Конструкция многоэтажного здания

Размещено на http://www.allbest.ru/

Введение

Бетон, как показывают испытания, хорошо сопротивляется сжатию и значительно хуже растяжению, поэтому включение стальной арматуры в растянутую зону элементов существенно повышает их несущую способность.

Совместное сопротивление бетона и стальной арматуры внешним нагрузкам обусловливается выгодным сочетанием физико-механических свойств этих материалов.

Железобетонные конструкции являются базой современной строительной индустрии. Их применяют: в промышленном, гражданском и сельскохозяйственном строительстве - для зданий различного назначения. Такое широкое распространение в строительстве железобетон получил вследствие многих его положительных свойств: долговечности, огнестойкости, стойкости против атмосферных воздействий, высокой сопротивляемости статическим и динамическим нагрузкам, малых эксплуатационных расходов на содержание зданий и сооружений. По способу возведения различают: железобетонные конструкции сборные, изготавливаемые на заводах, а затем монтируемые на строительных площадках; монолитные, полностью возводимые на месте строительства; сборно-монолитные, в которых рационально сочетается использование сборных железобетонных элементов заводского изготовления и монолитных частей конструкций.

Конструкции зданий состоят из отдельных элементов, связанных в единую систему. Отдельные элементы зданий - плиты, балки, колонны, стены и др.- должны обладать прочностью и устойчивостью, достаточной жесткостью, трещиностойкостью и участвовать в общей работе здания. При загружении одного из элементов здания в работу включаются и другие элементы, происходит работа пространственной системы. Учет пространственной работы зданий приводит к более экономичным конструктивным решениям.

1. Описание объемно-планировочного решения

Основными несущими конструкциями многоэтажного здания являются железобетонные рамы, вертикальные связевые диафрагмы и связывающие их междуэтажные перекрытия.

При действии горизонтальных нагрузок совместная работа разнотипных вертикальных конструкций в многоэтажном здании достигается благодаря высокой жесткости при изгибе в своей плоскости междуэтажных перекрытий, работающих как горизонтальные диафрагмы.

Важнейшим условием достижения высоких эксплуатационных качеств многоэтажного здания является обеспечение его надежного сопротивления горизонтальным нагрузкам и воздействиям. Необходимую пространственную жесткость такого здания достигают различными вариантами компоновки конструктивной схемы, в основном отличающимися способами восприятия горизонтальных нагрузок.

Здание имеет колонны подвала монолитные сечением 500х500мм, остальные колонны сечением 400х400мм. Увеличение несущей способности колонн нижних этажей достигают повышением класса бетона, процента армирования, применением жесткой арматуры.

Фундамент здания представляет собой монолитную плиту под все здание высотой 600мм. Колонны подвала и перекрытие Строительные конструкции:

фундаменты_ монолитная плита под все здание;

цоколь и стены подполья -панели цоколя наружных стен подвалов из бетона с=1800 кг/м³

стены наружные - сборные легкобетонные панели толщ. 300 мм.

стены внутренние - сборные бетонные панели толщ. 150 мм.

перекрытия _ сборные железобетонные многопустотные плиты перекрытия.

перегородки - сборные железобетонные перегородки толщ.100 мм,

лестницы _ сборные железобетонные марши по серии 1.151-1 выпуск 2,; железобетонные площадки по серии ИИ-03-02 альбом

покрытие - сборные железобетонные панели.

кровля - стеклоизол 3-слойный ковер; утеплитель - ПСБ25

двери наружные - по серии 1.136-11 остеклённые и щитовые; двери внутренние - щитовой конструкции по ГОСТ 6629-74;

окна - со спаренными переплётами;

полы - паркет, керамическая плитка; мозаичные.

Наибольшая масса монтажного элемента (элемент шахты лифта)- 12 т;

Инженерное оборудование:

водопровод _ хозяйственно-питьевой от местной сети; напор на вводе -35 м.в.ст;

канализация _ хозяйственно-бытовая к местным сетям;

отопление _ центральное водяное от внешнего источника;

вентиляция - естественная.

освещение _ люминесцентное и лампы накаливания;

электроснабжение _ от внешней сети;

слаботочные устройства _ телефон

лифт - пассажирский грузоподъёмностью 320 кг; мусоропровод - с камерой на первом этаже, контейнер сменный.

2. Технико-экономическое обоснование выбора конструктивного решения

монолитный перекрытие каркас строительный

Основным экономическим показателем железобетонных конструкций является стоимость, которая слагается из стоимости материала и работ по изготовлению и монтажу конструкции, стоимости энергии, топлива и материалов на технологические нужды, а также общезаводских расходов, отражающих капиталовложения по организации производства и эксплуатационные расходы предприятия.

Вопросы экономики железобетонных конструкций следует решать совместно с вопросами прочности на протяжении всего процесса проектирования: при выборе объемно-планировочной и конструктивной схемы здания; членении конструкций на сборные элементы; выборе формы и размеров сечения элементов; назначении класса бетона, класса стальной арматуры.

Принятые на предварительной стадии проектирования решения являются экономически оправданными.

Для многих зданий общественного назначения и ряда сооружений большое влияние на выбор материала и формы конструкций могут оказать требования к архитектурно-художественному качеству объектов и эстетические свойства конструкций. В этих случаях может быть признано рациональным применение конструкций с большими приведенными затратами, позволяющих получать социально-экономический эффект. Поэтому в сферу рационального применения конструкций в общем случае включают и часть областей, эффективных с социальной точки зрения, но экономически неэффективных.

Исходя из всего вышеперечисленного, можно сделать вывод, что все принятые конструктивные решения и материалы технически, экономически и социально эффективны.

3. Конструктивные решения

3.1 Расчет и конструирование плиты перекрытия

Элементы монолитного ребристого железобетонного перекрытия (плиту, второстепенную и главную балку) рассчитываем отдельно. Расчет элементов производим в соответствии с указаниями СНиП 2.03.01 и "Руководства по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлого бетона (без предварительного напряжения)".

Монолитные ребристые перекрытия выполняются из бетонов классов по прочности на сжатие В10...В15. Класс арматуры принимаем в зависимости от принятого варианта армирования.

Подсчёт нагрузок на отдельные элементы перекрытия, несмотря на его монолитность, ведем, как для разрезных конструкций.

Для балочных плит повышение несущей способности, обусловленное опиранием по коротким сторонам, относительно невелико. Поэтому для расчета балочной плиты на равномерно распределенную нагрузку из нее мысленно выделяем полосу шириной в 1 м, опёртую на второстепенные балки. Такую полосу рассматриваем как отдельную неразрезную балку, изгибающуюся в одном направлении.

