![](/user_photo/2706_HbeT2.jpg)
- •2 Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия
- •3 Расчет ребристой плиты по предельным состояниям первой группы
- •3.1 Усилия от расчетных и нормативных нагрузок
- •3.2 Установление размеров сечения плиты
- •3.3 Характеристики прочности бетона и арматуры
- •3.5 Расчет полки плиты на местный изгиб
- •3.6 Расчет прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси
- •4 Расчет ребристой плиты по предельным состояниям второй группы
- •4.1 Определение геометрических характеристик приведенного сечения
- •4.2 Определение потерь предварительного напряжения арматуры
- •4.3 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси
- •4.5 Расчет прогиба плиты
- •5 Определение усилий в ригеле поперечной рамы
- •5.1 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля
- •5.2 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле
- •5.3 Опорные моменты ригеля на грани колонны
- •7 Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси
- •7.1 Расчет прочности по наклонному сечению
- •8 Конструирование арматуры ригеля
- •9 Определение усилий в средней колонне
- •9.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок
- •9.2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок
- •10 Расчет прочности cредней колонны
- •10.1 Характеристики прочности бетона и арматуры
- •10.2 Подбор сечений симметричной арматуры
- •11 Конструирование арматуры колонны
8 Конструирование арматуры ригеля
Рассмотрим
сечения первого пролета. На средней
опоре арматура 5
;
12,72/25*56=0,009;
0,009*365/0,9*11,5=0,317
;
=0,84;
=365*12,72*0,84*56*100*10-5
= 218,4 кН.
В
месте теоретического обрыва арматуры
2Ø
12 А-III
с
2,26см2;
=2,26/25*56=0,0016;
=0,0016*365/0,9*11,5=0,056;
=0,97;
365*2,26*0,97*56*100*10-5=51,5
кН*м.
Поперечная сила в этом сечении
150
кН. Поперечные стержни
Ø8 А-III
в месте теоретического обрыва стержней
5Ø 18 сохраняем с шагом
20см;
=1290
Н/см;
длина
анкеровки
150000/2*1290+5*3,2=84>20
64
см
Арматуру
в пролете принимают 5Ø18 с А-III
с
12,72
см2;
=12,72/25*54=0,009;
0,009*365/0,9*11,5=0,32;
=0,84;
365*12,72*0,84*54*100*10-5=210,6
кН*м.
В
месте теоретического обрыва пролетных
стержней остается арматура 5Ø14
А-III
=7,69/25*54=0,005;
=
0,005*365/0,9*11,5=0,18;
=0,91;
365*7,69*0,91*54*100*10-5=137,9
кН*м.
Поперечная
сила в этом сечении
135
кН;
1290
Н/см. Длина
анкеровки
135000/2*1290+5*2=62
см>20d=40
см.
В такой же последовательности вычисляются
значения
W3
и
W4
.
9 Определение усилий в средней колонне
9.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок
Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 6*9=54 м2.
Постоянная
нагрузка от перекрытий одного этажа с
учетом коэффициента
0,95:
3,584*54*0,95
= 183,8 кН,
от
ригеля :
(3,8/6)*54=34,2
кН,
от
стойки (сечением 0.3*0,3;
l=4,8 м,
кг/м3,
;
:
0,4*0,4*9*1,1*1=1,58
кН.
Итого G= 219,6 кН.
Временная
нагрузка от перекрытия одного этажа с
учетом
;
6*54*0,95=307,8
кН ;
в
том числе длительная
4,2*54*0,95=215,5
кН,
кратковременная
1,8*54*0,95=92,3кН.
Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 5 кН/м2 составляет 5*54*0,95=256,5 кН
от ригеля – 34,2 кН, от стойки -1,58 кН. Итого G=292,3 кН.
Временная
нагрузка – снег для 3 снегового района
при коэффициентах надежности по нагрузке
1,2
, и по назначению здания
0.95:
1*1,2*54*0,95=61,6
кН,
в
том числе длительная
0,5*61,6=30,8
кН,
кратковременная
30,8
кН.
Продольная сила колонны первого этажа рамы от длительной нагрузки
292,3+30,8+(219,6+215,5)2=1193,3
кН;
то
же, от полученной нагрузки
1193,3+30,8+92,3=1316,4
кН.
Продольная
сила колонны подвала от длительных
нагрузок
1193,3+(219,6+215,5)=1629
кН,
тоже
от полной нагрузки
1629+30,8+92,3=1752
кН.
9.2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок
Отношение
погонных жесткостей, вводимых в расчет
согласно
1,2*4,5(приняв
значения опорных моментов ригеля средних
этажей). При действии длительных
нагрузок
-(0,1*27,4+0,062*24)92=
-342,5 кН*м.
-(0,0091*27,4+0,03*24)92=
-78,5 кН/ м. При действии полной нагрузки
-342,5-0,062*10,2*92=
-394 кН*м;
-78,5
-0,03*10,2*92=
-103,3 кН*м.
Разность
абсолютных значений опорных моментов
в узле рамы: при длитель- ных нагрузках
=342,5-78,5=264
кН*м, при полной нагрузке
=394-103,3=290,7
кН*м.
Изгибающий
момент колонны подвала от длительных
нагрузок
0,4
=0,4*264=105,6
кНм, от полной нагрузки
0,4*290,7=116,3
кНм.
Изгибающий
момент колонны первого этажа от длительных
нагрузок
0,6
=0,6*264=158,4
кН*м, от полной нагрузки М=0,6
=0,6*290,7=174,4 кН*м.
Рисунок 5. Эпюры продольных сил и изгибающих моментов средней колонны.
Изгибающие моменты колонны:
От
длительных нагрузок
(0,1-0,091)51,4*92=37,5 кН*м;
изгибающие моменты колонн подвала
0,4*37,5=15кН*м;
изгибающий момент колонн первого этажа
0,6*37,5=22,5
кН*м.
От
полных нагрузок:
=(0,1-0,091)61,6*92=44,9
кН*м, изгибающие
моменты колонн подвала
0,4*44,9=18
кН*м, изгибающий момент первого этажа
0,6*44,9=27
кН*м.