Проектирование и расчет монолитного балочного перекрытия с плитами, работающими в одном направлении

Размещено на http://www.allbest.ru/

ГЛАВА 1. МОНОЛИТНОЕ БАЛОЧНОЕ ПЕРЕКРЫТИЕ С ПЛИТАМИ, РАБОТАЮЩИМИ В ОДНОМ НАПРАВЛЕНИИ. ПРИМЕР РАСЧЕТА

При компоновке ребристого монолитного перекрытия главные балки рекомендуется располагать по осям колонн (столбов) в поперечном направлении. Второстепенные балки располагают таким образом, чтобы оси части балок совпадали с осями столбов. Шаг второстепенных балок рекомендуется назначать в пределах 1500-2700 мм, так чтобы отношение длины второстепенных балок к расстоянию между ними было не менее двух. Толщина монолитной плиты назначается предварительно 50-60 мм, высота второстепенных балок равной 1/12-1/15 от расчетного пролета, ширина 0,4--0,5 высоты сечения. Поперечное сечение главных балок можно принимать больше аналогичных размеров второстепенных балок по ширине на 5-10 см, по высоте на 10-20 см.

Внутренние грани наружных кирпичных стен смещаются с разбивочных осей на 200 мм внутрь здания. Толщина наружных стен выбирается, исходя из условий обеспечения прочности и теплотехнических требований.

Пространственная жесткость здания создается несущими поперечными и продольными стенами, объединенными монолитным перекрытием.

В зданиях небольшой этажности (до 5 этажей) ветровая нагрузка воспринимается в основном поперечными и продольными стенами, поэтому в курсовом проекте несущие конструкции рассчитываются только на вертикальную нагрузку.

При определении глубины заложения фундамента необходимо принимать во внимание глубину промерзания грунтов, соответствующую району строительства, а при определении снеговой нагрузки на покрытие здания -влияние ветра на величину этой нагрузки.

Исходные данные для проектирования. Разработать конструкции четырехэтажного общественного здания, предназначенного для торговых, выставочных и экспозиционных целей.

Здание с монолитными балочными перекрытиями, несущими кирпичными стенами и внутренними кирпичными столбами. Размеры здания 19,8х30 м, высота этажей 4,2 м. (рис. 2.1). Пространственная жесткость здания в поперечном направлении обеспечивается поперечными несущими стенами совместно с лестничными клетками. В продольном направлении жесткость здания обеспечивается кирпичными стенами.

Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажное перекрытие v_n = 6,0 кН/м² (600,0 кг/м²), в том числе длительное (пониженное) - 4,5 кН/м², кратковременное - 1,5 кН/м² .Здание относится ко второму уровню ответственности, коэффициент надежности по назначению здания г_f = 0,95.

Место строительства - Москва. Район по снеговой нагрузке - III. Расчетная снеговая нагрузка 1,8 кН/м² (180 кг/м²), в том числе длительная 50% от полной и составляет 0,9 кН/м². Здание расположено в местности типа «В». Скорость ветра 4 м/с [13].

Температурные условия обычные, влажность воздуха более 40%, грунты песчаные, средней плотности, маловлажностные, условное расчетное сопротивление R₀ = 0,3 МПа. Глубина промерзания 1,4 м.



Главные балки по осям колонн расположены поперек здания. Толщина кирпичных наружных стен из теплотехнических требований не менее 65 см.

Фундаменты под колонны - отдельные, бутобетонные, ступенчатого типа; под кирпичные стены - ленточные из фундаментных стеновых блоков по распределительным фундаментным подушкам.

В настоящем разделе рассматриваются расчеты по прочности, трещиностойкости и деформациям монолитной плиты перекрытия и расчеты прочности второстепенной балки.

1.1 Проектирование монолитной плиты перекрытия

Исходные данные. Монолитная плита и балки перекрытия изготавливаются на строительной площадке из тяжелого бетона класса В20. Распалубочная прочность принимается не менее 75% прочности, соответствующей классу бетона В20. Армирование плиты сварными (вязаными) сетками и каркасами. Проектное положение арматуры обеспечивается пластмассовыми фиксаторами, установленными равномерно по площади изделия. Закладные детали фиксируются монтажной сваркой к каркасам или сеткам.

Арматура каркасов и сеток - классов А400 (6-40 мм) или В500 (3-12 мм), закладные детали из стали ВСтЗкп2. Нормативное сопротивление арматуры А400 R_sn = 400 МПа; расчетное сопротивление R_s = 355 МПа (35510³ кН/м²). Нормативное сопротивление арматуры В500 R_sn = 500 МПа (500?10³ кН/м²); расчетное сопротивление R_s = 415 МПа (415?10³ кН/м²); модуль упругости Е_s = 2,0?10⁵ МПа (2,0?10⁸ кН/м²).

Бетон тяжелый класса В20, R_b= 11,5 МПа (11,5?10³ кН/м²), R_bt,n=1,35 МПа (1,35?10³ кН/м²); R_bt = 0,90 МПа (0,90?10³ кН/м²), Е_ь = 27,5,0?10³ МПа (27,5-10⁶ кН/м²).

Проектируемое перекрытие должно рассчитываться по предельным состояниям первой и второй групп для работы конструкции в стадиях:

изготовления (в настоящем пособии не рассматривается),

эксплуатации.

Плита относится к третьей категории трещиностойкости. Допускаемая ширина раскрытия трещин составляет:

при непродолжительном действии нагрузки а_сrc1 = 0,4 мм,

при длительном действии нагрузки а_сrc2 = 0,3 мм.

Компоновочная схема монолитного перекрытия представлена на рис.2.1.

1.1.1 Расчет плиты перекрытия в стадии эксплуатации

При расчете плиты в стадии эксплуатации необходимо выполнить:

расчеты прочности нормальных сечений,

проверку трещиностойкости плиты и ширины раскрытия трещин,

расчет прогибов,

*расчет прочности плиты на действие поперечных сил Q не производится вследствие незначительности перерезывающих напряжений.

1.1.1.1 Размеры и расчетные пролеты элементов перекрытия

Главные балки располагаются поперек здания, номинальная длина ригеля 6,6 м, номинальная длина второстепенных балок 6,0 м. Расстояние между осями второстепенных балок 2200 мм. В продольном направлении жесткость здания обеспечивается продольными кирпичными стенами толщиной 65 см. В поперечном направлении здание работает по связевой системе, где роль вертикальных связевых диафрагм выполняют торцевые стены и лестничные клетки, что позволяет производить расчет перекрытия только на вертикальные нагрузки.

Высота плиты при пролете плиты l= 2-2,5 м и полезной нормативной нагрузке v_H = 6 кНм² ) предварительно принята 60 мм.

