Проектирование четырех этажного промышленного здания

Размещено на http://www.allbest.ru/

Министерство образования и науки Российской Федерации

Санкт-Петербургский государственный архитектурно-строительный университет

Факультет безотрывных форм обучения

Кафедра железобетонных и каменных конструкций

Проектирование четырех этажного промышленного здания

Выполнил студент

ФБФО 4СЗ ПГС-V

Шифр 12-481

Чех Диана Аркадьевна

Санкт-Петербург 2017

Глава 1. Проектирование монолитного железобетонного перекрытия

В соответствии с заданием требуется запроектировать четырехэтажное здание промышленного типа с размерами в плане между внутренними гранями стен L = 37,7 м, В = 26,6 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 = 4,3 м. Временная нагрузка нормативная на всех междуэтажных перекрытиях

, в том числе кратковременная . Снеговая нагрузка на кровле .

Подошва фундаментов основывается на грунте с расчетным сопротивлением R = 0,2 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.

Классы бетона и арматуры выбираются проектировщиками в соответствии с действующими нормативными документами.

Состав пола на междуэтажных перекрытиях и на первом этаже принимается типовым в зависимости от назначения помещения и характера технологии производства в нем.

арматура фундамент железобетонный кирпичный

1.1 Разбивка балочной клетки

Основные принципы проектирования разбивочной схемы балочной клетки монолитного железобетонного перекрытия изложены в учебнике [9] и учебном пособии [11].

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 = 37,8 м и ширине В = 26,6 м могут быть приняты 6 пролетов второстепенных продольных балок и 4 пролета главных поперечных балок. С учетом рекомендаций [11] о целесообразности уменьшения до 10 % крайних пролетов балок в сравнении со средним получим (рис. 1)

,

откуда

.

Принимая с округлением средние пролеты второстепенных балок , получим величину крайних пролетов

.

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 [13] о целесообразности уменьшения до 20 % крайних пролетов плиты в сравнении со средними получим

,

откуда

.

1.2 Расчет плиты перекрытия

В соответствии с п. 5.4 [3] 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:

,

принимаем , .

Рис. 1. Схема монолитного перекрытия: МП - монолитная плита, ВБ - второстепенная балка, ГБ - главная балка

Принимая с округлением средние пролеты плиты , получим величину крайних пролетов

.

За расчетные пролеты плиты принимаем:

· в средних пролетах - расстояния в свету между гранями второстепенных балок

· в крайних - расстояния от граней второстепенных балок до середины площадок опирания плиты на стену (рис. 2).



Рис. 2. Общий вид монолитной плиты перекрытия

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

,

.

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)

,

.

При соотношении длинной и короткой сторон плита условно рассчитывается [4] как балочная неразрезная многопролетная, работающая в коротком направлении. (рис. 3).

Рис. 3. Расчетная схема плиты перекрытия

Статический расчет

Для расчета монолитной плиты вырезаем условную полосу шириной 1м, вдоль рабочего направления. Сбор нагрузок приведен в табл. 1

Таблица 1

№ п/п	Наименование	Нормативная нагрузка, кН/м	Коэф. надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м
Постоянные нагрузки
1	Вес пола из цементного раствора с затиркой =20мм, =1700кг/м3	0,34	1,2	0,44
2	Вес ж/б плиты =80мм, =2500кг/м3	2,0	1,1	2,2
Итого	2,34		2,64
Временные нагрузки по (заданию)
3	Равномерно-распределенная	9	1,2	10,8
	в т.ч. кратковременная	1,5	1,2	1,8
Полная	12,84		15,24
Постоянная + длительная	11,34		13,44

Величины расчетных изгибающих моментов в неразрезной балочной плите с равными или отличающимися не более чем на 20 % пролетами () определяются с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций бетона и арматуры в соответствии с [6] по формулам:

· в крайних пролетах

· в средних пролетах и над средними опорами (рис. 3)

;

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

;

· то же при армировании плоскими сетками (раздельное армирование)

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 13,44 / 15,24 = 0,87 < 0,9 (в соответствии с п. 3.3 [3]) расчетные сопротивления определяются с коэффициентом условий работы b1 = 1,0; ; Еb = 24000 МПа; .

Арматуру в плите перекрытия принимаем для двух вариантов армирования:

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

· арматурой класса А400 с расчетным сопротивлением Rs = = 350 МПа при армировании плоскими сетками (раздельное армирование), Еs = 200000 МПа.

Необходимую толщину плиты перекрытия определяем при среднем оптимальном коэффициенте армирования = 0,006 по максимальному моменту Мкр = 4,66 кНм и ширине плиты b'f = 1000 мм.

Расчетная высота сечения плиты при относительной ее высоте

-для арматуры класса В500;

- для арматуры класса А400,

где R определяется по табл. 3.2 [3].

При и

- для арматуры класса В500;

- для арматуры класса А400;

.

Полная высота сечения плиты при диаметре арматуры d = 10 мм и толщине защитного слоя 10 мм

где . Оставляем принятую ранее толщину плиты , расчетную высоту сечения

.

Расчет продольной арматуры в плите.

Расчеты по определению необходимого количества рабочей арматуры в многопролетной неразрезной плите монолитного перекрытия сведены в табл. 2 для двух вариантов армирования - непрерывного, сварными рулонными сетками из арматуры класса В500 и раздельного, плоскими сварными сетками из арматуры класса А400 (рис. 4, 5).

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 средних участках между осями 2-6 согласно [6].

На участках в средних пролетах и над средними опорами

.

