Введение

Железобетон – это бетон, в который вводятся стальные стержни – арматура. На растяжение он работает в 10-20 раз лучше, чем на сжатие.

Основным направлением развития железобетона являются высокопрочные бетоны, бетоны на пористых заполнителях, совершенствование технологии изготовления и методов производства работ.

Арматуру в железобетонных конструкциях устанавливают для усиления бетона сжатой зоны конструкции и восприятия растягивающих усилий.

Арматуру, устанавливаемую по расчету называют рабочей, а по конструктивным и технологическим соображениям – монтажной.

Монтажная арматура обеспечивает проектное положение рабочей арматуры в конструкции и воспринимает усилия от усадки бетона, температурного воздействия и веса изделия.

Достоинства железобетона:

- долговечность;

- огнестойкость;

- высокая механическая прочность;

- хорошая сопротивляемость сейсмическим и другим воздействиям;

- высокие эстетические и архитектурные качества;

- малые эксплуатационные расходы;

- хорошая сопротивляемость атмосферным воздействиям.

Недостатки железобетона:

- большая плотность;

- высокая тепло- и звукопроводность;

- необходимость выдержки до набора прочности;

- трудоемкость переделок и усилений;

- трещины вследствие усадки.

1 Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

Выбираем поперечное расположение ригелей относительно длины здания, за счет чего достигается повышение жесткости, что необходимо в зданиях с большими проемами. На средних и крайних опорах ригели опираются на консоли колонн. Принимаем прямоугольную форму сечения ригеля как наиболее простую для расчета.

Поскольку нормативная нагрузка 9,5 кПа больше 6 кПа, принимаем

ребристыые предварительно напряженные плиты номинальной шириной

1000 мм. Связевые плиты располагаем по осям колонн.

В крайних пролётах помимо основных плит принято по одному доборному

элементу шириной 400 мм.

Сетка колонн 5,6х6,8 м.

В продольном направлении жесткость здания обеспечивается вертикальными связями, устанавливаемыми в одном среднем пролете по каждому ряду колонн.

В поперечном направлении жесткость здания обеспечивается по рамно-связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытия, работающие как горизонтальные жесткие, передается на торцевые стены, выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм, и поперечные стены. Поперечные рамы работают только на вертикальную нагрузку.

Исходя из климатических условий района строительства, принимаем толщину стен в два кирпича.

2. Расчет ребристой преднапряженной плиты перекрытия по двум группам предельных состояний

Тип плиты, ее номинальная ширина b = 100см, длина l = 6,8 м и способ опирания на ригель выбраны при компоновке перекрытия.

Нормативные и расчетные нагрузи на 1 м² перекрытия приведены в табл.

Т а б л и ц а 1

№ п. п.	Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, Н/м2	Коэф. надеж. по нагрузка	Расчетная нагрузка, Н/м2
1.	Постоянная нагрузка: Бетонный пол из плиток δ = 25 мм Цементный раствор δ = 15 мм	550 240	1,1 1,3	605 312
	Нагрузка от пола Сборная железобетонная ребристая (пустотная панель с заполнителем швов)	790 2500	1,1	917 2750
2.	Итого постоянная нагрузка Временная полезная нагрузка (см. задание на КП), в том числе длительная кратковременная	3290 9500 7125 2375	1,2 1,2 1,2	3667 11400 8550 2850

Материалы для панели:

бетон класса В30, соответствующий напрягаемой арматуре.

Призменная прочность нормативная R_bn = R_b,ser = 22,0 МПа; расчетная R_b = 17,0 МПа; коэффициент условий работы бетона γ_b2 = 0,9;нормативное сопротивление при растяжении R_btn = R_bt,ser = 1,7 МПа; расчетное R_bt = 1,15 МПа; начальный модуль упругости бетона Е_σ = 30000 МПа.

Арматура продольных ребер класса Вр-1300 - нормативное сопротивление R_sn = 1300 МПа; расчетное сопротивление R_s = 1083 МПа; модуль упругости E_s = 200000МПа.

Ненапрягаемая арматура: в полке панели и в продольных и поперечных ребрах – А-300 с R_s = 270 МПа, R_sw = 215МПа.

Технология изготовления плиты-агрегатно-поточная с пропариванием.

