Здания и сооружения из монолитного железобетона
Здания и сооружения из монолитного железобетона
Курсовой проект выполнил студент: ______ группы 5019/М
Санкт-Петербургский Государственный технический университет
Инженерно-строительный факультет
Кафедра Энергетических и промышленно-гражданских сооружений
Санкт-Петербург
2000
Введение, исходные данные
Цель выполнения проекта – ознакомление с основными вопросами конструирования и освоение методики проектирования зданий и сооружений из монолитного железобетона.
Схема сооружения представляет собой подземный гараж прямоугольной формы, имеющий размеры в плане 18х60 м, который является жёсткой конструкцией, состоящей из двух продольных рядов колонн и перекрытия – монолитной железобетонной ребристой плитой (рис. 1.1). Высота сооружения Н составляет 4,2 м, отметка пола находится на глубине ¯-3,9 м от проектной отметки.
В результате оценки инженерно-геологических условий основания составлен геологический разрез (рис. 1.2), уровень грунтовых вод находится на отметке ¯-2,6 м.
Климатические условия принимаются для района возведения сооружения – Костромской области.
Выбор строительных материалов для заданного объекта
Монолитное ребристое перекрытие состоит из железобетонной плиты, которая опирается на балочную клетку, состоящую из системы главных и второстепенных взаимно перпендикулярных балок. Плита перекрытия и балки монолитно связаны между собой, что достигается путём одновременного бетонирования всех элементов перекрытия в специально изготовленной для этого опалубке.
В данном проекте рассматривается унифицированное перекрытие трех пролетного промышленного здания с внутренним каркасом и несущими наружными стенами (рис. 1.1, 3.1).
Для монолитных перекрытий обычно используется тяжелый бетон марки М200 – МЗ00, а для армирования – сварные каркасы из стали класса A-II или A-III и сварные сетки из обыкновенной проволоки. В данном проекте принят бетон марки М250 (В20). Расчетные сопротивления такого бетона для предельных состояний первой группы будут: на сжатие осевое R>b>=11 МПа, на растяжение осевое R>bt>=0,88 МПа. Коэффициент условий работы бетона m>б1>=0,85.
Рабочую арматуру для балок примем в виде сварных каркасов из горячекатаной стали периодического профиля класса A-II, R>s>=270 МПа, R>sw>=215 МПа. Для поперечной арматуры класса А-I R>sw>=170 МПа. Арматуру для плиты примем в виде сварных сеток из обыкновенной проволоки класса B-I, R>s>=315 МПа, и (возможен вариант) из стали класса A-III, R>s>=340 МПа.
Разработка эскиза объёмно-планировочного решения заданного сооружения
При плановых размерах перекрываемого помещения 18х60 м балки располагаются в двух направлениях и опираются на промежуточные опоры – колонны.
Главные балки располагаются поперёк помещения и опираются на наружные стены и колонны.
Пролёты главных балок l>г. б> принимаются равными расстояниям между осями колонн и наружных стен и равны 6 м.
Второстепенные балки располагаются вдоль помещения и опираются на наружные стены и главные балки. Пролёты второстепенных балок l>в. б> принимаются равными 6 м.
Эскиз плана сооружения с учётом установленных выше параметров представлен на рисунке 3.1, разрез 2-2 представлен на рис. 1.1.
Назначение предварительных размеров конструкций
Для получения расчетного пролета определяются размеры поперечного сечения второстепенной балки: h>в. б>=(1/12...1/20)l>в. б>; принимаем h>в. б>=600/13 = 45 см, b=(1/2...1/3)h>в.б>³10 см; принимаем ширину второстепенной балки b=20 см.
