Проектирование монолитного железобетонного перекрытия

Размещено на http://www.allbest.ru/

I. Проектирование монолитного железобетонного перекрытия

В соответствии с заданием требуется запроектировать четырехэтажное здание типа с размерами в плане между внутренними гранями стен L = 32.4 м, В = 25.8 м. Стены кирпичные несущие толщиной 510 мм. Привязка разбивочных осей стен принята равной 120 мм.

Оконные проемы в здании приняты шириной 2,3 м, высотой 2,1 м. Высота этажей между отметками чистого пола hэт = 4,6 м. Временная нагрузка нормативная на всех междуэтажных перекрытиях vn = 11 кН/м2, в том числе кратковременная vshn = 1,5 кН/м2. Снеговая нагрузка на кровле vснn = 1 кН/м2.

Подошва фундаментов основывается на грунте с расчетным сопротивлением R = 0,35 МПа. Отметка подошвы фундамента - 1,5 м.

Междуэтажные железобетонные перекрытия опираются на наружные кирпичные стены и внутренние железобетонные колонны. Кровельное покрытие опирается только на наружные стены. В качестве несущих элементов покрытия используются сборные железобетонные фермы или балки. Промежуточные колонны доводятся только до междуэтажного перекрытия четвертого этажа.

фундамент арматура балка клетка

1. Разбивка балочной клетки

При рекомендуемой величине пролетов второстепенных и главных балок от 5,0 до 7,0 м, в зависимости от интенсивности временной нагрузки на заданной длине здания в свету L = 32.4 м и ширине В = 25,8 м могут быть приняты 6 пролетов второстепенных продольных балок и 4 пролета главных поперечных балок. С учетом рекомендаций о целесообразности уменьшения до 10% крайних пролетов балок в сравнении со средним получим

L = 32.4 м = 0,9 l1 + 4 l1 + 0,9 l1 = 5,8 l1

откуда l1 = 32.4 : 5,8 = 5,586 м.

Принимая с округлением средние пролеты второстепенных балок lср = 5,58 м, получим величину крайних пролетов lкр = (32.4 - 5,58 4) : 2 = 5,04 м.

При рекомендуемом шаге второстепенных балок от 1,8 до 2,5 м в каждом из четырех пролетов главных балок могут расположиться по три пролета плиты. С учетом рекомендаций о целесообразности уменьшения до 20% крайних пролетов плиты в сравнении со средними получим В = 25,8 м = 0,8 l2 + 10 l2 + 0,8 l2 = 11,6 l2

Откуда l2 = 25,8 : 11,6 = 2,224 м.

Принимая с округлением средние пролеты плиты lср = 2,22 м, получим величину крайних пролетов lкр = (25,8 - 2,22 10) : 2 = 1,8 м.

Схема балочной клетки монолитного перекрытия

2. Расчет плиты перекрытия

Толщина плиты монолитных перекрытий промышленных зданий принимается не менее 60 мм. Принимаем толщину плиты hf = 80 мм.

Для определения расчетных пролетов плиты задаемся приближенно размерами поперечного сечения второстепенных балок: h = l : 12 = 5580 : 12 = 465 мм; b = h : 3 = 465 : 3 = 155 мм и принимаем h = 500 мм; b =200 мм.

За расчетные пролеты плиты принимаем: в средних пролетах - расстояния в свету между гранями второстепенных балок, а в крайних - рас стояния от граней второстепенных балок до середины площадок опирания плиты на стену.

При ширине второстепенных балок b =200 мм и глубине заделки плиты в стену в рабочем направлении а3 = 120 мм (полкирпича) получим

lкр = lкр - 0,5 b + 0,5 а3 = 1800 - 0,5 200 + 0,5 120 = 1760 мм.

lср = lср - 2 0,5 b = 2220- 2 0,5 200 = 2020 мм.

Расчетные пролеты плиты в длинном направлении при ширине главных балок (ориентировочно) 300 мм и глубине заделки плиты в стены в нерабочем направлении а3 = 60 мм (четверть кирпича)

lкр1 = 5040 - 0,5 300 + 0,5 60 = 4920 мм.

lср = 5580 - 2 0,5 300 = 5280 мм.

При соотношении длинной и короткой сторон 4920 : 1760 ? 3,0 плита условно рассчитывается как балочная неразрезная многопролетная.

Расчетные нагрузки на условную полосу плиты шириной 1,0 м, кН/м:

а) постоянная

вес пола из цементного 1700 0,02 1,0 1,3 10-2 = 0,44;

вес плиты толщиной 80 мм при плотности 2500 кг/м3

2500 0,08 1,0 1,1 10-2 = 2,2;

полная постоянная нагрузка

g = 0,44 + 2,2 = 2,64;

б) временная при vn = 11 кН/м2

v = 11 1,0 1,2 = 13.2

Здесь 1,3; 1,1 и 1,2 - коэффициенты надежности по нагрузке.

Полная расчетная нагрузка

g + v = 2,64 + 13.2 = 15.84 кН/м.

Постоянная и длительная

15.84- 1,5·1,2=14.04 кН/м

Величины расчетных изгибающих моментов в неразрезной балочной плите с равными или отличающимися не более чем на 20 % пролетами (lср : lкр= 2020 : 1760 = 1,15 < 1,2) определяются с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций бетона и арматуры по формулам: В крайних пролетах

Мкр = = = 4.46 кНм;

в средних пролетах и над средними опорами

Мср = - Мс = = = 4.04 кНм;

над второй от конца опорой при армировании рулонными сетками (непрерывное армирование)

МВ = = = 5.88 кНм;

то же при армировании плоскими сетками (раздельное армирование)

МВ = = = 4.62 кНм;

где l - больший из примыкающих к опоре расчетный пролет.

Определение толщины плиты Для монолитного железобетонного перекрытия принимаем бетон проектного класса по прочности на сжатие В15. С учетом соотношения длительных нагрузок к полным равного 14.04/15.84=0,88 < 0,9 расчетные сопротивления определяются с коэффициентом условий работы b2 = 1.0. Rb = 8,5 МПа; Еb = 24000 МПа; Rbt = 0,75 МПа.

Арматуру в плите перекрытия принимаем для двух вариантов армирования:

арматурой класса В500 с расчетным сопротивлением Rs = 415 МПа = 415 Н/мм2 при армировании рулонными сварными сетками (непрерывное армирование), Еs = 200000 МПа;

арматурой класса А400 с расчетным сопротивлением Rs = 355 МПа = 355 Н/мм2 при армировании плоскими сетками (раздельное армирование), Еs = 200000 МПа.

Необходимую толщину плиты перекрытия определяем при среднем оптимальном коэффициенте армирования = 0,006 по максимальному моменту МВ = 5.88 кНм и ширине плиты b'f = 1000 мм.

Расчетная высота сечения плиты при относительной ее высоте = = = 0,006 = 0,293 < R=0,502 - для арматуры класса В500; = 0,006 = 0,251 < R=0.531 - для арматуры класса А400.

При ?m = (1 - 0,5) и Мmax = 5,88 кНм

?m = 0,293 (1 - 0,5 0,293) = 0,25 - для арматуры класса В500;

?m = 0,251 (1 - 0,5 0,251) = 0,22 - для арматуры класса А400;

h0 = = = 53.7 мм.

