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 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.б³10 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=р0с,
(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+pсн, дл
кратковременная, Рн
|
6,5
1,5
|
1,2
1,2
|
7,8
|
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’l12/11; М2’=q’l22/16) 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 М1min=-87/2+43=-0,5
кНм;
во втором пролете
в третьем от края
(т. е. во всех средних) пролете M3min=-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):
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):
M1max=(0,244*60,4+0,289*115,2)*6=288 кНм;
то же, при
загружении по схеме II
M1min=(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)
M2max=(0,067*60,4+0,2*115,2)*6=165 кНм;
то же, при
загружении по схеме I
M2min=(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;
QBЛ=-1,267*60,4-1,133*115,2
=-206,5 кН;
QBП=60,4 кН;
б) при загружении
по схеме II рис. 5.3:
QА=0,733*60,4-0,133*115,2=29
кН;
QBЛ=-1,267*60,4-0,133*115,2=-91,8
кН;
QBП=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;
QBЛ=-1,267*60,4-1,311*115,2=-227,5
кН;
QBП=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 M1max и M2max. 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 M1max=288 кНм и M2max=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,
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£mб1Rbbп'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-0,008Rbmб1=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 QBЛ=0,6ql=0,6*28,52*5,85=100
кН. Проверяется первое условие (6.7)
Q£0,35Rbbh0; (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£k1RRbtmб1bh0; (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=RswAs,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*Rbtmб1bh0=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.
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£Rbmб1b'пh'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 М2min=-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.