Рассчитываемая панель будет работать в закрытом помещении при влажности воздуха окружающей среды выше 40%.

Требования предельных состояний второй группы:

к тещиностойкости панели перекрытия предъявляется 3-я категория трещиностойкости(табл. 2(1); допускается ограниченное по ширине непродолжительное a_crc = 0,3 мм и продолжительное a_crc = 0,2 мм раскрытие трещин).

Предельно допустимый прогиб панели /6 < l < 10 м/(2) равен /f/ = 2,5 см.

2.1 Расчетный пролет и нагрузки

Для установления расчетного пролета плиты предварительно задаемся размерами сечения ригеля: , b = /0,35-0,4/h = 0,450 =20 см.

Расчетный пролет плиты при опирании на ригель поверху:

Расчетная нагрузка на 1 м длины при ширине плиты 1,0 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания / _n = 0,95/:

- постоянная g = 36671,20,95 = 3751 Н/м;

- полная g+p = (3667+9500)1,20,95 = 17176 H/м.

Нормативная нагрузка на 1 м длины:

- постоянная g = 32901,20,95 = 3750 H/м

- полная g + V = (3290+9500)1,20,95 = 14580 H/м,

- в том числе постоянная и длительная полезная:

(3290+7125)1,20,95 = 11870 H/м.

2.2 Усилия от расчетных и нормативных нагрузок

От расчетной нагрузки:

От нормативной нагрузки:

От нормативной постоянной и длительной:

2.3 Компоновка поперечного сечения панели

Принимаем панель со следующими параметрами (рис. 2): высота сечения предварительно-напряженной плиты h = l₀/20 = 670/20 = 35 cм, рабочая высота сечения h₀ = h-a = 35-3 = 32 см, ширина панели по низу b_ = b_n-1 = 100-1 = 99 cм, ширина панели по верху b'_f = b_n - 22,5 = 100-5 = 95 см, толщина полки h_f = 5 см, ширина продольных ребер по низу – 7 см.

Приведенное поперечное сечение (рис. 2б) панели имеет тавровую форму со следующими параметрами: b'_f = 95 cм, h'₁/h = 5/35 = 0,143 > 0,1, при этом вводится вся (ребристая панель) ширина полки b_f = 95 см, расчетная ширина ребра:

Рис. 2. Ребристая панель: а) проектное сечение б) приведенное сечение

2.4 Расчет полки на местный изгиб

Расчетный пролет при ширине ребер вверху 8 см составит l₀ = 95-28 = = 77 см, где 8 см – ширина продольного ребра вверху.

Расчетная нагрузка на 1 м² полки:

q = g + g₁ + v = (917 + 1375 + 8550)0,95 = 10300 Н/м², где g и v принимаются по табл. 1.;

g₁ = h'_f11_f = 0,0511250001,1 = 1375 Н/м² – нагрузка от соответственной массы полки.

Изгибающий момент для полосы шириной 1 м определяется с учетом пластичной заделки в ребрах

Рабочая высота сечения h₀ = 5-1,5 = 3,5 см.

Арматура  6 А300 с R_s = 270 МПа:

Из табл. 111.1 (2) найдем η = 0,97, тогда

принимаем 5  6 А240 с шагом S = 200 мм с A_s = 1,41 см².

2.5 Расчет прочности сечений нормальных к продольной оси панели

М = 9638000 Нсм. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне, вычисляем:

Из табл. III.1(2) находим  = x/h₀ = 0,02, η = 0,99. x = h₀ = 0,0232 = 0,64 cм < < h'_f = 5 cм – нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки.

w = 0,85 – 0,008 R_b = 0,85 – 0,0080,917 = 0,73 – вычисляем характеристику сжатой зоны.

Вычисляем граничную высоту сжатой зоны

,

_SR = R_s + 400-_sp2 = 1080+400-460 = 1020 МПа.

Предварительное напряжение арматуры принимаем равным:

_sp = 0,6 R_sn = 0,61300 = 780 МПа, _sp2 = _sp_sp0,7 = 0,847800,7 = 460

Проверяем выполняется ли условие 0,3 R_s + p < _sp ≤ R_s-p, где при электротермическом способе натяжения где l – длина элемента в метрах:

_sp + р = 1080+83 = 1163 МПа < R_sn = 1300 МПа – условие выполняется. Выполняется и второе неравенство.

