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 Rb
=11 МПа, на растяжение осевое Rbt
=0,88 МПа. Коэффициент условий работы бетона mб1
=0,85.
Рабочую арматуру для балок примем в виде сварных каркасов из горячекатаной стали периодического профиля класса A-II, Rs
=270 МПа, Rsw
=215 МПа. Для поперечной арматуры класса А-I Rsw
=170 МПа. Арматуру для плиты примем в виде сварных сеток из обыкновенной проволоки класса B-I, Rs
=315 МПа, и (возможен вариант) из стали класса A-III, Rs
=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 lг. 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 lв. 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: hв. б
=(1/12...1/20)lв. б
; принимаем hв. б
=600/13 = 45 см, b=(1/2...1/3)hв.б
³10 см; принимаем ширину второстепенной балки b=20 см.
Расчетный пролет плиты между второстепенными балками l2
=l0
, где l0
– пролет в свету, равный 200-20=180 см. Пролет плиты при опирании с одной стороны на несущую стену l1
=l01
+(hпл
/2), где hпл
– толщина плиты, значением которой также задаемся. Принимаем толщину плиты равной 8 см, что больше hmin
=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 рдл
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
Рн
=р0
с, (5.1)
где
р0
– 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, р0
=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.
Рн
=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
рсн, 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, рдл
кратковременная, Рн
|
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:
bг. б
=0,5h=30 см.
Расчетные пролеты второстепенной балки будут: средние пролеты (равны расстоянию в свету между главными балками) l02
=l2
-bг. б
=6-0,3=5,7 м; крайние – равны расстоянию от оси опоры на стене до грани сечения главной балки
где
l1
и l2
– 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
;
рдл
(длительная)=2*7,8=15,6 кН/м;
ркр
(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’ (М1
’=q’l1
2
/11; М2
’=q’l2
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;
М1
’=14,12*5,82
/11=43 кНм;
M2
’=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 М1
min
=-87/2+43=-0,5 кНм;
во втором пролете
в третьем от края (т. е. во всех средних) пролете M3
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=Gпл
+Gв. б
+Gг. б
;
G=1,44+2,2*6*2+2,04*6+0,52*0,3*25*1,1=60,4 кН,
где
Gг. 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;
Gв. б
– опорная реакция от собственного веса второстепенной балки (в предположении ее разрезности);
Gпл
– 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):
M1
max
=(0,244*60,4+0,289*115,2)*6=288 кНм;
то же, при загружении по схеме II
M1
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)
M2
max
=(0,067*60,4+0,2*115,2)*6=165 кНм;
то же, при загружении по схеме I
M2
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)
MBmax
=(-0,267*60,4-0,311*115,2)*6=-312 кНм;
то же, при загружении по схемам I или II
MB
=(-0,267*60,4-0,133*115,2)*6=-188 кНм;
то же, при загружении по схеме IV
MBmin
=(-0,267*60,4+0,044*115,2)*6=-66 кНм.
Поперечные силы:
а) при загружении по схеме I рис. 5.3:
QAmax
=0,733*60,4+0,866*115,2=144,3 кН;
QB
Л
=-1,267*60,4-1,133*115,2 =-206,5 кН;
QB
П
=60,4 кН;
б) при загружении по схеме II рис. 5.3:
QА
=0,733*60,4-0,133*115,2=29 кН;
QB
Л
=-1,267*60,4-0,133*115,2=-91,8 кН;
QB
П
=60,4+115,2=175,6 кН;
в) при загружении по схеме III рис. 5.3;
QА
=0,733*60,4+0,689*115,2=123,8 кН;
QB
Л
=-1,267*60,4-1,311*115,2=-227,5 кН;
QB
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 M1
max
и M2
max
. За расчетный момент на опоре принимается момент по грани колонны М', равный (при ширине сечения колонны bк
=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 M1
max
=288 кНм и M2
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 h0
=h-а=8-1,5=6,5 см.
При армировании плоскими сварными сетками из обыкновенной проволоки (Rs
=315 МПа):
а) в крайних пролетах М1
=3,66 кНм: по формуле (6.1) вычисляется
(6.1)
где коэффициент условий работы бетона mб1
=0,85. По [2, стр. 38, прил. III, табл. 3] находим коэффициент h=0,948 и определяем площадь сечения арматуры Аs,
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:
М2
=2,7 кНм;
h=0,962;
в) над вторыми опорами:
МВ
=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
Аs,
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 (Аs
=1,31 см2
) (рис. 6.1). Тогда в крайних пролетах при требуемом Аs,
p
=1,9 см2
и над второй опорой при Аs,
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 (Аs
=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 bп
’=200 см, так как соблюдено условие норм [1.5, п. 3.16], по которому
и bп
’£l0
+bв. 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, Rs
=270 МПа. Рабочая высота сечения h0
=45-3,5=41,5 см. Арматуру рассчитываем с помощью параметров А0
, h и x по [2, стр. 38, прил. III, табл. 3]. В крайних пролетах M1
=87 кНм; определяем расположение границы сжатой зоны сечения по условию (6.3) при x=hп
’, b=bп
' и Аs
’=0:
M£mб1
Rb
bп
'hп
'(h0
-0,5hп
'); (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 bп
';
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£xR
: (6.4)
по формуле (6.5) находится
x0
=a-0,008Rb
mб1
=0,85-0,008*0,85*11=0,774; (6.5)
по формуле (6.6) определяется граничное xR
(6.6)
Условие (6.4) соблюдается, так как x=0,026<xR
=0,661.
