Проектирование колонн и стропильных балок одноэтажного производственного здания

Министерство образования Российской Федерации

Сибирская государственная автомобильно-дорожная академия

(СибАДИ)

Кафедра "Строительные конструкции"

Пояснительная записка к курсовому проекту:

Проектирование колонн и стропильных балок одноэтажного производственного здания

Омск-2010

Содержание

1. Компоновка поперечника

2. Определение расчетных нагрузок и параметров

3. Определение усилий в стойках

4. Проектирование стоек

5. Расчет сборной железобетонной предварительно-напряженной двутавровой балки покрытия

1.
Компоновка поперечника

Поперечная рама состоит из колонн, заделанных в фундамент и стропильной конструкции, свободно опирающейся на колонны.

Определяем размеры колонны

Высота надкрановой части:

, м

где Нкр - крановый габарит здания.

(0,15+hпб) – высота подкрановой балки с рельсом, м

Высота подкрановой части колонн от верха фундамента:

,

где

Н1
=Нг.р.+0,15,

где 0,15 – глубина заложения верха фундамента,

,

,

– (кратна модулю 0,6 м для стеновых панелей).

Определяем размеры поперечного сечения колонны

Привязка колонн к разбивочным осям

"0" - при шаге колонн 6 м и кранах с G ≤ 30 тс;

Размеры сечений

bк = 400 мм – при шаге колонн 6 м;

hв = 400 мм – при "0" привязке и кранах G < 20 тс;

с округлением в меньшую сторону с модулем 50 мм.

Глубина заделки колонны в стакан фундамента равна наибольшему из 1,5 bк или hн , и получаем отметку (-) (Нзад. + 0,15)=1,2+0,15=1,35.

Расстояние от оси кранового пути до внутренней грани подкрановой части колонны поверху: к< 250 мм при В = 6 м;

При ("привязка" + 750 + к)=0+750+250=1000мм < hн=1200мм , значит

(750+100)+(250+100)=1200мм

Конструирование стен

модуль 0,6 м; высота стеновых панелей и блоков остекления 1,2 м и 1,8 м; δпан
=300 мм (принять).

2. Определение расчетных нагрузок и параметров

Постоянные нагрузки

· от покрытия
F
п

Fп = ,

где gк
=1 кН/м2
+1,5 кН/м2
=2,5 кН/м2
– расчетная нагрузка от веса 1 м2
кровли и плит покрытия;

В=6м – шаг колонн, м;

L=12м – пролет рамы, м;

Qp=40,2тс- ориентировочный вес стропильной конструкции, кН;

· от собственной массы (бз эксцентриситета)

где γf
= 1,1 – коэффициент надежности по нагрузке;

γ = 25 кН/м3
– объемный вес железобетона

· от стен и остекления (бз эксцентриситета)

,

где В – шаг колонн, м;

gст
, gост
– расчетные нагрузки от веса 1 м2 стеновых панелей и оконных блоков, навешанных на надкрановую или подкрановую части колонны (табл. 5)

hст
, hост
– высота панелей и остекления, м;

· от массы подкрановой балки с рельсом (бз эксцентриситета)

Fпб = 41,2 кН

Временные нагрузки

· от снега
СНиП 2.01.07-85 (5 раздел)

Fсн = ,

где Sg =1,8 кН/м2
снеговая нагрузка в зависимости от района строительства; μ = 1, Fсн прикладывается так же как и Fп.

· от крана СНиП 2.01.07-85 (4 раздел)

вертикальная

Dmax=287 кН, Dmin=59,6 кН.

горизонтальная

Т=10,3 кН

· ветровая СНиП 2.01.07-85 (6 раздел, п. 6.3)

Wmi =Wо*k,

гдеWо – 0,3 кН/м2

k - табл. 6(СНиП 2.01.07-85)

Фактическая ветровая эпюра приводится к эквивалентной по моменту в защемлении с ординатой

до	5 м		0,75
10 м		1
20 м		1,25
40 м		1,5

Wm5=W0*k=0,3*0,75=0,225 кН/м2

Wm10=W0*k=0,3*0,71=0,3 кН/м2

Wm20=W0*k=0,3*1,25=0,375 кН/м2

Wm21.6=W0*k=0,3*1,27=0,381 кН/м2

Wm23.4=W0*k=0,3*1,29=0,387 кН/м2

на высоте Н:

;

Сосредоточенная сила в уровне верха колонны:

WН
=

Wотс.
=

где с = 0,8 – с наветренной и с = 0,6 – с заветренной сторон

γf
= 1,4 – коэффициент надежности по нагрузке;

Равномерно распределенная погонная нагрузка:

Расчетная схема (статически неопределимая)

Ригель считается абсолютно жестким.

