Проект железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания
Содержание
Введение
. Расчёт монолитной плиты перекрытия
. Расчёт многопролётной второстепенной балки
. Расчёт прочности кирпичного простенка
. Расчёт ребристой плиты сборного перекрытия по
первой группе предельных состояний
. Расчёт ребристой плиты сборного перекрытия по
второй группе предельных состояний
. Расчёт рамы
. Расчёт ригеля
. Расчёт колонны
. Расчёт фундамента отдельного монолитного
столбчатого
Список использованных источников
Приложение
Введение
В данном курсовом проекте необходимо спроектировать железобетонные
конструкции многоэтажного промышленного здания. Расчет состоит из двух частей.
В первой части проектируется монолитное железобетонное перекрытие,
опирающееся на кирпичные стены многоэтажного промышленного здания.
Конструктивная схема здания смешанная (по периметру здания - несущие кирпичные
стены, внутри здания - монолитные колонны каркаса).
Во второй части проекта необходимо рассчитать сборные железобетонные
элементы такого же здания. В этом случае конструктивная схема здания каркасная.
Для расчета принимаем следующие исходные данные:
длина - 4 х 7,2 м:
ширина - 3 х 6,0 м;
высота - 3 х 3,9 м;
нагрузка - 7900 Н/м2;
количество второстепенных балок в пролете - 2;
класс бетона - В15;
класс арматуры (для сборных элементов) - А-II;
R0=0,27
МПа;
район строительства - г. Новосибирск.
1.
Расчёт монолитного перекрытия
Монолитное ребристое перекрытие компонуют с поперечными главными балками
и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещаются по осям
колонн и в третях пролёта главной балки, при этом пролёты плиты между осями
рёбер равны 6/3 = 2 м.
Рис.
1 Расчетная схема плиты и эпюра М
Задаёмся
предварительными размерами конструкций перекрытий:
1. Главная балка
h = 1/10 × l = 1/10 × 6000 =
600 мм.
= 0,5 × h = 0,5 × 600 = 300 мм.
2. Второстепенная балка
h =
1/17
× l
= 1/17 × 7200 = 400
мм.
= 0,5 × h = 0,5 × 400 = 200 мм.
3. Плита
δ = 60 ÷ 120 мм, принимаем δ
= 80 мм.
Расчётный пролёт:
= 7200 - bгл.б = 7200 - 300 = 6900 мм.= 2000 - bвт.б = 2000 - 200 = 1800 мм
Отношение l01 / l02 = 7 / 1,8 = 3,88 > 2,
следовательно, рассчитываем плиту, как работающую в коротком направлении.
Произведём сбор нагрузок на 1 м2:
Таблица 1
Нагрузка
|
Нормативная нагрузка, Н/м2
|
Коэффициент надёжности по
нагрузке
|
Расчётная нагрузка, Н/м2
|
Постоянная:
|
|
|
|
1. Плита δ = 80 мм, ρ = 2500 кг/м3
|
2000
|
1.1
|
2200
|
2. цементный раствор δ = 20 мм, ρ = 2200 кг/м3
|
440
|
1.3
|
572
|
3. керамические плиты δ = 13 мм, ρ = 1800 кг/м3
|
234
|
1.1
|
257,4
|
|
|
|
g = 3029,4
|
Временная:
|
7900
|
1.2
|
9480
|
|
|
|
v = 9480
|
Всего:
|
|
|
12509,4
|
Для расчёта многопролётной плиты выделяем полосу шириной 1 м, при этом
расчётная нагрузка на 1 м плиты длины составляет 12509,4 Н/м, с учётом
коэффициента надёжности по назначению здания γn = 0,95 нагрузка на 1 м:
= (g + v) × γn
= 12509,4 × 0,95 =
11883,93 Н/м - полная нагрузка.
Изгибающие моменты определяем:
1. в среднем пролёте и на средних опорах:
М = q
× l02/16 = 11883,93×
1,82/16 = 2542 Н∙м;
2. в первом пролёте и на первой промежуточной опоре:
М = q
× l02/11 = 11883,93
× 1,82/11 = 3697,5
Н∙м.
Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон тяжёлый класса В25. Согласно [1, табл.13] расчётное сопротивление
бетона Rb = 8,5МПа. Принимаем проволочную
арматуру класса Вр-I с диаметром 4 мм
и с расчётным сопротивлением Rs =
360 МПа.
Подбор сечений рабочей арматуры
. В средних пролётах и на средних опорах
= h - a = h - (aз.сл. + d/2) = 80 - (10 + 0,5∙5)
= 68 мм = 6,8 см;
= 10 см - толщина защитного слоя;
αm=M/(Rb×b×h02)=254200/(8,5×100×6,82 ×100) =
0,065,
следовательно, по таблице 3.1 [1] для расчёта изгибаемых элементов
прямоугольного сечения, армированных одиночной арматурой ζ
= 0,965;
=M/(Rs×ζ×h0)=254200/(360×0,965×6,8×100)
= 1,07 см2.
Принимаем 9 ø4 Вр-I с As = 1,13 см2 с шагом 100 мм.
2. В крайних пролётах и на крайних опорах
αm = 369750/(8,5×100×6,82×100)=0,094, следовательно, ζ
= 0.95;
As =
369750/(360×0,95×6,8×100) =1,58 см2.
Принимаем 9 ø5 Вр-I с As = 1,77 с шагом 100 мм.
Получаем сетки следующих отправочных марок:
арматурная
сетка крайних пролётов ;
арматурная
сетка средних пролётов ;
арматурная
сетка крайних опор ;
арматурная
сетка средних опор ;
длина
стержней рабочей арматуры над опорами:
Данные о плоских арматурных сетках приведены в спецификации,
расположенной в графической части проекта (лист 1).
Армирование главной балки сетками С1, С2, С3, С4 также приведено в графической
части проекта (лист 1).
2. Расчёт многопролетной второстепенной балки
Рис. 2 Расчетная схема второстепенной балки и эпюра М
Расчётный пролёт и нагрузки
Расчётный
пролёт равен расстоянию в свету между главными балками
l0 = 7200 - 300 = 6900 мм.
Сбор нагрузок на 1 м длины второстепенной балки:
. Постоянная:
от собственного веса плиты и пола: 3,03 × (2·1∙1) = 6,06кН/м
от собственного веса балки сечением
0,2 × 0,4 (ρ = 2500 кг/м3)
с учетом коэффициента надежности
по
нагрузке =1,1: 0,2×(0,4-0,08)×25000×1,1 =1,53кН/м= 6,06+1,53 = 7,59кН/м
с
учётом коэффициента надёжности
по
назначению здания γn =
0, 95: g = 7,59×0,95 =7,21 кН/м
2. Временная с учётом с учетом
коэффициента надежности по назначению
здания
=0,95: v = 7,9 ×2×0,95=15,01 кН/м
3. Полная нагрузка: q = g
+ v =7,21+15,01 =22,22 кН/м
Расчётные усилия
Изгибающие моменты определяют как для многопролётной балки с учётом
перераспределения усилий:
. В первом пролёте:
М = q×l02/11=22,22×6,92 /11=98,98 кНм;
2. На первой промежуточной опоре:
М = q×l02/14 = 22,22×6,92/14=77,77 кНм;
3. В средних пролётах и на средних опорах:
М
= q×l02/16 = 22,22×6,92/16 = 68,05 кНм.
Отрицательные
моменты в средних пролётах определяют по огибающей эпюре моментов; они зависят
от отношения временной нагрузки к постоянной v/g. В расчётном сечении в месте
обрыва надопорной арматуры отрицательный момент при v/g ≤ 3 можно принять
равным 40% момента на первой промежуточной опоре.
4. Тогда отрицательный момент в среднем пролёте:
М = 0,4×68,05 = 27,22 кНм.