Расчетный пролет плиты между второстепенными балками l>2>=l>0>, где l>0> – пролет в свету, равный 200-20=180 см. Пролет плиты при опирании с одной стороны на несущую стену l>1>= l>01>+(h>пл>/2), где h>пл> – толщина плиты, значением которой также задаемся. Принимаем толщину плиты равной 8 см, что больше h>min>=60 мм. Расчетный пролет плиты
Расчёт заданного элемента
Нагрузки на ребристое монолитное железобетонное перекрытие промышленного здания
Все нагрузки определяются в соответствии с [1.1]. Согласно [1.1, стр. 4, п. 1.11] расчёт ведётся на основное сочетание нагрузок, состоящее из постоянных, длительных и кратковременных нагрузок. Согласно [1.1, стр. 3, п. 1.6] к постоянным нагрузкам относится собственная масса плиты и балок. Временные длительные нагрузки р>дл> определяются согласно [1.1, стр. 6, п. 3.5, табл. 3].
Снеговая нагрузка согласно [1.1, стр. 4, п. 1.8] относится к кратковременным нагрузкам, определяемым в соответствии с [1.1, стр. 4, п. 5].
Нормативная снеговая нагрузка на 1 м2 площади горизонтальной проекции покрытия должна определятся по формуле
Р>н>=р>0>с, (5.1)
где
р>0> – вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли, принимаемый по [1.1, стр. 9, п. 5.2], для IV района, к которому относится г. Кострома, р>0>=1,5 кН/м2;
с – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие, принимаемый в соответствии с указаниями [1.1, стр. 9, 10, пп. 5.3-5.6], для горизонтальной поверхности, с=1.
Р>н>=1,5*1=1,5 кН/м2.
Согласно [1.1, стр. 4, п. 1.7] вес снегового покрова IV района, уменьшенный на 0,7 кН/м2 относится к длительным нагрузкам
р>сн, дл>=1,5-0,7=0,8 кН/м2.
Значения постоянных и временных нагрузок приведены в табл. 5.1.
Т а б л и ц а 5.1
|
Вид нагрузки |
Нормативная нагрузка, кН/м2 |
Коэффициент перегрузки, n |
Расчётная нагрузка, кН/м2 |
|
1. Постоянная кровля цементный раствор шлакобетонный слой |
0,3 0,4 0,45 |
1,1 1,3 1,3 |
0,33 0,52 0,59 |
|
å |
gн=1,15 |
– |
g=1,44 |
|
2. Временная длительная, р>дл>+p>сн, дл> кратковременная, Р>н> |
6,5 1,5 |
1,2 1,2 |
7,8 1,8 |
|
å |
рн=8 |
– |
p=9,6 |
Плита
Расчетная схема плиты представляет собой многопролетную неразрезную балку, загруженную равномерно распределенной нагрузкой.
Собственная масса плиты gн=0,08*25=2 кН/м2.
Погонная нагрузка принимается на ширину плиты, равную 1 м.
Для данного случая погонные расчетные нагрузки по табл. 5.1 будут равны (с учетом массы плиты h=8 см):
g=1,44+1,1*2 =3,64 кН/м;
р=9,6 кН/м;
q=g+р=3,64 + 9,6=13,24 кН/м.
В расчете неразрезных плит с учетом пластических деформаций значения изгибающих моментов при равных или отличающихся не более чем на 20% пролетах принимаются по равно моментной схеме (независимо от вида загружения временной нагрузкой) равными (рис. 5,1):
в крайних пролетах
в среднем пролете и над средними опорами
над вторыми от края опорами
Второстепенная балка
Расчетная схема второстепенной балки представляет собой, так же как и расчетная схема плиты, неразрезную многопролетную балку, загруженную равномерно распределенной нагрузкой. Предварительные размеры сечения второстепенной балки были приняты 45х20 см. Для определения расчетных пролетов задаемся размерами главной балки:
b>г.
б>=0,5h=30
см.
Расчетные пролеты второстепенной балки будут: средние пролеты (равны расстоянию в свету между главными балками) l>02>=l>2>-b>г. б>=6-0,3=5,7 м; крайние – равны расстоянию от оси опоры на стене до грани сечения главной балки
где
l>1> и l>2> – пролеты балки;
а – привязка разбивочной оси к внутренней грани стены;
В – длина опорного конца балки на стене.