Таблица 2

Расчетные сечения	Расчетные характеристики	Принятые сварные сетки с площадью сечения рабочей арматуры As, мм2/м
	М106 Нмм	b, мм	h0, мм	бm=	, мм2 Арматура классов: В500, А400
				(прил.1)
1	2	3	4	5	6	7	8
На крайних участках между осями 1 -2 и 6 - 7	в крайних пролетах	4,66	1000	65	0,130 0,93	В500	185,8	Аs = 157 + 35 = 192
					0,130 0,93	А400	220,3	Аs = 251
	у опор В	4,07	1000	65	0,113 0,94	В500	155,5	Аs = 157 + 35 = 192
		4,2	1000	65	0,117 0,937	А400	197,0	Аs = 201
	в средних пролетах	4,07	1000	65	0,113 0,94	В500	155,5	Аs = 157
					0,113 0,94	А400	190,3	Аs = 201
	У опор С	4,07	1000	65	0,113 0,94	В500	155,5	Аs = 157
					0,113 0,94	А400	190,3	Аs = 201
На крайних участках между осями 2 - 6	в крайних пролетах	4,66	1000	65	0,130 0,93	В500	185,8	Аs =157 +35 = 192
					0,130 0,93	А400	220,3	Аs = 251
	у опор В	4,07	1000	65	0,113 0,94	В500	155,5	Аs = 157 + 35 = 201
		4,2	1000	65	0,117 0,937	А400	197,0	Аs = 201
	в средних пролетах	3,26	1000	65	0,091 0,952	В500	126,9	Аs = 157
					0,091 0,952	А400	150,5	Аs = 198
	у опор С	3,26	1000	65	0,091 0,952	В500	126,9	Аs = 137
					0,091 0,952	А400	150,5	Аs = 198

Схема армирования приведены на рис. 4, 5.

Рис. 4. Раздельное и непрерывное армирование монолитной плиты перекрытия

При выборе сеток в табл. 2 учтено указание п. 1.6 ГОСТ 8478-81 о том, что вследствие ограниченной номенклатуры стандартных сеток, разрешается изготовление нестандартных, при условии, что диаметры всех продольных рабочих стержней будут одинаковыми, не превышающими 5 мм в рулонных сетках (при арматуре класса А400 6 мм), диаметры всех поперечных стержней будут также одинаковыми, не превышающими 8 м как в рулонных, так и в плоских сетках. При армировании разрешается разрезка сеток.

1.3 Расчет второстепенной балки Б-2

Расчетная схема второстепенной балки - многопролетная неразрезная конструкция. Опорами служат в крайних пролетах - кирпичная стена и главная балка, в средних пролетах - главные балки.

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 (рис. 6).

При ширине ребер главных балок (ориентировочно) 300 мм и глубине заделки второстепенных балок и стены на 250 мм:

,

.

Рис. 6 Общий вид второстепенной балки

Статический расчет

Сбор нагрузок приведен в табл. 3.

Таблица 3

№ п/п	Наименование	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэф. надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянные нагрузки
1	Вес пола из цементного раствора с затиркой =20мм, =1700кг/м3	0,34	1,2	0,44
2	Вес ж/б плиты =80мм, =2500кг/м3	2,0	1,1	2,2
3	Вес второстепенной балки* bh=200600, =2500кг/м3	1,13	1,1	1,24
Итого	3,47		3,88
Временные нагрузки по (заданию)
4	Равномерно-распределенная	9	1,2	10,8
	в т.ч. кратковременная	1,5	1,2	1,8
Полная	13,97		16,48
Постоянная + длительная	12,47		14,68

Расчетные нагрузки на наиболее нагруженную второстепенную балку Б-2 с грузовой площадью шириной 2,3 м, равной расстоянию между осями балок

· полная расчетная нагрузка

· постоянная и временная длительная

Расчетные изгибающие моменты в неразрезных балках (рис. 7) с равными или отличающимися не более чем на 10 % пролетами (lср : lкр = 620: 587,5 = 1,04 1,10) в соответствии с [6] с учетом перераспределения усилий, в следствие пластических деформаций определяются по формулам:

· в крайних пролетах

· в средних пролетах и над средними опорами

· над вторыми от конца промежуточными опорами В

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

Рис. 7. Расчетная схема второстепенной балки

Величины значений возможных отрицательных моментов в средних пролетах при не выгоднейшем загружении второстепенной балки временной нагрузкой в соответствии с [6] определяются по огибающим эпюрам моментов для неразрезной балки в зависимости от соотношения временной и постоянной нагрузок по формуле

,

где - коэффициент, принимаемый по приложению 2.

При 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.

;

.

Расчетные поперечные силы

;

;

;

Определение размеров сечения второстепенной балки

Принимаем для балки бетон класса В15. Поскольку отношение постоянных и длительных нагрузок к полным , коэффициент и ; ;.

В качестве рабочей в каркасах используем стержневую арматуру периодического профиля класса А400 с и сварные сетки из обыкновенной арматурной проволоки класса В500 с . Поперечная и монтажная арматура - класса А240 с , .

Необходимую высоту балки определяем по максимальному опорному моменту, задавшись шириной ребра b = 200 мм и приняв относительную высоту сжатой зоны , поскольку в соответствии с [6] расчетные усилия в балке подсчитаны с учетом перераспределения усилий и возможного образования в опорных сечениях пластических шарниров.

При , , расчетная высота сечения

.

Полная высота сечения при однорядном расположении стержней продольной арматуры

.

Принимаем с округлением до размера, кратного 50 мм, при мм высоту второстепенной балки h = 600 мм, ширину ребра .

Примечание. Проверка достаточности принятых размеров сечения производится согласно п. 3.30 [3] 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 с шириной равной 200 мм.

При действии в средних пролетах отрицательных моментов плита в них также оказывается в растянутой зоне, поэтому за расчетное сечение балки также принимается прямоугольное сечение.

Расчетная ширина полки в элементе таврового сечения при в соответствии с п. 3.26 [3] принимается меньшей из двух величин:

,

.

Принимаем .

