жбк поясняк


Министерство образование и науки Российской Федерации
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение высшего профессионального образования
“Томский государственный архитектурно-строительный университет”
(ТГАСУ)
Факультет строительный
Кафедра «Железобетонные и каменные конструкции»
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовому проекту №1
«Железобетонные конструкции многоэтажных промышленных зданий»
Выполнил:
Студент СФ гр. 102
Кадырбекова А.К
Проверил:
Пахмурин О.Р.
Томск 2016
Содержание
Проектирование ребристой плиты
Расчёт неразрезного ригеля
Проектирование колонны и монолитного фундамента под колонну
Список литературы

Ребристая плита
По результатам компоновки конструктивной схемы перекрытия пусть принята номинальная ширина плиты 1200 мм. Расчётный пролёт плиты при опирании на ригель поверху l0 = l – b/2 = 6000 – 250/2 = 5875 мм = 5,875 м.
Подсчёт нагрузки на 1 м2 перекрытия приведён в таблице 1.
Таблица 1
Нагрузки на 1 м2 ребристой плиты
Вид нагрузки Нормативная нагрузка, кН/м2 Коэффициент надёжности по нагрузке Расчёт нагрузка, кН/м2
Постоянная:
От массы ребристой плиты
δ = 0,105 м(ρ = 25 кН/м3) 0,105*25 = 2,63 1,1 2,89
От массы пола (по заданию) 1,1 1,2 1,32
Итого: 3,73 - 4,21
Временная(по заданию) 4 1,2 4,8
В том числе:
длительная 2,5 1,2 3
Кратковременная 1,5 1,2 1,8
Полная нагрузка 7,73 - 9,01
В том числе постоянная и длительная 6,23 - -
Расчётные нагрузки на 1 м длины при ширине плиты 1,2 м с учётом коэффициента надёжности по назначению здания γn = 1 (класс ответственности здания I).
- для расчётов по первой группе предельных состояний:
q = 9,01*1,2*1 = 10,812 кН/м
- для расчётов по второй группе предельных состояний:
полная qtot = 7,73*1,2*1 = 9,27кН/м
длительная ql = 6,23*1,2*1 =7,48кН/м
Расчётные усилия:
- для расчёта по первой группе предельных состояний:
М = ql02/8 = 10,81*5,8752/8 =46,65кН*м
Q = ql0/2 = 31,75 кН
- для расчётов по второй группе предельных состояний:
Мtot = qtot l02/8 =9,27*5,8752/8 = 40 кН*м
Мl = ql l02/8 = 7,48*5,8752/8 = 32,25кН*м
Назначаем геометрические размеры сечения плиты(рис. 1, а)
26809821273415212К1500
00212К1500
-43243588963514А600
0014А600

Рис. 1. Поперечные сечения ребристой плиты: а – основные размеры; б – к расчёту по прочности; в – к расчёту по образованию трещин
Нормативные и расчётные характеристики бетона класса В30 находим по приложению I[1]: Rb,n = Rb,ser = 22 МПа, Rb = 17 МПа, Rbt,n = Rbt,ser = 1,75 МПа, Rbt = 1,15 МПа, Eb = 32500 МПа.
Нормативные и расчётные характеристики напрягаемой арматуры класса K1500 находим по приложению II [1]:
Rs,n = Rs,ser = 1500 МПа; Rs = 1300 МПа; Es = 195000 МПа;
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в соответствии с требованиями с п.9.1.1[5]:
σsp = 1000 Мпа< Rs,n = 0,8*1500 =1200 МПа ˃ 0,3* Rs,n = 450 МПа.
Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям первой группы.
Расчёт прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси, М = 46,65кН*м. Сечение тавровое (рис. 1, б) с полкой в сжатой зоне. Согласно п.8.1.11[5] при расчётная ширина полки bf’ = 1160 мм. h0 = h – a = 350 – 30 = 320 мм. Проверяем условие (3.23) [9]:
, т.е. граница сжатой зоны проходит в полке и расчёт производим как для прямоугольного сечения шириной b = bf’ =1160 мм согласно п. 3.14[9].
Определим значение αm по формуле (3.9)[3]

По таблице 4.2. приложения 4 для класса арматуры К1500 и находим принимаем γs3=1,1
Требуемую площадь сечения арматуры вычисляем по формуле (3.10)[9], для этого определяем и коэффициент γs3, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести, согласно п.3.9.[9].
Аsp=ξRbbh0γs3RS=0.023*17*1160*3201.1*1300=101.5мм2 Принимаем 212К1500 (Аsp = 181,2 мм2).
Расчёт полки на местный изгиб.
Расчётный пролёт согласно рис. 1, а будет равен
Нагрузка на 1 м2 полки толщиной 50 мм будет равна:
,
где - толщина плиты, м;
- плотность тяжёлого железобетона, кН/м3 ;
- коэффициент надёжности по нагрузке;
- постоянная нормативная нагрузка от массы пола, кН/м2 ;
- временная нормативная нагрузка, кН/м2 ;
- коэффициент надёжности по назначению здания.
Изгибающий момент для полосы шириной 1 м определяем с учётом частичной заделки полки плиты в ребрах по формуле Рабочая высота расчётного сечения прямоугольного профиля . Арматура 4В500(Rs = 435 МПа, αR=0,372). Тогда, при αm = M/(Rbbh02) = 0,654*106/(17*1000*282) = 0,049< αR=0,372, требуемая площадь продольной рабочей арматуры сетки на ширине 1 м будет равна:
As=Rbbh01-1-2αmRs=17*1000*28(1-1-2*0.049)/435=55мм2Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой 4В500 с шагом s = 100 мм(84В500, АS=100.5 мм2).
Проверка прочности ребристой плиты по сечениям, наклонным к продольной оси. Согласно требованиям 5.12[9] будем армировать каждое ребро плиты плоским каркасом с поперечными стержнями из арматуры класса В500, диаметром 4 мм(Аsw=2*10.05=20.1мм2) с шагом sw = 150 мм <h0/2=320/2 = 160 мм.
Находим усилие обжатия от растянутой продольной арматуры:
При этом , .
Прочность бетонной полосы проверяем из условия
т.е прочность бетонной полосы обеспечена.
Геометрические размеры расчётного сечения даны на рисунке 1, б.
