krugly



Строительный факультет
Кафедра Железобетонные и каменные конструкции
КУРСОВОЙ ПРОЕКТ
Тема: «Железобетонные конструкции многоэтажных промышленных зданий»
Выполнила:
Студент СФ гр. 1014п
Бекенов Б.Д.
подпись Проверил:
Балдин И.В.
подпись Томск 2016 г.
Содержание
Проектирование плиты с круглыми пустотами………………………………….4
Расчет плиты по предельным состояниям………………………………………..5
Расчет полки на местный изгиб……………………….……………………….6
Проверка прочности плиты по сечениям, наклонным к продольной оси.….6
Расчет плиты по предельным состояниям второй группы……….……………...8
2 Неразрезной ригель…………………………………………………………...…….11
2.1 Проверка прочности плиты по сечениям, наклонным к продольной оси…….12
3. Сборная железобетонная плита…………………………………………………...15
4. Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами ……………………20
5. Список литературы……………………………………………………………...…24

Данные для проектирования
1 Шаг колонн в продольном направлении, м 5.80
2 Шаг колонн в поперечном направлении, м6.30
3 Число пролётов в продольном направлении 8
4 Число пролётов в поперечном направлении 4
5 Высота этажа, м3.60
6 Количество этажей 6
7 Временная нормативная нагрузка на перекрытие, кН/м27.5
8 Постоянная нормативная нагрузка от массы пола, кН/м2 1.1
9 Класс бетона монолитных конструкций и фундамента В25
10 Класс бетона для сборных конструкций В30
11 Класс бетона предварительно напряженной плиты В35
12 Класс арматуры монолитных конструкций и фундамента A400
13 Класс арматуры сборных ненапрягаемых конструкций А400
14 Класс предварительно напрягаемой арматуры А 1000
15 Способ натяжения арматуры на упоры Эл.терм.
16 Условия твердения бетона Тепл.обр.
17 Тип плиты перекрытия <Круг.>
18 Глубина заложения фундамента, м 1.6
19 Расчётное сопротивление грунта, мПа 0.25
20 Район строительства Самара
21 Влажность окружающеё среды 50%
22 Класс сооружения КС-3
23 Тип конструкции кровли 5
Проектирование плиты с круглыми пустотами
По результатам компоновки конструктивной схемы перекрытия принята номинальная ширина плиты 2100 мм. Расчетный пролет плиты при опирании на ригель поверху
l0=Sпрод–b/2=5800– 250/2=5675 мм=5.675 м.
Подсчет нагрузок на 1м2 перекрытия приведен в табл. 1.
Таблица 1
Нагрузки на 1м2 перекрытия
Вид нагрузки Нормативная нагрузка кН/м2 Коэффициент надежности по нагрузке Расчетная нагрузка кН/м2
Постоянная:
от массы плиты 0,12·25= 3,0 1,1 3,3
от массы пола (по заданию) 1,1 1,2 1,32
Итого: gн=4,1 - g=4,62
Временная: по заданию 7,5 1,2 u=9,0
В том числе: длительная6,0 1,2 7,20
кратковременная 1,5 1,2 1,80
Полная нагрузка: 11,6 - q=g+u=13,62
В том числе постоянная и длительная 10,1 - -
Расчетные нагрузки на 1м2 длины при ширине плиты 2,1 м, с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn= 1,1 (класс сооружения КС-3).
для расчетов по первой группе предельных состояний:
q = 13.62 ∙ 2.1 ∙ 1.1= 31.46 кН/м
для расчетов по второй группе предельных состояний:
полная qtot= 11.6*2.1*1.1= 26.79 кН/м
длительная ql= 10.1*2.1*1.1 = 23.33 кН/м
Расчетные усилия:
для расчетов по первой группе предельных состояний:
М=ql028=31,46∙5.67528=126,65 кH*мQ=ql02=31,46∙5.6752=89,26 кH/
для расчетов по второй группе предельных состояний:
Мtot=qtotl028=26,79∙5,67528=107,84 кH*мМl=qll028=23,33∙5,67528=93,91 кH*мНормативные расчетные характеристики тяжелого бетона класса B35:
Rbn =Rb.ser=25,5 МПа; Rb=19,5МПа; Rbtn=Rbt.ser=1,95МПа; Rbt = 1,3МПа; Ев =34500 МПа.
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры, класса А1000, находим расчетное значение сопротивления арматуры: Rs=870МПа; Rs.ser=Rsn =1000МПа; Еs=200000МПа.
Назначение величины предварительного напряжения арматуры:
<9
300МПа<<900 МПа
850 МПа

Расчет плиты по предельным состояниям первой группы
Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси, M=126.65 кНм.
h’f /h =31/220=0.141>0,1расчетная ширина полки b'f=2060мм,
h0=h-a=220–30=190мм,
Проверяем условие(3.23) [9]:
Mmax=Rbbf,hf,h0-0,5hf,=19,5∙2060∙31190-0,5∙31=217,29∙106НммMmax=217,29 кНм>M=126,65 кНм, т.е. граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b=b'f=2060мм.
Определим значение
αm=MmaxRbbf,h02=126,65∙10619,5∙2060∙1902=0,0873Принимаем ξR=0.51 при Ϭsp/Rs= 0,97.
Требуемую площадь сечения арматуры вычисляем по формуле (3.10)[9], для этого определяем
ξ=1-1-2αm=1-1-2∙0.0873=0.091и коэффициент γs3учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучестиξξR=0.0910.51=0.178<0,97 следовательно принимаем γs3 =1,1.
Вычислим требуемую площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры:
Аsp=ξRbbf,h0γs3Rs=0.091∙19,5∙2060∙1901,1∙870=725,74 мм2Принимаем 1010(Аsр=785 мм2).
Расчет полки на местный изгиб
Расчетный пролет равен l0=159мм=0.159 м.Нагрузка на 1м2 полки толщиной 31мм
q=h'f∙ρ∙γf+v∙γf+g∙γf=0.031∙25∙1.1+1.1∙1.2+9∙1.21,1=14.27кН/мИзгибающий момент для полосы шириной 1м определяем с учетом заделки полки плиты в ребрах по формуле:
М=ql0211=14.27∙0.159211=0.0327 кH*мРазмещаем арматурную сетку в середине сечения полки, тогда . Назначаем диаметр рабочей арматуры сетки 3 мм класса В500 (Rs=435 МПа αr=0.372).
