- •Исходные данные.
- •Проектирование монолитного железобетонного перекрытия.
- •Разбивка балочной клетки
- •. Расчет плиты перекрытия.
- •Расчет второстепенной балки б-1.
- •Расчет колонны к-1
- •4. Расчет колонны
- •При двухветвевых хомутах диаметром 8 мм из стали класса а240
- •5. Расчет фундамента под сборную колонну
- •Проверка прочности нижней ступени против продавливания
- •Расчет плиты фундамента на изгиб
Расчет второстепенной балки б-1.
Второстепенная балка, крайними опорами которой служат стены, а промежуточными – главные балки, работает и рассчитывается как неразрезная многопролетная конструкция.
При ширине ребер главных балок (ориентировочно) 151 мм и глубине заделки второстепенных балок в стены на 151 мм.
lкр= 5100 – 0.5 . 250 + 0.5 . 250=5100 мм
lср=5700 – 2 . 0.5 . 250 = 5450мм
Расчетные нагрузки на наиболее загруженную второстепенную балку Б-1 с грузовой площадью шириной 2.1 м, равной расстоянию между осями балок, кН/м:
Постоянная:
От веса пола и плиты (0.44 + 2.2) . 2.1 = 5,54
От веса балки с ориентировочными размерами сечения 170х500 мм при плотности вибрированного железобетона 2500 кг/м3
2500 . (0.50 – 0.08) . 0.17 . 1.1 . 10-2 = 1.964
Временная при vn=16 кН/м2
16 . 2.1 . 1.2 = 40.32
Полная расчетная нагрузка
g + v =(5,54+1,964) + 40.32 = 47.82 кН/м
Постоянная и временная длительная нагрузка
47,82 – 1,5 .2,1 . 1,2 = 44,04
Расчетные изгибающие моменты в неразрезных балках с равными или отличающимися не более чем на 10% пролетами (lкр: lср = 5100 : 5450 = 0,93 < 1.0) определяются с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций бетона и арматуры в соответствии с [4] 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. 6
Величины возможных отрицательных моментов определяются по формуле:
;
где β - коэффициент, принимаемый по приложению 2.
При v : g = 40,32 : 7,50 = 5,38 для сечений на расстоянии 0.2l от опоры В во втором пролете βII = - 0,045 и 0.2l от опоры С в третьем пролете βIII =- 0,0335
Min MII = -0,045 . 0.95 . 47,82 . 5,452 = -60.72 кНм
Min MIII =-0,0335 . 0.95 . 47,82 . 5,452 = -45.20 кНм
Расчетные поперечные силы:
QА =0.4(g+v)lкрγn =0.4 . 47.82 . 5.1 . 0.95 = 95.68 кН
QВЛ =-0.6(g+v)lкр γn= -0.6 . 47.82 . 5.1 . 0.95 = -139.01 кН
QВП =0.5(g+v)lcрγn =0.5 . 47.82 . 5.45 . 0.95 = 123.79 кН
QCЛ =-QСП = ±0.5(g+v)lcрγn =±0.5 . 47.82 . 5.45 . 0.95 =± 123.79 кН
Определение размеров сечения второстепенной балки.
Принимаем для балки бетон класса В25 (как и для плиты).Поскольку соотнощшение постоянных и длительных нагрузок к полным 44,04 /47,82 = 0,92 > 0,9 , коэффициент b1 =0,9; Rb = 0,9 . 14,5 = 13,05 МПа; Rbt,ser = Еb = 30000 МПа; Rbt = 0,9 . 1,05 = 0,945 МПа.
В качестве рабочей арматуры в каркасах используем стержневую арматуру периодического профиля класса А400 c RS = 355Мпа и сварные сетки из обыкновенной арматурной проволоки класса В500 с RS = 415 Мпа, поперечная и монтажная арматура – класса А240 – с RS = 215 МПа; RSW = 170 МПа.
Необходимую высоту балки определяем по максимальному опорному моменту, задавшись шириной ребра b= 250мм и приняв относительную высоту сжатой зоны ξ =0,3 поскольку в соответствии с [6] расчетные усилия в балке подсчитаны с учетом перераспределения усилий и возможного образования в опорных сечениях пластических шарниров.
При ξ =0,3, αm =1.1 . (1 – 0.5 . 0.3) = 0.255 расчетная высота сечения
Полная высота сечения при однорядном расположении стержней продольной арматуры:
h = h1 + a =340,37+15=355,37 мм
Принимаем с округлением до размера, кратного 100мм, при h > 350мм высоту второстепенной балки h=400 мм, ширину ребра b =250мм.
Расчет продольной рабочей арматуры. В соответствии с эпюрами моментов плита, работающая совместно с балкой, пролетах располагается в сжатой зоне, поэтому за расчетное принимается тавровое сечение с полкой в сжатой зоне.
В опорных сечениях плита расположена в растянутой зоне и при образовании в ней трещин из работы выключается. Поэтому вблизи опор за расчетное принимается прямоугольное сечение.
При действии в средних пролетах отрицательных моментов плита в них также оказывается в растянутой зоне, и при расчете на отрицательный момент за расчетное сечение балки также принимается прямоугольное сечение.
Расчетная ширина полки в элементе таврового сечения при hf/ : h = 80 : 400 = 0,2 > 0,1 в соответствии с п. 3.26 [3] принимается меньший из 2-х величин:
= 1730мм;
Принимаем 1730 мм.
Расчет продольной арматуры в пролетных и опорных сечениях второстепенной для двух вариантов армирования, сведен в табл. 2 В опорных сечениях предусмотрено армирование сварными сетками с рабочей арматурой класса А400 с RS = 355МПа. В пролетных сечениях – арматура класса А400. Монтажная и поперечная арматура класса А240.
Таблица 2
Рабочая арматура |
Расчетное сечение |
Расчетное усилие М, Н . мм |
Расчетные характеристики |
Расчетная ар-ра |
Принятая арматура АS, мм1 | ||||
bf, мм |
b, мм |
h0, мм |
η |
Класс ар-ры | |||||
В нижней зоне |
В крайних пролетах |
107.42.106 |
1730 |
- |
365 |
= 0.036 η = 0.98 |
А400 |
845.94 |
2ø25 А400 AS=982 в двух плоских каркасах |
В средних пролетах |
73.85.106 |
1730 |
- |
365 |
= 0.025 η = 0.99 |
А400 |
575.69 |
2ø20 А400 AS=628 в двух плоских каркасах | |
В верхней зоне |
Во втором пролете |
60.72.106 |
- |
250 |
365 |
= 0.139 η = 0.925 |
А400 |
506.60 |
2ø18 А400 AS=509 в двух плоских каркасах |
Во всех средних пролетах |
45.20.106 |
- |
250 |
365 |
= 0.104 η = 0.945 |
А400 |
369.14 |
2ø16А400AS=402 в двух плоских каркасах | |
На опоре В |
96.38 .106 |
- |
250 |
365 |
= 0.221 η = 0.875 |
А400 |
850.08 |
2ø25 А400 AS=982 в одной П-образной сетке | |
На опоре С |
73.85.106 |
- |
250 |
365 |
= 0.170 η = 0.905 |
А400 |
629.77 |
2ø22 А400 AS=760 в одной П-образной сетке |
При расчете продольной арматуры в пролете второстепенной балки при х =ξ. h1 ≤ расчетное сечение принимаем прямоугольным с шириной b=, а при х > - тавровым (п. 1.16.[1]).
Расчет балки на действие поперечных сил у опоры А.
У опоры А при Qmin= QA=95.68 кН > 0.5.Rbt .b .h0 = 0.5 . 0.945 . 103 . 0.25 . 0.365 = 43.11кН < QA поперечная арматура должна ставиться по расчету.
Принимаем поперечную арматуру класса А240 с RSW = 175Мпа. ( см. табл. 2.6 [3]. В двух плоских каркасах при диаметре стержней продольной арматуры 22мм из условия технологии сварки принимаем диаметром 6мм.
При Asw = 2 . 28.3=57мм2 (2ø6 А240), QA =95.68 кН максимадбно допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с п.5.21 [3] при h0 = 400-35 – 365
1) 0,5 . 365 = 182,5мм
2) s ≤ 300мм
3) s ≤ мм
Принимаем s = 150 мм.
Расчёт прочности по полосе между наклонными сечениями
Прочность по наклонной между наклонными сечениями расчитываем из условия 3.43 [3]
Q ≤ 0.3 Rbb h0
0.3 Rbb h0 = 0.3 .13.05 .103 . 0.25 . 0.365 = 357.24 kН
Q = QA - q h0 = 95.68 – 47.82 . 0.365 = 78.23 kН
78.23 kН<357.24 kН
Прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена
Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению
Погонное усилие, воспринимаемое поперечной арматурой,
кН/м
Так как qsw= 64.6 >0.25 Rbtb = 0.25 . 0.945 . 103 . 0.25 = 59.06kН/м, Mb = 1.5 Rbtbh02 = 1.5 . 0.945 . 103 . 0.25 . 0.3652 = 47.21 kН.м
Определяем длину проекции наиболее опасного наклонного сечения с.
При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q значение с принимают равным , а если при этом<или>2 , тос
<2
Так как >
с= =, не более 3h0 = 3 .0.365 = 1.095м
Принимаем длину проекции с = 0,99м
Длина проекции наклонной трещины с0 принимаем равной с, но не более 2h0 = 2 .0.365 = 0,73м. Принимаем длину проекции наклонной трещины с0 = 0,73м
Тогда поперечная сила, воспринимаемая хомутами, равна
Qsw = 0,75qsw c0= 0,75. 64,6 . 0,73 = 35,37кН;
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном
Но не более
Mb, max = 2.5 Rbtbh0 = 2.5 . 0.945 . 103 . 0.25 . 0.365 = 215.58 kН
Не менее
Mb, min = 0.5 Rbtbh0 = 0.5 . 0.945 . 103 . 0.25 . 0.365 = 43.12 kН
43.12 kН < < 215.58 kН
Принимаем Qb = 47.68 кН
Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия Q = Qb + Qsw, где Q – поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции с; при вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение Q принимается в нормальной сечении, проходящем на расстоянии с от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участки длиной с:
Q = QА - vc = 95.68 – 40.32 . 0.99 = 55.76 кН
При Qsw + Qb = 35.37 + 47.68 = 83.05кН > Q = 55.76кН, т.е прочность наклонных сечений у опоры А обеспечена.
Расчет балки на действие поперечных сил у опор В и С.
У опор В и С при Asw = 2 . 28.3=57мм2 (2ø6 А240), =139,01 кН, ==123,79 кН.
Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в соответствии с п.5.21 [3] при h0 = 400-35 – 365
1) 0,5 . 365 = 182,5мм
2) s ≤ 300мм
3) s ≤ smax мм
Принимаем s = 200 мм.
Расчёт прочности по полосе между наклонными сечениями
Прочность по наклонной между наклонными сечениями рассчитываем из условия 3.43 [3]
Q ≤ 0.3 Rbb h0
0.3 Rbb h0 = 0.3 .13.05 .103 . 0.25 . 0.365 = 357.24 kН
Q = QВ - q h0 =139,01 – 47.82 . 0.365 = 121,556 kН
121,556 kН<357.24 kН
Прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена
У опоры В =139,01при прочих равных параметрах проверим достаточность принятой поперечной арматуры по условию
Q = Qb - Qsw где Q = Q- vc = 139,01 – 40.32 . 0.94 = 101,11 кН
При Qsw + Qb = 35.37 + 47.68 = 83.05кН < Q = 101.11 кН, т.е прочность наклонных сечений у опоры B недостаточна.