Нагрузки на 1 м² плиты складываются из постоянной нагрузки (от собственной массы плиты и заданной конструкции пола) и временной (полезной), принимаемой по заданию. Для определения расчетных нагрузок коэффициенты надёжности по нагрузке определяются по СНиП II-6-74 "Нагрузки и воздействия": пп. 2.2 и 3.7 СНиП II-6-74

от веса железобетонных конструкций _f = 1,1

от веса выравнивающих и отделочных слоев (плиты, засыпки, стяжки и др.), выполняемых:

в заводских условиях _f = 1,2

на строительной площадке _f = 1,3;

для равномерно распределенных временных нагрузок на перекрытия и лестницы:

при нормативной нагрузке 2,0 кПа _f = 1,2

Таблица 3.1. Нормативные и расчетные нагрузки на 1м² перекрытия

№	Наименование нагрузки	Нормативное значение, кН/м2	f	Расчётное значение, кН/м2
ПОСТОЯННАЯ
1	Керамическая плитка д=15мм (с=1800 кг/м3)	0,27	1,2	0,32
2	Цементно-песчаная стяжка д=20мм (с=2000 кг/м3)	0,4	1,3	0,52
3	Железобетонная плита д=70мм (с=2500 кг/м3)	1,75	1,1	1,93
Итого постоянная			2,77
ВРЕМЕНАЯ
4	Полезная	2,0	1,2	2,4
Итого полная			5,17

Плита рассматривается как неразрезная балка, загруженная равномерно распределённой нагрузкой. В неразрезных балочных плитах с равными пролетами или с пролётами, отличающимися не более чем на 20%, изгибающие моменты определяют с учётом перераспределения вследствие пластических деформаций по готовым формулам.

На работу участков плиты, защемленных по четырём сторонам во второстепенных и главных балках, благоприятное влияние оказывают распоры. Поэтому для плит, окаймленных по всему контуру монолитно связанными с ними баками, рассчитываемых без учёта распора, возникающего в предельном состоянии, значению изгибающих моментов следует уменьшить против определённых по расчету в сечениях промежуточных пролётов и промежуточных опор на 20%.

Таким образом, расчёт следует выполнять для двух полос; условно вырезанных у торцовых стен (участки плиты защемлены по трем сторонам и свободно опёрты одной стороной на стену - полоса 1) и в средней части перекрытий (участки плиты защемлены по четырем сторонам - полоса 2).

За расчетные пролёты плиты принимаются:

средние - расстояния в свету между второстепенными балкам;

крайние - расстояния от оси опоры на стене (при опирании на наружные стены) до грани ребра второстепенной балки.

Длина опорной чести плиты на кирпичную наружную стену принимается ранкой 120 мм.

Расчетные пролеты:

L_кр.р. L_ср.р= 2000200=1800мм

Значения расчетных изгибающих моментов определяют по формулам:

в первом пролете

М₁₌ qL²_кр.р./11кНм

в средних пролетах и на средних опорах-М_С= М₂= qL²_ср.р./16кНм

на первой промежуточной опоре

М_В= qL²_кр.р./14кНм

в средних пролетах и на средних опорах, где плиты окаймлены по всему контуру монолитно связанными с ними балками

М_С= М₂=0,8 qL²_ср.р./16кНм

При этом наибольшая поперечная сила возникает на первой промежуточной опоре слева:

Q^л_B=0,6q L_кр.р. кН

Расчет усилий в перекрытии производим в табличной форме

Таблица 3.2. Расчет усилий в перекрытии

	Моменты по полосе 1	Моменты по полосе 2		Поперечные силы
М1	qL2кр.р./111,52	qL2кр.р./111,52	QA	0,4q Lкр.р.3,72 кН
МВ	qL2кр.р./141,2	qL2кр.р./141,2	QлB	0,6q Lкр.р.5,58 кН
МС	qL2ср.р./161,04	0,8qL2ср.р./160,84	QпB	0,5q Lср.р.4,65 кН
М2	qL2ср.р./161,04	0,8qL2ср.р./160,84	QлС	0,5q Lср.р.4,65 кН

Толщину плиты, предварительно принятую для вычисления её веса, необходимо уточнить по наибольшим расчётным усилиям.

В расчётном отношении плита представляет собой изгибаемый элемент прямоугольного сечения шириной 1000 мм и высотой h. Высоту плиты определяют, исходя из оптимального для плит значения относительной высоты сжатой зоны _оптx/h0.1…0.2. Также необходимо, чтобы удовлетворялось условие Q_b4R_btbh₀, и не требовалась постановка арматуры. Принимаем бетон класса B15 с характеристиками: R_b7.65 МПа R_bt0.675 МПа

Оптимальная относительная высота сжатой зоны для плит _оптx/h0.2.

_optопт(1_опт/2)0.2(10.2/2)0.18

a10+d/210+8/214 мм

hh₀a0,030,0140,047 принимаем h60 мм.

тогда h₀601446 мм

Армирование плиты может осуществляться в виде отдельных стержней или в виде сварных рулонных или плоских сеток. Подбор продольной арматуры в каждом сечении плиты определяется по соответствующим изгибающим моментам, как для изгибаемых элементов прямоугольного сечения с одиночной арматурой.При расчете количества арматуры пользуются следующей схемой расчета:

1) Задаются исходными данными

М - изгибающий момент в сечении, классом бетона- в нашем случае В15; Rb=7.65 МПа. Назначается арматура сварых сеток из арматуры Вр-I: Rs=375 МПа; b=1000 мм.; h₀=60-14=46 мм.2) Рассчитываем щ для определения о_R:

0,008R_b0.850.0087.650,789; 0,85 для тяжёлого бетона.

3) Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

4)Определяем б_m:

;

5) Далее по [4] (таблица 3.1. стр.140) находим о исравниваемсо_R.Если о > о_R,то необходимо изменить сечение или марку бетона.

Если о ? оR,то находим v=1-0.5о.

6) Далее находим площадь арматуры:

Плиты ребристых перекрытий армируют сварными рулонными сетками с продольной или поперечной рабочей арматурой или вязаными сетками. Наиболее экономичным является армирование плит сварными сетками. Их изготавливают из обыкновенной холоднотянутой проволоки класса ВрI диаметром 3-5 мм или из стали класса АIII диаметром 6-9 мм согласно ГОСТ 8478 "Сетки сварные для армирования железобетонных конструкций". Вязаные сетки состоят из стержней диаметром 6-12 мм из стали класса А-1 или А-III.

