Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

ПРОЕКТИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО ВАРИАНТА

 

Исходные данные:

Шаг колонн в продольном направлении, м.......................................... 5, 80

Шаг колонн в поперечном направлении, м.......................................... 6, 60

Временная нормативная нагрузка на перекрытие, кН/м².................... 4, 00

Постоянная нормативная нагрузка от массы пола, кН/м²................... 1, 00

Класс бетона монолитной конструкции и фундамента........................ B20

Класс арматуры монолитной конструкции и фундамента................... A-III

Влажность окружающей среды............................................................. 55%

Класс ответственности здания............................................................... II

 

Решение. Принимаем конструктивную схему монолитного ребристого перекрытия согласно рис.1.

Рис. 1. Конструктивная схема монолитного перекрытия:

1 – главные балки; 2 – второстепенные балки; 3 – условная полоса шириной 1 м для расчета плиты.

Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия:

1. высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок

h = (1/12÷ 1/20)l = 1/15 × 5800 = 380 мм, b = (0, 3÷ 0, 5)h = 0, 5 × 380 = 200 мм;

2. высота и ширина поперечного сечения главных балок

h = (1/8÷ 1/15)l = 1/12 × 6000 = 550 мм, b = 250 мм;

3. толщину плиты примем (1/25 ¸ 1/30)l_пл 80 мм при максимальном расстоянии между ося­ми второстепенных балок 2200 мм.

Вычисляем расчетные пролеты и нагрузки на плиту. Согласно рис. 1 и 2 получим в коротком направлении:

 мм;

 мм;

а в длинном направлении

 мм.

Поскольку отноше­ние пролетов – плита балочного типа.

 

Рис. 2. К расчету неразрезной монолитной плиты:

а – расчетные пролеты и схема армирования; б – расчет­ная схема;

в – эпюра изгибающих моментов; г – расчет­ное сечение плиты

 

Для расчета плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу шириной 1 м (рис.1). Плита будет работать как неразрезная балка, опорами которой служит второстепенная балка и наружные кирпичные стены. При этом нагрузка на 1 погонный метр плиты будет равна нагрузке на 1 м² перекрытия. Подсчет нагрузок дан в табл. 1.

Таблица 1 - Нагрузки на 1 м² монолитного перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянная:
от массы плиты h = 0, 08 м (ρ = 2560 кН/м3)	0, 08× 25 = 2, 00	1, 1	2, 20
от массы пола (по заданию)	1, 00	1, 2	1, 2
Итого:	—	—	g = 3, 4
Временная (по заданию)	4, 00	1, 2	ν = 4, 80
Всего:	7, 00	—	8, 2

 

С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1 м плиты q = (g + ν ) γ _n = 8, 2 – 0, 95 = 7, 76 кН/м.

Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий (рис. 2): в средних пролетах и на средних опорах

 кН × м;

в первом пролете и на первой промежуточной опоре

 кН × м.

Так как для плиты отношение , то в сред­них пролетах, окаймленных по всему контуру балками, изгибающие мо­менты уменьшаем на 20%, т. е. они будут равны 0, 8 × 1, 94 = 1, 55 кН × м.

Определим по [4] характеристики прочности бетона с учетом заданной влажности окружающей среды.

Бетон тяжелый, естественного твердения, класса В20, γ _b2 = 0, 9; R_b = 11, 5 × 0, 9 = 10, 35 МПа; R_bt = 0, 9 × 0, 9 = 0, 81 МПа; E_b = 27000 МПа.

Выполним подбор сечений продольной арматуры сеток.

В средних пролетах окаймленных по контуру бал­ками и на опорах:

 мм;

;

по приложениям 10, 11 находим ξ = 0, 035 < ξ _R = 0, 628, ζ = 0, 982, тогда

 Н;

по приложению 15 принимаем сетку С1 номер 34 марки  с фактической несущей способностью продольной арматуры R_sA_s = 25030 Η > 23384 Η.

В первом пролете и на первой промежуточной опо­ре

 мм;

;

ξ = 0, 065 < ξ _R; ζ = 0, 967;

 Н;

дополнительная сетка должна иметь несущую способность продольной арматуры не менее 41854 – 25030 = 16824 Н; принимаем сетку С2 номер 31 марки  c R_sA_s = 13310 Η > 16824 Η.

