Нагрузки на 1 м2 плиты монолитного перекрытия
Плита и второстепенная балка
Расчет монолитной плиты.
Для расчета монолитной плиты на плане перекрытия условно выделяем полосу шириной 1 м (см. рис. 1). Плита будет работать как неразрезная балка, опорами которой служат второстепенные балки и наружные кирпичные стены (рис. 2). При этом нагрузка на 1 м плиты будет равна нагрузке на 1м2 перекрытия. Подсчет нагрузок на плиту приведен в таблице 1.
Таблица 1
Нагрузки на 1 м2 плиты монолитного перекрытия
Вид нагрузки | Нормативная нагрузка, кН/м2 | Коэффициент надежности по нагрузке | Расчетная нагрузка, кН/м2 |
Постоянная: · от массы плиты (h=0,07м, ρ=25,0 кН/м3); · от массы пола | 0,07·25,0 = 1,75 1,00 | 1,1 1,2 | 1,925 1,2 |
Итого | 2,75 | – | g = 3,125 |
Временная | 5,0 | 1,2 | v = 6,0 |
Всего | 7,75 | – | 9,125 |
Рис. 2. Расчетные пролеты и схема армирования.
С учетом коэффициента надежности по назначению здания расчетная нагрузка на 1 м плиты будет равна q = (g + v) γn = (3,125+6,0)·1,0 = 9,125 кН/м; где γn=1,0
Определим изгибающие моменты в плите с учетом перераспределения усилий:
· в средних пролетах и на средних опорах:
кН∙м;
· в первом пролете и на первой промежуточной опоре:
кН·м.
Так как для плиты отношение h / l02 = 70/1900 ≈ 1/28 > 1/30, то в средних пролетах, окаймленных по всему контуру балками, изгибающие моменты уменьшаем на 20%, т.е. они будут равны 0,8· 2,06 = 1,65 кН·м.
Определим прочностные и деформативные характеристики бетона заданного класса.
Бетон тяжелый, естественного твердения, класса В20:
Rb = 11,5 МПа; Rbt = 0,9 МПа;
Для арматуры сварных сеток класса В500 αR = 0,376 .
Выполним подбор сечений продольной арматуры сеток плиты.
В средних пролетах, окаймленных по контуру балками, и на промежуточных опорах:
h0 =h – a= 70 – 22 = 48 мм;
αm = =1,65·106 /(11,5·1000·482)=0,062< αR= 0,376.
Тогда усилие в рабочей продольной арматуре сетки на ширине 1 м будет равно:
RsAs = = 35356 H;
Принимаем сетку С1 номер 33 марки: c RsAs = 35580 H > 35356 H.
В первом пролете и на первой промежуточной опоре:
h0 = h – a = 70 – 25 = 45 мм ( а=25 мм принято для двух сеток в расчетном сечении); αm = 2,72·106 /(11,5·1000·452)= 0,1168 < αR = 0,376; соответственно получим :
64458 Н.
Следовательно, дополнительная сетка должна иметь несущую способность продольной арматуры не менее 64458 – 35580 = 28878 Н; принимаем сетку С2 номер 32 марки:
с RsAs = 30070 Н > 28878 H.
Расчет второстепенной балки. Вычислим расчетный пролет для крайнего пролета балки, который равен расстоянию от оси опоры на стене до грани главной балки (рис. 3, а):
l01= l – c/2 – b/2 = 5600 – 250/2 – 300/2 = 5325 мм = 5,325 м.
| ||||||||
Рис. 3. К расчету второстепенной балки: а – расчетные пролеты и схема армирования; б – эпюра изгибающих моментов |
Определим расчетную нагрузку на 1 м длины второстепенной балки, собираемую с грузовой полосы шириной, равной расстоянию между осями второстепенных балок 2,1 м (см. рис.1).
Постоянная нагрузка:
· от собственного веса плиты и пола 3,125·2,1=6,56 кН/м;
· от веса ребра балки 0,2· (0,4 – 0,07) ·25·1,1 = 1,815 кН/м.
Итого: g = 6,56+1,815=8,375 кН/м.
Временная нагрузка: v = 6,0·2,1 = 12,6 кН/м.
Всего с учетом коэффициента надежности по назначению здания (γn=1,0)
q= (g + v) γn = (8,375 + 12,6) 1,0 = 20,975 кН/м.
Изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий в балке, как в статически неопределимой системе (рис. 3, б), будут равны:
· в первом пролете:
=54,07 кН·м;
· на первой промежуточной опоре:
= 42,48 кН·м.
Максимальная поперечная сила будет равна: Q = 0,6 ql01= 0,6·20,975·5,325 = 67 кН.
Проверим правильность предварительного назначения высоты сечения второстепенной балки по формуле:
мм,
или h0+a=253+45=298 мм<400мм, т.е. увеличивать высоту сечения балки не требуется.
Продольная рабочая арматура для балок класса А400 (Rs=350Мпа; αR=0,390)
Выполним расчеты прочности сечений, нормальных к продольной оси балки, на действие изгибающих моментов.
Сечение в пролете (рис. 4,а) М = 54,27 кН·м.
Определим расчетную ширину полки таврового сечения:
при 70/400 = 0,175 > 0,1 и 2·1/6 ·l01+ b=2·1/6·5325+200 = 1975 мм < 2100 мм (расстояния между осями второстепенных балок) принимаем = 1975 мм.
Вычислим h0= h – a = 400 – 35 = 365 мм.
| ||
Рис. 4. К расчету продольной арматуры в сечениях второстепенной балки: а – в пролете; б – на опоре |
Так как 11,5·1975·70 (365 – 0,5·70) = 525,7 · 106 Н·мм = 525,7 кН · м > 54,07 кН · м, то граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной = 1975 мм. Вычислим αm= M / (Rbbh02) = 54,07 · 106 / (11,5 · 1975 · 3652) = 0,0179 < αR=0,390; тогда требуемая по расчету площадь продольной рабочей арматуры будет равна:
As= =422 мм2.
Принимаем 2Ø18 A400 (As= 509 мм2).
Сечение на опоре В (рис. 4, б), М = 42,48 кН·м.
Вычислим h0= h – a = =400−45=355 мм;
αm= M / (Rbbh02) = 42,48 · 106 / (11,5 · 200 · 3552) = 0,147<<αR=0,391; тогда требуемая по расчету площадь продольной рабочей арматуры будет равна: = 368 мм2.
Принимаем для проверки расчета 4Ø12A400 (As= 453 мм2). (При конструировании целесообразно для обеспечения расстояний между стержнями при бетонировании разместить в опорном сечении 5 стержней 3Ø10 + 2Ø12 с суммарной площадью As= 236 + 226 = 462 мм2 > 368 мм2).
Выполним расчет прочности наиболее опасного сечения второстепенной балки на действие поперечной силы у опоры В слева. (рис. 5).
| ||||
Рис. 5. Расчету прочности наклонного сечения второстепенной балки: а – размеры сечения; б – расположение опасного наклонного сечения и опасной наклонной трещины |
Принимаем поперечные стержни Ø5 мм класса B500 (Rsw=300МПа, число каркасов – 2 (Asw=40 мм2).
Назначаем шаг поперечных стержней:
sw =180 мм <h0/ 2 =365/2=182,5 мм.
Поперечная сила на опоре Qmax= 67 кН, фактическая равномерно распределенная нагрузка q1 = q = 20,975 кН/м.
Проверим прочность наклонной полосы на сжатие:
0,3Rb bh0 = 0,3·11,5·200·365 = 215850 H = 215,85 кН >Qmax = 67 кН, т.е. прочность наклонной полосы ребра балки обеспечена.
Определим интенсивность поперечного армирования qsw=RswAsw /sw= 300·40/180 = 67Н/мм (кН/м).
Поскольку 0,372 > 0,25, т.е. условие выполнено, значение Mb определяем по формуле:
1,5·0,9·200·3652=35,97·106Н·мм=35,97 кН·м.
Определяем длину проекции опасного наклонного сечения с. Поскольку 0,372 < 2,0 то c находим по формуле м; так как с=1,31 м >3h0 =3·0,365=1,095 м, принимаем с = 1,095 м.
Находим длину проекции наклонной трещины с0 :
Так как c0=c=1,095 м > 2h0=2·0,365=0,730 м, то принимаем c0=0,730 м.
Тогда Qsw = 0,75qswc0= 0,75·67,0·0,730= 36,7 кН ;
Qb=Mb / c= 35,97/1,095 = 32,85 кН;
Q = Qmax – q1 c =67,14– 20,975·1,095 = 44 кН.
Qb + Qsw = 32,85 + 36,7 = 69,55 кН >Q = 44 кН, т. е. прочность наклонного сечения по поперечной силе обеспечена.
smax= 0,9·200·3652 / (67·103) = 358 мм > sw = 180 мм.
Главная балка
Статический расчет.
