Проектирование железобетонных конструкций

Размещено на http://www.allbest.ru/

1. Расчет ребристой панели

Требуется рассчитать на прочность по нормальным и наклонным сечениям рядовую ребристую, предварительно напряженную панель междуэтажного перекрытия многоэтажного здания. Так же выполнить расчет ее продольных ребер на образование и раскрытие трещин в нормальных сечениях и определить полный прогиб, величина которого ограничивается эстетическими требованиями.

1.1 Исходные данные

Место строительства - Ташкент.

Нормативная снеговая нагрузка - S_n = 50кг/м².

Состав перекрытия - схема 4.

1 - асфальтобетон б=40мм

2 - цементно-песчаная стяжка б=40мм

3 - засыпка (песок) б = 60мм

4 - ж/б плита

Проектируемая панель нормальной ширины b_n = 1500мм эксплуатируется при нормальной температуре в неагрессивной среде с влажностью не менее 75% и испытывает длительное и кратковременное действие постоянных и временных нагрузок. Коэффициент условия работы бетона г_b2 = 0,9. Бетон панели тяжелый, плотностью не менее 2400 кг/м³, его класс прочности при сжатии - В30.

Осевое сжатие для предельных состояний первой группы R_b=17 МПа

Осевое растяжение для предельных состояний первой группы:

R_bt=1,2 МПа

Осевое сжатие R_b,n= R_b,ser =22МПа

Осевое растяжение R_bt,n =R_bt,ser =1,8 МПа

Модуль упругости Е_b = 29*10³ МПа

Условия твердения бетона - термовлажностная обработка при атмосферном давлении. Прогрев бетона выполняется совместно с силовой формой. Передаточная прочность бетона R_bp = 0,6*B = 0,6 * 30 = 18 МПа.

Напрягаемая арматура - горячекатаная периодического профиля класса A-IV; Rs = 510 МПа, Еs = 1,9*10⁵ МПа; R_s,n = 590 МПа; величина предварительного напряжения у_SP = 0,85*R_s,n = 0,85 * 590 = 500 МПа.

Метод напряжения арматуры - электротермический в силовой форме.

Продольная и поперечная арматура - класса A-II, R_s = 280 МПа, R_s,w = 225 МПа.

Арматура сеток - проволочная класса ВР-1, R_s = 370 МПа.

Монтажная арматура - класса А-I.

Панель относится к элементам третьей категории трещиностойкости. Предельно допустимые трещины кратковременного и длительного раскрытия трещин равны соответственно [a_crc1] = 0,4мм и [a_crc2] = 0,3мм.

Предельно допустимый прогиб [f] = 2,5 см. по степени соответствия здания относится к первому классу. Коэффициент надежности по назначению г_n = 1,0.

1.2 Конструкция панели

Панель состоит из плиты и системы пересекающихся продольных и поперечных ребер, разбивающих плоскость плиты на четыре квадратных отсека. Можно считать с некоторым приближением, что в пределах каждого отсека плита работает как отдельная, защемленная по контуру квадратная пластинка, воспринимающая равномерно распределенную по площади нагрузку интенсивностью q.

На средние поперечные ребра эта нагрузка передается по правилу «конверта» в виде треугольной нагрузки с максимальной ординатой q₀. Кроме треугольной нагрузки q₀, при расчете среднего поперечного ребра необходимо учитывать равномерно распределенную нагрузку g* от собственной массы поперечного ребра и плиты, а также временную нагрузку х, распределенную по ширине ребра b. При расчете на прочность в поперечное сечение ребра включается часть полки шириной b'_f.

Основными несущими элементами панели являются продольные ребра. При расчете их объединяют в одно ребро, включая в полученное приведенное сечение плиту шириной b'_f.

При расчете плиты и поперечного ребра расчетный пролет принимается равным расстоянию в свету между гранями опор. При расчете продольных ребер расчетный пролет l₀ равен расстоянию между центрами опорных площадок l_sup на полках ригеля. Задаваясь предварительно размерами поперечного сечения ригеля :

b_f = 65 см; ;

b_p = 0,4*h_p ?300мм и принимая l_sup = 100 мм, имеем :

l₀ = 6000 - b_f + 2*0,5* l_sup = 6000 - 650 + 100 = 5450мм

Высоту h продольных ребер панели рекомендуется принимать равной 400 мм при временной нагрузке х_n ? 10кН/м².

Высоту поперечных ребер панели можно принимать во всех случаях равной hⁿ = 200 мм, а толщину - h'_f = 50 мм.

1.3 Сбор нагрузок

Нормативные и расчетные значения длительных и кратковременных нагрузок.

Вид нагрузки	Коэффициент надежности, гf	Нагрузка, Н/м2
		нормативная	расчетная
Асфальтобетон б=40мм	1,2	10*0,04*2100=840	840*1,2=1008
Цементно-песчаная стяжка б=40мм	1,2	10*0,04*1800=720	720*1,2=864
Засыпка (песок) б=60мм	1,2	10*0,06*1700=1020	1020*1,2=1224
Собственный вес полки панели	1,1	10*0,05*2500=1250	1250*1,1=1375
Полная постоянная нагрузка, g	-	? = 3830	?= 4471
Временная нагрузка, х	1,2	11000	11000*1,2=13200
В том числе длительная, хl	1,2	3000	3000*1,2=3600

Полная расчетная равномерно распределенная по площади плиты нагрузка, кН/м²:

q = g + х = 4471 + 13200 = 17271 Н/ м² = 17,27 кН/ м²

Максимальная ордината погонной треугольной нагрузки на поперечное ребро :

q₀ = q * l_0,р = 17,27 * 1,27= 21,93 кН/ м

l_0,р = 1490 - 110*2 = 1270 мм

Интенсивность расчетной равномерно распределенной нагрузки на поперечное ребро :

q^* = (g + х)*b = (4471 + 13200)*0,1 = 1767,1 Н/ м

где - b = 0,1м - ширина ребра в месте примыкания к плите.

Погонная расчетная нагрузка, воспринимаемая приведенным поперечным сечением панели при расчете ее в продольном направлении :

q' = q * b_n + G + G'_n = 17270*1,5 + 10*[2*0,11*(0,3-0,05)*1,1*2500 + 45*1,1] = 27913 Н/м

где b_n = 1,5м - номинальная ширина сечения панели; G - расчетная нагрузка от собственной массы ребра приведенного сечения панели длиной 1 м; G'_n = 45 кгс/м - то же от собственной массы поперечных ребер и бетона замоноличивания швов панели.

Значения нагрузок, необходимых для расчета по второй группе предельных состояний :

- полная нормативная

q'_n = (g_n + х_n)*b_n + G_n + G'_n = (3830+11000)*1,5 + 10*[2*0,11*(0,3-0,05)*2500 + 45*1,1] =24115 Н/м

- в том числе длительно действующая

q'_n,l = (g_n + х_n,l)*b_n + G_n + G'_n = (3830+3000)*1,5 + 10*[2*0,11*(0,3-0,05)*2500 + 45*1,1] =12115 Н/м

- кратковременная х'_n = 3000*1,5= 4500 Н/м.