Тогда, при
αm=MRbbf,h02=0.0327∙10619.5∙2060∙15.52=0.0033 <,
Требуемая площадь продольной рабочей арматуры сетки на ширине 1м будет равна:
As=Rb∙bh0(1-1-2αm)Rs=19.5∙2060∙15.5(1-1-2∙0.0033)435=4,73Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой Ø3 В500 с шагом s=200 мм.
(Ø3 В500 =7,1мм2)
Проверка прочности плиты по сечениям, наклонным к продольной оси
Поперечная сила на опоре Qmax= 89,26 кН, сплошная равномерно распределенная нагрузка q1 = q = 31,46 кН/м, геометрические размеры расчетного сечения даны на рисунке 1, б.
Поскольку п. 5.12 [9] допускает не устанавливать поперечную арматуру в многопустотных плитах, то выполним сначала проверку прочности наклонных сечений плиты на действие поперечной силы при отсутствии поперечной арматуры согласно п. 3.40 [9].
Проверяем условие (3.70) [9]. Так как кн>кН,
условие выполняется.
Проверяем условие (3.71) [9].принимая приближенно значение Qb=Qb,min , а величину проекции опасного наклонного сечения с = h0 (минимальное значение).
Определение усилия обжатия от растянутой арматуры
кН.(коэффициент 0,7 учитывает, что потери предварительного напряжения приблизительно будут равны 0,3).
Определение площади бетонного сечения плиты без учета свесов сжатой полки
мм2соответственно получим:
, тогда
φn=1+1,6РRbA1-1,16PRbА12=1+1,6∙0.143-1,16∙0,1432=1.205Находим Qb,min= 0,5φn Rbt bh0 = 0,5·1.205·1.3·311·190 =46282 Н=46,28кН.
Поскольку Q=Qmax – q1c =89,26–31,46·0,19= 83,28 кН>Qb,min=46.28 кН, то для прочности наклонных сечений плиты требуется поперечная арматура. Так как условие Q< Qb,min не выполняется.
Устанавливаем в каждом ребре плиты плоский каркас с поперечными стержнями из арматуры класса В500, диаметром 3 мм (Asw=6*7.1=42.4мм2, Rsw = 300МПа), с шагом sw=90мм<h0/2=190/2=95мм.
Прочность бетонной полосы проверяем из условия (3.49)[9].
0,3Rbbh0=0.3*19.5*311*190=345676 H=345.6kH> Qmax =89.26 kH. т.е. прочность бетонной полосы обеспечена.
Прочность по наклонным сечениям проверяем по условию (3.50)[9].
По формуле (3.55)[9] определим усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента
qswRsw*Aswssw= 300*42.490=141.33H/мм.
Проверим условие (3.56)[9]:
0,25φn Rbt b= 0,25*1,205*1,3*311=121,79<qsw=141.33 H/мм,
т.е. условие выполняется, и Мb будем находить по формуле (3.52) [9]:
Мb=1,5φn Rbt bh02=1.5*1.205*1.3*311*1902=26.38*106H/мм.
Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с и проекцию наклонной трещины с0 согласно п.3.33[9].
Так как Mbq1=2638000031.46=916мм>2h01-0.5*qswφn Rbt b=2*1901-0.5*125.661.205*1.3*311=436.26, то с=Mbq1=916мм, но так как 3h0=3*190=570мм<с, принимаем с=3h0=570мм. Поскольку с0=с=570 >2h0=2*190=380, принимаем с0 =380мм.
Тогда Qb= Мb/с=26380000/570=46280,7Н=46,28кН=46.28= Qb,min.
Проверяем условие (3.50)[9], принимая Q в конце наклонного сечения, т.е. Q=Qmax – q1c =89,26–31,46·0,57=71,32кН.
Qb +0.75qsw с0=46.28+0.75*141.33*0.38=86.55>Q=71.32kH. т.е. прочность наклонного сечения обеспечена.
Согласно п.3.36[9] определим sw,max по формуле (3.67) [9]
sw,max =φn Rbt bh02Qmax=1.205*1.3*331*190289260=197.03>sw=90мм,
т.е. требования и п.3.36[9] удовлетворены.

Рис 1. Поперечное сечение плиты с овальными пустотами - основные размеры;

Расчет плиты по предельным состояниям второй группы
Согласно требованиям п. 8.2.6 [5], представленным в таблице IV.4 приложения IV, в плите, армированной напрягаемой арматурой класса А1000 диаметром 9 мм, допускается предельная ширина продолжительного раскрытия трещин acrc,uit= 0,2 мм и непродолжительного - acrc,ult= 0,3 мм.
По таблице Е.1 поз. 2 [12] для расчетного пролета 5,575 м относительное значение предельного прогиба из эстетико-психологических требований равно
1/150-(1/150- 1/200)·(5,675 - 3)/(6 - 3) = 0,00518, и следовательно, величина предельного прогиба составляет fult= 0,00513 · 5675 = 29.39 мм.
Геометрические характеристики приведенного сечения плиты, рассчитанные ЭВМ, имеют следующие значения:
площадь бетонного сечения A= 0.2279·106 мм2;
площадь приведенного сечения Ared= 0.2325·106 мм2;
статический момент приведенного сечения Sred= 0.2521·108 мм ; расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения у = 108,4 мм;
момент инерции приведенного сечения Ired= 0.1472·1010 мм4;
момент сопротивления приведенного сечения Wred= 0.1358·108 мм ; расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки r=58.4 мм;
Назначаем передаточную прочность бетона Rbp=25 МПа, удовлетворяющую требованиям п. 6.1.6 [5].
Определим потери предварительных напряжений
Потери от релаксации напряжений в арматуре согласно п.9.1.3 [5] равны
Δσsp1 =(0,22σspRs.n - 0.1) σsp =(0,22*8501000 - 0.1) 850 = 73,95 МПа.
Потери от температурного перепада при электротермическом способе натяжения арматуры на упоры формы отсутствуют, так как форма нагреваетсявместе с изделием, т.е.
Δσsp2 = 0
При электротермическом способе натяжения арматуры потери Δσsp3 = 0 иΔσsp4= 0.
Полные значения первых потерь предварительного напряжения арматуры находим по формуле:
Тогда усилие обжатия с учетом первых потерь будет равно:
P(1)=Asp(σsp- )=785*(850-73.95)=609.2kH.
В связи с отсутствием в верхней зоне напрягаемой арматуры эксцентриситет усилия обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения будет равен e0p1=y-ap=108.4-30=78.4мм.
Проверим максимальное сжимающее напряжение в бетоне σ bpот действия усилия P(1) , вычисляя σ bpпо формуле (9.14)[5] при ys= y =108,4 мм и принимая изгибающий момент от собственного веса плиты равным нулю:
σbp=P1Ared+P1e0p1yspIred=609,2∙1030.2325∙106+609,2∙103∙78,4∙108,40.1472∙1010=6.137 МПа <0.9 Rbp =0.9*25=22.5 т.е. требование п. 9.1.11 [5] выполняется.
Определим вторые потери напряжений согласно пп.9.1.8 и 9.1.9 [5].
Потери от усадки равны
∆σsp5 =εb,shEs=0,0002·200000=40 МПа,
где εb,sh=0,0002 -деформация усадки бетона классов В35 и ниже.
С учетом тепловой обработки бетона при атмосферном давлении (по заданию) необходимо умножить полученный результат на коэффициент 0,85. Тогда окончательно получим ∆σsp5=40*0,85=34Мпа.
Для нахождения потерь от ползучести бетона вычислим напряжение в бетоне σbpв середине пролета балки от действия силы P(1)и изгибающего момента Mwот массы плиты.
Нагрузка от собственной массы плиты (см. табл. 1) равна:
qw=3∙2.1=6,3 кН/м, тогдаMw=qwl028=6,3 ∙5,67528=25,36 кНмНапряжение σbpна уровне напрягаемой арматуры (т.е. при ysp=e0p1), будет равно:
σbp=P1Ared+P1e0p1-MwyspIred;σbp=609,199∙1030.232500∙106+609,199∙103∙78,4-25,36∙106*78,40,1472∙1010=3,81 МПасжатие. Напряжения σ`bpна уровне крайнего сжатого волокна при эксплуатации соответственно будут равны:
σ`bp=P1Ared-P1e0p1-Mwh-yIred;σ`bp=609.199∙1030.2325∙106-609.19∙103∙78.4-25.36∙106∙220-108,40.1472∙1010=0,92МПа>0 сжатие.Потери от ползучести бетона определяем по формуле (9.9)[5], принимая значения φbcrи Ebпо классу бетона равному Rbp= 35 МПа, поскольку принятая передаточная прочность бетона больше 70% класса бетона В35,т.е. Rbp=25MПа>0,7*35=24,5МПа. По таблицам I.3 и I.4 приложения I находим
Eb=34500 МПа, φbcr= 2,1(при влажности 50%).
Тогда потери от ползучести соответственно будут равны:
• на уровне растянутой напрягаемой арматуры
∆σsp6=0,8φbcrασbp1+αμsp1+ysp2∙AredIred1+0,8φbcr; ∆σsp6=0,8∙2,1∙5,797∙3,811+5,797∙0.003441+78,42∙0.2325∙1060.1472∙10101+0,8∙2,1=33,569 МПаГде a=Esp/ Eb=200000/34500 = 5.797
μsp=Asp/A=785/227900=0.00344
С учетом тепловой обработки бетона при атмосферном давлении (по заданию) необходимо умножить полученный результат на коэффициент 0,85. Тогда окончательно получим
∆σsp6=33.569*0,85=28.53Мпа.
• на уровне крайнего сжатого волокна потери напряжений от ползучести при отсутствии арматуры в сжатой при эксплуатации зоне бетона составят:
∆σsp6'=0,8*φb,cr* a*σbp=0,8*2,1*5,797*0,92=8,959МПа.
С учетом тепловой обработки получим
∆σsp6'=8,959*0,85=7,61МПа.Полные значения первых и вторых потерь предварительного напряжения арматуры составляют:
∆σsp2= ∆σsp1+∆σsp2+∆σsp3+∆σsp4+∆σsp5+∆σsp6;∆σsp2=+0+0+0+34+28,53=136,48 МПа .С учетом всех потерь напряжения в напрягаемой арматуре будут равны:
σsp(2)=σsp-∆σsp2= 850-136,48= 713,52 МПа.Усилие обжатия с учетом всех потерь определяем по формуле (2.17)[9]
Р= σsp(2) ∙Asp=713,21∙785 =560,11 кН.Эксцентриситет усилия обжатия P относительно центра тяжести приведенного сечения будет равен e0p= e0p1= 78,4мм.
Выполним проверку образования трещин в плите для выяснения необходимости расчета по ширине раскрытия трещин и выявления случая расчета по деформациям.
Определяем момент образования трещин по формуле (9.36)[5]:
Mсrc=γWredRbt,ser +Pe0p + r= 1.25∙0.1358∙ 108∙ 1,95+560,11∙10378,4+58,4Mсrc= 109,724∙106Н∙мм,=109,724 кН∙мПоскольку Mtot= 107,84 кН·м< Mcrc=109,724 кH·м, то трещины в сжатой зоне не образуются ,т.е. не требуется расчет ширины раскрытия трещин.
Определение прогиба плиты в середине пролета от действия постоянных и длительных нагрузок выполняем в соответствии с требованиями пп.4.16-4.20 и 4.24[9].
Для нахождения кривизны определим значения модулей деформации сжатого бетона и коэффициентов приведения арматуры к бетону:
При непродолжительном действии нагрузок.
Eb1=0,85Eb=0,85*34500=29325 МПа; α=Es/Eb1=200000/29325 = 6,82;
При продолжительном действии нагрузок.
Eb1,l=Eb1+φb,cr=345001+2.1=11129 МПа; α= Es/Eb1,l=200000/11129=17,97.
Определяем характеристики приведенного сечения:
При непродолжительном действии нагрузки:
Ared=A+ αAsp=486*143.1+2*38.45*2060+6.22*785=233314.3мм2=0.233314*106 мм2
Sred=S+ αAspap=486*143.1*(220/2)+2060*38.45*(220-38.45/2)+ +2060*38.45*(38.45/2)+6.82*785*30=0.2523*108мм3
y= Sred / Ared=0.2523*108/0.233314*106=108.14мм
Ired=I+ αAspysp2=486*143.13/10+ 486*143.1*(110-108.4)2+ 2060*38.453/10+ 2060*38.45*(220-108.14-38.45/2)2+ 2060*38.453/10+2060*38.45*(108.14-38.45/2)2+ 6.82*785*(108.14-30)2 = =0.1504*1010мм4
При продолжительном действии нагрузки:
Ared=A+ αAsp=486*143,1+2*2060*38,45+17,97*785=0,242*106мм2
Sred=S+ αAspap=0,2549*108мм3
y= Sred / Ared=0,2549*108/0,242*106=105,3мм
Ired=I+ αAspysp2=486*143,13/10+486*143,1*(110-105,3)2 + 2060*38,453/10+ 2060*38,45* (220-105,3-38,45/2)2 +2060*38,453/10+ 2060*38,45*(107,4-38,45/2)2 +17,97*785*(105,3-30)2 =0,1556*1010 мм4
Находим кривизну балки при продолжительном действии постоянной и длительной нагрузок по формуле (4.32)[9]: 1r2=MEb,1*Ired=93,91∙10611129∙0.1556∙1010=0,5423∙10-51ммКривизны от усилия предварительного обжатия Р будут равны:
От непродолжительного действия усилия предварительного обжатия 1r3=PeopEb,1*Ired=560,11∙103∙78,429325∙0.1504∙1010=0.0995∙10-51ммОт продолжительного действия усилия предварительного обжатия 1r'3=PeopEb1,l*Ired.l=560,11∙103∙78,411129∙0.1556∙1010=0.2535∙10-51ммКривизна, обусловленная выгибом балки вследствие усадки и ползучести бетона от усилия предварительного обжатия составляет:
1r4=σsb-σsb'Es*h0=62.53-41.61200000∙190=0.055∙10-51ммГде σsb = Δσsp5+ Δσsp6 = 34+28.53=62.53
И σsb’ = Δσ΄sp5+ Δσ΄sp6 = 34+7.61=41.61
Находим:
1r3+1r4=0.0995∙10-5+0.055∙10-5=0,1545∙10-51мм.
Поскольку 1r3+1r4менее кривизны от усилия предварительного обжатия при продолжительном его действии, то принимаем 1r3+1r4=0,2535*10-5. Тогда полная кривизна от действия постоянных и длительных нагрузок будет равна:
1rmax=1r2-1r3+1r4=0.5423-0.2535∙10-5=0.2888∙10-51ммПрогиб балки определяем по формуле (4.25)[9] принимая согласно таблице
IV.8 приложения IV значение S= 5/48 :f=1rmaxSl02=0.2888∙10-5∙548∙5,6752=9,68 мм f=9.68<fult=29.39мм



Неразрезной ригель
Назначаем предварительные размеры поперечного сечения ригеля.
Высота сечения h=(1/10...1/12)l=(1/10...1/12)6300= 600.
Ширина сечения ригеля b= (0,3 ... 0,4)h= 250 мм.
Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля. Нагрузка на ригеле от многопустотных плит считается равномерно распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу колонн в продольном направлении здания 5.8м. Подсчет нагрузок на 1 м перекрытия приведен в таблице 1.
Постоянная нагрузка на ригель будет равна:
от перекрытия (с учетом коэффициента надежности по классу сооружения γn = 1.1)
gпер=g*L1* γn =4,62· 5,8·1,1=29.47 кН/м;
от веса ригеля (сечение 0,25 × 0,65 м, плотность железобетона р =25 кН/м , с учетом коэффициентов надежности γf=1,1 и уп =1,1),
gp=B*h*ρ*γn* γf= 0,25·0,6·25·1,1·1,1=4,53кН/м.
Итого: g= gпер + gp =29,47+4,53=34кН/м.
Временная нагрузка (с учетом γп=1,1)
υp=L1*υ* γп =9 · 5,8· 1,1=57,42 кН/м.
Полная нагрузка q= g+v= 34+57,42=91,42 кН/м.
Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси.
Уточнённые размеры сечения ригеля 0.25х0.6м.
Сечение в пролете, М=333,2кН·м, h0=600 - 60 =540 мм. Подбор продольной арматуры производим согласно п. 3.21 [7].
Вычисляем αm = М/(Rb·b·h0²) =333,2·106/(17·250·5402)=0,268<αr=0,391
Требуемую площадь арматуры вычислим по формуле:
Аs = Rb·b·h01-1-αmRs = 17·250·5401-1-2∙0,268350 =2090,57 мм2. Принимаем 6Ø22 A400 (As= 2281 мм2).
Сечение на опоре М =227 кН·м, h0 =600-45 =555 мм
αm= 227·106/(17·250·555²) = 0.173< αr= 0.391
Аs = 17·250·5551-1-0.173350 = 1289,207 мм2. Принимаем 3Ø25 A400 (As= 1473 мм²).
Монтажную арматуру принимаем 3Ø12 A400 (As= 339 мм²)
Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси
Qmax=310,8 кН, q1= q= 91,42 кН/м (Н/мм).
Определим требуемую интенсивность поперечных стержней согласно п. 3.33, б [7], принимая в опорном сечении h0=567 мм. (а=22+22/2=33→ h0= h-а=600-33=567мм)
Mb=1,5∙Rbt∙ b ∙ h02 = 1,5∙ 1,15 ∙ 250 ∙ 5672 = 138,64 кН∙м
Находим Qb1 =2Mb∙q1=2138,64∙91,42=225,16 кНПоскольку Qb1>2Mb/h0-Qmax=2∙ 138.64/0.567-310.8=178.22кН, то требуемую интенсивность поперечных стержней qswопределяем по формуле (3.52)[7], так как
Qb1>Rbtbh0 =0,9∙ 250∙ 612=137812,5 кН
qsw=Qmax2-Qb123Mb=310,82-198,5623∙138,64=110,35 кН/м,
При этом соблюдается условие(3.49) [7]:
qsw=110,35кН/м>0.25Rbt∙b=0,25∙1,15∙250=71,875 кН/мПо условию сварки принимаем поперечные стержни Ø8 класса В500(Rsw=300 МПа); при трех каркасах в расчетном сечении получим Аsw = 151 мм2 ; требуемый по расчету шаг поперечных стержней должен быть равен:
Ssw=RswAswqw=300∙151110,35=410,51ммСогласно п. 5.21 [7] шаг поперечных стержней у опоры должен быть не более
0,5h0= 0,5·567 = 283,5 мм и не более 300 мм. Максимально допустимый шаг поперечных стержней вычисляем по формуле (3.60)[7]:
smax=Rbt∙b∙h02Qmax=1,15∙250∙5672310,8∙103=297,38мм
Принимаем шаг поперечных стержней у опоры sw1= 270мм, удовлетворяющий расчетным и конструктивным требованиям с фактической интенсивностью поперечных стержней вычисляем по формуле (3.60)[7]:
qsw1=RswAswsw1=300∙151270=1167,77 Н/мм Шаг поперечных стержней в пролете ригеля должен быть не более
0,75h0= 0,75·567 = 425,25 мм и не более 500 мм. Принимаем шаг поперечных стержней в пролете sw2 =420 мм, удовлетворяющий конструктивным требованиям с фактической интенсивностью поперечных стержней:
qsw2=RswAswsw2=300∙151420=107,85Н/мм Для определения минимальной длины участка ригеля с интенсивностью поперечных стержней qsw2в соответствии с п. 3.34[7] находим
∆qsw=0,75qsw1-qsw2=0.75151-107,85=44,94НммТак как ∆qsw=44,94Нмм<q1 = 91,42Н/мм, то величину l1вычисляем по формуле (3.58)[7]:
l1=c-Mbc+0,75∙qsw1∙co-Qmax+q1∙c∆qsw= 1.701-138.641.701+0,75∙167.77∙1.134-310.8+91.42∙1.70144.94=0.168м
l1=0,168 мгдес=Mbq1-∆qsw=138,6491,42-44,94=1,72 м>2h01-0,5qswRbt∙b=2*0,5671-0,5167,771,15*250=1,60 мно поскольку c = 1,72м > 3h0= 3·0,567 =1,701, принимаем c = 1,701м; с учетом условия с0= с, но не более 2 h0, принимаем с0= 2·0,567 = 1,134м.
При конструировании ригеля фактическая длина l1принимается с учетом длины обрываемых стержней продольной рабочей арматуры.
Проверяем прочность наклонной полосы между наклонными трещинами по условию (3.43) [7]:
0,3Rbbh0=0,3·17·250·567=729,925кH>Qmax=310,8 кН, следовательно, прочность и наклонной полосы обеспечена.
Построение эпюры материалов выполняем с целью рационального конструирования продольной арматуры ригеля в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов.
Определяем изгибающие моменты, воспринимаемые в расчетных сечениях, по фактически принятой арматуре.
Сечение в пролете с продольной арматурой 3Ø22 А400, As= 1140 мм2;
x=RsAs/(Rbb) =350·1140/(17·250) = 93,88мм, ξ=x/h0=93,88/567=0,165<ξR=0,533;тогда
Mult=RsAs(h0-0,5x)=350 · 1140(567- 0,5·93,88)=207,5· 106Н·мм = 207,5кН·м
Сечение в пролете с продольной арматурой 6Ø22А400,As=2281 мм2;
x = 350·2281/(17·250) = 187,84мм, ξ = 187,84/537 = 0,349<ξR= 0,533;
тогда Mult=350·2281(537- 0,5·187,84) = 353.7·106Н·мм =353.7кН·м.
Сечение в пролете с конструктивной арматурой в верхней зоне 3Ø12А400, As= 339 мм2;
x = 350·339/(17·250) = 27,9.мм,
тогда Mult=350·226(562 - 0,5·27,9)=65.02· 106Н·мм = 65.02кН·м.
Сечение у опоры с арматурой в верхней зоне 3Ø25А400, As=1473мм2;
x=350·1473 / (17·250)=121.3мм, ξ =121.3/562=0,215<ξr=0,533;
тогда Mult=350·1473(562 - 0,5·121.3)= 258.5·106Н·мм = 258.5 кН·м.
Пользуясь полученными значениями изгибающих моментов, графическим способом находим точки теоретического обрыва стержней и соответствующие им значения поперечных сил.
Вычисляем необходимую длину заведения обрываемых стержней за точки теоретического обрыва для обеспечения прочности наклонных сечений на действие изгибающих моментов согласно п. 3.47 [7].
Для нижней арматуры по эпюре Qmaxграфическим способом находим поперечную силу в точке теоретического обрыва стержней Ø22мм Q= 150.4кН.
Поскольку Q2qsw=150.42∙167.77=0,448<h0=0,567м
Длину заведения обрываемых стержней за точки теоретического обрыва вычисляем по формуле (3.79)[7]:
w1=Q2qsw+5ds=1504002*167,77+5∙22=558 мм.Для верхней арматурыØ25 мм у опоры по эпюре Qmin= 108,5 кН.Длину заведения обрываемых стержней за точки теоретического обрыва вычисляем по формуле (3.79)[7]:
wb=108,5∙1032∙167,77+5∙25=448,3 мм


Сборная железобетонная колонна и центрально нагруженный
фундамент под колонну
Определим нагрузку на колонну с грузовой площади, соответствующей заданной сетке колоннАгр=L·B= 5,8·6,3 = 36,54м2 и коэффициентом надежности по назначению здания = 1.1
Вычислим постоянную нагрузку от собственного веса 1 м2 кровли (в соответствии с приложением XIII.
Таблица 2
Нагрузки на 1м2кровли
Вид нагрузки Нормативная
нагрузка,
кН/м2Коэффициент надежности по нагрузке Расчетная
нагрузка,
кН/м2Слой гравия,
втопленный в битум 0,16 1,3 0,208
Гидроизоляционный ковер –2 слоя «Унифлекс» 0,09 1,3 0,117
Цементная стяжка (δ = 15 мм, ρ = 18 кН/м3)0,27 1,3 0,351
минеральные плиты
(δ = 100 мм, ρ = 3 кН/м3)
ρ = 5 кН/м3)0,3 1,3 0,39
Пароизоляция 1 слой «бикроэласт» 0,03 1,3 0,039
И т о г о 1,105
С учетом грузовой площади постоянная нагрузка от собственного веса кровли будет равна:
Gкр=qкр∙Агр=1,105 · 36,54·1,1 = 44,41 кН.Постоянная нагрузка от железобетонных конструкций одного этажа:
от перекрытия 3.3· 36.54· 1.1 = 132.64 кН;
от собственного веса ригеля:0.25 · 0.6· 6.3· 25 · 1.1· 1.1 = 28.58 кН;
от собственного веса колонны сечением:0,4 · 0,4 · 4,8 · 25 · 1,1 = 21,12кН.
Итого постоянная нагрузка на колонну первого этажа от веса всех железобетонных конструкций здания (при заданном количестве этажей - 5) будет равна:
N1= 5·(140,184+32+21,12) = 967,395.
Постоянная нагрузка на колонну от массы пола 3-х этажей:
N=4·1.2·46,2= 224,29кН
Нормативное значение снеговой нагрузкина покрытие для г. Братск (III снеговой район, Sg=1,8 кН/м2 ): S0= 0,7·ce·ct· μ·Sq= 0,7·1·1·1·1,8=1,26кН/м2
где:се= 1,0 – коэффициент, учитывающий снос снега от ветра, принят по формуле (10.4) [12];
сt= 1,0 – термический коэффициент, принят по формуле (10.6) [12];
μ = 1,0 – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке, принят в соответствии с п. 10.2 [12];
Расчетное значение снеговой нагрузки: S= S0·γs=1,26·1,4=1,764кН/м2
где γf= 1,4 – коэффициент надежности по снеговой нагрузке согласно п. 10.12 [12].
При этом длительная составляющая будет равна 0,7 · 1,764= 1,235 кН/м2
С учетом грузовой площади получим следующие величины нагрузки от снега на колонну: от полной снеговой нагрузки – 1,764· 40.48=74,94 кН, а для длительной составляющей снеговой нагрузки – 1,235 ·42,48=52,46кН.
От полной временной нагрузки на перекрытия 4-х этажей (по заданию v = 5кН/м2) при γf = 1,2 нагрузка на колонну составит: Nпол= 3 · 5·1.2· 42,48= 1019,52 кН, соответственно длительная составляющая Nполдл= 4 · (5-1.5) ·1.2· 42,48= 555.4 кН
Суммарная величина продольной силы в колонне первого этажа будет 73,45+921,195+224,29+74,94+1019,52=2313,4 кН, в том числе длительно составляющая равна 73,45+921,2+224,29+52,46+713,664=2031,26кН.
С учетом класса ответственности здания при γn= 1.1 максимальная величина продольной силы в колонне составит N = 2313,4 ·1.1=2595,6 кН; в том числе длительно действующая Nl=1985,06·1.1 = 2234,43кН.
Характеристики бетона и арматуры для колонны.
Бетон тяжелый класса В25, Rb=14,5 Мпа, Rbt=1.05 Мпа. Продольная рабочая арматура класса А400 Rsc=350 Мпа.
Расчет прочности сечения колонны выполняем по формулам п. 3.64 [3] на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом, поскольку класс тяжелого бетона ниже В35, а
L0=4800<20∙h=20∙300=6000 мм. При NlN=0,86 иl0h=4800300=12по приложению IVнаходим коэффициенты φb=0,811 и φbs=0,9Принимаем φ=φb+2∙(φsb-φb)0.01RscRs=0,856
Вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры по формуле (119) [7]:
Аs,tot=Nφ-Rb∙ARsc=2595,6∙1030,856-14,5∙160000350=2040,04 мм2Принимаем 4Ø25 A400 .
следовательно, прочность колонны обеспечена. Так же удовлетворяются требования п. 5.16 [2] по минимальному армированию, поскольку:
μ=As,totА∙100%=1963160000∙100%=1,23%.Поперечную арматуру в колонне конструируем в соответствии с требованиями п. 5.22 [2] из арматуры класса B500 диаметром 8 мм, устанавливаемую с шагом s≥ 15d = 420 мм, принимаем 420 мм.
Фундамент проектируем под рассчитанную выше колонну с расчетным усилием на подколонник N=2595,6 кН.Характеристики бетона и арматуры для фундамента.
По заданию бетон тяжелый класса В25. Расчетные сопротивления бетона будут равны
Rb=14.5 МПа и Rbt= 1.05МПа.
Рабочая арматура сетки класса A400, Rs=350МПа, Rsс=350МПа.
Для определения размеров подошвы фундамента вычислим нормативное усилие от колонны, принимая среднее значение коэффициента надежности по нагрузке =1,15 , соответственно получим
Nn=Nγfn=2595,61.15=1681.56 кН.По заданию грунт основания имеет условное расчетное сопротивление R0 = 0,25 МПа =250 кН/м2, а глубина заложения фундамента равна d= 1,7м.
Принимая средний вес единицы объема бетона фундамента и грунта на обрезах = 20 кН/м3, вычислим требуемую площадь подошвы фундамента:
A=NnR0-γmt∙Hf=2257,04250-20∙1,7=10,45м2Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менееа=А=8.12=3,30м.Назначаем размер а =b=3,3м;тогда фактическая площадь подошвы фундамента составит:
A=3,32 = 10,89м2 , а давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки будет равно:
Р`s= N/A=2595,6/10,89= 238кН/м2 = 0.238МПа.
Рабочую высоту фундамента определяем по условию прочности на продавливание:
h0=-hc-bc4+12NRbt+Ps'=-400+4004+122595,6∙1031,05+0,238=510 мм.Тогда H1= h0+ a = 510 + 50= 560 мм.
Для проектирования стыка колонны с фундаментом необходимо определить длину анкеровки сжатой арматуры колонны в фундаменте согласно требованиям п.п. 5.32-5.33[7].
Базовую (основную) длину анкеровки арматурного стержня Ø16А500 в бетоне колонны класса В25 находим по формуле (5.1)[7]:
l0,an=Rs∙AsRbond∙us=833,4ммгде: Asи us- соответственно площадь и периметр анкеруемого арматурного стержня Ø16 мм;
Rbond- расчетное сопротивление сцепления арматуры, определяемое по формуле (5.2)[7]:
Rbond=ŋ1ŋ2Rbt=2,5∙1∙1,05=2,625здесь = 2,5 для арматуры классов А400 и = 0,9 при диаметре анкеруемой арматуры ≤ 32 мм ( QUOTE η2= 0,9 при диаметре арматуры 36 и 40 мм).
Требуемую расчетную длину анкеровки арматуры колонны вычисляем по формуле (5.3)[7]:
Lan=α∙l0,anAs,colAs,ef=650.где As,cal ,As,ef- площади поперечного сечения арматуры соответственно, требуемая по расчету с полным расчетным сопротивлением и фактически установленная; α = 0,75 для сжатых стержней.
Глубина заделки колонны в фундамент должна быть не менее hc= 300 мм и по условию анкеровки арматуры не менее lan+10 =650+10=660 мм.
Принимаем глубину заделки колонны в фундамент 600 мм >590 мм. Тогда минимальная высота фундамента по сборную колонну по конструктивным требованиям будет равна = 600 мм.
Cучетом удовлетворения двух условий принимаем окончательно фундамент высотой H= 800 мм, двухступенчатый, с высотой нижней ступени h1= 300 мм.
С учетом бетонной подготовки под подошвой фундамента будем иметь рабочую высоту h0= 800 - 50 = 750 мм и для первой ступени h01 = 450 - 50 =400 мм.
Выполним проверку условия прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающемся в сечении III – III. Для единицы ширины этого сечения (b= 1 мм) находим:
Q = 0,5 (а – hс –2h0)bp's= 0,5(3300 – 400 –2·750)1 · 0.238 =154,7 H.
Поскольку Qb,min=0,5Rbtbh01=0.5·1,05·1·250 = 236,5 H >Q = 154,7 Н, то прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.
Изгибающие моменты определим:
МI = 0,1250,125·0.238·(3300 - 400)²·3300 = 825,7кH·м;
MII = 0,1250,125·0.238·(3300-800)²·3300= 285.6кH·м.
Сечение арматуры одного и другого направления на всю ширину фундамента определим из условий:
= 542.15·106 /(0,9·750·435) =20.8 см2;
= 285.6·106 /(0,9· 350·435) = 40.25 см2;
Нестандартную сварную сетку конструируем с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 27Ø14A400 (Аs=4158 мм2), соответственно получим фактическое армирование расчетных сечений
= 0,159%;
= 0,3%.

а) б)

Рис. 3 К расчету колонны и фундамента: а) расчетные сечения фундамента. б) деталь армирования фундамента.



Монолитное ребристое перекрытие с балочными плитами
Компоновка конструктивной схемы перекрытия. С учетом требований методических указаний главные балки располагаем в поперечном направлении здания, а расстояния между второстепенными балками с учетом пролета главной балки принимаем 1.8 м (1/4 номинального пролета главной балки).
Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия:
• высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок:
h = (1/12... 1/20) l= 400 мм,
b = (0,3... 0,5) h = 0,5·400 = 200 мм;
высота и ширина поперечного сечения главных балок
h= (1/8... 1/15) l = 700 мм,
b = (0,3... 0,5) h = 400 мм;
толщину плиты примем 70 мм.
Вычисляем расчетные пролеты плиты:
в коротком направлении
l01=l-b2-c+a2=1800-2002-250+1202=1510 мм.l02=l-b=1800-200=1600 мм.в длинном направлении QUOTE l0= l - b= 5700 - 300 = 5400 ммl0=l-b=5900-400=5500 мм.Поскольку отношение пролетов 5500/1600= 3.44> 2, то плита балочного типа.
Расчет монолитной плиты. Для расчета монолитной плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу шириной 1 м. Плита будет работать как неразрезная балка, опорами которой служат второстепенные балки и наружные кирпичные стены. При этом нагрузка на 1 м плиты будет равна нагрузке на 1 м2 перекрытия. Подсчет нагрузок на плиту дан в таблице 3.
Таблица 3
Нагрузки на 1 м плиты монолитного перекрытия
Вид нагрузки Нормативная нагрузка, кН/м2 Коэффициент надежности по нагрузке Расчетная нагрузка, кН/м
Постоянная: • от массы плиты (h=0,07м) 1.75 1,1 1.925
• от массы пола (по заданию) 1 1,2 1.32
Итого: 2.85 - g= 3,245
Временная (по заданию) 5 1,2 v = 6
Всего: 7.8 - 9.245
С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1 м плиты
q = (g + v) · = (3,245+6)·1.1= 10.17кН/м.
Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий:
в средних пролетах и на средних опорах
Мпр1 = q·l/16 = 10.17·1.62 /16 = 1,63кН·м;
в первом пролете и на первой промежуточной опоре
Mоп2 = q·l /11 = 10.17·1.62/11 = 2,11 кН·м.
Так как для плиты отношение h/l= 70/1600 = 1/23>1/30, то в средних пролетах, окаймленных по всему контуру балками, изгибающие моменты уменьшаем на 20 %, т. е. они будут равны 0,8 · 1.63 = 1,184 кН·м
Определим прочностные и деформативные характеристики бетона заданного класса.
Бетон тяжелый, естественного твердения, класса В25:
Rb= 14,5 МПа; Rbt = 1,05 МПа.
Для арматуры сварных сеток класса Вр500 по приложению IV. 1 находим величину αR = 0,376 .
Выполним подбор сечений продольной арматуры сеток плиты.
В средних пролетах, окаймленных по контуру балками и на промежуточных опорах:
h0=h - а = 70 – 20 = 50 мм
αm = М/(Rb·b ·h0²) = 1.184·106/(14.5·1000·502) = 0.0308<αR;
Тогда усилие в рабочей продольной арматуре сетки на ширине 1 м будет равно:
RsAs=Rbbh01-1-2αm=22685НПринимаем сетку С1 номер 48 марки4Вр500-2008Вр400-1503260 с фактической несущей способностью продольной арматурыRsAs = 27260 Н >22685 Н.
В первом пролете и на первой промежуточной опоре:
h0 = 70 – 25 = 45 мм.
αm = М/(Rb·b·h0²) = 2.11·106/(14,5·1000·452) = 0.072<αR=0.376
тогдаRsAs=Rbbh01-1-2αm=48806дополнительная сетка должна иметь несущую способность продольной арматуры:
48806– 27260 = 21546 Н;
Принимаем сетку С2 номер 48 марки4Вр500-2008Вр400-1503260 с фактической несущей способностью продольной арматуры RsAs = 27260Н.
Расчет второстепенной балки. Вычисляем расчетный пролет для крайнего пролета балки, который равен расстоянию от оси опоры на стене до грани главной балки:
l01 = l - c/2 – b/2 = 5900 – 250/2 - 400/2 = 5.575 м.
Определим расчетную нагрузку на 1 м второстепенной балки, собираемую с грузовой полосы шириной, равной максимальному расстоянию между осями второстепенных балок – 1.8 м.
Постоянная нагрузка:
от собственного веса плиты и пола (см. расчет плиты) 3.245·1.8 = 5.841кН/м;
от веса ребра балки 0.2·(0.4 – 0.07)·25·1.1 = 1.815 кН/м;
Итого: g =7,656 кН/м.
Временная нагрузка: v = 6·1.8 = 10,8 кН/м.
Итого с учетом коэффициента надежности по назначению здания:
q = (g + v)· = 20,3кН/м.
Изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий в статически неопределимой системе будут равны:
в первом пролете M = q·l02/11 = 20,3·5,5752 /11 = 57,36 кН·м;
на первой промежуточной опоре М = q·l/14 = 20,3·5,5752 /14 = 45,07 кН·м.
Максимальная поперечная сила (на первой промежуточной опоре слева) равна
Q = 0,6·q·l = 0.6·20,3·5,575 = 67,9 кН.Проверим правильность предварительного назначения высоты сечения второстепенной балки:
h0≥M0.289∙Rb∙b=45,07∙1060,289∙14,5∙200=232 мм.мм, или h0+а = 232 + 45 = 277 мм <400 мм, т. е. высоту сечения увеличивать не требуется.
Согласно заданию продольная рабочая арматура для балок класса А400 (Rs= 350МПа). Для заданного класса арматуры находим по таблице IV.1 приложения IV aR=0,391.
Выполним расчеты прочности сечений, нормальных к продольной оси балки, на действие изгибающих моментов.
Сечение в пролете М = 57,36кН.
Определим расчетную ширину полки таврового сечения согласно п. 3.26 [7]:
при h/h = 70/400=0,1750>0,1 и 2·1/6·l+b = 2·1/6·5575+200=2058 мм >1850мм (расстояние между осями второстепенных балок) принимаем b= 2000 мм.
Вычислим h0= h – а = 400 – 35 = 365 мм.
Так как R= 602,9 кН·м > М = 57,36 кН·м, то граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b == 1800мм. Вычислим αm = М/(Rsbh0) = 57,36·106/(14,5·1800·3652) = 0.016< αr = 0,391. Тогда требуемая по расчету площадь продольной рабочей арматуры будет равна
Аs=Rb∙b∙h01-1-2αmRs=14,5∙1800∙365∙1-1-2∙0.016350=439,04 мм2.Принимаем 2Ø18 A400 (А= 509 мм2).
Сечение на опоре В: М = 45,07 кН·м. Вычислим h0 = h - а = 400– 45 = 355мм. Вычислим αm = М/(Rbh) = 44,07 ·106/(14,5·200·3552) = 0,123< αr = 0,391, т.е. сжатая арматура не требуется. ТогдаАs=Rb∙b∙h01-1-2αmRs=14,5∙200∙355∙1-1-2∙0.123350=387 мм2.Принимаем 4Ø12 A400 (Аs= 452 мм2). (При конструировании целесообразно для обеспечения расстояний между стержнями при бетонировании разместить в опорном сечении 5 стержней 3Ø10 + 2Ø12 с суммарной площадью As=236 + 226 = 462 мм2>387 мм2)
Выполним расчет прочности наиболее опасного сечения балки на действие поперечной силы у опоры В слева. По таблице II.5. приложения II из условия сварки принимаем поперечные стержни Ø5 мм класса B500 Rsw= 300 МПа, число каркасов - 2 (Asw= 39.3мм ). Согласно требованиям п. 5.21[7] назначаем шаг поперечных стержней:
sw=180 мм <ho/ 2 = 365/2 = 182,5 мм
Поперечная сила на опоре Qmax=77 кН, фактическая равномерно распределенная нагрузка
q1= q=20,3 кН/м.
Проверим прочность наклонной полосы на сжатие из условия (3.43) [7]:
0,3Rbbh0= 0,3·14.5·200·365 = 317,55 кН >Qmax= 67,9 кН,
т.е. прочность наклонной полосы ребра балки обеспечена.
По формуле (3.48) [7] определим интенсивность поперечного армирования
qsw=RswAsw /sw=300·39,3/180 = 65, 5 Н/мм (кН/м).
Поскольку qswRbt∙b=65,51,05∙200=0.312> 0,25, т.е. условие (3.49) [7] выполнено, значение Mbопределяем по формуле (3.46) [7]:
Mb=1,5R bt b h02=1,5·1,05·200·3652=41,97 кН·м.
Согласно п. 3.32 [7] определяем длину проекции опасного наклонного сечения с по формуле
с =Mbq1=41,9720,3=1,438 м.Поскольку с = 1,438 м >3h0 = 3·0,365 = 1,095 м принимаем с = 1,095 м.
Согласно п. 3.31 [7] находим длину проекции наклонной трещины с0 :Так как c0 = 1.095 м >2h0 = 2 · 0.365 = 0.730м, то принимаем c0 = 0,730м.
Тогда Qsw= 0,75qswc0= 0,75·65,5·0,730= 35.86 кН ;Qb=Mb/ с=41,97/1.095 = 90 кН;
Q= Qmax- q1c= 67,9 – 20,3·1,095= 45,67 кН.Проверим условие (3,31)[7]: Qb+ Qsw= 35,86+ 38,33 = 74,19 кН>Q*c0= 45,67 кН,
т. е. прочность наклонного сечения по поперечной силе обеспечена. Требования п. 3.35 [7] также выполняются, поскольку
smax= Rbtbh02/ Qmax= 0.9·200·3652 / (67,9·103) = 412>sw= 180 мм.


Список литературы:
Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс; Учебник для вузов. - 6-е изд., репринтное. - М.: ООО «БАСТЕТ».2009г.- 768 с.
Кумпяк О.Г., Галяутдинов З.Р., Пахмурин О.Р., Самсонов В.С. Железобетонные и каменные конструкции. Учебник - М. Издательство АСВ. 2011. – 672
Бородачев Н.А. Автоматизированное проектирование железобетонных и каменных конструкций: Учеб.пособие для вузов - М.; Стройиздат, 1995. - 211 с.
Бородачев Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных конструкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов - Сама-ра:СГАСУ, 2012. - 304 с.
СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003.- М.: 2012. - 161 с.
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры (одобрен постановлением Г осстроя РФ от 25.12.2003 г. №215). - М.: Госстрой.- 2004.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52101-2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. - М.: ОАО ЦНИИПромзданий. - 2005. - 214 с.
СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. - М.: Госстрой. - 2005. -15 с.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. - М.: ОАО ЦНИИПромзданий. - 2005. - 158 с.
СП 52-103-2007. Железобетонные монолитные конструкции зданий. -М.: Г осстрой.-2007.-22 с.
СП 15.13330.2012. Каменные и армокаменные конструкции. Актуализированная редакция СНиП II-22-81*. - М.: ФАУ «ФЦС», 2012. -78 с
СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*. - М.: ОАО « ЦПП», 2011. - 96 с

Приложенные файлы

  • docx 8888321
    Размер файла: 3 MB Загрузок: 0

Добавить комментарий