Курсовая работа: 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 l₂ =l₀ , где l₀ – пролет в свету, равный 200-20=180 см. Пролет плиты при опирании с одной стороны на несущую стену l₁ =l₀₁ +(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 =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.

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

Плита

Расчетная схема плиты представляет собой многопролетную неразрезную балку, загруженную равномерно распределенной нагрузкой.

Собственная масса плиты g^н =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) l₀₂ =l₂ -b_{г. 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 ;

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’ (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 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 h₀ =h-а=8-1,5=6,5 см.

При армировании плоскими сварными сетками из обыкновенной проволоки (R_s =315 МПа):

а) в крайних пролетах М₁ =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:

М₂ =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 ’£l₀ +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 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=h_п ’, b=b_п ' и А_s ’=0:

M£m_б1 R_b b_п 'h_п '(h₀ -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

x₀ =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 М₂ =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 bh₀ ; (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£k₁ RR_bt m_{б 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 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 bh₀ =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=0,5ql₂ =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, 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/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£R_b m_б1 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, A_{s ,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, A_{s ,ф} =12,56 см² .

Верхняя арматура в среднем пролете определятся по моменту М_{2 min} =-67,2 кНм.

Сечение прямоугольное 60х30 см, h₀ =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; h₀ =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.

Капитальный и текущий ремонты зданий

Проектирование 16-ти этажного 2-х секционного жилого дома в Ейске

Многоэтажное производственное здание

Записка к расчетам

Металлические конструкции

Многоэтажное производственное здание

Железобетонные конструкции

Компоновка сборного железобетонного перекрытия

Компоновка сборного перекрытия

Проектирование трехэтажного жилого здания

Расчет ребристых перекрытий многопролетных промышленных зданий

Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания

Железобетонный многоэтажный гараж