 

 

ПРОЕКТИРОВАНИЕ СБОРНОГО ВАРИАНТА

 

Расчет плиты по предельным состояниям первой группы

Определение внутренних усилий

Расчетный пролет плиты в соответствии с рис. 4

 м.

Поперечное конструктивное сечение плиты заменяется эквивалентным двутавровым сечением (рис. 3).

h = 22 см;

h₀ = h – a = 22 – 3 = 19 см;

h^’_f = h_f = (22 – 15, 9) ´ 0, 5 = 3, 05 см;

b_f = 159 см; b^’_f = 159 – 3 = 156 см;

b = 159 – 15, 9 ´ 7 = 47, 7 см.

Плита рассчитывается как однопролетная шарнирно-опертая балка, загруженная равномерно-распределенной нагрузкой (рис. 6). Усилия от расчетной полной нагрузки:

1. изгибающий момент в середине пролета

 кН ´ м;

2. поперечная сила на опорах

 кН.

Усилия от нормативной нагрузки:

3. полной

 кН ´ м;

4. постоянной и длительной

 кН ´ м.

 

Определение усилий в ригеле

 

Расчетная схема ригеля – однопролетная шарнирно опертая балка пролетом l₀. Вычисляем значения максимального изгибающего момента М и максимальной поперечной силы Q от полной расчетной нагрузки:

 кН ´ м;

 кН.

Характеристики прочности бетона и арматуры:

бетон тяжелый класса В30, расчетное сопротивление при сжатии R_b = 17 МПа, при растяжении R_bt = 1, 2 МПа (табл. 13 [4], прил. 3); коэффициент условий работы бетона  = 0, 9;

арматура продольная рабочая класса A-II диаметром 10-40 мм, расчетное сопротивление R_s = 280 МПа и поперечная рабочая класса A‑ III диаметром 6-8 мм, R_sw = 225 МПа (прил. 7).

 

 

Построение эпюры материалов

Продольная рабочая арматура в пролете 2Æ 22 А-II и 2Æ 25 A-II. Площадь этой арматуры А _s, определена из расчета на действие максимального изгибающего момента в середине пролета. В целях экономии арматуры по мере уменьшения изгибающего момента к опорам два стержня обрываются в пролете, а два других доводятся до опор. Если продольная рабочая арматура разного диаметра, например, 2Æ 22 A-II и 2Æ 25 A-II, то до опор доводятся два стержня большего диаметра.

Площадь рабочей арматуры A_{s (2Æ 22)} = 7, 6 см²,

A_{s (2Æ 25)} = 9, 28 см².

Определяем изгибающий момент, воспринимаемый ригелем с полной запроектированной арматурой, 2Æ 22 А-II и 2Æ 25 A-II (A_s = 16, 88 см²)

;

h₀ = 60 – 5 = 55 см (рис.7).

Из условия равновесия A_sR_s = bxR_b, где x = x h₀;

;

по прил. 10 z = 0, 86;

М_{(2Æ 22+2Æ 25)} = 280 ´ 100 ´ 16, 88 ´ 0, 86 ´ 55 = 22355872 Н´ см = 223, 6кН´ м.

Изгибающий момент, воспринимаемый сечением, больше изгибающего момента, действующего в сечении:

223, 6 кН´ м > 188, 99 кН´ м.

До опоры доводятся 2Æ 25 А-II, A_{s (2Æ 25)} = 9, 28 см².

Вычисляем изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля, заармированным 2Æ 25 A-II:

; h₀₁ = 60 – 3 = 57 см (рис. 8);

;

по прил.10 z = 0, 925; М_{(2Æ 25)} = 280 ´ 100 ´ 9, 28 ´ 0, 925 ´ 57 = 13700064Н× см = 137 кН× м.

Графически по эпюре моментов определяем место теоретического обрыва стержней 2Æ 22 А-Ι Ι. Эпюра моментов для этого должна быть построена точно с определением значений изгибающих моментов в 1/8, в 2/8 и в 3/8 пролета.

Изгибающий момент в 1/8 пролета

 кН× м.