Нормативная погонная постоянная нагрузка от собственной массы плиты при ширине грузовой полосы 2,2 м.

0,06?1,0?1,0?2500?2,2 = 330 кг/м (3,30 кН/м).

Собственный вес второстепенных балок предварительно примем 10% от веса плиты перекрытия и тогда нормативная нагрузка от собственной массы будет равна 3,30?1,1= 3,63 кНм.

Временная нормативная погонная нагрузка при ширине грузовой полосы 2,2 м равна 6,0?2,2 = 13,2 кНм.

Полная нагрузка 3,63 + 13,2 = 16,83 кНм.

При пролете балки l ? 6,0 м и общей нормативной нагрузке 16,83 кН/м рекомендуемые размеры второстепенной балки h?b = 40?20 см. Размеры главной балки принимаем h?b = 50?30 см.

Общая длина расчетной полосы плиты равна расстоянию между внутренними гранями продольных стен, 19 800 - 2?200 = 19 400 мм.

Расчетный пролет плиты в крайних пролетах по короткому направлению равен расстоянию между боковой поверхностью второстепенной балки и серединой площадки опирания плиты на стены, в средних пролетах - расстоянию в свету между второстепенными балками. Приняв глубину заделки плиты 200 мм, получим расчетную длину первого пролета:

l₀₁ = 2200 - 200/2 - 200/2 = 2000 мм (2,0 м).

Расчетная длина средних пролетов

l₀ = 2200 - 2?200/2 = 2000 мм (2,0 м).

Расчетный пролет плиты в крайних пролетах по длинному направлению равен расстоянию между боковой поверхностью главной балки и серединой площадки опирания плиты на стены, в средних пролетах - расстоянию в свету между главными балками. Приняв глубину заделки плиты равной глубине заделки второстепенной балки 200 мм, получим расчетную длину первого пролета в длинном направлении:

l'₀₁ = 6000 - 200/2 - 300/2 = 5750 мм (5,75 м).

Расчетная длина средних пролетов

l'₀ = 6000 - 2?300/2 = 5700 мм (5,0 м).

Отношение сторон составляет для средних пролетов 5,7/2,0 = 2,85, что больше двух. Для крайних пролетов это отношение составляет 5,75/2,0 = 2,875 > 2.

Таким образом, для всех пролетов указанное отношение больше двух, что позволяет рассчитывать плиту как балочную по короткому направлению, а арматуру по длинной стороне устанавливать конструктивно. Колонны - кирпичные столбы переменного сечения. Фундаменты под колонны- отдельные, бутобетонные ступенчатого типа; под кирпичные стены - ленточные из фундаментных стеновых блоков по распределительным фундаментным подушкам.

1.1.1.2 Сбор нагрузок и определение усилий в плите

Сбор вертикальных нагрузок на один квадратный метр перекрытия приводится в табл. 2.1.

Таблица 2.1

Вид нагрузки	Нормативная	Коэффициент	Расчетная
	нагрузка, Н/м2	надежности	нагрузка, Н/м2
Постоянная g
керамическая плитка пола	350	1,1	385
цементная песчаная стяжка
t = 30мм;с = 18,0 кН/м3	540	1,3	702
железобетонная плита
t = 60 мм; с =25,0 кН/м3	1500	1,1	1650
Итого	2390		2737
Временная v, в том числе:	6000	1,2	7200
длительная	4500	1,2	5400
кратковременная	1500	1,2	1800
Полная q = g+ v, в том числе:	8390	-	9937
постоянная и длительная	6890	-	8137
кратковременная	1500	-	1800

Примечание. В примере нагрузка от массы внутренних перегородок не учитывается.

В соответствии с п. 4 [11], при расчете плит, воспринимающих нагрузки от одного перекрытия, полные нормативные значения нагрузок для помещений, предназначенных для торговых, выставочных и экспозиционных целей, следует снижать в зависимости от грузовой площади А м² рассчитываемого элемента умножением на коэффициент сочетания ш_A. Коэффициент вычисляется по формуле (1.4) (при А > А₂ = 36 м²)

Ш_A1 .

Грузовая площадь плиты средних пролетов равна

А= 19,4?1,0=19,4 м²<A₂=36 м²,

следовательно, коэффициент сочетаний ш_A не учитывается (т.е. равен единице).

Расчетная нагрузка на 1 погонный метр плиты при условной расчетной ширине плиты 1,0 м равна 9937 Н/м ? 9,94 кН/м.

С учетом коэффициента по степени ответственности здания г_f = 0,95 для дальнейших расчетов примем:

полную расчетную нагрузку q = 0,95?9,94 = 9,443 кН/м,

постоянную расчетную нагрузку g = 0,95 ?2,737 = 2,60 кН/м. Нормативная нагрузка на 1 погонный метр плиты

постоянная gⁿ = 0,95?2,39 = 2,271 кН/м,

полная gⁿ+vⁿ = 0,95?8,39 = 7,971 кН/м,

постоянная и длительная 0,95(4,5+2,39) = 6,546 кН/м.

Расчетной схемой монолитной плиты, рассчитываемой в одном направлении, является неразрезная многопролетная балка с расчетным сечением шириной 1 м и высотой 0,06 м. Изгибающие моменты от расчетных и нормативных нагрузок вычисляются в соответствии с расчетной схемой (рис. 2.2.) и заданными нагрузками. Усилия определяются с учетом их перераспределения вследствие развития пластических деформаций бетона и арматуры.

Для расчетов по предельным состояниям первой группы

Изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах от полной расчетной нагрузки, q = 9,443 кН/м:

2,361 кНм.

монолитный плита перекрытие балка



Изгибающие моменты в крайних пролетах и на крайней опоре от полной расчетной q = 9,443 кН/м:

3,434 кНм.

Изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах от полной нормативной нагрузки, gⁿ = 7,971 кН/м:

1,993 кНм.

Изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах от постоянной и длительной нормативной нагрузки, равной 6,546 кН/м: 1,637 кНм.

Для плит, имеющих по периметру жесткий контур в виде железобетонных второстепенных и главных балок, допускается уменьшать изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах на 20%. Тогда изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах для дальнейших расчетов будут равны.

Для расчетов по первой группе предельных состояний

М= 0,8М = 2,361?0,8 = 1,889 = 1,89 кНм.

Для расчетов по второй группе предельных состояний М_n = 0,8М= 1,993?0,8 = 1,594 кНм.

М_п.дл = 0,8М= 1,637?0,8 = 1,31 кНм.