1.4 Определение усилий в элементах панели

железобетонный ригель колонна фундамент

В продольном направлении работает как балка на двух шарнирных опорах с расчетным пролетом l₀ = 5450мм и приведенным к тавровой форме поперечным сечением.

В середине пролета действует максимальный момент от нагрузки q':

То же от нагрузки q'_n :

То же от длительно действующей нагрузки q'_n,l :

То же от кратковременной нагрузки х'_n:

Максимальное значение поперечной силы на опорах от нагрузки q' :

В средних поперечных ребрах с расчетным пролетом l_0,р = 1270 мм от нагрузки q₀ и q^*:

При расчете плиты целесообразно задаться одинаковой несущей способностью всех сечений в пролетах и на опорах. Тогда моменты в этих сечениях квадратного отсека плиты в стадии образования пластических шарниров будут одинаковыми и в расчете на полосу шириной 1м определяются по формуле :

1.5 Расчет прочности панели в продольном направлении

по нормальным сечениям

Определяем предельно допустимую ширину сжатой полки b_f приведенного сечения, используемую в расчете :

b_f = 2*l₀/6 + b = 2*545/6 + 18 = 199 см

h₀ = 0,9*h = 0,9*40 = 36см

Так как фактическая ширина панели b_n = 149 см меньше полученного значения, то принимаем b_f = 149 см.

Предполагая, что нейтральная ось проходит в полке, вычисляем :

По таблице определяем о = 0,036; ж = 0,982

Высота сжатой зоны бетона:

Х = о * h₀ = 0,036 * 36 = 1,296 см < h_f = 5 см,

следовательно, нейтральная ось действительно проходит в пределах сжатой полки.

Вычисляем граничное значение сжатой зоны бетона:

,

При

Где

Предварительное напряжение принимается с коэффициентом точности натяжения :

, l - длина натягиваемого стержня

Характеристика деформативных свойств сжатой зоны для тяжелого бетона :

Подставляем значения и получаем:

При расчете прочности железобетонных элементов с высокопрочной арматурой и наличии неравенства о = 0,04 <о_R = 0,65 расчетное сопротивление арматуры Rs должно быть умножено на коэффициент условия работы:

Где з - максимальное значение коэффициента, равное для стержневой арматуры 1,2.

Принимаем г_s6 = 1,2.

Площадь сечения растянутой арматуры :

Принимается арматура : 2Ш25A-IV (A_sp = 4,79см²).

В верхней зоне ребра конструктивно принимаем 2Ш12A-I (A_sp = 1,13см²). Толщина защитного слоя бетона a_b = 2см.

a = a_b + d/2 = 20 + 25/2 = 32,5 мм, принимаем a = 35 мм.

1.6 Расчет прочности панели в продольном направлении

на поперечную силу по наклонной трещине

Условная равномерно распределенная нагрузка, включающая полное расчетное значение погонной постоянной нагрузки q' и половину временной погонной нагрузки х':

Проверяем необходимость расчета хомутов :

С=2,5*h₀ = 2,5*36= 90 см

=1,5 - для тяжелого бетона

- коэффициент, учитывающий наличие продольного усилия

- условие обжатия

Так как

С= С_max =2,5*h₀ = 2,5*36= 90 см

Оба условия выполняются и поэтому далее расчет хомутов не является необходимым.

По конструктивным требованиям принято : на приопорных участках l₁ = l₀/4 = 545/4 = 136 см - хомуты из арматуры Ш4Вр-1 с шагом S₁ = h/2 = 400/2 = 200 мм, в средней части пролета - S₂ = 3h/4 = 3*400/4 = 300мм < 500 мм.

1.7 Проверка прочности наклонной сжатой зоны

=0,01 - для тяжелого бетона

_w1 - коэффициент, учитывающий влияние хомутов, нормальных к продольной оси элемента.

Условие прочности имеет вид :

Прочность обеспечена.

1.8 Расчет плиты панели на местный изгиб

Для упрощения армирования укладываем одну арматурную сетку по всей площади плиты, располагая ее в середине высоты ( h₀ = 0,5*h'_f = 0,5*5= 2,5 см).

Определяем площадь сечения арматуры A_s, одинаковые для всех сечений:



по таблице : ж = 0,967

Принимаем сетку с рабочими стержнями в двух направлениях Ш10Вр-1 с шагом 200 мм.

1.9 Расчет поперечных ребер

Определяем ширину полки, вводимую в расчет :

b'_f =2* l₀/6 + b_m = 2*127/6 + 7,5 = 50см ; h₀=0,9*h=0,9*20=18 см

где b_m = (5+10)/2 = 7,5см - средняя ширина ребра.

Предполагая, что нейтральная ось проходит в полке, определяем :

по таблице : о = 0,01; ж = 0,995; : Х = о * h₀ = 0,01 * 18 = 0,18 см < h'_f = 5 см,

следовательно, нейтральная ось действительно проходит в полке.

Принимаем 1Ш8A-III.

Проверяем необходимость расчета поперечной арматуры :

;

Принимаем _f = 0,417.

Должны выполнятся следующие условия :

1)

2)

Условия выполняются. По расчету поперечная арматура не требуется.

Из конструктивных соображений принимаем 1Ш4Вр-1 с шагом S = h/2 = 400/2 = 200 мм.

Расчет по второй группе предельных состояний

1.10 Геометрические характеристики приведенного поперечного сечения панели

Площадь приведенного сечения :

Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани ребра:

Расстояние от нижней грани до центра тяжести сечения :

Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести :

Момент сопротивления приведенного сечения для нижней грани :

Момент сопротивления приведенного сечения для верхней грани :

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки :



Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней ядровой точки :

Момент сопротивления для нижней растянутой грани сечения с учетом неупругих деформаций растянутого бетона :

Момент сопротивления для верхней растянутой грани сечения с учетом неупругих деформаций растянутого бетона :

В первом случае принимаем г=1,75 - как для таврового элемента с полкой в сжатой зоне; во втором случае г=1, 5 - как для таврового элемента с полкой в растянутой зоне при b'_f /b>2 и h'_f/h<0,2.