Принимая длину площадки опирания на стену для главной балки 380 мм, получим величины расчетных пролетов:
l1 = l3 = 6,30 − 0,25 + 0,5·0,38 = 6,24 м;
Перераспределение усилий изгибающих моментов в первом пролете выполняем в следующей последовательности:
· назначаем величину перераспределенного опорного момента на опоре В Мвп = – 180 кН·м ; в этом случае снижение опорного момента составит (248,5 – 180)/248,5·100 = 27,57 % и | Мвп | = 180 кН·м > | Мв | = 177,5 кН·м (от продолжительных нагрузок при γf = 1);
· вычисляем ординаты эпюры М в расчетных сечениях первого пролета главной балки от Мвп = – 180 кН·м (рис. 6,а);
· вычисляем ординаты балочной эпюры М в расчетных сечениях первого пролета главной балки от постоянной нагрузки при G = 58,7 кН (рис. 6,б);
· вычисляем ординаты балочной эпюры М в расчетных сечениях первого пролета главной балки от полной нагрузки G + Р = 129,26 кН (рис. 6,в);
· суммируя ординаты эпюр М рисунков 6,а и 6,б получаем ординаты огибающей эпюры моментов Мmin, а суммируя ординаты эпюр М рисунков 6,а и 6,в получаем ординаты огибающей эпюры моментов Мmax (рис. 6,г).
Поперечные силы вычисляются по участкам как тангенс угла наклона линий эпюры М после перераспределения моментов.
Огибающая эпюра Q представлена на рисунке 6,д.
Размеры сечения колонны предварительно принимаем b × h = 400×400 мм
Рис.6. К перераспределению изгибающих моментов и поперечных сил в первом пролете главной балки:
а – эпюра М от опорного перераспределения момента;
б – «балочная» эпюра М от постоянной нагрузки;
в – то же от постоянной и временной нагрузок;
г – огибающая эпюра М;
Д – огибающая эпюра Q
Бетон тяжелый, естественного твердения, класса В20 (Rb =11,5 МПа; Rbt =0,9 МПа). Продольная рабочая арматура для балок класса А400 (Rs=355 МПа, ξR=0,531 и αR=0,390).
Расчет прочности сечений, нормальных к продольной оси главной балки.
Сечение в пролете (рис. 7, а ), М = 207,5 кН·м.
| ||
Рис. 7. К расчету продольной арматуры в сечениях главной балки: а – в пролете; б – на опоре В |
Определим расчетную ширину полки таврового сечения:
bf’ = b + 2 ·1/6 ·l01 = 0,3 +2 ·1/6 ·6,24 = 2,38 м = 2380 мм.
Вычислим h0= h – a = 750 – 75 = 675 мм, где a=75 ммпримем ориентировочно для арматуры Ø25 …Ø32 мм с расположением в два ряда.
Так как Rb bf’ hf’ (h0 – 0,5 hf’ )= 11,5·2380·70 (675 – 0,5·70) = 1226,2·106 Н·мм= =1226,2·м > M = 268,8 кН·м, то граница сжатой зоны проходит в полке и расчет выполняем как для сечения прямоугольного профиля с шириной b =bf’ =2380 мм. Вычисляем:
207,5·106 / ( 11,5·2380·6752 )= 0,01664 <αR=0,390.
Требуемую площадь арматуры вычислим по формуле:
873,4 мм2.
Принимаем 2Ø16 A400+2Ø18A400 (As= 402+509 = 911 мм2).
Сечение на опоре В (рис. 7, б), М = 180 кН·м.
Вычислим h0=h – a= =750 – 75 = 675 мм.
αm= 180·106 / (11,5·300·6752) = 0,1145 < αR=0,390. Тогда:
799,9 мм2.
Принимаем 2Ø14A400 + 2Ø18A400 (As= 308+509=817 мм2).
Монтажную арматуру принимаем 2Ø12A400 (As= 226 мм2).
Расчет прочности наиболее опасного наклонного сечения балки.
Выполним расчет прочности наиболее опасного сечения главной балки на действие поперечной силы у опоры В слева. Поперечная сила в расчетном сечении Q = Q всл,max= 156,1 кН.
Определим требуемую интенсивность поперечных стержней .
| ||||||||||
Рис. 8. Расчету прочности наклонного сечения главной балки: а – размеры сечения; б – расположение опасного наклонного сечения |
Принимаем длину проекции опасного наклонного сечения с, равной расстоянию от грани колонны до первой силы с = 1900 мм. Тогда α = =с/h0=1900/721 = 2,635 <3; поскольку α0 = α = 635 > 2 , то принимаем α0=2.
Определяем параметры εгр и ε по формулам:
Поскольку ε=0,8< εгр=0.944, то требуемую по расчету интенсивность поперечных стержней вычисляем по формуле:
Н/мм.
Из условия сварки принимаем поперечные стержни Æ5 класса В500 (Rsw=300 МПа); при числе каркасов в расчетном сечении 4 (см. рис.8,а) получим Asw = 78,5 мм2; требуемый по расчету шаг поперечных стержней должен быть равен:
мм.
Шаг поперечных стержней у опоры должен быть не более 0,5h0 =0,5·721 = 360,5 мм и не более 300 мм.
Максимально допустимый шаг поперечных стержней равен :
sw.max = Rbt bh02 / Qmax = 0,9·300·7212 / (156,1·103) = 899 мм.