Основная система метода перемещений (одно неизвестное).

3. Определение усилий в стойках

;

Постоянной
– нагрузка от собственного веса, стен и подкрановых балок – приложена по оси колонны.

От покрытия Fп (симметричное воздействие)

y=0*HB
;

Сила Fп приложена на расстоянии 150 мм от разбивочной оси, поэтому эксцентриситет приложения силы относительно оси надкрановой части колонны:

e = hн/2 – hв/2=1,2/2-0,4/2=0,4м;

Rв← (+); →(-);

K1=2,152 ,K1=1,314 [3, тб.16.1]

при привязке "0", аВ
= 50 мм – при вк
= 40 см от покрытия

МI
=

МII
=

NI
= NII
=Fп
=110,1 кН

От стен, собственного веса, подкрановых балок

МI
= МII
=0

NI
=

NII
=

От постоянной нагрузки суммарная

МI
=∑ МI
=2.34+0=2,34кН*м

МII
=∑ МII
=-3,44+0=-3,44кН*м

NI
=∑ NI
=110,1+45,08=155,18 кН

NII
=∑ NII
=110,1+477,18=587,28 кН

Временная нагрузка

Снеговая Fсн
– изгибающие усилия от покрытия умножаются на коэффициент

Fсн
/ Fп
=64,8/110,1=0,59

МI
=2,34*0,59=1,38 кН*м

NI
= NII
=Fсн
=64,8 кН

МII
=-3,44*0,59=-2,03 кН*м

Крановая вертикальная Dmax
; (y = 1*Hн
,)

ан
= "привязка" + 750 – hн/2=0+850-1200/2=250мм

ан
= hн/2 - "привязка" - 750=1200/2-0-850=-250мм

K2=1,304 [3,тб.16.2]

- со своими знаками,

R11
– реакция в дополнительной связи от перемещения

,

;

Стойка А	Стойка Б
NI = 0 NII =Dmax =287 кН	NI = 0 NII =Dmin =59,6 кН

Крановая горизонтальная ТА, ТБ

K3=0,775 [3, тб.16.3]

Стойка А	Стойка Б
NI = 0 NII =0	NI = 0 NII =0

Ветровая (слева)

K7=0,363 [3, тб.16.7]

;

;

;

;

;

Стойка А	Стойка Б
NI = 0 NII =0	NI = 0 NII =0

4. Проектирование стоек
Материал

Бетон В25

γв2
= 1,1 (табл. 15 [1])

Rв =14,5МПа*1,1=15,95МПа (табл. 13 [1] с учетом γв2
)

Eв =27,0*103
МПа (табл. 18 [1])

Арматура А-
III
(Ø10 ÷ 40)

Rs =Rsc =365МПа (табл. 2.2 [1])

Es =200*103
МПа (табл. 29 [1])

- коэффициент приведения

;

;

где

ω=α – 0,008

Rв=0,85-0,008*15,95=0,722 (п. 3.12 [1])

α=0,85 – для тяжелого бетона

σSR
=Rs
=365МПа

σSc
,
U
=400 МПа, т.к. γв2
>1,0

Надкрановая часть
(армирование симметричное)

Исходные данные
Нв	370	см
hв	40	см
вк	40	см
J	213333	см4
lo	2,5Нв=925	см
i	0,289hв=11,56	см

Если λ=lo/I=925/11,56=80 >14, то учитываем выгиб колонны

Определение зависимости "
Ncr
–
As
"

,

если

и φр
= 1 (ф. 58)

где

Eв = МПа ·100 = Н/см2
;

As иA’s – см2
;

lo, ho, a’ – см ;

J – см4
; Ncr – H ;

После преобразования формулы Ncr , получаем

;

;

;

Таблица 1

Показатели		Сочетание усилий
		Мmax=23,06 кНм	Мmin=-49,13 кНм
		N=220 кН	N=155,18 кН
1.	М , Нсм	2306000	-4913000
2.	N, Н	220000	155180
3.	, см	10,48	31,66
4.	Мдл , Нсм	234000	234000
5.	Nдл , Н	155180	155180
6.		0,5-0,01*925/40- 0,01*15,95=0,11	0,5-0,01*925/40- 0,01*15,95=0,11
7.	, (п. 3.6)
	Принимаем δе	0,26	0,79
8.
9.
10.	где β = 1 (т.36)
11.
12.
13.		29321,3(41,08+(Аs+A’s))	29321,3(25,85+(Аs+A’s))