Сбор нагрузок
Погонную нагрузку на балку принимают на ширину грузовой площади, равную 2 м (расстоянию между осями второстепенных балок). Для данного случая (см. табл. 5.1) расчетные погонные нагрузки будут иметь значения с учетом массы балки по принятым размерам
g=2*(1,44 +2,2)+0,37*0,2*25*1,1=7,28+2,04=9,32 кН/м,
где
0,37*0,2 м – размеры сечения балки за вычетом толщины плиты h = 8 см;
1,1 – коэффициент перегрузки для собственной массы конструкций;
25 – плотность бетона, кН/м3;
р>дл> (длительная)=2*7,8=15,6 кН/м;
р>кр> (кратковременная)=2*1,8=3,6 кН/м;
р (полная)=2*9,6=19,2 кН/м;
полная
q=g+р=9,32+19,2=28,52 кН/м.
Расчетные моменты:
а) в крайних пролетах
б) в средних пролетах и над средними опорами
в) над вторыми от края опорами
Построение огибающей эпюры моментов второстепенной балки (рис. 5.2)
Эпюра моментов строится для двух схем загружения:
на полную нагрузку q=g+р в нечетных пролетах и условную постоянную нагрузку q'=g+1/4P в четных пролетах (рис. 5.2, Схема I);
на полную нагрузку q =g+p в четных пролетах и условную постоянную нагрузку q'=g+1/4р в нечетных пролетах (рис. 5.2, Схема II).
При этом максимальные пролетные и опорные моменты принимаются ql2/11 или ql2/16, а минимальные значения пролетных моментов строятся по параболам, характеризующим момент от нагрузки q’ (М>1>’=q’l>1>2/11; М>2>’=q’l>2>2/16) и проходящим через вершины ординат опорных моментов:
q=g+p=28,52 кН/м;
q'=9,32+1/4*19,2=14,12 кН/м;
М>1>’=14,12*5,82/11=43 кНм;
M>2>’=14,12*5,72/16=28,5 кНм.
Вид огибающей эпюры представлен на рис. 5.2.
Расчетные минимальные моменты в пролетах будут равны:
в первом пролете М>1>>min>=-87/2+43=-0,5 кНм;
во втором пролете
в третьем от края (т. е. во всех средних) пролете M>3>>min>=-57,7+28,5=-29,2 кНм.
При расчете арматуры на указанные моменты необходимо учитывать поперечную арматуру сеток плиты и верхние (конструктивные) стержни сварных каркасов балок.
Главная балка
Расчетная схема главной балки представляет собой трех пролетную неразрезную балку (рис. 5.3), находящуюся под воздействием сосредоточенных сил в виде опорных реакций от второстепенных балок, загруженных различными комбинациями равномерно распределенной нагрузки g и p с грузовой площади 6x2=12 м2.
Размеры поперечного сечения главной балки: h=(1/8...1/15)l, принято h=1/10l=600/10=60 см; b=(0,4...0,5)h, принято b=0,5h=0,5*600=30 см.
Сбор нагрузок
Для данной главной балки нагрузка передается в виде сосредоточенных (узловых) сил, которые с учетом собственного веса балки равны (см. табл. 5.1):
постоянная нагрузка
G=G>пл>+G>в. б>+G>г. б>;
G=1,44+2,2*6*2+2,04*6+0,52*0,3*25*1,1=60,4 кН,
где
G>г. б> – собственный вес главной балки на участке длиной 2 м (расстояние между второстепенными балками), приведенный к сосредоточенной узловой нагрузке в точке действия опоры второстепенной балки;
G>в. б >– опорная реакция от собственного веса второстепенной балки (в предположении ее разрезности);
G>пл> – собственный вес железобетонной плиты h = 8 см и конструкции пола, приходящихся на узловую точку опоры второстепенной балки;
временная узловая нагрузка (полная)
Р=9,6*6*2=115,2 кН.