Расчет продольной арматуры в пролетных и опорных сечениях второстепенной балки, выполненной для двух вариантов армирования, сведен в табл. 4. В опорных и пролетных сечениях предусмотрено армирование сварными сетками с рабочей арматурой класса А400. Монтажная и поперечная арматура - класса А240 (рис. 8).

Рис. 8. Схема армирования второстепенной балки

Таблица 4

Рабочая арматура	Расчетныесечения
		Расчетное усилие М, Нмм	bf, мм	b, мм	h0, мм	m	Класс арматуры	Расчетная арматура	Принятая арматура As, мм2
В нижней зоне	в крайних пролетах	113106	2100	-	565	0,035	А400	684	2 22А400 As = 760 в двух плоских каркасах
	в средних пролетах	86,5106	2100	-	565	0,028	А400	541	2 20А400 As = 628 в двух плоских каркасах
В верхней зоне	во втором пролете	51,2106	-	200	565	0,176	А400	355	2 16А400 As = 402 в двух каркасах
	во всех средних пролетах	40,1106	-	200	565	0,139	А400	272	2 14А400 As = 308 в двух каркасах
	На опоре В	98,9106	-	200	565	0,336	А400	- 776	2 25А400 As = 982 в одной П-образной сетке
	На опоре С	86,5106	-	200	565	0,294	А400	- 651	2 22А400 As = 760 в одной П-образной сетке

Расчет балки на действие поперечных сил у опоры А

Минимальная поперечная сила на опорах: , поперечная арматура в балке должна ставиться по расчету.

Принимаем поперечную арматуру класса A240 с (см. табл. 2.6 [3]). В двух плоских каркасах при диаметре стержней продольной арматуры 22 мм поперечные стержни из условия технологии сварки принимаем диаметром 6 мм (, см. п. 9. ГОСТ 14098-91).

При (26 А240), максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с п. 5.21 [3] при :

Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах .

Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями.

Расчет прочности по наклонной полосе между наклонными сечениями производим из условия 3.43 [3]

где Q принимается на расстоянии не менее h0 от опоры.

,

,

прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.

Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению

Усилие в хомутах на единицу длины элемента равно [3]

.

Так как ,

[3].

Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения c.

При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q значение c принимают равным , а если при этом

или , то (3.32 [3]).

,

так как ,

, не более (п. 3.32 [3]).

Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения .

Длину проекции наклонной трещины c0 принимают равным c, но не более (п. 3.31 [3]). Принимаем длину проекции наклонной трещины .

Тогда поперечная сила воспринимаемая хомутами равна

.

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном (п. 3.31 [3])

но не более

,

и не менее

.

.

Принимаем .

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

.

При , т. е. прочность наклонных сечений у опоры А 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 наклонного сечения (рис. 9) у грани опоры. Отсюда .

Опорная реакция балки равна , а площадь опирания балки

, откуда

,

следовательно, . Из табл. 3.3 [3] при классе бетона В15, классе арматуры А400 и находим . Тогда, длина анкеровки при ds=22 мм равна .

Усилие в продольной арматуре в зоне анкеровки

.

Рис. 9. Расчетная схема по наклонному сечению на действие изгибающего момента

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

Принимая , , (табл. 3.4[3]), получаем

.

Отсюда .

Определяем максимально допустимое значение . Из табл. 3.3 [3] при находим , тогда

,

т.е. оставляем .

Определим плечо внутренней пары сил

>

.

Тогда момент, воспринимаемый продольной арматурой, равен

.

По формуле 3.48 [3] вычислим величину

.

Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения по формуле 3.76 [3], принимая значение равным опорной реакции балки

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 x = lsup/3 + c = 250/3 + 625,9 = 709 мм

.

Проверяем условие 3.69 [3]:

,

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

Расчет балки на действие поперечных сил у опор B и C

У опор В и С при (26 А240). , .

Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с п. 5.21 [3] при h0 = 600 - 35 мм = 565 мм:

Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах s = 200 мм.

Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями

Расчет прочности по наклонной полосе между наклонными сечениями производим из условия 3.43 [3].

,

где Q принимается на расстоянии не менее h0 от опоры.

,

,

прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.

Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению

У опоры В . При прочих равных параметрах (см. расчет по наклонному сечению у опоры А) проверим достаточность принятой поперечной арматуры:

т.е. прочность наклонных сечений у опоры B недостаточна (см. п. 3.31 [3]).

Увеличиваем диаметр поперечных стержней до 8 мм и оставляем шаг 200 мм. Тогда при (28 А240) снова проверяем прочность по наклонному сечению.

.

Так как ,

[3].

.

Так как

,

но не более (п. 3.32 [3]).

Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения .

Длину проекции наклонной трещины c0 принимают равным c, но не более (п. 3.31 [3]).

Принимаем длину проекции наклонной трещины . Тогда

.

Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяют по формуле

,

,

.

Принимаем .

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

.

При , т.е. прочность наклонных сечений у опоры В обеспечена.

Согласно п.5.21 [3] шаг хомутов (sw )

· у опоры должен быть не более и ;

· в пролете не более и .

Окончательно устанавливаем во всех пролетах на приопорных участках длиной поперечную арматуру диаметром 8 мм с шагом 200 мм, а на средних участках с шагом 300 мм.

У опоры В справа и у опоры С слева и справа и одинаковой поперечной арматуре прочность наклонных сечений также обеспечена.

Расчет ширины раскрытия наклонных трещин.

В учебном пособии этот расчет для второстепенной балки не производится. Аналогичный расчет выполнен для продольного ребра сборной ребристой панели.

Определение ширины раскрытия нормальных трещин.

Расчет производится в соответствии с п. 7.2.12 [2] на действие нормативных нагрузок. В учебном пособии этот расчет для второстепенной балки не производится. Аналогичный расчет выполнен для продольного ребра сборной ребристой панели.