1.1.1.3 Прочность нормальных сеченый плиты (подбор арматуры)

Арматура рассчитывается на действие пролетных и опорных моментов как для многопролетной балки прямоугольного сечения h?b = 60?1000 мм (0,06?1,0 м). Назначим величину защитного слоя, а = 20 мм (приложение, табл. 12). Предварительно примем рабочую арматуру класса В500 диаметром 5 мм.

Тогда рабочая высота h₀=h-a- d_s /2= 60 - 20 - 5/2 = 37,5 мм (0,0375 м).

Арматура средних пролетов

М= 1,89 кНм, арматура В500.

По табл. 11 приложения находим граничное значение б_R = 0,376.

б_m = M/R_b bh₀² = 1,89/11,5?10³ 0,0375²?1,0 = 0,117.

A_m = 0,117 < б_R = 0,376.

Определяем площадь растянутой арматуры

=0,0001297 м² ?1,30 см²

По сортаменту (табл. 6 приложения) принимаем 8o5 В500 с шагом s = = 125 мм < s_max = 200 мм, для плит высотой менее 150 мм [6]. А_s = 1,571см².

Арматура крайних пролетов

M₀₁ = 3,434 кНм, арматура В500, б_R= 0,376.

Необходимо предусмотреть, что в крайних пролетах арматурные сетки будут располагаться в два ряда (рис. 2.2) и тогда рабочая высота сечения будет равна h₀= h - а - o - o /2 = 60 - 20 - 5 - 5/2 = 32,5 мм (0,0325 м).

Вычисляем текущее значение б_m при М₀₁ = 3,434 кНм:

б_m = M/R_b bh₀² = 3,434/11,5?10³?0,0325²?1,0 = 0,283.

б_т = 0,272 < б_R =0,376.

Определяем площадь растянутой арматуры

=0,000307 м² ?3,07 см²

Если арматуру сеток средних пролетов продлить в крайние пролеты, то дефицит арматуры можно восполнить дополнительной сеткой с площадью, равной разнице между требуемым количеством арматуры и принятым для сеток средних пролетов.

ДA_s = 3,07 - 1,571 = 1,502 см².

По сортаменту {табл. 6 приложения) принимаем дополнительную сетку, такую же как и основную 805 В500 с шагом 5 = 125 мм, А, = 1,571см². Общее количество арматуры в крайних пролетах

A_s=1,571+1,571=3,142 см²

Перерасход составляет 100% (3,142 - 2,924 )/3,07 = 2,25%.

Расчет плиты на действие поперечных сил

Расчет плиты на действие поперечных сил Q не производится вследствие незначительной величины перерезывающих (скалывающих) напряжений [6].

Проверка плиты по образованию нормальных трещин

На образование трещин в направлении действия изгибающих моментов проверяется условная полоса плиты с размерами b = 1000 мм, h = 60 мм, h₀ = 37,5 мм, а = 22,5 мм, арматура 8o5 В500, A_s = 1,571 см², E_s = 2,010⁵ МПа, R_bt,n= 1,35 МПа, Е_b= 27,5,0?10³МПа, г= 1,3. M_n= 1,594 кНм, M_n.дл= 1,31 кНм.

Коэффициент армирования м= As/A = 1,571/100?6=0,00262 < 0,005.

При коэффициенте армирования м<0,005 допускается W определять без учета арматуры [6].

Момент сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого волокна

W= bh²/6 = 1,0?0,06²/2 = 0,0006 м³.

W_p1 = гW=1,3?0,0006 = 0,00078 м³.

Момент образования трещин определяем с учетом неупругих деформаций

M_crc = R_bt,ser W_p] = 1,35?10³?0,00078 = 1,053 кНм.

M_n = 1,594 кНм > М_crc= 1,053 кНм.

Таким образом, нормальные трещины в плите образуются.

Проверка плиты по раскрытию нормальных трещин

Ширина раскрытия нормальных трещин определяется по формуле(1.74)

a_crc=ц₁ ц₂ ц₃ш_sl_{s .}

Для рассматриваемого случая коэффициенты ц₁= 1,0 при кратковременном действии нагрузки и ц₁=1,4 при длительном ее действии; ц₂= 0,5 для арматуры В500; ц₃ = 1,0 для изгибаемых элементов.

Коэффициент ш_s, учитывающий неравномерность деформаций растянутой арматуры, равен:

ш_s=1-0,8M_crc/M_n,дл=1-0,8?1,053/1,31=0,357

при длительном действии нагрузки,

ш_s=1-0,8M_crc/M_n=1-0,8?1,053/1,594=0,472

при кратковременном действии нагрузки.

Площадь сечения растянутого бетона А_bt при б= E_s/E_b = 7,27.

A_bt=kby_t= 0,9?100?3,0 = 270 см²,

где у_t = S_red /A_red = (100?6?6/2+7,27?1,571?2,25²)/( 100?6+1,571?2,25) = 2,999 ? ?3,0cм.

Проверяем условия:

у_t = 3,0 см ? 2а = 2?2,25 = 4,5 см; у_t = 3,0 см ? 0,5h = 3 см.

Условия выполняются.

Базовое расстояние между трещинами l_s определяется по формуле (1.79)

l_s = 0,5A_btd_s/A_s = 0,5?270?0,5/1,571 = 42,97 см.

Проверяем условия:

l_s = 42,97 см > 10d_s = 10?0,5 = 5 см; l_s = 42,97 см > 100 мм, l_s = 42,97 см ? 40d_s = 40?0,5 = 20 см; условие не выполняется, l_s = 42,97 см ? 400 мм; условие не выполняется. В расчет вводится l_s = 400 мм.

Вычисляем напряжения в арматуре в сечении с трещиной. От полных нагрузок при их кратковременном действии

у_s = M/z_s?A_s = 1,594/0,0328?1,531?10^-4 = 317424 кН/м² = 317,4 МПа.

От постоянных и длительных нагрузок

у_s = M_дл/z_s?A_s = 1,31/0,0328?1,531?10^-4 = 260849 кН/м² = 260,85 МПа.

Здесь z_s = жh₀ = 0,875?3,75 = 3,28 см,

где ж = 0,875 - определяется по графику (приложение, рис. 1) при г = 0,0; 5 = 0,0; 106

б_Sl =300/ R_b,ser = 300/15 = 20,

м_s = A_s/ bh₀ = 1,571/100?3,75 = 0,00419.

Продолжительная ширина раскрытия трещин при действии постоянных и длительных нагрузок при ц₁ = 1,4

б_crc = б_crc1 = 1,4?0,5?0,357?260,85?400/200 000 = 0,13 мм < 0,2 мм.

Условие ширины раскрытия трещин соблюдается.

Ширина раскрытия трещин при действии всех нагрузок при ц₁ = 1,0

б_crc2 = 1,0?0,5?0,472?317,4?400/200000 = 0,15 мм.