П. 5.20 СНиП 2.03.01-84

Расстояния между осями рабочих стержней в средней части пролёта плиты и над опорой (вверху) должны быть не более 200 мм при толщине плиты до 150 мм и не более 1,5h-при толщине плиты более 150 мм, где h - толщина плиты.

В плитах расстояния между стержнями, заводимыми за грань опоры, не должны превышать 400 мм, причем площадь сечения этих стержней на 1 м ширины плиты должна составлять не менее 1/3 пощади сечения стержней в пролёте, определенной расчётом по наибольшему изгибающему моменту.

Сечение распределительной арматуры должно быть не менее 10% от сечения рабочей арматуры (но менее 3 стержней на 1 м.п.).

Детальная проработка в графической части.

3.2 Расчёт второстепенной балки

Несмотря на неразрезность конструкций, при подсчёте нагрузок они рассматриваются как разрезные. Нагрузки на второстепенную балку принимаем с полосы шириной, равной расстоянию между осями второстепенных балок. Размеры ребра второстепенной балки назначаем предварительно в зависимости от пролёта балки.

За расчётные пролеты второстепенной балки принимаем расстояния между главными балками в свету.

Определение изгибающих моментов производим с учетом перераспределения вследствие пластических деформаций. В приложении методических указаний приведены данные для построения огибающих эпюр изгибающих моментов в балках, загруженных равномерно распределённой постоянной нагрузкой g и временной p при соотношениях p/g=0,55,0.

Ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов вычисляют в сечениях через 0,2L₀ по формуле:

M(gp)L²₀

где коэффициент, принимаемый по таблице в методических указаниях.

Второстепенная балка имеет тавровое сечение. Если полка тавра расположена в растянутой зоне, то она при расчёте не учитывается. И в этом случае расчет тавровой балки ничем не отличается от расчёта прямоугольной балки с шириной, равной ширине, ребра. Поэтому размеры сечения второстепенной балки определяют по наибольшему опорному моменту - М_в.

Как известно, при проценте армирования, равном или большем предельного, изгибаемые элементы разрушаются хрупко по сжатой зоне бетона без развития значительных деформаций. В этом случае в статически неопределимых конструкциях к моменту разрушения перераспределение усилий полностью не реализуется и несущая способность конструкции не может быть оценена расчетом по методу предельного равновесия. Поэтому для реализации полного перераспределения усилий элементы статически неопределимых конструкций следует проектировать с армированием, меньшим предельного армирования для статически определимых систем.

В связи с этим при подборе сечений, в которых намечено образование пластических шарниров, принимаем значение 0,35 - 0,40. Согласно "Руководству по расчёту статически неопределимых железобетонных конструкций", необходимо проектировать конструкции так, чтобы причиной разрушения не могли быть срез сжатой зоны или (особенно в элементах двутаврового и таврового сечения) раздавливания бетона от главных сжимающих напряжений, и применять для армирования конструкций стали, допускающие достаточно большие деформации в пластических шарнирах.

hh₀a0,2830,050,333 h350 мм b/h0.15/0.350.43

Принимаем h350 мм ; b150 мм ; h₀300 мм

В зависимости от направления действия изгибающего момента сжатая зона второстепенной балки таврового сечения расположена в верхней или нижней части сечения. При подборе продольной арматуры в пролётах второстепенной балки по положительным изгибающим моментам сечение балки рассчитывается как тавровое с шириной полки b'_f.

Максимальная расчетная ширина полки b'_f ограничивается определёнными пределами, так как её совместная работа с ребром в предельной стадии может быть не обеспечена вследствие местной потери устойчивости полки и ёё чрезмерного прогиба.

п. 3.16 СНиП 2.03.01-84

Значение b, вводимое в расчет, принимаем из условия, что ширина свеса полки в каждую сторону от ребра должна быть не более 1/6 пролёта элемента и не более:

а) при наличии поперечных ребер - 1/2 расстояния в свету между продольными ребрами.

б) при отсутствии поперечных ребер или при расстояниях между ними, больших, чем расстояния между продольными рёбрами.

Расчёт на действие поперечной силы не производится, если соблюдается условие

Q_b4R_btbh₀

где _b4 коэффициент, для тяжёлого бетона принимаемый равным 0,6.

39,81>0.60.67510³0.150.31519,13

Следовательно, требуется постановка поперечной арматуры.

При армировании балки вязаными каркасами хомуты принимаются диаметром 68 мм из стали класса АI с шагом, кратным 50 мм. Затем вычисляем Q_swQ_b и сравнивают с поперечной силой у грани опор балки. Если Q_swQ_b> Q отогнутые стержни (утки) проектируются конструктивно, если Q_swQ_b< Q отогнутые стержни рассчитываются. Расстояния между хомутами S, между опорой и концом отгиба, ближайшего к опоре, S₁, а также между концом предыдущего и началом последующего отгиба S₂, должен быть не более величины

Расчет хомутов и отгибов производим по поперечной силе. Отогнутые стержни устанавливаются в балке также в связи с переводом части нижней арматуры, воспринимающей положительный момент в пролете, наверх - на опоры для восприятия отрицательных моментов. Места отгибов стержней следует согласовать с огибающей эпюрой моментов и с эпюрой материалов.

Принимаем: диаметр хомутов 6 мм.

арматура класса АI

число ветвей n_w 2

_f0 ; _N0 т.к. нет продольной силы и полка находится в растянутой зоне.

S на приопорном участке Ѕh175 мм, но не более 150 мм.

S в пролёте ѕh263 мм, но не более 300 мм.

Принимаем S в приопорном участке 150 мм, на остальных участках 250 мм.

Таким образом, проекция наклонной трещины, отвечающая минимальной суммарной несущей способности бетона и арматуры равна:

Длина участка, на котором учитывается работа хомутов С_w равна:

, тогда

Q_swQ_b > Q39,81 кН

Шаг хомутов и их диаметр выбраны верно.

Проверим прочность по сжатому бетону между наклонными трещинами:

,

_w115_w159.132,51510³1.1148

E_sw/E_b2.110¹¹/2.310¹⁰9.13

_wn_wA_sw/bS228,310⁶/0.150.152,51510³

_b11R_b10.017.650.9235

Q39,81 кН < 0.31.11480.92357.6510⁶0.150.3106,3 кН

Прочность по сжатому бетону между наклонными трещинами обеспечена.