1)АSmin
= А’Smin
=μmin
вк
ho
=0,002*40*34=2,72 см2

2)АSmin
= А’Smin
=4,02 см2
( 2 Ø16)

Принимаем по наибольшему n, Ø с ASmin
= A’Smin
=4,02 см2
(2Ø16)

Конструктивный расчет по наиневыгоднейшему сочетанию (армирование симметричное)

Таблица 2

Показатели		Вычисления по сочетанию
		М=-4913000Нсм;
		Nсоотв= 155180Н.
1.
2.	Принимаем АS 1 = A’S 1 = АSMIN	4,02см2
3.	Ncr (табл. 1) Astot = AS1 + A’S1 =4,02+4,02=8,04см2	Ncr=29321,3,(25,85+ 8,04)=993699 Н
4.	(ф. 19)
5.	,см
6.
7.	Т.к. АS 2 ≤АS 1 , то АS = A’S = 4,02 см2 2О16

Проверка прочности по другому, сочетанию, армирование
А
S
=
A
’
S
=4,02см2
(табл. 2)

Таблица 3

Показатели		Вычисления
		М=2306000 Н*см
		N=220000 Н
1.	x = ξho (см)
2.	Ncr (табл. 1 и 2), Н	1440262
3.
			4.
5.	N·e (ф. 36 п. 3.20)
6.
7.	Если п.5 ≤ п.6, то прочность обеспечена	5385600<11114956 Прочность обеспечена

Подкрановая часть

Исходные данные
Нн=	1805	см
hн=	120	см
вк =	40	см
J=	5760000	см4
lo=	2707,5	см (табл.32)
i=	34,68	см

λ=lo
/i=2707,5/34,68=78 >14,

то учитываем выгиб колонны.

1)АSmin
= А’Smin
=μmin
вк
ho
=0,002*40*114=9,12 см2

2) АSmin
= А’Smin
4,02 , см2
( 2 Ø16)

Принимаем по наибольшему n, Ø с ASmin
= A’Smin
=9,82 см2
(2Ø25)

Таблица 4

Показатели		Сочетание усилий
		Мmax=594,2 кНм	Мmin=-596,08 кНм
		N=587,28 кН	N=652,08 кН
1.	М , Нсм	59420000	-59608000
2.	N, Н	587280	652080
3.	, см
4.	Мдл , Нсм	-344000	-34000
5.	Nдл , Н	587280	587280
6.		0,5-0,01*2707,5/120- 0,01*15,95=0,11	0,5-0,01*2707,5/120- 0,01*15,95=0,11
7.	, (п. 3.6)
	Принимаем δе	0,84	0,76
8.
9.
10.	б где β = 1 (т.36)
11.
12.
13.		50916,7(31,61+(Аs+A’s))	50916,7(45,36+(Аs+A’s))

Конструктивный расчет подкрановой части (армирование несимметричное)

Таблица 5

Показатели		Вычисления по сочетанию
		Mmax =59420000 Н*см , Nсоотв =587280 Н
1.	А’S 1 = АSmin	9,82см2
2.	АS 1 = 2АSmin	10,33см2
3.	,Н	50916,7(31,61+(9,82+10,33))=2635448
4.
5.
6.
7.	Если А’S 2 ≤ А’S 1 , то А’S 2 = А’S 1 =9,82см
9.
10.
11.
12.		d>
13.	≤ 5%,

Принимаем 2Ø28, с Аs
=12,32 см2
.

Принимаем 2Ø25, с Аs
=9,82 см2
.

Таблица 6

Показатели		Вычисления по сочетанию
		Mmin =-59608000 Н*см , Nсоотв =652080 Н
1.	А’S 1 = АSmin	9,82 см2
2.	АS 1 = 2АSmin	10,33 см2
3.	,Н	50916,7(45,36+(9,82+10,33))=3335553
4.
5.
6.
7.	Т.к. А’S 2 ≤ А’S 1 , то А’S 2 = А’S 1 =9,82см
9.
10.
11.
12.
13.	≤ 5%,

Принимаем 2Ø25, с Аs
= Аs
=9,82 см2
.