Полная высота сечения плиты при диаметре арматуры d = 10 мм и толщине защитного слоя 10 мм h'f = h0 + =53.7+15=68.7 мм, где = 10 + 5 = 15 мм. Принимаем толщину плиты h'f = 70 мм и расчетную высоту сечения h0 = h'f = 70 - 15 = 55 мм.

Расчет продольной арматуры в плите. Расчеты по определению необходимого количества рабочей арматуры в многопролетной неразрезной плите монолитного перекрытия сведены в таб.1 для двух вариантов армирования - непрерывного, сварными рулонными сетками из арматуры класса В500 и раздельного, плоскими сварными сетками из арматуры класса А400.

При расчете продольной арматуры в плите перекрытия на средних участках между осями 2-6 учтено, что для плит, окаймленных по всему контуру монолитно связанными с ними балками, в сечениях промежуточных пролетов и у промежуточных опор величины изгибающих моментов, а следовательно, и необходимое количество рабочей продольной арматуры разрешается уменьшать до 20 %.

На участках в средних пролетах и над средними опорами Мср= - Мс= 0,84.04=3.23 кНм.

Схема раскладки сварных сеток

Таблица 1

Расчетные сечения	Расчетные характеристики
	М, Нмм	b, мм	h0, мм	?0= Rb=8,5 МПа	As=Rb b h0, мм2 Арматура классов: В500 с Rs=415Мпа, А400 с Rs=355Мпа	Принятые сварные сетки с площадью сечения рабочей арматуры As, мм2/м
На крайних участках между осями 1 -2 и 6 - 7	В крайних пролетах	4.46106	1000	55	0,173	В500	216	Аs = 101 + 196 =297
					0,173	А400	252	Аs = 283
	У опор В	5,88106			0,229	В500	297	Аs = 101 + 196 =297
		4.62106			0,180	А400	263	Аs = 283
	В средних пролетах	4.04106			0,157	В500	193	Аs = 196
					0,157	А400	226	Аs = 226
	У опор С	4.04106			0,157	В500	193	Аs = 196
					0,157	А400	226	Аs = 226
На средних участках между осями 2 - 6	В крайних пролетах	4.46106	1000	55	0,173	В500	216	Аs = 157+ 157 = 314
					0,173	А400	252	Аs = 283
	У опор В	5,88106			0,229	В500	297	Аs = 157+ 157 = 314
		4.62106			0,180	А400	263	Аs = 283
	В средних пролетах	3.23106			0,126	В500	152	Аs = 157
					0,126	А400	178	Аs =189
	У опор С	3.23106			0,126	В500	152	Аs = 157
					0,126	А400	178	Аs =189

3. Расчет второстепенной балки Б-1

Второстепенная балка, крайними опорами которой служат стены, а промежуточными - главные балки, работает и рассчитывается как неразрезная многопролетная конструкция.

Расчетные средние пролеты исчисляются как расстояния в свету между гранями главных балок, а за расчетные крайние пролеты принимаются расстояния между гранями главных балок и серединами площадок опирания на стены

При ширине ребер главных балок (ориентировочно) 250 мм и глубине заделки второстепенных балок и стены на 250 мм.

lкр = 5040 - 0,5 250 + 0,5 250 = 5040 мм;

lср = 5580 -2 0,5 250 = 5330 мм.

Расчетные нагрузки на наиболее нагруженную второстепенную балку Б-1 с грузовой площадью шириной 2.22 м, равной расстоянию между осями балок, кН/м:

постоянная:

от веса пола и плиты (0,44 + 2,2) 2.22 = 5.86;

от веса балки с ориентировочными размерами сечения 200500 мм при плотности вибрированного железобетона 2500 кг/м3

2500 (0,50-0,07) 0,2 1,1 10-2 = 2,365;

временная при vn = 11 кН/м2

11 2.22 1,2 = 29.04.

Полная расчетная нагрузка

g + v = (5.86+2.365) + 29.04 = 37.27 кН/м.

Постоянная и длительная

37.27 - 1,5·2.22·1,2=33.27 кН/м

Расчетные изгибающие моменты в неразрезных балках с равными или отличающимися не более чем на 10 % пролетами (lср : lкр = 533 : 504 = 1,06 1,10) с учетом перераспределения усилий в следствие пластических деформаций определяются по формулам:

в крайних пролетах

Mкр = кНм;

в средних пролетах и над средними опорами

Mср = - MС кНм;

над вторыми от конца промежуточными опорами В

MВ =кНм;

где l - больший из примыкающих к опоре В расчетный пролет.

Величины значений возможных отрицательных моментов в средних пролетах при невыгоднейшем загружении второстепенной балки временной нагрузкой определяются по огибающим эпюрам моментов для неразрезной балки в зависимости от соотношения временной и постоянной нагрузок по формуле

М = (g + v) l2ср

где - коэффициент

При v : g = 29,04 : 8,23 = 3.5 для сечений на расстоянии 0,2l от опоры В во втором пролете II = 0,037 и 0,2l от опоры С в третье пролете - III = 0,029.

min MII = - 0,037 37,27 5,332 · 0,95= 37.2 кНм;

min MIII = - 0,029 37,27 5,332 · 0,95= 29,2 кНм.

Расчетные поперечные силы

QA = 0,4 (g + v) lкр = 0,4 37,27 5,04 ·0,95=71,4 кН;

QBл = 0,6 (g + v) lкр = 0,6 37,27 5,04 ·0,95 = 107,1 кН;

QВп = 0,5 (g + v) lср = 0,5 37,27 5,33 ·0,95 = 94,4 кН;

QСл = QСп = 0,5 (g + v) lср = 0,5 37,27 5,33 ·0,95 = 94,4 кН.

Определение размеров сечения второстепенной балки. Принимаем для балки бетон класса В15 (как для плиты). Поскольку отношение постоянных и длительных нагрузок к полным равно 33,3/37,27=0,89 < 0,9 расчетные сопротивления определяются с коэффициентом условий работы b2 = 1.0 и ?b1Rb = 8.5 МПа; ?b1Rbt = 0,75 МПа, Еb = 24000 МПа, Rbt ser = 1,0 МПа. В качестве рабочей в каркасах используем стержневую арматуру периодического профиля класса А400 с Rs = 355 МПа и сварные сетки из обыкновенной арматурной проволоки класса В500 с Rs = 415 МПа. Поперечная и монтажная арматура - класса А240 с Rs = 215 МПа; Rsw = 170 МПа.

Необходимую высоту балки определяем по максимальному опорному моменту, задавшись шириной ребра b = 250 мм и приняв относительную высоту сжатой зоны = 0,3, поскольку расчетные усилия в балке подсчитаны с учетом перераспределения усилий и возможного образования в опорных сечениях пластических шарниров.

При = 0,3, А0 = 0,3(1 - 0,5 0,3) = 0,255 расчетная высота сечения

h0 = мм.

Полная высота сечения при однорядном расположении стержней продольной арматуры h = h0 + a =388,5+35=423,5 мм.

Принимаем с округлением до размера, кратного 100 мм, при h 450 мм высоту второстепенной балки h = 500 мм, ширину ребра b = 250 мм.