Определение усилий в сечениях балки
Изгибающие моменты и поперечные силы, действующие в сечениях балки при сосредоточенной нагрузке, определяются по формулам [2, стр. 40, прил. V]:
M=(aG±bP)l; (5.2)
Q=(gG±dP), (5.3)
где
G и Р – соответственно постоянная и временная сосредоточенные нагрузки;
l – расчетный пролет главной балки, равный расстоянию между осями колонн; в первом пролете при опирании балки на стену расчетный пролет принимают от оси опоры на стене до оси колонны;
a, b, g, d – табличные коэффициенты, принимаемые в зависимости от расстояния от крайней левой опоры до рассматриваемого сечения неразрезной балки.
Изгибающие моменты:
а) в первом пролете на расстоянии х=0,333l (загружение по схеме I, рис. 5.3):
M>1>>max>=(0,244*60,4+0,289*115,2)*6=288 кНм;
то же, при загружении по схеме II
M>1>>min>=(0,244*60,4-0,044*115,2)*6=60 кНм;
б) во втором пролете на расстоянии х=1,33l (загружение по схеме II, рис. 5.3)
M>2>>max>=(0,067*60,4+0,2*115,2)*6=165 кНм;
то же, при загружении по схеме I
M>2>>min>=(0,067*60,4-0,133*115,2)*6=-67,2 кНм;
в) над второй опорой при х =l (загружение по схеме III, рис. 5.3)
M>Bmax>=(-0,267*60,4-0,311*115,2)*6=-312 кНм;
то же, при загружении по схемам I или II
M>B>=(-0,267*60,4-0,133*115,2)*6=-188 кНм;
то же, при загружении по схеме IV
M>Bmin>=(-0,267*60,4+0,044*115,2)*6=-66 кНм.
Поперечные силы:
а) при загружении по схеме I рис. 5.3:
Q>Amax>=0,733*60,4+0,866*115,2=144,3 кН;
Q>B>Л=-1,267*60,4-1,133*115,2 =-206,5 кН;
Q>B>П=60,4 кН;
б) при загружении по схеме II рис. 5.3:
Q>А>=0,733*60,4-0,133*115,2=29 кН;
Q>B>Л=-1,267*60,4-0,133*115,2=-91,8 кН;
Q>B>П=60,4+115,2=175,6 кН;
в) при загружении по схеме III рис. 5.3;
Q>А>=0,733*60,4+0,689*115,2=123,8 кН;
Q>B>Л=-1,267*60,4-1,311*115,2=-227,5 кН;
Q>B>П=1*60,4+1,222*115,2=201 кН.
Расчёт главной балки ведётся с учетом перераспределения моментов вследствие развития пластических деформаций. В качестве выровненной эпюры моментов принимаются эпюры моментов по схемам загружении I и II, рис. 5.4, при которых в пролетах 1 и 2 возникают максимальные моменты M>1>>max> и M>2>>max>. За расчетный момент на опоре принимается момент по грани колонны М', равный (при ширине сечения колонны b>к>=40 см):
(3.3)
При загружении балки по схеме III расчетный момент на опоре В по грани колонны равен:
Уменьшение момента по грани опоры при выравнивании моментов составляет:
это больше рекомендуемых 30%, что недопустимо. Поэтому за расчетный момент по грани колонны принимается М'>B>=-272 кНм, уменьшенный только на 30%, т. е. М'>B>=0,7*-(272)=-186 кНм, а в пролете расчетными являются M>1>>max>=288 кНм и M>2>>max>=165 кНм, вычисленные по упругой схеме, так как при выравнивании опорного момента их значения не увеличиваются.
Подбор арматуры
Подбор арматуры в плите
Арматура в плите подбирается как для изгибаемого железобетонного элемента прямоугольного сечения размером bxh=100х8 см с помощью параметров, приведенных в [2, стр. 38, прил. III, табл. 3]. Рабочая высота сечения h>0>=h-а=8-1,5=6,5 см.