Определив необходимое сечение арматуры в пролетах и на опорах, а также отогнутой арматуры, переходим к назначению количества и диаметра стержней. Сначала подбираем арматуру во всех пролетах. При этом руководствуемся следующими положениями:

Количество стержней желательно назначить таким, чтобы арматура поместилась в одном ряду (но не менее 3 стержней). Диаметр рабочих стержней рекомендуется принимать от 12 мм до 25 мм.

Число стержней в пролёте следует согласовать с требуемым по расчету сечением отогнутой арматуры и с количеством отогнутых стержней, которое требуется, чтобы перекрыть участок огибающей эпюры поперечных сил.

Всю отогнутую арматуру следует получить посредством отгиба нижних продольных стержней и, в крайнем случае, если их не хватает, поставить "утки", Количество плоскостей отгибов и площадь отогнутых стержней в каждой плоскости должны быть не меньше требуемых по расчету. Угол наклона отгибов к оси балки (при h<800 мм)принимается 45^О

Следует стремиться к меньшему количеству разных диаметров рабочей арматуры. Разница в диаметрах рабочей арматуры не должна быть меньше 2 мм.

Из лежащих по низу балки стержней не менее чем два стержня должны быть доведены до опоры по низу балки (при b150 мм).

Подбор количества стержней и их диаметров должен быть осуществлен таким образом, чтобы разность расчетной площади сечения арматуры и суммарной площади уложенных в пролетах стержней была минимальной.

При размещении в поперечном сечении стержней следует обязательно следить за соблюдением зазора между ними, исходя из принятой ширины балки. Над опорой зазоры между стержнями в ряду увеличиваются для удобства бетонирования. При расположении нижней арматуры более чем в два ряда по высоте сечения расстояние между стержнями, расположенными в третьем и следующих рядами, должны приниматься не менее 50 мм.

Требуемая на опорах по расчету на момент, продольная рабочая арматура должна быть получена за счет пролетной арматуры, которую можно отогнуть, и арматуры, принятой по отрицательному моменту в соседних пролетах и укладываемой на крайне свободные места с тем, чтобы они являлись одновременно и монтажными стержнями.

Площадь сечения стержней первой плоскости отгибов (при отсутствии "уток"), считая от опоры, но только слева или только справа от опоры, не учитывается. Эти отгибы имеют, как правило, горизонтальный участок. на опоре всего 50100 мм и не могут воспринимать изгибающий момент.

В опорном сечении на восприятие изгибающего момента работает тот стержень, который имеет до опорного сечения прямой участок не менее h/2.

В некоторых случаях допускается для получения на опоре требуемой площади сечения арматуры устанавливать дополнительные прямые стержни, которые укладывают на крайние свободные места.

Прочность балки должна быть обеспечена по всей её длине, однако необходимо учесть и экономическую сторону проектирования. Площади сечения арматуры найдены по усилиям в наиболее загруженных сечениях, естественно, что по мере уменьшения моментов по длине балки часть стержней отбрасывают или переводят в другую зону балки. Для того что бы определить места обрывов и уточнить места отгибов и строят эпюру материалов.

Эпюра материалов представляет собой графическое изображение значений моментов, которые могут быть восприняты балкой в любом сечении. Сопоставляя эпюру материалов с огибающей эпюрой моментов, можно проверить прочность балки на изгиб во всех сечениях по её длине.

Опорные сечения

Положительный момент:

МA_sR_s(h₀a)

Отрицательный момент:

3.3 Расчёт главной балки

Расчетная схема главной балки принимается в виде неразрезной балки на шарнирно вращающихся опорах. Расчетные величины пролетов принимаются равными расстоянию между осями опор.

L=6000мм=6,0м

Нагрузки, передаваемые второстепенными балками на главную, учитываются в виде сосредоточенных сил и определяются без учета неразрезности второстепенных балок. Нагрузка от собственного веса ребра главной балки фактически является равномерно распределенной. Для упрощения расчета нагрузку от собственного веса ребра главной балки можно собирать с участка между осями примыкающих пролетов плиты и добавлять к сосредоточенным силам, передающимся от второстепенных балок.

Задаваясь сечением главной балки 40х20см, находим нагрузки на главную балку.

Определение расчетных усилий производится с учетом их перераспределения. Предварительно определяем усилия в балке как в упругой системе. При симметричных нагрузке и схеме балки усилия достаточно определить только для половины балки. При определении усилий будем пользоваться [4], позволяющей построить эпюры изгибающих моментов от каждой рассматриваемой комбинации постоянной и временной нагрузок в отдельности. Ввиду нескольких комбинаций нагрузок вычисление величин изгибающих моментов и поперечных сил производим в табличной форме.

Перераспределение усилий вследствие неупругих деформаций в данном случае целесообразно использовать для уменьшения в допустимых пределах больших изгибающих моментов на промежуточных опорах. Пределом рационального перераспределения следует считать такое уменьшение наибольшего изгибающего момента на опоре В, при котором изгибающие моменты в пролете II от это комбинации нагрузок будут примерно равны изгибающим моментам, полученным из расчета упругой системы при других комбинациях нагрузок.

Этим соображениям отвечает уменьшение опорного момента М_В=-123,49 кНм на 20% т.е. на 30 кНм.

Тогда изгибающие моменты при временной нагрузке, расположенной в пролетах I и II, будут равны:

М_В=-93,49 кНм

М₁₁^/=99.57+8=107.57 кНм<113.67кНм

М₁₂^/=58,66+16=74,66 кНм<82,91 кНм

М₂₁^/=34,15+16=50,15 кНм<52,06кНм

М₂₂^/=46,5+8=54,5 кНм

Соответственно поперечные силы будут равны:

Q_А^пр=43,54+28,8-(99,49/6)=55,76кН

Q_В^л =43,54+28,8+(99,49/6)=88,92кН

Q_В^пр=43,54+28,8+(99,49-85,13)/6=74,73кН

Величины остальных усилий, вычисленные в таблице остаются без изменений.

Для сечений, у которых плита находится в сжатой зоне, расчетную ширину сечений принимаем:

b_П=b+2·l/6=200+2·6000/6=2200мм

для сечений, у которых плита находится в растянутой зоне, расчетную ширину сечения принимаем b=200мм.

Рабочую высоту сечения определяем исходя из толщины защитного слоя 20мм и в предположении расположения арматуры: нижней в пролетах I и II - в два ряда; верхней в пролете II и в опорном сечении - под двумя слоями сеток опорной арматуры второстепенных балок.