Примечание. Проверка достаточности принятых размеров сечения производится из условия обеспечения прочности балки по наклонной полосе между наклонными трещинами с учетом поперечного армирования

Расчет продольной рабочей арматуры. В соответствии с эпюрами моментов плита, работающая совместно с балкой, в пролетах располагается в сжатой зоне, поэтому за расчетное принимается тавровое сечение с полкой в сжатой зоне.

В опорных сечениях плита расположена в растянутой зоне и при образовании в ней трещин из работы выключается. Поэтому вблизи опор за расчетное принимается прямоугольное сечение.

При действии в средних пролетах отрицательных моментов плита в них также оказывается в растянутой зоне, а при расчете на отрицательный момент за расчетное сечение балки также принимается прямоугольное сечение.

Расчетная ширина полки в элементе таврового сечения при hf : h = 70 : 500 = 0,14 > 0,1 в принимается меньшей из двух величин: bf lср = 2220 мм;

bf 2 = = 1930 мм.

Принимаем bf = 1930 мм.

Расчет продольной арматуры в пролетных и опорных сечениях второстепенной балки, выполненной для двух вариантов армирования, сведен в табл. 2. В опорных сечениях предусмотрено армирование сварными сетками с рабочей арматурой класса А400 с Rs = 355 МПа. В пролетных сечениях арматура класса А400. Монтажная и поперечная арматура - класса А240. При расчете продольной арматуры в пролете второстепенной балки при х = h0 hf расчетное сечение принимаем прямоугольным с шириной b = bf, а при х > hf - тавровым.

Таблица 2

Рабочая арматура	Расчетные сечения	Принятая арматура As, мм2
		Расчетное усилие М, Нмм	bf, мм	b, мм	h0, мм	А0=	Класс арматуры	Расчетная арматура	Принятая арматура As, мм2.
В нижней зоне	В крайних пролетах	81,8106	1930	-	465	0,023	А400	500	2 18А400 As = 509 в двух плоских каркасах
	В средних пролетах	62,9106	1930	-	465	0,018	А400	390	2 16А400 As = 402 в двух плоских каркасах
В верхней зоне	Во втором пролете	37,2106	-	250	465	0,081	А400	235	2 14А400 As = 308 в двух плоских каркасах
	Во всех средних пролетах	29,2106	-	250	465	0,063	А400	181	2 12А400 As = 226 в двух каркасах
	на опоре В	71,8106	-	250	465	0,156	А400	475	2 18А400 As = 509 в одной П-образной сетке
	на опоре С	62,9106	-	250	465	0,137	А400	412	2 18А400 As = 509 в одной П-образной сетке

Расчет прочности наклонных сечений второстепенной балки.

При QA = 71,4 кН при 0,5Rbtbh0 = 0,5 0,75 250 465 10-3 = 43.6 кН QA поперечная арматура должна ставиться по расчету.

Принимаем поперечные стержни из арматуры А240 диаметром 6 мм с Rsw = 170 МПа.

Расчет балки на действие поперечных сил у опоры А.

У опоры А при поперечной арматуре 26 А240 с Аsw = 28,3 2 = 57 мм2

Максимальный шаг поперечных стержней при h0 = 465 мм должен быть:

мм;

s 0,5h0 = 0,5·465 = 232.5 мм;

Принимаем s = 150 мм.

Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями.

Q < 0,3Rbtbh0, где Q принимается на расстоянии не менее h0 от опоры 0,3Rbtbh0=0,3·8.5·103·0,25·0,465=296.4 кН > Q=QА - qh0=71,4- 37,27·0.465=54.1 кН, т.е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.

Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению

qsw = кН/м

Так как qsw = 64,1 кН/м > кН/мм. =60.8 кН/м.

Длина проекции невыгоднейшего наклонного сечения на продольную ось элемента с. При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q значение с принимают равным , а если при этом <или , следует принимать .

Так как

, но не более 3h0=3*0.465=1,395 м

Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с=1,395.

Длину проекции наклонной трещины с0 принимают равным с, но не более 2h0=0.465*2=0,93 м.

Принимаем длину проекции наклонной трещины с=с0=0,93

Тогда Qsw=0.75*qsw*c0=0.75*64,1*0.93=44,7 кН

Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяют по формуле

но не более Qb,max=2.5*Rbt*b*h0=2.5*0.75*250*0.465=217.9 кН и не менее Qbmin=0.5*Rbt*b*h0=0.5*0.75*250*0.465=43.6 кН.

Принимаем Qb=65.4 кН.

Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия Q<Qsw + Qb, где Q -поперечная сила в наклонном сечении с длинной проекции с; при вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение Q принимается в нормальном сечении, проходящем на расстоянии с от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длинной с.

Q=QA - ?c = 71,4- 29,04*0.93= 57,9 кН.

При Qsw +Qb=44,7+65.4=110.1кН>Q=57,9кН, т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.

Проверка прочности наклонного сечения у опоры А на действие момента.

Поскольку продольная растянутая арматура при опирании на стену не имеет анкеров, расчет наклонных сечений на действие момента необходим.

Принимаем начало сечения у грани опоры. Отсюда ls=lsup-10=250-10=240 мм.

Опорная реакция балки равна Fsup=71,4 кН, а площадь опирания балки Asp=blsup=250*250=62500 мм2, откуда

МПа;

следовательно, ?=1. При классе бетона В15, классе арматиры А400 и ?=1 находим ?ап=47. Тогда, длина анкеровки при ds=18 мм равна lan= ?ап ds =47*18=846 мм.

Поскольку к растянутым стержням в пределах длины ls приварены 4 вертикальных и 1 горизонтальный поперечных стержня, увеличим усилие на величину

Принимая dw=6 мм, nw=5, ?w=150, получаем

Отсюда Ns=51261+14175=65436 Н.

Определяем максимально допустимое значение Ns при ?=0,7 и ?=33, тогда

Т.е. оставляем Ns=65436 Н.

Определим плечо внутренней пары сил

Тогда момент, воспринимаемый продольной арматурой, равен

Вычислим величину

qsw = кН/м

Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения, принимая значения Qmax равным опорной реакции балки

Тогда момент, воспринимаемый поперечной арматурой, равен

Момент в наклонном сечении определяем как момент в нормальном сечении, расположенном в конце наклонного сечения, т.е. на расстоянии от точки приложения опорной реакции, равной

Проверяем условие

Т.е. прочность наклонных сечений по изгибающему моменту обеспечена.

Расчет балки на действие поперечных сил у опор В и С

У опоры В и С при поперечной арматуре 26 А240 с Аsw = 28,3 2 = 57 мм2 QВл = 107,1 кН, QВП = Qс = 94,4 кН

Максимальный шаг поперечных стержней при h0 = 465 мм должен быть:

1. мм;

2. s 0,5h0 = 0,5*465 = 232,5 мм;

3. s 300 мм;

Принимаем s = 150 мм.

Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями

Q < 0,3Rbtbh0, где Q принимается на расстоянии не менее h0 от опоры 0,3Rbtbh0=0,3*8.5*103*0,25*0,465=296.4 кН > Q=QB - qh0=107,1 - 37,27*0.465=89,8 кН, т.е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.

Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению

У опоры В QВл =107,1 кН. При прочих равных параметрах проверим достаточность принятой поперечной арматуры по условию

Q<Qsw+Qb

где Q=QB-?c=107,1-29,04*0.93=80,1кН.