По формуле (3.55)[9] определим усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента:
qsw=RswAwsw=300*20.1150=40.2H/ммПо формуле (3.53а)[9] определяем коэффициент φn. Для этого, принимая A1= bh= 140*350 =49000 мм2, вычислим:
φn=1+1.16PRbA1-1.16PRbA12=1+1.6*12684017*49000-1.1612684017*490002=1.217Проверим условие;
0.25φnRbtb=0.25*1.217*1.15*140=48.98 Hмм>qsw=40.2HммНаходим Мb по формуле (3.52)[9]:
Mb=1.5φnRbtbh02=1.5*1.217*1.15*140*3202=30.09*106HммНаходим Qb,min=0.5*φnRbtbh0=0.5*1.217*1.15*140*320=31350HОпределяем длину проекции с не выгоднейшего наклонного сечения и проекцию наклонной трещины c0 согласно п.3.33 [9].
c=Mbq1=30.09*10610.81=1668.4ммТ.к. 1668,4>3h0 = 960 мм => принимаем , и т.к. c0=c= 960>2h0 = 640 мм, тогда принимаем c0 = 640 мм.
Тогда поэтому принимаем
Проверяем условие (3.50)[9], принимая Q в конце наклонного сечения, т.е. .
Qb+0.75qswc0=31.35+0.75*40.2*0.64=50.65kH>Q=33.79kH, т.е. прочность наклонного сечения обеспечена.
Согласно п. 3.36[9] определим sw,max по формуле (3.67)[9]:
sw,max=φnRbtbh02Qmax=1.217*1.15*140*320231750=632мм>sw=150мм, т.е. требования п. 3.36[3] удовлетворены.
Расчёт плиты по второй группе предельных состояний.
Согласно требованиям п. 8.2.6 [5], представленным в таблице IV.4 приложения IV[1], в ребристой плите, армированной напрягаемой арматурой класса К-7 диаметром 12 мм допускается непродолжительное раскрытие трещин шириной и продолжительное - . Для расчетного пролета 5,875 м относительное значение предельного прогиба из эстетических требований равно 1/150 - (1/150 – 1/200) х (5,875 -3)/(6 - 3) = =0,00507, и, следовательно величина предельного прогиба составляет
fult=0.00507*5875=29.8мм.Геометрические характеристики приведенного сечения.
Площадь бетонного сечения: A=1160*50+(350-50)*140=100000мм2
Площадь приведенного сечения:
Статический момент относительно нижней грани сечения:
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
Момент инерции приведенного сечения:
Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:
Момент сопротивления приведенного сечения по верхней зоне:

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки r=29.59мм
Назначаем передаточную прочность бетона МПа, Rbp =20MПа удовлетворяющую требованиям п.6.1.6 [13].
Определяем потерь предварительного напряжения арматуры.
Потери от релаксации напряжений в арматуре
∆σsp1=0.22σspRs,n-0.1σsp=0.22*10001500-0.1*1000=46.67МПа
Потери от температурного перепада при заданном естественном твердении бетона отсутствуют, т.е.∆σsp2=0.
Потери от деформации стальной формы ∆σsp3=0 , поскольку усилие обжатия передается на упоры стенда.
Потери от деформации анкеров, расположенных натяжных устройств
∆σsp4=∆llE=27000*195000=55.71МпаГде Δl=2мм (принято при отсутствии данных),а l=7000мм- расстояние между наружными гранями упоров (на 1000мм больше номинальной длины плиты).
Полные значения первых потерь предварительного напряжения арматуры равны:
Δσsp1=Δσsp1+Δσsp2+Δσsp3+Δσsp4=46.67+0+0+55.71=102.38МПаУсилие обжатия с учётом первых потерь будет равно
P(1)=Asp*(σsp-Δσsp(1))=181.2*(1000-102.38)=162.6kH
При отсутствии в верхней зоне ребристой плиты напрягаемой арматуры эксцентриситет усилия обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения будет равен
e0p1=y-ap=249.12-30=219.12ммМаксимальное сжимающие напряжения в бетоне σbp от действия усилия P(1) на уровне нижнего растянутого волокна при ys=y=249.12 мм без учета собственного веса плиты определяем по формуле (9.14) [13]:
σbp=P1Ared+P1 e0p1 ysIred=162.6*1030.10109*106+162.6*103*219.12*249.12745.1034*106=13.5MПа<0.9Rbp=0.9*20=18МПа требование п.9.1.11 [13] выполняется.
Определяем вторые потери напряжений в соответствии с п.9.1.8 и 9.1.9 [13].
Потери от усадки бетона
Δσsp5=εb,sh*Es=0.0002*195000=39MПагде εb,sh=0.0002- деформация усадки бетона классов В35 и ниже.
С учетом тепловой обработки Δσsp5=0.85*39=33.15MПа
Для определения потерь от ползучести бетона вычислим напряжение в бетоне σbp в середине пролета плиты от действия силы P(1) и изгибающего момента Mw от массы плиты.
Нагрузка от собственной массы плиты (см. табл.7) равна.
qw=2.63*1.2=3.156kH/м, тогдa
Мw=qwl028=3.156*5.87528=13.61kHмНапряжение σbp на уровне напрягаемой арматуры (т.е. при ysp=e0p1), будет равно
σbp=p1Ared+P1*e0p1-M*yspJred=162.6*103101087+162.6*103*219.12-13.61**106*219.12745.1034*106=1.6+6.33=7.93MПа (сжатие).
Напряжение σbp ′ на уровне крайнего сжатого волокна при эксплуатации будут равны:
σbp∙=P1Ared-P1e0p1-MW*h-yJred=0.1626*1060.101087*106-0.1626*103*219.12-13.61*106*350-219.12745.1034*106=1.6-3.87=-2.27МПа<0, растижения.Потери от ползучести бетона определяем по формуле 9.9 [13], принимая значения φb,cr и Eb по классу бетона равному Rbp=20МПа, поскольку передаточная прочность бетона Rbp меньше 70% класса бетона В30. Для бетона класса В20 по таблицам 1.3 и 1.4 приложения I находим: Eb=27500МПа, φb,cr=2.8 (при влажности 60%).