Ширина раскрытия трещин при действии постоянных и длительных нагрузок при ц₁= 1,0

б_crc3 = 1,0?0,5?0,357?260,85?400/200000 = 0,93 мм. Ширина непродолжительного раскрытия трещин

б_crc= б_crc1+ б_crc2 - б_crc3 = 0,13+0,15 - 0,093 = 0,187 мм < 0,4 мм.

Плита удовлетворяет требованиям ширины раскрытия трещин.

Проверка прогибов плиты

Расчет прогибов плит в данном пособии не рассматривается. 2.1.1.4. Конструирование плиты

В настоящем пособии представлено два варианта армирования монолитной плиты перекрытия:

армирование сварными рулонными сетками, раскатываемыми вдоль короткой стороны здания,

армирование сварными рулонными сетками, раскатываемыми вдоль длинной стороны здания.

Вариант 1. Основное армирование перекрытия осуществляем сварными рулонными сетками с продольным расположением рабочих стержней и поперечным расположением распределительных. Сетки раскатываются поперек здания по всей поверхности перекрытия с расчетной длиной перепуска нерабочих стержней (рис. 2.2; 2.3). Диаметр продольных стержней 5 мм с шагом 125 мм, диаметр поперечных 5 мм с шагом 250 мм.

Определим длину перепуска (нахлестки) сеток. Базовая длина зоны анкеровки

l_0,an = R_s A_s/R_bond? u_s = 415?10³ ?0,196?10^-4/1800?0,0157 = 0,288 м.

u_s = рd = 3,14?0,005 = 0,0157 м.

R_bond =з₁? з₂?R_bt = 2?1,0?0,90?10³ = 1800 кН/м².

Здесь: з₁и з₂ - коэффициенты, определяемые в соответствии с [6]. Расчетная длина нахлестки (перепуска) в предположении, что арматура находится в растянутой зоне

l₀ = бl_0,an?A_s/ A_sf = 1,2?0,288?1,0 = 0,346 м,

где б - коэффициент, учитывающий конструктивное решение элемента в зоне соединения стержней и принимаемый для растянутой арматуры периодического профиля с прямыми концами равным 1,2.

Для распределительной арматуры A_s= A_sf ,тогда A_s/ A_sf = 1,0.

Поскольку в сетке рабочие продольные стержни в зоне нахлестки служат в качестве дополнительных анкерующих устройств для нерабочих стержней, то длина перепуска может быть уменьшена до 30% [6].

l₁ = 0,3?0,346 = 0,1038 м.

В любом случае фактическая длина перепуска должна быть не менее:

l_1.ф ? 0,4/l_0,an = 0,4?0,288 = 0,1152 м, * l_1.ф ? 20d = 20?0,005 = 0,1 м,

l_1.ф ? 0,25 м.

Окончательно, принимаем длину нахлестки 0,25м = 250 мм. Номинальная длина сетки равна ширине здания с учетом заделки в стену с двух сторон на глубину 200 мм и учетом торцового защитного слоя 10 мм.

L= 19800-2?10= 19 780 мм.

Ширина сетки с учетом расчетной длины перепуска l_1.ф = 0,25 м.

В = 6/2 +0,25 = 3,25 м = 3250 мм.

Вариант 2. Основное армирование перекрытия осуществляем сварными рулонными сетками с поперечным расположением рабочих стержней и продольным расположением распределительных. Диаметр поперечных стержней 5 мм с шагом 125 мм, диаметр продольных - 5 мм с шагом 250 мм.

В средних пролетах нижние сетки С-1 раскатываются вдоль здания по всей поверхности перекрытия между второстепенными балками (рис. 2.2; 2.4).

Номинальная длина сетки равна ширине здания с учетом заделки в стену с двух сторон на глубину 200 мм и учетом торцового защитного слоя 10 мм.

L = 30 000-2?10 = 29 980 мм.

Ширину сетки примем с учетом ширины второстепенной балки

В = 2,2- 0,2 = 2,0 м = 2000 мм.

В первом пролете устанавливаются сетка С-1 и дополнительная сетка С-3.

Для дополнительной сетки диаметр поперечных стержней 5 мм с шагом 125 мм, диаметр продольных - 5 мм с шагом 250 мм. Номинальная длина сетки С-3 равна

L = 30 000-2?10 = 29 980 мм.

Ширина сетки принимается с учетом ширины второстепенной балки и заделки в стену на глубину 200 мм:

В = 2200 - 200/2 -10 = 2090 мм = 2,09 м.

Верхние сетки С-2 имеют рабочую поперечную арматуру с диаметром поперечных стержней 5 мм с шагом 125 мм; продольных - 5 мм с шагом 250 мм. Сетки располагаются над средними опорами (второстепенными балками). Ширина сеток принимается равной ширине ребра второстепенной балки с учетом заведения в пролет на длину не менее 0,25l_n и принята 1200 мм.

Две сетки С-4 расположены над первой промежуточной опорой (второстепенной балкой). Сетки имеют рабочую поперечную арматуру с диаметром поперечных стержней 5 мм с шагом 125 мм; продольных - 5 мм с шагом 250 мм. Сетки устанавливаются со смещением (вразбежку) относительно оси, проходящей через центр второстепенной балки на 150 мм (см. рис. 2.2, в).



Для дальнейших расчетов принят второй вариант. Чертежи сеток монолитного перекрытия представлены на рис. 2.5, расход арматуры на одно перекрытие представлен в табл. 2.2.

Таблица 2.2

Марка сетки	№	Количество, диаметр и класс арматуры	Длина стержня, мм	Общая длина,м	Масса 1 п.м., кг	Общая масса, кг	Масса сетки, кг	Масса Сеток на этаж, кг
С-1 (9 шт)	1	241o5 В500	2000	482	0,144	69,41	112,58	1013,22
	2	10o5 В500	29980	299,8	0,144	43,17
С-2 (6 шт)	3	241o5 В500	1200	289,2	0,144	41,64	7 1,86	431,16
	4	7o5 В500	29980	209,86	0,144	30,22
С-3 (2 шт)	5	241o5 В500	2090	503,69	0,144	72,53	1 15,7	231,4
	6	10o5 В500	29980	299,8	0,144	43,17
С-4 (4 шт)	7	241o5 В500	1100	265,1	0,144	38,17	68,39	273,56
	8	7o5 В500	29980	209,86	0,144	30,22
Итого по сеткам	1949,34

Примечание. В таблице не учитывается уменьшение расхода арматуры вследствие устройства лестничных клеток.

Назначение арматуры в плите

Нижняя сетка С-1 предназначена для восприятия растягивающих усилий от положительных изгибающих моментов, действующих в средних пролетах (в осях 2-5).

