кН∙м

кН∙м

кН∙м

Расчетными являются наибольшие значения моментов.

4.2.3 Опорные моменты ригеля по грани колонны.

Опорный момент ригеля по грани средней колонны определяем по максимуму (абсолютному) значению по схемам загружения. Схема загружения 1+2 и выравненная эпюра моментов:

кН∙м

кН

Q₂ = 669,1 кН

4.2.4 Поперечные силы ригеля

Для расчета прочности по сечениям, наклонным к продольной оси, определяются значения поперечных сил ригеля. На средней опоре слева по схеме загружения 1+4.

кН

Справа на средней опоре по схеме загружения 1+4

кН

На крайней опоре Q = 786,7 кН

4.3 Расчет ригеля по предельным состояниям I группы

4.3.1 Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси.

Определяем высоту сечения ригеля. Высоту сечения подбираем по опорному моменту, т.к. на опоре момент определен с учетом образования пластического шарнира.



По табл. III 1 [5] при ξ = 0,35 находим значение А₀ = 0,289. Граничная относительная высота сжатой зоны определяется по формуле:

(4.8)

ω = 0,85 - 0,006∙R_b - характеристика сжатой зоны бетона.

ω = 0,85 - 0,006∙14,5 = 0,80

σ_s1 = R_s=365 МПа



Рабочая высота сечения ригеля

(4-9)

---

см.

h = h₀+a (4.10)

h= 66.0 + 4 = 70см

Проверка принятого сечения по пролетному моменту не производится т.к.

М = 426,3 кН∙м < М = 670,2 кН∙м

Производим подбор сечений арматуры в расчетных сечениях ригеля. Сечение в первом пролете

(4.10)

по табл. III 1 [5] η = 0,861

(4.11)

см².

по приложению VI [5] принимаем 4Ø32 A-III с A_s = 8,0425∙4 = 32,17 см²

Сечение в среднем пролете

по табл. III 1 [5] η = 0,89

см².

Принимаем арматуру 4Ø28 A-III с A_s= 6,158∙4 = 24,63 см² Арматура для восприятия отрицательного момента в пролете устанавливается по эпюре моментов, принято 2Ø25 A-III, A_s=9,82 см²

Сечение на средней опоре:

по табл. III 1 [5] η = 0,774

см².

Принимаем арматуру 4Ø40 A-III с A_s = 12,56∙4 = 50,24 см²

4.3.2 Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось С:

B = φ_b2∙R_bt∙b∙h_o². (4.12)

φ_b2 -для тяжелого бетона 2.

В = 2∙1,05∙35∙66,0²∙100 = 323,08∙10⁵ Н/см

В расчетном наклонном сечении

Q_b = Q_sw= Q/2, отсюда

(4.13)

см < 2∙h_o = 2∙66.0 = 132 см.

Условие удовлетворяется С < 2∙h₀

---

кН,

Н/см.

Диаметр поперечных стержней устанавливается из условия сварки с продольной арматурой Ø32 мм принимается равным d_sw= 8 мм по приложению IX [5] с A_sw = 0,503 см². При вводится коэффициент условия работы γ_S2 = 0,9 и тогда R_sw = 290∙0,9 = 261 МПа. Число каркасов 2. A_s = 1,006 см².

Шаг поперечных стержней

(1.14)

см.

На всех приопорных участках длинной 0,25∙l шаг принят 10 см в средней части пролета шаг см > 50см. Принимаем 50 см.

Проверим прочность по сжатой зоне (полосе) между наклонными трещинами:

(4.15)





(4.16)



(4.17)

Условие Q < 0,3∙φ_w1∙φ_b1∙R_b∙b∙h_o (4.18)

0,3∙1,09∙0,855∙14,5∙35∙66,0∙100 = 936469,9 H > 786700 H - условие удовлетворяется

4.3.3 Определение мест обрывов стержней

Построение эпюры арматуры (материалов) в целях экономии арматурной стали часть продольных стержней в месте, где отдельный растянутый стержень уже не нужен в соответствии с изменением огибающей эпюры моментов. Эпюры арматуры строим в последовательности:

- определяем изгибающие моменты М, воспринимаемые в расчетных сечениях по фактически принятой арматуре;

- установленные графически на огибающей эпюре моментов по ординатам М места теоретического обрыва стержней;

- определение длины анкеровки обрываемых стержней, причем Q в месте теоретического обрыва стержней принимается соответствующим изгибающему моменту в этом сечении.

---

Рассмотрим сечение первого пролета. На средней опоре арматура 2Ø40 А IIIA_s = 25,12см²



η = 0,86.