Определяем потери от ползучести бетона:
- на уровне растянутой напрягаемой арматуры
∆σsp6=0.8φb,craσbp1+a*μsp*(1+ysp2*AredJred)(1+0.8*φb,cr)==0.8*2.8*7.091*7.931+1.091*0.00181(1+219.122*0.101087*106745.1034*106)(1+0.8*2.8)==120.18МПаГде α=ЕsEb=19500027500=7.091, μsp=AspA=181.2100000=0.001812.С учетом тепловой обработки
∆σsp6=0.85*120.18=102.15МПа- на уровне крайнего сжатого волокна потери напряжений от ползучести бетона ∆σbp∙<0.Полные значения первых и вторых потерь предварительного напряжения равны:
∆σsp(2)=∆σsp1+∆σsp2+∆σsp3+∆σsp4+∆σsp5++∆σsp6=46.67+0+0+55.71+39+102.15=243.53Мпа>100МПа
С учетом всех потерь напряжения в напрягаемой арматуре будут равны:
∆σsp(2)=σsp-∆σsp2=1000-243.53=756.47 МПа
Усилие обжатия с учетом всех потерь определяем по формуле (9.13) [13]: P=σsp(2)*Asp=756.47*181.2=137.07кН
Эксцентриситет усилия обжатия Р относительно центра тяжести приведенного сечения будет равен
e0p=e0p1=219.12мм
Для выяснения необходимости расчета по ширине раскрытия трещин и выявления случая расчета по деформациям, выполним расчет по образованию трещин по формуле (9.36) [13]:
Mcrc=γ*Wred*Rbt,ser+Pe0p+r=1.3*2990.94*103*1.75+137.07*103(219.12+29,59)=40.9kHм>Mtot=40kHм
трещины в нормальном сечении образуются. Здесь 1,3 γ = принято по таблице IV.5 приложения IV.
Расчет по раскрытию трещин выполняем в соответствии с требованиями п.п.4.2 – 4.12 [18].
По формуле (4.12) [18] вычислим приращение напряжения в напрягаемой арматуре от действия постоянных и длительных нагрузок
σs=σsl при действии М=Мl=32,25кНм
Поскольку еsp=y-asp-e0p=219.12-30-219.12=-30<0, получаем Мs=Ml=32.25kHм, тогда esh0=MsP*h0=32.25*106137.07*103*320=0.736Вычисляем коэффициент φf, учитывающий работу свесов в сжатой зоне сечения по формуле
φf=(b f"-b)hf"bh0=1160-140*50140*320=1.14Согласно п.8,2.16 [13], коэффициент приведения стержневой горячекатаной арматуры к бетону будет равен:αs1=εb1,red*EsRbn=0.0015*19500022=13.30, μ=Aspbh0=181.2140*320=0.00404, μ*αs1=0.054φf=1.14 и esh0=0.736 определяем
ξ=0,80, тогда z=ξh0=0.8*320=256мм.
Тогда приращение напряжений в напрягаемой арматуре от действия постоянных и длительных нагрузок, вычисленное по формуле (4.12) [18] составит: σs=σsl=Msz-PAsp=32.25*106256-137.07*103181.2=-60.8МпаАналогично определяем значение σs.crc при: Ms=Mcrc=40.9kHм
esh0=MsPh0=40.9*106137.07*103*320=0.932По таблице IV.6 приложения IV при
μαs1=0.054 φf=1.14 esh0=0.932 находим ξ=0,86
z=ξh0=0.86*320=275.2мм, тогда:σs=σs,crc=Msz-PAsp=40.9*106275.2-137.07*103181.2=63.74МпаПо формуле (4.17) [18] при σs=σsl=-60.8МПа определим
коэффициент Ψs учитывающий неравномерность деформации растянутой арматуры на участке между трещинами,
Ψs=1-0.8*σs,crcσs=1-0.8*63.7460.8=1.84Определяем расстояние между трещинами ls . Высота зоны растянутого бетона, определенная как для упругого материала, будет равна
y0=SredAred+P/Rbt,ser=0.251826*1080.101087*106+137.07*103/1.75=140.36ммС учетом неупругих деформаций растянутого бетона
yt=k*y0=0.9*140.36=126.32мм что меньше h/2=350/2=175мм.
Поскольку yt>2*a=2*30=60мм, принимаем yt=126.32мм тогда площадь растянутого бетона будет равна
Abt=b*yt=140*126.32=17685.52мм2. Тогда
ls=05AbtAspds=0.5*17685.52181.2*12=585.6ммТак как вычисленное ls=585.6мм>400мм и ls<40*ds=40*12=480Принимаем ls=400мм.
По формуле (8.128) [13] определяем ширину продолжительного раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок:
acrc,1=φ1φ2φ3ΨsσsEs*ls=1.4*0.5*1*1.84*60.8195000*400=0.161мм
acrc,1=0.161мм<acrc,ult=0.2мм,где φ1=1,4- коэффициент, учитывающий продолжительность действия нагрузки;
φ2=0,5- коэффициент, учитывающий периодический профиль арматуры;
φ3=1 - для изгибаемых элементов.
Ширину непродолжительного раскрытия трещин от действия всех нагрузок вычислим по формуле (4.19) [18]: acrc=acrc1+αcrc2-αcrc3,αcrc2- ширина непродолжительного раскрытия трещин от действия всех нагрузок при φ1=1.0 и М=Мtotαcrc3- ширина непродолжительного раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок при φ1=1.0 и M=Ml.При Ms=Mtot=40kHм esh0=MsP*h0=40*106137.07*103*320=0.912.По таблице IV.6 приложения IV при μαs1=0.0054, φf=1.14, esh0=0.912Определяем ξ=0,868 тогда z=ξ*h0=0.868*320=277.76мм.Приращение напряжений в арматуре от действия длительных нагрузок составит:
σs=σs,tot=Мsz-PAsp=40*106277.76-137.07*103181.2=38.296МПа.По формуле (4.17) [18] при σs=σs,tot=38,296 МПа определим коэффициент Ψs=1-0.8σs,crcσs=1-0.863.7438.296=0.331.
По формуле (8.128) [13] определяем ширину непродолжительного раскрытия трещин от действия всех нагрузок:
αcrc2=φ1φ2φ3ΨsσsEsls=1.0*0.5*1.0*0.331*38.296195000*400=0.013ммВычисляем ширину непродолжительного раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок (при φ1=1.0)αcrc3=φ1φ2φ3ΨsσsEsls=1.0*0.5*1.0*1.84*60.8/195000*400=0.115мм
Ширина непродолжительного раскрытия трещин от действия всех нагрузок будет равна:
αcrc=αcrc1+αcrc2-αcrc3=0.161+0.013-0.115=0.059<αcrc,ult==0.3ммРасчет прогибов плиты в середине пролета от действия постоянных и длительных нагрузок выполняем в соответствии с требованиями пп.4.16 – 4.20 и 4.24 [18].
