Курсовая работа: 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; δ_пан =300 мм (принять).

2. Определение расчетных нагрузок и параметров

Постоянные нагрузки

· от покрытия F п

Fп = ,

где g_к =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 γ_f = 1,1 – коэффициент надежности по нагрузке;

γ = 25 кН/м³ – объемный вес железобетона

· от стен и остекления (бз эксцентриситета)

,

где В – шаг колонн, м;

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

h_ст , h_ост – 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

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:

W_Н =

W_отс. =

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

γ_f = 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*H_B ;

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", а_В = 50 мм – при в_к = 40 см от покрытия

М_I =

М_II =

N_I = N_II =F_п =110,1 кН

От стен, собственного веса, подкрановых балок

М_I = М_II =0

N_I =

N_II =

От постоянной нагрузки суммарная

М_I =∑ М_I =2.34+0=2,34кН*м

М_II =∑ М_II =-3,44+0=-3,44кН*м

N_I =∑ N_I =110,1+45,08=155,18 кН

N_II =∑ N_II =110,1+477,18=587,28 кН

Временная нагрузка

Снеговая F_сн – изгибающие усилия от покрытия умножаются на коэффициент

F_сн / F_п =64,8/110,1=0,59

М_I =2,34*0,59=1,38 кН*м

N_I = N_II =F_сн =64,8 кН

М_II =-3,44*0,59=-2,03 кН*м

Крановая вертикальная D_max ; (y = 1*H_н ,)

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

а_н = 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

,

;

Крановая горизонтальная ТА, ТБ

K3=0,775 [3, тб.16.3]

Ветровая (слева)

K7=0,363 [3, тб.16.7]

;

;

;

;

;

4. Проектирование стоек

Материал

Бетон В25

γ_в2 = 1,1 (табл. 15 [1])

Rв =14,5МПа*1,1=15,95МПа (табл. 13 [1] с учетом γ_в2 )

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

σ_SR =R_s =365МПа

σ_{Sc , U} =400 МПа, т.к. γ_в2 >1,0

Надкрановая часть (армирование симметричное)

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

Определение зависимости " Ncr – As "

,

если

и φ_р = 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)А_Smin = А’_Smin =μ_min в_к h_o =0,002*40*34=2,72 см²

2)А_Smin = А’_Smin =4,02 см² ( 2 Ø16)

Принимаем по наибольшему n, Ø с A_Smin = 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

λ=l_o /i=2707,5/34,68=78 >14,

то учитываем выгиб колонны.

1)А_Smin = А’_Smin =μ_min в_к h_o =0,002*40*114=9,12 см²

2) А_Smin = А’_Smin 4,02 , см² ( 2 Ø16)

Принимаем по наибольшему n, Ø с A_Smin = 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.
13.	≤ 5%,

Принимаем 2Ø28, с А_s =12,32 см² .

Принимаем 2Ø25, с А_s =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 А_s = А_s =9,82 см² .

Окончательное конструирование продольной арматуры (п. 5.18)

Окончательное армирование

Принимаем правую арматуру 2Ø28, с А_s =12,32 см² , левую 2Ø25, с А_s = 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 –

G_б = 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; а_sp =8 см;

Бетон В25, арматура АIII, преднапрягаемая арматура АV

Определение площади сечения напрягаемой арматуры

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

γ_в2 =0,9; σ_sp =(0,6÷0,8)R_{s , ser} =0,7*785=550 МПа;

для упрощения

∆σ_sp =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=ξ_R ):

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≤ a_R =0,4 -x=

Коэффициент γ_{s 6} определяется по п. 3,13. (формула 27), принимаем

Фактическое значение А_sp принимают по сортаменту .

A_sp ^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 h_o .

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+φ_f + φ_n ) ≤ 1,5

С=bпл-0,15=3-0,15=2,85 м

; ; ;

;

Проверка прочности наклонной полосы

Где

, β=0,01; R_в 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 R_{sp , ser} =785 МПа.

Назначаемая величина предварительного напряжения арматуры σ_sp =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);

A_s =2,26 см² ,

A_sp =7,64 см² , A’s=4,52см² , a=3см, a_sp =8 см , a’=3см, E_s =200000 МПа,

E_sp =190000 МПа,

E’_s =200000 МПа,

E_в =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); σ_sp =550 МПа, R_{sp , ser} 785 МПа, передаточная прочность бетона R_вр =к·В=0,8*25=20 МПа, где В – класс бетона, к – коэффициент предаточной прочности (например, при 80% предаточной прочностик=0,8); A_{sp =} 7,64 см² ; A_red =1673см² ; W_{s =} 54494,6 см³ ; y_н= 70 см; a_sp =8см; M_св ^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;

E_sp 190000 МПа.

А. Первые потери

σ₁ =0,1* σ_sp -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:

Σσ_i – 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); М_с ^н _в =5360000 (Нсм);

W’_red =60333,3 (см³ ); W’_pl =90500 (см³ ); y_н =70 (см);

H=126 (см); a_sp =8 (см); k=0,8; R_{вр, ser} =kR_{в, ser} =14,8 (МПа);

R_{в t р ,ser} =k R_{в t,ser} =1,28 (МПа);

A_red =1673(см² ); I_red =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); y_н =70 (см);

a_sp =8 (см); A_red 1673 (см² );

I_red =3378662,2 (см⁴ ); W_red =48266,6 (см³ ); W_pl =72400 (см³ ); A_s =2,26 (см² ); A_{sp =} 7,64 (см² ); A’_{s =} 4,52(см² );

R_{в, ser} =18,5 (МПа); R_{в 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

е_ор - см. п. 4

41350000<31175984,2 – нижние трещины.

6. Определение раскрытия трещин в нижней зоне

Исходные данные:

b=8 (см); в_f =20 (см); в’_f =35 (см);

h₀ =118 (см); h_f =13 (см);

h’_f =15 (см);

а=3 (см); а_sp =8 (см); а’ =3 (см);

E_sp =190000 (МПа);

E_s =200000 (МПа);

E’_s =200000 (МПа);

A_sp =7,64 (см); A_s =2,26 (см);

A’_s =4,52 (см);

R_{в ,ser} =18,5 (МПа); P₂ =239613,3 (H);

γ_{sp 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 ; φ_е =1; ν=0,45.

При определении принимают М=М_дл ^н ; φ_е =1; ν=0,45.

При определении принимают М=М_дл ^н ; φ_е =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, А_s =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 l_p =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 h_f 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.