Для двух каркасов принимается 4Æ16 A-II, Аs
=8,04 см2
(см. каркас (1) на рис. 6.2).
В средних пролетах М2
=57,7 кНм;
h=0,99; x=0,023;
для двух каркасов принимается 2Æ18 A-II, Аs
=5,09 см2
(см. каркасы (2) на рис. 6.2); условие x£xR
соблюдается, так как x=0,023<xR
=0,661.
Над вторыми от края опорами МВ
=83,8 кНм;
h=0,86; x=0,28;
условие x£xR
соблюдается, так как x=0,28<xR
=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 (Аs
=1,57 см2
) площадью сечения каждая на 1 пог. м:
Над средними опорами МС
=57,7 Нм:
h=0,87; x=0,26;
условие x£xR
соблюдается, так как x=0,26<xR
=0,661; принимаются две сетки VI с рабочей поперечной арматурой диаметром 5 мм и продольной диаметром 4мм (Аs
=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 QB
Л
=0,6ql=0,6*28,52*5,85=100 кН. Проверяется первое условие (6.7)
Q£0,35Rb
bh0
; (6.7)
Qmax
=100000 H<0,35*0,85*11(100)*20*41,5=272000 H,
где
Q – в H;
Rb
– в МПа;
(100) – для пересчета правой части условия (6.7), H;
условие соблюдается, принятые размеры сечения достаточны.
Проверяется второе условие (6.8)
Q£k1
RRbt
mб
1
bh0
; (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 dx
=6 мм, As
,
x
= 0,283 см2
в соответствии с [2, стр. 39, прил. IV]. При двух каркасах n = 2 и As
,
x
=0,283*2=0,566 см2
.
Шаг поперечных стержней по формуле (6.10)
u=Rsw
As,x
/qx
=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=Qmax
-ql/4=100-28,52*5,85/4=58,2 кH;
здесь условие (6.8) не удовлетворяется, так как Q=58,2 кH>k*Rbt
mб1
bh0
=37,5 кH, следовательно, требуется постановка поперечных стержней по расчету.
Вычисляется требуемое значение qx
:
Шаг поперечных стержней при dx
=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=0,5ql2
=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 15d1
и не менее (u+150 мм).
Подбор сечения арматуры для главной балки
Приняты ранее: арматура продольная класса A-II, Rs
=270 МПа; поперечная арматура класса A-I, Rsw
=170 МПа; бетон марки М250, Rb
=11 МПа, Rbt
=0,88 МПа, mб1
=0,85. По моменту МВ
=186 кНм уточняем размер поперечного сечения ригеля при x=x/h0
=0,35 по формуле (6.12) при r0
=1,8:
(6.12)
что меньше принятого предварительно h0
=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 A0
, h и x принимаются по [2, стр. 38, прил. III, табл. 3].
Подбор сечения арматуры в крайних пролетах: М1
=288 кНм; ширина полки таврового сечения b'п
=(600/6)*2 + 30=230 см; h0
=60-4,5=55,5 см, арматура в два ряда; расположение границы сжатой зоны определяется по условию
M£Rb
mб1
b'п
h'п
(h0
-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, As
,ф
=12,56+7,6=20,1 см2
(рис. 6.3, каркасы (3) и (4)).
В среднем пролете M2
=162 кНм;
h=0,99;
Принимаются два каркаса (5) в каждом по 2Æ20 A-II, всего 4Æ20 A-II, As
,ф
=12,56 см2
.
Верхняя арматура в среднем пролете определятся по моменту М2
min
=-67,2 кНм.
Сечение прямоугольное 60х30 см, h0
=60-4,5=55,5 см:
h=0,957;
Принимается 2Æ18 A-II; As
=5,09 см2
(см. каркасы (5)). Подбор арматуры на опоре В: МB
’=-186 кНм; сечение прямоугольное 60х30 см; h0
=60-6=54 см.
h=0,87;
Принимается 4Æ22 A-II, As
=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.