При Qsw + Qb=44,7+65.4=110.1 кН>Q=80,1 кН, т.е. прочность наклонных сечений у опоры В обеспечена.

Окончательно устанавливаем во всех пролетах на приопорных участках длиной 1/4 поперечную арматуру диаметром 6 мм с шагом 150, а на средних участках с шагом 300 мм.

II. Проектирование сборного железобетонного перекрытия

Разбивочные (осевые) размеры панелей определяются в зависимости от величины временной нагрузки и принимаются в пределах от 1,2 до 1,5 м по ширине и от 5,0 до 7,0 м - по длине.

Перекрытие следует проектировать с наименьшим числом типоразмеров элементов. С этой целью рекомендуется принимать все ребристые панели одинаковой ширины и длины, чтобы их можно было изготавливать в одних и тех же опалубочных формах.

При рекомендуемой длине панелей и поперечном расположении ригелей на заданной длине здания L = 32,4 м могут разместиться 6 панелей. Длина панелей с учетом заделки крайних панелей в стены на глубину 120 мм будет

lп = мм.

При рекомендуемых пролетах ригеля от 5,0 до 7,0 м на заданной ширине здания В = 25,8 м принимаем 4 пролета. При ширине панели от 1,2 до 1,5 м принимаем в средних пролетах ригеля по 5 панелей, в крайних - по 4,5 панели.

Ширина панелей

мм

С учетом допусков на изготовление 5 мм/пог.м но не более 30 мм на весь размер элемента и для образования швов замоноличивания между панелями принимаем конструктивные размеры панелей 1350 5410 мм

Во всех ребристых плитах при ширине их более 1,2 м предусматриваем устройство пяти поперечных ребер. В полках плит марок П-2 и П-3 устраиваются вырезы для пропуска колонн со смещением осей крайних поперечных ребер от торца плиты на 285 мм.

1. Расчет плиты П-1

Расчет полки плиты. Полка плит марок П представляет собой четыре прямоугольные ячейки в плане со сложным характером опирания сторон. В поперечном направлении полка защемлена в продольных ребрах,а в продольном направлении она работает как неразрезная многопролетная конструкция, опорами которой являются поперечные ребра.



С целью упрощения расчета каждую из ячее к полки в статическом отношении условно рассматриваем как плиту, опертую по контуру, с частичным защемлениемв продольных и поперечных ребрах. За расчетные пролеты принимаются: в коротком направлении (пролет в свету) l1 = bf - 2b1 = 1350 - 90 2 = 1170 мм; в длинном направлении l2 = l - b2 = 1210 -85 = 1125 мм, где b1 и b2 - ширина поверху продольного и поперечного ребер соответственно. Соотношение сторон полки плиты

, l1 = l0

Нагрузка на полосу плиты с условной шириной 1,0 м при толщине плиты 50 мм , кН/м:

Нормативная	Расчетная
Постоянная:
от веса пола в виде цементной стяжки толщиной 20 мм с плотностью 20 кН/м3 200,02=0,4 от веса плиты 250,05=1,25 Всего постоянная gn=0,4+1,25=1,65 Временная vn =11 Полная 1,65+11=12.65 Постоянная и длительная 12,6-1,5=11.15	0,41,2=0,48 1,251,1=1,375 g=0,48+1,375=1,855 v=111,2=13,2 1,855+13,2=15,055

Изгибающий пролетный момент в полке плиты на 1 м ширины с целью упрощения расчета вычислим по формуле

М = М0 = М1 = М2 =

допуская соотношение сторон равным 1 (фактически ) и следовательно опорные моменты равными пролетным коэффициент = 0,8 учитывает благоприятное влияние распора в жестком контуре М = кНм =317566 Нмм, а от постоянных и длительных М1=0,8*13,2*1,1252/48=0,278 кНм = 278438 Нмм.

Допускается, что М1 = М2 = - MI = - MI = - MII =- MII

М1/М=278438/317566=0,88 < 0,9 расчетные сопротивления определяются с коэффициентом условий работы b2 = 1.

Панель проектируем из бетона класса В20 с характеристиками: Rb = 11,5 МПа; Rbt = 0,9 МПа; Rb ser = 15,0 МПа; Rbt ser = 1,35 МПа; Еb = 27500 МПа с учетом тепловой обработки бетона.

В качестве рабочей арматуры используем проволоку класса В500 с расчетным сопротивление Rs = 415 МПа, ; Еs = 200000 МПа в плите в виде сварных рулонных сеток с продольной и поперечной рабочей арматурой, а в продольных и поперечных ребрах - стержневую арматуру класса А400 в виде плоских сварных каркасов с Rs = 355 МПа. Поперечную арматуру в ребрах панели принимаем класса А240 с Rsw = 170 МПа, Еs = 200000 МПа.

Уточняем толщину плиты, приняв коэффициент армирования s = 0,006:

;

мм;

мм.

Принимаем плиту толщиной 50 мм с h0 = 50 - 15 = 35 мм.

Определим площадь сечения арматуры на 1 м ширины плиты при

мм2.

Принимаем рулонную сетку С-1 марки с продольной и поперечной рабочей арматурой площадью Аsф=47 мм2; сетка С-1 раскатывается вдоль продольных ребер на всю ширину полки. Дополнительная сетка С - 4 заводится в продольные ребра на длину, равную .

Расчет промежуточного поперечного ребра. Поперечные ребра панели монолитного связаны с продольными ребрами, однако, учитывая возможность поворота их при действии внешней нагрузки, за расчетную схему поперечного ребра в запас прочности принимаем балку со свободным опиранием. Расчетный пролет поперечного ребра исчисляется как расстояние между осями продольных ребер: мм.

Принимаем высоту поперечных ребер 200 мм, ширину по низу - 60 мм, по верху - 85 мм.

Максимальная нагрузка на среднее поперечное ребро передается с треугольных грузовых площадей Ас = 0,5l12. Треугольную нагрузку допускается заменить на эквивалентную равномерно распределенную по формуле

;

кН/м,

где мм - средняя толщина поперечного ребра;

временная

кН/м,

кН/м.

Суммарная равномерно распределенная нагрузка

кН/м.

Расчетные усилия

кНм = 2,38 106 Нмм;

кН.

В том случае, когда пролет , грузовая площадь имеет вид трапеции. Расчетные формулы преобразуется так:

;

кН/м;

;

.

При отношении толщины плиты к высоте ребра

за расчетное сечение поперечного ребра принимаем тавровое с шириной полки в сжатой зоне

мм мм.

Необходимое количество продольной арматуры класса А400 при мм.

= 0,018< т.е сжатая арматура по расчету не требуется.

мм2

Принимаем в поперечных ребрах плоские сварные каркасы с продольной арматурой из стержней диаметром 8 мм с Аs = 50.3 мм2.

При Q = 7,6*0,95= 7,22 кН < Н =36,2 кН прочность полосы обеспечена.

При высоте ребра 20 см и продольной арматуре 8 мм принимаем поперечные стержни в каркасах из арматуры класса А240 диаметром 6 мм с шагом мм < 300 мм принимаем 75 мм.

Прочность наклонных сечений поперечных ребер при

Н/мм>Н/мм. =2.48*106 кН/м.

Длина проекции невыгоднейшего наклонного сечения на продольную ось элемента с. При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q значение с принимают равным , а если при этом

<или , следует принимать

мм.