Позиция 1 - поперечные рабочие стержни o5 В500 служат для восприятия растягивающих усилий от положительных моментов, действующих в направлении расчетного (меньшего) пролета плиты.

Позиция 2 - продольные конструктивные стержни o5 В500 служат для восприятия растягивающих усилий от положительных моментов, действующих вдоль большего пролета плиты.

Верхняя сетка С-2 предназначена для восприятия растягивающих усилий от отрицательных изгибающих моментов над промежуточными опорами (второстепенными балками).

Позиция 3 - рабочие стержни o5 В500 служат для восприятия растягивающих усилий от отрицательных опорных моментов, действующих в направлении расчетного (меньшего) пролета плиты.

Позиция 4 - конструктивные стержни o5 В500 служат для восприятия растягивающих усилий от положительных моментов, действующих вдоль большего пролета плиты.

Дополнительная нижняя сетка С-3 служит для восприятия растягивающих усилий от разности положительных изгибающих моментов в первом и средних пролетах плиты.

Позиция 5 - поперечные рабочие стержни o5 В500 служат для восприятия растягивающих усилий от разности положительных моментов, действующих в направлении расчетного (меньшего) пролета плиты.

Позиция 6 - конструктивные стержни o5 В500 служат для восприятия растягивающих усилий от положительных моментов, действующих вдоль большего пролета плиты.

Верхние сетки С-4 предназначены для восприятия растягивающих усилий от отрицательных изгибающих моментов над промежуточными опорами (второстепенными балками).

Позиция 7 - рабочие стержни o5 В500 служат для восприятия растягивающих усилий от отрицательных опорных моментов, действующих в направлении меньшего пролета плиты.

Позиция 8 - конструктивные стержни o5 В500 служат для восприятия растягивающих усилий от отрицательных моментов, действующих вдоль большего пролета плиты.

1.2 Проектирование второстепенной балки монолитного перекрытия

Исходные данные. Балки перекрытия изготавливаются на строительной площадке из тяжелого бетона В20 в составе перекрытия. Распалубочная прочность принимается равной 75% прочности, соответствующей классу бетона В20. Армирование плиты сварными (вязаными) каркасами. Проектное положение арматуры обеспечивается пластмассовыми фиксаторами, установленными равномерно по длине изделия. Закладные детали фиксируются монтажной сваркой к каркасам или сеткам.

Продольная арматура класса А400, расчетное сопротивление R_s= 355 МПа (355?10³ кН/м²), модуль упругости E_s = 2,0?10⁵ МПа (2,0?10⁸ кН/м²), поперечная арматура А240, R_sw = 115 МПа (115?10³ кН/м²). Бетон тяжелый класса В20, согласно табл. 5 приложения, R_b= 11,5 МПа (11,5?10³ кН/м²), E_b= 27,5?10³ МПа (27,5?10⁶ кН/м²); R_bt = 0,90 МПа (0,90?10³ кН/м²).

Проектируемая балка должна рассчитываться по предельным состояниям первой и второй групп для работы конструкции в стадиях:

изготовления (в пособии не рассматривается),

эксплуатации.

Балка относится к третьей категории трещиностойкости. Допускаемая ширина раскрытия трещин составляет:

при непродолжительном действии нагрузки а_crc1 = 0,4 мм,

при длительном действии нагрузки а_сrс2 = 0,3 мм.

При расчете балки в стадии эксплуатации необходимо выполнить:

расчеты прочности нормальных сечений,

расчеты прочности наклонных сечений,

проверку трещиностойкости балки и ширины раскрытия трещин,

расчет прогибов балки.

В рамках настоящего пособия расчеты по предельным состояниям второй группы для второстепенной балки в стадии эксплуатации не рассматриваются.

1.2.1 Установление размеров и расчетных пролетов балки перекрытия

Номинальная длина второстепенных балок 6,0 м. Расстояние между осями второстепенных балок 2200 мм. Предварительные размеры второстепенной балки h?b = 30?20 см. Размеры главной балки принимаем h?b = 40?30 см.

Расчетной схемой второстепенной балки является неразрезная многопролетная балка таврового сечения с высотой равной h = 30 см. Расчетная ширина полки определяется рекомендациями [10]. Изгибающие моменты от расчетных и нормативных нагрузок вычисляются в соответствии с расчетной схемой (рис. 2.6) и заданными нагрузками. Усилия определяются с учетом их перераспределения вследствие возникновения и развития пластических деформаций.

Расчетный пролет второстепенной балки в крайних пролетах равен расстоянию между боковой поверхностью главной балки и серединой площадки опирания балки на стены, в средних пролетах - расстоянию в свету между главными балками. Приняв глубину заделки балки 200 мм, получим расчетную длину первого пролета:

l₀₁ = 6000 - 200/2 - 300/2 = 5750 мм (5,75 м).

Расчетная длина средних пролетов:

l₀ = 6000 - 2?300/2 = 5700 мм (5,70 м).

В соответствии с [11] нагрузка на плиты, ригели, колонны, стены и фундаменты может снижаться в зависимости от отношения грузовой площади к общей площади.

Поскольку балка воспринимает нагрузку от одного перекрытия, коэффициент Ш_A1 вычисляется по формуле (при А> А₁ = 36 м²)

Ш_A1 .

Общая длина расчетной грузовой полосы балки равна расстоянию между внутренними гранями поперечных стен, 36000 - 2?200 = 35 600 мм. Ширина грузовой полосы равна 2,2 м.

Грузовая площадь балки средних рядов равна

А = 2,2?35,6 = 78,32 м² > А₂ = 36 м², следовательно, коэффициент сочетаний Ш_A1необходимо учитывать.

Ш_A2 .

Расчетная погонная нагрузка от собственного веса балки (без учета плиты) g_б = hb1с г_f г_n Ш_A = 0,24?0,2?1,0?25?1,1?0,95?0,839 = 1,05 кН/м.

Полная расчетная нагрузка на один погонный метр балки с учетом коэффициента по назначению здания г_f = 0,95 и коэффициента сочетаний Ш_A = 0,839.

q = 2,2?9,94?0,9?0,839+1,05 = 18,48 кН/м. Расчетная временная эквивалентная нагрузка

v = 2,2?7,2?0,95?0,839 = 12,63 кН/м. Расчетная постоянная нагрузка

G = 2,2?2,737?0,95?0,839+1,05 = 5,85 кН/м.

1.2.2 Определение усилий в балке

Изгибающие моменты в средних пролетах и на средних опорах от полной расчетной нагрузки q = 18,48 кН/м:

37,52 кНм.

Изгибающие моменты на крайней опоре от полной расчетной нагрузки q= 18,48 кН/м:

43,64 кНм.