Изгибающий момент в 1/4 пролета

 кН× м.

Изгибающий момент в 3/8 пролета

 кН× м.

Откладываем на этой эпюре M_{(2Ø 25)} = 137 кН× м в масштабе. Точка пересечения прямой с эпюрой называются местом теоретического обрыва арматуры (рис. 8).

Момент, воспринимаемый сечением ригеля с арматурой 2Ø 25 А-II и 2Ø 22 А-II. также откладывается в масштабе на эпюре М.

Длина анкеровки обрываемых стержней определяется по следующей зависимости:

.

Поперечная сила Q определяется графически в месте теоретического обрыва, в данном случае Q = 60 кН.

Поперечные стержни Ø 10 A-II с A_sw = 2 × 0, 785 = 1, 57 см² в месте теоретического обрыва имеют шаг 20 см.

;

 Н/см = 1, 8 кН/см.

 см.

20d = 44 см.

Принимаем w = 44 см. Шаг хомутов в приопорной зоне s₁ принимается равным 0, 5·s на участке длиной 0, 5 м.

Место теоретического обрыва арматуры можно определить аналитически. Для этого общее выражение для изгибающего момента нужно приравнять моменту, воспринимаемому сечением ригеля с арматурой 2Ø 25 A-II М_{(2Ø 25)} = 137 кН× м.

;

переносим в левую часть свободный член, получаем

;

x₁ = 4, 59 м, x₂ = 1, 43 м – это точки теоретического обрыва арматуры. Длина обрываемого стержня будет равна 4, 59 – 1, 43 + 2 × w = 4, 04 м. Принимаем длину обрываемого стержня равной 4 м.

 

  Рис. 9. Эпюра материалов

Расчет и конструирование колонны

 

Для колонн применяют бетон классов по прочности на сжатие не ниже В15, для сильно загруженных не ниже B25.

Колонны армируют продольными стержнями диаметром 12…40 мм, преимущественно из горячекатаной стали класса А-III и поперечными стержнями из горячекатаной стали классов А-III, А-II, A-I.

Насыщение поперечного сечения продольной арматурой оценивается коэффициентом  или процентом армирования μ × 100, где A_s – суммарная площадь сечения всех продольных стержней.

В практике для сжатых элементов обычно принимают армирование не более 3%.

Если общее количество арматуры более 3%, то поперечные стержни необходимо устанавливать на расстоянии не более 10d и не более 300 мм.

При расчете по прочности бетонных и железобетонных элементов на действие сжимающей продольной силы должен приниматься во внимание случайный эксцентриситет e_a, обусловленный неучтенными в расчете факторами. Эксцентриситет e_a в любом случае принимается не менее 1/600 длины элемента или расстояния между его сечениями, закрепленными от смещения, 1/30 высоты сечения и 1 см для сборных конструкций.

 Исходные данные:

Нагрузка на 1 м² перекрытия принимается такой же, как и в предыдущих расчетах, нагрузка на 1 м² покрытия приводится в таблице 3.

Характеристики прочности бетона и арматуры:

1. бетон тяжелый класса В30, расчетное сопротивление при сжатии R_b = 17 МПа = 1, 7 кН/см² (табл. 13 [4], прил. 3);

2. арматура продольная рабочая класса А-II (диаметр 12-40мм), расчетное сопротивление R_s = 280 МПа = 28 кН/см² (прил. 7).

Принимаем размер сечения колонны 40× 40 см, рис. 9.

Расчет прочности колонны

Расчет прочности сжатых элементов из тяжелого бетона классов В15…В40 на действие продольной силы, приложенной со случайным эксцентриситетом, при l₀ < 20 h_col допускается производить из условия:

,

где φ – коэффициент, определяемый по формуле:

,

где φ _b и φ _sb – коэффициенты, принимаемые по прил. 17 в зависимости от  и .

, где A_s – площадь всей арматуры в сечении элемента;

R_sc = R_s для арматуры классов A-I, A-II, A-III.

 

При α _s > 0, 5 можно принимать φ = φ _sb.

В первом приближении принимаем:

μ = 0, 01;

A_b = 40 × 40 = 1600 см²;

A_s = 0, 01 × 1600 = 16 см²;

.