М = 365∙25,12∙0,86∙66,0∙100∙10⁵ = 520,4 кН∙м.

В месте теоретического обрыва арматуры 2Ø16 А-III

А_s = 4,02 см², М = 0,0018; ξ = 0,4; η = 0,98 М = 95 кН∙м.

Поперечная сила Q = 786,7 кН поперечные стержни Ø8 А-Ш вместе теоретического обрыва стержней 2Ø40 А-III сохраняем с шагом S = 10 см

(4.19)

Н/см.

длинна анкеровки

см >20∙d =80см.

Арматура в пролете 4Ø32 А-III,

A_s = 32,17 см², М = 0,0056; ξ = 0,14; η = 0,93; М = 653 кН∙м; Q = 416,0 кН; q = 1286,2 Н/см

длинна анкеровки

см > 20∙d = 64 см.

Арматура в среднем пролете 4Ø25 А-III,

A_s = 19,63 см²; М = 0,0088; ξ = 0,22; η = 0,89; М = 381,3 кН∙м; Q = 347,8 Kн; q_sw = 1286,2 Н/м

см > 20∙d = 50 см

4.4 Расчет стыка ригелей.

С тык принят обетонированным. Изгибающий момент на опоре воспринимается стальными стыковыми стержнями верхней растянутой зоны и бетоном, заполняющим полость между торцами ригеля и колонны.
М = 773,2 кН м

η = 0,76

см².

Принимаем 4Ø40 A-III, A_s = 50,24 см²

Длина сварных швов для приварки стыковых стержней к закладным деталям ригеля определяется по формуле:

(4-20)

N - растягивающее усилие в верхней части стыка и сжимающие в верхней части

(4.21)

Н.

---

R_w - расчетное сопротивление срезу сварного углового шва;

h_w - высота шва;

h_w = 0,25∙d = 0,25∙4,0 = 1,0 см (4.22)

т.к. 4 стыковых шва, то h_w = 4 см.

см.

(4.23)

см

Размеры закладных деталей

(4.24)

см²

(4.25)

см

Принимаем δ_пл = 2,4 см

При поперечном направлении ригелей рис 2.1 обеспечивается нормальная жесткость здания при принятой ширине плиты уменьшается число монтажных единиц.

При продольном направлении ригелей рис 2.2 улучшается освещенность помещений, но увеличивается число монтажных единиц. Следовательно, исходя из конструктивных и экономических соображений принимается вариант с поперечным направлением ригелей. Привязка наружных стен нулевая. Ригели прямоугольного сечения. Тип панелей - ребристые (здание промышленное, большие нагрузки). Ширина панели унифицированная - 1500 мм.

5. Расчет сборной железобетонной колонны

5.1 Расчет колонны на сжатие

5.1.1 Расчетная схема колонны.

Колонна первого этажа рассчитывается как стойка высотой, равной высоте этажа, с шарнирно неподвижными опорами на колоннах:

l₀ = Н_эт = 4,6 м = 460см.

5.1.2 Подсчет нагрузок на колонну

Таблица 5.1

Нагрузка	Нормативное значение, кН/м	Коэффиц. надежности по нагрузке	Расчетное значение, кН/м
А. Нагрузки на покрытие g = q + V а) постоянная (q)
Собственный вес кровли	3,0	1.2	3,6
Собственный вес ригеля (0,7∙0,35∙25)/7,0	0,88	1,1	0,96
Собственный вес плиты покрытия	1,7	1,1	1,87
ИТОГО ПОСТОЯННЫЕ:	5,58		6,43
б) Временные
Снеговая	0,7	1.4	0,98
ИТОГО ВРЕМЕННЫЕ:	0,7		0,98
ВСЕГО	6,28		7,51
Б. Нагрузки на перекрытие а) постоянные
Вес пола	0,75	1,2	0,9
Вес плиты	2,5	1,1	2,75
Собственный вес ригеля	0,88	1,1	0,97
б) временная
Длительная полезная	12,0	1,2	14,4
Кратковременная полезная	1,5	1,4	2,1
ИТГОГО ВРЕМЕННЫЕ	13,5		16,5
В С Е Г О :	14,38		17,47

---

Смотрите также файлы

• Класс Пресмыкающиеся или Рептилии. Отряд Чешуйчатые Унгарбаева Д.ppt

• Конспект урока по информатике 6 класс Тема урока Работа с текстовым документом. Ссылки. Тип урока изучение нового материала. Цели урока.docx

• Практическая работа 1 определение документа в государственных стандартах. Электронный документ задание.docx

• Классного руководителя (куратора) в 12 классах .docx

• Решение задачи 4.docx