Изгибающие моменты в крайнем пролете от полной расчетной нагрузки q = 18,48 кН/м:

55,55 кНм.

Расчетные поперечные силы от полной расчетной нагрузки q = 18,48 кН/м. На крайней опоре Q₀₁ = O,4ql₀₁ = 0,4?18,48?5,75 = 42,50 кН. На первой промежуточной опоре слева Q_в,л = 0,6 ql₀₁= 0,6?18,48?5,75 = = 63,76 кН.

На первой промежуточной опоре справа Q_в,пр = 0,5ql₀ = 0,5?18,48?5,70 = = 52,67 кН.

На остальных опорах справа и слева Q= 0,5ql₀ = 0,5?18,48?5,70 = 52,67 кН.

1.2.3 Прочность нормальных сечений (расчет рабочей продольной арматуры)

Необходимо вычислить расчетную ширину полки второстепенной балки:

с ? l/6 = 6/6 =1,0 м,

так как h'_f = 6 см > 0,1h = 0,1?30 = 3,0 см, с = a/2 = 200/2 =.100 см, а - расстояние в свету между второстепенными балками.

Таким образом, ширина полки, вводимая в расчет, составит

b'_f = b + 2с = 20 + 2?100 = 220 см = 2,2 м.

Продольная арматура подбирается на действие пролетных и опорных моментов как для балки таврового сечения с полкой в сжатой зоне и размерами h?b'_f = 30 см?220 см, представленными на рис. 2.7; 2.8. Арматура класса А400, R_s = 355 МПа (355?10³ кН/м²), а = 30 мм.

Арматура в средних пролетах

М= 37,52 кНм, о_R = 6,531, б_R= 0,390.

Расчетное сечение рассматривается как тавровое, с полкой в сжатой зоне с размерами: b'_f= 2,2 м, h = 0,3 м, b = 0,2 м, h₀ = 0,30 - 0,03 = 0,27 м,

б_m= M/R_bb'_f h₀² = 37,52 /11,5?10³ ?2,2?0,27² = 0,0203.

б_т = 0,0203 < б_R = 0,39.

Определяем площадь растянутой арматуры в предположении, что нейтральная ось находится в полке:

=0,000395 м² ? 3,95 см²

По сортаменту принимаем 2o16 А400 с А_s = 4,02 см².

Арматура над средними опорами

М = 37,52 кНм, о_R = 0,531, б_R = 0,390.

Расчетное сечение рассматривается как прямоугольное с размерами: h = 0,3 м, h = 0,2 м, h₀ = 0,3 - 0,05 = 0,25 м. б_m= M/R_bbh₀² = 37,52 /11,5?10³ ?0,2?0,27² = 0,261.

б_т = 0,261 < б_R = 0,39.

=0,000500 м² ? 5,0 см²

Арматуру над средними опорами принимаем 2o12 +2o14 А400 c A_s = 5,34 см².

Арматура над первой промежуточной опорой

М= 43,64 кНм, о_R = 0,531, б_R = 0,390.

Расчетное сечение рассматривается как прямоугольное с размерами: h = 0,3 м, h = 0,2 м, h₀ = 0,3 - 0,05 = 0,25 м. б_m= M/R_bbh₀² =43,64 /11,5?10³ ?0,2?0,25² = 0,304.

б_т = 0,286 < б_R = 0,39.

0,000606 м² ? 5,0 см²

Арматуру над крайними опорами принимаем 2o12 + 2o16 А400 с A_s = 6,28 см².

Арматура в крайнем пролете

М= 55,55 кНм, о_R = 0,531, б_R = 0,390.

Расчетное сечение рассматривается как тавровое, с полкой в сжатой зоне с размерами:

b'_f = 2,2 м, h = 0,3 м, b = 0,2 м, h₀ = 0,3 - 0,03 = 0,27 м,

б_m= M/R_bb'_f h₀² =55,55 /11,5?10³ ?2,2?0,27² = 0,0301.

б_т = 0, 284 < б_R = 0,39.

Определяем площадь растянутой арматуры:

=0,000588 м² ? 5,88 см²

По сортаменту принимаем 2o12 + 1o16 А400 с A_s = 6,03 см².

Верхняя арматура в середине пролета

При отношении временной нагрузки v к постоянной g больше двух в средних пролетах возникают отрицательные моменты от невыгодного расположения временной нагрузки в смежных пролетах, которые следует учитывать при назначении арматуры. В зависимости от отношения v/g (от 0,5 до 5) значения моментов можно определить с помощью [14]. Постоянная нагрузка от веса плиты и балки g = 5,85 кН/м, временная нагрузка v= 12,63 кН/м.

В нашем случае v/g= 12,63/5,85 = 2,16 > 2,0.

Наибольшие отрицательные моменты в середине второго пролета равны

М_0,2< =-вql₀² = -0,03?18,48? 5,7² = -18,01 кНм.

Расчетное сечение рассматривается как прямоугольное с размерами:

h = 0,30 м, b = 0,2 м, h₀ = 0,30 - 0,05 = 0,25 м. б_m= M/R_bbh₀² =18,48 /11,5?10³ ?0,2?0,25² = 0,128.

б_т = 0,14 < б_R = 0,39.

Oпределяем площадь растянутой арматуры:

=0,000223 м² ? 2,23 см²

Минимальная арматура в середине пролета в верхней зоне для восприятия отрицательных моментов 2o12 А400 с А_s = 2,26 см².

1.2.4 Прочность наклонных сечений (расчет вертикальных стержней)

Сечение над первой промежуточной опорой (слева)

Расчетное сечение рассматривается как прямоугольное с размерами b = 0,2 м, h₀ = 0,25 м. Поперечная арматура А240, R_sw= 170 МПа (170?10³ кН/м²). Расчетная поперечная сила Q_в,л= 63,76 кН, постоянная нагрузка от собствен- ного веса g = 5,85 кН/м, временная (эквивалентная) q_v = 12,63 кН/м, полная нагрузка q = 18,48 кН/м.

M_b =1,5R_btbh₀² = 1,5?0,9?10³?0,2?0,25² = 16,875 кНм.

Вычислим значение q₁

q₁=q-0,5q_v = 18,48-0,5?12,63 = 12,17 кН/м.

Q_b1 = 2= 28,66 кН.

Проверяем условие:

Q_b1 = 28,66 < (2M_b /h₀) - Q_max = (216,875/0,25) - 63,76 = 71,24 кН.

Интенсивность хомутов вычисляем по формуле

q_sw= (Q_мах - Q_в1)/1,5h₀ = (63,76 - 28,66)/1,50,25 = 93,6 кН/м.