Вычисляем величину приведенного модуля деформации сжатого бетона по формуле:Eb,red=Rb,serεb1,red=220.0028=7857 МПа, где εb1,red=0.0028
при влажности 60% (см. табл.1.4 приложения I). Значение коэффициента приведения арматуры к бетону для арматуры растянутой зоны будет равно:
αs2=EsΨs*Eb,red=1950007857*1.84=13.49. Тогда при
φf=1.14, μαs2=0.00404*13.49=0.054 и esh0=32.25*106137.07*103*320==0.735 по таблице IV.7 приложения IV находим φс=0,968.Согласно формуле (4.40) [3] кривизна от длительных нагрузок будет равна:
1r3=Mφcb h03Eb,red=32.25*1060.968*140*3203*7857=0.9*10-6мм-1По формуле (4.31) [18] определим кривизну, обусловленную остаточным выгибом вследствие усадки и ползучести бетона:
1r4=σsb-σsb"Es*h0=141,15-0195000*320=0,23*10-5мм-1σsb=∆σsp5+∆σsp6=39+102.15=141.15МпаПолная кривизна в середине пролета от постоянных и длительных нагрузок равна:
1rmax=1r4+1r3=0.23+0.09*10-5=0.32*10-5мм-1Прогиб плиты определяем по формуле (4.25) [18], принимая согласно таблице IV.8 приложения IV значение s=548 :
f=1rmaxsl02=0.32*10-5*548*58752=11.5мм<fult=29.8мм.Неразрезной ригель
Назначаем предварительные размеры поперечного сечения ригеля. Высота сечения h=110…112*l=110…112*7600=650ммШирина сечения ригеля: b=0.3…0.4h=0.3…0.4*650=250ммВычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля. Нагрузка на ригель от ребристых плит считается равномерно распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу колонн в продольном направлении здания 6 м. Подсчет нагрузок на 1м2 перекрытия приведен в табл. 1.
Постоянная нагрузка на ригель будет равна:
- от перекрытия (с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn=1.0) 4,21*6.0*1.0=25.26 кН/м;
- от веса ригеля (сечение 0,25 х 0,65 м, плотность железобетона с учётом коэффициента надёжности и γn=1.0 ). 0,25*0,65*25*1,1*1.0=4.47 кН/м. Итого: g=25.26+4,47=29.73 кН/м.
Временная нагрузка(с учётомγn=1.0) v=4.8*6.0*1.0=28.8kH/мПолная нагрузка q=ǵ+v=29.73+28.8=58.53kH/м;
Определение изгибающих моментов и поперечных сил.
Изгибающие моменты неразрезной балки при расчёте по упругой схеме как с одинаковыми, так и с разными пролётами можно определить методами строительной механики или методом конечных элементов на ЭВМ с использованием, например, программного продукта – «МИРАЖ», «SCAD», «ЛИРА» В случае равных пролётов изгибающие моменты и поперечные силы можно вычислить инженерным методом по формулам М=(α*g+β*v)*l2 Q=(y*g+δ*v)*l; где α, β, γ, δ – табличные коэффициенты (см. прил.1), g – постоянная нагрузка, v – временная нагрузка. Вычисление изгибающих моментов и поперечных сил для различных схем загружения четырех пролетного ригеля постоянной и временными (полезными) нагрузками приведено в табл10.
Схема загружения пролетов Пролетные моменты Опорные моменты Поперечные силы
М1 М2 М3 МВ МС QA QBЛQBnQCЛQCnQD
0,080
137.38 0,025
42.93 0,080
137.38 -0,10
-171.7 -0,100
-171.7 0,40
87.6 -0,6
-131 0,5
109.4 -0,5
-109 0,60
131 -0,4
-87.6
0,101
173.44 -0,05
-85.86 0,101
173.44 -0,050
-85.86 -0,050
-85.86 0,45
98.5 -0,55
-120 0
0 0
0 0,55
120 -0,4
-87.6
-0,025
-42.93 0,075
128.8 -0,025
-42.93 -0,050
-85.86 -0,050
-85.86 -0,05
-10,9 -0,05
-10,9 0,5
109.4 -0,5
-109 0,05
10,9 0,05
10,9
0,075
128.8 0,5
858.6 0,075
128.8 -0,117
-200,9 -0,033
-56.66 0,38
83.2 -0,62
-135.7 0,583
127.6 -0,42
-91.9 0,03
6,56 0,03
6.56
0,097
166.57 -0,025
-42.93 0,097
166.57 -0,067
-115 -0,017
-29.19 0,43
94.1 -0,57
-124.8 0,083
18.17 0,083
18.17 -0,02
-3,72 -0,02
-3,72
Невыгод-нейщая 1+2
310.82 1+3
171.73 1+2
310.82 1+4
-372.6 1+2
-257.56 1+2
186.1 1+4
-266.7 1+4
237 1+3
-218 1+2
251 1+2
-175.2
По данным табл. 5 для всех указанных комбинаций нагрузок (1+2, 1+3...1+5) строим эпюры моментов на ригеле и эпюры поперечных сил (рис. 11). Учёт пластических деформаций при расчёте неразрезного ригеля при неизменной величине нагрузки производим путём уменьшения значения максимального опорного момента, полученного из расчёта по упругой схеме до 30%. Такое регулирование внутренних усилий происходит за счет так называемого самонапряжения, вызываемого действием лишнего неизвестного – опорного момента. Эпюры самонапряжения имеют треугольное очертание с вершинами на опорах. С этой целью к эпюре моментов (рис. 11., эпюра 1+4) прибавим треугольную выравнивающую эпюру моментов с ординатой на опоре В:
М=347,25-268,24=79,1кНм что составляет22,75% где МВ=268,24 значение момента от загружения 1+5.
В результате сложения добавочной эпюре с вышеуказанной эпюрой получим эпюру моментов с наибольшим моментом.
МВ=268,24кНм возможно дальнейшее перераспределение, например уменьшение опорного момента на опоре С до значения МС=МВ=241,37кНм
В результате сложения этой эпюры с указанной выше, получим огибающую эпюру моментов с выравненными опорными моментами, что даёт возможность унифицировать конструкции стыков сборных ригелей.