Глава 2. Проектирование сборного железобетонного перекрытия

2.1 Составление разбивочной схемы

Принцип разбивки сетки колонн к схеме расположения ригелей и колонн сборного перекрытия изложен в [12]. 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. По методическим соображениям в курсовом проекте принцип унификации размеров не соблюдается.

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 = 37,8 м могут разместиться 6 панелей. Длина панелей с учетом заделки крайних панелей в стены на глубину 120 мм будет (рис. 10)

.

При рекомендуемых пролетах ригеля от 5,0 до 7,0 м на заданной ширине здания В = 26,6 м принимаем 4 пролета.

При ширине панели от 1,2 до 1,5 м принимаем в средних пролетах по 5 панелей, а в крайних пролетах по 4,5 панели.

Ширина панелей (рис. 11)



Рис. 10. Схема перекрытия

Рис.11. Ребристая плита перекрытия

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 1380 6320 мм (рис.11).

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.

2.2 Расчет плиты П-1

Расчет плиты перекрытия в целом заключается в расчете ее полки, поперечного и продольного ребер.

Расчет полки плиты/

Полка плит представляет собой четыре прямоугольные ячейки в плане (рис. 11) 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.

Рис.12. Поперечный разрез ребристой плиты

С целью упрощения расчета каждую из ячеек полки в статическом отношении условно рассматриваем как плиту, опертую по контуру, с частичным защемлением в продольных и поперечных ребрах.

За расчетные пролеты принимаются:

· в поперечном направлении (рис. 12)

· в продольном направлении

· где b1 и b2 - ширина поверху продольного и поперечного ребер соответственно.

Соотношение сторон полки плиты

, (см. рис. 12).

Статический расчет. Нагрузка на полосу плиты с условной шириной 1,0 м при толщине плиты 50 мм приведена в табл. 4.

Таблица 4

№ п/п	Наименование	Нормативная нагрузка, кН/м	Коэф. надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м
Постоянные нагрузки
1	Вес пола из цементного раствора с затиркой =20мм, =2000кг/м3	0,4	1,2	0,48
2	Вес ж/б плиты =50мм, =2500кг/м3	1,25	1,1	1,38
Итого	1,65		1,86
Временные нагрузки по (заданию)
3	Равномерно-распределенная	9	1,2	10,8
	в т.ч. кратковременная	1,5	1,2	1,8
Полная	12,15		14,46
Постоянная + длительная	10,65		12,66

Допуская соотношение сторон равным 1 (фактически ) и равенство опорных и пролетных моментов () вычислим изгибающий пролетный момент в полке плиты на 1 м ширины по формуле (рис. 13).

,

где учитывает благоприятное влияние распора в жестком контуре.

Тогда момент от полной нагрузки составит:

,

а от постоянных и длительных



Рис. 13. Расчетная схема полки плиты

Расчет рабочей арматуры полки плиты

необходимо учитывать согласно п. 3.3 [3] коэффициент условий работы .

Панель проектируем из бетона класса В20 с характеристиками: , , , , .

В качестве рабочей арматуры плиты используем проволоку класса В500 с расчетным сопротивление , 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 . Поперечную арматуру в ребрах панели принимаем класса А240 с , .

Уточняем толщину плиты, приняв коэффициент армирования :

;

;

.

Учитывая рекомендации п.5.4 и 5.7 [3], принимаем плиту толщиной 50 мм с .

Определим площадь сечения арматуры на 1 м ширины плиты при

(табл. 3.2 [3]), т. е. сжатая арматура по расчету не требуется

Принимаем рулонную сетку С-1 марки с продольной и поперечной рабочей арматурой площадью .

Сетка С - 1 раскатывается вдоль продольных ребер на всю ширину полки. Дополнительная сетка С - 2 заводится в продольные ребра на длину, равную (рис. 14).

Рис. 14. Схема армирования полки плиты

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 (рис. 12): .

Согласно рекомендациям [12] принимаем высоту поперечных ребер 200 мм, ширину по низу - 60 мм, по верху - 85 мм.

Статический расчет

Максимальная нагрузка на среднее поперечное ребро передается с треугольных грузовых площадей Ас = 0,5l12 (рис. 15). Треугольную нагрузку допускается заменить на эквивалентную равномерно распределенную по формуле , тогда полная эквивалентная нагрузка составит

,

а временная эквивалентная соответственно

где - средняя толщина поперечного ребра; g и v - выбираются из таблицы сбора нагрузок.

Собственный вес поперечного ребра

.



Рис. 15. Схема распределения нагрузок на поперечное ребро

Суммарная равномерно распределенная нагрузка

.

Расчетные усилия

;

.

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

;

;

;

.

Расчет рабочей арматуры

При отношении толщины плиты к высоте ребра согласно п. 3.26 [3] за расчетное сечение поперечного ребра принимаем тавровое с шириной полки в сжатой зоне

.

Необходимое количество продольной арматуры класса А400 при

.

По таблице 3.2 [3] находим .

Так как , сжатая арматура по расчету не требуется.

.

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

Расчет прочности наклонных сечений

Проверим прочность наклонной полосы между наклонными сечениями.

Прочность полосы обеспечена.

При высоте ребра 20 см и продольной арматуре 8мм принимаем поперечные стержни в каркасах из арматуры класса А240 диаметром 6 мм с Аs=28 мм2. В соответствии с п.5.21 [3] шаг арматуры должен быть не более

Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах .

Прочность наклонных сечений поперечных ребер по поперечной силе проверим согласно п.3.31 [3].

Поскольку



хомуты необходимо учитывать в расчете полностью и значение Мb определяется по формуле

.

Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения:

.

Поскольку

<,

следует принимать

.

Принимаем .

Тогда

,

Qb = ,

,

.