По конструктивным требованиям максимальный шаг стержней:

у опоры должен быть не более 0,5h₀= 0,125 м и не более 300 мм,

в пролетах балок и ребер высотой h > 150 мм, не более 0,75h₀ и не более 500 мм. 0,75h₀= 0,750,25 = 0,1875 м.

Максимально допустимый шаг у опоры согласно формуле

s_max = R_hbh₀²/Q_mx = 0,9010³ 0,20,25² /63,76 = 0,176 см.

Назначаем шаг хомутов у опоры S₁ = 125 мм, в пролете S₂ = 175 мм, Площадь принятых поперечных стержней

A_sw = q_sw s_w/R_sw = 93,60,125/17010³ = 0,000069 м² = 0,69 см².

Принимаем в расчетном сечении два поперечных стержня диаметром 6 мм с суммарной площадью A_sw = 0,57см².

Реальная интенсивность хомутов у опоры равна

q_sw = R_swA_sw /s_w = 17010³ 0,5710^-4 /0,125 = 77,52 кН/м.

Реальная интенсивность хомутов в пролете равна

q_sw2 = R_swA_sw /s_w = 17010³ 0,5710^-4 /70,175 = 55,37 кН/м.

Проверяем условия:

0,25R_btb= 0,250,9010³0,2 = 45,0 < q_sw1 = 77,52 кН/м.

0,25R_btb= 0,250,9010³0,2 = 45,0 < q_sw2= 55,37 кН/м.

Значения q_sw1 и q_sw2 не корректируем. Определим длину участка l₁ с шагом хомутов 0,125 м и интенсивностью q_sw1, равной 77,52 кН/м.

Дq_sw = 0,75(q_sw1- q_sw2) = 0,75(77,52 - 55,37) = 16,61 кН/м.

Дq_sw =16,61 кН/м > q₁ = 12,17 кН/м.

Длину участка l₁ находим по формуле

Q_b,min = 0,5R_btbh_o = 0,50,9010³0,20,25 = 45 кН.

Таким образом, поперечного армирования в виде 2o6 А240 с А_sw = 0,57 см² с шагом 0,175 м достаточно для обеспечения прочности наклонного сечения по поперечной силе. По конструктивным требованиям принимаем шаг поперечных стержней на опоре S_w1 = 0,125 мм на расстоянии не менее 1/4 = = 5,7/4 = 1,425 м. Практический размер составляет 1,5 м, что кратно шагу поперечных стержней на опоре 0,125 м. На остальной части пролета принимаем шаг 175 мм = 0,175 м.

Сечение над первой промежуточной опорой (справа)

Расчетное сечение рассматривается как прямоугольное с размерами b= =0,2 м, h₀=0,25м. Поперечная арматура А240, R_sw= 170 МПа (17010³ кН/м²). Расчетная поперечная сила Q_в,пр = 52,67 кН. Постоянная нагрузка от собственного веса g = 5,85 кН/м, временная (эквивалентная) q_v = 12,63 кН/м, полная нагрузка q = 18,48 кН/м.

М_b= 16,875 кНм; q₁ = 12,17 кН/м; Q_b1 = 2= 28,66 кН.

Проверяем условие:

Q_b1 = 28,66 < (2M_b /h₀) - Q_max = (216,875/0,25) - 52,67 = 74,87 кН.

Интенсивность хомутов вычисляем по формуле

q_sw= (Q_мах - Q_в1)/1,5h₀ = (52,67 - 28,66)/1,50,25 = 64,03 кН/м.

По конструктивным требованиям максимальный шаг стержней:

у опоры должен быть не более 0,5h₀= 0,125 м и не более 300 мм,

в пролетах балок и ребер высотой h > 150 мм, не более 0,75h₀ и не более 500 мм. 0,75h₀ = 0,750,25 = 0,1875 м.

Максимально допустимый шаг у опоры согласно формуле

s_max = R_hbh₀²/Q_mx = 0,9010³ 0,20,25² /52,67 = 0,214 см.

Назначаем шаг хомутов у опоры S₁ = 125 мм, в пролете S₂ = 175 мм. Площадь сечения принятых поперечных стержней

A_sw = q_sw s_w/R_sw = 64,030,125/17010³ = 0,000047 м² ? 0,47 см².

Принимаем в расчетном сечении два поперечных стержня диаметром 6 мм с суммарной площадью А_ш = 0,57см².

Реальная интенсивность хомутов у опоры равна

q_sw1 = R_swA_sw /s_w = 17010³ 0,5710^-4 /0,125 = 77,52 кН/м.

Реальная интенсивность хомутов в пролете равна

q_sw2 = R_swA_sw /s_w = 17010³ 0,5710^-4 /0,175 = 55,37 кН/м. Проверяем условия:

0,25R_btb= 0,250,9010³0,2 = 45,0 < q_sw1 = 77,52 кН/м.

0,25R_btb= 0,250,9010³0,2 = 45,0 < q_sw2= 55,37 кН/м.

Значения q_sw1 и q_sw2 не корректируем.

Определим длину участка l₁ с шагом хомутов 0,125 м и интенсивностью q_sw1, равной 77,52 кН/м.

Дq_sw = 0,75(q_sw1- q_sw2) = 0,75(77,52 - 55,37) = 16,61 кН/м.

Дq_sw =16,61 кН/м > q₁ = 12,17 кН/м.

Длину участка l₁ находим по формуле

Q_b,min = 0,5R_btbh_o = 0,50,9010³0,20,25 = 45 кН.

Таким образом, поперечного армирования в виде 2o6 А240 с А_sw = 0,57 см² с шагом 0,175 м достаточно для обеспечения прочности наклонного сечения по поперечной силе. По конструктивным требованиям принимаем шаг поперечных стержней на опоре S_w1 = 0,125 мм на расстоянии не менее 1/4 = = 5,7/4 = 1,425 м. Практический размер составляет 1,5 м, что кратно шагу поперечных стержней на опоре 0,125 м. На остальной части пролета принимаем шаг 175 мм = 0,175 м.

Сечение над первой опорой

Расчетное сечение рассматривается как прямоугольное с размерами b= =0,2 м, h₀=0,25м. Поперечная арматура А240, R_sw= 170 МПа (17010³ кН/м²). Расчетная поперечная сила Q_в,пр = 52,67 кН. Постоянная нагрузка от собственного веса g = 5,85 кН/м, временная (эквивалентная) q_v = 12,63 кН/м, полная нагрузка q = 18,48 кН/м.

М_b= 16,875 кНм; q₁ = 12,17 кН/м; Q_b1 = 2= 28,66 кН.

Проверяем условие:

Q_b1 = 28,66 < (2M_b /h₀) - Q_max = (216,875/0,25) - 42,5 = 92,5 кН.