Поперечные
силы:
1. На крайней опоре:
Q = 0,4×q×l0
= 0,4×22,22×6,9= 62,22 кН;
2. На первой промежуточной опоре слева:
Q =
0,6×22,22×6,9= 93,32 кН;
3. На первой промежуточной опоре справа:
Q =
0,5×22,22×6,9= 77,77 кН.
Характеристики
прочности бетона и арматуры
Бетон класса В15, Rb =
8,5МПа. Продольная арматура класса АΙΙ, Rs = 280 МПа.
Определение высоты сечения балки
Высоту сечения подбирают по опорному моменту при ξ
= 0.35 (αm =0,289) поскольку
на опоре момент определяют с учётом образования пластического шарнира. На опоре
момент отрицательный - полка ребра в растянутой зоне. Сечение работает как
прямоугольное с шириной ребра b = 20 см.
Определяем высоту рабочего сечения:
h0
= ( М / [αm×Rb×b×100])
= (989800/
[0,289×8,5×20×100]) = 44,8см;
Высоту сечения определяем как сумму высоты рабочего сечения и толщины
защитного слоя, а=3,5 см h=h0+a= 45+3,5=48,5 см,
Принимаем h = 50 см.
Пересчитаем
b: ,
Принимаем
b=20 см.
Тогда h0 = 50 - 3,5 = 46,5 см.
В пролётах сечение тавровое - полка в сжатой зоне.
Определяем расчётную ширину полки: b´f = l/3 = 690/3 = 230 см.
Расчёт прочности по сечениям, нормальным к продольной оси
1. Сечение
в крайнем пролёте - М= 98,98 кНм;
αm = М / (Rb×b´f×h02×100) =
9898000/(8,5×230×46,52×100)
=0,02.
По
таблице 3.1 ξ
= 0,02; x = ξ×h0 = 0,02×46,5= 1,03 см < 7 см;
нейтральная
ось проходит в сжатой полке, ζ = 0,99;
Аs
= М/ (Rs×h0×ζ×100)
= 9898000/(280 ×46,5×0,99×100) = 6,932 см2.
Принимаем
2 ø22 А-III с Аs = 7,6 см2.
. Сечение
в среднем пролёте - М = 68,05 кНм;
αm = М / (Rb×b´f×h02×100)
=6805000/(8,5×230×46,52×100)
=0,01.
По
таблице 3.1 ζ
= 0,995;
Аs
= М/ (Rs×h0×ζ×100)
= 6805000/(280×46,5×0,995×100)
= 4,74 см2
Принимаем 2 Ø18 А-ІІ с Аs = 5,09 см2.
3. На
отрицательный момент М = 27,22 кНм - сечение работает как прямоугольное;
αm = М/(Rb×b×h02×100) =
2722000/(8,5×20×46,52×100)
=0,06.
По таблице 3.1 ζ = 0,97;
Аs
= М/ (Rs×h0×ζ×100)
= 2722000/(280 ×46,5×0,97×100) = 1,95 см2.
Принимаем 2 Ø12 А-ІІ с Аs = 2,26 см2.
4. Сечение
на первой промежуточной опоре - М = 77,77
кНм - сечение работает как прямоугольное;
αm = М/ (Rb×b×h02×100) =
7777000/(8,5×20×46,52×100)
=0,17.
По
таблице 3.1 ζ
= 0.7, ξ = 0,905;
Аs
= М/ (Rs×h0×ζ×100)
= 7777000/(280×46,5×0,905×100) = 5,96 см2.
Принимаем 4 Ø16 А-ІІ с Аs = 8,04 см2.
5. Сечение
на средних опорах - М = 68,05 кНм.
αm = М/(Rb×b×h02×100) =
6805000/(8,5×20×46,52×100)
=0,15.
По
таблице 3.1 ζ
= 0,92;
Аs
= М/ (Rs×h0×ζ×100)
= 6805000/(280 ×46,5×0,92×100) = 5,12см2.
Принимаем 4 Ø14 А-ІІ с Аs = 6,16 см2.
Расчёт прочности по сечениям, наклонным к продольной оси= 93,32 кН;
Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки с продольными
стержнями (по прил. 9 [1]) при d=22
мм принимаем dsw=5 мм класса Вр-I, Rsw=260 МПа. Число каркасов - два.
Asw=2х0,196=0,392
см2.
Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям:
s=h/2=50/2=25 см, но не более 15 см,
поэтому для всех приопорных участков промежуточных и крайних опор балки
принимаем шаг s=15 см.
В средней части пролета шаг s=(3/4)h=3/4х50=40 см.
1. Поперечные
стержни устанавливались расчётом, необходимо выполнение условия:
Вычисляем погонное усилие в поперечных стержнях, отнесенное к единице
длины элемента:
Н/см.
Влияние
свесов сжатой полки:
< 0,5.
кН,
где
для тяжёлого бетона φb3
= 0,6; Rbt = 0,75 Мпа.
Условие
qsw =679,5 Н/см > Qbmin / 2h0 = Н/см -
удовлетворяется.
.
Максимальное расстояние между стержнями поперечной арматуры, из условия
недопущения образования наклонных трещин между ними:
Условие smax = φb4 · Rbt · b · h02 / Qmax = 1,5·
0,75·20·46,52 ·100 /
93320=64 см > >s = 15 см - удовлетворяется,
где φb4 = 1,5.
. Qb + Qsw > Q
При расчёте прочности вычисляем:
кНм,
где
φb2
= 2.
=g+v/2
=7,21+15,01/2=14,711 кН/м = 147,1Н/см < 0,56 qsw=0,56·679,5= 380,5 Н/см.
В
связи с этим вычисляем значение с по формуле:
> cmax
= 3,33·h0 = 3,33·46,5 = 171,5 см,
принимаем
с = 171,5 см.
Тогда
Qb = Мb/с = 9077000 / 171,5= 53081,87 Н=53,1 кН > Qbmin = 52,8 кН.
Поперечная
сила в вершине наклонного сечения:
=
Qmax - q1 · с =93320-147,11·171,5= 68168,2 Н=68,17 кН.
Длина
проекции расчётного наклонного сечения:
см
>2h0=2·46,5 = 103 см,
принимаем
с0=103 см.
Вычисляем
Qsw = qsw·с0 = 679,5·103= 69988,5 Н=69,99 кН.
Условие
Qb + Qsw = 52,8+69,99= 122,79кН > Q =68,17 кН- удовлетворяется.
.
Расчёт кирпичного простенка
К
расчёту принимаем простенок стены первого этажа трёхэтажного здания. По
следующим данным плотность кирпичной кладки ρ = 18000 Н/м, высота
этажа высота этажа 3,9 м, ширина простенка 200 см, кирпич М300. Поперечные
стены, расположены на расстоянии 28,8 м, перекрытие - монолитное ребристое ж/б,
высота всего здания 11,7 м.
Сбор
нагрузок на простенок приведен в табл.2:
Таблица
2
Нагрузка
|
Нормативная нагрузка, Н/м2
|
Коэффициент надежности по
нагрузке
|
Расчётная нагрузка, Н/м2
|
1.
Постоянные()
Межэтажное
перекрытие:
собственный
вес слоя цементного раствора (=20мм; =2200кг/м3)
собственный
вес керамических плиток (=13мм; =1800кг/м3)
собственный
вес плиты
(=80мм; =2500кг/м3)
,3
,1
1,1 572 257,4 2200
|
|
|
|
Итого от межэтажного
перекрытия:
|
|
|
3029,4
|
Покрытие:
-гравийный защитный слой (=100мм; =400кг/м3)
гидроизоляционный
слой (рубероид)
(=25 мм, =600
кг/м3)
теплоизоляционный
слой из керамзита
(=40мм; =1000кг/м3)
пароизоляция
(рубероид)
(=20 мм, =600
кг/м3)
собственный
вес плиты
(=70мм; =2500кг/м3)
прогон
,3
,3
,3
,3
,1
,1
770
|
|
|
|
Итого от покрытия:
|
|
|
4470
|
Наружные
стены: -собственные вес наружных стен с учётом штукатурки (=510 мм, =1800
кг/м3)
,1
2.