Вычисляем предельное отклонение предварительного напряжения

здесь n_p = 2-число напрягаемых стержней плиты.

Коэффициент точности натяжения _sp = 1-∆_sp = 1-0,06 = 0,94.

Предварительное напряжение с учетом точности натяжения

_sp=0,941163 = 1090 МПа.

Предварительное напряжение с учетом полных потерь предварительно принято равным: _sp2 = 0,71090 = 763 МПа.

При расчете по прочности железобетонных элементов с высокопрочной арматурой классов А-1У, А-У, А-У1, В-11, К-7 и К-19 при соблюдении условия  < _R расчетное сопротивление арматуры R_s должно быть умножено на коэффициент _s6, определяемый по формуле (27)(1):

_s6 = η-(η-1)(2/_R-1) ≤ η,

где η – коэффициент, принимаемый равным для арматуры классов:

А-1У…………………………..….1,2

А-У, В-11, В_р-II, K-7 и К-19…...1,15

А-У1………………………………1,1

.

Принимаем для арматуры класса А-300 _s6 = 1,25:

Принимаем 8  6 Вр-1300 с А_s = 2,26 см².

2.6 Расчет прочности по наклонным сечениям

Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось «с» по формуле (76) (1):

где φ_b2 = 2-коэффициент, учитывающий влияние вида бетона / φ_b2 = 2- для тяжелого бетона/.

Коэффициент φ_n – учитывает влияние продольных сил, определяется по формуле (78) (1):

где Р = 0,77633,08(100) = 2703,08(100) = 164500 Н.- усилие предварительного обжатия после проявления всех потерь, принято равным 0,7 от начального натяжения. Принимаем φ_n = 0,21. φ_f – коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок в тавровых и двутавровых элементах, определяется по формуле (77) (1):

где b'_f = b+3h'_f = 14 + 35 = 29 см.

Суммарное значение 1 + φ_f + φ_n ≤ 1,5. Принимаем 1 + φ_f + φ_n = 1,5,

В расчетном наклонном сечении

> 2h₀ = 232 = 44 см. Принимаем C = = 2h₀ = 44 см, тогда

>24422 Н,

следовательно, поперечная арматура по расчету не требуется. На приопорных участках длиной l/4 устанавливаем конструктивно  4 А-300 с шагом

S = h/2 = = 17,5 cм. В средней части пролета шаг 3h/4 = 335/4 = 26,25 см

2.7 Расчет преднапряженной плиты по предельным состояниям 2-й группы

Геометрические характеристики приведенного сечения (рис.2) Отношение модулей упругости:

Площадь приведенного сечения:

A_red = A + A_s = 965 + 1430 + 6,353,08 = 911,43 cм².

Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:

S_red = 96532,5 + 143015 + 6,353,083 = 21934 cм⁴.

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:

Момент инерции приведенного сечения:

J_red = (965³/12 + 9658,4²) + (1430³/12 + 143011,6²) + 6,353,0818,5²= 123297см⁴.

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:

.

Момент сопротивления по верхней зоне:

.

Расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны /верхней/, до центра тяжести приведенного сечения:

то же наименее удаленной от растянутой зоны /нижней/:

где φ_n = 1,6- _b/R_b,ser = 1,6-0,75 = 0,85.

Отношение _b/R_b,ser предварительно принимаем 0,75 согласно табл. II.5 (2).

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне

W_pl = ' W_red = 1,755116 = 8953 см³,

где ' = 1,75-коэффициент принимаемый для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне.

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента

W'_pl = 1,511312 = 16968 см³, где  = 1,5-для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при b'_f/b > 2 и h'_f/h < 0,2.

Потери предварительного напряжения арматуры:

потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения

₁ = 0,03_sp = 0,031163 = 34,9 МПа;

потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами ₂=0, так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием.

Усилие обжатия с учетом полных потерь

P₁ = A_s(_sp-₁) = 2,26(1163-34,9)(100) = 255000 Н.

Эксцентриситет этого усилия относительно центра тяжести приведенного сечения

e_op = y₀-d = 24,1-3 = 21,1 см.

Напряжение в бетоне при обжатии:

Устанавливаем величину передаточной прочности бетона из условия:

Принимаем R_bp = 15 МПа.

