[Volodya]

Уважаемые форумчане, прошу вашей помощи в таком вопросе:

Имеется ж.б. балка Б1, на которую с шагом 2 м опирается металлическая сварная балка Б2. Возник вопрос: как наиболее правильно вручную можно проверить хомуты в консоли, на которую опирается металл. балка? В старом пособии к СНиПу (2.03.01-84) приведена методика общей проверки сечения на кручение с изгибом, однако нельзя четко ответить на вопрос: если есть поперечная сила, то как проверить шаг хомутов, как его назначить?

При простом расчете как балки на поперечную силу, проверяя при этом шаг хомутов, получается неплохой запас. Приближенно с упрощениями и допущениями посчитать можно, а можно ли посчитать точнее? Кто-нибудь сталкивался с такой задачкой?

[Zedvik]

при изгибе всегда есть поперчная сила

[crosandr]

Сообщение от Zedvik при изгибе всегда есть поперчная сила

Не всегда. Бывает и т.н. чистый изгиб, без поперечной силы, хотя на практике встречается редко

[troja]

В данном случае ваша т. н. поперечная арматура выполняет роль "рабочей арматуры" консольного участка балки. Представьте себе, что это не консоль балки, а консоль на стене, на которую опираются ваши стальные балки. А расчёт балки на поперечную силу здесь не причём, это будет расчётом самой балки, а не консоли.

[Volodya]

Спасибо всем за ответ! Я проверяю такую балку:
1) как консоль на момент, причем там учитывается как поперечная арматура хомута нижней части балки (носика), так и поперечная арматура основной балки;
2) дополнительно основная балка проверяется на отрыв.

[PPeterr]

Здравствуйте. Более подходящую ветку найти не удалось, поэтому задаю вопрос здесь.
Вручную считаю ж/б балку свободно опёртую. Интересует расчёт поперечной арматуры (хомуты) - шаг установки, диаметр стержня хомута. Наиболее подходящий для моего случая - пример 14 (этот пример одинаков и в "Пособие к СП 52-101" и в "Пособие к СНиП 2.03.01-84"). В этом Примере 14 есть такая формула ( 1 ). Насколько я понял - это поперечное усилие, воспринимаемое бетоном. Но, обращаясь к общей формуле, вижу что это есть отношение: ( 4 ). Для случая в Примере 14, значение длины проекции наклонного сечения на продольную ось элемента ("цэ") выражается ( 2 ). Так вот, подставляя значение "цэ" ( 2 ) в формулу для "ку бэ" ( 4 ), после упрощения я получаю, что "ку бэ" имеет вид ( 3 ).
Вопрос - почему в Примере 14 (обоих пособий) значение "ку бэ" ( 1 ) в два раза больше чем должно быть по общей формуле ( 4 )? Помогите мне найти этому объяснение и определиться - является ли это опечаткой в пособии.

На страничке, где размещён электронный вид пособия ( http://dwg.ru/dnl/10237 ) я уже "заикнулся" насчёт этой опечатки. Но затем у меня вкрались сомнения. Хочу разобраться с этим моментом. Помогите.

[Нитонисе]

Опечатки здесь нет. Qb - это не то же что и Qb1. Qb - это поперечное усилие, воспринимаемое бетоном, а Qb1 - абстрактная величина, в зависимости от которой определяется расчетная формула для определения интенсивности хомутов qsw (см. п.3.33 "б" из Пособия к СП 52-101-2003).

Но опечатка в примере 14 все же есть. Вычисленное значени Qb1 должно равняться 62790 Н, а там - 62760 Н. Впрочем в дальнейших вычислениях фигурирует уже правильная цифра.

[PPeterr]

Нитонисе, спасибо.
Всё, нашёл по тексту эту формулу с удвоенным корнем. Значит, основное моё заблуждение было, что я думал, что Qb это то же самое, что и Qb1. А это разные вещи.

И далее по расчёту опять возник вопрос. Значение qsw получилось отрицательное. Значит, принимаю, что оно равно нулю? (прикрепил часть расчёта)

[Нитонисе]

Ваши выкладки не совсем понятны, но если интенсивность получается отрицательной, то судя по всему это означает, что поперечной арматуры не требуется. Вы просчитайте ваше сечение без учета арматуры по формулам п.3.41 Пособия к СП 52-101-2003. Зачастую бетонного сечения хватает. Однако кроме расчетного армирования может понадобиться конструктивное (см. пп.5.18-5.28 того же Пособия).