Временные()
от
оборудования
снеговая
,2
,4
В табл. 3 вычислены нагрузки, действующие на простенок:
Таблица 3
Наименование
нагрузки Расчётная нагрузка, Па Грузовая площадь, мРасчётная нагрузка на простенок,
Па
|
|
|
От покрытия: Постоянная
Временная
|
4470 1500
|
(6/2+0,51)*7,2=23,5
|
113091 + 37950 151041
|
От перекрытия: Постоянная
Временная
|
3029,4 7900
|
25,3 25,3
|
76644 + 199870 276514
|
От собственного веса одного
этажа наружной стены на участке длиной7,2 м
|
10494
|
7,2*3,9=28,08
|
294671,5
|
От веса карнизного участка
стены от верха простенка
|
10800
|
7,2*1*1=7,2
|
77760
|
Определение усилий:
. На уровне перекрытия над первым этажом: вертикальная нагрузка от
покрытия, перекрытия, веса карниза и наружной стены :
N=
151041+3*276514+2*294671,5+77760=1942357,5 Н;
. Изгибающий момент от перекрытия:
М=Р(у-с/3)=
276514*(0,51/2-0,25/3)=77468,236 Нм;
3. Изгибающий момент на уровне низа перемычки:
Проверка
прочности простенка
Принимаем
прочность раствора М200, кирпич М250, прочность кладки R=3,6 МПа.
Площадь сечения простенка 200×51=10200см, расчётная высота сечения h=51 см; у=51/2=25,5
см.
Несущую
способность внецентренно-сжатых элементов прямоугольного сечения определяют по
формуле:
, где
, - коэффициент продольного изгиба, определяется в
зависимости от гибкости простенка - для
прямоугольного сечения. Упругая характеристика кладки в зависимости от вида
кладки и марки раствора: =1000. Коэффициент продольного изгиба =0,92.
Эксцентриситет
=hэ=0,51м
- для прямоугольного сечения;
Тогда
-
коэффициент, учитывающий снижение прочности при действии длительной нагрузки,
при h>30см =1
-
коэффициент, зависящий от вида кладки и формы сечения
Тогда условие прочности кирпичного простенка:
-
удовлетворяется.
4. Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям первой
группы
Расчётный пролёт и нагрузки
Для установления расчетного пролёта плиты предварительно задаются
размерами сечения ригеля:
= (1/12) ℓ= 1/12 * 600 = 50 см;
b =
0,5 h = 0,5 * 50 = 25 см.
При опирании на ригель поверху расчетный пролет:
ℓо = ℓ - b/2 =
7,2 - 0,125 = 7,075 м.
Произведём сбор нагрузок на 1 м2 перекрытия:
Таблица 4
Нагрузка
|
Нормативная нагрузка, Н/м2
|
Коэффициент надёжности по
нагрузке
|
Расчётная нагрузка, Н/м2
|
Постоянная:
|
|
|
|
1. собственный вес плиты
|
2500
|
1.1
|
2750
|
2. цементный раствор δ = 20 мм, ρ = 2200 кг/м3
|
440
|
1.3
|
572
|
3. керамические плиты δ = 13 мм, ρ = 1800 кг/м3
|
234
|
1.1
|
257,4
|
|
|
|
g = 3579,4
|
Временная:
|
7900
|
1.2
|
9480
|
|
|
|
v = 9480
|
Всего:
|
|
|
13059,4
|
Расчетная нагрузка на 1 м длины при ширине плиты 1,5 м с учетом
коэффициента надежности по назначению здания γn = 0,95:
постоянная g =3,579* 1,5 * 0,95= 5,1 кН/м;
полная g + v = 13,06 * 1,5 * 0,95 = 18,61кН/м;
временная v = 9,48* 1,5 * 0,95 = 13,51 кН/м.
Нормативная нагрузка на 1 м длины:
постоянная gn = 3,17 * 1,5*
0,95 = 4,52 кН/м;
полная gn + vn = 11,07 * 1,5* 0,95 = 15,78 кН/м;
временная vn
=7,9*1,5*0,95=11,26 кН/м.
Усилия от расчетных и нормативных нагрузок
. От расчетной нагрузки:
М = (g + v) ℓо2/8 = 18,61 * 7,0752/8 = 116,44 кНм;= (g + v) ℓо/2
= 18,61 * 7,075/2 = 65,83 кН.
. От нормативной полной нагрузки:
Мn = 15,78 * 7,0752/2 = 98,74 кНм;n = 15,78* 7,075/2 = 55,82 кН.
Установление размеров сечения плиты
Высота сечения ребристой предварительно напряженной плиты
= ℓо/20 = 707,5/20 = 35 см;
рабочая высота сечения hо = h - а = 35 - 3 = 32 см;
ширина продольных рёбер понизу 7 см;
ширина верхней полки 146 см.
отношение hf´ / h = 5/35 = 0,14 > 0,1, при этом в расчет вводится вся
ширина полки bf´ = 146 см;
расчетная ширина ребра b = 2 * 7 = 14 см.
Характеристики прочности бетона и арматуры
Ребристую предварительно напряженную плиту армируют стержневой арматурой
класса А - V с электротермическим натяжением на упоры форм. К трещиностойкости
плиты предъявляют требования 3-й категории. Изделие подвергают тепловой
обработке при атмосферном давлении.
Бетон тяжелый класса В25, соответствует напрягаемой арматуре:
вn = Rв,ser = 18,5 МПа - призменная нормативная
прочность;
в = 14,5 МПа - расчетная;
γ в2 = 0,9 - коэффициент условий работы
бетона;вtn = Rbt,ser =
1,6 МПа - нормативное сопротивление при растяжении;
Еb = 30000 МПа - начальный модуль
упругости бетона.
Передаточная прочность бетона Rbp устанавливается так, чтобы при обжатии отношение напряжений σвр / Rвр ≤0,75.
Арматура продольных ребер - класса А-V, sn = 785 МПа - нормативное сопротивление;s = 680 МПа - расчетное сопротивление;
Es =
190 000 МПа - модуль упругости.
Предварительное напряжение арматуры принимаем равным:
σsp = 0,6 Rsn = 0,6 * 785 = 471 МПа.
Проверяем выполнение условия:
При электротермическом способе натяжения:
р = 30 + 360/ℓ = 30 + 360/7,2 = 80 МПа;
σsp + р = 471 + 80 = 551 < Rsn = 785 МПа - условие выполняется.
Вычисляем предельное отклонение предварительного напряжения:
Δγsp = 0,5 * р/σsp ( 1+1/√n), где
= 2 - число напрягаемых стержней плиты.
Δγsp = 0,5 * 80 / 471 (1 + 1 /√2) =
0,15 > 0,1.
Коэффициент точности натяжения при благоприятном влиянии предварительного
напряжения: γsp` = 1 - Δγsp = 1 - 0,15= 0,85.
При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии
принимаем: γsp = 1
+ 0,15 = 1,15.
Предварительное напряжение с учетом точности натяжения:
σsp = 0,85 * 471 = 400,35 МПа.
Расчет прочности плиты по сечению нормальному к продольной оси
М = 116,44 кНм.
Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Вычисляем:
αm = М / Rb b´f ho2 = 1164400/ 14,5 * 146 * 322 * 100 = 0,005;
ξ = 0,01;
х = ξ * hо = 0,01 * 32 = 0,32 < 5 см - нейтральная ось проходит
в пределах сжатой полки;
Вычисляем характеристику сжатой зоны:
ω = 0,85 - 0,008 Rb = 0,85 - 0,008 * 14,5 = 0,734.
Вычисляем граничную высоту сжатой зоны:
ξR = ω / [1 + σsR
/ 500 (1- ω / 1,1)];
σsR = Rs + 400 - σsp - Δσsp = 680 + 400 - 400,35 - 0 = 679,65
МПа;
Δσsp = 0 - электротермическое натяжение;
в знаменателе выражения принято 500 МПа, поскольку γв2 < 1.
ξR = 0,734 / 1+ 679,65/500 (1 - 0,734/1,1) = 0,51.
Коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой
арматуры выше условного предела текучести:
γs6 = η - (η -
1) ( 2ξ / ξR - 1
), где
η = 1,15 - для арматуры класса А-V;
γs6 = 1,15 - 1,15(2 * 0,01/0,51 - 1 ) = 2,254
> η, принимаем γs6 = 1,15.
Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры:
= М / γs6
Rs ζ ho
100= 1164400/ 1,15 * 680 * 0,995 * 32 * 100 = 4,67 см2.
Принимаем 2 Ø18 А-V с площадью Аs = 5,09 см2.
Расчет полки плиты на местный изгиб
Расчетный пролет при ширине ребер вверху 9 см составит
ℓо = 146 - 2 * 9 = 128 см.
Нагрузка на 1 м2 полки может быть принята такой же, как и для плиты:
(g + V) γn = 13,06 * 0,95 = 12,41 кН/м2.
Изгибающий момент для полосы шириной 1 м определяем с учётом частичной
заделки в рёбрах: М = 12,41 · 1,28 2 / 11 = 1,85кНм.
Рабочая высота сечения: hо = 5 - 1,5 = 3,5 см.
Принимаем арматуру Ø4 Вр1 с Rs =
370 МПа;
αm = 184788 / 0,9 * 14,5 * 100 * 3,52 * 100 = 0,116;
ζ =0,94
Аs = M / Rs * ξ * ho = 184788/ 370 * 0,94 * 3,5 * 100 = 1,52см2
Принимаем 8 Ø5 Вр1 с площадью As = 1,57 см2 с шагом 125 мм.
рабочие стержни другого направления принимаем конструктивно Ø3
Вр-I с шагом 100мм.
Арматурная
сетка полки ;
Учитывая,
что моменты у низа перекрытия и низа перемычки мало отличаются из-за близкого
расположения этих сечений за расчётный момент можно принять наибольшую
величину.
Расчет прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси
Q =
65,83 кН;
Влияние продольного усилия обжатия: N = Р = 203,8 кН.
φn = 0,1N / Rbt * b * ho*100
= 0,1 * 203800/1,05 * 14 * 32 * 100 = 0,43 < 0,5
Проверяем, требуется ли поперечная арматура по расчету:
Условие
Q max = 65830 Н < 2,5 Rbt * b * ho = 2,5 * 1,05 * 14 * 32 * 100 = 117600 Н - удовлетворяется.
При
q1 = g + V/2 = 5,1 + 18,61 / 2 = 14,405 кН/м = 144,05 Н/см и
поскольку
0,16 φвн(1 + φп) Rbtb = 0,16 * 1,5 (1 + 0,43) * 1,05 * 14 * 100 = 504,504
Н/см > 144,05 Н/см, принимаем с = 2,5 ho = 2,5 * 32 =
80 см.
Другое
условие при Q = Qmax - q1c = 65,83 * 103 - 144,05* 103 * 80 = 54306 Н и значении
φb4 (1 + φn) Rbt *
b * ho2 / c = 1,5 * (1+0,43)* 1,05 * 14 * 322 * 100 / 80 =
40360,32 Н < 54306 Н - не удовлетворяется.
Следовательно,
поперечная арматура требуется по расчету.
На
приопорном участке длиной ℓ/4 устанавливают в каждом ребре плиты
поперечные стержни Ø5
Вр-1 с шагом s = h/2 = 35 / 2 =
17,5 см.
Принимаем
s = 15 см.
В
средней части пролета с шагом s = 3h/4 =3*35 / 4 = 26 см.
Принимаем
30 см.
Asw = 2 * 0,196
= 0,392 см2;
Rsw = 260 МПа;
= Rsw * Asw / s = 260 * 0,392 * 100 / 15 = 679 Н/см.
Влияние
свесов сжатых полок (при 2 ребрах):
φf = 2 * 0,75 (3h´f) h´f / bho =
2 * 0,75 * 3 * 5 * 5 / 14 * 32 = 0,25 < 0,5,
1 + φf + φп = 1 + 0,25 + 0,43= 1,68 > 1,5, принимаем 1,5.
Qbmin = φв3(1
+ φf +φn) Rbt * b * ho = 0,6 * 1,5 * 1,05 * 14 * 32 * 100 = 42336 Н;
Условие
qsw = 679 Н/см > Qbmin / 2h0 = 42336 / 2 * 32 = 661,5 Н/см -
удовлетворяется.
Требование Smax = φb4 * Rbt * b * ho2 /Qmax = 1,5 * 1,05 *14 * 322 * 100 / 65830= =34,3 см > S = 15 см - удовлетворяется.
Для расчета прочности вычисляем:
Мb = φв2 (1+φп+φf) * Rbt * bho2 = 2 * 1,5 * 1,05 * 14 * 322 *100 = 4515840
Н/см.
Поскольку q1 = 144,05 Н/см < 0,56qsw = 0,56 * 679 = 380,24 Н/см.
Вычисляем значение с:
с = √Mb / q = √4515840/ 144,05 = 177 см > 3,33 ho = 3,33 *
32 = 106,5 см.
Принимаем с = 64 см.
Тогда Qb = Mb / c =
4515840/106,5 = 42402,25 Н > Qbmin
= 42336 Н.
Поперечная сила в вершине наклонного сечения:
= Qmax - q1c = 65830 - 144,05
* 106,5 = 50488,675 Н.
Длина проекции расчетного наклонного сечения:
со = √ Mb / qsw = √ 4515840/ 679 = 81,55 см
> 2ho = 2 * 32 = 64 см.
Принимаем со = 64 см.
При этом Qsw = qsw * Co = 679 * 64 = 43456 Н.
Условие прочности:
+ Qsw = 42402,25 + 43456 = 85858,25 Н >
Q = 65830 Н - удовлетворяется.
Проверка
прочности по сжатой наклонной полосе:
-
коэффициент, учитывающий влияние поперечных стержней.
,
где
, тогда
Для
тяжелого бетона при .
Условие
прочности:
0,3φw1 φв1 *Rb * bho =
0,3 * 1,06 * 0,86 * 14,5 * 14 * 32 * 100 = 406063,104 Н >
Qmax = 65830 Н -
удовлетворяется.
Окончательно
принимаем Ø5
Вр-1 с .
5. Расчет ребристой плиты по предельным состояниям второй группы
Определение геометрических характеристик приведенного сечения
Площадь
приведенного сечения:
Аred = A + αAs = 146 ∙5
+ 14 ∙ 30 + 6,33 ∙ 5,09 = 1182,22 см2.
Статический
момент площади приведённого сечения относительно нижней грани:
Sred = 146 ∙5
∙32 + 30 ∙ 14 ∙ 15 + 6,33 ∙5,09∙3 = 29756,6 см3
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
=
Момент инерции:
Ired=
Момент сопротивления приведённого сечения по нижней зоне:
Wred =
по
верхней зоне:
Расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны до
центра тяжести приведённого сечения:
то же, наименее удалённой от растянутой зоны:
Упругопластичный
момент сопротивления по растянутой зоне:
ℓ = γWred = 1,75 ∙ 5232,657 = 9157,15
см3;
Упругопластичный момент сопротивления по растянутой зоне в стадии
изготовления и обжатия элемента:
Wpℓ
= 1,75 ∙ 19283,451 = 33746,04 см3.