Окончательное конструирование продольной арматуры (п. 5.18)

Окончательное армирование

Принимаем правую арматуру 2Ø28, с Аs
=12,32 см2
, левую 2Ø25, с Аs
= 9,82 см2
.

Проверка на ЭВМ

Показатели		Сочетание 1	Сочетание 2
		Мmax=594,2 кНм	Мmin=-596,08 кНм
		N=587,28 кН	N=652,08 кН
1.	Уточнение ;
2.
3.
4.	, см

Расчет сборной железобетонной предварительно-напряженной двутавровой балки покрытия.

1. Конструктивная схема покрытия

Покрытие представлено ребристыми плитами шириной 3м, опирающимися продольными ребрами на двускатные стропильные балки.

2. Предварительное конструирование балки

hmax=890+1/12(0,5L-25)=890+1/12(0,5*12000-25)=1388 мм

hx=890+1/12(x+125)=890+1/12(4329+125)=1260 мм

3. Расчетная схема балки

l0
=11,7м; x=4,329м.

Qmax=q*l0/2=32,22*11,7/2=188,5 кН

Сбор нагрузок на балку

Вид нагрузки	Нормат. кН/м2	γf	РасчетнкН/м2	Шаг колонн,В, м	Нормат. кН/м	РасчетнкН/м
I. Постоянные
1. Стяжка, пароизоляция, ковер	0,6	1,3	0,78	6	3,6	4,68
2. Утеплитель(для отапливаемых)	0,4	1,3	0,52		2,4	3,12
3. Плиты покрытия	1,5	1,1	1,65		9	9,9
4. Балка	0,56	1,1	0,62	6	3,36	3,72
gн =18,36	g =21,42
II. Временные
1. Длительно-действующая	0,63	1,43	0,9	6	3,78	5,4
2. Кратковременно-действующая.	0,63	1,43	0,9	6	3,78	5,4
pн =27	p=37,8
qн =68,748	q=86,604
В том числе

Нагрузка от собственной массы балки:

Вес балки нормативный, кН –

Gб
= 40,2кН,

где

Нормативная нагрузка на 1 м2
покрытия:

4. Расчет прочности нормального сечения балки покрытия

Расчетное опасное сечение находится на расстоянии равном приблизительно 0,37 lo.

Принимаем а’=3 см; аsp
=8 см;

Бетон В25, арматура АIII, преднапрягаемая арматура АV

Определение площади сечения напрягаемой арматуры

Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона ξR
(см. ф. 25 п.3,12). В этой формуле

γв2
=0,9; σsp
=(0,6÷0,8)Rs
,
ser
=0,7*785=550 МПа;

для упрощения

∆σsp
=0.

sSR=RS+400-sSsp-Dssp=680+400-550-0=530 МПа

w=a-0,008*Rb=0,85-0,008*13,05=0,75

Кроме этого определяем

Определяем необходимость постановки арматуры в сжатой зоне А’S
по расчету (из предельного условия ξ=ξR
):

Т.к.A’S
треб.
< A’Smin
, то A’S
треб.
=A’Smin
=4,52 см2 (4 Ø12 АIII);.

Принимаем

A’S
факт
=4,52 см2
(4 Ø12 АIII)

Определяем положение нейтральной оси в расчетном сечении : если

то нейтральная ось находится в ребре, тогда

0,22≤ aR
=0,4 -x=

Коэффициент γs
6
определяется по п. 3,13. (формула 27), принимаем

Фактическое значение Аsp
принимают по сортаменту .

Asp
факт
7,64см2
(4 Ø 18 А-V)

Арматуру размещают в нижней полке балки с учетом конструктивных требований п.5.5 и 5.12., и назначают размеры нижнего пояса балки. При этом без перерасчета уточняют значения a и ho
.

Проверка прочности балки по нормальному сечению

Нейтральная ось проходит в полке, если

,

тогда высота сжатой зоны бетона определяется

,

Несущая способность сечения (Нсм)

прочность сечения обеспечена.

5. Расчет прочности наклонного сечения балки покрытия

Задаемся Ø 10 АIII, S1
=150 мм; n=2;

- учитывает влияние сжатых полок

- учитывает влияние продольных сил

, кроме этого (1+φf
+ φn
) ≤ 1,5

С=bпл-0,15=3-0,15=2,85 м

; ; ;

;

Проверка прочности наклонной полосы

Где

, β=0,01; Rв
в МПа

; ;

Расчет балок покрытия по
II
группе предельных состояний

1. Назначение величины предварительного напряжения арматуры

Исходные данные: способ натяжения; длина натягиваемого стержня (l=12,25м) в метрах нормативное сопротивление арматуры Rsp
,
ser
=785 МПа.