[PPeterr]

Нитонисе, спасибо за наводку.
Посчитал сечение балки без установки поперечной арматуры - сечения балки удовлетворяют этому расчёту. Значит, я принимаю поперечное армирование по конструктивным требованиям. Здесь лишь один вопрос - какой длины принять приопорный участок балки. Правильно ли, что в моём случае длина приопорного участка балки составляет 1/4 пролёта?

[Нитонисе]

Сообщение от PPeterr Здесь лишь один вопрос - какой длины принять приопорный участок балки. Правильно ли, что в моём случае длина приопорного участка балки составляет 1/4 пролёта?

А где вы нашли требования по приопорным участкам? Я просмотрел конструктивный раздел - нигде ничего не нашел. Хотя вроде в старом СНиП такое было. Я проектирую в Беларуси, так в нашем СНБ есть упоминание про различное армирование приопорных участков и пролетных.

Но вам в любом случае не нужно выделять этот участок, потому что поперечная сила воспринимается бетоном и по расчету арматура не требуется. Различное армирование приопорных и пролетных применяют при расчетной арматуре. Во всяком случае так сказано и в наше СНБ и в старом СНиП. В данном случае вам нужно руководствоваться пунктом 5.21 Пособия к СП, согласно которого для балок высотой более 150 мм конструктивная арматура ставится с шагом не менее 0.75h0 и не менее 500 мм. Армирование равномерное по всей длине балки. Для балок высотой менее 150 мм поперечную арматуру допускается и вовсе не ставить.

[PPeterr]

Сообщение от Нитонисе А где вы нашли требования по приопорным участкам?

Я нашёл их в старом "Пособии к СНиП 2.03.01-84" (прикрепил к сообщению этот пункт).

Сообщение от Нитонисе В данном случае вам нужно руководствоваться пунктом 5.21 Пособия к СП, согласно которого для балок высотой более 150 мм конструктивная арматура ставится с шагом не менее 0.75h0 и не менее 500 мм. Армирование равномерное по всей длине балки.

Спасибо. Про разницу установки расчётных хомутов и конструктивных, надеюсь, я уяснил правильно.
Пункт 5.21 "Пособия к СП" посмотрел. Да, там однозначно написано, как устанавливать хомуты в случае отсутствия в них нужды по расчёту.

[Нитонисе]

Ну да, здесь явно не сказано, что такое армирование применимо только при расчетной арматуре. Но я все ж думаю, что подразумевается именно этот случай. Вот аналогичные требования из белорусских норм, где уже явно сказано, что различное армирование приопорных и пролетных участков - применяется только при расчетной арматуре.

11.2.21 В железобетонных элементах, в которых поперечная сила не может быть воспринята только бетоном, поперечную арматуру следует устанавливать по расчету с выполнением следующих конструктивных требований, определяющих шаг поперечных стержней:
а) на приопорных участках длиной 0,25l:
— при h <= 450 мм — не более 0,5h и 150 мм;
— при h > 450 мм — не более h/3 и 300 мм;
б) в средней части элемента независимо от высоты — не более 3/4h и 500 мм;
в) по всей длине элемента из условия обеспечения работы продольной арматуры, установленной по расчету в сжатой зоне сечения:
при fyd <= 400 Н/мм2 — не более 500 мм и не более 15ф и 20ф в вязаных и сварных каркасах соответственно;
при fyd >= 450 Н/мм2 — не более 400 мм и не более 12ф и 15ф в вязаных и сварных каркасах соответственно.

[PPeterr]

У меня ещё вот такие вопросы по ж/б балке.
1. В общем, в результате расчёта рабочей арматуры, у меня получилось три стержня диам. 16мм (внизу, в растянутой зоне). По ходу изучения "Пособия" мне встретился пункт, что можно обрывать продольные стержни в балке, расположенные внизу. Но конструктивные требования говорят, что в местах загиба хомута всегда должны быть стержни. Значит, выходит, что я могу оборвать в пролёте лишь один (средний стержень). Как я понял, в случае, если не требуется по расчёту установка хомутов (мой случай), то этот самый продольный средний стержень диам. 16мм я могу оборвать, заведя его край на 10 диаметров за точку, где момент в балке смогут удержать оставшиеся два стержня диам. 16мм (которые по углам хомута). Может, не совсем понятно написал, но всё же - действительно ли, конструируя балку с тремя рабочими стержнями арматуры, я могу средний стержень просто оборвать? И здесь нет никаких "подвохов", например связанных с анкеровкой?