Интенсивность хомутов вычисляем по формуле

q_sw= (Q_мах - Q_в1)/1,5h₀ = (42,5 - 28,66)/1,50,25 = 36,91 кН/м.

По конструктивным требованиям максимальный шаг стержней:

у опоры должен быть не более 0,5h₀= 0,125 м и не более 300 мм,

в пролетах балок и ребер высотой h > 150 мм, не более 0,75h₀ и не более 500 мм. 0,75h₀ = 0,750,25 = 0,1875 м.

Максимально допустимый шаг у опоры согласно формуле

s_max = R_hbh₀²/Q_mx = 0,9010³ 0,20,25² /42,5 = 0,265 см.

Назначаем шаг хомутов у опоры S₁ = 125 мм, в пролете S₂ = 175 мм. Площадь сечения принятых поперечных стержней

A_sw = q_sw s_w/R_sw =36,910,125/17010³ = 0,000027 м² ? 0,27 см².

Принимаем в расчетном сечении два поперечных стержня диаметром 6 мм с суммарной площадью А_ш = 0,57см².

Реальная интенсивность хомутов у опоры равна

q_sw1 = R_swA_sw /s_w = 17010³ 0,5710^-4 /0,125 = 77,52 кН/м.

Реальная интенсивность хомутов в пролете равна

q_sw2 = R_swA_sw /s_w = 17010³ 0,5710^-4 /0,175 = 55,37 кН/м. Проверяем условия:

0,25R_btb= 0,250,9010³0,2 = 45,0 < q_sw1 = 77,52 кН/м.

0,25R_btb= 0,250,9010³0,2 = 45,0 < q_sw2= 55,37 кН/м.

Значения q_sw1 и q_sw2 не корректируем.

Определим длину участка l₁ с шагом хомутов 0,125 м и интенсивностью q_sw1, равной 77,52 кН/м.

Дq_sw = 0,75(q_sw1- q_sw2) = 0,75(77,52 - 55,37) = 16,61 кН/м.

Дq_sw =16,61 кН/м > q₁ = 12,17 кН/м.

Длину участка l₁ находим по формуле

Q_b,min = 0,5R_btbh_o = 0,50,9010³0,20,25 = 45 кН.

Таким образом, поперечного армирования в виде 2o6 А240 с А_sw = 0,57 см² с шагом 0,175 м достаточно для обеспечения прочности наклонного сечения по поперечной силе. По конструктивным требованиям принимаем шаг поперечных стержней на опоре S_w1 = 0,125 мм на расстоянии не менее 1/4 = 5,7/4 = 1,425 м. Практический размер составляет 1,5 м, что кратно шагу поперечных стержней на опоре 0,125 м. На остальной части пролета принимаем шаг 175 мм = 0,175 м.

Сечение над средней промежуточной опорой

Расчетное сечение рассматривается как прямоугольное с размерами b = = 0,2 м, h₀ = 0,25 м. Поперечная арматура А240, R_sw= 170 МПа (17010³ кН/м²). Расчетная поперечная сила Q_c,np = Q_с,л = 52,67 кН. Поперечное армирование в виде 2o6А24О с А_sw = 0,57 см² с шагом 0,175 м достаточно для обеспечения прочности наклонного сечения по поперечной силе на промежуточных опорах. Принимаем шаг поперечных стержней на опоре S_w1=0,125 мм на расстоянии 1,5 м, что кратно шагу поперечных стержней на опоре 0,125 м. На остальной части пролета принимаем шаг 175 мм = 0,175 м.

1.2.5 Конструирование второстепенных балок

Второстепенную балку армируем в виде плоских каркасов, объединенных с помощью монтажных стержней в пространственные. При назначении армирования эпюра материалов при обрыве стержней в пролете для второстепенной балки не строилась, а длина обрываемых стержней принималась с учетом длины зоны анкеровки размером не менее одной четверти соответствующего пролета.

В пролете принимаются два плоских каркаса, состоящих из одного нижнего рабочего стержня o16 А400 и верхнего o12 А400. Поперечные стержни o6 А240 с шагом 125 у опоры на участке длиной 1500 мм и в пролете с шагом 175 мм. Для восприятия максимального момента в первом пролете устанавливается дополнительный стержень 1o14 А400 длиной 3000 мм. Над первой опоре в верхнем поясе на расстоянии l/4 устанавливается дополнительная арматура 2o16 А400 длиной 3600 мм.

Над второй опорой в растянутой зоне расположена дополнительная арматура 1o18 А400 длиной 3600 мм.

Таблица 2.3 Спецификация арматуры

Марка элемента	№	Количество, диаметр и класс арматуры	Длина стержня, мм	Общая длина, м	Масса 1 П.М., кг	Масса в балке, KI	Общая масса, кг
Второстепенная балка (8 шт)	1	2o16 Л400	5845	23,38	1,578	36,89	295,15
	2	1 o14 А400	3000	6,0	1,208	7,25	58,00
	3	2o12 А400	29980	59,96	0,888	53,24	425,92
	4	2o16 А400	3600	14,4	1,578	22,72	181,76
	5	2o14 А400	3600	14,4	1,208	17,40	139,20
	6	2o16 Л400	5700	34,2	1,578	53,97	431,74
	7	414o6 А240	270	111,78	0,222	24,82	198,56
	8	60o6 А240	180	10,8	0,222	2,4	19,2
Итого но балке	1749,53

Назначение арматуры

Позиция 1. Основная нижняя продольная арматура предназначена для восприятия растягивающих усилий от положительного изгибающего момента в крайних пролетах балки.

Позиция 2. Дополнительная нижняя продольная арматура предназначена для восприятия растягивающих усилий от положительного изгибающего момента в первых (крайних) пролетах балки, где армирования основной арматурой недостаточно.

Позиция 3. Основная верхняя продольная арматура предназначена для восприятия растягивающих усилий от отрицательного изгибающего момента в пролетах балки.

Позиция 4. Дополнительная верхняя продольная арматура предназначена для восприятия растягивающих усилий от отрицательного изгибающего момента на первых промежуточных опорах балки.

Позиция 5. Дополнительная верхняя продольная арматура предназначена для восприятия растягивающих усилий от отрицательного изгибающего момента на средних промежуточных опорах балки.

Позиция 6. Основная нижняя продольная арматура средних пролетов предназначена для восприятия растягивающих усилий от положительного изгибающего момента в средних пролетах балки.

Позиция 7. Поперечная арматура предназначена для восприятия растягивающих усилий от поперечной силы.

Позиция 8. Монтажные стержни обеспечивают положение плоских каркасов в проектном положении при бетонировании.

Технико-экономические показатели перекрытия

*V₁- расход бетона на плиту перекрытия толщиной h_n = 0,05 м