Курсовая работа ЖБК_1_зо
.pdf41
Рис.9. Конструирование арматуры плиты
42
Расчетные нагрузки на 1пог. метр длины второстепенной балки с учетом коэффициента надежности по назначению здания и собственного веса ребра второстепенной балки составят:
-постоянная:
g=4.2*lpl*γn+bsb*(hsb-hpl)*ρ*γn*γf=4.2*0.95*2+0.25*(0.45- 0.07)*25*0.95*1.1=9.96кН/м,
-временная:
v=22* lpl*γn=22*2*0.95=41,8кН/м
Полная нагрузка на второстепенную балку составит:
(g+v)=9.96+41.8=51.76кН/м.
Второстепенная балка рассчитывается как многопролетная неразрезная таврового сечения. Расчетная схема представлена на рис 10.
8.2.2. Определение усилий от внешней нагрузки во второстепенной
балке
Расчетные усилия в балке определяются с учетом их перераспределения вследствие пластических деформаций железобетона. Расчетные изгибающие моменты в сечениях балки вычисляются по формулам:
-в крайнем пролете
М1=(g+v)*l201/11=51760*5.952/11=166584 Н*м
-на первой промежуточной опоре
МВ=-(g+v)*(l01+l02)2/(4*14)=51760*(5.95+5.85)2/(4*14)=-128697 Н*м
-в средних пролетах и на средних опорах
М2=-МС= (g+v)*l202/16=51760*5.852/16=110710 Н*м
Отрицательные моменты в средних пролетах для построения огибающей эпюры получают путем загружения поочередно четных и нечет-
43
ных пролетов неполной временной нагрузкой. Определяют величины отрицательных моментов по следующим формулам:
-в первом пролете
М’1=-0.425*MВ+(g+0.25v)*l201/8= -0.425*166584+20410*5.952/8=19552 Н/м
-во втором пролете
М’2=-(MВ+МС)/2+(g+0.25v)*l202/8= -(128697+110710)/2+20410*5.852/8=-32393 Н/м
- в третьем пролете
М’3=-МС+(g+0.25v)*l202/8=110710+20410*5.852/8=-23400 Н/м
Расчетные поперечные силы определяются из следующих соотноше-
ний:
-на крайней опоре (опора А)
QA=0.4*(g+v)*l01=0.4*51760*5.95=123188Н
-на первой промежуточной опоре (опора В) слева
QB=0.6*(g+v)*l01=0.6*51760*5.95=184738Н
-на первой промежуточной опоре справа и остальных средних опо-
рах
Q=0.5*(g+v)*l02=0.5*51760*5.85=151398Н
8.2.3. Расчет прочности второстепенной балки по нормальным сечениям
Размеры поперечного сечения балки (принятые на стадии компонов-
ки):
h=45см, b=25cм, h’f=7см,
44
для участков балки, где действуют положительные изгибающие моменты, за расчетное принимают тавровое сечение с полкой в сжатой зоне. Вводимую в расчет ширину сжатой полки b’f принимают согласно п.3.16. [1] из условия, что ширина свеса в каждую сторону от ребра должна быть не более ½ пролета плиты.
b’f-=lsb/3+bsb=6,2/3+0,2=2,26м≤lpl=2,0м,
так как условие не выполняется для расчетов принимаем b’f=2,0м.
Уточняем высоту сечения второстепенной балки по опорному изги-
бающему моменту МВ=-128697 Н*м при ξ=0,35 для обеспечения целесообразного распределения внутренних усилий за счет пластических деформаций бетона и арматуры и ограничения ширины раскрытия трещин в зоне пластических деформаций.
Требуемую высоту сечения балки определяем как для прямоугольного сечения с шириной b=25см, так как для опорного сечения полка будет находится в растянутой зоне:
h0тр = |
|
|
|
M b |
|
= |
|
128,697 |
=0.48м=48см, |
||
R |
b |
γ |
b2 |
b α |
m |
8500 |
0.9 0,25 0.289 |
||||
|
|
|
|||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
Окончательно высоту второстепенной балки принимаем:
hsb=htp0+а=48+2,5=50,5≈50см.
Определяем требуемую площадь сечения продольной арматуры:
-сечение в первом пролете при ho=hsb-a=50-4.5=45.5см. и положительном изгибающем моменте М1=166584 Н*м. Положение границы сжатой зоны бетона определим из условия:
М≤γb2*Rb*b’f*h’f*(ho-0.5*h’f)
166.584≤0.9*8500*2*0.07*(0.455-0.035)=449.82 кН*м,
45
условие выполняется, следовательно, граница сжатой зоны бетона проходит в полке и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b’f=200см.
αm=M1/(Rbγb2 b’f h02)= 16658400/(850 0.9 200 45.52)=0,053
по табл. 3.1.стр.140 [3], ξ=0,06, ζ=0,97
Аs=М1/(Rs h0ζ)=16658400/(36500 45.5 0.97)=10.34см2.
Принимаем 4 18 А-III с Аs=10,18см2, недоармирование – 1,5%.
-сечение в среднем пролете при ho=hsb-a=50-4.5=45.5см. и положительном изгибающем моменте М2=110710 Н*м. М2=110710 Н*м<М1=166584Н*м, следовательно граница сжатой зоны бетона проходит в полке и расчет производим как для прямоугольного сечения шири-
ной b’f=200см.
αm=M2/(Rbγb2 b’f h02)= 11071000/(850 0.9 200 45.52)=0,035
по табл. 3.1.стр.140 [3], ξ=0,035, ζ=0,982
Аs=М2/(Rs h0ζ)=11071000/(36500 45.5 0.982)=6,79см2.
Принимаем 2 18 А-III и 2 12 А-III с Аs=7,35см2, запас – 8%.
На отрицательные пролетные и опорные моменты балки работает с полкой в растянутой зоне, поэтому рассчитываем их как прямоугольные с шириной b=25cм.
-сечение на первой промежуточной опоре (опора В) при ho=hsb-a=50- 2.5=47.5см. и отрицательном изгибающем моменте МВ=-128697 Н*м.
αm=MВ/(Rbγb2 b h02)= 12869700/(850 0.9 25 47.52)=0,298
по табл. 3.1.стр.140 [3], ξ=0,36, ζ=0,82
Аs=МВ/(Rs h0ζ)=12869700/(36500 47.5 0.82)=9,05см2.
46
Принимаем 6 14 А-III с Аs=9,23см2
-сечение на средних промежуточных опорах (опора С) при ho=hsb- a=50-2.5=47.5см. и отрицательном изгибающем моменте МВ=-110710 Н*м.
αm=MС/(Rbγb2 b h02)= 11071000/(850 0.9 25 47.52)=0,256
по табл. 3.1.стр.140 [3], ξ=0,30, ζ=0,85
Аs=МС/(Rs h0ζ)=11071000/(36500 47.5 0.85)=7,51см2.
Принимаем 3 14 А-III и 3 12 А-III с Аs=8,01см2
-сечение средних пролетах при ho=hsb-a=50-4=46,0см. и отрицательном изгибающем моменте М’2=-32393 Н*м.
αm= М’2 /(Rbγb2 b h02)= 3239300/(850 0.9 25 462)=0,08
по табл. 3.1.стр.140 [3], ξ=0,085, ζ=0,957
Аs= М’2/(Rs h0ζ)=3239300/(36500 46 0.957)=2.01см2.
Принимаем 2 12 А-III с Аs=2.26см2
8.2.4. Расчет прочности второстепенной балки по сечениям, наклонным к продольной оси
Проверяем необходимость постановки расчетной поперечной арматуры из условия (в качестве расчетного рассматривается сечение у опоры В слева с максимальным значением поперечной силы):
Qu1=ϕb3 (1+ϕf+ϕn) Rbtγb2 b h0 < QB(max)
Qu1=ϕb3 (1+ϕf+ϕn) Rbt b h0=0,6 (1+0+0) 750000 0,9 0,25 0,455= =46069Н<Qmax=184738Н
где ϕb3=0,6 – коэффициент для тяжелого бетона [1],
ϕf=0.75 ((b’f-b) h’f/(b h0)=0.75 ((25+3*7-25)*7/(25 45.5)=0,096, но не более 0,5, коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок в тавровых элементах, при этом b’f принимается не более b+3 h’f. Однако, учитывая,
47
что свесы тавра в рассматриваемом сечении находятся в растянутой зоне данный коэффициент не учитывается.
Таким образом, расчет поперечных стержней необходим. Определим требуемую интенсивность поперечных стержней
qsw=Q2max/(4ϕb2 (1+ϕf+ϕn) Rbtγb2 b h02=
1847382/4 2 (1+0+0) 750000 0.9 0.25 0.4552=122111 Н/м.