2. По расчёту стержни арматуры (продольные) в сжатой зоне балки не требуются. Но конструктивно я должен их установить, чтобы на загибе хомута они были. Также, конструктивно они должны быть диам. не менее 12мм. Т.е. в итоге у меня получается что в балке вверху (в сжатой зоне) я должен расположить 2 стержня диам. 12мм. Всё верно?

[Нитонисе]

Сообщение от PPeterr действительно ли, конструируя балку с тремя рабочими стержнями арматуры, я могу средний стержень просто оборвать? И здесь нет никаких "подвохов", например связанных с анкеровкой?

С анкеровкой "подвохи" есть. Вы определяете положение сечения, где достаточно уже только 2 стержней (при этом выполняются все конструктивные требования по продольной арматуре), например балка длиной 6 метров, а на расстоянии 2 метра от опоры вы выяснили, что здесь уже достаточно двух стержней. Значит вы должны этот обрываемый стержень завести за данное сечение на длину анкеровки, определенную по соответствующим формулам. Те десять диаметров, что вы упомянули - это как раз и похоже на одну из формул расчета длины анкеровки, но кажется не для этого случая. Фактически должно получаться 300-400 мм, хотя могу и ошибаться. Тут нужно внимательнее посмотреть соответствующий раздел норм по определению длины анкеровки.
Но на практике мало кто обрывает стержни в пролете. Сильно много вы сэкономите на этом? Не думаю, зато добавите себе расчетных трудностей. Делайте лучше стержни на всю длину.

Сообщение от PPeterr По расчёту стержни арматуры (продольные) в сжатой зоне балки не требуются. Но конструктивно я должен их установить, чтобы на загибе хомута они были. Также, конструктивно они должны быть диам. не менее 12мм. Т.е. в итоге у меня получается что в балке вверху (в сжатой зоне) я должен расположить 2 стержня диам. 12мм. Всё верно?

Во-первых замечу, что поперечная арматура не всегда применяется в виде хомутов. Зачастую это просто вертикальные стержни, которые соединяются с продольной арматурой на сварке (надеюсь кручения у вас нет). Рекомендую в вашем случае применить армирование двумя каркасами у граней балки (кстати, какое ее сечение?), включающими в себя нижний рабочий стержень, верхний конструктивный и вертикальные стержни поперечного армирования с нужным шагом. Эти каркасы объединяются в пространственный, путем приварки поперечных горизонтальных стержний вверху и внизу. Дополнительно приваривается средний нижний рабочий стержень. Ну и не совсем понятно где вы вычитали, что верхний конструктивный стержень должен быть 12 диаметра? Я думаю, что на верхнюю и поперечную арматуру сгодится гладкая арматура 6 диаметра. При этом верхняя арматура, если ее учесть в расчете, немного повысит несущую способность балки.

[PPeterr]

Сообщение от Нитонисе Тут нужно внимательнее посмотреть соответствующий раздел норм по определению длины анкеровки. Но на практике мало кто обрывает стержни в пролете. Сильно много вы сэкономите на этом? Не думаю, зато добавите себе расчетных трудностей. Делайте лучше стержни на всю длину.

Мне трудно сказать, что выгодней - потратить лишнее время на расчёт, или купить лишних 4 м арматуры диам. 16 (рублей по 50 за метр она стоит). В любом случае, хорошо бы разбираться в этом вопросе.

Сообщение от Нитонисе Во-первых замечу, что поперечная арматура не всегда применяется в виде хомутов. Зачастую это просто вертикальные стержни, которые соединяются с продольной арматурой на сварке (надеюсь кручения у вас нет).

Кручения нет. И сварщика нет. А я варю плоховато... Надёжнее будет с хомутами работать. Ограничен вязаными каркасами.

Сообщение от Нитонисе балки (кстати, какое ее сечение?)

Балка сечением 250х500мм.

Сообщение от Нитонисе не совсем понятно где вы вычитали, что верхний конструктивный стержень должен быть 12 диаметра? Я думаю, что на верхнюю и поперечную арматуру сгодится гладкая арматура 6 диаметра. При этом верхняя арматура, если ее учесть в расчете, немного повысит несущую способность балки.