Назначаемая величина предварительного напряжения арматуры σsp
=550 МПа должна удовлетворять двум условиям (см. п. 1.23 СНиПа)

2. Вычисление геометрических характеристик сечения

Исходные данные:
размеры поперечного сечения балки в наиболее напряженном месте в (см);

As
=2,26 см2
,

Asp
=7,64 см2
, A’s=4,52см2
, a=3см, asp
=8 см , a’=3см, Es
=200000 МПа,

Esp
=190000 МПа,

E’s
=200000 МПа,

Eв
=27000 МПа;

Коэффициенты приведения арматуры к бетону:

Приведенная к бетону площадь сечения:

Статический момент приведенного сечения относительно оси проходящей по нижней грани:

Расстояние от нижней грани сечения до его центра тяжести:

Момент инерции приведенного сечения:

Момент сопротивления сечения на уровне сжатой грани:

Момент сопротивления сечения на уровне сжатой арматуры:

Момент сопротивления сечения на уровне растянутой напряженной арматуры:

Момент сопротивления сечения на уровне растянутой грани:

Упругопластический момент сопротивления по нижней грани сечения:

Упругопластический момент сопротивления по верхней грани сечения:

здесь γ=1,5 – коэффициент упругопластичности для двутаврового сечения.

3. Определение потерь предварительного напряжения арматуры.

Исходные данные:
тип арматуры (стержневая); способ натяжения (механический); σsp
=550 МПа, Rsp
,
ser
785 МПа, передаточная прочность бетона Rвр
=к·В=0,8*25=20 МПа, где В – класс бетона, к – коэффициент предаточной прочности (например, при 80% предаточной прочностик=0,8); Asp
=
7,64 см2
; Ared
=1673см2
; Ws
=
54494,6 см3
; yн=
70 см; asp
=8см; Mсв
н
5360000 Нсм – нормативный изгибающий момент в расчетном сечении от собственного веса балки.

При механическом способе натяжения дополнительно

Ø (мм)=18мм - диаметр преднапряженной арматуры;

L (мм)=13000мм - длина натягиваемого стержня;

Esp
190000 МПа.

А. Первые потери

σ1
=0,1* σsp
-20=0,1*550-20=35 МПа – потери от релаксации напряжений арматуры (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа );

σ2
=1,25*Δt=1,25*65=81,25 МПа – потери от температурного перепада (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа );

σ3
= МПа –

потери деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств;

(см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа );

σ4
=0 – потери от трения арматуры, принимаются равным 0;

σ5
=30 МПа – потери от деформации стальной формы

(см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа );

Определяем усилие обжатия в бетоне при обжатии в уровне центра тяжести преднапряженной арматуры:

– потери от быстронатекающей ползучести бетона (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа );

Б. Вторые потери

σ7
=0 – потери от релаксации напряжений арматуры, принимаются равным

σ8
=35 МПа – потери от усадки бетона

(см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа );

Определяем усилие обжатия с учетом первых потерь:

Определяем напряженияв бетоне от усилия обжатия:

– потери от ползучести бетона (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа );

Определяем сумму всех потерь и усилие обжатия:

Σσi
– σ1
+ σ2
+ σ3
+ σ4
+ σ5
+ σ6
+ σ7
+ σ8
+ σ9
=35+81,25+66,76+0+30+8,16+0+

+35+25,31=236,37 ≥ 100 (МПа);

,

4. Оценка трещиностойкости верхней зоны балки при отпуске арматуры

Исходные данные:

P1
=285690,2 (H); Мс
н
в
=5360000 (Нсм);

W’red
=60333,3 (см3
); W’pl
=90500 (см3
); yн
=70 (см);

H=126 (см); asp
=8 (см); k=0,8; Rвр,
ser
=kRв,
ser
=14,8 (МПа);

Rв
t
р
,ser
=k Rв
t,ser
=1,28 (МПа);

Ared
=1673(см2
); Ired
=3378662,2 (см4
).