При армировании плоскими сварными сетками из обыкновенной проволоки (R>s>=315 МПа):
а) в крайних пролетах М>1>=3,66 кНм: по формуле (6.1) вычисляется
(6.1)
где коэффициент условий работы бетона m>б1>=0,85. По [2, стр. 38, прил. III, табл. 3] находим коэффициент h=0,948 и определяем площадь сечения арматуры А>s>>,>>p> по формуле (6.2) (множитель 100 введен для приведения размерности сопротивления, выраженного в МПа, к размерности в Н/см2 исходя из следующих соотношений величин: 1 МПа=106 Па (Н/м2)=100 Н/см2):
(6.2)
б) в средних пролетах и над средними опорами:
М>2>=2,7
кНм;
h=0,962;
в) над вторыми опорами:
М>В>=3,94
кНм;
h=0,948;
Плита армируется плоскими сварными сетками. Учитывая, что плита по всему контуру окаймляется монолитно связанными с нею балками, в средних пролетах и на средних опорах уменьшаются изгибающие моменты на 20%, следовательно, расход арматуры будет тоже на 20% меньше
А>s>>,>>p>=1,46*0,8=1,17 см2,
где
0,8 – коэффициент, учитывающий при частичном защемлении плиты по контуру уменьшение изгибающего момента.
С учетом уменьшения моментов для армирования средних пролётов и средних опор принимаются сварные сетки I и II с рабочей продольной арматурой диаметром 4 мм и поперечной арматурой диаметром 5 мм с шагом 150 мм (А>s>=1,31 см2) (рис. 6.1). Тогда в крайних пролетах при требуемом А>s>>,>>p>=1,9 см2 и над второй опорой при А>s>>,>>p>=1,98 см2 проектируются сетки III и IV с рабочей продольной арматурой диаметром 4 мм и поперечной арматурой диаметром 5 мм с шагом 100 мм (А>s>=1,96 см2 на 1 м длины). Сетки I, II, III и IV (рис. 6.1) укладывают раздельно.
Подбор арматуры для второстепенной балки
При расчете сечений балки на положительный момент (в пролете) принимается железобетонное сечение таврового профиля с полкой (плитой) в сжатой зоне.
Ширина полки в данном случае b>п>’=200 см, так как соблюдено условие норм [1.5, п. 3.16], по которому
и b>п>’£l>0>+b>в. б>=180+20 см.
При расчете на отрицательный момент принимают прямоугольное сечение, равное 45х20 см, поскольку плита находится в растянутой зоне и в расчете не учитывается.
Для армирования применяются сварные каркасы из стали класса А-П, R>s>=270 МПа. Рабочая высота сечения h>0>=45-3,5=41,5 см. Арматуру рассчитываем с помощью параметров А>0>, h и x по [2, стр. 38, прил. III, табл. 3]. В крайних пролетах M>1>=87 кНм; определяем расположение границы сжатой зоны сечения по условию (6.3) при x=h>п>’, b=b>п>' и А>s>’=0:
M£m>б1>R>b>b>п>'h>п>'(h>0>-0,5h>п>'); (6.3)
8700 кНсм<11(100)0.85*200*8(41,5-0,5*8)=56100 кНсм;
условие соблюдается, граница сжатой зоны проходит в полке, следовательно, сечение принимается шириной b>п>';
по формуле (6.1)
по [2, стр. 38, прил. III, табл. 3] находим коэффициенты h=0,987 и x=0,026, вычисляем
Проверяем условие (6.4)
x£x>R>: (6.4)
по формуле (6.5) находится
x>0>=a-0,008R>b>m>б1>=0,85-0,008*0,85*11=0,774; (6.5)
по формуле (6.6) определяется граничное x>R>
(6.6)
Условие (6.4) соблюдается, так как x=0,026<x>R>=0,661.
Для двух каркасов принимается 4Æ16 A-II, А>s>=8,04 см2 (см. каркас (1) на рис. 6.2).