Принимаем армирование пролетными и опорными каркасами; рабочие стержни каркасов из горячекатаной стали периодического профиля класса АII; поперечные стержни каркасов - из гладкой круглой горячекатаной стали класса AI.

Определяем площадь продольной арматуры в пролетных сечениях. Плита находится в сжатой зоне, расчетная ширина сечения b_П= 2200мм.

В пролете I

М₁=113,67 кНм

по табл. 4.6[4] v=0,972

В пролете II

М₁₁=54,5 кНм; М₁₁=-5,48 кНм



по табл. 4.6[4] v=0,99

по табл. 4.6[4] v=0,985

Определяем площадь продольной арматуры в опорном сечении на опоре В. Плита находится в растянутой зоне, расчетная ширина сечения b=200мм. Найденный в результате перераспределения усилий расчетный изгибающий момент на опоре В М_В==-93,49 кНм и относится к сечению по оси опоры.

Площадь продольной арматуры определяется для сечения по грани опоры, т.е. по грани нижней колонны. Так как площадь арматуры в сечениях по грани опоры справа и слева одинакова, находим больший из изгибающих моментов

,

где h_к - ширина опоры (высота поперечного сечения колонны), принятая предварительно 0,40м.

Q_В^пр- поперечная сила, вычисленная для сечения на опоре В(справа).

по табл. 4.6[4] v=0,655

Принимаем армирование:

В пролете I

Принимаем три каркаса с двумя рабочими стержнями ?14мм.

6?14=923мм²>914мм²

В пролете II

Принимаем два каркаса с двумя рабочими стержнями ?12 мм в каждом, всего 4?12=452мм²>431мм²;

верхние стержни каркасов принимаем 1?10мм в каждом каркасе, всего 2?10=101мм²>43,5мм²

На опоре В

Два каркаса с двумя рабочими стержнями ?18мм в каждом; всего 4?18=1017мм²>1010мм²

В соответствие с указаниями о целесообразности назначать поперечную арматуру с некоторым избытком расчет ее производим на наибольшие значения поперечных сил, полученные из рассмотрения балки как упругой системы и с учетом перераспределения изгибающих моментов.

Проверяем условие в сечении на опоре А, где действует наименьшая поперечная сила:

Q_A^пр=55.76кН>R_bt·b·h=0.675·200·350=47.25кН

Условие не удовлетворяется - поперечная арматура на всех приопорных участках ставится по расчету.

Наибольшее допустимое расчетное расстояние между поперечными стержнями

Принимаем арматуру ?6мм класса АI.

Усилие, которое должны воспринять поперечные стержни и требуемый шаг поперечных стержней при принятом диаметре:

в сечении у опоры А справа при двух каркасах:

в сечении у опоры В слева при четырех каркасах:

в сечении у опоры В справа при четырех каркасах:

Руководствуясь указаниями по конструированию, принимаем шаг поперечных стержней на приопорных участках

Места обрыва каркасов или отдельных стержней в каркасах определяем с учетом принятой схемы армирования:

а) в пролете I обрывается средний каркас (2?14) со стороны опор А и В.

б) в пролете II обрываются верхние стержни в обоих каркасах (2?12) со стороны опор В и С.

в) каркасы в опорном сечении устанавливаются со сдвижкой и таким образом, обрываются по одному.

Находим места теоретического обрыва стержней.

Обрыв среднего каркаса в пролете I. Оставшаяся арматура составляет 4?14 (А_s=616мм²)

[М]=R_s·A_s·v·h₀=365·616·0.98·350=77,12 кНм

Обрыв второго ряда рабочих стержней каркасов в пролете II. Оставшаяся арматура 2?12 расположена в один ряд. При этом рабочая высота сечения h₀=370 (А_s=226мм²)

[М]=R_s·A_s·v·h₀=365·226·0.995·370=30,36 кНм

Обрыв опорных каркасов в пролете I. Одним местом теоретического обрыва каркаса является сечение, где не действуют отрицательные изгибающие моменты ни при каких комбинациях временной нагрузки. В нашем случае наиболее удаленное от опоры В сечение, где М=0, соответствует расположению временной нагрузки в пролете II. Второе место обрыва находится по общим правилам.

Расчетная несущая способность сечения, армированного одним каркасом с A_s=509мм²(2?18) при расположении плиты в растянутой зоне:

[М]=R_s·A_s·v·h₀=365·509·0.78·350=50,70 кНм

Обрыв опорных каркасов в пролете II. Местом теоретического обрыва является сечение, где площадь поперечного сечения верхних стержней пролетных каркасов 2?8=101мм² недостаточна. Второй каркас обрывается по общим правилам.

Расчетная несущая способность сечений (плита находится в растянутой зоне): при с A_s=101мм²

[М]=R_s·A_s·v·h₀=365·101·0.965·350=12,4 кНм

при A_s=2?18+2?8=609мм²

[М]=R_s·A_s·v·h₀=365·609·0.41·350=55,62 кНм

По огибающей эпюре моментов определяем положение мест теоретического обрыва каркасов:

Расстояния, на которые необходимо продолжить каркасы за место теоретического обрыва, принимаем 20d.

a₁-w₁=1.43-0.36=1.07м

a₂-w₂=2-0,36=1,64м

a₃-w₃=1,7-0,28=1,42м

a₄+w₄=1,6+0,36=1,96м

a₅+w₅=0,78+0,36=1,44м

a₆+w₆=1,8+0,28=2,08м

a₇+w₇=0,93+0,36=1,29м

Определяем длину участка и площадь сечения дополнительных поперечных стержней в местах опирания второстепенных балок. Длина участка

S=2·h₁+b=2·(350-300)+200=300мм

A_s=P/R_s=(28.8+43.54)/365=198мм²

Принимаем два каркаса с общим количеством поперечных стержней 4?8 АI

Детальную разработку эпюры материалов и конструирование плиты смотреть в графической части проекта.

3.4 Расчёт железобетонной колонны

Грузовая площадь от перекрытий и покрытий при сетке колонн 6х6м равна 36м². Подсчет нагрузок сводим в таблицу. При этом высота и ширина ригеля приняты h=60см, b=30см. При таких размерах масса ригеля на 1м длины составляет 4,5кН/м, а на 1м² равна 0,75 кН/м².

Нагрузка с грузовой площади на колонну:

Нагрузка на колонну с грузовой площади одного перекрытия:

Полная нагрузка на колонну первого этажа.

Кратковременная нагрузка на колонну первого этажа.

