение 6 [3]) с шагом s = 150 мм.
На рисунке 27 показана сварная сетка С-2.
Рисунок 27 – Сварная сетка С-2
Выполним проверку условия (процент армирования расчетных сечений):
= ·100% = ·100% = 008%.
Расчет кирпичного простенка
1Сбор нагрузок на несущий простенок и определение расчетных усилий
Толщина наружной стены 3 кирпича h=750 мм. Марка кирпича 75 марка раствора 50 плотность кладки ρ=1800 кгм3 кладка сплошная.
Принимаем по два оконных проема (15х18 м) в каждом пролете тогда ширина простенка равна bпр=6400–2·500–2·1500=2400 мм.
Определим расчетные усилия.
Собственный вес стены всех вышележащих этажей:
N1=tст·ρ·γf·Aгр·n (76)
где tст – толщина наружной стены;
ρ – плотность кладки;
γf – коэффициент надежности по нагрузке;
Aгр – грузовая площадь:
Aгр=(bпр+bп)·Hэт–bп·hп=(24+15)·32–15·18=978 м2.
N1=075·18·11·978·7=101663 кН.
Используя таблицу 2 и пункт 4.2 определим нагрузку от покрытия:
Nпок = (qпок+ qсн)·Агр (77)
где qпок – постоянная расчетная нагрузка от покрытия;
qсн = Sg· γf = 35 кН– расчетная снеговая нагрузка;
Aгр=(l12+05)·l2=(52+05)·64=192 м2.
Nпок = (6298+35)·192=18812 кН.
Используя таблицу 1 определим нагрузку от перекрытия:
Nпер = qпер·Агр·(n–1) (78)
где qпер – полная расчетная нагрузка от перекрытия;
Aгр=l12·l2=52·64=16 м2.
Nпер = 8279·16·(7–1)=79478 кН.
Нагрузка от перекрытия расположенного над рассматриваемым этажом:
F1= qпер·Агр = 8279·16 = 13246 кН. (79)
Расчетная продольная сила равна:
N= N1+ Nпок+ Nпер+ F1=101663+18812+79478+13246=213199 кН.
Расстояние от точки приложения опорной реакции до внутренней грани стены при глубине заделки ригеля t=120 мм: eз=t3=1203=40.
Эксцентриситет нагрузки F1 относительно центра тяжести сечения простенка: e1=h2- eз =7502-40=335 мм.
Расчетный изгибающий момент:
М = = = 3605 кНм (80)
где F1 – нагрузка от перекрытия расположенного над рассматриваемым этажом;
e1 – эксцентриситет нагрузки F1 относительно центра тяжести сечения простенка;
H1 – высота от нулевой отметки до верха окна;
2Расчетные характеристики
Расчетная длина простенка: l0=Hэт=3200 мм. Площадь сечения простенка: А=24·075=18 м2.
Расчетное сопротивление кладки сжатию R=13 МПа = 1300 кНм2
Упругая характеристика при марке раствора 50: α=1000 (табл. 16 [9]).
Площадь сжатой части сечения при прямоугольной эпюре напряжений (рисунок 28) определяемая из условия что ее центр тяжести совпадает с точкой приложения расчетной продольной силы. Положение границы площади определяется из условия равенства нулю статического момента этой площади относительно ее центра тяжести для прямоугольного сечения (формула 14 [9]):
где А – площадь сечения простенка;
e0 – эксцентриситет расчетной силы относительно центра тяжести:
e0 = MN = 3605213199 = 0013 м;
h – высота сечения в области действия изгибающего момента.
Ас = 18·(1– = 174 м2.
Рисунок 28 – Внецентренное сжатие
Коэффициент продольного изгиба для всего сечения в плоскости действия изгибающего момента определяемый по расчетной высоте элемента при отношении λh = = = 427:
φ=0995 (табл. 19 [9]).
Коэффициент продольного изгиба для сжатой части сечения определяемый по фактической высоте элемента в плоскости действия изгибающего момента при отношении λhс = = = 412:
φс=0998 (табл. 19 [9]).
Высота сжатой зоны высоты поперечного сечения в плоскости действия изгибающего момента для прямоугольного сечения:
hc=h – 2e0=750–2·13=776 мм.
3Проверка несущей способности простенка
Выполним проверку несущей способности простенка как внецентренно сжатого элемента по формуле 13 [9]:
N ≤ mg·φ1·R·Ac· (82)