Вычисляем сжимающие напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия обжатия Р₁ и с учетом изгибающего момента от массы:

М_с.в. = (0,150,35 + 0,960,0525000) = 6734 Нм,

тогда

Потери от быстронатекающей ползучести при

_bp/R_bp = 9,6/15 = 0,64 > 0,63 = ,

где  = 0,25 + 0,02515 = 0,63 < 0,8

 = 5,25-0,185R_bp = 5,25-0,18515 = 2,48 < 2,5

Принимаем  = 2,48, тогда

Первые потери

_los1 = ₁ + ₆ = 34,9 + 23,6 = 58,5 МПа

Потери от усадки бетона ₈ = 35 МПа.

Потери от ползучести бетона при _bp/R_b = 0,64 < 0,75

₉ = 150  _bp/R_bp = 1500,630,64 = 60,5 МПа

Вторые потери _los2 = ₈ + ₉ = 35 + 60,5 = 95,5 МПа

Полные потери_los = _los1 + _los2 = 58,5 + 95,5 = 154 МПа > 100 МПа, т.е. больше установленного минимального значения потерь.

Усилие обжатия с учетом полных потерь

Р₂ = А₃ (_sp - _los ) = 2,26 (1163-95,5) (100) = 241200 Н.

Расчет по образованию трещин нормальных к продольной оси.

М_n = 66605 Нм.

Вычисляем момент образования трещин по приближенному способу ядровых моментов:

M_crc = R_bt,ser W_pl + M_rp = 1,78953 + 524000 = 68000 НМ

Здесь ядровый момент усилия обжатия при _sp = 0,84:

M_rp = P₂ (e_op + r) = 0,84241000 (21,1 + 4,77) = 5237123 Нсм = 524000 Нм.

Поскольку М_n = 66,61 кНм < М_crc = 68 кНм, трещины в растянутой зоне не образуются, следовательно, расчет по раскрытию трещи не производится.

2.8 Расчет плиты на усилия, возникающие при изготовлении, транспортирования и монтаже

За расчетное сечение принимаем сечение, расположенное на расстоянии 0,8 м от торца панели.

Рисунок 3 – К расчету панели в стадии изготовления, транспортирования и монтажа

Расчет ведем на совместное действие внецентренного сжатия N_tot и изгибающего момента от собственной массы:

q_с.в. = (0,140,35 + 0,960,05)  250001,1 = 2668 н/м; тогда

М_с.в. = q_с.в.l²/2 = 854 Нм.

Определяем А₀

По табл. 111.1(2) находим  = 0,72, тогда

.

Следовательно, в верхней зоне должно быть не менее 2 28 кл A-300 с

A_s = 12,33см².

3 Расчет четырехпролетного неразрезного ригеля.

Расчетный пролет ригеля между осями колонн l_o=5,55 м, а в крайних пролетах: l_o=l – a + b/2 = 5,6 – 0,2 + 0,3/2 = 5,55 м,

где привязка оси стены от внутренней грани, м

глубина заделки ригеля в стену, м

3.1 Материалы ригеля и их расчетные характеристики.

Бетон тяжелый класса: В20, 11,5 МПа R_bt=0,9 МПа, коэффициент

условий работы бетона γ_b2=0,9.

Арматура:

- продольная рабочая из стали класса А300 R_s=280 МПа ;

модуль упругости E_s=2*10⁵ МПа

- поперечная из стали класса А240, R_s=225 МПа.

3.2 Статический расчет ригеля

Предварительно определяем размеры сечения ригеля:

- высота h_bm=(1/10÷1/15)l=0,5м,

- ширина b_bm=(0,3÷0,4) h_bm =0,2м.

Нагрузка от собственного веса ригеля:

Нагрузку на ригель собираем с грузовой полосы шириной, равной

номинальной длине плиты перекрытия.

Вычисляем расчетную нагрузку на 1м длины ригеля.

Постоянная:

-от перекрытия с учётом коэффициента надёжности по назначению

здания : g₁=3,667*6,8*0,95=23,69 кН/м

-от массы ригеля с учётом коэффициента надёжности и

g₂=2,5*1,1*0,95=2,61 кН/м.

Итого: g=g₁+g₂=(23,69+2,61)*10³=26,3 кН/м.