1.11 Потери предварительного напряжения арматуры

Первые потери :

- потери от релаксации напряжений арматуры

;

- потери предварительного напряжения вследствие температурного перепада принимаются равными «0», так как прогрев бетона осуществляется в пропарочных камерах вместе с формами;

- потери предварительного напряжения от обжатия анкеров при электротермическом способе натяжения не учитываются; то же относится к потерям от деформаций стальных форм;

- потери у₆ предварительного напряжения из-за быстронатекающих деформаций ползучести бетона. Предварительно вычисляем усилие обжатия с учетом потерь :

Сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры в стадии предварительного обжатия вычисляется по формуле внецентренного сжатия :

Так как , для бетона В30 то

Первые потери :

Вторые потери :

- потери от усадки бетона класса В30

- потери от ползучести бетона при

Вторые потери :

Все потери :

1.12 Вычисление изгибающего момента образования трещин

Момент, воспринимаемый сечением, нормальным к продольной оси элемента, при образовании трещин вычисляется по формуле :

Где M_rp - момента усилия Р относительно оси, нормальной к плоскости изгиба и проходящей через ядровую точку, наиболее удаленную от зоны, трещиностойкость которой проверяется.

Усилие обжатия вычисляется при коэффициенте точности натяжения г_sp<1 с учетом всех потерь по формуле :

,

Где n_p - число напрягаемых стержней, равное 2;

Р - предельно допустимое отклонение величины предварительного напряжения;

= 30 + 360/5,7 = 93МПа

l - длина натягиваемого стержня, равная 5,7м (расстояние между наружными гранями упоров);

Для нижней грани :

1.13 Расчет на образование трещин

Трещины на нижней грани в стадии эксплуатации образуются, если не выполняется условие .

Момент от внешних нагрузок относительно нижней ядровой точки М_r = 89,54кН*м;

М_r > М_crc= 66,9кН*м и следовательно, на нижней грани при эксплуатации будут образовываться трещины. Необходим расчет ширины раскрытия трещин.

Трещины на верхней грани при отпуске арматуры A_sp образуется, если :

M_g - момент от собственного веса панели, лежащей (условно) в момент отпуска натяжения на двух опорах, равный 11,42 кН*м. При проверке трещиностойкости верхней грани от действия усилия обжатия при изготовлении учитываются только первые потери, и усилие обжатия принимается с коэффициентом г_bp>1.

г_b2=1,2

Трещины в верхней зоне не образуются.

1.14 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси элемента

Для элементов, к трещиностойкости которых предъявляются требования третьей категории, ширина кратковременного раскрытия трещин определяется как сумма ширины раскрытия от длительного действия постоянных и длительных нагрузок q'_nl = 24,12 кН/м и приращения ширины раскрытия от действия кратковременных нагрузок х'_n = 4,5 кН/м.

Ширина раскрытия трещин a_crc, нормальных сечений к продольной оси, для изгибаемых элементов со стержневой арматурой периодического профиля определяется по формуле :

Где =1 - при учете кратковременных нагрузок и кратковременного действия постоянных и длительных нагрузок; при длительном действии постоянных и длительных нагрузок для бетона естественной влажности :

- приращение напряжений от действия внешней нагрузки;

- коэффициент армирования сечения;

- диаметр стержней арматуры, мм.

Вычисляем параметры железобетонного сечения, необходимые для расчета :



Величину о для тяжелых бетонов в сечении с трещиной находят по формуле :

Расстояние от центра тяжести площади сечения напрягаемой арматуры до точки приложения равнодействующей усилий в сжатой зоне сечения над трещиной составит :

Приращение напряжений в арматуре при действии постоянных и длительных нагрузок q'_nl = 241,2 Н/см ():



Ширина раскрытия трещин от длительного действия постоянных и длительных нагрузок:

Приращение напряжений в арматуре при действии кратковременных нагрузок :

х'_n=4,5кН/м () ;

Приращение ширины раскрытия трещин от действия кратковременных нагрузок при ц_l=1 :

Полная ширина кратковременного раскрытия трещин :

1.15 Расчет по деформациям

Согласно СНиП 2.03.01-84 прогиб определяем только от действия постоянных и длительных нагрузок, т. е. из условия ограничения деформаций эстетическим требованиям.

Основные параметры сечения принимают по п.п. 1.10…1.14.

Вычисляем параметры ц_m, ш_s :

где M_r и M_rp - соответственно моменты внешних сил и усилия обжатия относительно оси, проходящей через ядровую точку, наиболее удаленную от зоны с трещиной; за положительный момент принимаются моменты, вызывающие растяжение в напрягаемой арматуре.

Кривизна элемента в общем случае определяется по формуле :

При кратковременном нагружении : н = 0,45, ш_b = 0,9

Принимаем : и (см. СНиП 2.03.01-84).

Принимая z₁ =33,05см из п. 1.14, находим :

- кривизна от длительного действия постоянных и длительных нагрузок при :

Принимая н = 0,15, вычисляем :

- кривизна, обусловленная выгибом элемента вследствие усадки и ползучести бетона от усилия предварительного обжатия.

Напряжения в арматуре численно равны сумме потерь предварительного напряжения от усадки и ползучести бетона, т. е.

Напряжения в верхней арматуре :

Полная кривизна для участка с трещинами в растянутой зоне :

Отрицательное значение кривизны указывает на то, что выгиб панели от усилия обжатия направлен в противоположную сторону; положительное - в ту же. Прогиб от равномерно распределенной по длине панели нагрузки с учетом предварительного обжатия :

1.16 Указания по конструированию панели

1. Предварительно напряженная продольная арматура панели не объединяется в сварные каркасы или сетки.

2. Поперечная арматура продольных ребер объединяется с помощью монтажных продольных стержней в сварной каркас К-1.

3. Поперечная и продольная арматура поперечных ребер также должна быть объединена в сварные каркасы К-2.

4. На концевых участках продольных ребер длиной не менее 0,6*l_pn для предотвращения возможного развития трещин вдоль напрягаемой арматуры необходима установка дополнительной поперечной арматуры в виде гнутых сварных сеток С-2. шаг поперечных стержней сеток S = 50 мм.

Длина зоны анкеровки l_pn определяется по формуле :

5. У торцов продольных ребер на участке длиной 0,25*h = 0,25 * 400 = 100 мм должна быть установлена с той же целью дополнительная поперечная арматура площадью A_sw класса A-III, приваренная к нижним закладным деталям ребер.

Принимается : 4 Ш8A-III.

2. Расчет неразрезного железобетонного ригеля

2.1 Исходные данные:

Бетон класса В 25

Осевое сжатие R_b=14,5 МПа

Осевое растяжение R_bt=1,05 МПа

Коэффициент условия работы бетона г_b2=0,9

Рабочая продольная арматура класса А-III

Расчетное сопротивление арматуры Rs=365 МПа

Рабочая поперечная арматура класса А-II

Расчетное сопротивление арматуры R_sw=225 МПа

2.2 Расчетные пролеты и нагрузки

Задаваясь сечением колонны 40х40см и внутренней привязкой продольных и наружных стен, равной 300 мм, определяем расчетные пролеты :

- средний пролет L₀= 6 - 0,4 = 5,6м ;

- крайние пролеты L₀ = 6-0,5*h-0,5*0,3 = 6 - 0,5*0,4 - 0,5*0,3 = 5,65 м,

(0,3 м - глубина заделки ригеля в наружную стену)

В общем случае высота ригеля равна сумме высот полки h_f = 400мм и панели:

h = 400мм, h_p = h_f + h = 400 + 400 = 800 мм.