кН/м.

Так как

.

Тогда Qsw=0.75*qsw*c0=0.75*66*210=10395 Н.

Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяют по формуле

,

Q=Qmax - q1c = 7,22- 6,85*0.21= 5,78 кН.

При Qs+Qb=10,4+11,8=22,2кН>Q=5,78 кН, т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.

Проверим требование

т.е требование выполнено.

Расчет продольного ребра. Высоту продольных ребер ориентировочно определяем из соотношений мм. Полученное значение высоты округляем в большую сторону с кратность 50 мм, но ограничиваем h 500 мм. Окончательно принимаем h = 400 мм. В качестве опорных конструкций для панелей принимаем ригели прямоугольного сечения с шириной ребра 25 см.

Нагрузка на два продольных ребра, кН/м:

Нормативная	Расчетная
Постоянная:
от веса пола 0,41,358=0,543 от веса плиты 1,2501,358=1,7 от веса поперечных ребер 50,5(0,085+0,06)(0,200,05) 1,05255,44=0,262 от веса продольных ребер 20,08(0,400,05)25=1,4 gn=3,91 Временная vn =111,358=14,94	0,5431,2=0,652 1,71,1=1,87 0,2621,1=0,288 1,41,1=1,54 g=4,35 v=14,941,2=17,93

Полная нагрузка, Н/м:

нормативная qn = 3,91+14,94=18,85,

расчетная q = 4,35+17,93=22,28,

в том числе кратковременно действующая часть нормативной нагрузки

;

длительно действующая нормативная нагрузка

За расчетную схему для продольных ребер принимаем однопролетную балку со свабодным опиранием концов на ригели, расчетный пролет определяется как расстояние между серединами площадок опирания ребер панели на ригели

мм = 5,32 м.

Усилия в двух продольных ребрах:

от расчетных нагрузок

кНм = 78,7 106 Нмм;

кН;

от нормативных нагрузок

кНм;

кН,

в том числе от кратковременной

кНм;

Длительной кН.

Расчетное сечение двух продольных ребер - тавровое с полкой в сжатой зоне.

Ширина полки, вводимая в расчет, при наличии поперечных ребер мм.

Расчетная высота сечения см. При ширине продольных ребер по верху 95 мм и по низу 75 мм суммарная толщина двух ребер в уровне центра тяжести арматуры без учета швов замоноличивания будет 170 мм.

Размеры сечения изгибаемых элементов должны обеспечивать прочность наклонных сечений на действие поперечной силы по наклонной полосе между возможными наклонными трещинами

Расчет прочности нормальных сечений. Поскольку , поэтому учитываем коэффициент условий работы 1,0.

Бетон класса В20 с характеристиками: Rb = 11,5 МПа; Rbt = 0,9 МПа; Rb ser = 15,0 МПа; Rbt ser = 1,35 МПа; Еb = 27500 МПа с учетом тепловой обработки бетона.

Работу бетона в швах замоноличивания в запас прочности условно не учитываем, предполагая, что при неблагоприятных условиях надежная совместная работа бетона замоноличивания с продольными ребрами за счет их сцепления может быть не обеспечена. Тогда расчетная ширина полки мм.

При Нмм =260 кНм >М = 78,7 кНм, нейтральная ось проходит в пределах полки (х < hf) и элемент рассчитывается как прямоугольный с шириной bf = 1330 мм.

Необходимое количество продольной арматуры класса А400 при

, т.е сжатая арматура по расчету не требуется.

мм2.

Принимаем стержневую арматуру из стержней 220А400 с Аsф = 628 мм2 > 593 мм2. Монтажную арматуру в каркасах продольных ребер принимаем класса А240 диаметром 10 мм.

Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер.

При Н = 27.9 кН < Q = 59,2 кН поперечная арматура в продольных ребрах должна ставиться по расчету.

При продольной арматуре диаметром 20 мм принимаем поперечные стержни из арматуры класса A240 диаметром 6 мм.

Шаг поперечных стержней s в каркасах при высоте продольных ребер h = 40 см 45 см не должен превышать

м;

Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах s = 150 мм на приопорных участках и 300 мм на средних.

Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями. Q < 0,3Rbbh0, где Q принимается на расстоянии не менее h0 от опоры 0,3Rbbh0=0,3*11.5*103*0,17*0,365=214.1 кН > Q=Q - qh0=59,2- 22,28*0.365=51,1 кН, т.е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.

Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению

qsw = кН/м

Так как qsw = 64,6 кН/м > Н/мм. =30,6 кН/м.

Длина проекции невыгоднейшего наклонного сечения на продольную ось элемента с. При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q значение с принимают равным , а если при этом

<или , следует принимать .

Так как

, но не более 3h0=3*0.365=1,095 м.

Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с=1,03.

Длину проекции наклонной трещины с0 принимают равным с, но не более 2h0=0.365*2=0,73 м. Принимаем длину проекции наклонной трещины с=с0=0,73

Тогда Qsw=0.75*qsw*c0=0.75*64,6*0.73=35,4 кН

Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяют по формуле

но не более Qb,max=2.5*Rbt*b*h0=2.5*0.9*170*0.365=139.6 кН и не менее Qbmin=0.5*Rbt*b*h0=0.5*0.9*170*0.365=27.9 кН. Принимаем Qb=41,5 кН.

Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия Q<Qsw + Qb, где Q -поперечная сила в наклонном сечении с длинной проекции с; при вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение Q принимается в нормальном сечении, проходящем на расстоянии с от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длинной с.

Q=Q - ?c = 59,2- 17,93*0.73= 46,1 кН.

При Qsw+ Qb=35,4+41.5=76.9 кН>Q=46,1 кН, т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.

Поскольку продольная арматура ребер по концам приварена к закладным деталям, проверку наклонных сечений на действие момента не производим.

Расчет ширины раскрытия наклонных трещин.

Расчет железобетонных элементов третьей категории трещиностойкости по второй группе предельных состояний производится на действие нормативных нагрузок с коэффициентом надежности по нагрузке ?f=1.

Расчет производим по формуле

где s1 - коэффициент, учитывающий продолжительность действия нагрузки (при непродолжительном действии равен 1, при продолжительном - 1,4); s2 - коэффициент, учитывающий профиль поперечной арматуры (для гладкой арматуры равен 0,8, для арматуры периодического профиля - 0,5);

где - относительное расстояние между поперечными стержнями; - относительное значение диаметра поперечной арматуры.

Напряжения в поперечной арматуре sw определяют, принимая, что поперечная сила, воспринимаемая бетоном, отвечает своему минимальному значению Qbmin=0.5*Rbt.ser*b*h0, следовательно, поперечная сила, передаваемая на поперечную арматуру, составляет Q-Qb min. При этом поперечную арматуру, воспринимающую эту силу, учитывают на дине проекции наклонного сечения с=h0, т.е. равный ее минимальному значению.

Тогда

где Asw - площадь сечения поперечной арматуры, расположенной в одной нормальной к продольной оси элемента плоскости, пересекающей наклонное сечение.

Вычисляем

Qbmin=0,5*1,35*170*365=41884 Н

МПа

т.е ширина раскрытия наклонных трещин меньше предельно допустимой величины.

Расчет ширины раскрытия нормальных трещин.

Определяем момент образования трещин . Для этого определяем геометрические характеристики приведенного сечения при и As'=0.