Свободная длина колонны подвала l₀ = 0, 7 (3, 6 + 0, 15) = 2, 625 м, h = 0, 4м (размер сечения колонны),

.

N_l – длительно действующая нагрузка на колонну (постоянная и длительно действующая часть временной), которая определяется по табл. 3 [5] или по согласованию с консультантом.

В данном случае временная длительно действующая нагрузка на перекрытие 1440 Н/м², кратковременно действующая 3360 Н/м², временная длительно действующая нагрузка на покрытие 420 Н/м², кратковременно действующая 980 Н/м² (см. табл. сбора нагрузок).

Временная кратковременно действующая нагрузка на колонну с одного этажа:

0, 95 × 3360 × 38, 28 = 122, 19 кН.

Временная кратковременно действующая нагрузка на колонну с покрытия:

0, 95 × 980 × 38, 28 = 35, 64 кН.

Временная кратковременно действующая нагрузка на колонну:

122, 19 × 6 × 0, 522 + 35, 64 = 418, 34 кН.

Остальная нагрузка на колонну – длительно действующая

N_l = N – 418, 34= 3173, 3 – 418, 34 = 2754, 96 кН.

.

Определяем коэффициенты φ _b и φ _sb по прил. 17

φ _b = 0, 92; φ _sb = 0, 92;

 см².

Принимаем по прил. 12 6Ø 28 А-II (A_s = 36, 95 см²);

, μ % = 0, 023 × 100 = 2, 3%, что больше μ _min = 0, 4%.

Учитывая, что при таких отношениях  и  φ _b и φ _sb равны, уточнение делать не нужно, т. к. коэффициент армирования не влияет на φ .

Расчет и конструирование фундамента под колонну

 

 Исходные данные:

Условное расчетное сопротивление грунта R₀ = 0, 25 МПа.

Бетон тяжелый класса В20, R_bt = 0, 90 МПа.

Арматура класса A-III, R_s = 365 МПа.

Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах g _m = 20 кН/м³.

Высоту фундамента принимаем равной 150 см (кратной 30 см), глубина заложения фундамента Н₁ = 150 см. Расчетное усилие, передающееся с колонны на фундамент, N = 3173, 3 кН. Усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке g _f = 1, 15.

 кН.

 

Расчет на продавливание

Проверяем монолитную часть или нижнюю ступень монолитной части на прочность против продавливания:

,

где R_bt – расчетное сопротивление бетона осевому растяжению;

u_m – среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания в пределах полезной высоты

 м;

h₀₂ – рабочая высота нижней ступени фундамента или нижней части, если он состоит из одной ступени.

Продавливающая сила P = N – A₁p,

где N – расчетное усилие, передающееся с колонны;

A₁ – площадь нижнего основания пирамиды продавливания

A₁ = (1, 2 + 2 × 0, 56) × (1, 2 + 2 × 0, 56) = 4, 64 м²;

р – давление на грунт.

Продавливающая сила

Р = 3173, 3 – 4, 64 × 244, 85 = 2037, 2 кН.

 = 0, 9 × 0, 90 × 10³ × 0, 56 × 7, 04 = 3193, 3 кН.

Р = 2037, 2 кН < 3193, 3 кН, следовательно, прочность монолитной части или нижней ступени против продавливания обеспечена.

Окончательно принимаем фундамент, изображенный на рис. 10.

 

ПРОЕКТИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО ВАРИАНТА

 

Исходные данные:

Шаг колонн в продольном направлении, м.......................................... 5, 80

Шаг колонн в поперечном направлении, м.......................................... 6, 60

Временная нормативная нагрузка на перекрытие, кН/м².................... 4, 00

Постоянная нормативная нагрузка от массы пола, кН/м²................... 1, 00

Класс бетона монолитной конструкции и фундамента........................ B20

Класс арматуры монолитной конструкции и фундамента................... A-III

Влажность окружающей среды............................................................. 55%

Класс ответственности здания............................................................... II

 

Решение. Принимаем конструктивную схему монолитного ребристого перекрытия согласно рис.1.