Определение потерь предварительного напряжения арматуры
Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами σ2
= 0, так как при
пропаривании форма с упорами нагревается вмесите с изделием.
Усилие
обжатия: Р1
Определяем еор - эксцентриситет усилия обжатия.
Рекомендуется принимать Rbp по расчету, но не менее 11 МПа, а также не
менее 50% Rbp = 0,5 ∙ 14,5 = 7,25 МПа.
Принимаем
Rbp = 15,76 МПа, тогда .
Вычисляем
сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от
усилия обжатия Р и с учетом изгибающего момента от веса плиты:
Мg
= тогда
тогда σ6 = 40*0,67=26,8 МПа.
Суммарные первые потери напряжений:
σℓ s1 = σ 1 + σ6 = 14,1 + 26,8 = 40,9 МПа.
С учётом потерь σℓ s1 напряжение σbp = 13,1 МПа
Потери от осадки бетона σ8 = 35 МПа.
Потери
от ползучести бетона при:
тогда
σ9
= 150*0,85
α = 0,85 при тепловой обработке и
атмосферном давлении,
σ9 = 150 · 0,85 · 0,83 = 105,825 МПа.
Суммарные вторые потери напряжений:
σℓ s2 = σ 8 + σ9 = 35 + 105,825 = 140,825 МПа.
Суммарные полные потери напряжений:
σℓss = σℓs1 + σℓs2 = 40,9 + 140,825 = 181,725 МПа >
100 МПа, т.е. больше установленного минимального значения потерь.
Р = (σsp -
σℓоs) Asp = (471 - 181,725) * 5,09*100 = 147240,975 Н.
Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси
Расчет производится для выяснения необходимости проверки по раскрытию
трещин. Для элементов, к трещиностойкости которых предъявляются требования 3-ей
категории, принимаются значения надежности по нагрузке γf = 1 .
М
= 98,74 кНм; ММ- при выполнении условия, трещины не образуются.
Вычисляем
момент образования трещин по приближенному способу ядровых моментов:
Мcrc =
Rbt,ser ∙
Wpl + Mrp= 1,6 * 9157,15*100 + 3207085,125 = 4672229,125 кНсм.
Mrp = γsp ∙
P02(еop + r) = 0,84 ∙ 147240,975 ∙ (22,17 + 3,76) =
3207085,125 кНсм;
М
= 98,74 кНм > М=32,07 кНм, т.к. условие не выполняется, то трещины в
растянутой зоне образуются. Следовательно, проводим расчет по раскрытию трещин.
Проверяем,
образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при ее обжатии при
значении коэффициента точности натяжения γsp =1,15.
Изгибающий
момент от веса плиты М=23,46 кНм.
Расчетное условие:
,
где
Rbtp= 1,6 МПа - сопротивление бетона растяжению,
соответствующее передаточной прочности бетона Rbp=18,5 МПа.
-
условие выполняется, начальные трещины не образуются.
Расчёт по раскрытию трещин нормальных к продольной оси
асrc асrc,и
Расчет
ведут с
Предельная ширина раскрытия трещин для арматуры класса А-V (в закрытом помещении)
непродолжительных асrc,и1=0,3мм,
продолжительных асrc,и2=0,2мм
Изгибающий момент от нормативной постоянной и длительной нагрузки М=69,29
кНм
Изгибающий момент от нормативной полной нагрузки М=98,74 Нм
Приращение напряжений в растянутой арматуре для изгибаемых элементов:
, где
Плечо
внутренних сил, принимается равным:
29,5 см;
Упругопластический момент сопротивления после образования трещин по
растянутой зоне:
esp=0,
т.к. Р приложено в центре.
От действия постоянной и длительной нагрузки:
;
От действия полной нагрузки:
;
Ширина
раскрытия трещин на уровне оси растянутой арматуры от непродолжительного
действия нагрузок:
, где
-
коэффициент армирования сечения (ребра таврового сечения), принимаемый в
расчете не более 0,02; =1,2 - коэффициент для растянутых элементов; =1 (для арматуры периодического профиля) -
коэффициент, зависящий от профиля арматуры; -
коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки: при кратковременной
нагрузке или непродолжительном постоянной и длительно нагрузок =1, при продолжительном действии постоянной и
длительной нагрузок для тяжелого бетона при нормальных условиях эксплуатации ; d=18 - диаметр арматуры, мм.
; .
Es=190000МПа
- для напрягаемой арматуры
От действия полной нагрузки:
От действия постоянной и длительной нагрузки:
;
Ширина
раскрытия трещин на уровне оси растянутой арматуры от продолжительного действия
постоянной и полной нагрузки:
Тогда
непродолжительная ширина раскрытия трещин:
<
0,40мм - допустимая величина
Продолжительная
ширина раскрытия трещин:
<
0,30мм - допустимая величина.
Расчёт
прогиба плиты
При
предельный прогиб для плит перекрытия составит:
Прогиб плиты вычисляют по формуле:
Кривизна
оси при изгибе:
, где
МS=
М=98737,536 Нм - момент от действия длительной и полной нагрузки;
Ntot=P2=147240,975
H - суммарное усилие;
- для
изгибаемых элементов;
еs,tot = =67,1 см - расстояние от центра тяжести площади;
сечения
растянутой арматуры до суммарного усилия:
,
принимаем
Тогда коэффициент, характеризующий неравномерность деформаций растянутой
арматуры на участке между трещинами (φℓ = 0,8 - при длительном
действии нагрузки);
- при
средней относительной влажности воздуха выше 40%, при длительном действии
нагрузки;
- при
длительном действии нагрузки;
тогда
Прогиб плиты составит:
;
Условие f = 1,996см < fu = 3,5см - удовлетворяется.
6. Расчёт рамы
плита перекрытие балка ригель
Расчёт рамы производится по программе ЛИРА 9.0.
Нагрузки на ригель:
постоянная - равномерно распределенная от собственного веса и такая же от
веса ребристых плит перекрытия;
временная - от оборудования, мебели и т.д.
Сочетания нагрузок следующие:
1) постоянная нагрузка + временная на двух смежных ригелях;
2) постоянная нагрузка + временная на двух крайних пролетах;
) постоянная нагрузка + временная на центральном ригеле.
Полученные данные представлены в приложении 1.
7. Расчёт ригеля
Сбор нагрузок на 1 м длины ригеля
Постоянная:
от плиты и пола
*lдл*1м=3,579*0,95*6*1=20,4 кН/м;
от веса ригеля сечением h*b
*b*ρ*1,1*0,95=0,50*0,25*25000*1,1*0,95=3,27
кН/м
Итого: g = 23,7 кН/м
Временная:
на перекрытие
υ*lдл*0,95=9,48*6*0,95=54,036 кН/м;
снеговая
υсн*1,4* lдл*0,95=1,5*1,4*6*0,95=11,97 кН/м
q = g + v = 23,7 + 54,036 + 11,97 = 89,671 кН/м
Характеристики прочности бетона и арматуры
Бетон
тяжелый класса В15, призменная прочность Rb=8,5 МПа,
прочность при осевом растяжении Rbt=0,75 МПа, начальный модуль упругости Еb=23000
МПа. Коэффициент условий работы бетона =0,90.
Арматура продольная класса А-II, расчетное сопротивление Rs=280 МПа,
модуль упругости Еs=210000 МПа.
Для
расчета ригеля используем результаты из приложения 1.
