Плитная часть панели (или просто плита), называемая в тавровом сечении полкой, работает на изгиб как пластина, опёртая по контуру на продольные и поперечные ребра. Работа плиты под действием нагрузок зависит от соотношения сторон опорного контура.

· При отношении сторон l₂/l₁ > 2 (рис. 3.3, а), плиты работают в направлении меньшей стороны, а в другом направлении за них работают рёбра. Такие плиты называются балочными, так как их рассчитывают как балки пролётом l₁, выделяя из них полосы шириной b = 1 м.

· При отношении сторон l₂/l₁ ? 2 (рис. 3.3, б), что бывает, например, при частом расположении поперечных рёбер, плиты работают в двух направлениях в плане и их называют за это плитами, опёртыми по контуру. Изгибающие моменты в таких плитах меньше, чем в балочных, поэтому опёртые по контуру плиты являются более эффективными. Следует помнить, что в запас прочности расчёт такой плиты можно провести и по балочной схеме.

ь Очевидно, что в нашей панели перекрытия, у которой поперечные ребра расположены только по краям, имеем дело с балочной плитой.

5.11.2 Нагрузки на полку панели

Равномерно распределённая нагрузка на полку панели с несущественным превышением может быть принята такой же, как и для всей плиты (табл. 2.1). Линейную расчётную нагрузку определяем сбором поверхностной нагрузки с условной ширины b = 1 м:

q = P₀ b г_n = 17,291·1,0·0,95 = 12,426 кН/м.

5.11.3 Расчётная схема полки, внутренние усилия

· В рёбристой панели расчётная схема полки принимается в виде балки с жёсткой заделкой на концах (рис. 3.4, а), в панели типа 2Т - в виде двухопорной консольной балки (рис. 3.4, б).

· Расчётный изгибающий момент:

;

5.11.4 Поперечное сечение полки

· Условное поперечное сечение полки (рис. 3.4,в) - прямоугольное, шириной b = 100 см, высотой h_f = 6 см.

· Плита армируется сеткой из арматуры 5В500, R_s = 410 МПа.

· Минимальная толщина защитного слоя бетона в плитах толщиной до 100 мм составляет а_b = 10 мм (п. 5.5 СНиП [2]). Тогда минимально необходимое расстояние от нижней грани сечения до центра тяжести арматуры (диаметром d = 5 мм):

а = а_b + 0,5d = 100 + 0,5·5 = 12,5 мм, принимаем а = 15 мм.

· Рабочая высота сечения h₀ = h_f - a = 6 -1,5 = 4,5 см.

5.11.5 Подбор рабочей арматуры

· Параметр А₀: .

· Относительная высота сжатой зоны:

.

· Относительное плечо внутренней пары сил: з = 1 - 0,5о = 0,981.

· Требуемая площадь арматуры:

.

· По сортаменту арматуры определяем, что нам необходимо не менее четырех стержней, площадь сечения 45 В500равна А_s = 0,79 см².

· Шаг арматурных стержней тогда составит:

·

.

· Шаг продольной рабочей арматуры сетки при высоте плиты до 150 мм должен составлять не более 200 мм (п. 5.20 СНиП [2]), поэтому принимаем S = 200 мм (кратно 50 мм).



5.11.6 Конструирование сеток

· Выбранная рабочая арматура располагается параллельно короткой стороне сетки. В направлении длиной стороны арматуру ставим конструктивно: принимаем стержни 4В500 с шагом 200 мм (допускается не более 200 мм, кратно 50 мм).

· Арматурная сетка размещается в растянутой зоне сечения полки, положение которой определяется по эпюре изгибающих моментов (рис. 3.4).

4 В рёбристой панели используется две сетки: пролётные моменты воспринимают сетки С-1, установленные у нижней грани сечения; опорные моменты воспринимают аналогичные, но более узкие сетки С-2 (2 шт.), установленные у верхней грани сечения.

4 В панели типа 2Т используется одна сетка С-1, расположенная у нижней грани сечения; вблизи ребер и на консолях стержни сетки переводятся в верхнюю зону.

· Шаг стержней у краев сетки может отличаться от основного (в меньшую сторону, кратно 10 мм).

5.12 Расчет плиты перекрытия по предельным состояниям второй группы

Определение геометрических характеристик приведенного сечения.

Отношение модулей упругости:

Площадь приведенного сечения:

Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани:

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:

Момент инерции:

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:

Момент сопротивления приведенного сечения по верхней зоне:

Расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней) до центра тяжести приведенного сечения, согласно формуле (7.31) [1]:

то же, наименее удаленной от растянутой зоны (нижней):

Упругопластичный момент сопротивления по растянутой зоне согласно формуле (7.37) [1]:

здесь - для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.

Упругопластичный момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента:

здесь - для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при и

5.13 Потери предварительного напряжения арматуры

Коэффициент точности натяжения арматуры Потери от релаксации напряжений при электротермическом способе натяжения арматуры А540:

Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами , так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием.

Усилие обжатия:

Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного сечения

Напряжение в бетоне при обжатии в соответствии с формулой (2.36) [1]:

Вычисляем сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия и с учетом изгибающего момента от веса плиты:

Потери от быстронатекающей ползучести при

.

Первые потери:

Потери от усадки бетона

Потери от ползучести бетона составляют:

Вторые потери

Полные потери то есть больше установленного минимального значения потерь.

Усилие обжатия с учетом полных потерь:

5.14 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

Для элементов 3-й категории, принимаются значения коэффициента надежности по нагрузке

Вычисляем момент образования трещин по приближенному способу ядровых моментов:

здесь ядровый момент усилия обжатия по формуле (7.30)[1] при составляет

Поскольку , трещины в растянутой зоне образуются. Необходим расчет по раскрытию трещин

Проверим, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при ее обжатии при значении коэффициента точности натяжения Момент от веса плиты

Расчетное условие:

условие удовлетворяется, начальные трещины не образуются;

здесь - сопротивление бетона растяжению, соответствующее передаточной прочности бетона

5.15 Расчет прогиба плиты

Предельный прогиб составляет

Вычисляем параметры, необходимые для определения прогиба плиты с учетом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок:

; суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь и при эксцентриситет

Коэффициент, характеризующий неравномерности деформаций растянутой арматуры на участке между трещинами, по формуле :

Вычисляем кривизну оси при изгибе по формуле :

здесь - при длительном действии нагрузок;

в соответствии с формулой

при и допущением, что

Вычисляем прогиб

5.16 Рабочие чертежи панели перекрытия

· На основе полученных в ходе расчета и конструирования данных выполняем арматурные чертежи панели перекрытия. На них показывается размещение арматуры в сечении элемента, и, кроме того, вычерчиваются отдельно арматурные каркасы и сетки.