Рис. 1. Конструктивная схема монолитного перекрытия:

1 – главные балки; 2 – второстепенные балки; 3 – условная полоса шириной 1 м для расчета плиты.

Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия:

1. высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок

h = (1/12÷ 1/20)l = 1/15 × 5800 = 380 мм, b = (0, 3÷ 0, 5)h = 0, 5 × 380 = 200 мм;

2. высота и ширина поперечного сечения главных балок

h = (1/8÷ 1/15)l = 1/12 × 6000 = 550 мм, b = 250 мм;

3. толщину плиты примем (1/25 ¸ 1/30)l_пл 80 мм при максимальном расстоянии между ося­ми второстепенных балок 2200 мм.

Вычисляем расчетные пролеты и нагрузки на плиту. Согласно рис. 1 и 2 получим в коротком направлении:

 мм;

 мм;

а в длинном направлении

 мм.

Поскольку отноше­ние пролетов – плита балочного типа.

 

Рис. 2. К расчету неразрезной монолитной плиты:

а – расчетные пролеты и схема армирования; б – расчет­ная схема;

в – эпюра изгибающих моментов; г – расчет­ное сечение плиты

 

Для расчета плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу шириной 1 м (рис.1). Плита будет работать как неразрезная балка, опорами которой служит второстепенная балка и наружные кирпичные стены. При этом нагрузка на 1 погонный метр плиты будет равна нагрузке на 1 м² перекрытия. Подсчет нагрузок дан в табл. 1.

Таблица 1 - Нагрузки на 1 м² монолитного перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянная:
от массы плиты h = 0, 08 м (ρ = 2560 кН/м3)	0, 08× 25 = 2, 00	1, 1	2, 20
от массы пола (по заданию)	1, 00	1, 2	1, 2
Итого:	—	—	g = 3, 4
Временная (по заданию)	4, 00	1, 2	ν = 4, 80
Всего:	7, 00	—	8, 2

 

С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1 м плиты q = (g + ν ) γ _n = 8, 2 – 0, 95 = 7, 76 кН/м.

Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий (рис. 2): в средних пролетах и на средних опорах

 кН × м;

в первом пролете и на первой промежуточной опоре

 кН × м.

Так как для плиты отношение , то в сред­них пролетах, окаймленных по всему контуру балками, изгибающие мо­менты уменьшаем на 20%, т. е. они будут равны 0, 8 × 1, 94 = 1, 55 кН × м.

Определим по [4] характеристики прочности бетона с учетом заданной влажности окружающей среды.

Бетон тяжелый, естественного твердения, класса В20, γ _b2 = 0, 9; R_b = 11, 5 × 0, 9 = 10, 35 МПа; R_bt = 0, 9 × 0, 9 = 0, 81 МПа; E_b = 27000 МПа.

Выполним подбор сечений продольной арматуры сеток.

В средних пролетах окаймленных по контуру бал­ками и на опорах:

 мм;

;

по приложениям 10, 11 находим ξ = 0, 035 < ξ _R = 0, 628, ζ = 0, 982, тогда

 Н;

по приложению 15 принимаем сетку С1 номер 34 марки  с фактической несущей способностью продольной арматуры R_sA_s = 25030 Η > 23384 Η.

В первом пролете и на первой промежуточной опо­ре

 мм;

;

ξ = 0, 065 < ξ _R; ζ = 0, 967;

 Н;

дополнительная сетка должна иметь несущую способность продольной арматуры не менее 41854 – 25030 = 16824 Н; принимаем сетку С2 номер 31 марки  c R_sA_s = 13310 Η > 16824 Η.

 

 

ПРОЕКТИРОВАНИЕ СБОРНОГО ВАРИАНТА

 

Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

 

При компоновке сборного балочного перекрытия необходимо:

1. выбрать сетку колонн;

2. выбрать направление ригелей, их форму поперечного сечения и размеры;

3. выбрать тип и размеры плит.

Сетка колонн назначается в зависимости от размеров плит и ригелей. Расстояние между колоннами должно быть, во-первых, кратно 100 мм, и, во-вторых, приниматься в пределах (4, 2…6, 6) м.