Принимаем шаг поперечных стержней sw= 295 мм, удовлетворяющий расчетным и конструктивным требованиям с фактической интенсивностью поперечных стержней qsw = Rsw Asw / sw = 300 ·78,5 / 295 = 79,83 Н/мм > 79,65 Н/мм.
Проверяем прочность наклонной полосы между наклонными трещинами:
0,3Rbbh0= 0,3·11,5·300·721 = 746,2·103 H = 746,2 кН>Qmax=156,1 кН,
следовательно, прочность наклонной полосы обеспечена.
Построение эпюры материалов.
Выполняем с целью рационального конструирования продольной арматуры главной балки в соответствии с огибающими эпюрами изгибающих моментов и поперечных сил.
Сечение в пролете с продольной арматурой 2Æ18A400 (рис. 9, б),
As = 509 мм2; при b = bf’ x = Rs As /(Rb b) = 355·509 /(11,5·2380) = 6,6 мм<hf’= =70 мм, тогда
Mult = Rs As (h0 – 0,5 x) = 355·509 (723 – 0,5·6,6) =
130·106 Н·мм = 130 кН·м.
Сечение в пролете с продольной арматурой 2Æ18A400+2Æ16A400 (рис. 9, в), a=(509·29 + 402·99) / (509 + 402) = 59,9 мм; h0 = h – a = =750 – 60 = =690 мм;
As = 911 мм2; x = 355·911 / (11,5·2380) = 11,82 мм <hf’= 70 мм, тогда
Mult = 355·911 (690 – 0,5·11,82) = 221,2·106 Н·мм = 221,2 кН·м.
Сечение в пролете с монтажной продольной арматурой в верхней зоне 2Æ12 A400 (рис. 9, г), As = 226 мм2;
x = 355·226 / (11,5·300) =23,3 мм,
Mult = 355 ·226(721 – 0,5·23,3) = 56,9 ·106 Н·мм = 56,9 кН·м.
Сечение у опоры В с арматурой в верхней зоне 2Æ18A400 (рис. 9, д),
As =509 мм2; x = 355·509 / (11,5·300) = 52,4 мм,
Мult =355·509(721 – 0,5·52,4) = 125,5·106 Н·мм = 125,5 кН·м.
Рис. 9. К построению эпюры материалов главной балки а – огибающие эпюры М и Q и эпюра продольной арматуры; б . . . е – расчетные сечения для определения изгибающих моментов по фактически принятой арматуре |
Сечение у опоры В с арматурой в верхней зоне 2Æ18 A400+2Æ14А400 (рис. 9, е), a=(509·29 + 308·99) / (509 +308) = 55,4 мм;
h0=750-55,4=694,6мм;
As=509+308=817мм2;
x=355·817/(11,5·300)=84,1 мм,
ξ=x/h0= =84,1/694,6 = 0,121 < ξR= 0,531, тогда Мult =355·817(694,6 – 0,5·84,1) = =189,3·106 Н·мм = 189,3 кН·м.
Вычисляем необходимую длину анкеровки обрываемых стержней для обеспечения прочности наклонных сечений на действие изгибающих моментов:
· для верхней арматуры в пролете Æ16 мм при Q = 101,7 кН и qsw=79,83 кН/м; так как Q/(2qsw)=101,7·103/(2·79,83)= 637мм< h0=723 мм, то длину анкеровки обрываемых стержней определяем по формуле:
w = Q / (2qsw) + 5d =101,7·103 / (2·79,83) + 5·16 = 717 мм >15d=240 мм.
· для нижней арматуры у опоры В Æ14 мм при Q = 86,2 кН соответственно получим w =86,2·103 / (2·79,83) + 5·14 = 610 мм > 15d=210 мм.
Расчет на отрыв в местах примыкания второстепенных балок к главным.
Рис. 10. Схема определения длины зоны отрыва в местах примыкания второстепенных балок к главным |
В опорном сечении второстепенной балки αm = 0,147, следовательно,высота сжатой зоны будет равна мм, соответственно получим:
hs = h0 – hВБ + 0,5x = 690 – 400 +0,5·56,7 = 318,4 мм и длину отрыва
a =2 hs+b= 2·318,4 + 200 = 836,8 мм.
Отрывающая сила равна сосредоточенной нагрузке на главную балку :
F = G + P = 129,26 кН
При армировании главной балки сварными сетками требуемая суммарная площадь вертикальных стержней будет равна ∑Asw= F (1 – hs / h0 ) /Rsw = 129,26·103 ×(1 – 318,4 / 690) / 285 = 244 мм2, где Rsw = 285 МПа для заданного класса продольной рабочей арматуры класса A400.
Принимаем две сетки с вертикальными стержнями 5Ø6A400 в каждой, всего 10Ø6A400 ( ∑Asw = 283 мм2 ).
.