Изгибающий момент на грани опоры (колонны)
МГР=МВ-Qh2=268.24-(84.21+102.29)0.32=240.265kHм
Однако большее значение Мгр возникает при схеме загружения 1+4 со стороны пролёта, загруженного только постоянной нагрузкой
MГР=268.24-84.210.32=255.61kHм.
В соответствии с этим методом, перед построением огибающих эпюр моментов и поперечных сил необходимо определить значения изгибающих моментов и поперечных сил в однопролетной балке от полной расчетной нагрузки и от постоянной нагрузки. Затем на опоре В и на опоре Д откладываем в масштабе значения изгибающих моментов, вычисленные по формуле
МС=МВ=ql214=58,53*7.6214=241,48 кНм
Значения опорных моментов соединяем ломанной линией (ЛОМ) и подвешиваем ординаты балочных изгибающих моментов в середине каждого пролета от полной расчетной и от постоянной нагрузки также в том же масштабе, что и опорные моменты. Полученная таким образом, огибающая эпюра моментов, построена с учетом перераспределения усилий.
Ниже приведена огибающая эпюра поперечных сил, ординаты которой вычислены по формулам: для полной расчетной нагрузки: Qb=q*7.62=222.414kHQA=Qq+Mbl=222,414-241,487.6=190.64kH
Qbл=-Qq+Mbl=-222,414-241,487.6=-254,19kHQbn=Qq+Mc-Mbl=222,414+-241,48-(-241,48)7.6=222,414kHQcл=-Qq+Mc-Mbl=-222,414+-241,48-241,487.6=-285,96kH для постоянной нагрузки: q=29,73kH/m Qq=q*7.62=112,97kHQa=112.97-241.487.6=81.2kHQBЛ=-112.97-241.487.6=-144.75 kHQBn=112.97+-241.48-241.487.6=49.43kHQCЛ=-112.97+-241,48-241,487.6=-176,52kHПри вычислении ординат огибающей эпюры поперечных сил от полной расчетной и постоянной нагрузок значения поперечных сил и изгибающих моментов принимаются со своими знаками.
Значение ординат максимальных моментов в первом и во втором пролетах вычисляем по формулам:
Mmax1=QA*X12=190,64*3.262=310,74kHmMmax2=QBn*X22=222,414*3.82=422,59kHм
Здесь X1=Qaq=190,6458,53=3.26m X2=Qbnq=222,41458,53=3.8мЭпюры поперечных сил перераспределению не подлежат. Характеристики бетона для ригеля приведены в таблице 11.

Нормативные и расчётные характеристики бетона, Мпа
Класс бетона Вид бетона Для предельных состояний Ев
Первой группы Второй группы Rb Rbt Rbn=Rb.ser Rbt.n=Rbt.ser В30 тяжелый 17 1.15 22 1.75 20000
Продольная арматура класса А500 Rs=435МПа Еs=20000МПа
По табл. IV.1 приложения IV для изгибаемого элемента из тяжёлого бетона класса В30 с арматурой класса А500 находим αR=0.372 ξR=0.493.
Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси. Схему армирования ригеля принимаем согласно рис. 13, в.
Сечение в первом пролете М=310,74 кНм
h0=h-a=650-60=590мм
Подбор продольной арматуры производим согласно п.3.21[17].
Вычисляем: αm=MRb*b*h02=310,74*10617*250*5902=0.21<αR=0.372
следовательно сжатая арматура не требуется.
При αm=0.21 находим
ղ=0,5+0,51-2*αм=0,5+0,51-2*0,21=1,127; тогда требуемую площадь растянутой арматуры определим по формуле
Аs=MRs*ղ*h0=310,74*106435*1.127*590=1074.31мм2.
Принимаем 4 ∅22 А500(Аs=1520мм2).
Сечение на опоре В: М=310,74кН;
Изгибающий момент по грани колонны по оси В:
МГР=МВ-Q*h2=310,74-49,43*0.32=303,3kHмh0=590-45=545мм;
αm=303,3*10617*250*5452=0.24<αR=0.372η=0.5+0.51-2*αm=0.5+0.51-2*0.24=0.639As=MгрRs*η*h0=303,3*106435*0.639*545=2002,1мм2Принимаем 2 ∅36А500 (Аs=2036мм2). Монтажную арматуру принимаем 2∅12 А500 ( Аs=226мм2).
Сечение во втором пролёте: М= 422,59кНм
αm= 422,59*10617*250*5452=0.335; η=0.5+0.51-2*0.335=0.712As=422,59*106/(435*0.712 *545)=2503,5мм2
Принимаем 4 ∅32 А500 (Аs=3217мм2).
Сечение на опоре С армируется так же, как на опоре В.
Расчёт прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси. Максимальная поперечная сила на опоре В:
Qmax=254,19kH q1=q=58,53kHм Нмм.Определяем требуемую интенсивность поперечных стержней согласно п.3.33,б [17], принимая в опорном сечении h0=617ммПо формуле (3.46) [2] определяем:
Mb=1.5*Rbt*b*h02=1.5*1.15*250*6172=164,2*106Hмм=164,2kHм
Вычислим Qb1=2Mb*q1=2164,2*58.53=196,07kH.
Поскольку Qb1<2*Mb/h0-Qmax=2*164,2/0.617-254,19=278kH
то требуемую интенсивность поперечных стержней qsw определяем по формуле (3.53) [17], так как
Qb1>Rbt*b*h0=1.15*250*617=177,4kH
qsw=(Qmax-Qb1)/1.5/h0=254,19-196,071.5*0.617=62,8H/мм при этом соблюдается условие (3,49): qsw<0.25*Rbt*b=0.25*1.15*250=71.87H/мм принимаем
qsw=71.87H/мм.
Из условия сварки с продольной рабочей арматурой, принимаем поперечные стержни ∅6 В500 (Rsw=300 МПа).
При двух каркасах в расчетном сечении имеем Asw=57мм2 требуемый по расчету шаг поперечных стержней должен быть равен
Sw=Rsw*Aswqsw=300*5771.87=237.9мм
Согласно п.5.21[17] шаг поперечных стержней у опоры должен быть не более
0.5*h0=0.5*617=308.5мм и не более 300 мм. Максимально допустимый шаг поперечных стержней вычисляем:
Smax=Rbt*b*h02/Qmax=1.15*250*6172/(254.19*103)=430мм.