Мmaxпр = 151,179 кНм;
Мmaxоп. слева = 118,692 кНм;
Мmaxоп. справа = 276,455 кНм;оп. слева = 206,208 кН;оп. справа = 258,796
кН.
Определение высоты сечения ригеля
Проверка подбора высоты сечения по пролётному моменту не требуется, так
как пролётный момент меньше опорного.
при
Характеристика
деформативных свойств бетона сжатой зоны:
Граничная
относительная высота сжатой зоны:
Высота
сжатой зоны:
Высота
сечения ригеля h=h0+a=71+4=75 см, принимаем h=80 см.
Расчёт по сечениям, нормальным к продольной оси элемента
1. Площадь сечения арматуры в середине пролёта ригеля:
0
= h - a = 80
- 6 = 74см; коэффициент ζ
определяется, в зависимости от
- методом
линейной интерполяции;
тогда
Принимаем
2 Ø
25А-I I с As=9,82 см2.
Арматура для восприятия отрицательного момента в пролёте устанавливают по
эпюре моментов. Принимаем 2Ø12 А-ІІ с Аs = 2,26 см2.
2. Площадь сечения арматуры на опоре ригеля справа:
Принимаем
2 Ø
32 А-I I с As=16,08 см2.
3. Площадь сечения арматуры на опоре ригеля справа:
Принимаем
2 Ø
20 А-I I с As=6,28 см2.
Расчёт
по сечениям, наклонным к продольной оси элемента
= Qma x = 258,796 кН
Диаметр поперечной арматуры устанавливаем из условия сварки:
минимальный диаметр 8мм, минимальный шаг -150мм.
Конструктивно принимаем Ø8 A-I с Аs=0,505см2= 225 МПа; число каркасов -
2; Аsw = 2 · 0,505 = 1,006 см2.
Шаг
поперечных стержней по конструктивным условиям: s = h/3 = 80/3= =25 см,
принимаем шаг =25 см для всех приопорных участков, в средней части пролёта см, принимаем s = 60 см.
. Поперечные
стержни устанавливались расчётом, то необходимо выполнение условия:
, где
- для
тяжёлого бетона;
=74925 Н.
Условие
qsw =905,4 Н/см > Qbmin / 2h0 = Н/см -
удовлетворяется.
2. Максимальное расстояние между стержнями поперечной арматуры, из
условия недопущения образования наклонных трещин между ними:
Условие smax = φb4 · Rbt · b · h02 / Qmax = 1,5·
0,75·25·742 ·100 / 258796 = 60 см> >s = 25 см - удовлетворяется.
. Qb + Qsw > Q
При расчёте прочности вычисляем:
кНсм,
где
φb2
= 2.
=g+v/2
=23,655+54,036/2 = 50,683 кН/см < 0,56 qsw=0,56·905,4 =
=507,024 Н/см.
В
связи с этим вычисляем значение с по формуле:
> 2·h0 =
2·74 = 148 см.
Тогда
Qb = Мb/с = 18481500 / 190,9 = 96812,47 Н > Qbmin = 74925 кН.
Поперечная
сила в вершине наклонного сечения:
=
Qmax - q1 · с = 258796-506,83·190,9 = 162042,153 Н.
Длина
проекции расчётного наклонного сечения:
см <
2h0=2·74 = 148 см.
Вычисляем
Qsw = qsw·с0 = 905,4·142,87=129354,498 Н.
Условие
Qb + Qsw = 96812,47+129354,498 = 226166,968 Н > Q = 162042,153 Н -
удовлетворяется.
. Проверка
прочности по сжатой наклонной полосе
-
коэффициент, учитывающий влияние поперечных стержней
, где ,
тогда
Для
тяжелого бетона при ,
Тогда
условие
удовлетворяется.
Конструирование
арматуры ригеля.
Стык
ригеля с колонной выполняют на ванной сварке выпусков верхних надопорных
стержней и сварке закладных деталей ригеля и опорной консоли колонны. Ригель
армируют двумя сварными каркасами, часть продольных стержней каркасов обрывают
в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов и по эпюре арматуры
(материалов). Обрываемые стержни заводят за место теоретического обрыва на
длину заделки.
7. Расчёт колонны
Характеристики прочности бетона и арматуры
Класс тяжёлого бетона В15 и класс арматуры А-ІІ принимаем такими же, как
и для ригеля.
Бетон
тяжелый класса В15, призменная прочность Rb=8,5 МПа,
прочность при осевом растяжении Rbt=0,75 МПа, начальный модуль упругости Еb=23000
МПа. Коэффициент условий работы бетона =0,90.
Арматура продольная класса А-II, расчетное сопротивление Rs=280 МПа,
модуль упругости Еs=210000 МПа.
Расчётные усилия для расчётной колонны:
1. max , в том числе от длительных нагрузок
и
соответствующий ей;
2. max , в том числе от длительных нагрузок
Подбор
сечения симметричной арматуры()
Предварительные размеры сечения колонны 300×300 мм;
Рабочая высота сечения h0=h-a=30-4=26 см;
Эксцентриситет
силы
Случайный
эксцентриситет
т.к.
е0<ea к расчёту принимают ea=1см;
Отношение
, где - радиус
ядра сечения.
Для
тяжелого бетона:
;
Принимаем
.
Отношение
модулей упругости
Задаемся
коэффициентом армирования:
.
Критическая
сила:
;
Граничная
высота сжатой зоны:
где
;
>0,
где
.
Принимаем
Аs = Аs' .
,
Принимаем
2Æ28 А-ІІ с .
- для
определения , было принято -
перерасчет можно не делать.
Поперечную
арматуру подбираем в соответствии с прил. 9 [1] Æ 8 А-I с
шагом s = 200 мм.
Проектирование консоли колонны:
Опорное
давление ригеля . Бетон класса В15, Rb = 8,5 МПа, арматура класса
А-ІІ, Rs = 280 МПа.
Принимаем
длину опорной площадки при ширине ригеля .
Вылет
консоли с учетом зазора 5 см составляет , при
этом
.
Высоту
сечения консоли у грани колонны принимаем равной
.
При
угле наклона сжатой грани высота консоли у свободного края
.
Рабочая
высота сечения консоли .
Т.
к. , то консоль короткая.
Армирование короткой консоли с вутом
Площадь сечения продольной арматуры консоли подбирают по изгибающему
моменту у грани колонны, увеличенному на 25%:
,
где
М=Qa=258,796∙0,15=38,82 кНм и при
Принимаем
2Ø16
A-II с Аs=4,02 см2 - продольная рабочая арматура, диаметр
хомутов принимаем конструктивно, исходя из условий сварки
Ø6A-I с постоянным
шагом S=100 мм с Аs=0,564 см2;
Проверка прочности по сжатой наклонной полосе
-
коэффициент, учитывающий влияние поперечных стержней
, где
, тогда
= 0,913
Тогда условие
-
удовлетворяется.
Окончательно
принимаем хомуты Ø6А- I с
Конструирование арматуры колонны
Колонна
армируется пространственными каркасами, образованными из плоских сварных
каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры Ø25 в подвале и первом этаже здания согласно [2, прил.9]
равен Æ8 А-III с шагом по
размеру стороны сечения колонны b = 300 мм, что менее .
Колонну
трёхэтажной рамы расчленяем на 3 элемента длиной в 1 этаж каждый. Стык колонн
выполняем на ванной сварке выпусков стержней с обетонированием, концы колонн
усиливаем поперечными сетками. Элементы сборной колонны должны быть проверены
на усилия, возникающие на монтаже от собственного веса с учётом коэффициента
динамичности и по сечению в стыке до его обетонирования.