 т. е. прочность наклонных сечений обеспечена.

Проверим требование п. 3.35 [3]

,

т.е. требование выполнено.

Расчет продольного ребра.

Высоту продольных ребер ориентировочно определяем из соотношений . Полученное значение высоты округляем в большую сторону с кратностью 50 мм, но ограничиваем h 450 мм. Окончательно принимаем h = 450 мм. В качестве опорных конструкций для панелей принимаем ригели прямоугольного сечения с шириной ребра 25 см.

Статический расчет

Сбор нагрузок приведен в табл. 5.

Таблица 5

№ п/п	Наименование	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэф. надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянные нагрузки
1	Вес пола из цементного раствора с затиркой =20мм, =2000кг/м3	0,4	1,2	0,48
2	Вес ж/б плиты =50мм, =2500кг/м3	1,25	1,1	1,38
3	Поперечные ребра* (5шт) , =2500кг/м3	0,2	1,1	0,22
4	Продольные ребра** (2шт) b=80мм, =2500кг/м3	1,3	1,1	1,43
Итого	3,15		3,51
Временные нагрузки по (заданию)
5	Равномерно-распределенная	9	1,2	10,8
	в т.ч. кратковременная	1,5	1,2	1,8
Полная	13,65		16,11
Постоянная + длительная	12,15		14,31

Погонная нагрузка на два продольных ребра:

· полная расчетная нагрузка

· постоянная и временная длительная расчетная

· полная нормативная нагрузка

· постоянная и временная длительная нормативная

За расчетную схему для продольных ребер принимаем однопролетную балку со свободным опиранием концов на ригели (рис. 16), расчетный пролет определяется как расстояние между серединами площадок опирания ребер панели на ригели (рис. 17).

.

Рис. 16. Расчетная схема продольного ребра

Рис. 17. Схема опирания плиты перекрытия на ригели

Усилия в двух продольных ребрах:

от расчетных нагрузок

,

;

от нормативных нагрузок

,

;

в том числе, от кратковременной

,

;

длительной нормативной

;

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

Ширина полки, вводимая в расчет, в соответствии с п. 3.26 [3] при наличии поперечных ребер

Расчетная высота сечения . 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 равна 170 мм.

Расчет прочности нормальных сечений

Поскольку , необходимо учитывать согласно п.3.3 [3] коэффициент условий работы .

Бетон класса В20 с характеристиками: , , , 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

.

Расчет производим в предположении, что сжатая арматура по расчету не требуется = 0:

Определим где проходит граница сжатой зоны бетона.

,

т. е. нейтральная ось проходит в пределах полки () и элемент рассчитывается как прямоугольный с шириной .

Необходимое количество продольной арматуры класса А400 при ,

т. е. сжатая арматура по расчету действительно не требуется

Принимаем стержневую арматуру из стержней 222А400 с .

Монтажную арматуру каркасах продольных ребер принимаем класса А240 диаметром 10 мм c .

Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер

, поперечная арматура в балке должна ставиться по расчету.

Принимаем поперечную арматуру класса A240 с (табл. 2.6 [3]). В двух плоских каркасах при диаметре стержней продольной арматуры 22 мм поперечные стержни из условия технологии сварки принимаем диаметром 6 мм (, п. 9. ГОСТ 14098-91), при (26 А240).

Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с п. 5.21 [3] при :

Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах на приопорных участках, и ()на средних участках.

Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями.

Расчет прочности по наклонной полосе между наклонными сечениями производим из условия 3.43 [3]

где Q принимается на расстоянии не менее h0 от опоры.

,

, прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.

Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению. Усилие в хомутах на единицу длины элемента равно [3]

.

Так как ,

[3].

Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения c.

, >

>,

, но не более (см. п. 3.32 [3]).

Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения c = 1,245 м.

Длину проекции наклонной трещины c0 принимают равным c, но не более (см. п. 3.31 [3]).

Принимаем длину проекции наклонной трещины .

Тогда

.

Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяют по формуле

.

,

,

.

Принимаем .

Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия



где Q - поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции c; при вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение Q принимается в нормальном сечении, проходящем на расстоянии c от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длиной c.

.

При , прочность наклонных сечений обеспечена (см. п. 3.31 [3]).

Поскольку продольная растянутая 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 . Расчет производим по формуле

,

где - коэффициент, учитывающий продолжительность действия нагрузки (при непродолжительном действии равен 1, при продолжительном - 1.4); - 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 определяют, принимая, что поперечная сила, воспринимаемая бетоном, отвечает своему минимальному значению , и, следовательно, поперечная сила, передаваемая на поперечную арматуру, составляет . При этом поперечную арматуру, воспринимающую эту силу, учитывают на длине 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. Выполнив вычисления, получим:

,

,

,.

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

Расчет ширины раскрытия нормальных трещин..

Определяем момент образования трещин согласно п.4.5 [3]. Для этого определяем геометрические характеристики приведенного сечения при

и .

Рис. 18. К расчету раскрытия нормальных трещин

Площадь приведенного сечения (рис. 18):

.

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

.

Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести:



.

Момент сопротивления приведенного сечения:

.

Учтем неупругие деформации растянутого бетона путем умножения W на коэффициент (табл. 4.1 [3])

.

Тогда изгибающий момент при образовании трещин с учетом неупругих деформаций .

Так как , следовательно трещины образуются.

Определим напряжения в арматуре по формуле 4.13 [3]:

Коэффициент приведения

. Тогда при ,

и

из графика на черт. 4.3 [3] находим коэффициент и плечо внутренней пары сил .

Вычислим .

Определим расстояние между трещинами ls по формуле (4.22) [3]. Поскольку высота растянутого бетона, равная при (для таврового сечения) , площадь сечения растянутого бетона принимаем равной

.

Тогда

что больше 400 мм (п. 4.12) [3], поэтому принимаем .