В средних пролетах М>2>=57,7 кНм;
h=0,99;
x=0,023;
для двух каркасов принимается 2Æ18 A-II, А>s>=5,09 см2 (см. каркасы (2) на рис. 6.2); условие x£x>R> соблюдается, так как x=0,023<x>R>=0,661.
Над вторыми от края опорами М>В>=83,8 кНм;
h=0,86;
x=0,28;
условие x£x>R> соблюдается, так как x=0,28<x>R>=0,661.
Растянутой арматурой над опорами второстепенных балок являются рабочие стержни надопорных сеток, расположенных между осями соседних второстепенных балок. Принимаются две сварные сетки V с поперечной рабочей арматурой диаметром 5 мм и продольной 4 мм (А>s>=1,57 см2) площадью сечения каждая на 1 пог. м:
Над средними опорами М>С>=57,7 Нм:
h=0,87;
x=0,26;
условие x£x>R> соблюдается, так как x=0,26<x>R>=0,661; принимаются две сетки VI с рабочей поперечной арматурой диаметром 5 мм и продольной диаметром 4мм (А>s>=1,18 см2), площадью сечения каждой на 1 пог. м:
(-2,5%
допустимо).
Сетки V и IV заводятся за ось опоры (при p/g£З): одну сетку на 1/3l от оси и другую на 1/4l от оси (см. рис. 6.2).
Расчет поперечной арматуры
Максимальная поперечная сила Q>B>Л=0,6ql=0,6*28,52*5,85=100 кН. Проверяется первое условие (6.7)
Q£0,35R>b>bh>0>; (6.7)
Q>max>=100000 H<0,35*0,85*11(100)*20*41,5=272000 H,
где
Q – в H;
R>b> – в МПа;
(100) – для пересчета правой части условия (6.7), H;
условие соблюдается, принятые размеры сечения достаточны.
Проверяется второе условие (6.8)
Q£k>1>RR>bt>m>б>>1>bh>0>; (6.8)
100000 H>0,6*0,88(100)*0,85*20*41,5=37500 H,
условие (2.49) не удовлетворяется, требуется поперечное армирование.
Из формулы (6.9) определяется требуемая интенсивность поперечного армирования
(6.9)
Принимаются поперечные стержни диаметром d>x>=6 мм, A>s>>,>>x>= 0,283 см2 в соответствии с [2, стр. 39, прил. IV]. При двух каркасах n = 2 и A>s>>,>>x>=0,283*2=0,566 см2.
Шаг поперечных стержней по формуле (6.10)
u=R>sw>A>s,x>/q>x>=170(100)*0,566/490=19 см. (6.10)
Наибольшее расстояние между поперечными стержнями согласно формуле (6.11)
(6.11)
Исходя из условий конструирования на приопорных участках длиной 1/4 пролета это расстояние должно быть при h£450 мм u£h/2=45/2=22,5 см и не более u=15 см. Принимается расстояние u=15 см по наименьшему из вычисленных значений.
В средней половине пролета балки поперечная сила на расстоянии 1/4 пролета от опоры балки
Q=Q>max>-ql/4=100-28,52*5,85/4=58,2 кH;
здесь условие (6.8) не удовлетворяется, так как Q=58,2 кH>k*R>bt>m>б1>bh>0>=37,5 кH, следовательно, требуется постановка поперечных стержней по расчету.
Вычисляется требуемое значение q>x>:
Шаг поперечных стержней при d>x>=6 мм и n=2
u=170(100)*0,566/164=49 см.
Максимальный шаг поперечных стержней
по конструктивным требованиям [1.5, п. 5.27] при высоте сечения h>300 мм расстояние между поперечными стержнями u принимается не более 3/4h и не более 500 мм.
Поэтому в средней части балки можно принять u=3/4h=0,75*45=33 см, принимается u=30 см (кратно 5 см).
В средних пролетах наибольшая поперечная сила
Q=0,5ql>2> =0,5*28,52*5,7=81,2 кH<100 кH.