Принимаем шаг поперечных стержней мм, Sw=200мм удовлетворяющий расчетным и конструктивным требованиям с фактической интенсивностью поперечных стержней
qsw=Rsw*Asw/Sw=300*57/200=85.5kH/m>71.87kH/m.
Шаг поперечных стержней в пролете ригеля должен быть не более 0.75*h0=0.75*617=462.75мм и не более 500мм.
Принимаем шаг поперечных стержней в пролете мм, sw=380мм, удовлетворяющий конструктивным требованиям с фактической интенсивностью поперечных стержней
qsw2=Rsw*Asw/Sw2=300*57/380=45H/мм.
Для определения минимальной длины участка ригеля с интенсивностью поперечных стержней qsw1 в соответствии с п.3.34[17] вычисляем
Δqsw=0.75*(qsw1-qsw2)=0.75*(71.87-45)=20.15H/мм.
Так как Δqsw<q1=58.53 Н/мм, то величину l1 (см. рис.2.18,б) вычисляем по формуле (3.58) [2]:
l1=C-MbC+0.75*qsw*C0-Qmax+q1*CΔqsw=1.851-164.21.851+0.75*85.5*1.234-254.19+58.53*1.85120.15l1=0.761мм.
С=Mbq1-Δqsw=164.258.53-20.15=2.07м>2*h01-0.5*qswRbt*b=1452мм, но поскольку С=2070мм>3*h0=3*617=1851мм, принимаем С=1851мм; с учетом условия С0=С, но не более 2*h0=2*617=1234мм.
Проверяем прочность наклонной полосы между наклонными трещинами по условию (3.43) [17]:
0,3*Rb*b*h0=0.3*17*250*617=786.675kH>Qmax=254.19kH, прочность наклонной полосы обеспечена.
Построение эпюры материалов.
Построение эпюры материалов выполняем с целью более рационального размещения продольной арматуры ригеля в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов (рис.12, а).
Определяем изгибающие моменты, воспринимаемые в расчётных сечениях при фактическом армировании элементов.
Сечение в первом пролете с продольной арматурой 2 ∅ 22 А500
(As=760мм2).
x=Rs*AsRs*b=435*76017*250=77.8мм ; ξ=χh0=77.8617=0.126<ξR=0.493Mult=Rs*Ash0-0.5χ=435*760*617-0.5*77.8=191.12kHмСечение в первом пролёте с продольной арматурой 4 ∅22 А500 ( Аs=1520мм2)
χ=435*125617*250=155.6мм ξ=χh0=128.56617=0.252<ξR=0.493 Mult=Rs*Ash0-0.5x=435*1520617-0.5*155.6=356.5kHмСечение в первом пролёте с конструктивной арматурой в верхней зоне 2 ∅12 А500 ( As=226мм2). χ=435*22617*250=23,13мм
Мult=435*226(612-0.5*23.13)=59kHм.
Сечение у опоры с арматурой в верхней растянутой зоне 2 ∅ 36 А500 (Аs=2036мм2).
χ=435*203617*250=208.4мм ; Mult=435*2036(620-0.5*208.4)=456.8kHм
Точки теоретического обрыва стержней и соответствующие им значения поперечных сил находим графическим способом, накладывая полученные значения изгибающих моментов на огибающую эпюру моментов (рис. 13, а).
Вычисляем необходимую длину заведения обрываемых стержней за точки теоретического обрыва для обеспечения прочности наклонных сечений на действие изгибающих моментов согласно п.3.47 [17].
Для нижней арматуры в первом пролёте по эпюре Q графически находим поперечную силу в точке теоретического обрыва стержней диаметром 22 мм Q=114.4кН , тогда требуемая длина анкeровки будет равна
ω1=Q2qsw+5d=114.4*1032*85.5+5*22=779мм.Для верхней арматуры у опоры диаметром 36 мм при Q=211kH соответственно получим
ωb=211*1032*85.5+5*36=1414ммАналогичные расчёты выполняем для второго пролёта. Поперечная сила в точке теоретического обрыва нижних стержней диаметром 32 мм Q=66.7кН
ω2=66.7*1032*85,5+5*32=550ммДля верхней арматуры у опоры диаметром 36 мм при Q=200.173kH
ω3=200.173*1032*85.5+5*36=1351мм.ω4=243*1032*85,5+5*36=1601ммСборная железобетонная колонна и центрально нагруженный фундамент под колонну
Определим нагрузку на колонну с грузовой площади, соответствующей заданной сетке колонн 7,6 × 6 = 45,6 м2 и коэффициентом надежности по назначению здания уп = 1.
Вычисление постоянной нагрузки от собственного веса 1 м2 кровли (по заданию тип 5) в соответствии с приложением XIII представлено в таблице 2.
Таблица 2
Нагрузки на 1 м2 кровли
Вид нагрузки Нормативная нагрузка, кН/м2 Коэффициент надёжности по нагрузке Расчёт нагрузка, кН/м2
Слой гравия, втопленного в битум 0,16 1,3 0,208
Гидроизоляционный ковёр - 2 слоя «Унифлекс» 0,09 1,3 0,117
Цементная стяжка
δ = 15 мм
(ρ = 18 кН/м2) 0,27 1,3 0,351
Минераловатные плиты δ=100мм; ρ=3,0кН/м30,3 1,3 0,39
Пароизоляция -1 слой «Бикроэласт» 0,03 1,3 0,039
Итого: 1,105
С учетом грузовой площади постоянная нагрузка от собственного веса
кровли будет равна 1,105·45,6 = 50,4 кН.
Постоянная нагрузка от железобетонных конструкций одного этажа:
- от перекрытия (см. табл. 1) 2,89·45,6 = 131,78 кН;
- от собственного веса ригеля сечением 0,25×0,65 м длиной 7,6 м при плотности железобетона ρ = 25 кН/м3 и yf = 1,1 будет равна
0,25 · 0,65 · 7,6 · 25 ·1,1 = 33,96кН;
- от собственного веса колонны сечением 0,3×0,3 м при высоте этажа 4,8 м
составит 0,3 · 0,3 · 4,8 · 25 ·1,1 = 11,88 кН.
Итого постоянная нагрузка на колонну первого этажа от веса всех железобетонных конструкций здания (при заданном количестве этажей – 6) будет равна 6·(131,78 + 33,96 + 11,88) = 1065,72 кН.