Значение определяем по формуле (4.26) [3]:

.

Определим по формуле (4.10) ширину продолжительного раскрытия трещин, принимая , ,



что меньше допустимой величины .

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

.

Для изгибаемых элементов прямоугольного, таврового и двутаврового сечений, эксплуатируемых при влажности воздуха окружающей среды выше 40 %, кривизну на участках с трещинами допускается определять по формуле (4.45) [3] .

Коэффициент армирования

При продолжительном действии нагрузки и нормальной влажности (W = 40ч75 %) коэффициент приведения арматуры равен

.

Из табл. Прил. 3 при и

находим .

Из табл. Прил. 4 при

, , и , .

Тогда

Прогиб определим по формуле (4.33) [2], принимая согласно табл. 4.3

.

Согласно СНиП 2.01.07-85* табл. 19, поз. 2 предельно допустимый прогиб по эстетическим требованиям для пролета l = 5,27 м равен

условие (4.30) [3] выполняется.

Примечание. Если расчетный прогиб превышает предельно допустимую величину, то для его уменьшения следует увеличить высоту продольных ребер до размера, кратного 5 см, и уточнить расчет прочности и прогиба продольных ребер панели. Возможно также повышение класса бетона.

2.3 Расчет неразрезного ригеля

Согласно разбивочной схеме (см. рис. 10) ригель представляет собой неразрезную многопролетную (четырех пролетную) 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 (рис. 19).

Рис. 19. Поперечный разрез здания

Статический расчет ригеля.

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 (рис. 20).

За расчетные пролеты ригеля принимаем:

· в средних пролетах - расстояние между осями колонн, на которые опирается ригель;

· в крайних пролетах - расстояние между осью колонны, на которую опирается ригель, до середины площадки опирания ригеля на стену.

Расчетные пролеты:

· крайний ,

· средний ,

где bн - номинальная ширина плиты перекрытия, a = 380 мм - длина площадки опирания ригеля на стену (1,5 кирпича).

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.

По рекомендациям [9] принимаем ригель сечением 3070 см.

Таблица 6

№п/п	Наименование	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэф. надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянные нагрузки
1	Вес пола из цементного раствора с затиркой =20мм, =2000кг/м3	0,4	1,2	0,48
2	Вес ж/б плиты =50мм, =2500кг/м3	1,25	1,1	1,38
3	Поперечные ребра (5шт) , =2500кг/м3	0,2	1,1	0,22
4	Продольные ребра (2шт) b=80мм, =2500кг/м3	1,3	1,1	1,43
5	Вес ригеля* bh=300700мм, =2500кг/м3	0,82	1,1	0,9
Итого	3,97		4,41
Временные нагрузки по (заданию)
5	Равномерно-распределенная	9	1,2	10,8
	в т.ч. кратковременная	1,5	1,2	1,8
Полная	14,47		17,01
Постоянная + длительная	12,97		15,21

Погонная нагрузка ригель:

· полная расчетная нагрузка

· постоянная и временная длительная расчетная

где

.

Изгибающие моменты в сечениях ригеля по его длине определяются по формуле

а поперечные силы на опорах ригеля - по формуле

где g и v -постоянная и временная нагрузки на ригель, соответсвенно;

и - коэффициенты, принимаемые по прил. 2 в зависимости от числа пролетов и схемы загружения;

l - расчетный пролет, крайний или средний.

Для определения изгибающего момента на опоре В принимают

.

Пример определения изгибающих моментов и поперечных сил в сечениях ригеля с учетом коэффициента надежности по ответственности ():

· при действии постоянной нагрузки g для схемы загружения 1:

,

,

,

,

.

· при действии временной нагрузки v для схемы загружения 2

,

,

,

.

· при действии временной нагрузки v для схемы загружения 3

,

,

,

,

.

Расчеты по определению изгибающих моментов и поперечных сил сведены в табл. 7.

От загружения ригеля постоянной нагрузкой в сочетании с невыгодным его загружением временной нагрузкой строятся эпюры моментов и поперечных сил: I (1+2); II (1+3); III (1+4); IV (1+5).

Перераспределение изгибающих моментов.

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 [6]. При этом уменьшение опорных моментов не должно превышать 30 % в сравнении с рассчитанными по «упругой» схеме. Принцип перераспределения усилий изложен показан на рис. 21. Расчеты по перераспределению усилий в неразрезном ригеле сведены в табл. 8.

При уменьшении опорного момента на опоре В на 30 % принимаем максимальную ординату добавочной треугольной эпюры

.

С целью унификации армирования опорных сечений момент на опоре С уменьшаем до

Максимальная ордината добавочной эпюры

.