Временная нагрузка с учётом коэффициента надёжности по назначению

здания : V=11,4*6,8*0,95=73,64 кН/м.

Полная расчетная нагрузка: q=g+V=(26,3+73,64)*10³=99,94 кН/м.

Расчетные значения изгибающих моментов и поперечных сил находим в предположении упругой работы неразрезной четырехпролетной балки.

Рисунок 4 – Расчётная схема балки и эпюры поперечных сил и изгибающих моментов при загружении постоянной нагрузкой

Рисунок 5 – Расчётная схема балки и эпюры поперечных сил и изгибающих моментов при загружении постоянной нагрузкой и временной первого и третьего пролетов

Рисунок 6 – Расчётная схема балки и эпюры поперечных сил и изгибающих моментов при загружении постоянной нагрузкой и временной второго и четвертого пролетов

Рисунок 7 – Расчётная схема балки и эпюры поперечных сил и изгибающих моментов при загружении постоянной нагрузкой и временной первого, второго и четвертого пролетов

Рисунок 8 – Расчётная схема балки и эпюры поперечных сил и изгибающих моментов при загружении постоянной нагрузкой и временной второго и третьего пролетов

По рисунков 4-8 строим эпюры изгибающих моментов и поперечных сил для различных комбинаций нагрузок. При этом значения M и Q от постоянной нагрузки – рисунок 4 – входят в каждую комбинацию.

Далее производим перерасчет усилий.

Для обеих промежуточных опор устанавливаем одинаковое значение опорного момента, равное сниженному на 30% максимальному значению момента на опоре «В»: M_B=M_C=M_D=0,7*362,59=253,8 кНм..

Исходя из принятого опорного момента, отдельно для каждой комбинации осуществляем перераспределение моментов между опорными и промежуточными сечениями добавлением треугольных эпюр моментов.

Опорный момент ригеля по грани колонны на опоре «В» со стороны второго пролета при высоте сечения колонны h=0,6м:

M_C2=M_C-Q_C2h_c/2=253,8-68,68*0,6/2=243,5 кНм.

Рис.9 Перераспределение усилий и окончательная огибающая эпюра моментов

3.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

Высоту сечения ригеля уточняем по пролетному наибольшему моменту.

Определяем рабочую высоту сечения ригеля:

Полная высота сечения:

м

Принимаем м, м

Для опорных и пролётных сечений принято расстояние от границы растянутой грани до центра тяжести растянутой арматуры а=0,06 м при расположении арматуры в 2 ряда и а =0,03 м при расположении арматуры в 1 ряд.

Рисунок 8 - К расчету прочности ригеля – сечение

- в пролете (а) - на опоре (б)

Сечение в первом пролёте: кНм, м

Расчет сечения арматуры выполняем, используя вспомогательные таблицы,

вычисляем:

По таблице находим η=0,985; ξ=0,3

Проверяем принятую высоту сечения ригеля: ξ=0,3< ξ_R=0,6.

Определяем площадь сечения продольной арматуры:

По сортаменту принимаем для армирования 2Ø22 А-300+ 2Ø18 А-240

с .

Сечение во втором пролёте, кНм, м

Расчет сечения арматуры выполняем, используя вспомогательные таблицы,

вычисляем:

По таблице находим η=0,995

Определяем площадь сечения продольной арматуры:

По сортаменту принимаем 2Ø8 A-300 + 2Ø14 A-300 c .

Количество верхней арматуры определяем по величине опорных изгибающих моментов.

Сечение на опоре «В», кНм

,

По таблице находим η=0,985

Для армирования опорных сечений принимаем:

2Ø16 А-300 +2Ø22 A-300 c ;

3.4 Расчёт прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

Максимальная поперечная сила (на первой промежуточной опоре слева) Q=342,3кН.

Диаметр поперечных стержней устанавливаем из условия сварки с продольной арматурой диаметром и принимаем равным

класса А240 с .Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям принимаем . На всех приопорных участках длиной принимаем шаг ; в средней части пролета шаг .

Вычисляем:

Условие выполняется.

Требование - выполняется.

При расчете прочности вычисляем:

.

Поскольку

Вычисляем значение (с) по формуле:

Тогда

Поперечная сила в вершине наклонного сечения .

Длина проекции расчетного наклонного сечения .

Вычисляем .