Ширина полки и ребра в соответствии с п. 1.2. принята b_fm = 65 см.

Собственный вес одного погонного метра ригеля:

G_p = 10*[0,5*(b_fm - b)*h_f + h*b]*г*г_f = 10*[0,5*(0,65 - 0,3)*0,4 + 0,8*0,3]*2500*1,1 = 7700 Н/м,

где г - плотность бетона, кг/м³;

г_f - коэффициент надежности.

Интенсивность полной расчетной равномерно распределенной нагрузки на перекрытие с учетом массы продольных и поперечных ребер панели (п. 1.3) :

q = q'/b_n = 27913/1,5 = 18608,7 Н/м²

в том числе временная х = 13200 Н/м²;

постоянная g = q - х = 18608,7 - 13200 = 5408,7 Н/м².

Полная погонная нагрузка на ригель :

q'_p = q * l + G_p = 18608,7*6 + 7700 = 119352,2 Н/м.

2.3 Изгибающие моменты и поперечные силы

В предельном состоянии после образования пластических шарниров ординаты огибающей эпюры моментов могут быть определены по формуле:

M = в * q'_p * l₀²

Разбивая пролет ригеля на 5 равных частей и обозначая каждое сечение цифрами, получаем в крайнем пролете :

М₁ = 0,065*119,35*5,65² = 247,65 кН*м

М₂ = 0,090*119,35*5,65² = 342,9 кН*м

М₃ = 0,075*119,35*5,65² = 285,75 кН*м

М₄ = 0,020*119,35*5,65² = 76,2 кН*м

М₅ = -0,091*119,35*5,65² = - 346,71 кН*м

М_max = 0,091*119,35*5,65² = 346,71 кН*м

В среднем пролете :

М₅ = -0,091*119,35*5,6² = -340,6 кН*м

М₆ = 0,018*119,35*5,6² = 67,4 кН*м

М₇ = 0,058*119,35*5,6² = 217,1 кН*м

Из условия симметрии :

М₈ = 217,1 кН*м М₉ = 67,4 кН*м

М₁₀ = -340,6 кН*м М_max = 0,0625*119,35*5,6² = 233,9 кН*м

Для соотношения х/g = 13200/5408,7 = 2,4 из табл. 1 («МУ») находим отрицательные ординаты огибающей эпюры моментов т. 6, 7 и 8 среднего пролета, учитывающие расположение временной нагрузки только в крайних пролетах :

М₆ = -0,032*119,35*5,6² = -119,8 кН*м

М₇ = -0,011*119,35*5,6² = -41,2 кН*м

из условия симметрии М₈ = М₇ = -41,2 кН*м

Поперечные силы в крайнем пролете :

Q₀ = 0,4* q'_p* l₀ = 0,4*119,35*5,65 = 269,7 кН

Q₅ = -0,6* q'_p* l₀ = -0,6*119,35*5,65 = - 404,6 кН

Поперечная сила в среднем пролете :

Q₅ = -Q₁₀ = 0,5* q'_p* l₀ = 0,5*119,35*5,6 = 334,2 кН

2.4 Расчет прочности нормальных сечений

Характеристика деформативных свойств бетона сжатой зоны

щ = 0,85 - 0,008* R_b = 0,85 - 0,008*14,5 = 0,734

Предельная высота сжатой зоны бетона

При обычной арматуре класса не выше А-III у_SR= R_s.

В первом пролете М_max = 346,7 кН*м. Полка находится в растянутой зоне.

h₀ = 0,9*h = 0,9*80 = 72 см; b = 30 см; ж = 0,927

о = 0,253; ж = 0,872

Принимаем 4Ш24A-III (A_s= 18,1 см²)

Во втором пролете М_max = 233,9 кН*м



о = 0,165<о_R; ж = 0,917

Принимаем 2Ш20A-III + 2Ш18A-III (A_s= 6,28+5,09=11,37 см²)

Сечения над опорами : М = - 346,7 кН*м

При расчете на отрицательный момент необходим учет свесов полок, находящихся в сжатой зоне. При высоте полки h_f ? h/2 можно без проверки принимать, что нейтральная ось проходит в пределах полки и среднее значение вводимой в расчет ширины ее сжатой зоны :

b = b'_fm = (65+30)*0,5 = 47,5см

о = 0,151<о_R; ж = 0,924

Принимаем 2Ш34A-III (A_s= 18,16 см²)

Над крайней опорой из конструктивных соображений принято 2Ш12A-III.

Расчет сечения в среднем пролете на отрицательный момент : М₇ = -41,2 кН*м

о = 0,017; ж = 0,991

Принимаем 2Ш12A-III (A_s= 2,26 см²)

2.5 Расчет прочности по поперечной силе

А. Расчет хомутов

Интенсивность условной равномерно распределенной нагрузки :

q₁ = q * l + 0,5*х* l = 5408,7*6 + 0,5*13200*6 = 72052,2Н/м = 0,72кН/см

C_max = 2,5*h₀ = 2,5*63 = 157,5 см;

так как ,

то С = h₀*(ц_b4*R_bt*b/q₁)^0,5=161,4 cм;

Расчет выполняется, если не соблюдаются условия :

1)

2)

Второе условие не выполняется, следовательно, необходим расчет хомутов.

ц_n = 0, ц_b2 = 2.

Так как и

,

то

Должно выполняться условие :

Минимальное допустимое значение q_sw,min = 0,969 кН/см.

Значение q_sw1 должно удовлетворять условию :

- т.к. условие не выполняется, то на приопорных участках :

Из условия свариваемости поперечной и продольной арматуры задаемся диаметром хомутов d_x = 6 мм, A_sw = 0,283см², n = 2.

Определяем шаг хомутов на приопорных участках:

Должно выполняться условие

Принимаем S₁ = 10 см < h/3 = 26,6см. Фактическое значение интенсивности поперечного армирования :

В середине пролета принимаем шаг хомутов S₂ = 50 см < 3h/4 = 3*80/4 = 60 см.

< ,

принимаем далее М_b=M'_b , Q_b,min=Q'_b,min ;

Так как , то

,

Где

Учитывая наличие поперечных сил у противоположных опор по величине, примерно равных Q_max , принято на длине l_p = 180 см от опор шаг хомутов S₁ = 10 см и далее S₂ = 50 см.

Б. Прочность наклонной сжатой полосы

Условие прочности имеет вид :

Прочность наклонной полосы обеспечена.

На крайней опоре для обеспечения анкеровки продольных стержней, доведенных до опоры, должно выполняться условие ls = 10*d = 10 * 24 = 240 мм < 280 мм, где 280мм - длина фактической заделки продольной арматуры за грань стены.

2.6 Расчет полки ригеля

С некоторыми приближениями нагрузку на полку ригеля, работающую как консоль, заделанная в ребро, можно принять в виде линейной сосредоточенной нагрузки интенсивностью :

F' = q * l/2 = 18,6*6/2=55,8 кН/м

Эксцентриситет силы

F' : е = 7,5 + 2*10/3 = 14,2 см

Изгибающий момент в полке на 1 м длины :

M = F' * e = 55,8*0,142 = 7,9 кН*м

h₀ = 0,9*h_f = 0,9* 40 = 36 см, R_s = 365МПа = 36,5кН/см² ,

по таблице о = 0,01, ж = 0,995

Принимаем сетку с поперечной (гнутой) рабочей арматурой Ш10Вр-1 с шагом 200 мм.

2.7 Построение эпюры материалов

Целью построения эпюры материалов является определение мест обрывов продольной арматуры.

Крайний пролет. Из 4Ш24А-III, объединенных в два каркаса с двухрядным по высоте расположением продольной арматуры, задаемся обрывом двух стержней верхнего ряда.

Вычисляем ординаты эпюры материалов. При 4Ш24А-III (As=18,1см²). Защитный слой бетона а_b=2см. Уточняем рабочую высоту сечения при расстоянии между стержнями продольной арматуры по высоте (в чистоте), равном 2 см:



Изгибающий момент, воспринимаемый сечением :

При 2Ш24А-III (As=9,05см²).

Средний пролет. При 2Ш20A-III + 2Ш22A-III (A_s=6,28+7,6=13,88 см²)

При 2Ш22A-III (A_s= 7,60 см²)

На средних опорах. При 2Ш36A-III (A_s= 20,36 см²)

Так как высота полки (h'_f = 40см), расположенной в сжатой зоне, больше, чем 0,5*h = 35 см, то очевидно, что нейтральная ось расположена в полке. Расчет ведем по формулам прямоугольных сечений, принимая b = b'_fm = 47,5см.

В крайнем и среднем пролете. При 2Ш18A-III (A_s= 5,09 см²)

2.8 Длина анкеровки обрываемых стержней

На эпюре материалов указываются координаты мест теоретических обрывов и соответствующие им значения поперечных сил.

В крайнем пролете, где из 4Ш24A-III, обрываем два стержня. Нулевая точка эпюры находится на расстоянии 0,4*L₀ от левой опоры. Поперечная сила в месте теоретического обрыва Q₁ = 199,6 кН (из подобия треугольников). Погонное усилие, воспринимаемое хомутами в месте обрыва при S₁ = 10 см :

Длина заделки обрываемых стержней :

>

Так как полученное значение W₁ почти полностью перекрывает участок балки от опоры до места теоретического обрыва, целесообразно у левой опоры обрыва стержней не делать.

В месте теоретического обрыва у правой опоры на расстоянии 1700 мм от нее Q₂ = 241,4 кН :



В среднем пролете обрываем 2Ш20A-III.

В месте теоретического обрыва нижней арматуры Q₄=156,5 kH и S=10 см;

В крайнем пролете над средней опорой обрываем 2Ш32A-III, заменяя их на 2Ш16A-III. В месте теоретического обрыва верхних стержней (точнее, в месте стыка их со стержнями Ш16A-III) Q₃ = 306,7 кН :

В среднем пролете над опорой в месте перехода от стержней Ш32A-III к стержням Ш16A-III:

Q₅=245 кН;

2.9 Расчет бетонированного стыка ригеля с колонной

Изгибающий момент в стыке воспринимается стыковочными стержнями, площадь сечения которых определяется из условия равнопрочости стыка и основоного сечения.

Принимаем стыковочные стержни из арматуры класса A-II. R_s,cr=280MПа. Тогда площадь сечения стыковочных стержней:



Принято 2Ш40A-II (A_s,cr= 25,1 см²)

3. Расчет колонны

3.1 Исходные данные:

Место строительства - Ташкент.

Нормативная снеговая нагрузка - S_n = 500Н/м².

в т. ч. длительно действующая - 250 Н/м².

Класс бетона В25

Осевое сжатие для предельных состояний первой группы R_b=14,5 МПа

Осевое растяжение для предельных состояний первой группы R_bt=1,05 МПа

Продольная арматура колонны - стержневая класса АIII, Rs = Rsc = 365 МПа

Арматура консоли колонны - класса АII, Rs =280 МПа, Rsw = 225 МПа.

Арматура сеток - проволочная класса Вр-1, Rs = 360 МПа.

Здание 5-ти этажное

Высота этажа - 4,80 м

Состав перекрытия - схема 4.

1 - асфальтобетон б=40мм

2 - цементно-песчаная стяжка б=40мм

3 - засыпка (песок) б = 60мм

4 - ж/б плита

Коэффициент надежности по назначению г_n = 1. г_b2=0,9

3.2 Сбор нагрузок

Нагрузка на расчетное сечение колонны определяется как равнодействующая постоянных и временных нагрузок со всех перекрытий и покрытия, собирающихся с грузовой площади S = 6*6=36м², включая массу ригелей и колонн.

Нормативное значение нагрузки от собственной массы элементов перекрытия взято из расчета панели и ригеля. За среднее значение коэффициента надежности по перегрузке от массы перекрытия взято отношение расчетной и нормативной нагрузок на панель :

г_f,m = q'/ q'_n = 27913/24115 = 1,16

задаемся сечением колонны : b_c = h_c = 300мм.

Собственная масса одного погонного метра длины колонны :

b_c * h_c* с*10 = 0,3*0,3*2500*10=2250Н/м

Несмотря на двухэтажную разрезку колонн по высоте, при расчете допускается рассматривать их как одноэтажные стойки, шарнирно соединенные между собой и с ригелями перекрытий, жестко заделанные в уровне верхнего обреза фундамента. Принимая верхний обрез фундамента на 150 мм ниже пола первого этажа, вычисляем расчетную длину и гибкость рассчитываемой колонны :

l₀= (H_эт + 0,15)*0,7 = (480 + 15)*0,7 = 347 см

л = l₀/h_c = 347/30 = 11,57

Сбор нагрузок

Вид и нормативное значение нагрузки	Грузовая площадь или длина	Кол-во этажей (перекрытий)	Коэффициент надежности гf	Нагрузка, кН
				нормативная	расчетная
1	2	3	4	5	6
А: Длительно действующая
От собственной массы покрытия - 2500Н/м2	36 м2	1	1,2	90,0	108,0
От собственной массы перекрытия - 5616 Н/м2	36 м2	4	1,16	334,08	387,5
От собственной массы ригеля - 7700 Н/м	6 м	4	1,1	184,8	203,3
От собственной массы колонны - 2250 Н/м	4,8 м	5	1,1	54,0	59,4
Временная - 11000 Н/м2	36 м2	4	1,2	587,0	704,4
Снеговая - 250 Н/м	36 м2	1	1,4	9,0	12,6
Полная длительно действующая	-	-	-	1103,88	1289,2
Б: Кратковременная
Временная - 11000 Н/м2	36 м2	4	1,2	587,0	704,4
Снеговая - 250 Н/м2	36 м2	1	1,4	9,0	12,6
Полная кратковременная	-	-	-	596,0	717,0
Полная нагрузка	-	-	-	1544,88	1820,2

3.3 Расчет внецентренно сжатой колонны со случайным эксцентриситетом

Сечение колонны b * h = 300 мм, а=а'=3 см

h₀ = h - a = 30 - 3 = 27 см

l₀= (H_эт + 15)*0,7 = (480 + 15)*0,7 = 347 см - расчетная длина элемента

л = l₀/h_c = 347/30 = 11,57

I_b = b*h³/12 = 30*30³/12 = 67500 см⁴

F = b*h = 30*30 = 900 см²

Случайный эксцентриситет принимаем наибольшим из трех значений :

l₀/600 = 347/600 = 0,58 см h/30 = 30/30 = 1,0 см 1см

Следовательно, за случайный эксцентриситет принимаем е₀ = 1 см

Определяем относительную высоту сжатой зоны сечения о :

о_R =0,563 ; о > о_R , т. е. второй случай внецентренного сжатия.

Задаемся коэффициентом армирования м=0,01

Определяем :

Где б = E_s/E_b = 2*10⁵/27*10³ = 7,4

K_p = 1 - для элементов без предварительного напряжения.

ц₁ = 1+в*M_l/M= 1; д = e₀/h = 1/30 = 0,033;

Определяем :

Определяем :

Высота сжатой зоны :

Определяем площадь продольной арматуры при :

Диаметр продольных стержней принимаем равным 2Ш36A-III (A_s = A'_s= 20,36см²).

Фактический коэффициент армирования: м_ф = А_s/b_c*h_c = 20,36/30*30 = 0,02 > м=0,01

м_ф>м_min = 0,001

Несмотря на разницу между первоначально принятым коэффициентом армирования м и фактическим м_ф, перерасчет можно не производить, так как очевидно, что фактическая несущая способность при конструктивном армировании больше расчетной.

Из конструктивных соображений для предупреждения выпучивания продольной сжатой арматуры устанавливаем без расчета поперечную арматуру диаметром :

d_sw ? 0,25*d = 0,25*36 = 9 мм

принято d=d_min = 10 мм с шагом S= 20*d = 20*36=720 мм

Принимаем шаг S = 500 мм.

3.4 Расчет консоли

Сопряжение ригелей с колоннами осуществляется обычно с помощью консолей. В зависимости от соотношения вылета l_k и высоты консоли h применяют два вида армирования.

При h/l_k?2,5 консоль армируют только наклонными хомутами.

При h/l_k?2,5 - горизонтальными хомутами и двумя отогнутыми стержнями.

Расчет консоли ведем на максимальное значение поперечной силы в неразрезном ригеле у средней опоры при q'_p = 119,4 кН/м.

Q = 0,6* q'_p*l₀ = 0,6*119,4*5,6=401,2 кН

Определяем минимально необходимый вылет консоли из условия обеспечения ее прочности на смятие в месте опирания ригеля :

Кроме того, вылет консоли должен учитывать требования обеспечения необходимой длины анкеровки продольной арматуры ригеля на величину 10*d (для условий монтажа при незамоноличенном стыке). Принимая защитный слой бетона с торца ригеля a_д=3см и учитывая необходимый монтажный зазор между ригелем и гранью колонны, равный 5 см, имеем :

l_k ? 10*d+5+3 = 10*3,6+5+3 = 44 см

где d = 3,6 см - диаметр нижней арматуры ригеля. Из двух полученных значений l_k принимаем с округлением наибольшее l_k = 45 см.

Находим требуемую рабочую высоту консоли из условий :

Принято с округлением наибольшее h₀ = 60см. Высота консоли у свободного края должна быть не менее

Учитывая, что угол наклона нижней грани консоли равен б=45?, определяем высоту консоли h у грани колонны:

Окончательно устанавливаем размеры консоли : h_k=0,5*h=0,5*76,5=38,25 см, округляем значение h_k = 45 см, тогда h = h_k + l_k = 45+45= 90 см, h₀ = 85см.

Площадь верхней горизонтальной арматуры A_s определяем по увеличенному на 25% максимальному моменту у грани консоли :

Относительное значение плеча внутренней пары можно принимать без расчета равным ж=0,9.



Принимаем арматуру : 2Ш26A-II (A_s = 10,62см²).

Так как h/l_k = 90/45=2 < 2,5, то поперечное армирование принимаем в виде наклонных хомутов. Поперечная сила, воспринимаемая бетоном консоли :

Согласно СНиП 2.03.01-84 значение Q_b не должно быть больше, чем

Принимаем Q_b = 602,4 кН.

Суммарная площадь отогнутой арматуры и горизонтальных хомутов A_inc (если необходима их установка), пересекающих верхнюю половину линии длины l_w, должна быть не менее

Независимо от результатов расчета, если даже окажется, что Q<Q_b, суммарная площадь поперечной арматуры консоли должна удовлетворять условию :



При окончательном решении вопроса о поперечном армировании необходимо также учитывать конструктивные требования, согласно которым шаг хомутов не должен превышать h/4=90/4 = 22,5 см и не более 15 см, а d_sw ? 25 см.

Принимая шаг хомутов S = 100 мм, получаем, что в пределах верхней половины линии l_w расположено 2 отгиба. Объединяя всю арматуру консоли в два каркаса, получаем общее количество отогнутых стержней, расположенных в указанных пределах, равное 4. При диаметре d_sw = 14 мм, А_inc = 6,16 см² (площадь горизонтальных хомутов принимаем равной нулю).

Согласно СНиП 2.03.01-84 необходимо выполнить проверку на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной сжатой полосе между грузом и опорой :

;

Из двух условий для сравнения с Q выбираем наименьшую величину : Q = 401,2кН < Q = 641,68 кН, т. е. условие, обеспечивающее прочность наклонной сжатой полосы, выполняется.

3.5 Расчет колонны на транспортные и монтажные нагрузки

Рассматриваем сборный элемент колонны длиной на два этажа. Стык колонны расположен на 600 мм выше пола второго этажа. Нижний торец колонны заделывается в стакан фундамента, отметку которого принимаем равной -0,800 м. Таким образом, общая длина колонны будет равна : l=2*4,8+0,8+0,6=11,0м. В период транспортирования колонна опирается на подкладки, установленные на расстоянии 2,0 м от торцов элемента. В момент подъема сборный элемент, захваченный за верхнюю консоль на расстоянии 1,9 м от оголовка, нижним шарнирно опирается на горизонтальную площадку. Нагрузка от собственной массы погонного метра колонны при коэффициенте по нагрузке г_f = 1 и коэффициенте динамичности при монтаже к_g1 = 1,5 равна :

g = h_c*b_c*с* г_f* к_g1 = 0,3*0,3*2500*10*1,0*1,5 = 3375 Н/м

При коэффициенте динамичности к_g2 = 1,8 равна (в процессе транспортировки):

g_тр = h_c*b_c*с* г_f* к_g1 = 0,3*0,3*2500*10*1,0*1,8 = 4050 Н/м

Нагрузка от собственной массы колонны в начальный момент подъема практически не зависит от угла наклона колонны к горизонту и принимается равной 4,05кН/м.пог.

Изгибающие моменты в характерных сечениях колонны равны :

при транспортировке :

при монтаже :

Вычисляем момент, воспринимаемый сечением колонны, при симметричном армировании A_s = A'_s = 40,72/2 = 20,36 см².

М_сеч = R_s*A_s*Z_s = 36,5*20,36*24 = 17835,4кН*см = 178,35кН*м > М_max =31,9кН*м.

Z_s = h-a-a' = 30-3-3 = 24см

Прочность сечения обеспечена.

4. Расчет центрально нагруженного фундамента

4.1 Исходные данные:

Место строительства - Ташкент.

Нормативная снеговая нагрузка - S_n = 500Н/м².

Условное расчетное давление на грунт Rser = 0,15 МПа

Плотность грунта г_гр = 1,8т/м³

Расстояние от верхнего обреза фундамента до первого этажа 0,15 м.

Класс бетона В15

Осевое сжатие для предельных состояний первой группы R_b=8,5 МПа, г_b2 = 0,9.

Осевое растяжение для предельных состояний первой группы R_bt=0,75 МПа

Арматура из горячекатаной стали класса АII, Rs = Rsc = 280 МПа

Расчетное и нормативное значения продольной силы, передающейся от колонны на фундамент равны : N = 1820,2кН, N_n = 1544,88кН.

Так как грунты основания непучинистые, то условия промерзания не оказывают влияния на глубину заложения фундамента.

4.2 Определение размеров фундамента

Сначала из условий необходимой заделки ствола колонны и заанкерировния ее арматуры назначаем глубину стакана под колонну h_c. Для прямоугольных центрально сжатых колонн глубина стакана определяется требованиями необходимой анкеровки продольной сжатой арматуры в сжатом бетоне и заделки ствола колонны в фундаменте.

Определяем требуемое значение h_c из условия анкеровки арматуры колонны :

h_c = l_an + 5 = (щ_an*R_s/R_b+?л_an)*d+5 = (0,5*280/8,5+8)*3,6+5 = 93,1 см

Необходимо также соблюдение условия :

h_c ? 15d + 5см - для бетона В15 и арматуры A-II.

h_c = 15*3,6 + 5 = 59 см < 93,1 см

Глубина стакана не должна быть менее h_col = 40 см. Из полученных значений h_c принимаем с некоторым запасом значение h_c = 100см.

Толщина днища стакана как минимум принимается равной 200 мм, а общая высота фундамента - кратной 300 мм.

С учетом всех указанных требований принимаем предварительно высоту фундамента H_ф=900мм. Усредненная плотность фундамента и грунта, лежащего на его уступах :

Глубина заложения фундамента :

Н = Н_ф + 15 = 90+15 = 105см

Ширина фундамента :

Где N_inf = N+*Н*a*b = 1544,88+21,5*1,05*1*1 = 1567,455кН

a*b = 1м*1м - фиксированные значения для R₀

г_fm = 1,15 - среднее значение надежности по нагрузке

Уточняем величину условного расчетного давления на грунт для полученного значения :

Для песчаных грунтов К₁ = 0,125.

Требуемое значение :

Округляем в большую сторону до ближайшего нечетного числа: = 3,1м.

p = N/a_ф² = 1820,2/310² = 0,019 кН/см²

Минимальная требуемая рабочая высота фундамента из условия обеспечения прочности его на продавливание колонной :

Требуемая полная высота фундамента :

Н = h₀ + 5 = 62,8+ 5 = 67,8см < 100 + 15 = 115 см

Округляем значение Н в большую сторону до ближайшего числа, кратного 300 мм : Н = 120 см, h₀ = 115см. Назначаем остальные размеры ступенчатого фундамента, описывая его контур вдоль граней пирамиды продавливания. Из построения, при высоте уступов 300 мм, получаем четырехступенчатую конструкцию фундамента. Проверяем полученную полную высоту фундамента расчетом на продавливание фундамента колонной по формуле :

Р = N - A₁*p = 1820,2 - 67600*0,019 = 535,8кН

A₁ = (h_c+2*h₀)*(b_c+2*h₀) = (30+2*115)*(30+2*115)= 67600см²

P < R_bt*h₀*[2*(h_c+ b_c+2*h₀)] = 0,075*115*[2*(30+ 30+2*115)] ? 5002,5кН

Продавливание не происходит. Расчетом на продавливание проверяем также нижнюю ступень фундамента:

A₁ = (a₁+2*h_0H)*(b₁+2*h_0H) = (160+2*25)*(160+2*25)= 44100см²

Р = N - A₁*p = 1820,2 - 44100*0,019 = 982,3кН

P < R_bt*h_0H*[2*(a₁+ b₁+2*h_0H)] = 0,075*25*[2*(160+160+2*25)] ? 1387,5кН

Продавливание не происходит.

Проверяем высоту нижней ступени расчетом на поперечную силу по формуле :

р*с = р*(а_ф-а₁)/2 = 0,019*(310-160)/2 = 1,43кН <

c = 0,5*( а_ф-а₁-2*h₀₁) = 0,5*(310-160-2*26,5) = 48,5см

h₀₁ = h₁ - а = 30-3,5=26,5см, ц_b2=2 для тяжелого бетона

0,019*48,5 = 0,92кН <

Прочность по поперечной силе бетонной части нижней ступени, лежащей за пределами пирамиды продавливания, обеспечена.