Таблица 7

Схемы загружения	Изгибающие моменты, кН·м	Поперечная сила, кН
	МА	В крайних пролетах	МВ	В средних пролетах	МС	QA		QВп
		М1	М2	М3	М4	М5		М6	М7	М8	М9	М10
1	0	+70,1	+74,9	+69,4	+54,1	-5,5	-138,4	-27,9	+30,7	+40,5	+38,9	+16,2	-80,9	+71,4	-110,3	+105,1	+81,2
2	0	+212,5	+392,2	+390,6	+350,0	+147,6	-178,5	-178,5	-185,8	-178,6	-171,8	-157,4	-142,9	+207,6	-396,7	+9,0	+9,0
3	0	+171,4	+285,6	+257,7	+190,0	-65,2	-399,2	-71,4	+162,2	+223,5	+244,7	+166,6	-71,7	+176,4	-444,7	+302,9	-284,3
4	0	-28,0	-56,9	-71,2	-85,1	-113,8	-153,8	+120,1	+223,1	+214,6	+165,8	-51,7	-428,5	-24,0	-25,8	+306,5	-409,6
5	0	-42,0	-85,1	-106,6	-127,7	-170,7	-230,9	+120,9	+294,7	+321,9	+308,8	+162,9	-142,9	-36,0	-18,7	+370,9	-345,1
Схемы загружения	Изгибающие моменты, кН·м	Поперечная сила, кН
	МА	В крайних пролетах	МВ	В средних пролетах	МС	QA		QВп
		М1	М2	М3	М4	М5		М6	М7	М8	М9	М10
I (1+2)	0	+282,6	+467,1	+460,0	+404,1	+153,1	-316,9	-206,4	-216,5	-219,1	-210,7	-173,6	-223,8	+279,0	-507,0	+114,1	-72,2
II (1+3)	0	+241,5	+360,5	+326,8	+244,1	-70,7	-537,6	-99,3	+192,9	+264,0	+283,6	+182,8	-152,6	+247,8	-555,0	+408,0	-365,5
III (1+4)	0	+42,1	+18	-1,8	-31	-119,3	-292,2	+92,2	+253,8	+255,1	+204,7	-35,5	-509,4	+47,4	-136,1	+411,6	-490,8
IV (1+5)	0	+28,1	-10,2	-37,2	-73,6	-176,2	-369,3	+93,0	+325,4	+362,4	+347,7	+179,1	-223,8	+35,4	-129,0	+476,0	-426,3

Рис. 20. Перераспределение усилий в ригеле: а) по схеме II загружения; б) по схеме III загружения

Перераспределение поперечных сил

В связи с перераспределением изгибающих моментов уточняем величину поперечных сил.

Поперечные силы в опорных сечениях ригеля после перераспределения усилий по схеме II при ; ; , (рис. 21):

,

Поперечные силы в опорных сечениях ригеля после перераспределения усилий по схеме III при , .

, (рис. 23).

,

,

,

Рис. 21. К перераспределению поперечных сил по схеме загружения II



Рис. 22. К перераспределению поперечных сил по схеме загружения III

Таблица 8

Схемы загружения

Изгибающие моменты, кН·м

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 (см. рис. 20)

Перераспределение усилий за счет уменьшения опорного момента МВ, II на величину

0

+241,5

+360,5

+326,8

+244,1

-70,7

-537,6

-99,3

+192,9

+264,0

+283,6

+182,8

-152,6

Ординаты добавочной эпюры (см. рис. 21) при МВ=+161,3 кН·м

0

+32,4

+63,6

+79,5

+95,3

+127,1

+161,3

+127,1

+95,3

+79,5

+65,1

+32,4

0

Ординаты перераспределенной эпюры IIа (см. рис. 21, 25)

0

+273,9

+424,1

+406,37

+339,3

+56,4

-375,3

+27,8

+288,2

+343,5

+348,7

+214,9

-152,6

Ординаты основной эпюры моментов при загружении по схемам (1+4)

Перераспределение усилий за счет уменьшения опорного момента МС,max на величину

0

+42,1

+18,0

- 1,8

-31,0

-119,3

-292,2

+92,2

+253,8

+255,1

+204,7

-35,5

-509,4

Ординаты добавочной эпюры при МС =+ 66,9 кН·м

0

0

0

0

0

0

0

+22,2

+44,3

+66,55

+88,7

+111,0

+133,1

Ординаты перераспределенной эпюры IIIа

0

+42,1

+18,0

-1,8

-31,0

-119,3

-266,7

+114,4

+298,1

+321,65

+293,4

+75,5

-376,3

Определение размеров поперечного сечения ригеля

Ригель проектируем из бетона класса В15. При и , .

Необходимую расчетную высоту сечения ригеля определяем по максимальному перераспределенному изгибающему моменту у граней колонн с размерами .

;

,

где , перераспределенные поперечные силы.

При ширине ригеля ; , расчетная высота ригеля:

.

Полная высота . Принимаем , .

В пролетах для нижней арматуры, расположенной в 2 ряда по высоте ригеля , на опорах и в пролетах для верхней арматуры расположенной в 1 ряд по высоте ригеля .

Расчет продольной арматуры.

В качестве продольной арматуры в ригеле используем арматуру периодического профиля класса А400 с Rs = 350 МПа. Рабочую арматуру располагаем в трех плоских сварных сетках. Нижние продольные стержни пролетных сеток определяем по максимальным значениям «положительных» моментов при загружении по схемам I (1+2) и IV (1+5) в табл. 7. Верхние продольные стержни на опорах определяем по максимальным значениям «отрицательных» моментов у граней колонн.

Расчет арматуры сведен в табл. 9.

Таблица 9

Расчетные сечения	М, кНм	Размеры сечения	Расчетные характеристи	Продольная рабочая арматура класса А400, мм2	Фактическая несущая способность, кНм
		b	h0	m		по расчету Аs, мм2	принятая арматура As, мм2
В нижней зоне крайних пролетов	467,1	300	745	0,367	0,51	2370	325+320 Asф= =1473+942= =2415	476,0
В верхней зоне над опорами В у грани колонны	303,7	300	765	0,226	0,32	1304	225+122 Asф = 982+380=1362	317,2
В нижней зоне средних пролетов	362,4	300	745	0,285	0,36	1681	320+318 Asф= =942+763= =1705	367,6
В верхней зоне над опорами С у грани колонны	307,6	300	765	0,229	0,295	1320	225+122 Asф = 982+380=1362	317,4

Расчет по наклонным сечениям.

Величина максимальных поперечных сил у грани стены при длине площадки опирании ригеля и у граней колонн при высоте их сечения с учетом коэффициента надежности по ответственности :

, , ,

,

,

(схема загружения I (1+2));

,

(схема загружения II (1+3));

,

(схема загружения II (1+3));

( схема загружения III (1+4)).

При

поперечная арматура в ригеле должна ставиться по расчету.

