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 Fп

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,

где Wо – 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:

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

,

;

Стойка А

Стойка Б

N_I = 0

N_II =D_max=287 кН

N_I = 0

N_II =D_min=59,6 кН

Крановая горизонтальная ТА, ТБ

K3=0,775 [3, тб.16.3]

Стойка А

Стойка Б

N_I = 0

N_II =0

N_I = 0

N_II =0

Ветровая (слева)

K7=0,363 [3, тб.16.7]

;

;

;

;

;

Стойка А

Стойка Б

N_I = 0

N_II =0

N_I = 0

N_II =0

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*10³МПа (табл. 18 [1])

Арматура А-III (Ø10 ÷ 40)

Rs =Rsc =365МПа (табл. 2.2 [1])

Es =200*10³МПа (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)

Исходные данные

Нв

370

см

hв

40

см

в_к

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 φ_р = 1 (ф. 58)

где

Eв = МПа ·100 = Н/см² ;

As и A’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_minв_кh_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 А_S1 = A’_S1= А_SMIN

4,02см²

3.

Ncr (табл. 1)

Astot = A_S1+ A’_S1=4,02+4,02=8,04 см²

Ncr=29321,3,(25,85+

8,04)=993699 Н

4.

(ф. 19)

5.

,см

6.

7.

Т.к. А_S2≤А_S1 , то А_S = 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 = ξh_o (см)

2.

N_cr (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

в_к=

40

см

J=

5760000

см⁴

lo=

2707,5

см (табл.32)

i=

34,68

см

λ=l_o/i=2707,5/34,68=78 >14,

то учитываем выгиб колонны.

1)А_Smin= А’_Smin =μ_minв_кh_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.

в

н

l

R

h

l

01

,

0

01

,

0

5

,

0

0

min

,









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.





















a

h

N

M

M

н

tot

2

9.



















a

h

N

M

M

н

дл

дл

l

2

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

M_max=59420000 Н*см , N_соотв=587280 Н

1.

А’_S1= А_Smin

9,82см²

2.

А_S1= 2А_Smin

10,33см²

3.

,Н

50916,7(31,61+(9,82+10,33))=2635448

4.

5.

6.

7.

Если А’_S2 ≤ А’_S1, то А’_S2 = А’_S1=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

M_min=-59608000 Н*см , N_соотв=652080 Н

1.

А’_S1= А_Smin

9,82 см²

2.

А_S1= 2А_Smin

10,33 см²

3.

,Н

50916,7(45,36+(9,82+10,33))=3335553

4.

5.

ЛИСТ

КП – ЖБК-2068982 – 290300 –41 ПГСсп – 2007

6.

7.

Т.к. А’_S2 ≤ А’_S1, то А’_S2 = А’_S1=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

γ_f

Расчетн кН/м²

Шаг колонн, В, м

Нормат. кН/м

Расчетн кН/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

g^н =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

p^н=27

p=37,8

q^н=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’_Sтреб.< A’_Smin , то A’_Sтреб.=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≤ _R=0,4  =

Коэффициент γ_s6 определяется по п. 3,13. (формула 27), принимаем

Фактическое значение А_sp принимают по сортаменту .

A_sp^факт7,64см² (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,ser785 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=8 см; M_св ^н5360000 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_sp190000 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=k R_в,ser =14,8 (МПа);

R_вtр,ser=k R_вt,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_вt,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_sp1 = 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.