Площадь приведенного сечения Ared= A+ ?*Asp=bh+(b'f-b)h'f+As=170*400+(1330-170)50+7.27*628=130565,6 мм2

Расстояние от наиболее растянутого волокна бетона до центра тяжести приведенного сечения:

yt=Sred/Ared=(68000*400/2+58000(400-50/2)+4565,6*35)/ 130565,6=272 мм

Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести:

Yred=bh3/12+bh(yt-h/2)2 + (bf'-b)h'f3/12 + (b'f-b)h'f(h-h'f/2-yt)2 + As(yt-a)2=

=170*4003/12+170*400(279-200)2+1160*503/12+1160*50(400-25-279)2+7.27*628*(279-35)2=2,15*109 мм4

Момент сопротивления приведенного сечения:

W=Yred/yt=2,15*109/279=7,7*106 мм3

Учтем неупругие деформации растянутого бетона путем умножения W на коэффициент ?, равный 1, 3 Wpl=7,7*106*1.3=10,0*106, тогда изгибающий момент при образовании трещин с учетом неупругих деформаций

Определим напряжения в арматуре

Рабочая высота сечения h0=400-35=365 мм; коэффициент приведения

Тогда при и

и плечо внутренней пары сил zs=?h0=0.9*365=328,5 мм.

Вычисляем

Определим расстояние между трещинами ls. Поскольку высота растянутого бетона, равная при к=0,9 (для таврового сечения) y=ytk=279*0.9=251,1 мм > h/2=200 мм, площадь сечения растянутого бетона принимаем равной Abt=b*0.5*h=170*200=34000 мм2.

Тогда , что больше 400 мм, поэтому принимаем ls=400 мм.

Значение ?s определяем по формуле

Определим ширину продолжительного раскрытия трещин, принимая 1=1,4, 2=0,5, 3=1.

что меньше допустимой величины 0,3 мм.

Определение прогиба ребристой панели. Определим кривизну в середине пролета от действия постоянных и длительных нагрузок, так как прогиб ограничивается эстетическими требованиями.

Момент в середине пролета равен ?nMmax=0.95*59,4=56,4 кН

Коэффициент армирования при h0=365 мм равен

При продолжительном действии нагрузки и нормальной влажности коэффициент приведения арматуры равен

.

При и

1=0,56,

а при ?s1=20, ??s1=0.015*20=0.3, ?'f=0,85 ?f=0, 2=0,293.

Определим прогиб, принимая S=5/48:

Согласно СНиП 2.01.07-85* предельно допустимый прогиб по эстетическим требованиям для пролета 5,32 м равен 26,6 мм > 14,4 мм, т.е. условие выполняется.

2. Расчет неразрезного ригеля

Ригель представляет собой неразрезную многопролетную (четырехпролетную) конструкцию со свободным (шарнирным) опиранием концов на кирпичные стены здания.

Проектируем ригель сборно-монолитной конструкции с соединением на монтаже однопролетных сборных элементов в неразрезную систему путем сварки выпусков арматуры из колонн и ригелей и замоноличивания стыков, а в дальнейшем - и швов между сборными панелями

Ригель после сварки арматуры и замоноличивания стыков превращается в элемент поперечной рамной конструкции, однако при свободном опирании его концов на стены и равных или отличающихся не более чем на 10 % расчетных пролетах ригель разрешается рассчитывать как неразрезную многопролетную балку

Расчетные пролеты, м:

крайний

средний

Соотношение расчетных пролетов

Нагрузка на ригель от сборных панелей передается продольными ребрами сосредоточенно. Для упрощения расчета без большой погрешности при четырех и более сосредоточенных силах на длине пролета разрешается заменять такую нагрузку эквивалентной (по прогибу), равномерно распределенной по длине ригеля. Принимаем ригель сечением 3070 см.

Нагрузки на ригель, кН/м:

Нормативные	Расчетные
Постоянные:
от веса пола и панелей от веса ригеля 250,30,70=5,25 Итого постоянная gn=20,9 Временная vn =11*5,44=59,84	5,251,1=5,775 g=23,18 v=59,841,2=71,8

Полная нагрузка на ригель:

нормативная gn + vn = 20,9+59,84=80,74,

расчетная g + v =23,18+71,8=94,98

Кратковременно действующая часть нагрузки на ригель: ;

расчетной нагрузки

Длительная действующая часть расчетной нагрузки на ригель: gl +vl =94,98-9,8=85,18 кН/м

(gl + vl)/(g+v) =85,18/94,98=0,897<0.9, поэтому ?b1=1.0.

Изгибающие моменты в сечениях ригеля по его длине определяются по формуле

а поперечные силы на опорах ригеля - по формуле

где g и v - соответственно постоянная и временная нагрузки на ригель; и - коэффициенты, принимаемые в зависимости от числа пролетов и схемы загружения; l - расчетный пролет, крайний или средний. Для определения изгибающего момента на опоре В принимают

Моменты и поперечные силы в сечениях ригеля определяются с учетом коэффициента надежности по ответственности ?n=0,95, на который умножаются внутренние силы.

Ординаты эпюр изгибающих моментов и поперечных сил при всех возможных схемах загружения пролетов ригеля временной нагрузкой и расчете по «упругой» схеме приведены в, от загружения ригеля постоянной нагрузкой в сочетании с невыгодным его загружением временной нагрузкой строятся эпюры моментов и поперечных сил, а по максимальным значениям усилий иногда строят так называемую огибающую эпюру. Следует отметить, что при дальнейшем перераспределении усилий вследствие пластических деформаций бетона и арматуры пользоваться огибающей эпюрой нельзя. Перераспределение усилий производится только для отдельных схем загружения по соответствующим эпюрам M и Q.

В связи с жесткими требованиями к размещению в опорных сечениях ригеля выпусков арматурных стержней, стыкуемых ванной сваркой, следует стремиться к уменьшению площади сечения опорной арматуры и числа стержней в опорных сечениях, а также к унификации армирования опорных сечений. Достигается это перераспределением усилий между опорными и пролетными сечениями вследствие пластических деформаций бетона и арматуры. При этом уменьшение опорных моментов не должно превышать 30 % в сравнении с рассчитанными по «упругой» схеме.

При уменьшении опорного момента на опорах В на 30 % принимаем максимальную ординату добавочной треугольной эпюры 0,3MBmax , а с целью унификации армирования опорных сечений момент на опоре С уменьшаем до 0,7MBmax. Максимальная ордината добавочной эпюры .

Расчеты по определению изгибающих моментов и поперечных сил сведены в табл. 3; расчеты по перераспределению усилий в неразрезном ригеле - табл. 4.