Направление ригелей может быть продольным и поперечным. Это обуславливается технико-экономическими показателями. Выбор типа поперечного сечения ригелей зависит от способа опирания на них плит. Высота ригеля , где l – пролет ригеля, его ширина b_h=20 см или 30 см.

Тип плит перекрытия выбирается по архитектурно-планировочным требованиям и по величине действия временной нагрузки. Так при временной нагрузке J £ 5500 Н/м² используются многопустотные плиты, высота которых равна (20…24) см.

Плиты выполняются преимущественно предварительно-напряженными, как более экономичные по расходу стали.

Количество типоразмеров плит должно быть минимальным: рядовые шириною (1, 2…2, 4) м, связевые плиты-распорки – (0, 6…1, 8) м, фасадные плиты-распорки – (0, 6…0, 95) м.

В данном случае принято следующее:

1. конструктивная схема с поперечным расположением ригелей и шагом колонн (5, 8´ 6, 6) м (рис. 3);

2. ригель таврового сечения шириною b_h=20 см и высотою см (рис. 4) без предварительного напряжение арматуры.

3. плиты ребристые предварительно-напряженные высотою 22 см (рис.3) (ширина расчетной плиты 1, 6 м, плиты-распорки 1, 8 м, фасадной плиты-распорки 0, 9 м);

4. величины действия временной нагрузки J = 1500 Н/м² и J = 4500 Н/м².

 

 

 

Рис. 3. Компоновка сборного перекрытия.

2.2 Расчет и конструирование многопустотной предварительно-напряженной плиты перекрытия при временной нагрузке 1500 Н/м²

 

Таблица 2 - Нагрузки на 1 м² перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке, g f	Расчетная нагрузка, кН/м2
1	2	3	4
Постоянная нагрузка g d = 0, 105м, r =19, 9 кг/м3	19, 9× 0, 105=2, 09	1, 1	2, 3
От массы пола	1, 0	1, 2	1, 2
Итого g	3, 09		3, 5
Временная нагрузка J, в том числе: кратковременная J sh длительная J lon	4, 0   2, 8 1, 2	1, 2   1, 2 1, 2	4, 8   3, 36 1, 44
Полная нагрузка (g + J)	7, 09		8, 3
В т.ч. постоянная и длительная	4, 29

 

Нагрузка на 1 п. м. длины плиты при номинальной ее ширине 1, 5 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания (класс II ответственности) g _n = 0, 95;

1. расчетная постоянная g = 3, 5 ´ 1, 5 ´ 0, 95 = 4, 99 кН/м;

2. расчетная полная (g + J) = 8, 3 ´ 1, 5 ´ 0, 95 = 11, 83 кН/м;

3. нормативная постоянная g_n = 3, 08 ´ 1, 5 ´ 0, 95 = 4, 40 кН/м;

4. нормативная полная (g ­ _n + J _n) = 7, 09 ´ 1, 5 ´ 0, 95 = 10, 10 кН/м;

5. нормативная постоянная и длительная (g ­ _n + J _{lon , n}) = 4, 29 ´ 1, 5 ´ ´ 0, 95 = 6, 11 кН/м.

 

Материалы для плиты:

 

Бетон – легкий, класса по прочности на сжатие В30, плотность 1800.

 R_bn = R_{b , ser} = 22 МПа,

R_btn = R_{bt , ser} = 1, 8 МПа,

R_b=17 МПа, R_bt = 1, 3 МПа;

коэффициент условия работы бетона g _b2 = 0, 9.

Плита подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении. Начальный модуль упругости E_b = 19, 552 ´ 10³ МПа.

Рис.6. Расчетная схема плиты перекрытия

К трещиностойкости плиты предъявляются требования 3-ей категории. Технология изготовления плиты – агрегатно-поточная. Натяжение напрягаемой арматуры осуществляется электротермическим способом.

Арматура:

1. продольная напрягаемая класса BP-II

   R_sn = R_{s , ser} = 1100 МПа,

   R_s = 915 МПа,

   E_s = 20 ´ 10⁴ МПа,

2. ненапрягаемая класса A-II,

            R_s = 280 МПа,

            R_sw = 225 МПа,

            Е _s = 21 × 104 МПа.

 

123Следующая ⇒

Поделиться: