Проектирование элементов многоэтажного здания с неполным каркасом

Размещено на http://www.allbest.ru/

13

Министерство образования Республики Беларусь

Учреждение образования

«Брестский государственный технический университет»

Кафедра строительных конструкций

Пояснительная записка

к курсовому проекту

на тему:

«Проектирование элементов многоэтажного здания с неполным каркасом»

по курсу «Железобетонные и каменные конструкции»

Выполнил: студент 4-го курса

группы П-217Кривулец Е.И.

Проверил: Кондратчик А.А.

Брест 2024



Реферат

Проектирование элементов многоэтажного здания с неполным каркасом. Пояснительная записка / Кривулец Е.И., группа П-217 - Брест: 2024 г., стр57, 16 рисунков, 9 таблиц, 9 источников.

Ключевые слова: бетон, арматура, прочность, балка, монолитная ребристая плита перекрытия, второстепенная балка, эпюра материалов, наклонные сечения.

Содержаться результаты расчета и конструирования железобетонных элементов перекрытия многоэтажного здания в монолитном варианте (расчет и конструирование плиты перекрытия, второстепенной балки) и расчет каменного простенка 1 этажа. Расчеты выполнены по первой группе предельных состояний.

железобетон балочная плита монолит этаж

Введение

В курсовом проекте рассматривается здание с неполным каркасом (с внутренним железобетонным каркасом и наружными несущими стенами), проектируемое по связевой системе, т.е. ветровые и любые другие горизонтальные нагрузки воспринимают междуэтажные перекрытия и покрытие и передают их на жесткие поперечные связи: лестничные клетки, лифтовые шахты поперечные стены.

В проекте представлены расчеты и конструирование монолитной железобетонной балочной плиты перекрытия и второстепенной балки в монолитном варианте, а также несущего каменного простенка первого этажа здания.



Оглавление

Реферат

Введение

Оглавление

1. Расчет монолитного железобетонного перекрытия

1.1 Исходные данные

1.2 Определение приведенной толщины перекрытия по вариантам

1.3 Определение предварительных размеров поперечных сечений элементов перекрытия для выбранного оптимального варианта

2. Расчет и конструирование монолитной железобетонной балочной плиты

2.1 Исходные данные

2.2 Определение расчетных пролетов

2.3 Сбор нагрузок

2.4 Определение внутренних усилий в плите

2.5 Расчет прочности нормальных и наклонных сечений

2.6 Конструирование плиты

2.7 Маркировка сеток и определение их массы

3. Расчет второстепенной балки

3.1 Исходные данные

3.2 Определение расчетных пролетов

3.3 Подсчет нагрузок на второстепенную балку

3.4 Построение огибающих эпюр изгибающих моментов и поперечных сил

3.5 Расчет прочности нормальных сечений и подбор арматуры в расчетных сечениях балки

3.6 Расчет прочности наклонных сечений

3.7 Построение эпюры материалов и определение мест обрывов арматуры второстепенной балки

3.8 Определение длины анкеровки обрываемых стержней

4.Расчет каменного простенка 1-го этажа

4.1 Исходные данные

4.2 Подсчет нагрузок

4.3 Определение расчетных усилий, действующих на простенок

4.4 Расчет простенка по прочности

Литература



1. Расчет монолитного железобетонного перекрытия

1.1 Исходные данные

Требуется определить наиболее экономичный (рациональный) вариант перекрытия. Здание имеет размеры в плане 19.2x60.8м и сетку колонн в осях 4.8х7.6м. Число этажей n_fl= 5, высота этажа H_fl=5.4м. Нормативная переменная нагрузка на междуэтажное перекрытие q_n=5.0кН/м².Постоянную нормативную нагрузку на перекрытие при рассмотрении вариантов компоновки перекрытия исключаем, т.е. принимаем g_k = 0, так как ее величина и характер действия во всех вариантах одинаково, г_f =1.5 - частный коэффициент безопасности по нагрузке.

По степени ответственности здание относится к классу I (коэффициент надежности по назначению конструкции - г_n= 1.0), по условиям эксплуатации - XC2, класс конструкций в здании - S4. Бетон класса С25/30.

1.2 Определение приведенной толщины перекрытия по вариантам

Приведенная толщина перекрытия определяется по формуле:

,

где: - приведенная толщина плиты, которая определяется по формуле:

,

- приведенная толщина второстепенной балки:



; - приведенная толщина главной балки:

;

-приведенная высота колонны:

;

- количество пролетов монолитной плиты;

- количество пролетов второстепенной балки;

- количество пролетов главной балки.

где: - полная расчетная нагрузка на плиту:

;

- полная расчетная нагрузка на второстепенную балку:

;

- полная расчетная нагрузка на главную балку:

;

Вариант 1:

ls= 1.60 м	lsb= 7.6 м	lmb= 4.8 м
ns= 12	nsb=8	nmb= 4
=1.0	Hfl= 5.4 м	nfl= 5
= 1.5	gn= 0	qn = 5.0 кН/м2

1.0•(1.1•(0+1.60)+ 1.5•5.0)=9.26 кН/м²;



9.26•1.60+0.04•1.0•7.6²=17.13 кН/м;

17.13•7.6+0.07•1.0•1.60•4.8²=132.77 кН;

8.2•1.60•=39.92 мм;

•• =30.72 мм;

••=10.66 мм;

=16.82 мм;

39.92+30.72+10.66+16.82=98.12 мм.

Рисунок 1. Вариант компоновки перекрытия №1

Вариант 2:

ls= 2.53 м	lsb= 4.8 м	lmb= 7.6 м
ns = 24	nsb= 4	nmb= 8
= 1.0	Hfl= 5.4 м	nfl= 5
= 1.5	gn= 0	qn = 5.0 кН/м2



1.0•(1.1•(0+2.53)+ 1.5•5.0)=10.28 кН/м²;

10.28•2.53+0.04•1.0•4.8²=26.93 кН/м;

26.93•4.8+0.07•1.0•2.53•7.6²=139.49 кН;

8.2•2.53•=66.52 мм;

••=14.88 мм;

•• =20.31 мм;

=17.70 мм;

66.52+Размещено на http://www.allbest.ru/

13

14.88+20.31+17.70=119.41 мм.

Размещено на http://www.allbest.ru/

13

Рисунок 2. Вариант компоновки перекрытия №2

Вариант 3:

ls= 1.90 м	lsb = 4.8 м	lmb= 7.6 м
ns= 32	nsb= 4	nmb= 8
= 1.0	Hfl= 5.4 м	nfl= 5
= 1.5	gn= 0	qn= 5.0 кН/м2



1.0•(1.1•(0+1.90)+ 1.5•5.0)=9.59 кН/м²;

9.59•1.90+0.04•1.0•4.8²=19.14 кН/м;

19.14•4.8+0.07•1.0•1.90•7.6²=99.55 кН;

8.2•1.90•=48.25 мм;

••=15.95 мм;

••=16.22 мм;

=16.82 мм;

48.25+Размещено на http://www.allbest.ru/

13

15.95+16.22+16.82=97.24 мм.

Размещено на http://www.allbest.ru/

13

Рисунок 3. Вариант компоновки перекрытия №3

Возможны и другие варианты, однако в курсовом проекте достаточно ограничиться тремя.

Как более экономичный по расходу бетона выбираем вариант № 3

1.3 Определение предварительных размеров поперечных сечений элементов перекрытия для выбранного оптимального варианта

1. Толщина монолитной плиты назначается исходя из двух требований:

а) исходя из конструктивных требований согласно табл.11.3 [2], размеров защитного слоя бетона табл11.4 [2] и условий эксплуатации здания XC2:

70 мм.

б) исходя из величины полной расчетной нагрузки 9.59 кПа:

26•1.9•=37.5 мм

в) по конструктивным требованиям из условий жесткости

(1/35ч1/45)•1900=54…42 мм

г) согласно таблицам 1 и 4[1] в зависимости от полезной нагрузки и для класса эксплуатации XC2 и класса конструкции S4, h_s принимается 70 мм.

Принимаем =70 мм;

2. Высота второстепенной балки при расчетной нагрузке19.14 кН/м:

80•=238 мм.

Исходя из условий жёсткости

(1/12ч1/20) •4800=400…240 мм. Принимаем 300 мм.

Ширина второстепенной балки: (0.3…0.5) •4800= =90…150 мм.

Принимаем 180 мм, для обеспечения размещения арматуры в сечении.

3. Высота главной балки при полной расчетной нагрузке 99.55 кН:

125•=446 мм.

Исходя из условий жёсткости:

(1/8ч1/15) •7600= 950…507 мм.

Принимаем 500 мм.

Ширина главной балки150…250 мм.Принимаем 250 мм.

4. Сторона квадратного сечения колонны:

=(120…190)•=215…340 мм.

Принимаем 400 мм.



2. Расчет и конструирование монолитной железобетонной балочной плиты

2.1 Исходные данные

По размерам плиты и второстепенной балки принятыми к расчету по наиболее экономичному варианту определяем армирование и выполняем конструирование монолитной балочной плиты перекрытия при бетоне С25/30 и переменной нагрузке q_n=5.0 кПа. Для армирования плиты применяем сварные рулонные сетки из арматурной проволоки класса S500 и S400.

2.2 Определение расчетных пролетов

Статический расчет плиты выполняем, рассматривая ее как многопролетную неразрезную балку шириной b=1м.

Расчетный крайний пролет плиты в коротком направлении:

1900-250-180/2+120/2=1620мм

где: - длина опирания; a - расстояние от внутреннего края стены до оси

а = 250 мм.

Расчетный средний пролет плиты в коротком направлении: 1900-180=1720 мм

Расчетный крайний пролет в длинном направлении:

4800-250-250/2+120/2=4365 мм

Расчетный средний пролет в длинном направлении:

4800-250=4550 мм

Так как =4365/1620=2.69, =4550/1720=2.65>2, следовательно, плита рассчитывается как балочная.

Рисунок 4. К определению расчетных пролетов монолитной плиты

2.3 Сбор нагрузок

Принимаем следующую конструкцию пола перекрытия: плиточный пол, цементно-песчаная стяжка. Нагрузка на 1м² поверхности плиты в кПа приведена в таблице 1.

Таблица1. Подсчет нагрузок на 1 м² перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2		Расчетные нагрузки, кН/м2
1. Постоянные - g
- Плиточный пол: мм,кН/м3	0.20	1.35	0.27
- Цементно-песчаная стяжка: мм, кН/м3	0.33	1.35	0.45
- Собственный вес плиты: hs=70ммс=25кН/м3	1.75	1.35	2.36
Итого g:	2.28		3.08
2.Переменная - q
- По заданию:	5.0	1.5	7.50

Для расчета железобетонных конструкций 1-й группы предельных состояний необходимо рассматривать наиболее неблагоприятную ситуацию из следующих:

1-е основное сочетание нагрузок:

3.08+0.7•7.50=8.33 кН/м²

2-е основное сочетание нагрузок:

0.85•3.08+7.50=10.12 кН/м²

где: - частные коэффициенты безопасности соответствующие для постоянных и переменных нагрузок;

- нормативное значение постоянных нагрузок;

- нормативное значение переменных нагрузок;

- коэффициент сочетания переменных нагрузок=0,7.

- коэффициент уменьшения для неблагоприятных действий постоянной нагрузки, =0,85.

Из двух сочетаний выбираем большее, т.е. 2-е основное сочетание. Постоянная нагрузка g_sd=0.85*3.08=2.62кН/м²



2.4 Определение внутренних усилий в плите

Плита рассматривается как неразрезная многопролетная балка, нагруженная равномерно распределенной нагрузкой (g+q). Моменты в таких конструкциях определяют с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций по готовым формулам.

При ширине полосы или 1м нагрузка, приходящаяся на плиты, равна по величине нагрузки на 1м погонный полосы, таким образом, расчетная нагрузка на плиту: по второму основному сочетанию принимается g+q=10.12 кН/м

Рисунок 5. План балочного перекрытия

В крайних пролетах и на крайних опорах при непрерывном армировании изгибающий момент равен:

=2.41 кН•м

На первой промежуточной опоре при раздельномармировании изгибающий момент равен:



=1.90 кН•м

В средних пролетах и на средних опорах в плитах без учета окаймления независимо от способа армирования изгибающий момент равен:

=1.87 кН•м

В средних пролетах и на средних опорах в плитах с учетом окаймления:

0.8•1.87=1.50 кН•м

Поперечные силы:

0.6•10.12•1.62=9.84 кН;

0.4•10.12•1.62= 6.56 кН;

0.5•10.12•1.72=8.70 кН;

Рисунок 6. Расчетная схема монолитной плиты с эпюрами усилий 

2.5 Расчет прочности нормальных и наклонных сечений

1. Определяем характеристики бетона и арматуры.

Для бетона класса С25/30 принимаем следующие расчетные характеристики:

25МПа25/1.5=16.67 МПа;;

=1.8/1.5=1.200 МПа

Расчетные характеристики для арматуры класса S500:

417 МПа,2•10⁵ МПа, 417/(2•10⁵)•10³= 2.085 ‰

Расчетные характеристики для арматуры класса S400:

367 МПа2•10⁵ МПа,367/(2•10⁵)• 10³= 1.835 ‰

2. Определяем 70-33=37 мм

где: 25+5+6/3=33мм (для условий эксплуатацииXC2)

1. По табл.6.6 [3] определяем коэффициенты:

2. Определяем ;70 мм

=0.106;

=0.082;

=0.083;

=0.066.

3. Проверяем условие:

Для арматуры S500:

3.5/(3.5+2.085)= 0.627

0.81•0.627•(1-0.416•0.627)=0.386

Условие выполняется.

Для арматуры S400:

3.5/(3.5+1.835)= 0.656

0.81•0.656•(1-0.416•0.656)=0.375

Условие выполняется.