Таблица 3

Изгибающие моменты, кНм	Поперечная сила, кН
МА	В крайних пролетах	МВ	В средних пролетах	МС	QA	QВл	QВп	QСл
	М1	М2	М3	М4	М5		М6	М7	М8	М9	М10
0,0	51,2	67,4	62,4	48,7	-5,0	-101,0	-20,3	27,5	36,2	34,8	14,5	-72,5	54,5	-84,2	80,1	-69,4
0,0	187,6	266,9	265,9	238,0	100,4	-156,6	-157,2	-145,9	-140,3	-134,9	-123,6	-112,3	191,7	-238,1	8,3	8,3
0,0	151,3	194,4	175,2	129,1	-44,4	-352,1	-62,9	127,4	175,5	192,1	130,8	-56,3	162,9	-266,9	279,3	-183,9
0,0	-19,2	-38,7	-48,5	-57,9	-77,4	-104,3	94,3	175,2	168,6	130,2	-40,6	-336,8	-15,5	-15,5	198,2	-264,9
0,0	-29,0	-57,9	-72,6	-86,9	-116,1	-156,6	94,3	231,5	252,8	242,5	128,0	-112,3	-25,0	-25,0	239,9	-223,2
0,0	238,8	334,3	328,3	286,7	95,5	-257,6	-177,5	-118,4	-104,0	-100,1	-109,1	-184,8	246,2	-322,3	88,5	-61,0
0,0	202,6	261,8	237,6	177,8	-49,4	-453,1	-83,2	154,9	211,7	227,0	145,3	-128,8	217,4	-351,1	359,4	-253,2
0,0	32,0	28,7	13,9	-9,3	-82,4	-205,3	74,0	202,7	204,8	165,0	-26,0	-409,3	39,1	-99,7	278,4	-334,3
0,0	22,2	9,5	-10,1	-38,2	-121,1	-257,6	74,0	259,0	289,1	277,3	142,5	-184,8	29,5	-109,2	320,1	-292,6

Таблица 4

Схемы загружения	Изгибающие моменты, кНм
	МА	В крайних пролетах	МВ	В средних пролетах	МС
		М1	М2	М3	М4	М5		М6	М7	М8	М9	М10
Ординаты основной эпюры моментов при загружении по схемам 1+3	Перераспределение усилий за счет уменьшения опорного момента на опоре В (максимальное значение) на величину 0.3*453,1=135,9Кн·м
	0,0	202,6	261,8	237,6	177,8	-49,4	-453,1	-83,2	154,9	211,7	227,0	145,3	-128,8
Ординаты добавочной эпюры	0,0	27,2	54,4	68,0	81,6	108,7	135,9	108,7	81,6	68,0	54,4	27,2	0,0
Ординаты перераспределенной эпюры IIа	0,0	229,7	316,1	305,5	259,4	59,4	-317,2	25,5	236,4	279,7	281,3	172,5	-128,8
Ординаты основной эпюры моментов при загружении по схемам 1+4	Перераспределение усилий за счет уменьшения опорного момента на опоре С (максимальное значение) на величину ?МС = МС,III-0,7·МB,II =409,3-317,2=92,1 Кн·м
	0,0	32,0	28,7	13,9	-9,3	-82,4	-205,3	74,0	202,7	204,8	165,0	-26,0	-409,3
Ординаты добавочной эпюры	0,0	0,0	0,0	0,0	0,0	0,0	0,0	18,4	36,8	46,1	55,3	73,7	92,1
Ординаты перераспределенной эпюры IIIа	0,0	32,0	28,7	13,9	-9,3	-82,4	-205,3	92,5	239,5	250,9	220,3	47,6	-317,2

В связи с перераспределением изгибающих моментов уточняем величину поперечных сил. Поперечные силы в опорных сечениях ригеля после перераспределения усилий по схемам 1 + 3 при Н/м; v = 71,8 Н/м; МВ = -317,2 кНм; МС = -128,8 кНм

кН;

кН;

кН;

кН.

Поперечные силы в опорных сечениях ригеля после перераспределения усилий по схемам 1 + 4 при Н/м; v = 71,8 Н/м; МВ = - 205,3 кНм; МС = - 317,2 кНм:

кН;

кН;

кН;

кН.

Значения расчетных усилий при всех возможных схемах загружения пролетов ригеля временной нагрузкой и с учетом перераспределения усилий для схем загружения IIа и IIIa приведены в табл. 5.

Таблица 5

Изгибающие моменты, кНм	Поперечная сила, кН
МА	В крайних пролетах	МВ	В средних пролетах	МС	QA	QВл	QВп	QСл
	М1	М2	М3	М4	М5		М6	М7	М8	М9	М10
,0	238,8	334,3	328,3	286,7	95,5	-257,6	-177,5	-118,4	-104,0	-100,1	-109,1	-184,8	246,2	-322,3	88,5	-61,0
0,0	229,7	316,1	305,5	259,4	59,4	-317,2	25,5	236,4	279,7	281,3	172,5	-128,8	233,9	-334,6	334,1	-278,6
0,0	32,0	28,7	13,9	-9,3	-82,4	-205,3	92,5	239,5	250,9	220,3	47,6	-317,2	36,8	-102,0	289,9	-322,8
0,0	22,2	9,5	-10,1	-38,2	-121,1	-257,6	74,0	259,0	289,1	277,3	142,5	-184,8	29,5	-109,2	320,1	-292,6

Определение размеров поперечного сечения ригеля. Необходимую расчетную высоту сечения ригеля из бетона класса В15 при b2 = 1.0; Rb = 8.5 МПа; Rbt = 0,75 МПа определяем по максимальному перераспределенному изгибающему моменту у граней колонн с размерами bc = hc = 40 см.

кНм;

кНм.

При ширине ригеля b = 300 мм; = 0,3 и расчетная высота

мм.

Полная высота мм. Принимаем h = 650 мм, b = 300 мм. Тогда в пролетах для нижней арматуры, расположенной в 2 ряда по высоте ригеля мм, на опорах и в пролетах для верхней арматуры расположенной в один ряд по высоте ригеля мм.

Расчет продольной арматуры. В качестве продольной арматуры в ригеле используем арматуру периодического профиля класса А400 с Rs = 355 Мпа (см. табл. 2.6 Пособия к СП 52-101 - 2003). Рабочую арматуру располагаем в трех плоских сварных сетках. Нижние продольные стержни пролетных сеток определяем по максимальным значениям «положительных» моментов при загружении по схемам I и IV (табл. 5). Верхние продольные стержни на опорах определяем по максимальным значениям «отрицательных» моментов у граней колонн (см. определение размеров поперечного сечения ригеля). Расчет арматуры сведен в табл. 6.

Таблица 6

Расчетные сечения	Расчетное усилие М, кНм	Размеры сечения, мм	Расчетные характеристики	Продольная рабочая арматура класса А400 мм2	Фактическая несущая способность, кНм
		b	h0	?0=		По расчету Аs=	Принятая арматура As, мм2.
В нижней зоне крайних пролетов	334,3	300	595	0.37	0,49	2094	3 22+ 3 22 Asф = 2281	364,2
В верхней зоне над опорами В у грани колонны	250,4	300	615	0,26	0,307	1356	2 25 + 1 22 Asф = 1363	251,7
В нижней зоне средних пролетов	289,1	300	595	0,32	0,40	1710	3 20+ 3 20 Asф = 1885	318,7
В верхней зоне над опорами С у грани колонны	252,6	300	615	0,262	0, 31	13...

Подобные документы

• Проектирование железобетонного перекрытия

  Разбивка балочной клетки. Расчет плиты перекрытия. Определение прочности нормальных сечений, ширины раскрытия нормальных трещин и прогиба ребристой панели. Расчет разрезного ригеля и нагрузки на него. Расчетная длина фундамента под сборную колонну.
  