· Эти чертежи являются рабочими: по ним будет изготавливаться конструкция, поэтому они должны обладать достаточной степенью детализации.

· Для того чтобы оперативно определять, какое количество арматуры нужно для изготовления железобетонного изделия, на рабочих чертежах приводятся эти сведения в виде таблицы, которую принято называть спецификацией арматуры.



6. Расчет и конструирование ригеля перекрытия

6.1 Прочностные и деформативные характеристики бетона и арматуры

Бетон

4 Используем тяжелый бетон класса В15 (по заданию), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.

4 Расчетные сопротивления бетона (табл. 13 СНиП [2]):

· сжатию R_b = 8,5 МПа,

· растяжению R_bt = 0,8 МПа.

4 Коэффициент условий работы, учитывающий длительность действия нагрузки г_b2 = 0,9 (табл. 15 СНиП [2]).

4 Начальный модуль упругости бетона Е_b = 24 000 МПа (табл. 18 СНиП [2]).

Арматура

4 Продольная рабочая арматура - ненапрягаемая, класса А-IV (А600), диаметр 10…32 мм.

Расчётное сопротивление растяжению R_s = 510 МПа (табл. 22* СНиП [2]).

Модуль упругости арматуры E_s = 190 000 МПа (табл. 29* СНиП [2]).

4 Поперечная рабочая арматура - также класса А-IV (А600).

Расчетное сопротивление растяжению поперечной арматуры (табл. 22* СНиП [2]):

R_sw = 405 МПа (6…8 мм), R_sw = 410 МПа (10…40 мм).

Если диаметр поперечных стержней меньше 1/3 диаметра продольных стержней, значение R_sw = 255 МПа (примеч. к табл. 22* СНиП [2]).



6.2 Подбор продольной рабочей арматуры ригеля

· Расчетное поперечное сечение ригеля - прямоугольное (рис. 6.1). Размеры сечения установлены в процессе компоновки конструктивной схемы каркаса (п. 1.5):

4 высота h = 750 мм,

4 ширина b = 250 мм.

· Арматура располагается в растянутой зоне сечения, положение которой определяется по эпюре изгибающих моментов в ригеле: в пролёте - внизу, на опоре - вверху. Арматуру располагаем в два ряда, чтобы иметь возможность не ставить (обрывать) часть стержней там, где они не требуются по расчёту.

· Порядок подбора продольной рабочей арматуры в ригеле такой же, как и в панели перекрытия. Результаты подбора арматуры приведены в табл 6.1.

· Рабочая высота сечения: h₀ = h - a,

где а - расстояние от растянутой грани сечения до центра тяжести продольной рабочей арматуры; принимается в пределах а = 4…10 см (задаётся по своему усмотрению, при этом чем больше изгибающий момент в сечении, тем больше должно быть это расстояние).

Рис. 6.1 Расчётное поперечное сечение ригеля: а - в пролёте, б - на средних опорах

· Условный параметр А₀:

· Относительная высота сжатой зоны:

· Относительное плечо внутренней пары сил: з = 1- 0,5о

· Требуемая площадь сечения арматуры:

· Подбираем по сортаменту необходимый диаметр стержня, учитывая, что число стержней в сечении - 4.

· Арматура подбирается для трех сечений ригеля:

1 - сечение в крайнем пролете (М₁₁);

2 - сечение в левой средней опоре (М₂₁ = М₂₃);

3 - сечение в среднем пролете (М₂₂).

· На средней опоре используется расчётный изгибающий момент в сечении ригеля по грани колонны (п.2.4.3).

· Граничная относительная высота сжатой зоны:

,

где щ = - 0,008 R_bb2 = 0,85 - 0,008 8,5 0,9 = 0,7888;

у_sR = R_s = 365 МПа (для ненапрягаемой арматуры).

· Толщина защитного слоя бетона а_b для продольной рабочей арматуры должна составлять (п. 5.5 СНиП [2]):

4 не менее диаметра стержня: а_b ? d,

4 не менее 20 мм в балках высотой h ? 250 мм: а_b ? 20 мм.

· Расстояние в свету между стержнями продольной рабочей арматуры а_s должно составлять (п. 5.5 СНиП [2]):

4 не менее наибольшего диаметра стержня: а_s ? d,

4 не менее 25 мм для нижней арматуры и 30 мм для верхней: а_s ? 25 (30) мм.

· Расстояния по высоте между осями арматурных стержней (рис. 6.1) должны назначаться с учётом этих требований, а также кратными 5 мм:

а₁ а_b + 0,5d, кратно 5 мм;

а₂ а_s + d, кратно 5 мм.

· Тогда расстояние от растянутой грани сечения до центра тяжести продольной рабочей арматуры составит:

а = а₁ + 0,5а₂.

4 Если оно сильно отличается от принятого ранее, особенно в большую сторону, то прочность может быть не обеспечена и расчёт необходимо провести заново. Если это расстояние отличается не сильно и площадь арматуры взята с запасом, расчёт можно не повторять. Окончательно это выяснится в табл. 6.2.

Подбор продольной рабочей арматуры ригеля



Таблица 6.1

Расчётное сечение	в крайнем пролёте	на левой средней опоре	в среднем пролёте
М, кН·см	М11 = 85487	Mfr = 61393	М22 = 47981
h0 = h - a, см	75 - 5 = 70	75 - 5 = 70	75 - 5 = 70
А0	0,4122	0,2255	0,212
о	0,5809	0,300	0,241
з	0,709	0,85	0,879
Требуемая Аs, см2	33,77	20,23	15,29
Принятое армирование	436 А-600	428 А-600	425 А-600
Фактич. Аs, см2	40,72	24,63	19,68
а1, мм	Минимальное	36 + 0,536 = 54	28 + 0,528 = 42	25 + 0,525 = 37,5
	Принятое	55	45	40
а2, мм	Минимальное	36 + 36 = 72	30 + 28 = 58	25 + 25 = 50
	Принятое	75	60	50
Фактич. а, мм	55 + 0,5·75 = 92,5	45 + 0,5·60 = 75	40 + 0,550 = 65
Фактич. h0 = h - a, см	75 - 9,25 = 65,75	75 - 7,5 = 67,5	75 - 6,5 = 68,5
Расст. h01 = h - a1, см	75 - 5,5 = 69,5	75 - 4,5 = 70,5	75 - 4 = 71

6.3 Подбор поперечной рабочей арматуры ригеля

6.3.1 Конструирование поперечной арматуры

· Диаметр стержней поперечной арматуры d принимается из условия ее свариваемости с продольной арматурой наибольшим диаметром D = 36 мм:

d ? 0,25D = 0,25·36 = 9 мм.