6. Определяем:

0.5+=0.942

0.5+=0.956

0.5+=0.955

0.5+=0.965

Исходя из этого, требуемая площадь арматуры будет равна:

Для арматуры S500:

=1.658 см²;

= 1.268см²

= 1.289см²

= 1.007см²

Для арматуры S400:

=1.884см²

= 1.441см²

= 1.465см²

= 1.145см²

Согласно п 9.2.1.1[1] минимальный площадь сечения арматуры для изгибаемых элементов , но не менее 0,0013•b•d.

с_min⁵⁰⁰=26•f_ctm/f_yk=26•2.6/500=0.16%, но не менее 0,13%

с_min⁴⁰⁰=26•f_ctm/f_yk=26•2.6/400=0.18%, но не менее 0,13%

A_smin⁵⁰⁰= с_min⁵⁰⁰•b•d/100=0.16•100•3.7/100=0.592 см²

A_smin⁴⁰⁰= с_min⁴⁰⁰•b•d/100=0.18•100•3.7/100=0.666 см²

Для удобства данные расчета сведём в таблицу

Таблица2. Требуемая площадь сечения арматуры на 1м погонный плиты

Сечение	М, кН•м	, мм			Площадь сечения, см2
					S500	S400
1. Крайний пролет и опора при непрерывном армировании	2.41	37	0.106	0.942	1.658	1.884	0.592
2. Крайний пролет и опора при раздельном армировании	1.90	37	0.083	0.955	1.289	1.465
3. Средний пролет и опора без окаймления	1.87	37	0.082	0.956	1.268	1.441	0.666
4. Средний пролет и опора с учетом окаймления	1.50	37	0.066	0.965	1.007	1.145

Расчет прочности железобетонных элементов на действие поперечных сил производиться из условия:

где: -расчетная поперечная сила от внешних воздействий;

-поперечная сила, воспринимаемая железобетонным элементом без поперечного армирования:

(0.12•2.0•(100•0.004•25)^1/3-0) •1000• •37=19.13 кН

но не менее0.495•1000•37=18.32 кН

где: 1+=3.3, принимаем 2.0

=0.004; принимаем 0.004

0.035•2.0^3/2•25^1/2=0.495 МПа

-при отсутствии осевого усилия (сжимающей силы)

Поскольку условие 9.84 кН<19.13 кН выполняется расчет поперечной арматуры не производиться и согласно конструктивным требованиям постановка поперечной арматуры не требуется.



2.6.Конструирование плиты

Рассматриваем вариант армирования сварными рулонными сетками с продольной рабочей арматурой.

Между главными балками можно уложить 2,3 или 4 сетки с нахлестом распределительных стержней 50-100 мм.

При 2-ух сетках необходима ширина сетки:

+2•10=2320 мм

где: с - минимальная длина нахлестки распределительных стержней, принимаем c = 50мм;

с₁ - минимальная длина свободных концов распределительных стержней, принимаем с₁ = 10мм;

Принимаем В =2350 мм, тогда величина нахлеста:

50+(2350-2320)=80 мм

При 3-х сетках необходима ширина сетки:

+2•10=1570 мм

Принимаем В =1660 мм, тогда:

50+(1660-1570)=140 мм, вариант не приемлем, т.к. B<2000мм.

При 4-х сетках необходима ширина сетки:

+2•10=1195 мм

Принимаем В =1280 мм, тогда:

50+(1280-1195)=135 мм, вариант не приемлем, т.к. B<2000мм.

Окончательно принимаем вариант с 2-мя сетками, так как с=80 мм наименьшее.

Подбор арматуры и конструирование сеток начинаем со средних пролетов и выполняем в табличной форме (см. таблица 3).

Ширина дополнительной сетки принимается такой, чтобы смогла перекрыть первый пролет, плюс 1/4 величины второго пролета плиты:

Длину рабочих стержней (ширину сетки) над главными балками назначают из условия, что расстояние от грани балки в каждую сторону было не менее 1/4 пролета плиты:

Ширина дополнительных сеток равна:

1620+1720/4+180=2230 мм

Принимаем сетки шириной равной B =2350 мм.

Над главными балками ширина сеток равна:

1720/2+250=1110 мм

Принимаем сетки шириной равной B =1140 мм.

Длина сетки С1 и С2 равна:

L=60800-2•a+2•50=60800-2•250+2•50=60400 мм.

Длина дополнительной сетки С3 равна:

4800-250+110-250/2-50=4485 мм.

Длина дополнительной сетки С4 равна:

4800-250-100=4450 мм.

Длина сетки С5 равна:

7600-400-100=7100 мм.



Таблица 3. Армирование плиты рулонными сетками

Сечение	Ast, см2 (треб.)	Площадь арматуры	Марка сетки
		рабочей	распред.	Ast, см2(прин.)
		,мм	шаг,мм	,мм	шаг,мм
1.Средняя плита и опора без учета окаймления	1.268	5	150	3	350	1.31	C12350х60400
2. Средние плиты и опоры с учетом окаймления	1.007	4	125	3	350	1.01	C22350х60400
3. Крайняя плита и опора при непрерывном армировании без учета окаймления: - основная сетка: - дополнительная сетка: 1.658-1.31=0.348	1.658 0.348	5 3	150 200	3 3	350 350	1.31 0.35	C12350х60400 C32350х4485
4. Крайняя плита и опора с учетом окаймления: - основная сетка: - дополнительная сетка: 1.658-1.01=0.648	1.658 0.648	4 3	125 100	3 3	350 350	1.01 0.71	C22350х60400 C42350х4450
5. Над главными балками: 1/3•1.658= =1.658/3=0.55	0.55	3	125	3	350	0.57	C51140х7100

Сетки С1 имеют массу более 150 кг, в этой связи делим эти сетки на две по длине.



2.7. Маркировка сеток и определение их массы

Марка сеток определяется следующим образом:

где: с1 - ширина свободных концов продольных стержней; с2 - то же поперечных стержней; В - ширина сетки; L- длина сетки.

Рисунок 7. К конструированию сеток

Таблица 4. Определение массы сеток

Марка сетки	Количество,шт	Масса,кг	Масса сетки,кг
	продольной арматуры	Поперечной арматуры	Продольной арматуры	поперечной арматуры
C12350х30400	16	87	74.9	10.4	85.3
C22350х60400	19	173	103.3	20.7	124.0
C32350х4485	7	23	1.6	2.8	4.4
C42350х4450	7	45	1.6	5.4	7.0
C51140х7100	4	57	1.4	3.3	4.7

Рисунок 8. Принятое армирование плит перекрытия

Армирование монолитных неразрезных плит сварными рулонными сетками представлено на рисунке 9.

Рисунок 9. Армирование монолитных неразрезных плит сварными рулонными сетками



Рисунок 10. Схема раскладки сеток



3. Расчет второстепенной балки

3.1 Исходные данные

Размеры второстепенной балки: l_sb = 4800 мм(размеры в осях), b_sb = 180 мм,h_sb =300 мм, шаг второстепенных балок S_sb = l_s =1900 мм. Размеры сечения главной балки b_mb =250 мм,h_mb =500 мм.

Бетон класса С25/30

25 МПа;25/1.5=16.67 МПа;f_ctm= 2.6 МПа; f_ctk,0.05= 1.80 МПа;

f_ctd=f_ctk,0.05/г_c= 1.80/1.5=1.2 МПа;

Продольную арматурупринимаем класса S400 (f_yd=367 МПа), поперечную арматуру принимаем арматуру класса S500(f_ywd=348 МПа).

3.2 Определение расчетных пролетов

Расчетный пролет для крайних пролетов:

4800-250- 250/2+380/2=4615 мм.

Расчетный пролет для средних пролетов:

4800-250=4550 мм.



Рисунок11. К определению расчетных пролетов второстепенной балки.

3.3 Подсчет нагрузок на второстепенную балку

Второстепенная балка работает совместно с прилегающими к ней участками плиты, то есть расчетное сечение будет тавровое с шириной полки в сжатой зоне равной расстоянию между осями (шагу) второстепенных балок, то есть эффективная ширина полкиb_eff =l_s =1900 мм.

Определение погонной нагрузки в кН/м на второстепенную балку сведем в таблицу 5.

Таблица 5. Сбор нагрузок на 1 м погонный второстепенной балки.

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м		Расчетная нагрузка, кН/м
1. Постоянные нагрузки - gsb
- От веса пола и монолитной плиты: - нормативная: 2.28•1.90 - расчетная: 3.08•1.90 - От собственного веса второстепенной балки: =(300-70)• 180•25/106	4.33 1.03	1.35	5.85 1.39
Итого qsb	5.36		7.24
2. Переменная нагрузка - qsb
- По заданию: 5.0•1.90	9.50	1.5	14.25

Для расчета железобетонных конструкций 1-й группы предельных состояний необходимо рассматривать наиболее неблагоприятную ситуацию из следующих:

1-е основное сочетание нагрузок:

7.24+0.7•14.25=17.22 кН/м

2-е основное сочетание нагрузок:

0.85•7.24+14.25= 20.40 кН/м

где: - частные коэффициенты безопасности соответствующие для постоянных и переменных нагрузок;

- нормативное значение постоянных нагрузок;

- нормативное значение переменных нагрузок;

- коэффициент сочетания переменных нагрузок.

- коэффициент уменьшения для неблагоприятных действий постоянной нагрузки, =0,85.

Из двух сочетаний выбираем большее, т.е. 2-е основное сочетание.Постоянная нагрузка g_sd=0.85*7.24=6.15кН/м.



3.4. Построение огибающих эпюр изгибающих моментов и поперечных сил

Второстепенная балка рассчитывается как неразрезная 4- х пролетная балка с шарнирным опиранием на стену (крайние опоры) и на главные балки (средние опоры).Расчетная схема второстепенной балки представлена на рис. 12.

Рисунок 12. Расчетная схема второстепенной балки

Статический расчет второстепенной балки выполняется с учетом перераспределения усилий в стадии предельного равновесия конструкции.

Ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов определяется с помощью рис.5-1 и таблицы 5-1 приложения 5[1]. Величины коэффициентов для эпюр положительных моментов в крайних и средних пролетов приведены на рисунке, а для эпюры отрицательных моментов приведены в таблице приложения в зависимости от величины отношения:

14.25/6.15=2.32?2.5

Величина ординат огибающей эпюры моментов определяется по формуле:



Таблица 6. Определение расчетных значений изгибающих моментов

№ пролета	№ точек	В долях пролета			Изгибающий момент- Мsd,кН м
			+	-		+Мsd	-Мsd
I	1	0.2	0.065		20.40•4.622=435	28.2
	2	0.4	0.09			39.1
	max	0.425	0.091			39.5
	3	0.6	0.075			32.6
	4	0.8	0.02			8.7
	5	1.0		0.0715			31.1
II	6	0.2	0.018	0.033	20.40•4.552=422	7.6	13.9
	7	0.4	0.058	0.012		24.5	5.1
	max	0.5	0.0625	-		26.4	-
	8	0.6	0.058	0.009		24.5	3.8
	9	0.8	0.018	0.027		7.6	11.4
	10	1.0		0.0625			26.4

Величины поперечных сил на опорах:

· на опоре А:

0.4•20.40•4.62= 37.7 кН

· на опоре B (слева):

0.6•20.40•4.62= 56.5 кН

· на опоре В (справа):

0.5•20.40•4.55=46.4 кН



3.5. Расчет прочности нормальных сечений и подбор арматуры в расчетных сечениях балки

Определение требуемой площади сечения арматуры при действии положительного момента ведем как для таврового сечения с полкой в сжатой зоне. При действии отрицательного момента (полка) находится в растянутой зоне, следовательно, расчетное сечение будет прямоугольным.

Размеры сечения принятые по расчету:

b_eff=1900 мм,b_sb = 180 мм,h_sb = 300 мм,h_s=70 мм .

Принимаем величину c=35 ммв пролете и а=50 ммна опоре, тогда: 300-35=265 мм,300-50=250 мм.

Предположим, что нейтральная ось проходит по нижней грани полки, тогда область деформирования для прямоугольного сечения ширинойбудет следующая:

70/265=0.26

По табл.3-3 прил.3[1] устанавливаем область деформирования.

ж=0.26> 7/27=0.259

что указывает, что сечение находится в области деформации 2.

По табл.3-3 прил.3[1] определяемM_Rd.

M_Rd=(17/21•ж-33/98•ж²)?б?f_cd•b_eff•d₁²=(17/21•0.26-33/98•0.26²) •1•16.67•

1.9•265²/1000=423.2 кН•м

Т.к. условие (39.5 кН•м <423.2 кН•м.) выполняется, то нейтральная ось проходит в пределах полки и сечение рассчитывается как прямоугольное с шириной b_eff=1.9 м.

Расчет продольной арматуры второстепенной балки ведут в следующей последовательности:

1. Определяем

Для арматуры S400:

367 МПа;367/(2•10⁵) =1.835‰;

0.656

0.81•0.656•(1-0.416•0.656)=0.386

2.

3.

4. Определяем площадь сечение продольной арматуры

В пролете 1 (нижняя арматура): 39.5 кН•м;0.265 м; 1.9 м.

=0.018

0.5+=0.991

=4.10 см²

Вычислим минимальную площадь армирования для изгибаемых элементов:

26•2.6/400=0.169, но не менее 0.13

=0.17•0.18•0.265•100=0.81см²

Принимаем 2Ш14+1Ш12 S400 (Ast=4.21см²)

В пролете 2 (нижняя арматура):26.4 кН•м;0.265 м;1.9 м.

=0.012

0.5+=0.994

=2.73см²

Принимаем 2Ш12+1Ш12 S400 (Ast=3.39см²)

В опорных сечениях действуют отрицательные моменты, плита расположена в растянутой зоне, поэтому сечения балки рассматриваются как прямоугольные шириной b_sb = 180 мм.

На опоре В (верхняя арматура):31.1 кН•м; 0.250 м; 0.18 м.

=0.166

0.5+=0.906

=3.74см²

Принимаем 2Ш14+1Ш12 S400 (Ast=4.21см²)

В пролете 2 (верхняя арматура):5.1 кН•м; 0.250 м; 0.18 м.

=0.027

0.5+=0.986

=0.56см²

Принимаем 2Ш12S400 (Ast=2.26см²)

На опоре С (верхняя арматура): 26.4 кН•м;0.250 м;0.18 м.

=0.145

0.5+=0.919

=3.23см²

Принимаем 2Ш12+1Ш12 S400 (Ast=3.39 см²)

Результаты расчетов и подбор арматуры в расчетных сечениях сводим в таблицу 7.

Таблица 7. Определение площади сечения арматуры второстепенной балки

Положение сечения	Расположение арматуры	М. kН м	Расчетное сечение			. см2	. см2	Принятое армирование
1 пролет	Нижняя	39.5		0.018	0.991	4.10	4.21	2Ш14+1Ш12
1 пролет	Верхняя	-		Монтажная конструктивная арматура	2.26	2Ш12
ОпораВ	Верхняя	31.1		0.166	0.906	3.74	4.21	2Ш14+1Ш12
2 пролет	Нижняя	26.4		0.012	0.994	2.73	3.39	2Ш12+1Ш12
2 пролет	Верхняя	5.1		0.027	0.986	0.56	2.26	2Ш12
ОпораС	Верхняя	26.4		0.145	0.919	3.23	3.39	2Ш12+1Ш12



Рисунок 13.1 - Поперечные сечения балки для варианта армирования отдельными стержнями

Расчет требуемой площади арматуры для варианта армирования сварными каркасами

В пролете 1 (нижняя арматура): 39.5 кН•м;0.250 м; 1.9 м.

=0.02

0.5+=0.99

=4.34 см²

Принимаем 2Ш12+2Ш12 S400 (Ast=4.52 см²)

В пролете 2 (нижняя арматура):26.4 кН•м;0.265 м;1.9 м.

=0.012

0.5+=0.994

=2.73 см²

Принимаем 2Ш14 S400 (Ast=3.08см²)

На опоре В (верхняя арматура):31.1 кН•м; 0.250 м; 0.18 м.

=0.166

0.5+=0.906

=3.74 см²

Принимаем 2Ш16 S400 (Ast=4.02см²)

В пролете 2 (верхняя арматура):5.1 кН•м; 0.230 м; 0.18 м.

=0.032

0.5+=0.983

=0.61 см²

Принимаем 2Ш12S400 (Ast=2.26см²)

На опоре С (верхняя арматура): 26.4 кН•м;0.250 м;0.18 м.

=0.145

0.5+=0.919

=3.23 см²



Принимаем 2Ш16 S400 (Ast=4.02 см²)

Рисунок 13.2 - Поперечные сечения балки для варианта армирования сварными каркасами и сетками

3.6 Расчет прочности наклонных сечений

Опора B слева. Расчет прочности железобетонных элементов на действие поперечных сил производиться из условия:

56.5 кН



где: -расчетная поперечная сила от внешних воздействий;

-поперечная сила, воспринимаемая железобетонным элементом.

(0.12•1.89•(100•0.009•25)^1/3)• 180•250/1000=28.8 кН

0.455•180•250/1000=20.5 кН

где: 1+= 1.89< 2

0.035•1.89^3/2•25^1/2=0.455 МПа

=0.009

-усилие от предварительного напряжения.

Поскольку56.5 кН28.8 кН,то необходима постановка поперечной арматуры по расчету. Расстояние от опоры, на котором требуется установка хомутов по расчету:

(56.5-28.8)/ 20.40=1.36 м

Первое расчетное сечение назначаем на расстоянии от опоры:

200 мм 250•0.9=225 мм, что составляет

200/4615 l_0кр=0.043l_0кр

В данном сечении усилия составляют:

(1-)•V_B^Л=(1-)•56.5=52.5 кН

(1-)•M₅=(1-)•31.1=26.1 кН

Определяем продольные относительные деформации в растянутой арматуре, предварительно задавшись углом наклона диагональных трещин к горизонталии=42° и расстоянием между верхней и нижней арматурами

250-35=215 мм

=0.0018

Для выяснения правильности выбора угла и=42°определяем касательные напряжения, действующие в рассматриваемом сечении

=1.36 МПа

Отношение 1.36/33=0.041. 33 МПа - принимается по таблице 2-1[1]

В соответствии со значением и по табл. 3-1[1] уточняем угол наклона диагональной трещины (42.6°)

Определяем продольные относительные деформации в растянутой арматуре, по уточненному углу наклона диагональных трещин к горизонтали 42.6°:

=0.0018

В соответствии со значением и по табл. 3-1[1], убеждаемся, что угол наклона был принят верно.

Среднее значение главных растягивающих деформаций



0.0018+(0.0018++0.02•(1-))•=0.0041

(значение е₁ определяется итерационным путем).

Главные растягивающие напряжения:

•=0.85 МПа

где: a- максимальный размер заполнителя (a=20мм)

- ширина раскрытия наклонной трещины

300•0.0041=1.23 мм

=300мм - расстояние между диагональными трещинами

Составляющая поперечной силы, воспринимаемая бетоном:

0.85•180•215•/10³=35.8 кН

Составляющая поперечной силы, которую должна воспринять арматура (хомуты):

52.5-35.8=16.7 кН

Составляющая поперечной силы, воспринимаемая поперечной арматурой определяется по формуле:

, откуда

где -угол наклона поперечной арматуры (хомутов) к продольной оси балки

f_ywd - расчетное сопротивление поперечной арматуры

f_ywd=333 МПа (для арматуры класса S500)

Приняв, в соответствии с п.11.2.21[2] шаг хомутов s=150мм, что не превышает 0.5h=0.5•300=150 мми 150мм, вычисляем площадь поперечного сечения хомутов:

=0.322 см²

Принимаемая площадь поперечного сечения хомутов должна быть не менее:

150•180•0.00080•sin(90°)/100=0.22 см²

где: коэффициент поперечного армирования сечения, принимается по табл.11.2 [2]

=0.00080

Окончательно принимаем двухсрезные хомуты диаметром 5 мм (A_sw=0.39см²) класса S500 и устанавливаем в опорной зоне длиной 0.25lc шагом 150 мм.

Составляющая поперечной силы, которую может воспринять арматура, равна:

•(cot42.6°+cot90°)•sin(90°)=20.2кН

Действительная несущая способность наклонного сечения составит:

35.8+20.2=56.0 кН52.5 кН

Проверяем условие:

56.0 кН< 0.25•f_cd•b_sb•d_z=0.25•25•180•215/1000=161.3 кН

В средних частях пролётов шаг поперечных стержней должен назначаться не более 3/4hине более 50см. Принимаем S=200 мм, что не превышает 3/4•h=3/4•300=225 мм.

ОпораA.V_sd=37.7 кН

(0.12•1.87•(100•0.006•25)^1/3)• 180•265/1000=26.4 кН

0.448•180•265/1000=21.4 кН

где: 1+= 1.87< 2

0.035•1.87^3/2•25^1/2=0.448 МПа

=0.006

Поскольку37.7 кН26.4 кН,то необходима постановка поперечной арматуры по расчету. Расстояние от опоры, на котором требуется установка хомутов по расчету:

(37.7-26.4)/ 20.40=0.55 м

Первое расчетное сечение назначаем на расстоянии от опоры:

200 мм265•0.9=239 мм, что составляет

200/4615l_0кр=0.043l_0кр

В данном сечении усилия составляют:

(1-)•V_А=(1-)•37.7=33.6 кН

•M₁=(1-)•28.2=6.1 кН

Определяем продольные относительные деформации в растянутой арматуре, предварительно задавшись углом наклона диагональных трещин к горизонталии=35°.

=0.0009

Для выяснения правильности выбора угла и=35° определяем касательные напряжения, действующие в рассматриваемом сечении

=0.87 МПа

Отношение 0.87/33=0.026. 33 МПа - принимается по таблице 2-1[1]

В соответствии со значением и по табл. 3-1[1] уточняем угол наклона диагональной трещины (34.9°)

Определяем продольные относительные деформации в растянутой арматуре, по уточненному углу наклона диагональных трещин к горизонтали 34.9°:

=0.0009



В соответствии со значением и по табл. 3-1[1], убеждаемся, что угол наклона был принят верно.

Среднее значение главных растягивающих деформаций

0.0009+(0.0009+

+0.02•(1-))•=0.0029

(значение е₁ определяется итерационным путем).

Главные растягивающие напряжения:

•=0.82 МПа

где: a- максимальный размер заполнителя (a =20мм)

- ширина раскрытия наклонной трещины

300•0.0029=0.87 мм

=300мм - расстояние между диагональными трещинами

Составляющая поперечной силы, воспринимаемая бетоном:

0.82•180•215•/10³=45.5 кН

Составляющая поперечной силы, которую должна воспринять арматура (хомуты):

33.6-45.5=-11.9 кН

f_ywd=333МПа (для арматуры класса S500)

Следовательно, поперечное армирование не требуется по расчету. Приняв, в соответствии с п.11.2.21[2] шаг хомутов s=150мм, что не превышает 0.5h=0.5•300=150 мм и 150 мм.

Принимаемая площадь поперечного сечения хомутов должна быть не менее:

150•180•0.00080•sin(90°)/100=0.22 см²

Окончательно принимаем двухсрезные хомуты диаметром 5 мм (A_sw=0.39см²) класса S500 и устанавливаем в опорной зоне длиной 0.25lc шагом 150 мм.

Составляющая поперечной силы, которую может воспринять арматура, равна:

•(cot34.9°+cot90°)•sin(90°)=26.7кН

Действительная несущая способность наклонного сечения составит:

45.5+26.7=72.2 кН33.6 кН

Проверяем условие:

72.2 кН< 0.25•f_cd•b_sb•d_z=0.25•25•180•215/1000=161.3 кН

ОпораBсправа. V_sd=46.4 кН

(0.12•1.89•(100•0.009•25)^1/3)•180•250/1000=28.8 кН

0.455•180•250/1000=20.5 кН

где: 1+= 1.89< 2

0.035•1.89^3/2•25^1/2=0.455 МПа

=0.009



Поскольку46.4 кН28.8 кН,то необходима постановка поперечной арматуры по расчету. Расстояние от опоры, на котором требуется установка хомутов по расчету:

(46.4-28.8)/ 20.40=0.86 м

Первое расчетное сечение назначаем на расстоянии от опоры:

200 мм250•0.9=225 мм, что составляет

200/4550l_0кр=0.044l_0кр

В данном сечении усилия составляют:

(1-)•V_B^ПР=(1-)•46.4=42.3 кН

(1-)•(M₅-M₆)+M₆=(1-)•(31.1-13.9)+13.9=27 кН

Определяем продольные относительные деформации в растянутой арматуре, предварительно задавшись углом наклона диагональных трещин к горизонталии=42°.

=0.0018

Для выяснения правильности выбора угла и=42° определяем касательные напряжения, действующие в рассматриваемом сечении

=1.09 МПа

Отношение 1.09/33=0.033. 33 МПа - принимается по таблице 2-1[1]

В соответствии со значением и по табл. 3-1[1] уточняем угол наклона диагональной трещины (42.6°)

Определяем продольные относительные деформации в растянутой арматуре, по уточненному углу наклона диагональных трещин к горизонтали 42.6°:



=0.0018

В соответствии со значением и по табл. 3-1[1], убеждаемся, что угол наклона был принят верно.

Среднее значение главных растягивающих деформаций

0.0018+(0.0018+0.02•(1-))•=0.004

(значение е₁ определяется итерационным путем).

Главные растягивающие напряжения:

•=0.86 МПа

где: a- максимальный размер заполнителя (a =20мм)

- ширина раскрытия наклонной трещины

300•0.004=1.2 мм

=300мм - расстояние между диагональными трещинами

Составляющая поперечной силы, воспринимаемая бетоном:

0.86•180•215•/10³=36.2 кН

Составляющая поперечной силы, которую должна воспринять арматура (хомуты):

42.3-36.2=6.1 кН

f_ywd=333 МПа (для арматуры класса S500)

Приняв, в соответствии с п.11.2.21[2] шаг хомутов s=150мм, что не превышает 0.5h=0.5•300=150 мм и 150 мм, вычисляем площадь поперечного сечения хомутов:

=0.118 см²

Принимаемая площадь поперечного сечения хомутов должна быть не менее:

150•180•0.00080•sin(90°)/100=0.22 см²

Окончательно принимаем двухсрезные хомуты диаметром 5 мм (A_sw=0.39см²) класса S500 и устанавливаем в опорной зоне длиной 0.25lc шагом 150 мм.

Составляющая поперечной силы, которую может воспринять арматура, равна:

•(cot42.6°+cot90°)•sin(90°)=20.2кН

Действительная несущая способность наклонного сечения составит:

36.2+20.2=56.4 кН42.3 кН

Проверяем условие:

56.4 кН< 0.25•f_cd•b_sb•d_z=0.25•25•180•215/1000=161.3 кН

В средних частях пролётов шаг поперечных стержней должен назначаться не более 3/4hине более 50см. Принимаем S=200 мм, что не превышает 3/4•h=3/4•300=225 мм.



3.7 Построение эпюры материалов и определение мест обрывов арматуры второстепенной балки

Для экономии арматуры, часть продольных стержней обрывают в пролете в соответствии с огибающей эпюрой моментов. Места обрыва стержней позволяет установить эпюра арматуры.