при назначении интенсивности поперечных стержней должно выполнятся условие:
qsw≥qsw,min=(ϕb3 (1+ϕf+ϕn) Rbtγb2 b)/2=
=(0.6*(1+0+0)*750000*0.9*0.25)/2=50625Н/м,
условие выполняется, для дальнейших расчетов принимаем qsw=122111Н/м.
Определяем проекцию наиболее невыгодной наклонной трещины
со= |
ϕb2 (1+ϕn +ϕf ) γb2 Rbt b h02 |
= |
2 1 0.9 750000 0.25 0.4552 |
= |
|
qsw |
122111 |
||||
|
|
|
=0,76м, при этом с0 должно быть не менее h0 и не более 2h0 Назначаем диаметр поперечных стержней из условия свариваемости
с продольными рабочими стержнями:
dw=dmin=0.25*d=0.25*18=4.5мм, принимаем в качестве рабочих по-
перечных стержней 5 класса Вр-1 с Аsw=0.196см2. Определим шаг поперечных стержней для обеспечения требуемой интенсивности:
s=(Rsw*Аsw*n)/qsw=(26000*0.196*2)/1221,11=8,34см.
Максимально допустимый шаг поперечных стержней: smax=(0.75ϕb2 (1+ϕf+ϕn) Rbtγb2 b h20)/Q=
=(0.75*2*1*0.9*750000*0.25*0.4552)/184738=0.283м=28см
При назначении шага стержней следует выполнять требования п.5.27 [1] в соответствии с которыми, шаг поперечных стержней в приопорной зоне (1/4 пролета) не должен превышать при высоте более 450мм величи-
48
ны h/3=500/3=166.6мм и не более 500мм, на остальной части элемента шаг не должен превышать величины 3/4h=375мм. Окончательно шаг назначается минимальным из 3-х определенных значений с округлением в меньшую сторону до величины, кратной 50мм.
Для более целесообразного армирования следует увеличить диаметр поперечных стержней, принимаем 6 класса А-III с Аsw=0.283см2. (при выполнении курсовой работы класс стержневой арматуры следует принять А-I). Шаг поперечных стержней составит:
s=(Rsw*Аsw*n)/qsw=(29000*0.283*2)/1221,11=13,44см.
Окончательно принимаем шаг поперечных стержней 10см. Производим проверку прочности наклонного сечения на подобран-
ную поперечную арматуру:
-интенсивность поперечных стержней с учетом назначенного шага составит:
qsw=(Rsw*Аsw*n)/s=(29000*0.283*2)/10=1641 Н/см.
-проекция наиболее невыгодной наклонной трещины составит
со= |
ϕb2 (1+ϕn +ϕf ) γb2 Rbt b h02 |
= |
2 (1) 0.9 750000 0.25 0.4552 |
= |
|
qsw |
164100 |
||||
|
|
|
=0,65м 2h0=91см, также при расчетах принимаем с=с0 -усилие воспринимаемое поперечными стержнями
Qsw=qsw*c0=1641*65=106665Н
-усилие, воспринимаемое бетоном при с=с0
Qb=(ϕb2 (1+ϕf+ϕn) Rbt γb2 b h20)/c= =(2*1*0.9*750000*0.25*0.4552)/0.65=107493Н
Условие прочности:
Qmax-(g+0.5v)*c≤Qb+Qsw 184738-(9960+0.5*41800)*0.65≤107493+106665
164679≤214159,
49
т.о. условие выполняется, прочность наклонного сечения обеспечена. Проверяем условие обеспечения прочности по наклонной полосе
между наклонными трещинами при действии поперечной силы.
Qmax≤0,3*ϕW1*ϕb1*γb2*Rb*b*h0
Коэффициент, учитывающий влияние хомутов определяется по фор-
муле:
|
ϕW1=1+5*α*μW≤1,3 , ϕW1=1+5*8.51*0.0015=1.064; где |
|||
|
|
α=Es/Eb=2000000/235000=8,51; |
|
|
μW |
– |
коэффициент |
поперечного |
армирования, |
μW=Asw/b*s=0,283*2/(25*15)=0,0015
Коэффициент ϕb1 определяется как для тяжелого бетона при β=0,01:
ϕb1=1-β*γb2*Rb=1-0,01*0,9*8,5=0,923 184738≤0,3*1,064*0,923*0,9*867*25*45,5=261503Н,
условие выполняется, следовательно, размеры поперечного сечения достаточны.
При выполнении курсовой работы необходимо произвести аналогичный расчет для других сечений второстепенной балки с целью изменения (уменьшения) интенсивности и диаметра поперечных стержней.
50
Рис.10. К расчету второстепенной балки