Про 12мм диаметр я взял из книги Тихонова про армирование (прикрепил вырезку). Но теперь уже понял, что речь там идёт именно про рабочую, а не конструктивную арматуру.
Также в конструктивных требованиях написано, что диаметр гиба для арматуры не должен быть меньше 2,5 диаметра этой арматуры. Я рассматриваю хомут из арматурной стали. При диаметре стержня хомута 6мм, минимальный диаметр (просвет) который остаётся у загнутого "бубликом" стержня должен составить: 6*2,5-6=9мм. Так как я планирую использовать закрытые хомуты, то мне придётся загибать стержни хомута вокруг верхней продольной арматуры на 360град. Исходя из этого получается, что диаметр верхней продольной арматуры должен быть не менее 9мм.
Ещё момент. Выше я указывал, что балка свободно опёртая (т.к. для этого случая есть примеры в Пособиях). На самом же деле, балка монолитная с колоннами. Насколько я понимаю - в этом случае появляется момент возле колонн, при действии которого верхние волокна балки получаются растянутыми. Вот и решил для запаса верхнюю продольную арматуру принять 12мм. Хотя сейчас уже задумываюсь, что надо бы и приколонный участок посчитать по I группе предельных состояний. Но я не знаю, как определить там момент...

Прикрепляю полный расчёт своей балки. Понимаю, что вряд ли кто-то возьмётся его проверить (слишком муторно). Но прошу хотя бы пробегитесь по названиям раздела расчёта - все ли необходимые расчёты я произвёл.
В расчёте принята свободно опёртая ж/б балка с прямоугольным сечением 250х500мм, с равномерно распределённой нагрузкой, пролётом 5,6м (остальные исх. данные внутри расчёта).

[Нитонисе]

Сообщение от PPeterr Мне трудно сказать, что выгодней - потратить лишнее время на расчёт, или купить лишних 4 м арматуры диам. 16 (рублей по 50 за метр она стоит). В любом случае, хорошо бы разбираться в этом вопросе.

Ну, как знаете.

Сообщение от PPeterr Кручения нет. И сварщика нет. А я варю плоховато... Надёжнее будет с хомутами работать. Ограничен вязаными каркасами.

Опять же - как знаете Вязанные хомуты допустимы.

Сообщение от PPeterr Исходя из этого получается, что диаметр верхней продольной арматуры должен быть не менее 9мм.

Не вижу ничего страшного, если внутренний диаметр гиба хомута будет больше чем диаметр продольного стержня. Ничего страшного в том, что хомут не плотно огибает стержень, - нету.

Сообщение от PPeterr Ещё момент. Выше я указывал, что балка свободно опёртая (т.к. для этого случая есть примеры в Пособиях). На самом же деле, балка монолитная с колоннами.

Тогда надо расчитывать балку как защемленную по концам. Хотя лучше всего расчитывать пространственную задачу - колонны одновременно с балками. Для балки же защемленной по концам момент на опоре вычисляется по формуле M = q*l^2/12. В пролете будет момент M = q*l^2/24. Для восприятия опорных моментов арматура ставится вверху, для восприятия пролетных - внизу. Казалось бы пролетный момент вдвое ниже и можно там применить вдвое меньше арматуры, но на деле этот момент может быть выше, так как жесткость опор в данном случае не идеальная и моменты могут перераспределиться уменьшаясь на опорах и увеличиваясь в пролете. Поэтому лучше всего заармировать балку вверху и внизу по значению опорного момента, то есть симметричное армирование.
При этом нужно обеспечить анкеровку верхней арматуры на опоре (то есть стержень должен заходить за расчетное сечение на длину анкеровки) по типу черт.5.5 из Пособия к СП.

У вас защитный слой для рабочей арматуры - 22 мм. Этого достаточно?

Кроме расчетов на прочность нужно еще выполнять и расчеты по прогибам и трещиностойкости. Часто выбор продольной арматуры диктуют именно эти расчеты.

[PPeterr]

Сообщение от Нитонисе Для балки же защемленной по концам момент на опоре вычисляется по формуле M = q*l^2/12. В пролете будет момент M = q*l^2/24.

Наверное, надо будет всё пересчитать.

Сообщение от Нитонисе Для восприятия опорных моментов арматура ставится вверху, для восприятия пролетных - внизу. Казалось бы пролетный момент вдвое ниже и можно там применить вдвое меньше арматуры, но на деле этот момент может быть выше, так как жесткость опор в данном случае не идеальная и моменты могут перераспределиться уменьшаясь на опорах и увеличиваясь в пролете. Поэтому лучше всего заармировать балку вверху и внизу по значению опорного момента, то есть симметричное армирование.

Понял. В этом случае и верхние и нижние стержни являются рабочими. И всё же - есть ли ограничение минимального диаметра для рабочих стержней балки? Я тут выше вырезку прикладывал про 12мм - это из книги "Армирование элементов монолитных железобетонных зданий", пособие по проектированию, ЗАО "КТБ НИИЖБ", И. Н. Тихонов. Но в конструктивных требованиях Пособия к СНиП я таких ограничений не встретил.