где Ac – площадь сжатой части сечения при прямоугольной эпюре напряжений;
R – расчетное сопротивление кладки сжатию;
φ1 – коэффициент определяемый по формуле 15 [9]:
– коэффициент принимаемый для прямоугольного сечения и определяемый по таблице 20 [9]:
mg – коэффициент определяемый по формуле 16 [9]:
где =0 – коэффициент принимаемый по таблице 21 [9];
Ng – расчетная продольная сила от длительный нагрузок;
e0g – эксцентриситет от действия длительных нагрузок;
N ≤ 1·0997·1300·174·102
3199 кН ≤ 230032 кН.
Несущая способность простенка больше расчетного усилия следовательно усиливать простенок поперечным армированием не требуется.
В процессе выполнения курсового проекта были получены основные навыки по расчету сборного железобетонного каркаса предложено проектное решение многоэтажного здания с неполным каркасом в соответствии с требованиями Федерального закона от 2 июля 2013 № 185-ФЗ «Технический регламент о безопасности зданий и сооружений» а также изучена нормативная база регламентирующая безопасность зданий и сооружений а также изучена нормативная база регламентирующая безопасность зданий и сооружений.
Получены навыки расчета в области проектирования: преднапрягаемых конструкций по двум группам предельным состояниям (многопустотная плита перекрытия); изгибаемых элементов без преднапряжения по неразрезной схеме (неразрезной ригель); сжатых элементов (центрально-нагруженная колонна фундамент неглубокого заложения под центрально-нагруженную колонну кирпичный простенок).
Задачи курсового проекта выполнены в полном объеме: закомпонована схема балочной клетки в сборном варианте подобрана продольная напрягаемая и рабочая арматура многопустотной плиты выполнен расчет неразрезного ригеля (подобрано сечение и рабочая арматура) подобрано сечение и арматура колонны рассчитан столбчатый фундамент стаканного типа под центрально-нагруженную колонну рассчитана несущая способность кирпичного простенка.
СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ
Нагрузова Л. П. Железобетонные и каменные конструкции часть 2: метод.указания к выполнению курсового проекта Л. П. Нагрузова. –Абакан : Ред.- изд.сектор 2014. – 60 с.
Нагрузова Л. П. Методические указания и задания к курсовому проекту №1 «Железобетонные и каменные конструкции» Л. П. Нагрузова. – Абакан : Ред.- изд.сектор 2003. – 6 с.
Байков В. Н. Железобетонные и каменные конструкции : учебник для вузов В. Н. Байков Э. Е. Сигалов. – М. : Стройиздат 2009. – 728 с.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004) Науч.-исслед. проектно-конструкт. и технолог. ин-т бетона и железобетона. – М. 2005.
Мандриков А. П. Примеры расчета железобетонных конструкций: учебное пособие для строителей : учебник А. П. Мандриков. – М. : Стройиздат 1979. – 419 с.
СТО 41.07-2014 Система менеджмента качества. Общие требования к построению изложению и оформлению документов учебной деятельности. – Введ. 09.01.2014. – Красноярск : ИПК СФУ 2014. – 60 с.

icon pinigin.dwg

pinigin.dwg
Груп- па кон- струк- ций
План балок на отм. +14
План колонн на отм. 0
Современная защита металлов от коррозии базируется на следующих методах: i-3
- повышение химического сопротивления конструкционных материалов
- изоляция поверхности металла от агрессивной среды
- понижение агрессивности производственной среды
- снижение коррозии наложением внешнего тока (электрохимическая защита).
Пространственная модель
Расчет и конструирование конструкций металлического каркаса многоэтажного здания
Спецификация металла

Рекомендуемые чертежи

up Наверх