Условие удовлетворяется.

Проверка прочности по сжатой наклонной полосе:

удовлетворяется.

3.5 Построение эпюры арматуры

Эпюру арматуры строим в такой последовательности:

- определяем изгибающие моменты М, воспринимаемые в расчетных сечениях, по фактически принятой арматуре;

- устанавливаем графически или аналитически на огибающей эпюре моментов по ординатам М места теоретического обрыва стержней;

- определяем длину анкеровки обрываемых стержней

, причем поперечная сила Q в месте теоретического обрыва стержня принимаем соответствующей изгибающему моменту в этом сечении; здесь d – диаметр обрываемого стержня.

- в пролете допускается обрывать не более 50% расчетной площади сечения стержней, вычисленных по максимальному изгибающему моменту.

Рассмотрим сечение первого пролёта. Арматура 2Ø20 А300+2Ø18 А300

c .

Определяем момент, воспринимаемый сечением, для чего рассчитываем

необходимые параметры:

где - для арматуры класса А300

Арматура 2Ø18 A300 обрывается в пролете, а стержни 2Ø22 А300 c

доводятся до опор.

Определяем момент, воспринимаемый сечением с этой арматурой:

Графически определяем точки обрыва двух стержней 2Ø18 А300.

В первом сечении поперечная сила , во втором .

Интенсивность поперечного армирования в первом сечении при шаге

Хомутов равна:

Длина анкеровки

Принимаем

Во втором сечении при шаге хомутов

Сечение во втором пролете: принята арматура 2Ø14 А300 + 2Ø12 А300

с .

Определяем момент, воспринимаемый сечением, для чего рассчитываем

необходимые параметры:

где - для арматуры класса А300

Арматура 2Ø12 A300 обрывается в пролете, а стержни 2Ø14 А300

c доводятся до опор.

Определяем момент, воспринимаемый сечением с этой арматурой:

Графически определяем точки обрыва двух стержней Ø12 A300. Поперечная сила в сечении . Интенсивность поперечного армирования при шаге хомутов равна: .

Длина анкеровки

На первой промежуточной опоре слева принята арматура 2Ø10 А400+

+2Ø20 A400 c .

где - для арматуры класса А300

Стержни 2Ø10А300 c доводятся до опор.

Определяем момент, воспринимаемый сечением с этой арматурой:

Поперечная сила . Интенсивность поперечного армирования при шаге хомутов равна: .

принимаем .

В качестве верхней арматуры второго пролета принята арматура

2Ø10 А300+2Ø20 А300 c .

Определяем момент, воспринимаемый сечением c этой арматурой:

где - для арматуры класса А300

Стержни 2Ø10 А300 c доводятся до опор.

Определяем момент, воспринимаемый сечением с этой арматурой:

Поперечная сила . Интенсивность поперечного армирования при шаге хомутов равна: .

принимаем

.

3.6 Расчет стыка ригеля с колонной

Рассматриваем вариант бетонированного стыка. В этом случае изгибающий момент на опоре воспринимается соединительными стержнями в верхней растянутой зоне и бетоном, заполняющим полость между торцом ригелей и колонной.

Принимаем бетон для замоноличивания класса В20, ,

стыковые стержни из арматуры класса A300;

Изгибающий момент ригеля на грани колонны ,

рабочая высота сечения .

Определяем площадь сечения стыковых стержней

Принимаем арматуру 2Ø20 А300 c .

При по табл.3.[1] находим .

Длину сварных швов для приварки стыковых стержней с закладными деталями ригеля определяем следующим образом:

где

коэффициент 1,3 вводим для обеспечения надежной работы сварных швов в случае перераспределения опорных моментов вследствие пластических деформаций.

При двух стыковых стержнях и двусторонних швах длина каждого шва (с учетом непровара) будет равна:

Конструктивное требование .

Принимаем .

Закладная деталь ригеля приваривается к верхним стержням каркаса при

изготовлении арматурных каркасов.

Сечение этой детали из условия прочности на растяжение:

Конструктивно принята закладная деталь в виде гнутого швеллера из полосы длиной .

.

Длина стыковых стержней складывается из размера сечения колонны, двух зазоров по 5 см между колонной и торцами ригелей и двух длин сварного шва:

Рисунок 10 - К расчету бетонированного стыка