Несущая способность сечений балки по арматуре определяется по формуле:

,

где: - табличный коэффициент, определяемый по выражению:

,

где: - коэффициент, определяемый по выражению:

Вариант армирования отдельными стержнями

Пролет 1. Нижняя арматура 2Ш14+1Ш12S400 (Ast=4.21см²).

При с=25+14/2= 32мм - d=300-32=268мм.

==0.022

з=1-0.416•0.022=0.991

M_rd=(367•3.08+1.13•367)•268•0.991•10^-4=41.03кН•м.

1Ш12отгибаемв пролете. Для сечения с 2Ш14 (Ast=3.08см²). При с=25+14/2= 32мм - d=300-32=268мм.

==0.016

з=1-0.416•0.016=0.993

M_rd=367•3.08•268•0.993•10^-4=30.08кН•м.

Пролет 2. Нижняя арматура 2Ш12+1Ш12S400 (Ast= 3.39см²).

При с=25+12/2= 31мм - d=300-31=269мм.

==0.018

з=1-0.416•0.018=0.993

M_rd=(367•2.26+1.13•367)• 269•0.993•10^-4=33.2кН•м.

1Ш12отгибаемв пролете. Для сечения с 2Ш12(A_st=2.26см²). При с=25+12/2=31 мм- d=300-31=269 мм.

==0.012

з=1-0.416•0.012=0.995

M_rd=367•2.26•269•0.995•10^-4=22.2кН•м

На опоре А. Верхняя арматура 2Ш12+1Ш12 S400 (Ast=3.39см²).

При с=15+12/2= 46 мм - d=300-46=254 мм.

==0.202

з=1-0.416•0.202=0.916

M_rd=367•2.26•254•0.916•10^-4=28.9 кН•м.

На опоре B. Продольная арматура2Ш14+1Ш12 S400 (A_st=4.21см²)

При с=40+14/2=47 мм - d=300-47=253мм.

==0.251

з=1-0.416•0.251=0.896

M_rd=(367•3.08+1.13•367)• 269•0.896•10^-4=35 кН•м.

1Ш12отгибаемна опоре. Для сечения с 2Ш14(Ast=3.08см²). При с=40+14/2=47мм - d=300-47=253мм.

==0.184

з=1-0.416•0.184=0.923

M_rd=367•3.08•253•0.923•10^-4=26.4кН•м.

Пролет 1. Верхняя арматура 2Ш12 S400 (Ast=2.26см²).

При с=40+12/2= 46 мм - d=300-46=254 мм.

==0.134

з=1-0.416•0.134=0.944

M_rd=367•2.26•254•0.944•10^-4=19.9 кН•м.

Пролет 2. Верхняя арматура 2Ш12S400 (A_st=2.26см²)

При с=40+12/2= 46мм - d=300-46=254 мм.

==0.134

з=1-0.416•0.134=0.944

M_rd=367•2.26•254•0.944•10^-4=19.9кН•м.

На опоре С. Продольная арматура 2Ш12+1Ш12 S400 (A_st=3.39см²)

При с=40+12/2= 46 мм - d=300-46=254 мм.

==0.202

з=1-0.416•0.202=0.916

M_rd=(367•2.26+1.13•367)• 254•0.916•10^-4=28.9кН•м.

1Ш12отгибаем на опоре. Для сечения с 2Ш12 (Ast=2.26см²). При с=40+12/2= 46мм - d=300-46=254мм.

==0.134

з=1-0.416•0.134=0.944

M_rd=367•2.26•254•0.944•10^-4=19.9кН•м.

Таблица 8. Вычисление ординат эпюры материалов для варианта армирования отдельными стержнями с отгибами части продольной арматуры.

Диаметр и количество стержней	мм	см2
1-й пролет (нижняя арматура b=bf=1900мм, с=32мм)
2Ш14+1Ш12 2Ш14	268 268	4.21 3.08	367 367	0.022 0.016	0.991 0.993	41.03 30.08
1-й пролет (верхняя арматура b=bsb=180мм,с=46мм)
2Ш12	254	2.26	367	0.134	0.944	19.9
Опорная арматура. Опора А (b=bsb=180мм,с=46мм)
2Ш12+1Ш12	254	3.39	367	0.202	0.916	28.9
Опорная арматура. Опора B (b=bsb=180мм, с=47мм)
2Ш14+1Ш12 2Ш14	253 253	4.21 3.08	367 367	0.251 0.184	0.896 0.923	35 26.4
2-й пролет (нижняя арматура b=bf=1900мм, с=31мм)
2Ш12+1Ш12 2Ш12	269 269	3.39 2.26	367 367	0.018 0.012	0.993 0.995	33.2 22.2
2-й пролет (верхняя арматураb=bsb=180мм,с=46 мм)
2Ш12	254	2.26	367	0.134	0.944	19.9
Опорная арматура. Опора C (b=bsb'=180мм, с=46мм)
2Ш12+1Ш12 2Ш12	254 254	3.39 2.26	367 367	0.202 0.134	0.916 0.944	28.9 19.9

Вариант армирования сварными каркасами

Пролет 1. Нижняя арматура 2Ш12+2Ш12S400 (Ast=4.52см²).

При с=25+12+25/2= 50мм - d=300-50=250мм.

==0.026

з=1-0.416•0.026=0.989

M_rd=(367•2.26+2.26•367)•250•0.989•10^-4=41кН•м.

Из четырех стержней 2Ш12 обрываем в пролете. Для сечения с 2Ш12(Ast=2.26см²). При с=25+12/2= 31мм - d=300-31=269мм.

==0.012

з=1-0.416•0.012=0.995

M_rd=367•2.26•269•0.995•10^-4=22.2кН•м.

Пролет 2. Нижняя арматура 2Ш14S400 (Ast= 3.08см²).

При с=25+14/2=32мм- d=300-32=268 мм.

==0.016

з=1-0.416•0.016=0.993

M_rd=367•3.08•268•0.993•10^-4=30.1кН•м.

На опоре B. Продольная арматура 2Ш16S400 (Ast=4.02см²).

При с=40+16/2=48 мм - d=300-48=252 мм.

==0.241

з=1-0.416•0.241=0.9

M_rd=367•4.02•252•0.9•10^-4=33.5кН•м.

Пролет 1. Верхняя арматура 2Ш12S400 (Ast=2.26см²).

При с=67 мм - d=300-67=233 мм.

==0.146

з=1-0.416•0.146=0.939

M_rd=367•2.26•233•0.939•10^-4=18.1кН•м.

Пролет 2. Верхняя арматура 2Ш12S400(Ast=2.26см²).

При с=67 мм - d=300-67=233 мм.

==0.146

з=1-0.416•0.146=0.939

M_rd=367•2.26•233•0.939•10^-4=18.1кН•м.

На опоре С. Продольная арматура 2Ш16S400(Ast=4.02см²).

При с= 40+16/2=48 мм - d=300-48=252 мм.