· Чтобы расчётное сопротивление поперечной арматуры не снижалось (п. 4.1), её диаметр должен составлять

d ? D/3 = 36/3 = 12 мм.

4 Окончательно диаметр назначим после расчёта. Если по расчёту поперечная арматура требоваться не будет, её диаметр примем только исходя из указанных здесь условий.

· Шаг стержней поперечной арматуры назначается в соответствии с конструктивными требованиями п. 5.27 СНиП [2], затем проверяется расчетом прочности по наклонному сечению.

1) На приопорных участках длиной L₀ = L/4 = 8/4 = 2,0 м

при высоте сечения h > 450 мм (в данном случае h = 750 мм)

,

S₁ 500 мм.

Принимаем S₁ = 250 мм (кратно 50 мм), см. прил. 1.

2) На остальной части пролета при h>300 мм:

,

S₂ 500 мм.

Принимаем S₂ = 500 мм (кратно 50 мм).

6.3.2 Общие соображения по расчёту прочности наклонных сечений

· Для обеспечения прочности элемента по наклонному сечению необходимо провести три расчёта:

1. Расчёт на действие поперечной силы по наклонной трещине.

2. Расчёт на действие изгибающего момента по наклонной трещине.

3. Расчёт на действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами.

· Расчёт на действие изгибающего момента допускается не проводить, если все стержни продольной арматуры доведены до опоры и имеют надёжную анкеровку. В данном случае некоторые стержни не доводятся до опоры, но отвечают определённым конструктивным требованиям, которые учтены в п. 4.4., поэтому расчёт на действие изгибающего момента выполнять не будем.

4 Анкеровка арматуры - обеспечение восприятия арматурой действующих на неё усилий путём заведения её на определённую длину за расчётное сечение или устройства на её концах специальных анкеров.

· Расчет прочности ригеля по наклонному сечению на действие поперечной силы проведем для сечения, в котором значение Q максимальное (сечение слева от средней опоры ригеля), Q = Q₂₁ = 462,49 кН, см. п. 2.4.3.

· Установленный в результате расчёта шаг поперечной арматуры в целях унификации принимаем и возле остальных опор. При необходимости можно провести соответствующие расчёты и увеличить шаг арматуры.

6.3.3 Расчет на действие поперечной силы по наклонной трещине

1-й этап. Установим необходимость проведения расчёта.

· Поперечное усилие в сечении с наклонной трещиной воспринимает бетон (Q_b) и поперечная арматура (Q_sw). Расчетная схема усилий приведена на рис. 4.2.

Минимально возможное значение поперечного усилия, воспринимаемого бетоном (по ф-ле п. 3.31* СНиП [2]):

Q_b,min = _b3 R_{bt b2} bh₀ = 0,60,080,92565,75 = 71,01 кН < Q = 462,49 кН.

здесь _b3 - коэффициент, учитывающий вид бетона; для тяжелого бетона _b3 = 0,6.

В качестве рабочей высоты сечения принимается фактическое значение h₀ в крайнем пролёте из табл. 6.1.

4 Если Q < Q_b,min, то поперечная арматура по расчёту не требуется.

· Фактически бетон может воспринимать большее усилие, чем Q_b,min, поэтому уточним значение Q_b. В общем случае расчета принимается, что поперечное усилие распределяется поровну между бетоном и поперечной арматурой:

Q_b = Q_sw = Q / 2 = 462,49 / 2 = 231,25 кН.

· Параметр, характеризующий сопротивление бетона образованию наклонных трещин:

M_b = _b2 R_{bt b2} bh₀² = 2,000,080,92565,75² = 15563 кНсм ;

здесь _b2 - коэффициент, учитывающий вид бетона; для тяжелого бетона _b2 = 2,00.

· Длина проекции опасной наклонной трещины на продольную ось элемента из ф-лы (76) СНиП [2]:

· Величина с₀ принимается в пределах h ? с₀ ? 2h₀ = 2·65,75 = 131,5 см.

Указанное условие выполняется, и мы оставляем с₀ без изменения.

Когда условие не выполняется, то с₀ принимается равным верхнему или нижнему пределу (например, если получается с₀ > 2h₀, то следует принимать с₀ = 2h₀).

· Поперечное усилие, воспринимаемое бетоном:

· Получили Q_b < Q, значит бетон не может воспринять всё усилие и поперечная арматура требуется по расчёту.

2-й этап. Найдём шаг поперечной арматуры, необходимой по расчёту.

· Необходимая интенсивность поперечного армирования из ф-лы (82) СНиП [2]:

.

· В соответствии с ф-лой (33) СНиП [2] величина q_sw принимается не менее:

,

q_sw = 3,473 кН/см > 0,54 кН/см, условие выполняется.

· Требуемый диаметр поперечных стержней из формулы (81) СНиП [2]:

.

В поперечном сечении ригеля устанавливается два каркаса с поперечной арматурой, поэтому принимаем по сортаменту 212 А600 (А_sw = 2,26 см²).

Условие d ? D/3 выполняется: d = 12 мм = 36/3 = 12 мм.

· Максимально допустимый шаг, свыше которого трещины появляются между поперечными стержнями и усилия полностью передаются на бетон:

; условие S ? S_max выполняется.

3-й этап (проверочный). Найдём несущую способность наклонного сечения с принятым армированием.

· Интенсивность поперечного армирования (усилие в поперечных стержнях, отнесённое к единице длины элемента):

.

· Длина проекции опасной наклонной трещины по ф-ле (80) СНиП [2]:

.

· Поперечное усилие, воспринимаемое бетоном:

.

· Поперечное усилие, воспринимаемое арматурой:

Q_sw = q_sw с₀ = 3,66165,19 = 238,73 кН.

· Как уже отмечалось,

Q_b = Q_b + Q_sw = 238,73 + 238,73 = 477,46 кН > Q = 470,27 кН.