Принимаем поперечную арматуру класса A400 с (табл. 2.6 [3]). В каркасах у опоры A при продольных стержнях диаметром 25 мм поперечные стержни из условия технологии сварки принимаем диаметром 8 мм, у опор В и С при диаметре стержней опорной арматуры 25 мм - диметром 8 мм (, п. 9. ГОСТ 14098-91).

Расчет ригеля на действие поперечных сил у опоры А

У опоры А при (38А400), .

Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с п. 5.21 [3] при :



Принимаем шаг поперечных стержней в сетках на приопорном участке равном четверти пролета .

Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями

Расчет прочности по наклонной полосе между наклонными сечениями производим из условия 3.30 [3].

,

где принимается на расстоянии не менее h0 от опоры.

,

.

Прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.

Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению

Так как

,

[3].

Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения c.



,

но не более .

Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения c = 0,86 м.

Длину проекции наклонной трещины c0 принимают равным c, но не более (см. п. 3.31 [3]).

Принимаем длину проекции наклонной трещины c0 = c = 0,86 м. Тогда

.

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном (п. 3.31 [3])

,

но не более

,

и не менее

.

.

Принимаем .

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

При , т.е. прочность наклонных сечений на приопорном участке у опоры А обеспечена при установке поперечной арматуры диаметром 8 мм класса А400 с шагом 250 мм на приопорных участках, равных четверти пролета у опор А и B.

Расчет прочности на действие момента по наклонному сечению

Если у грани крайней свободной опоры ригеля верхний ряд нижней арматуры (320 мм) не доводим до опоры, а у оставшегося нижнего ряда арматуры (325 мм) отсутствуют специальные анкера, необходимо произвести расчет прочности наклонных сечений на действие момента (п. 3.44 [3]). Расчет производим из условия

(см. п. 3.43 [3]).

Определяем усилие в растянутой арматуре

Определяем расстояние от конца продольной арматуры до точки пересечения с ней наклонного сечения. Принимаем начало наклонного сечения у грани опоры. Тогда



где - длина площадки опирания ригеля на кирпичную стену, - защитный слой бетона в торце продольного стержня на опоре.

Площадь опирания ригеля на кирпичную стену

.

Опорная реакция на опоре А: (загружение I (1+2)).

Средние напряжения в ригеле на опоре от опорной реакции

.

Так как , (п. 3.45 [3]).

Расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном

,

где - коэффициент, учитывающий влияние вида поверхности арматуры и принимаемый равным 2,5 для арматуры классов А300, А400, А500;

- коэффициент, учитывающий влияние диаметра арматуры и принимаемый равным 1,0 при диаметре (п.3.45 [3]).

Значение относительной длины анкеровки



принимается не менее 15 (п.3.45 [3]). Длина зоны анкеровки , принимается не менее 200 мм (см. п.3.45 [3]).

Поскольку к растянутым стержням в пределах длины приварены 6 вертикальных поперечных стержней диаметром 8 мм и 1 горизонтальный поперечный стержень, увеличим усилие на величину .

Принимая , , (табл.3.4 [3]).

,

принимается не более

Отсюда .

Определяем максимально допустимое значение при

· б = 0,7 (см. п. 3.45 [3])

, принимается не менее 15.

, принимается не менее 200 мм.

.

.

Принимаем .

Определяем плечо внутренней пары сил

(п. 3.43 [3]).

Момент, воспринимаемый продольной арматурой равен

(формулу 3.70 [3]).

Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения

,

где .

Момент, воспринимаемый поперечной арматурой равен

.

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

,

,

т. е. если верхний ряд нижней арматуры (320мм) не доводим до опоры, а у оставшегося нижнего ряда арматуры (325мм) отсутствуют специальные анкера, прочность наклонных сечений по изгибающему моменту не обеспечена (п. 3.43 [3]).

Если не обрывать часть продольной арматуры нижней зоны в пролете (320) со стороны опоры А, а довести ее до конца ригеля, то длина зоны анкеровки для арматуры 20мм принимается не менее 200 мм (п.3.45 [3]);

.

С учетом поперечной арматуры .

Определяем максимально допустимое значение при , , принимается не менее 200 мм.

.

Принимаем .

Определяем плечо внутренней пары сил

.

Момент, воспринимаемый продольной арматурой равен

(ф. 3.70 [3]).

,

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

Если у грани крайней опоры ригеля у оставшегося нижнего ряда арматуры (325 мм) предусмотреть устройство на концах стержней специальных анкеров в виде пластин, шайб, гаек, уголков, высаженных головок и т. п., удовлетворяющих требованиям п. 5.36 [3] или приварить концы стержней к надежно заанкеренным закладным деталям, то:

(п. 3.45 [3]);

(п. 3.43 [3]);

,

.

т. е. прочность наклонных сечений по изгибающему моменту будет обеспечена.

Таким образом, для обеспечения прочности наклонных сечений по изгибающему моменту необходимо всю продольную арматуру нижней зоны в крайнем пролете со стороны опоры А довести до конца ригеля или у оставшегося нижнего ряда арматуры (325 мм) со стороны опоры А предусмотреть устройство на концах стержней специальных анкеров в виде пластин, шайб, гаек, уголков, высаженных головок и т. п.

Определение шага поперечной арматуры в средней части пролета

.

Определяем поперечную силу воспринимаемую бетоном.

Длина проекции невыгоднейшего наклонного сечения c

,

но не более .

Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения c = 1,31 м.

Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяем по формуле 3.46 [3]

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном (п. 3.31 [3])

,

но не более

,

и не менее

.

.

Принимаем т. е. поперечная сила не может быть воспринята только бетоном.

Максимально допустимый шаг поперечных стержней при :

Принимаем шаг поперечных стержней в сетках на приопорном участке равном четверти пролета .

Так как , то

[3].

Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения c.