Сообщение от Нитонисе У вас защитный слой для рабочей арматуры - 22 мм. Этого достаточно?

Я полагал, что защитный слой бетона - это расстояние от грани ж/б элемента до центра массы рабочей арматуры (т.е. до оси), которое в пособии обозначается буквой "а" (в формуле h0=h-a) и принял а=30мм. Заблуждался?

Сообщение от Нитонисе Кроме расчетов на прочность нужно еще выполнять и расчеты по прогибам и трещиностойкости. Часто выбор продольной арматуры диктуют именно эти расчеты.

Но ведь именно это (расчёт по II группе предельных состояний) я и выполнял - взгляните в pdf расчёт, что я прикрепил выше. В соответствии с методикой в Пособии к СНиП, я выяснил, что нормальные и наклонные трещины не образуются и что величина прогиба заведомо меньше допустимой. Или же я всё-таки что-то пропустил?

[Нитонисе]

Сообщение от PPeterr И всё же - есть ли ограничение минимального диаметра для рабочих стержней балки?

Нет таких жестких ограничений. Но желательно чтобы диаметр был не слишком маленьким, что может вызвать проблемы технологического характера (вопросы по сварке и по излишней гибкости стержней). Но и слишком большие тоже не рекомендуются. Для вашего случая меньше 10 диаметра думаю не стоит закладывать стержни.

Сообщение от PPeterr Я полагал, что защитный слой бетона - это расстояние от грани ж/б элемента до центра массы рабочей арматуры (т.е. до оси), которое в пособии обозначается буквой "а" (в формуле h0=h-a) и принял а=30мм. Заблуждался?

Нет, защитный слой это не "а", а расстояние от грани бетона до грани арматуры. В вашем случае при h0 470 и диаметре 16 мм защитный слой сотавляет 22 мм. Что маловато, как мне каежтся. Но тут надо посмотреть конструктивные требования по защитным слоям.

Сообщение от PPeterr Но ведь именно это (расчёт по II группе предельных состояний) я и выполнял - взгляните в pdf расчёт, что я прикрепил выше. В соответствии с методикой в Пособии к СНиП, я выяснил, что нормальные и наклонные трещины не образуются и что величина прогиба заведомо меньше допустимой. Или же я всё-таки что-то пропустил?

Это расчеты по 1 ГПС, соответственно расчетные нагрузки нужно принимать с коэффициентом надежности больше единицы. Те же расчеты о которых говорю я - выполняются по 2 ГПС, с расчетными нагрузками с коэффициентом надежности равном единице. Расчет по раскрытию трещин - это пп.4.1-4.11 по Прилжению к СП, а расчет по прогибам - пп.4.15-4.28.

[PPeterr]

Сообщение от Нитонисе Те же расчеты о которых говорю я - выполняются по 2 ГПС, с расчетными нагрузками с коэффициентом надежности равном единице. Расчет по раскрытию трещин - это пп.4.1-4.11 по Прилжению к СП, а расчет по прогибам - пп.4.15-4.28.

И всё же, я упорно не понимаю. В своём расчёте (в конце) я проверил, что выполняется условие (4.2) пункта 4.2 Пособия к СП. Сказано, что "в этом случае расчёт по раскрытию трещин не производится" - таким образом, я считаю, что пункты 4.1 - 4.14 выполнены, верно?
Причём, я считал по старому Пособию к СНиП и там были различные условия для отсутствия образования трещин - нормальных и наклонных. Здесь же (в пособии к СП) по тексту следует, что при выполнении условия (4.2) отсутствуют вообще все трещины.
По поводу расчёта по прогибу - повторюсь, что я считал по старому Пособию к СНиП и там есть условие (307) п. 4.27, при выполнении которого сказано: "прогибы ж.б. изгибаемых элементов из тяжёлого бетона постоянного сечения, эксплуатируемых при влажности свыше 40%, заведомо меньше предельно допустимых". Это условие (307) у меня выполняется. Таким образом, я считаю что все условия по прогибу я выполнил. К сожалению, подобной формулировки (подобного условия) я не смог найти в Пособии к СП. Но ведь и раньше, по старому Пособию люди строили, могу же я опереться на него?

Итак, всё-таки выполнил ли я расчёт по 2 ГПС?
По поводу того, что коэффициенты запаса при расчёте по 1 ГПС и по 2 ГПС должны быть различными - я уяснил.