==0.241

з=1-0.416•0.241=0.9

M_rd=367•4.02•252•0.9•10^-4=33.5кН•м.

Таблица 9. Вычисление ординат эпюры материалов для варианта армирования сварными каркасами и сетками.

Диаметр и количество стержней	мм	см2	МПа
1-й пролет (нижняя арматура b=bf=1900мм, с=50мм, с=31мм)
2Ш12+2Ш12 2Ш12	250 269	4.52 2.26	367 367	0.026 0.012	0.989 0.995	41 22.2
1-й пролет и опора А (верхняя арматура b=bsb=180мм, с=67 мм)
2Ш12	233	2.26	367	0.146	0.939	18.1
Опорная арматура. Опора B (b=bsb=180мм, с=48мм)
2Ш16	252	4.02	367	0.241	0.9	33.5
2-й пролет (нижняя арматура b=bf=1900мм, с=32мм)
2Ш14	268	3.08	367	0.016	0.993	30.1
2-й пролет (верхняя арматураb=bsb=180мм, с=67мм)
2Ш12	233	2.26	367	0.146	0.939	18.1
Опорная арматура. Опора C (b=bsb=180мм, с=48мм)
2Ш16	252	4.02	367	0.241	0.9	33.5

3.8 Определение длины анкеровки обрываемых стержней

Анкеровка растянутой арматуры для варианта армирования отдельными стержнями:

Сечение A-A, Г-Г. В сечении обрываются стержни Ш14 мм. Требуемая площадь сечения арматуры 2.26 см² (2Ш12), принятая площадь сечения арматуры 3.08 см² (2Ш14).

14•34=476 мм

Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:

0.7•476•2.26/3.08=244 мм

Величины остальных параметров составляют:

0,6•476=286 мм

20•14=280 мм

300/2=150 мм

Окончательно принимаем l_bd1=290 мм.

Сечение Б-Б. В сечении обрываются стержниШ12 мм. Требуемая площадь сечения арматуры 3.08 см² (2Ш14), принятая площадь сечения арматуры 4.21 см² (2Ш14+1Ш12) . 12•34=408 мм

0.7•408•4.21/3.08=209 мм

Величины остальных параметров составляют:

0.6•408=245 мм

20•12=240 мм

300/2=150 мм

Окончательно принимаем l_bd2=250 мм.

Сечение В-В. В сечении обрываются стержни Ш12 мм. Требуемая площадь сечения арматуры 2.26 см² (2Ш12), принятая площадь сечения арматуры 3.39 см² (2Ш12+1Ш12) . 12•34=408 мм

0.7•408•2.26/3.39=190 мм

Величины остальных параметров составляют:

0.6•408=245 мм

20•12=240 мм

300/2=150 мм

Окончательно принимаем l_bd3=250 мм

Сечение Д-Д, И-И. В сечении обрываются стержни Ш 12мм. Требуемая площадь сечения арматуры 2.26 см² (2Ш12), принятая площадь сечения арматуры 2.26 см² (2Ш12) . 34•12=408 мм

0.7•408•2.26/2.26=286 мм

Величины остальных параметров составляют:

0.6•408=245 мм

20•12=240 мм

300/2=150 мм

Окончательно принимаем l_bd4=290 мм

Сечение Ж-Ж. В сечении обрываются стержни Ш12мм. Требуемая площадь сечения арматуры 2.26 см² (2Ш12),принятая площадь сечения арматуры 3.39 см² (2Ш12+1Ш12) . 34•12=408 мм

0.7•408•2.26/3.39=190 мм

Величины остальных параметров составляют:

0.6•408=245 мм

20•12=240 мм

300/2=150 мм

Окончательно принимаем l_bd5=250 мм

Анкеровка сжатой арматуры:

Опора B

Из первого пролета нижние стержни Ш14мм (14•34=476 мм) должны заходить за грань опоры (грань главной балки) на длину зоны анкеровки равной: 15•14=210 мм, что больше 0.3•476=143 мм;

Окончательно принимаем l_bd,an1=210 мм

Из второго пролета нижние стержни Ш12 мм (12•34=408 мм) должны заходить за грань опоры (грань главной балки) на длину зоны анкеровки равной: 15•12=180 мм, что больше 0.3•408=122 мм;

Окончательно принимаем l_bd,an2=180 мм

Опора C

Из второго пролета нижние стержни Ш12 мм (12•34=408 мм) должны заходить за грань опоры (грань главной балки) на длину зоны анкеровки равной: 15•12=180 мм, что больше 0.3•408=122 мм;

Окончательно принимаем l_bd,an2=180 мм

Анкеровка арматуры на свободной опоре

Длина анкеровки продольной арматуры Ш14 мм на свободной опоре (в зоне опирания второстепенной балки на наружную стену) должна быть не менее 15•14=210 мм. При площадке опирания второстепенной балки на стену анкеровка продольной арматуры обеспечивается.

Соединение стержней арматуры

Верхняя пролетная арматура Ш12 мм в среднем и крайних пролетах стыкуется с верхней опорной арматурой Ш14 мм, а в средних пролетах с верхней опорной арматурой Ш12мм. Стыкуемые стержни необходимо завести друг на друга (нахлест) на величину длины анкеровки большего диаметра.

0.7•34•14•2.26/3.08=244 мм

0.6•34•14=286 мм

15·Ш =15•14=210 мм

Окончательно принимаемl_bd.ov=290 мм

0.7•34•12•2.26/2.26=286 мм

0.6•34•12=245 мм

15·Ш =15•12=180 мм

Окончательно принимаемl_bd.ov=290 мм

Анкеровка растянутой арматурыдля варианта сварными каркасами и сетками:

Сечение A-A. В сечении обрываются стержни Ш12мм. Требуемая площадь сечения арматуры 2.26см² (2Ш12), принятая площадь сечения арматуры 4.52см² (2Ш12+2Ш12). 34•12=408мм.

Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:

0.7•408•2.26/4.52=143 мм

Величины остальных параметров составляют:

0.6•408=245 мм

20•12=240 мм

300/2=150 мм

Окончательно принимаем l_bd1=250мм

Сечение Б-Б. В сечении обрываются стержни Ш16мм. Требуемая площадь сечения арматуры 2.26см² (2Ш12), принятая площадь сечения арматуры 4.02см² (2Ш16). 34•16=544 мм.

Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:

0.7•544•2.26/4.02=214мм

Величины остальных параметров составляют:

0.6•544=326мм

20•16=320мм

300/2=150 мм

Окончательно принимаем l_bd2=330мм

Сечение В-В.В сечении обрываются стержни Ш16мм. Требуемая площадь сечения арматуры 2.26см² (2Ш12), принятая площадь сечения арматуры 4.02см² (2Ш16). 34•16=544 мм.

Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой:

0.7•544•2.26/4.02=214 мм

Величины остальных параметров составляют:

0.6•544=326 мм

20•16=320 мм

300/2=150 мм

Окончательно принимаем l_bd3=330 мм