Таким образом, прочность элемента на действие поперечной силы по наклонной трещине обеспечена. Проверка: поперечные усилия, воспринимаемые бетоном и арматурой, примерно равны, что подтверждает правильность принятой ранее предпосылки.

6.3.4 Проверка прочности на действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами

· Коэффициент, учитывающий вид бетона:

_b1 = 1 - R_{b b2} = 1 - 0,018,50,9 = 0,924.

Здесь в = 0,01 для тяжелого бетона; R_b следует брать в МПа.

· Коэффициент приведения площади сечения арматуры к площади сечения бетона (отношение модулей упругости):

· Коэффициент поперечного армирования сечения:

.

· Коэффициент, учитывающий влияние поперечной арматуры:

; .

· Условие проверки (ф-ла (72) СНиП [2]):

.

Q = 470,27 кН < 661,21 кН.

· Проверка выполняется, значит прочность сечения на действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.

4 Все необходимые расчеты теперь выполнены, и мы размещаем стержни арматуры в соответствии с принятым шагом, показывая их на арматурных чертежах. Это пригодится для следующего расчёта, который будет частично графическим.

6.4 Обрыв продольной арматуры в пролёте

В целях экономии металла часть продольной арматуры (не более 50% расчётной площади) может не доводиться до опор, а обрываться в пролете там, где она уже не требуется согласно расчету прочности элемента по нормальным стержням.

Обрываемые стержни должны быть заведены за место своего теоретического обрыва на некоторую длину заделки w, на протяжении которой для гарантии условия прочности наклонных сечений на действие изгибающего момента отсутствие обрываемых стержней компенсируется поперечной арматурой.

6.4.1 Построение эпюры материалов

Вычисляем значение изгибающих моментов, воспринимаемых нормальным сечением железобетонного элемента с полным количеством арматуры (4 стержня) и с уменьшенным ее количеством (2 стержня), используя формулу:

М_s = R_s A_s z_b = 51A_s z_b,

где z_b - плечо внутренней пары сил (расстояние от равнодействующей усилий в продольной арматуре до равнодействующей усилий в сжатой зоне):

z_b = h₀ - 0,5х,

где х - высота сжатой зоны элемента, определяется из условия равенства равнодействующих усилий в растянутой и сжатой зонах сечения:

.

Результаты расчёта приведены в таблице 4.2.

Определение несущей способности нормальных сечений ригеля

Таблица 6.2

Армирование	Аs, см2	h0, см	х, см	zb, см	Мs, кНсм	М, кНсм
436	40,72	65,75	108,58	51,48	86100	85487
236	20,36	69,5	54,29	42,35	43975	-
428	24,63	67,5	65,68	49,66	62379	61393
228	12,32	70,5	32,84	54,08	34062	-
425	19,63	68,5	52,34	48,32	48375	47981
225	9,82	71	26,17	38,24	19,151	-

В последней графе таблицы приведены расчётные значения изгибающих моментов от внешней нагрузки. Для обеспечения прочности нормального сечения необходимо соблюдение условия: М_s М.

4 Для дальнейшего продолжения расчёта необходимо уже начертить схему поперечного армирования ригеля и эпюры внутренних усилий.

· Найденные значения несущей способности нормального сечения откладываем на эпюре изгибающих моментов от внешних нагрузок. Точки, в которых отложенные ординаты, соответствующие уменьшенному количеству арматуры, пересекаются с эпюрой моментов от внешних нагрузок, являются местами теоретического обрыва продольных стержней.

· Измеряем координаты этих точек от опор l, соответствующие им значения поперечных сил Q и шага поперечной арматуры S; заносим эти данные в таблицу 6.3. Наносим штриховку в зонах запаса прочности, в результате получаем так называемую эпюру материалов.

6.4.2 Определение длины заделки арматурных стержней.

· Длина стержня w, на которую он должен быть заведён за место своего теоретического обрыва, определяется из условия обеспечения прочности наклонного сечения на действие изгибающего момента:

, где

D - диаметр продольного стержня,

Q - расчётное поперечное усилие в месте теоретического обрыва стержня,

q_sw - интенсивность поперечного армирования (частично она определена в п. 6.3.3):

,

· Кроме того, из условия обеспечения надежной анкеровки расстояние w принимается не менее 20 диаметров продольного стержня: w 20D.

· Определение длины заделки w продольных арматурных стержней производится в табл. 4.3. Принятая в качестве окончательной длины заделки w₀ (кратно 50 мм) указывается на эпюре материалов.

4 Обратите внимание, что величина w₀ является минимально необходимой; фактически обрываемый стержень необходимо завести за ближайший продольный стержень на величину не менее диаметра обрываемого стержня D.

Определение длины заделки арматурных стержней

Таблица 6.3

	l, мм	Q, кH	S, см	qsw, кH/см	D, см	w, cм	20D, см	w0, см
1	1 200	200	25	2,622	3,6	46,0	72	75
2	2 800	200	25	2,622	3,6	46,0	72	75
3	500	420	25	2,622	2,8	72,7	64	75
4	500	360	25	2,622	2,8	64,4	64	65
5	2 600	140	25	2,622	2,5	32,1	50	50

6.5 Конструктивное армирование ригеля, опорный узел

В соответствии с п. 5.21. СНиП [2] в изгибаемых элементах при высоте сечения h > 700 мм у боковых граней должны ставиться конструктивные продольные стержни с расстояниями между ними по высоте не более 400 мм. Устанавливаем посередине высоты сечения арматурные стержни 10А-I.

· Плоские сварные каркасы К-1 (2 шт.) объединяем в пространственный каркас с помощью горизонтальных поперечных стержней, устанавливаемых через 1,0...1,5 м.

· Стык ригеля и колонны. В верхней части стыка выпуски арматуры из колонны и ригеля соединяются вставкой арматуры на ванной сварке, затем полость стыка замоноличивается. Вставка арматуры повышает точность монтажного соединения в случае нарушения соосности выпусков арматуры. В нижней части стыка монтажными сварными швами соединяются закладные детали колонны и ригеля. Температурный зазор между торцом ригеля и гранью колонны может составлять 60…100 мм.



7. Расчёт и конструирование колонны

7.1 Подбор продольной арматуры

· В колоннах средних рядов здания изгибающие моменты М незначительны, поэтому можно принять, что колонна воспринимает только продольные усилия N и работает в условиях внецентренного сжатия со случайным эксцентриситетом.

4 При действии значительных изгибающих моментов М колонна является внецентренно сжатой с расчётным эксцентриситетом e = M/N.

· Подбор продольной арматуры достаточно провести для наиболее нагруженной колонны 1-го этажа, а в колонных остальных этажей принять его таким же. Расчётное продольное усилие в колонне 1-го этажа: N_k = 4384 кН (п. 2.4.4).

· Расчётная длина колонны принимается равной высоте этажа: l₀ = Н_э = 6 м.

· Классы бетона и арматуры для колонны принимаются такими же, как и у ригеля перекрытия (п. 6.1). Коэффициент длительности действия нагрузки _b2 = 0,9.

· Продольное армирование колонны назначается из условия прочности, которое имеет вид:

N_k (R_{b b2} A + R_sc A_s,tot),

где - коэффициент, учитывающий влияние продольного изгиба; принимается по справочной таблице в зависимости от отношения расчётной длины колонны к её ширине: l₀/h_k = 6/0,45 = 9,33; тогда коэффициент = 0,95.

l0/hk	6…12	16	20
	0,9	0,8	0,7

А - площадь поперечного (бетонного) сечения колонны: A = (b_k)² = 45² = 2025 см².

R_sc - расчётное сопротивление продольной арматуры сжатию; для арматуры класса A-III (А400) R_sc = 365 МПа.

A_s,tot - суммарная площадь продольной арматуры колонны, которую необходимо определить в результате расчёта.

· Требуемая площади продольной арматуры A_s,tot назначается из двух условий:

4 из условия прочности:

.

4 из условия обеспечения минимального коэффициента армирования

_min = 0,002 (0,2%): A_s,tot 2A _min = 220250,002 = 8,1 см².

· Принимаем по сортаменту A_s,tot = 50,27 см² (440 A400).

· Устанавливаем 4 арматурных стержня по углам колонны

4 Допускается применять для армирования колонны 6 стержней, однако в данном случае этот вариант является менее выгодным.



7.2 Конструирование поперечной арматуры колонны

· Поперечная арматура в колоннах устанавливается в целях:

1. Образования пространственных каркасов.

2. Предотвращения выпучивания продольных стержней.

3. Сдерживания поперечных деформаций бетона.

· Диаметр поперечной арматуры d назначается из условия свариваемости с продольными арматурными стержнями диаметром D:

d 0,25D = 0,2540 = 10 мм. Принимаем поперечную арматуру 10 A400.

· Шаг поперечных арматурных стержней не должен превышать

s 20D = 2040 = 800 мм; s 500 мм. Принимаем s = 500 мм (кратно 50 мм).

· Для усиления концевых участков у торцов колонн дополнительно устанавливаем сетки косвенного армирования из арматуры 8 A240, размер ячеек 5050 мм. Назначаем 5 сеток с шагом 75 мм.

· Толщина защитного слоя бетона а_b для продольной рабочей арматуры колонны (см. рис. 5.1) должна составлять (п. 5.5 СНиП [2]):

4 не менее диаметра стержня: а_b ? D =40 мм,

4 не менее 20 мм: а_b ? 20 мм.

Требуемое расстояние от наружной грани колонны до центра тяжести продольной арматуры: а а_b + 0,5D = 40 + 0,5·40 = 60 мм. Принимаем a = 60 мм, тогда фактическая толщина защитного слоя: а_b = а - 0,5D = 60 - 0,5·40 = 40 мм = 40 мм.

· Толщина защитного слоя бетона а_bw для поперечной арматуры колонны должна составлять (п. 5.5 СНиП [2]):

4 не менее диаметра стержня: а_bw ? d = 10 мм,

4 не менее 15 мм: а_bw ? 15 мм.

Фактическая толщина защитного слоя: а_bw = а_b - d = 40 - 10 = 30 мм > 15 мм.

Таким образом, требования по величине защитного слоя выполнены.



8. Расчёт и конструирование фундамента

8.1 Общие соображения

· Проектируем отдельный монолитный фундамент мелкого заложения под колонну.

4 Основные понятия: обрез фундамента - это его верхняя грань, подошва фундамента - это нижняя грань, основание - это грунт под подошвой фундамента, глубина заложения подошвы фундамента - это расстояние от наружной поверхности земли до подошвы фундамента.

· Глубина заложения подошвы фундамента назначается исходя из инженерно-геологических условий площадки строительства, климатических воздействий на верхние слои грунта (в том числе условий промерзания грунта), а также конструктивных особенностей возводимого и соседних сооружений и составляет (по заданию) d_f = 1,4 м.

· Пол 1-го этажа выполняется по грунту. Заглубление обреза фундамента относительно уровня пола 1-го этажа: d₀ = 0,15 м.

· Высота фундамента:

h_f = d_f - d₀ = 1,40 - 0,15 = 1,25 м.

· Расчётное сопротивление грунта основания (по заданию):

R₀ = 0,45 МПа = 450 кН/м².

· Средний удельный вес фундамента с грунтом на его уступах: _m = 20 кН/м³.

· Классы бетона и арматуры для фундамента принимаются такими же, как и у ригеля перекрытия (п. 6.1). Коэффициент длительности действия нагрузки _b2 = 0,9.

· Под фундаментом предусматривается бетонная подготовка толщиной 100 мм из бетона класса В3,5.

· Фундамент под колонну, сжатую со случайным эксцентриситетом, воспринимает в основном только продольную силу, поэтому его можно считать центрально нагруженным. Продольные усилия на уровне верха фундамента допускается принимать такими же, как на уровне пола 1-го этажа (п. 2.4.4): нормативное усилие N_k.n = 3903 кН; расчётное усилие N_k = 4384 кН.

Центрально нагруженные фундаменты обычно проектируют квадратными в плане.

4 Внецентренно нагруженные колонны и фундаменты проектируют прямоугольными, при этом широкая сторона располагается в плоскости действия изгибающего момента.

· Расчёт фундамента состоит из двух этапов. На первом из них проводится расчёт по несущей способности основания, в результате которого определяется площадь подошвы фундамента A_f. На втором этапе выполняется расчёт по несущей способности самого фундамента, на основе которого определяются остальные размеры фундамента и площадь рабочей арматуры A_s,f.

8.2 Определение площади подошвы фундамента

· Расчёт по несущей способности основания выполняется на действие нормативных нагрузок с учётом веса фундамента и грунта на его уступах. Расчёт производится из условия, что давление под подошвой фундамента p_n не должно превышать расчётное сопротивление грунта основания R₀:

.

· Тогда требуемая площадь подошвы фундамента:

.

· Необходимый размер стороны подошвы квадратного в плане фундамента:

принимаем a_f = 3,1 м = 3100 мм (кратно 100 мм).

· Фактическая площадь подошвы фундамента: A_f = 310² = 96100 см².

· Расчёт по несущей способности конструкции самого фундамента выполняется на действие расчётных нагрузок без учёта веса фундамента и грунта на его уступах. Напряжения под подошвой фундамента в этом случае:

.

8.3 Определение основных размеров фундамента

· Высота фундамента h_f = 1,15 м > 0,90 м, поэтому проектируем фундамент трёхступенчатым. Размеры ступеней назначаются таким образом, чтобы внутренние грани ступеней не пересекали прямую, проведённую под углом 45 к грани колонны на уровне верха фундамента (рис. 8.1). Указанная прямая определяет границы так называемой пирамиды продавливания.

8.3.1 Определение высоты ступеней

· Высота ступеней назначается кратной 50 мм. Принимаем высоту первой (нижней) и второй (средней) ступеней h₁ = h₂ = 350 мм, а третьей (верхней) ступени h₃ = 450 мм.

· Принимаем расстояние от нижней грани фундамента до центра тяжести растянутой арматуры подошвы а = 5 см, тогда рабочая высота фундамента:

h₀ = h_f - a = 125 - 5 = 120 см.

· Рабочая высота первой и второй ступеней:

h_0,1 = h₁ - a = 35 - 5 = 30 см; h_0,2 = h₁ + h₂ - a = 35 + 35 - 5 = 65 см.



8.3.2 Определение глубины заделки колонны в фундаменте

· Сборные колонны соединяют с фундаментами путём их заделки в специальные гнёзда (стаканы), оставляемые в фундаментах при бетонировании.

· Глубина заделки колонны в фундаменте H_an должна быть не менее:

H_an 1,4h_k = 1,4450 = 630 мм; H_an 25D = 2540 = 1000 мм;

здесь D - диаметр продольной арматуры колонны; при классе бетона фундамента ниже В25 требуется H_an 30D.

· Принимаем H_an = 1000 мм, предусматриваем зазор между нижней гранью колонны и дном стакана = 50 мм, тогда глубина стакана: H_g = H_an + = 1000 + 50 = 1050 мм.

· Толщина дна стакана должна быть не менее 200 мм:

t_g = h_f - H_g = 1250 - 1050 = 200 мм = t_g,min = 200 мм. Условие выполняется.

8.3.3 Определение размеров ступеней в плане

· Определяем минимальные размеры ступеней из условия работы фундамента на продавливание:

a₂ h_k + 2h₃ = 450 + 2450 = 1350 мм;

a₁ h_k + 2(h₂ + h₃) = 450 + 2(350 + 450) = 2050 мм.

· Назначаем ширину выноса b₀ всех ступеней примерно одинаковой:

b₀ = (a_f - h_k)/6 = (3800 - 450)/6 = 558 мм, принимаем ориентировочно b₀ = 555 мм.

· Тогда ширина верхней и средней ступени составит:

a₂ = h_k + 2b₀ = 450 + 2555 = 1560 мм > 1350 мм;

a₁ = h_k + 4b₀ = 450 + 4555 = 2670 мм > 2050 мм.

· Консольные вылеты ступеней:

l₁ = (a_f - a₁)/2 = (3100 - 2250)/2 = 425 мм;

l₂ = (a_f - a₂)/2 = (3100 - 1350)/2 = 875 мм;

l₃ = (a_f - h_k)/2 = (3100 - 450)/2 = 1325 мм.

· Назначаем зазоры между стенками стакана и гранями колонны: поверху = 75 мм, понизу = 50 мм.

8.4 Расчёт фундамента на продавливание

· Условие расчёта фундамента на продавливание имеет вид (формула (107) СНиП [2]):

F R_{bt b2} u_m h_0,

где - коэффициент, учитывающий вид бетона; для тяжелого бетона = 1,00;

u_mh₀ - площадь боковой поверхности пирамиды продавливания; сторона верхнего основания пирамиды равна ширине колонны h_k, сторона нижнего основания

a₀ = h_k + 2h₀ = 45 + 2120 = 285 см;

u_m - среднеарифметическое между периметрами верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания:

u_m = (4h_k + 4a₀)/2 = 4(h_k + h₀) = 4(45 + 120) = 660 см;

F - продавливающая сила, равная разности усилий, приложенных к верхнему и нижнему основаниям пирамиды продавливания:

F = N_k - p_sf (a₀)² = 4384 - 0,045(285)² = 728 кН > 0.

4 Если F < 0, то основание пирамиды продавливания выходит за пределы подошвы фундамента и продавливания не происходит.

Предельное усилие, которое может воспринять фундамент из условия работы на продавливание:

F_ult = R_{bt b2} u_m h₀ = 1,000,850,9660120 = 6058 кН > F = 728 кН.

Проверка выполняется.

8.5 Проверка прочности плиты по наклонному сечению

· Рабочая высота нижней ступени фундамента должна соответствовать условию прочности бетона по наклонному сечению на действие поперечной силы при отсутствии поперечного армирования в сечении, начинающемся на нижней границе пирамиды продавливания для первой ступени.

Условие расчёта имеет вид: Q Q_b,min, где

Q - поперечное усилие в конце наклонного сечения, вызванное реактивным давлением грунта:

Q = p_sf a_f (l₁ - h_0,1) = 0,045310(42,5 - 30) = 174,38 кН,

Q_b,min - минимальное поперечное усилие, воспринимаемое бетоном в наклонном сечении:

Q_b,min = 0,6 R_{bt b2} a h_0,1 = 0,60,850,931030 = 426,87 кН > Q = 174,38 кН,

поэтому прочность плиты по наклонному сечению обеспечена.

8.6 Подбор арматуры подошвы фундамента

· Под действием реактивного давления грунта p_sf ступени фундамента работают на изгиб как консольные элементы (см. рис. 8.1). Растягивающие усилия воспринимает продольная арматура, расположенная возле подошвы фундамента. Подбор продольной арматуры производится для сечений, проходящих по грани средней ступени (1-1), по грани верхней ступени (2-2) и по грани колонны (3-3).

· Расчётный изгибающий момент в каждом исследуемом сечении определяется как в консоли вылетом l_i:

.

· Плечо внутренней пары сил при расчёте фундамента допускается принимать равным z_b = 0,9h₀. Тогда требуемая площадь сечения арматуры составит:

,

где для арматуры класса А-III расчётное сопротивление R_s = 36,5 кН/см².

· Расчёт требуемой площади арматуры для трёх сечений приведён в табл. 8.1.

Таблица 8.1

Определение площади арматуры подошвы фундамента

Сечение i	ai см	h0,i см	li cм	Mi кНсм	As,i см2
1	225	30	42,5	12598	12,78
2	135	65	87,5	53402	25,01
3	45	120	132,5	122454	31,06

· Фундаментные плиты армируют по подошве сварными сетками; диаметр арматуры составляет 10…16 мм, шаг стержней s = 100…200 мм [4].

· Применим для армирования сетку с ячейками 100100 мм, расстояние от вертикальной грани подошвы до первого стержня назначим равным 50 мм. Тогда в каждом направлении сетка будет состоять из a_f /100 =3100/100 = 31 стержней.

· Требуемая площадь одного стержня: A_s,1 36,88/31 = 1,002 см².

Принимаем в итоге по сортаменту 3812 А-III, шаг s = 100 мм;

площадь одного стержня А_s,1 = 1,131 см², всех стержней А_s,f = 31 А_s,1 = 35,06 см².

· Толщина защитного слоя бетона фундамента a_b должна быть выше минимально допустимой a_b,min (при наличии подготовки под фундаментом a_b,min = 35 мм):

a_b = a - 0,5D = 50 - 0,512 = 44 мм > a_b,min = 35 мм. Условие выполняется.

· Процент армирования (для сечения 1-1):

.

· В пределах глубины стакана дополнительно предусматриваем 5 сеток конструктивного поперечного армирования из стержней 8A-I, устанавливаемых с шагом s = 150 мм, причём верхняя сетка находится на расстоянии s₀ = 50 мм от верха стакана.



9. Расчет многопролетной плиты монолитного перекрытия

Монолитное ребристое перекрытие компонуют с поперечными главными балками и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещаются по осям колонн и в пролете главной балки, при этом пролеты плиты между осями ребер равны .

Предварительно задаются размером сечения балок:

* главная балка

;

* второстепенная балка .

9.1 Расчетный пролет и нагрузки.

Расчетный пролет плиты равен расстоянию в свету между гранями ребер:

в продольном направлении

Отношение пролетов плиту рассчитываем как работающую по короткому направлению. Принимаем толщину .

Подсчет нагрузок на 1 м² перекрытия приведен в таблице №9.

Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м² перекрытия



Таблица 9.1

№	Вид нагрузки	Нормативная нагрузка,	Коэффициент надежности по нагрузке,	Расчетная нагрузка,
ПОСТОЯННЫЕ:
1	Собственный вес ребристой плиты	2,5	1,1	2,75
2	Масса пола	0,75	1,2	0,9
	Итого	3,07	-	3,491
ВРЕМЕННЫЕ:
1	Временные длительные	10	1,2	12
2	Кратковременные	1,5	1,4	2,1
	Итого	11,5		13,8
	ВСЕГО	14,57		17,291

Полная расчетная нагрузка

Для расчета многопролетной плиты выделяем полосу шириной , при этом расчетная нагрузка на длины плиты . С учетом коэффициента надежности по назначению здания нагрузка на

Изгибающие моменты определяют как для многопролетной плиты с учетом перераспределения моментов.

9.2 Определение усилий в плите от расчетной полной нагрузки

Изгибающий момент в середине пролета:

Так как для рассматриваемого перекрытия - условие соблюдается, то в плитах, окаймлённых по всему контуру монолитно связанными с ними балками, изгибающие моменты в сечениях средних пролетов и над средними опорами за счет благоприятного влияния распоров уменьшаем на 20%.

9.3 Характеристика прочности бетона и арматуры

Бетон тяжелый класса ; призменная прочность , прочность при осевом растяжении . Коэффициент условий работы бетона .

Арматура -класса в сварной рулонной сетке,

9.4 Подбор сечений продольной арматуры

Плиту считаем прямоугольного сечения размерами

По таблице 3.1 [1]

Принято с



10. Многопролетная второстепенная балка

10.1 Расчетный пролет и нагрузки

Расчетный пролет равен расстоянию в свету между главными балками:

№	Вид нагрузки	Нормативная нагрузка,	Коэффициент надежности по нагрузке,	Расчетная нагрузка,
ПОСТОЯННЫЕ:
1	Собственный вес плиты и пола	6,14	1,1	6,754
2	Масса балки	1,5	1,1	1,65
	Итого	7,64		8,404

Расчетные нагрузки на длины второстепенной балки:

С учетом коэффициента надежности по назначению здания :

Временная с учетом :

Полная нагрузка:



10.2 Определение усилий от внешней нагрузки во второстепенной балке

Расчетные усилия в балке определяем с учетом их перераспределения вследствие пластических деформаций железобетона

Страница:

•  1 
•  2 
•  3 

курсовая работа "Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного здания" скачать

Подобные документы

• Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

  Компоновка конструктивной схемы каркаса здания. Нагрузки и статический расчёт элементов каркаса. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия, ригеля перекрытия, колонны. Основные размеры фундамента, подбор арматуры подошвы.
  
  курсовая работа [2,0 M], добавлен 11.12.2010
  

• Расчет и конструирование предварительно напряженной железобетонной панели сборного перекрытия многоэтажного здания

  Компоновка плана перекрытия. Определение нагрузок, действующих на междуэтажное перекрытие, сбор нагрузок на панель. Характеристики арматуры и бетона. Подбор продольной рабочей арматуры из условий прочности сечения, нормального к продольной оси панели.
  
  курсовая работа [1,3 M], добавлен 09.11.2011
  

• Конструирование и расчет элементов железобетонных конструкций многоэтажного здания (без подвала) с наружными каменными стенами и внутренним железобетонным каркасом

  Элементы железобетонных конструкций многоэтажного здания. Расчет ребристой предварительно напряжённой плиты перекрытия; трехпролетного неразрезного ригеля; центрально нагруженной колонны; образования трещин. Характеристики прочности бетона и арматуры.
  