4.3 Расчет фундамента на изгиб

Определяем изгибающие моменты в вертикальных сечениях фундамента I-I, II-II, III-III :

М_I = 0,125*р*(а_ф-а₁)²*а_ф = 0,125*0,019*(310-160)²*310 = 16565,63кН*см

М_II = 0,125*р*(а_ф-а₂)²*а_ф = 0,125*0,019*(310-100)²*310 = 32468,63кН*см

М_III = 0,125*р*(а_ф-а_с)²*а_ф = 0,125*0,019*(310-40)²*310 = 53672,63кН*см

Требуемая площадь сечения арматуры в расчете на всю ширину фундамента а = 310см :

Из полученных значений Аs принимаем за расчетное наибольшее, т. е. : A_III = 18,5 см². При шаге стержней сетки С-1 200мм их количество по ширине фундамента а_ф равно :

n = [(а_ф-100)/200]+1 =[(3100-100)/150]+1 = 21 шт

Требуемая площадь сечения одного стержня :

принимаем d=12мм (Аs = 1,131см²)

5. Расчет монолитного перекрытия

5.1 Исходные данные:

Место строительства - Ташкент.

Нормативная снеговая нагрузка - S_n = 500Н/м².

Все элементы монолитного перекрытия из обычного без предварительного напряжения бетона класса В25.

Осевое сжатие для предельных состояний первой группы R_b=14,5 МПа, г_b2 = 0,9.

Осевое растяжение для предельных состояний первой группы R_bt=1,05 МПа

Продольная и поперечная рабочая арматура каркасов класса АII, Rs = 280 МПа, Rsw = 225МПа.

Арматура сеток - проволочная, класса Вр-I, Rs = 375 МПа.

Монтажная арматура класса A-I.

Для указанной интенсивности временной нагрузки х = 11000 Н/м² принимаем шаг второстепенных балок 2м.

5.2 Статический расчет монолитной плиты

При отношении большей стороны к меньшей l_max/l_min ? 2 плиты работают на изгиб только в направлении короткого пролета и называются балочными.

Для определения расчетных пролетов задаемся размерами второстепенной балки :

h_bд = l/12 = 600/12 = 50см, b_bд = 0,4*h_bд = 0,4*50 = 20см.

За расчетное значение крайнего пролета плиты принимается расстояние между гранью второстепенной балки и серединой опорной площадки плиты в стене. При внутренней привязке стены 30см и ширине опоры 12см имеем :

l₀ = 200-0,5* b_bд - 30 + 0,5*12 = 200-0,5*20-30+0,5*12 = 166см

в средних пролетах : l₀ = 200 - b_bд = 200-20 = 180см

Для расчета вырезаем (условно) полосу шириной 1м и рассчитываем ее в направлении, перпендикулярном направлению второстепенных балок, по методу предельного равновесия, т. е. с учетом образования пластических шарниров как многопролетную неразрезную балку с равномерно распределенной постоянной нагрузкой g и временной х.

Сбор нагрузок

Вид нагрузки	Коэффициент надежности по нагрузке, гf	Нагрузка, Н/м2
		нормативная	расчетная
А. Постоянная
Асфальтобетон б=40мм г=2100 кг/м3	1,2	10*0,04*2100=840	1008
Цементно-песчаная стяжка б=40мм г=1800 кг/м3	1,2	10*0,04*1800=720	864
Засыпка (песок) б=60мм г=1700 кг/м3	1,2	10*0,06*1700=1020	1224
Монолитная ж/б плита б=70мм г=2500 кг/м3	1,1	10*0,07*2500=1750	1925
ИТОГО		4330	5021
Б. Временная	1,2

Подобные документы

• Проектирование железобетонного перекрытия

  Разбивка балочной клетки. Расчет плиты перекрытия. Определение прочности нормальных сечений, ширины раскрытия нормальных трещин и прогиба ребристой панели. Расчет разрезного ригеля и нагрузки на него. Расчетная длина фундамента под сборную колонну.
  
  курсовая работа [1,4 M], добавлен 21.05.2013
  

• Расчет здания связевой системы

  Расчет панели типа "2Т": сбор нагрузки и определение расчетного пролета, компоновка поперечного сечения. Проектирование неразрезного железобетонного ригеля. Определение усилий колонны, расчет прочности, конструирование арматуры; фундамент и перекрытия.
  
  курсовая работа [825,6 K], добавлен 25.04.2014
  

• Параметры сечения панели

  Компоновка поперечного сечения панели. Сбор нагрузок на панель. Определение внутренних усилий. Приведенные геометрические характеристики поперечного сечения. Проверка сечения панели. Расчет и проектирование трехшарнирных рам из прямоугольных элементов.
  
  курсовая работа [969,7 K], добавлен 07.08.2013
  

• Расчет и конструирование железобетонной многопустотной панели перекрытия размером 5980х1390х220 мм

  Сбор и определение нагрузок при конструировании железобетонной многопустотной панели. Подбор сечений и расчет их по прочности. Проверка панели по раскрытию трещин, наклонных к продольной оси. Определение прогибов и проверка панели на монтажные нагрузки.
  
  курсовая работа [417,7 K], добавлен 13.09.2012
  

• Расчет и конструирование каркаса здания с плоскими перекрытиями из сборного железобетона

  Расчет и армирование плоской панели перекрытия. Определение момента образования трещин в панели, расчет ее прогиба. Проектирование ригеля по нормальному наклонному сечению. Конструирование колонны и фундамента, его габаритные размеры и армирование.
  
  курсовая работа [171,9 K], добавлен 01.10.2013
  

• Проектирование сборного ригеля поперечной рамы здания

  Проект сборного железобетонного перекрытия многоэтажного здания с жёсткой конструктивной схемой и сопряженных с ним элементов: колонны, фундамента. Расчет на прочность ребристой панели из преднапряженного железобетона, ригеля прямоугольного сечения.
  
  дипломная работа [116,3 K], добавлен 28.12.2011
  

• Проектирование ребристой плиты 3ПГ6-5 АтIVC

  Расчет поперечных ребер и полки панели по прочности. Потери предварительных напряжений. Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси. Проверка удлинения и определение длины ребристой плиты при электротермическом способе натяжения арматуры.
  
  курсовая работа [188,5 K], добавлен 26.01.2014
  

• Многоэтажное промышленное здание из железобетонных конструкций

  Подбор плиты перекрытия. Сбор основных нагрузок и подбор сечения. Огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил. Подбор продольной арматуры и расчет несущей способности ригеля. Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси ригеля.
  
  курсовая работа [1,2 M], добавлен 25.10.2013
  

• Строительный проект здания

  Разработка конструктивной схемы здания. Расчет и конструирование сборной панели перекрытия. Определение усилий в элементах поперечной рамы здания. Конструирование сборного неразрезного ригеля, колонны первого этажа и фундамента под нее, перекрытия.
  
  курсовая работа [478,7 K], добавлен 28.07.2015
  

• Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

  Конструктивное решение сборного железобетонного каркасного здания. Проектирование сборного железобетонного перекрытия. Расчет плиты по деформациям и раскрытию трещин. Определение приопорного участка. Расчет сборной железобетонной колонны, ребристой плиты.
  
  курсовая работа [411,8 K], добавлен 27.10.2010
  

• главная
• рубрики
• по алфавиту
• вернуться в начало страницы
• вернуться к началу текста
• вернуться к подобным работам