  курсовая работа [1,4 M], добавлен 21.05.2013
  

• Проектирование монолитного железобетонного ребристого перекрытия с балочными плитами

  Разбивка балочной клетки монолитного железобетонного многоэтажного перекрытия с балочными плитами. Назначение размеров перекрытия. Расчет и проектирование балочной плиты. Определение нагрузок, действующих на главную балку. Проектирование колонны.
  
  курсовая работа [996,8 K], добавлен 16.06.2015
  

• Расчет монолитного ребристого перекрытия

  Выбор экономичного варианта монолитного перекрытия с главными балками вдоль и поперек здания. Расчет монолитной плиты. Определение параметров второстепенной балки: сбор нагрузок, подбор арматуры, расчет по наклонному сечению и места обрыва стержней.
  
  курсовая работа [910,3 K], добавлен 08.10.2010
  

• Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного здания

  Расчет и конструирование монолитного ребристого перекрытия. Определение расчетных размеров монолитной железобетонной плиты перекрытия и второстепенной балки. Выбор площади сечения арматуры в плите. Геометрические размеры и опоры второстепенной балки.
  
  курсовая работа [352,1 K], добавлен 18.12.2010
  

• Расчет многопролетной плиты монолитного перекрытия

  Расчет монолитного варианта перекрытия. Компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия. Характеристики прочности бетона и арматуры. Установка размеров сечения плиты. Расчет ребристой плиты по образованию трещин, нормальных к продольной оси.
  
  курсовая работа [1,0 M], добавлен 16.01.2016
  

• Расчет сборных плит перекрытия

  Расчет конструкции монолитного перекрытия. Определение усилий в плите от нагрузок. Геометрические характеристики сечения. Расчет второстепенной балки по нормальным к продольной оси сечениям. Определение потерь предварительного напряжения арматуры.
  
  курсовая работа [514,1 K], добавлен 24.02.2012
  

• Проектирование плиты и второстепенной балки монолитного ребристого балочного перекрытия

  Рассмотрение структуры и характеритсик монолитного ребристого перекрытия. Расчет и конструирование балочной плиты, второстепенной балки, поперечной арматуры. Проектирование сборной железобетонной колонны, фундамента, наружной несущей стены здания.
  
  курсовая работа [1,5 M], добавлен 28.01.2015
  

• Расчет железобетонного монолитного перекрытия

  Расчёт и армирование железобетонной плиты, определение нагрузок. Подбор продольной и поперечной арматуры и второстепенной балки. Расчет на действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами. Определение момента трещиностойкости.
  
  курсовая работа [1,3 M], добавлен 28.12.2012
  

• Расчёт железобетонной плиты перекрытия

  Определение арматуры монолитной балочной плиты для перекрытия площади. Расчет и конструирование второстепенной балки, ребристой плиты перекрытия, сборной железобетонной колонны производственного здания и центрально нагруженного фундамента под нее.
  
  дипломная работа [798,0 K], добавлен 17.02.2013
  

• Конструирование многоэтажного здания

  Характеристика прочности бетона, арматуры и многопустотной плиты. Расчет по раскрытию трещин и прогиба плит. Конструирование монолитного железобетонного здания, разбивка балочной клетки и расчет кирпичного простенка нагрузки армокирпичного столба.
  
  дипломная работа [173,0 K], добавлен 23.07.2011
  

• Расчет железобетонного монолитного каркаса промышленного здания

  Расчет и конструирование многопустотной предварительно напряженной плиты перекрытия. Определение геометрических характеристик поперечного сечения ригеля, подбор продольной арматуры. Расчет средней колонны, монолитного перекрытия и кирпичного простенка.
  
  курсовая работа [2,2 M], добавлен 07.04.2014
  

• Расчет предварительно-напряженной балки покрытия

  Компоновочная схема здания. Расчет двускатной балки покрытия по предельным состояниям I и II группы. Определение геометрических размеров фундамента, расчет прочности конструкции, прогиба, образования и раскрытия трещин. Расчет фундамента от отпора грунта.
  
  курсовая работа [1,8 M], добавлен 15.12.2013
  

• Расчёт железобетонных конструкций одноэтажного производственного здания в сборном железобетоне

  Расчет по предельным состояниям двускатной предварительно напряженной балки покрытия. Определение потерь предварительного напряжения арматуры, расчетного сечения на образование трещин и фундамента на раскалывание. Проверка ширины раскрытия трещин.
  
  курсовая работа [787,9 K], добавлен 30.01.2012
  

• Проектирование монолитного железобетонного перекрытия здания многоэтажного гаража

  Конструктивное решение здания гаража с неполным каркасом и перекрытиями из монолитного железобетона. Проектирование двух элементов ребристого перекрытия - балочной плиты и второстепенной балки. Прочностной расчёт нормальных и наклонных сечений.
  
  курсовая работа [70,9 K], добавлен 10.01.2012
  

• Расчет и конструирование основных несущих конструкций стальной балочной площадки

  Компоновка балочной клетки, определение погонной нагрузки, максимальных внутренних усилий, подбор сечения балки железобетонного настила. Расчет колонны сплошного сечения, анализ нагрузки, действующей на колонну. Проверка напряжений и прочности траверсы.
  
  курсовая работа [1,9 M], добавлен 03.01.2017
  

• Проектирование ребристой плиты 3ПГ6-5 АтIVC

  Расчет поперечных ребер и полки панели по прочности. Потери предварительных напряжений. Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси. Проверка удлинения и определение длины ребристой плиты при электротермическом способе натяжения арматуры.
  
  курсовая работа [188,5 K], добавлен 26.01.2014
  

• Расчет и конструирование плиты и второстепенной балки монолитного железобетонного ребристого перекрытия многоэтажного промышленного здания

  Проектирование, компоновка и конструирование балочной монолитной плиты железобетонного междуэтажного ребристого перекрытия многоэтажного промышленного здания с использованием проектно-вычислительного комплекса Structure CAD. Выбор бетона и арматуры.
  
  методичка [3,8 M], добавлен 14.09.2011
  

• Расчет и конструирование железобетонной многопустотной панели перекрытия размером 5980х1390х220 мм

  Сбор и определение нагрузок при конструировании железобетонной многопустотной панели. Подбор сечений и расчет их по прочности. Проверка панели по раскрытию трещин, наклонных к продольной оси. Определение прогибов и проверка панели на монтажные нагрузки.
  
  курсовая работа [417,7 K], добавлен 13.09.2012
  

• Расчет пустотной плиты, колонны, ригеля, монолитного перекрытия и простенка

  Проектирование сборного железобетонного перекрытия. Расчет разрезного ригеля, колонны. Нагрузка на колонну в уровне обреза фундамента. Компоновка монолитного варианта перекрытия. Определение простенка из глиняного кирпича. Спецификация арматурных изделий.
  
  курсовая работа [5,8 M], добавлен 31.05.2015
  

• Проектирование многопустотной железобетонной плиты перекрытия

  Варианты разбивки балочной клетки. Сбор нагрузок на перекрытие. Назначение основных размеров плиты. Подбор сечения продольной арматуры. Размещение рабочей арматуры. Расчет прочности плиты по сечению наклонному к продольной оси по поперечной силе.
  
  курсовая работа [1,2 M], добавлен 14.03.2009
  

• главная
• рубрики
• по алфавиту
• вернуться в начало страницы
• вернуться к началу текста
• вернуться к подобным работам