9. Расчёт фундамента колонны
Сечение колонны 300×300 мм. Усилия колонны у заделки в фундаменте:= 1280,16
кН;
М = 6,796 кНм;
Эксцентриситет ео = М / N = 6,796 / 1280,16 = 0,5 см.
Расчётное усилие N=1280,16 кН.
Усреднённое значение коэффициента надёжности по нагрузке γf = 1,15.
Нормативное усилие Nn = 1280,16/1,15 = 1113,183 кН.
Грунты основания - пески пылеватые средней плотности, маловлажные;
расчётное сопротивление грунта R0 = 0,25 МПа; бетон тяжёлый класса В15; Rbt =
0,75 МПа; γb2 = 0,9; арматура класса А-ІІ; Rs = 280 МПа. Вес единицы объёма бетона
фундамента и грунта на его обрезах γ = 15 кН/м3.
Высоту фундамента предварительно принимаем равной Н = 135 см, глубину
заложения фундамента Н1 = 150 см.
Площадь подошвы фундамента определяем предварительно без поправок R0 на
её ширину и заложение по формуле:
м2.
Размер
стороны квадратной подошвы а = м.
Принимаем размер а = 2,7 м (кратным 0,3 м).
Давление
на грунт от расчётной нагрузки
р = N / А = 1999,75/ 2,7 · 2,7 = 274,314 кН/м2.
Рабочая
высота фундамента из условия продавливания:
м.
Полную
высоту фундамента устанавливаем из условий:
продавливания
- Н = 70 + 4 = 74 см;
заделки
колонны в фундаменте - Н = 1,5 hcol + 25 = 1,5 · 30 + 25 = 70 см;
анкеровки
сжатой арматуры колонны Ø28 А-ІІ в бетоне колонны класса В15 - Н = 24d + 25 = 24·2,8+25
= 92,2 см.
Принимаем
окончательно без перерасчёта фундамент высотой Н = 135 см, h0 =131 см -
трехступенчатого. Минимальная толщина дна стакана 20 + 5 = 25 см.
Проверяем,
отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента.=30-4=26 см условию
прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении,
начинающемся в сечении ІІІ - ІІІ (рис.), для единицы ширины этого сечения (b =
100 см):
=
0,5 (а - hcol - 2h0) Р = 0,5 (2,7- 0,3 - 2*1,31) 274,314 = -30,06 кН;
при
с = 2,5 h0 =2,5*131=327,5 см, по формуле:
Q = 0,6·γb2·Rbt·h02·b = 0,6·0,9·0,75·26·100·100=105300
Н > -30060 Н - условие
удовлетворяется.
Расчётные
изгибающие моменты в сечениях І - І и ІІ - ІІ (рис.) по формулам:
М1
= 0,125·Р·(а - hcol)2·b = 0,125·274,314·(2,7 - 0,3)2·2,7 = 533,266 кНм;
МІІ
= 0,125·Р·(а - а1)2·b = 0,125·274,314·(2,7- 0,9)2·2,7 = 299,962 кНм.
Площадь
сечения арматуры:
Аs1
= М1/0,9 h0·Rs = 53326600 / 0,9·131·280·100 = 16,154 см2;
АsІІ
= МІІ/0,9h0·Rs =29996200 / 0,9·131·280·100 = 9,086 см2.
Принимаем сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей
арматурой из стержней 10 Ø 14 А-ІІ с Аs = 15,39 см2 (в одну
сторону) с шагом s = 300 мм.
Список использованных источников
1. Железобетонные
конструкции: Общий курс [Текст] : учебник для вузов / В. Н. Байков, Э. Е.
Сигалов. - 5-е изд., перераб. и доп. - М. : Стройиздат, 1991. - 767 с. : ил. -
(Учебники для вузов). - Предм. указ.: с. 762-767.
. Проектирование
каменных и крупнопанельных конструкций [Текст]: учебное пособие для строит.
вузов/ Фалевич Б.Н., Штритер К.Ф. - М. : Высш. шк., 1983. - 192 с.
. Проектирование
и расчет железобетонных и каменных конструкций [Текст]: учеб. пособие для
строит. спец.вузов / Н. Н. Попов, А. В. Забегаев. - 2-е изд., перераб. и доп. -
М. : Высш. шк., 1989. - 400 с. : ил. - Библиогр.: с. 399-400.
4. Расчет
изгибаемых железобетонных элементов по прочности [Текст]: учебное пособие / О.
П. Рысева, В. Ю. Сетков ; Норильский индустр. ин-т. - Норильск, 2005. - 69 с. -
Библиогр.: с. 68.
5. Материалы
для бетонных и железобетонных конструкций. Основные расчёты [Текст] : метод.
указания по курсовому проектированию / Норильский индустр. ин-т; сост. О.П.
Рысева, В.Ю. Сетков. - Норильск, 2005. - 38 с. - Библиогр.: с. 37.
6. Строительные
нормы и правила. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения.
СНиП 52-01-2003 [Текст] : [Утв. Госстроем России 30.06.03: Взамен СНиП
2.03.01-84: Срок введ. в действие 01.03.04]. - изд. офиц. - М. : Госстрой
России, 2004. - 24 с.
. СНиП
2,01.07-85*. Нагрузки и воздействия /Госстрой СССР. - М.: ЦНИИСК Госстроя СССР,
1996. - 36 с.
Приложение
Расчетные схемы загружений по программе Лира
Основная система
Постоянная нагрузка
Временная нагрузка (на двух смежных ригелях) + снеговая
Временная нагрузка (на двух крайних ригелях) + снеговая
Временная нагрузка (на центральном ригеле) + снеговая
Расчетная схема сочетания нагрузок № 1
(Постоянная + временная на двух смежных ригелях)
Эпюра моментов первого сочетания
Эпюра поперечных сил первого сочетания
Эпюра продольны сил первого сочетания
Значения внутренних усилий для расчётного ригеля № 16
Значения внутренних усилий для расчётной колонны № 7
Расчетная схема сочетания нагрузок № 2
(Постоянная + временная на двух крайних ригелях)
Эпюра моментов второго сочетания
Эпюра поперечных сил второго сочетания
Эпюра продольных сил второго сочетания
Значения внутренних усилий для расчётного ригеля № 18
Значения внутренних усилий для расчётной колонны № 7
Расчетная схема сочетания нагрузок № 3
(Постоянная + временная на среднем ригеле)
Эпюра моментов третьего сочетания
Эпюра поперечных сил третьего сочетания
Эпюра продольных сил третьего сочетания
Значения внутренних усилий для расчётного ригеля № 17
Значения внутренних усилий для расчётной колонны № 7
Единицы измеpения усилий: кН
Единицы измеpения напpяжений: Па
Единицы измеpения моментов: кН*м
Единицы измеpения pаспpеделенных моментов: (кН*м)/м
Единицы измеpения pаспpеделенных пеpеpезывающих сил: кН/м
Единицы измеpения пеpемещений повеpхностей в элементах: м
-----------------------------------------------------------------------
У
С И Л И Я /НАПРЯЖЕНИЯ/ В ЭЛЕМЕНТАХ.