При расчете колонн монолитных ребристых перекрытий их рассматривают, как центральносжатые, так как изгибающий момент от поворота опорных сечений монолитно связанной с колонной главной балки незначителен.

Условия закрепления стержня колонны (для определения расчетной длины и коэффициента продольного изгиба ц) принимаются следующие:

а) примыкание к перекрытию рассматривается как шарнирно-неподвижное опирание;

б) заделка в фундамент рассматривается как полное защемление в уровне верхнего обреза фундамента.

Расчетная схема колонны нижнего этажа принимается в виде стержня с шарнирно неподвижной опорой в уровне верха перекрытия и защемлением в уровне верхнего обреза фундамента.

Площадь поперечного сечения арматуры в колоннах, поддерживающих ребристые перекрытия, в пределах этажа обычно принимается постоянной, а арматура симметричной. Расчетным сечением колонны является сечение на уровне обреза фундамента.

Принимаем для армирования колонны горячекатаную арматурную сталь периодического профиля класса АIII. Сечение колонны квадратное: 40х40см. Расчетная свободная длина колонны:

l₀=ш·l=0.7·(3.9+0.8)=3.29м

Отношение расчетной свободной длины колонны к размеру поперечного сечения

l₀/h=329/40=8.2

ц=0.98; m_дл=1.0.

Так как m_дл=1.0, приведенная продольная сила в расчетном сечении колонны на уровне верхнего обреза фундамента равна сумме расчетных постоянной и временной нагрузок:

N_п=1329+905=2234кН.

Требуемая площадь арматуры:

Принимаем 4?20мм, A_s=1256мм²

Хомуты принимаем: d=6мм; шаг- 250 мм<20·18=360мм

Рассчитываем плиту покрытия размером 3х18м типа «ТТ». Бетон тяжелый класса В20 по прочности на сжатие, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении: R_b=11.6МПа; R_bt=0.9МПа, R_b,ser=15.0МПа, R_bt,ser=1.4МПа, начальный модуль упругости E_b=24·10³МПа. Коэффициент работы бетона, учитывающий длительность действия нагрузки, г_b2=0.9. Напрягаемая арматура класса К-7 диаметром 15мм: R_s=1080МПа, R_s.ser=1295МПа, E_s=18·10³МПа.

Верх плиты плоский. Номинальная длина плиты 18м. Учитывая ширину швов между торцами плит 50мм, фактическая длина плиты L₁=18000-2·50/2=17950мм. Длину опирания продольных ребер плиты принимаем 150мм. Расчетный пролет плиты определяем, как расстояние между серединами площадок отпирания: L₀=17850-2·150/2=17800мм. Номинальная ширина плиты В=3м. Фактическая ширина плиты с учетом ширины шва между соседними плитами 20мм составляет В₁=3000-20=2980мм. Продольные ребра плиты располагаем на таком расстоянии одно от другого, чтобы каждое приходилось посередине своей половины полки плиты, т.е. В₀=В/2=1500мм. Общую высоту ребер плиты вместе с толщиной полки принимаем унифицированной и равной L/20=900мм. Среднюю ширину ребра принимаем 160мм. С учетом угла наклона боковых граней ребер к вертикали ~ 1/10 ширина ребра поверху принимаем 205мм, а понизу - 115мм. Толщину полки принимаем 50мм по краям и 65мм у ребер.

Для упрощения вычислений ведем расчет одного продольного ребра плиты. Геометрические характеристики сечения плиты: средняя толщина полки плиты h_f'=(65+50)/2=57,5мм; полная ширина сжатой полки, вводимой в расчет, из условия, что ширина свеса полки в каждую сторону от ребра равна 6h_f'=6·57,5=345мм, составляет b_f'=2·345+160=850мм.

- от собственного веса плиты: g_ser=12.0/(17.95·2.98)=2.24кН/м²

- от конструкции кровли: g_ser=1,6·1,3=2,08;

полная: g_ser=2,08+2,24=4,32 кН/м²

g=4.32·1.1=4.54 кН/м²

-снеговая: s=µs₀=1·0.7=0.7 кН/м²

s=0.7·1.25=0.88 кН/м²

ИТОГО: g=5.42 кН/м²

При определении погонных нагрузок на продольное ребро плиты ранее вычисленные и заданные поверхностные нагрузки умножаем не только на ширину 1,5м, но и на коэффициент надежности по назначению, равный г_n=0,95

g_ser=3,84·0,95·1,5=5,47 кН/м

v_ser=0.7·0.95·1.5=0.997 кН/м

q_ser=4.54·0.95·1.5=6.47 кН/м

g=4.54·0.95·1.5=6.47 кН/м

v=0.88·0.95·1.5=1.79 кН/м

q=5.42·.95·1.5=7.72 кН/м

Соответственно изгибающие моменты в середине пролета и поперечные силы у опор:

М_ser=5,47·17,8²/8=256,24 кНм

М=7,72·17,8²/8=305,75 кНм

Q=7,72·17,8/2=68,71кН

Предварительно определяем достаточность выбранных размеров поперечного сечения ребра bxh из условия прочности на сжатие бетона в его опорной части, где b- ширина ребра таврового сечения, мм. В соответствие с п.3.30 и формулой (72) [2] для тяжелого бетона коэффициент ц_w1 должен быть не более 1,3:

ц_w1=Q/[0.3(1-0.01· г_b2·R_b)· г_b2·R_b·b·h₀]=68710/[0.3(1-0.01·0.9·11.5)·0.9·11.5·160·800]=0.19<1.3,

где h₀=800 принимается с учетом возможного расположения арматуры в несколько рядов по высоте, так что высота центра тяжести напрягаемой арматуры над нижней гранью ребра предварительно принята а?100мм. Размеры сечения ребра достаточны.

За расчетное нормальное сечение принимаем приведенное тавровое сечение. По формуле (26) [2] определим характеристику сжатой зоны сечения из тяжелого бетона:

w=0.85-0.008· г_b2·R_b=0.85-0.008·0.9·11.5=0.767

Для определения граничного значения относительной высоты сжатой зоны о_R найдем напряжение у_sR для напрягаемой арматуры класаа К-7 по формуле:

у_sR=R_s+400- у_sp1,

где у_sp1- предварительное напряжение арматуры до обжатия бетона с учетом первых потерь напряжения

Принят механический способ натяжения арматуры на упоры стенда. При этом по п.1.23 [8] p=0.05· у_sp; у_sp+р? R_s,ser

Отсюда максимальная величина предварительного напряжения у_sp? R_s,ser-р= R_s,ser-0,05· у_sp или R_s,ser=1,05· у_sp, откуда у_sp,max= R_s,ser/1.05=1295/1.05=1233 МПа

Ограничим величину контролируемого напряжения в арматуре у_sp=1200МПа, тогда р=0,05·1200=60МПа, у_sp+р=1200+60=1260<1295= R_s,ser; у_sp-р=1200-60=1140МПа>0,3·1295=389МПа

Коэффициент точности натяжения согласно формуле (6) п.1.27 [2] г_sp=1-? г_sp; ? г_sp=0,1; г_sp=1-0,1=0,9.