Увеличиваем диаметр поперечных стержней до 8мм и оставляем шаг 200мм. Тогда Asw = 2 . 50,3=101мм2 (2ø8 А240) снова проверяем прочность по наклонному сечению
кН/м
Так как qsw= 85,85 > 0.25 Rbtb = 0.25 . 0.945 . 103 . 0.25 = 59.06kН/м, Mb = 1.5 Rbtbh02 = 1.5 . 0.945 . 103 . 0.25 . 0.3652 = 47.21 kН.м
Определяем с.
При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q значение с принимают равным ,а если при этом<или>2 , тос
<2
Так как >
с= =, не более 3h0 = 3 .0.365 = 1.095м
Принимаем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с = 0,65м
Длина проекции наклонной трещины с0 принимаем равной с, но не более 2h0 = 2 .0.365 = 0,73м. Принимаем длину проекции наклонной трещины с0 = 0,73м
Принимаем длину проекции наклонной трещины с0 = с = 0,73м
Тогда
Qsw = 0,75qsw c0= 0,75. 85.85 . 0,73 = 47,0кН;
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном, определяется по формуле
Mb, min = 0.5 Rbtbh0 < < Mb, max= 2.5 Rbtbh0
Mb, min = 0.5 Rbtbh0 = 0.5 . 0.945 . 103 . 0.25 . 0.365 = 43.12 kН
kН
Mb, max = 2.5 Rbtbh0 = 2.5 . 0.945 . 103 . 0.25 . 0.365 = 215.58 kН
Принимаем Qb = 64.67 кН
Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия Q = Qb + Qsw, где Q – поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции с; при вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение Q принимается в нормальной сечении, проходящем на расстоянии с от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участки длиной с:
Q = - vc = 139,01 – 40.32 . 0.73 = 109,58 кН
При Qsw + Qb = 64,67 + 47,00 = 111,67кН > Q = 109,58кН, т.е прочность наклонных сечений у опоры В обеспечена.
Согласно п.21 [3] шаг хомутов sw:
У опоры должен быть не более sw≤иsw ≤300мм
В пролете не более sw ≤0,75 h0 = 273,75 мм и sw ≤500мм
Окончательно устанавливаем во всех пролетах на приопорных участках длиной
поперечную арматуру диаметром 8мм с шагом 200мм, а на средних участках – с шагом 300мм.
У опоры В справа и у опоры С слева и справа и одинаковой поперечной арматуре прочность наклонных сечений также обеспечена
Проверка прочности наклонного сечения у опоры А на действие момента.
Поскольку продольная растянутая арматура при опирании в стену не имеет анкеров, расчет наклонных сечений на действие момента необходим.
Принимаем начало наклонного сечения у грани опоры.
Отсюда ls = lsup – 10 = 250 – 10 = 40мм
Ополрная реакция балки равна Fsup – 95.68 кН, а площадь опирания балки Аsup=blsup = 250 . 250 = 62 500мм2 , откуда
<0.25, следовательно, α = 1, из табл. 3.3 [3] при классе бетона В25, классе арматуры А400 и α = 1 находим λan = 34, тогда длина анкеровки при ds = 22 равна lan = λan ds = 34 . 22 = 748 мм
Усилие в продольной арматуре в зоне анкеровки
.
Поскольку к растянутым стержням в пределах длины ls приварены 4 вертикальных и 1 горизонтальный поперечных стержня, увеличим усилие Ns на величину Nw.
Принимая ,,(см. табл. 3.4[3]), получаем
.
Отсюда .
Определяем максимально допустимое значение Ns. Из табл. 3.3 [3] при α = 0,7 находим λan=24; тогда
т.е. оставляем .
Определим плечо внутренней пары сил
.
Тогда момент, воспринимаемый продольной арматурой, равен
По формуле 3.48 [2] вычислим величину qsw
.
Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения по формуле 3.76 [3], принимая значение Qmax равным опорной реакции балки
.
Тогда момент, воспринимаемый поперечной арматурой, равен
.
Момент в наклонном сечении определяем, как момент в нормальном сечении, расположенном в конце наклонного сечения, т.е. на расстоянии от точки приложения опорной реакции, равной
Проверяем условие 3.69 [2]
,
т.е. прочность наклонных сечений по изгибающему моменту обеспечена.