Постоянная нагрузка на колонну от массы пола (6-1) этажей (по заданию gn=
=1,1 кН/м2) при γf =1,2 составит 5·1,1·1,2·45,6 = 300,96 кН.
Нормативное значение снеговой нагрузки на покрытие определяем по формуле (10.1) [12]:
S0 = 0,7cect μ Sg = 0,7·1,0·1,0·1,0·1,2 = 0,84кН/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];
Sg = 1,2 кПа – вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли для г.Иркутск (II снеговой район) в соответствии с
таблицей 10.1 [12].
Расчетное значение снеговой нагрузки будет равно:
S = S0 γf = 0,84·1,4 = 1,17 кН/м2,
где γf = 1,4 – коэффициент надежности по снеговой нагрузке согласно
п. 10.12 [12].
При этом длительная составляющая будет равна 0,7·1,17 = 0,82 кН/м2,
где коэффициент 0,7 принят по п. 10.11 [12].
С учетом грузовой площади получим следующие величины нагрузки от
снега на колонну: от полной снеговой нагрузки – 1,17·45,6 = 53.6 кН, а для длительной составляющей снеговой нагрузки – 0.82·45,6 =37.4 кН.
От полной временной нагрузки на перекрытиях (6-1) этажей (по заданию
v = 4,0 кН/м2) при γf =1,2 нагрузка на колонну составит 5·4·1,2·45,6 = 1094,4 кН, соответственно длительная составляющая будет равна 5·(4,0–1,5)·1,2·45,6 =684 кН.
Суммарная величина продольной силы в колонне первого этажа будет
50.4+1065.72+300,96+53.6+1094.4 = 2565.08 кН, в том числе длительно составляющая равна 50.4+1065.72+300,96+37.4+684 = 2138.5 кН.
С учетом класса ответственности здания при γn = 1 максимальная вели-
чина продольной силы в колонне составит N = 2565.08 ·1 =2565,08 кН; в том
числе длительно действующая Nl = 2138.5·1 = 2138.5 кН.
Характеристики бетона и арматуры для колонны. По заданию бетон класса
В30, Rb = 17 МПа, Rbt = 1,15 МПа. По задание продольная рабочая арматура класса А500, Rsc = 435 МПа. Поперечная арматура класса В500.
Расчет прочности сечения колонны выполняем по формулам п.3.64 [7] на
действие продольной силы со случайным эксцентриситетом, поскольку класс
тяжелого бетона ниже В35, а l0 =4800 мм <20h = 20 · 300 = 6000 мм.
По таблице. IV.3 приложения IV[1] при l0 /h = 4800/300=16 и Nl / N =
=0,84 находим коэффициенты φb = 0,778 и φsb = 0,856. Принимая ориентировочно значение φ ≈ (φb + φsb)/2= (0,778+0,856)/2=0,817 вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры по формуле (119) [7]:
Аs.tot=Nφ-RbARsc=2565.08*1030.817-17*90000435=3700мм2где A = bh = 300·300 = 90000 мм2. Принимаем 4Ø36 A400 (As,tot = 4072 мм2).
Выполним проверку прочности сечения колонны с учетом площади сечения фактически принятой арматуры.
Вычисляем:
αs=RscAs,tot/(RbA)=435·4072/(17·90000)=1.16;
тогда φ = φb+2(φsb−φb) αs=0,778+2(0,856 – 0,778)*1.16 = 0,959 >φsb = 0.856
При этом несущая способность расчетного сечения колонны первого этажа
будет равна:
Nult= φ(RbA+RscAs,tot)=0,959(17·90000+ 350·5027) =3148 кН > N = 2565.08кН, следовательно, прочность колонны обеспечена.
Так же удовлетворяются требования п. 5.12 [7] по минимальному армированию, поскольку:
μ=As,tot /A·100%=4072/90000·100% = 4,5% > 0,4%.
Поперечную арматуру в колонне конструируем в соответствии с требованиями п. 5.23[7] из арматуры класса В500 диаметром 5 мм, устанавливаемую с шагом sw =15d =15·20 =300 мм = 300 мм.

Рис. 3. К расчёту колонны и фундамента: а – деталь армирования колонны; б – расчётные сечения и деталь армирования фундамента
Фундамент проектируем под рассчитанную выше колонну с расчетным усилием на подколонник N = 2565.08 кН.
Характеристики бетона и арматуры для фундамента.
По заданию бетон тяжелый класса В15. Расчетные сопротивления бетона
будут равны Rb = 8,5 МПа и Rbt = 0,75 МПа.
Рабочая арматура сетки класса A400, Rs=350 МПа.
Для определения размеров подошвы фундамента вычислим нормативное
усилие от колонны принимая среднее значение коэффициента надежности по
нагрузке γfm= 1,15, соответственно получим Nn=N/γfm=2565,08/1,15=2230,5кН.
По заданию грунт основания имеет расчетное сопротивление R0=0,30 МПа= =300 кН/м2 , а глубина заложения фундамента d =1,5 м.
Принимая средний вес единицы объёма бетона фундамента и грунта на обрезах γmt=20 кН/м3, вычислим требуемую площадь подошвы фундамента по формуле :
A=Nn/(R0−γmtd)= 2230.5 /(300−20·1,5) = 8,3 м2.
Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее
α=A=8.3=2.88; назначаем а =3 м, тогда фактическая площадь подошвы фундамента составит:
A = 9 м2 , а давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки будет равно:
р's= N/A =2565.08 /9 = 285 кН/м2 = 0,285 МПа.
Размеры сечения колонны hc × bc = 300 × 300 мм. Высота фундамента
должна удовлетворять двум условиям: прочности плитной части фундамента на продавливание и надежного стыка сборной колонны в фундаменте.
Рабочую высоту фундамента (рис. 3, б) по условию прочности на продавливание вычислим по формуле:
h0=-hc+bc4+12NRbt+ps∙=-300+3004+122565.08*1030.75+0.285=637ммтогда Н = h0 + 50 = 637 +50 = 687 мм.
Для проектирования стыка колонны с фундаментом необходимо опреде-
лить длину анкеровки сжатой арматуры колонны в фундаменте согласно требованиям п.п. 5.32−5.33[7].