Первые потери предварительного напряжения:

у₁=0,1· у_sp-20=0,1·1200-20=100МПа;

у₂=1,25·?t=1,25·65=81,25МПа;

у₃=(?l/l)·E_s=(2/18000)18·10³МПа.

Первые потери напряжения арматуры (без учета потери от быстро нарастающей ползучести):

у₁+ у₂+ у₃=100+81,2+21,1=202,3МПа

у_sp1= у_sp- у_l1=1200-202.3=997.7МПа;

у_sR=R_s+400- у_sp1=1080+400-997,7=482,3МПа

По формуле (25) [2]

о_R=w/[1+ (у_sR/ у_sc,u)(1-w/1.1)]=0.767/[1+(482.3/500)·

(1-0.767/1.1)]=0.59

Вспомогательный расчетный коэффициент:

б_m=M/( г_b2·R_b·b·h₀²)=305.75·10⁶/(0.9·11.5·850·800²)=0.054

x=о·h₀=0.056·800=44.8<57.5= h_f', т.е. нейтральная ось проходит в полке плиты и сечение рассчитывают как прямоугольное:

v=1-0.5· о=1-0.5·0.056=0.972

Для высокопрочной арматуры, не имеющей физического предела текучести, определяем коэффициент условий работы при напряжениях выше условного предела текучести по формуле (27) [2]: г_s6=Ю-( Ю-1)·(2· о/ о_R-1)? Ю, где Ю=1,1;

г_s6=1,1-(1,1-1)·(2·0,056/0,59-1)=1,18>1.1, поэтому принимаем г_s6=1,1.

Площадь напрягаемой арматуры

Соответственно площади принимаем арматуру 3?15 К-7 A_s=424.8мм²

Распределенная поверхностная нагрузка на плиту:

-вес полки g_f=0.05·25·1.1=1.375 кН/м²

- полезная нагрузка v=2.96 кН/м²

Погонная нагрузка на торцевое ребро:

-от треугольных нагрузок

q_max=( g_f+v)·0.74=( 1.375+2.96)·0.74=3.21кН/м

- собственный вес торцевого ребра

g₁=(0.09+0.25/2)·0.15·25·1.1=0.887 кН/м

- от полки и полезной нагрузки над торцевым ребром

q₁=(q_f+v)·0.34=(1.375+2.96)·0.34=1.47 кН/м.

Суммарная равномерно распределенная погонная нагрузка на торцевое ребро ? q₁=0,887+1,47=2,36 кН/м.

Изгибающий момент в торцевом ребре

M= q_maxl²/3+?q₁l²/2=3.21·0.74²/3+2.36·0.74²/2=1.83 кНм;

Q=3.21·0.74/2+2.36·0.74=2.93кН.

Те же усилия с учетом коэффициента надежности по назначению г_n=0.95; M=0.95·1.23=1.17 кНм; Q=2.93·0.95=2.78 кН.

Ширина сечения в сжатой зоне b=90мм; h₀=170мм. Вспомогательный коэффициент

б_m=M/( г_b2·R_b·b·h₀²)=1,17·10⁶/(0,9·11,5·90·170²)=0,043

v=1-0.5· о=1-0.5·0.044=0.917

Принимаем 1?6 АIII A_s=28.3мм²

Рассчитываем условно вырезанную полосу консольной полки плиты шириной b=1м.

g₁=0,015·25·1,1=0,412 кН/м²

g₂=0,05·25·1,1=1,375 кН/м²

v=2.96 кН/м²

Изгибающий момент в полке плиты с учетом коэффициента надежности по назначению г_n=0.95

M=[ g₁·a₁/6+( g₂+v)l_k²/2]· г_n=

[0.412·0.32²/6+(1.375+2.96)·0.635²/2]·0.95=0.836 кНм

Вспомогательный коэффициент

б_m=M/( г_b2·R_b·b·h₀²)=0.836·10⁶/(0,9·11,5·1000·45²)=0,039

v=1-0.5· о=1-0.5·0.039=0.979

Принимаем ?5Вр-I 250x250 A_s=78.5мм²

Коэффициент ц_f, учитывающий влияние сжатых полок таврового сечения, по формуле (77) [2]

ц_f=0.75·(b_f'-b)·h_f'/(b·h₀)=00.75·3·h_f'²/(b·h₀)=

0.75·3·57.5²/160·830=0.056<0.5, где b_f'= b+3·h_f', следовательно b_f'- b= b+3·h_f'- b=3·h_f'.

Для определения коэффициента ц_n, учитывающего обжатие плиты напрягаемой арматурой, необходимо сначала определить усилие предварительного обжатия бетона с учетом всех потерь

P₂= г_sp·у_sp2·A_s= г_sp·( у_sp- у_l2)·A_s.

Для определения вторых потерь предварительного напряжения у_l2 необходимо знать геометрические характеристики плиты б=E_s/E_b=1.8·10⁵/24·10³=7.5

Приведенная площадь сечения

A_red=(850-160)57.5+160·900+425·7.5=186863мм²

Статический момент сечения относительно нижней грани приведенного сечения

S _red=39675·871+144000·450+3200·70=99.58·10⁶мм³

Расстояние от центра тяжести до нижней грани:

y= S _red/A_red=99.58·10⁶/186863=532.91мм.

Приведенный момент инерции сечения:

I_red=(850160)·57.5²/12+39700·338.34²+160·900³/12+144000·82.91²

+3200·462.91²=1.595·10¹⁰мм⁴

Усилие предварительного обжатия по формуле (8)[2]:

P= г_sp·у_sp·A_s=1·1200·424.8=509.76 кН.

В соответствии с формулой (9)[2] e₀=y_sp=462.91мм.

Назначаем передаточную прочность бетона плиты в соответствии с требованиями п.2.6 [2]: R_bp=11 МПа.