По конструктивным соображениям в целях унификации каркасов принимается для балок средних пролетов (каркасы (2), рис. 6.2) поперечные стержни диаметром 6 мм с шагом 15 и 30 см, так же как для каркасов (1) в крайнем пролете.
Каркасы (1) и (2) на опоре соединяются дополнительными стержнями с запуском за грань опоры (главной балки) на длину 15d>1> и не менее (u+150 мм).
Подбор сечения арматуры для главной балки
Приняты ранее: арматура продольная класса A-II, R>s>=270 МПа; поперечная арматура класса A-I, R>sw>=170 МПа; бетон марки М250, R>b>=11 МПа, R>bt>=0,88 МПа, m>б1>=0,85. По моменту М>В>=186 кНм уточняем размер поперечного сечения ригеля при x=x/h>0>=0,35 по формуле (6.12) при r>0>=1,8:
(6.12)
что меньше принятого предварительно h>0>=60-6=54 см; условие (6.12) удовлетворяется.
Арматура в пролете рассчитывается по формулам тавровых сечений с полкой в сжатой зоне, а на опоре – как для прямоугольных сечений. Параметры A>0>, h и x принимаются по [2, стр. 38, прил. III, табл. 3].
Подбор сечения арматуры в крайних пролетах: М>1>=288 кНм; ширина полки таврового сечения b'>п>=(600/6)*2 + 30=230 см; h>0>=60-4,5=55,5 см, арматура в два ряда; расположение границы сжатой зоны определяется по условию
M£R>b>m>б1>b'>п>h'>п>(h>0>-0,5h'>п>);
28800<11(100)*0.85*230*8*(55,5-0,5*8)=88500 кНсм.
Условие соблюдается, граница сжатой зоны проходит в полке, сечение рассчитывается как прямоугольное шириной b'>п>=230 см:
по [2, стр. 38, прил. III, табл. 3] определяется h=0,975; x=0,05; вычисляется площадь сечения растянутой арматуры
принимается 4Æ20 A-II+2Æ22 A-II, A>s>>,ф>=12,56+7,6=20,1 см2 (рис. 6.3, каркасы (3) и (4)).
В среднем пролете M>2>=162 кНм;
h=0,99;
Принимаются два каркаса (5) в каждом по 2Æ20 A-II, всего 4Æ20 A-II, A>s>>,ф>=12,56 см2.
Верхняя арматура в среднем пролете определятся по моменту М>2>>min>=-67,2 кНм.
Сечение прямоугольное 60х30 см, h>0>=60-4,5=55,5 см:
h=0,957;
Принимается 2Æ18 A-II; A>s>=5,09 см2 (см. каркасы (5)). Подбор арматуры на опоре В: М>B>’=-186 кНм; сечение прямоугольное 60х30 см; h>0>=60-6=54 см.
h=0,87;
Принимается 4Æ22 A-II, A>s>=15,2 см2, каркасы (6) и (7), рис. 6.3.
Конструктивное решение заданного узла
Рассматривается конструктивное решение узла монолитного сопряжения колонны с плитой перекрытия (рис. 7.1).
В месте сопряжения колонны с главной балкой, выпуски продольной арматуры колонны связываются при помощи конструктивной поперечной арматуры Æ8 A-I с каркасом (6) главной балки. Места обрыва продольной арматуры колонны свариваются с сетками I и II балочной плиты, что обеспечивает жёсткое закрепление арматурного каркаса в рассматриваемых элементах.
Список литературы
Строительные нормы и правила:
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. М.: ЦИТП, 1986;
СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. М.: ЦИТП, 1989;
СНиП 2.05.03-84. Мосты и трубы. М.: ЦИТП, 1985;
СНиП 2.06.08-87. Бетонные и железобетонные конструкции гидротехнических сооружений. М.: ЦИТП, 1988;
СНиП II-21-75. Бетонные и железобетонные конструкции. – М.: Стройиздат, 1976;
Кононов Ю.И. “Монолитное железобетонное ребристое перекрытие с балочными плитами” – методические указания по курсовому проекту – ЛПИ. 1982 г.