- •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>2064 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 здания0.95:1*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.