Напряжения в бетоне на уровне напрягаемой арматуры с учетом разгружающего влияния собственного веса плиты

у_bp=P/A_red+P·e_0p·z/ I_red-M_g,ser·z/I_red=

509760/186863+509760·462.91·462.91/(1.595·10¹⁰)-

-216.72·462.91/1.595·10¹⁰=9.57МПа

у_bp/R_bp=9.57/15.5=0.61<0.75 (см.табл.7[2]).

Потерю напряжений в арматуре от быстронарастающей ползучести бетона определяем по формуле из табл.5, п.6,б [2]:

б=0,25+0.025·R_bp=0.25+0.025·11=0.525; у_bp/R_bp=0,61<0.525=б ;

=0,85·40· у_bp/ R_bp=0,85·40·0,61=20,74МПа

Сумма первых потерь

у_l1= у₁+у₂+у₃+у₆=223.04МПа

Усилие обжатия бетона с учетом всех первых потерь (при коэффициенте точности натяжения арматуры г_sp=0,9)

P₁= у_sp1·A_s=( г_sp·у_sp- у_l1)·A_s=(0.9·482.3-223.04) ·424.8=89646 Н

Определяем вторые потери напряжения в арматуре по табл.5, пп.8 и 9 [2]: у₈=35МПа;

у_bp1=P₁/A_red+P₁·e_0p·z/ I_red-M_g,ser·z/I_red=

89646/186863+89646·462.91·462.91/(1.595·10¹⁰)-

-216.72·462.91/1.595·10¹⁰=1,68МПа

у_bp1/R_bp=1,68/15.5=0.11<0.75

Тогда по табл.5, п.9 [2]

у₉=150·б· у_bp1/R_bp=150·0,85·0,11=14,025МПа.

Вторые потери у_l2= у₈+ у₉=35+14.025=49 МПа

Полные потери предварительного напряжения арматуры:

у_l= у_l1+ у_l2=223,04+49=272,04МПа

Усилие обжатия бетона после проявления всех потерь напряжения арматуры в эксплутационный период в случае недостаточного натяжения арматуры, т.е. при коэффициенте точности натяжения г_sp=0.9:

P₂= у_sp2·A_s= г_sp(у_sp+ у_l) ·A_s=0.9·(482.3-272.04) ·424.8=80387 H

Коэффициент ц_n, учитывающий влияние усилия обжатия бетона на несущую способность элемента по поперечной силе, определяем по формуле (78) [2] с учетом коэффициента условий работы бетона:

ц_n=0,1·Р₂/(г_b2·R_bt·b·h₀)=0.1·80387/0.9·0.9·160·830=0.075<0.5;

1+ ц_f+ ц_n=1+0.088+0.075=1.16<1.5.

Минимальное значение поперечной силы, воспринимаемой сечением элемента из тяжелого бетона по п.3.31[2]:

Q_b=0.6·(1+ ц_f+ ц_n)·г_b2·R_bt·b·h₀

=0.6·1.16·0.9·0.9·160·830=75043 H>6871 H=Q

Следовательно, поперечная арматура ставиться конструктивно.

4. Технологическая карта на монтаж каркаса

4.1 Основные положения

Данная техкарта предназначена для монтажа каркаса 7-ми этажного администротивно-лабораторного корпуса НИИ. Монтажные работы производятся в летнее время в две смены. Звено монтажников составляет четыре человека. Монтаж элементов каркаса производится башенным краном КБ674-А.

4.2 Организация и технология строительного процесса

До начала монтажа железобетонных конструкций должны быть выполнены следующие работы:

а) закончены все работы по нулевому циклу;

б) проложены временные дороги для движения автотранспорта и монтажных механизмов от постоянных работ до места монтажа;

в) смонтировано освещение стройплощадки;

г) закончены все монтажные и сопутствующие монтажу работы на нижнем ярусе;

д) вынесены на монтажный горизонт базовые оси;

е) доставлены в зону монтажа приспособления, инвентарь;

ж) подготовлен к установке комплект одиночных кондукторов.

Монтаж каркаса осуществляется четырьмя ярусами:

а) первый ярус- первый и второй этажи;

б) второй ярус- третий и четвертый этажи;

в) третий ярус- пятый и шестой этажи;

г) четвертый ярус- седьмой этаж.

В состав работ по монтажу железобетонных конструкций входят:

а) установка одиночных кондукторов;

б) монтаж колонн;

в) монтаж ригелей;

г) монтаж связевых плит перекрытия.

До начала монтажа конструкций на перекрытие устанавливается комплект из двенадцати одиночных кондукторов. Каждый кондуктор настраивается по двум перпендикулярным базовым осям теодолитом.

Одиночный кондуктор конструкции ЦНИИОМТП состоит из нижней и верхней рам, соединенных между собой четырьмя стойками. На стойках в двух уровнях закреплены разъемные хомуты с регулировочными винтами. По углам опорной рамы имеются винтовые опоры, с помощью которых кондуктор устанавливается на перекрытие и его при необходимости можно выверить по вертикали. Кондуктор крепят к монтажным петлям плит перекрытия с помощью растяжек, регулируемых по длине, и дополнительно к монтажным петлям ригеля с помощью крюка и натяжного устройства или к оголовкам нижестоящих колонн крепежными регулировочными винтами. Для производства монтажных и сварочных работ над кондуктором расположены регулируемые по высоте подмости. После установки всех одиночных кондукторов с их помощью устанавливаются и закрепляются колонны.

Каждая колонна прихватывается в четырех местах и обваривается по периметру. Затем последовательно монтируются ригели и связевые плиты нижнего и верхнего этажей яруса. После монтажа и закрепления всех рамных конструкций.

На следующую позицию кондукторы переставляют только после укладки ригелей, связевых плит и сварки стыков колонн.

Вертикальные диафрагмы жесткости монтируют после сварки стыков колонн до укладки перекрывающих их ригелей и связевых плит. Диафрагмы жесткости в соответствии с проектом опирают на слой цементно-песчаного раствора или на инвентарные опорные балочки. Их временно закрепляют с помощью подкосов или специальной балки со струбцинами. После приведения низа диафрагм в проектное положение и выверки по вертикали их соединяют с колоннами и между собой посредством ручной дуговой сварки стальных закладных деталей и выпусков арматуры.

Монтаж ригелей производят, центрируя их в поперечном направлении - соблюдая равные площадки опирания концов ригеля на консоли колонн. Работы ведутся с инвентарных подмостей. При укладке ригелей с арматурными выпусками тщательно выверяют их совмещение. После электроприхватки закладных деталей выполняют расстроповку и окончательную заделку стыков в соответствии с проектом.

...