Базовую (основную) длину анкеровки арматурного стержня Ø36А500 в бе-
тоне колонны класса В30 находим по формуле (5.1)[7]:
l0,an=RsAsRbondus=435*314.22.587*113.09=463.85ммгде: As и us−соответственно площадь и периметр анкеруемого арматурного
стержня Ø36 мм;
Rbond − расчетное сопротивление сцепления арматуры, определяемое по формуле (5.2)[7]:
Rbond = η1 η2 Rbt =2,5·0,9·1,15=2,587 МПа,
здесь η1=2,5 для арматуры классов А400 и А500 и η2=0,9 при диаметре
анкеруемой арматуры 36 и 40 мм. Требуемую расчетную длину анкеровки арматуры колонны вычисляем по формуле (5.3)[7]:
lan=αl0,anAs,calAs,ef=0.75*463.85*37004072=316.1ммгде 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 = 316,1 +10= 326,1 мм. Принимаем глубину заделки колонны в фундамент 450 мм > 326,1 мм. Тогда минимальная высота фундамента по сборную колонну по конструктивным требованиям будет равна 450 +250 = 700 мм.
C учетом удовлетворения двух условий принимаем окончательно фундамент высотой H = 700 мм, двухступенчатый, с высотой нижней ступени
h1 = 400 мм.
С учетом бетонной подготовки под подошвой фундамента будем иметь рабочую высоту h0 =700 – 50 = 650 мм и для первой ступени h01= 400 – 50 = 350 мм (рис. 3, б ).
Выполним проверку условия прочности нижней ступени фундамента по
поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении III – III.
Для единицы ширины этого сечения (b= 1 мм) находим:
Q = 0,5 (а – hс –2h0)bp's= 0,5(3000 –300 –2·650)1 · 0,285 =199,5 кH.
Поскольку Qb,min= 0,5Rbtbh01=0,5·0,75·1·350 = 131,25 кH < Q = 199.5 кН, то
прочность нижней ступени по наклонному сечению не обеспечена.
Площадь сечения арматуры подошвы квадратного фундамента определим из условия расчета фундамента на изгиб в сечениях I – I и II – II.
Изгибающие моменты вычисляем по формулам:
MI=0,125p's(a –hc)2а =0,125·0,285(3000–300)2 3000 = 779,11 ·106 Н·мм;
MII= 0,125p's(a –a1)2а =0,125·0,285(3000–900)2 3000 = 417,32·106 Н·мм.
Сечение арматуры одного и другого направления на всю ширину фундамента определим из условий:
AsI = MI /(0,9h0 Rs)= 779,11 ·106 /(0,9·650 ·350) =3805,2 мм2 ;
AsII = MII /(0,9h01 Rs)= 417,32·106 /(0,9·350 ·350) =3785,2 мм2.
Нестандартную сварную сетку конструируем с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 10Ø25 A400 (Аs = 4909 мм2).
Соответственно получим фактический процент армирование расчетных сечений:
μI=As/(а1 h0)·100=4909/(1500·650)·100=0,05 %;
μII=As/(а h01)·100=4909/(3000·350)·100=0,46 %,что больше μmin= 0,10%.
Средний шаг стержней в сетке вычислим по формуле:
S=a-100n-1=3000-10010-1=322ммСписок литературы
1. Бородачев Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных
конструкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов – М.; Самара, 2013.– 253 с.
2. Кумпяк О.Г., Галяутдинов З.Р., Пахмурин О.Р., Самсонов В.С.
Железобетонные и каменные конструкции. Учебник – М. Издательство
АСВ. 2011. – 672 с.
3. Бородачев Н.А. Автоматизированное проектирование железобетонных и
каменных конструкций: Учеб. пособие для вузов – М.; Стройиздат, 1995.
– 211 с.
4. Бородачев Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных
конструкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов – Сама-
ра:СГАСУ, 2012. – 304 с.
5. СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные
положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003.– М.: 2012. –
161 с.
6. СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предвари-
тельного напряжения арматуры (одобрен постановлением Госстроя РФ от
25.12.2003 г. №215). – М.: Госстрой.– 2004.
7. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из
тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-
101-2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. – М.: ОАО ЦНИИПромзданий. –
2005. – 214 с.
8. СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конст-
рукции. – М.: Госстрой. – 2005. –15 с.
9. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетон-
ных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ЦНИИПром-
зданий, НИИЖБ. – М.: ОАО ЦНИИПромзданий. – 2005. – 158 с.
10. СП 52-103-2007. Железобетонные монолитные конструкции зданий. –М.:
Госстрой.–2007.–22 с.
11. СП 15.13330.2012. Каменные и армокаменные конструкции. Актуализи-
рованная редакция СНиП II-22-81*. – М.: ФАУ «ФЦС», 2012. –78 с.
12. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция
СНиП 2.01.07-85*. – М.: ОАО « ЦПП», 2011. – 96 с.
13. СП 22,13330,2011, Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция СНиП 2,02,01-83*,-М,:ОАО «ЦПП». 2011
14. СП-52-103-2007 Железобетонные монолитные конструкции зданий. М.: Госстрой. 2007.- 22 с.
15. СП-52-103-2006 Железобетонные конструкции каркасных и бескаркасных монолитных зданий. М.: 2006.
16. СП.52-117-2008 Железобетонные пространственные конструкции покрытий и перекрытий/ М.: Госстрой России.- М.: ГУП ЦПП, 2008. – 198 с. 17. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения (к СП 52-101-2003)/ Центральный научноисследовательский и проектно –экспериментальный институт промышленных зданий и сооружений (ЦНИИПРОМЗДАНИЙ), Научно-исследовательский, проектно-конструкторский и технологический институт бетона и железобетона (НИИЖБ)- М.: ОАО ЦНИИПРОМЗДАНИЙ. – 2005.
18. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкцийиз тяжелого бетона (к СП 52-1022004)/ Центральный научно-исследовательский и проектно – экспериментальный институт промышленных зданий и сооружений (ЦНИИПРОМЗДАНИЙ), Научно-исследовательский, проектно-конструкторский и технологический институт бетона и железобетона (НИИЖБ)- М.: ОАО ЦНИИПРОМЗДАНИЙ. – 2005. – 158 с.
19. ГОСТ Р 21.1101-2009. СПДС. Основные требования к проектной и рабочей строительной документации. 20. ГОСТ 21.501-93. СПДС. Правила выполнения архитектурностроительных рабочих чертежей

Приложенные файлы

  • docx 8888474
    Размер файла: 289 kB Загрузок: 0

Добавить комментарий