---------------------------------------------------------------------------
| 10_ 4-1 4-2 5-1 5-2 6-1
6-2 7-1 7-2 8-1 |
| 5 5 9 9 13
13 6 6 10 |
| 9 9 13 13 17
17 10 10 14 |
-------------------------------------------------------------------------
|
1- |
|N -179.32 -179.32-123.98 -123.98 -66.951
-66.951 -417.19 -417.19-288.93 |
|M-7.0429 14.005 -19.520 18.164 -23.162
29.823 1.0797 -2.1852 2.4838 |
|Q 5.3970 5.3970 9.6627 9.6627 13.586
13.586 -0.83717 -0.837 -1.0585 |
|
2- |
|N -190.05 -190.05 -146.37-146.37 -99.702
-99.702 -838.40 -838.40 -536.38 |
|M-4.3878 8.6728 -10.808 8.7169 -24.437
42.823 -13.010 25.939 -40.352 |
|Q 3.3489 3.3489 5.0065 5.0065 17.246
17.246 9.9871 9.9871 21.118 |
|3-
|
|N-528.06 -528.06 -314.75 -314.75 -99.286
-99.286 -824.62 -824.62 -530.11 |
|M-27.828 55.364 -80.755 79.304 -66.109
54.357 18.038 -36.118 53.449 |
|Q 21.331 21.331 41.040 41.040 30.889
30.889 -13.886 -13.886 -27.202 |
| 4- |
|N-500.82 -500.82 -302.93 -302.93 -101.91
-101.91 -1196.5 -1196.5 -712.11 |
|M-21.847 47.046 -66.614 65.025 -61.421
55.317 5.0122 -6.4676 10.356 |
| Q17.665 17.665 33.753 33.753 29.933
29.933 -2.9435 -2.9435 -5.0167 |
-------------------------------------------------------------------------
| 10_ 8-2 9-1 9-2 10-1 10-2
11-1 11-2 12-1 12-2 |
| 10 14 14 7 7
11 11 15 15 |
| 14 18 18 11 11
15 15 19 19 |
-------------------------------------------------------------------------
|
1- |
| N -288.93 -162.36 -162.36 -417.19 -417.19
-288.93 -288.93 -162.36 -162.36 |
|M-1.6445 2.8347 -4.7770 -1.0797 2.1852
-2.4838 1.6445 -2.8347 4.7770 |
|Q-1.0585 -1.9517 -1.9517 .83717 .83717
1.0585 1.0585 1.9517 1.9517 |
|
2- |
|N-536.38 -237.34 -237.34 -838.40 -838.40
-536.38 -536.38 -237.34 -237.34 |
| M42.008 -24.406 5.2099 13.010 -25.939
40.352 -42.008 24.406 -5.2099 |
| Q21.118 7.5940 7.5940 -9.9871 -9.9871
-21.118 -21.118 -7.5940 -7.5940 |
|
3- |
|N-530.11 -237.76 -237.76 -824.62 -824.62
-530.11 -530.11 -237.76 -237.76 |
|M-52.639 35.331 -18.724 -18.038 36.118
-53.449 52.639 -35.331 18.724 |
|Q-27.202 -13.860 -13.860 13.886 13.886
27.202 27.202 13.860 13.860 |
|
4- |
|N-712.11 -231.26 -231.26 -811.76 -811.76
-525.76 -525.76 -241.94 -241.94 |
|M-9.2085 6.5935 -9.2963 14.071 -24.407
39.669 -41.409 23.529 -8.1579 |
|Q-5.0167 -4.0743 -4.0743 -9.8665 -9.8665
-20.789 -20.789 -8.1249 -8.1249 |
-------------------------------------------------------------------------
| 10_ 13-1 13-2 14-1 14-2 15-1
15-2 16-1 16-2 17-1 |
| 8 8 12 12 16
16 9 9 10 |
| 12 12 16 16 20
20 10 10 11 |
-------------------------------------------------------------------------
| 1- |
|N-179.32 -179.32 -123.98 -123.98 -66.951
-66.951 4.2656 4.2656 4.0442 |
|M7.0429 -14.005 19.520 -18.164 23.162 -29.823
-33.525 -68.641 -63.972 |
|Q-5.3970 -5.3970 -9.6627 -9.6627 -13.586
-13.586 55.347 -67.052 61.199 |
|
2- |
|N-190.05 -190.05 -146.37 -146.37 -99.702
-99.702 1.6576 1.6576 12.788 |
| M4.3878 -8.6728 10.808 -8.7169 24.437
-42.823 -19.481 -124.59 -190.88 |
|Q-3.3489 -3.3489 -5.0065 -5.0065 -17.246
-17.246 43.681 -78.718 223.30 |
|
3- |
|N-528.06 -528.06 -314.75 -314.75 -99.286
-99.286 19.709 19.709 6.3934 |
| M27.828 -55.364 80.755 -79.304 66.109
-54.357 -136.11 -196.10 -106.53 |
|Q-21.331 -21.331 -41.040 -41.040 -30.889
-30.889 213.31 -233.30 61.199 |
|
4- |
|N-196.25 -196.25 -148.91 -148.91 -98.975
-98.975 16.088 16.088 14.015 |
| M7.5698 -11.364 16.462 -14.533 25.693
-43.467 -113.66 -266.11 -249.29 |
|Q-4.8548 -4.8548 -7.9474 -7.9474 -17.733
-17.733 197.89 -248.71 235.68 |
--------------------------------------------------------------------------
| 10_ 17-2 18-1 18-2 19-1 19-2
20-1 20-2 21-1 21-2 |
| 10 11 11 13 13
14 14 15 15 |
| 11 12 12 14 14
15 15 16 16 |
-------------------------------------------------------------------------
|
1- |
| N4.0442 4.2656 4.2656 3.9233 3.9233
3.0301 3.0301 3.9233 3.9233 |
|M-63.972 -68.641 -33.525 -41.326 -66.347
-61.867 -61.867 -66.347 -41.326 |
|Q-61.199 67.052 -55.347 57.029 -65.370
61.199 -61.199 65.370 -57.029 |
|
2- |
| N12.788 1.6576 1.6576 12.239 12.239
-1.2841 -1.2841 12.239 12.239 |
|M-190.88 -124.59 -19.481 -33.154 -120.31
-186.73 -186.73 -120.31 -33.154 |
|Q-223.30 78.718 -43.681 46.672 -75.727
223.30 -223.30 75.727 -46.672 |
|
3- |
|N 6.3934 19.709 19.709 -10.151 -10.151
3.1898 3.1898 -10.151 -10.151 |
|M-106.53 -196.10 -136.11 -145.41 -192.47
-104.50 -104.50 -192.47 -145.41 |
|Q-61.199 233.30 -213.31 215.46 -231.15
61.199 -61.199 231.15 -215.46 |
|
4- |
|N 14.015 3.0926 3.0926 -3.8206 -3.8206
-2.8782 -2.8782 9.7862 9.7862 |
|M-175.05 -110.97 -27.826 -126.44 -260.19
-244.39 -172.71 -107.77 -40.226 |
|Q-210.93 75.058 -47.341 201.01 -245.59
235.25 -211.36 72.458 -49.941 |
--------------------------------------------------------------------------
| 10_ 22-1 22-2 23-1 23-2
24-1 24-2 |
| 17 17 18 18
19 19 |
| 18 18 19 19
20 20 |
--------------------------------------------------------------------------
|
1- |
| N -13.586 -13.586 -11.634 -11.634 -13.586
-13.586 |
| M -29.823 -86.755 -81.978 -81.978 -86.755
-29.823 |
| Q 66.951 -85.928 76.440 -76.440 85.928
-66.951 |
| 2- |
| N -17.246 -17.246 -24.840 -24.840 -17.246
-17.246 |
| M -42.823 -118.70 -123.91 -123.91 -118.70
-42.823 |
| Q 99.702 -124.99 112.35 -112.35 124.99
-99.702 |
|
3- |
| N -30.889 -30.889 -17.028 -17.028 -30.889
-30.889 |
| M -54.357 -132.73 -114.01 -114.01 -132.73
-54.357 |
| Q 99.286 -125.41 112.35 -112.35 125.41
-99.286 |
|
4- |
| N -29.933 -29.933 -25.858 -25.858 -17.733
-17.733 |
| M -55.317 -117.93 -108.64 -131.87 -123.71
-43.467
| Q 101.91 -122.78 108.47 -116.22 125.72
-98.975 |
--------------------------------------------------------------------------