  курсовая работа [1,0 M], добавлен 21.06.2009
  

• Расчет железобетонного монолитного каркаса промышленного здания

  Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной плиты перекрытия. Определение геометрических характеристик поперечного сечения ригеля, подбор продольной арматуры. Расчет средней колонны, монолитного перекрытия и кирпичного простенка.
  
  курсовая работа [2,2 M], добавлен 07.04.2014
  

• Расчет и конструирование железобетонных конструкций многоэтажного здания

  Компоновка конструктивной схемы сборного межэтажного перекрытия. Расчет и проектирование многопустотной предварительно-напряженной плиты перекрытия. Определение усилий в ригеле, определение его прочности по сечению, нормальному к продольной оси.
  
  курсовая работа [540,4 K], добавлен 16.03.2015
  

• Расчет многопролетной плиты монолитного перекрытия

  Расчет монолитного варианта перекрытия. Компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия. Характеристики прочности бетона и арматуры. Установка размеров сечения плиты. Расчет ребристой плиты по образованию трещин, нормальных к продольной оси.
  
  курсовая работа [1,0 M], добавлен 16.01.2016
  

• Проектирование несущих конструкций многоэтажного каркасного здания

  Рассмотрение особенностей проектирования монолитного ребристого перекрытия. Геометрические характеристики многоэтажного каркасного здания. Расчет плиты перекрытия, второстепенной балки. Определение требуемого количества арматуры и других материалов.
  
  курсовая работа [249,6 K], добавлен 25.01.2015
  

• Расчет и конструирование плиты и второстепенной балки монолитного железобетонного ребристого перекрытия многоэтажного промышленного здания

  Проектирование, компоновка и конструирование балочной монолитной плиты железобетонного междуэтажного ребристого перекрытия многоэтажного промышленного здания с использованием проектно-вычислительного комплекса Structure CAD. Выбор бетона и арматуры.
  
  методичка [3,8 M], добавлен 14.09.2011
  

• Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания

  Расчет и конструирование монолитного ребристого перекрытия. Определение расчетных размеров монолитной железобетонной плиты перекрытия и второстепенной балки. Выбор площади сечения арматуры в плите. Геометрические размеры и опоры второстепенной балки.
  
  курсовая работа [352,1 K], добавлен 18.12.2010
  

• Расчет железобетонных конструкций перекрытия пятиэтажного промышленного здания

  Компоновка пятиэтажного здания из сборных железобетонных конструкций. Составление монтажного плана перекрытия. Назначение характеристик прочности бетона и арматуры, определение высоты панели. Расчет колонны, сбор нагрузок. Определение размеров фундамента.
  
  курсовая работа [2,8 M], добавлен 06.01.2017
  

• Проектирование сборных железобетонных элементов каркаса одноэтажного промышленного здания

  Компоновка сборного железобетонного каркаса здания с установлением геометрических параметров. Определение нагрузок на раму и ее статический расчет. Конструирование фундамента под колонну. Расчет предварительно напряженной безраскосной фермы пролетом 18 м.
  
  курсовая работа [375,9 K], добавлен 13.12.2009
  

• Железобетонные конструкции многоэтажного каркасного здания

  Компоновка конструктивной схемы сборного балочного перекрытия. Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной плиты перекрытия. Определение параметров однопролетного ригеля. Этапы конструирования колонны. Высота подошвы фундамента.
  
  курсовая работа [1,6 M], добавлен 11.10.2022
  

• Проектирование и расчет конструкций сборных железобетонных и стальных элементов многоэтажного здания

  Компоновка конструктивной схемы и расчет несущих элементов здания в железобетонном и стальном исполнении. Расчет плиты перекрытия на монтажную нагрузку. Компоновка стального каркаса. Проверка главной балки по первой и второй группе предельных состояний.
  
  курсовая работа [1,4 M], добавлен 04.08.2014
  

• Проектирование конструкций многоэтажного производственного здания

  Проектирование и расчёт монолитной плиты перекрытия балочного типа и второстепенной балки, предварительно напряженной плиты, неразрезного ригеля. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия. Расчёт и конструирование колоны первого этажа.
  
  курсовая работа [1,5 M], добавлен 03.04.2014
  

• Железобетонные и каменные конструкции

  Порядок проектирования железобетонных элементов перекрытия. Расчет пустотной предварительно напряженной панели перекрытия. Особенности статического расчета ригеля рамного каркаса. Прочность средней колонны. Предварительные размеры подошвы фундамента.
  
  курсовая работа [2,2 M], добавлен 06.11.2013
  

• Железобетонные и каменные конструкции

  Проектирование основных несущих конструкций сборного железобетонного каркаса многоэтажного производственного здания. Проектирование железобетонных конструкций, на примере проекта железобетонной плиты перекрытия, неразрезного ригеля, колонны и фундамента.
  
  курсовая работа [2,4 M], добавлен 12.05.2019
  

• Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

  Проектирование сборного балочного панельного перекрытия сооружения. Подбор напрягаемой арматуры. Геометрические характеристики приведенного сечения панели. Проектирование монолитного ребристого покрытия с балочными плитами. Сбор нагрузок на перекрытие.
  
  курсовая работа [955,6 K], добавлен 21.01.2015
  

• Расчет каркаса многоэтажного жилого дома

  Расчет и компоновка плит перекрытия, пролетов и нагрузок. Расчет прочности панели по предельным состояниям 1-й и 2-й групп. Определение положения границы сжатой зоны бетона. Статический расчет ригеля и колонны. Расчет железобетонного фундамента здания.
  
  курсовая работа [552,9 K], добавлен 23.01.2011
  

• Расчёт железобетонных конструкций

  Предварительное назначение размеров железобетонных элементов подземного здания. Расчётные и нормативные характеристики арматуры и бетона. Расчет и подбор прочности рабочей арматуры полки ребристой плиты перекрытия, колонны, столбчатого фундамента.
  
  курсовая работа [123,8 K], добавлен 01.02.2011
  

• Проектирование элементов многоэтажного здания (гражданского или промышленного) с полным (или не полным) каркасом. Расчет и проектирование плиты перекрытия (ребристой, многопустотной: овальными или круглыми), ригеля, колонны и фундамента

  Проектирование монолитного ребристого перекрытия, предварительно напряженных плит, сборной железобетонной колонны и центрально нагруженного фундамента под колонну. Расчет ребристой и многопустотной плиты перекрытия, кирпичного простенка первого этажа.
  
  методичка [6,3 M], добавлен 17.02.2022
  

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