Для возможной корректировки жесткости конструкции и прогибов необходимо выполнить оценку трещиностойкости верхней зоны балки при отпуске арматуры. Условие возникновения верхних трещин оценивается по условию:

Где

,

- при неблагоприятном влиянии преднапряжения

При механическом способе натяжения

,

(см)

r’ – расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны:

,(см)

где

;

-верхних трещин нет, l1=0

5. Оценка трещинообразования нижней зоны балки в стадии эксплуатации

Исходные данные:

P2
=239613,3 (H); h=126 (см); yн
=70 (см);

asp
=8 (см); Ared
1673 (см2
);

Ired
=3378662,2 (см4
); Wred
=48266,6 (см3
); Wpl
=72400 (см3
); As
=2,26 (см2
); Asp
=
7,64 (см2
); A’s
=
4,52(см2
);

Rв,
ser
=18,5 (МПа); Rв
t
,
ser
1,6(МПа); М н
=41350000 (Нсм);

К трещиностойкости балки предъявляют требования 3-ей категории (п. 1.16 СНиПа). Расчет по образованию трещин производят на действие полных нормативных нагрузок. Расчет заключается в проверке условия:

- при благоприятном влиянии преднапряжения

- см. п. 4

еор
- см. п. 4

41350000<31175984,2 – нижние трещины.

6. Определение раскрытия трещин в нижней зоне

Исходные данные:

b=8 (см); вf
=20 (см); в’f
=35 (см);

h0
=118 (см); hf
=13 (см);

h’f
=15 (см);

а=3 (см); аsp
=8 (см); а’ =3 (см);

Esp
=190000 (МПа);

Es
=200000 (МПа);

E’s
=200000 (МПа);

Asp
=7,64 (см); As
=2,26 (см);

A’s
=4,52 (см);

Rв
,ser
=18,5 (МПа); P2
=239613,3 (H);

γsp
1
= 0,9;

Выполняют расчеты по непродолжительному раскрытию трещин на действие полных нормативных нагрузок и по продолжительному раскрытию на действие постоянных и временных нормативных нагрузок (п. 4.14 СНиПа).

Расчет сводится к проверке условий трещиностойкости:

Здесь - приращение ширины раскрытия от действия кратковременных нагрузок;

- ширина продолжительного раскрытия трещин.

Предельно допустимые значения , , указаны в табл. 2 СНиПа.

Параметры , , и , рассчитывают по следующему алгоритму:

При определении принимают М=М н
; φе
=1; ν=0,45.

При определении принимают М=Мдл
н
; φе
=1; ν=0,45.

При определении принимают М=Мдл
н
; φе
=1,6-15; ν=0,15.

;

;

;

;

;

;

;

Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1]

Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1]

Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п.4.14]

(ф. 144)

;

;

;

;

;

;

;

Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1]

Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1]

Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п.4.14]

(ф. 144)

;

;

;

;

;

;

;

Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1]

Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1]

Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п.4.14]

(ф. 144)

7. Мероприятия по обеспечению прочности и трещиностойкости опорного участка

Согласно п. 5.58 СНиПа у торцов балки предусматривают дополнительную ненапрягаемую арматуру, т. к. напрягаемая продольная арматура сосредоточена у нижней грани. Площадь сечения одного стержня поперечной арматуры класса А-III равна:

,

где n – число стержней (4 или 6), надежно закрепленных приваркой к опорным деталям.

Принимаем стержень Ø10мм, Аs
=0,785см2
.

У концов балки устанавливают дополнительную косвенную арматуру (сетки или хомуты с шагом 5 – 10 см, охватывающие все напрягаемые продольные стержни) на длине участка не менее 0,6 lp
=21,6см и 20 см (п. 5.61).

0,6*lp=0,6*25,4=15,2<20 см, то Принимаем длину участка равной 20см.

8. Армирование балки

Ребро балки армируют двумя вертикальными каркасами из расчетных поперечных стержней (п. 5.27), объединенных продольными стержнями .

Верхнюю полку армируют горизонтальным каркасом, состоящим из двух продольных стержней Ø12 А-III и гнутых поперечных стержней Ø5 Вр-I, расположенных с шагом 20 см.

Нижнюю полку армируют замкнутыми хомутами Ø5 Вр-I, с шагом не менее 2 hf
Хомуты связаны в пространственные каркасы продольной арматурой Ø5 Вр-I.

Балка имеет закладные детали для крепления плит покрытия. Подъем балки осуществляют с помощью специальных захватов, для чего в ней предусмотрены монтажные отверстия.

Литература

1. СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции. М, 1989г.

2. СНиП 2.01.07-85 Нагрузки и воздействия.; М, 1986.

3. Улицкий И,И, Железобетонные конструкции. Киев, 1973г.

4. Методические указания по применению ЭВМ в курсовом проекте.