Veselov_i_dr_uchebn

Рис. 25

Всредних пролетах в нижней зоне обрываем три стержня диаметром 18 мм, расположенных во втором ряду.

Вверхней зоне у опоры В со стороны крайнего пролета обрываем сначала два стержня диаметром 25 мм, а затем – один стержень диаметром 22 мм, заменив их после обрыва стержнями диаметром 16 мм из сталиклассаА400. Соединениестержнейдиаметром25 и22 ммсостержнями диаметром 16 мм выполняется контактной стыковой или ванной сваркой (см. п. 6–13 табл. 38 [4]).

ВверхнейзонеуопорыВсосторонысреднегопролетаиуопорыС

исо стороныобоихпролетовобрываемдва средних стержнядиаметром 25 мм и заменяем их стержнями диаметром 14 мм, соединяя стыковой или ванной сваркой (см. п. 6–13 табл. 38 [4]).

Принциппостроенияэпюрыматериаловиопределенияместобрыва стержней с использованием данных табл. 3–7 показан на рис. 25.

4.Расчет разрезного ригеля (для специальностей ВВ и СД)

Согласноразбивочнойсхемеригельпредставляетсобойразрезную многопролетнуюконструкцию сосвободным опираниемконцов на кирпичные стены здания.

В курсовом проекте рассчитываем средний пролет ригеля.

За расчетный пролет разрезного ригеля принимается расстояние между центрами площадок опирания ригеля на консоли колонн

(см. рис. 18):

l0 = lср a / 2 a / 2 = 6,48 – 0,4 – 0,25/2 – 0,25/2 = 5,83 м.

Нагрузка от сборных панелей передается продольными ребрами в виде сосредоточенных сил. Для упрощения расчета без большой погрешностипричетырехиболеесосредоточенныхсилахразрешаетсязаменятьтакуюнагрузкуэквивалентной(попрогибу), равномернораспределенной по длине ригеля. Расчетная схема ригеля представлена на рис. 26.

v g

Lo

M

Q

Q

Рис. 26

Сбор нагрузки

По рекомендациям [12] принимаем ригель сечением 3070 см.

Нагрузки на ригель, кН/м

*Определение нагрузки от веса пола и панелей см. «Сбор нагрузки на продольные ребра плиты»:

gпn = 3,97 кН/м – нормативная постоянная нагрузка на 1 пог. м двух продольных ребер плиты;

gп = 4,419 кН/м – расчетная постоянная нагрузка на 1 пог. м двух продольных ребер плиты;

lн = 6,14 м – номинальная длина панелей; bн = 1,295 м – номинальная ширина панелей.

8 4

Полная нагрузка на ригель:

нормативная gn + vn = 24,07 + 73,68 = 97,75 кН/м; расчетная g + v = 26,73 + 88,42 = 115,15 кН/м.

Кратковременно действующая часть нагрузки на ригель:

нормативная vsh n = 1,5 · 6,14 = 9,21 кН/м;

расчетная vsh = vsh nJ f = 9,21 · 1,2 = 11,05 кН/м, где по заданию vsh n = = 1,5 кН/м2.

Длительно действующая часть расчетной нагрузки на ригель: gl + vl = g + v vsh =115,15 – 11,05 = 104,1 кН/м.

gl + vl / g + v =104,1/115,15= 0,904 > 0,9, поэтомуJb1 = 0,9 (см. п. 3.3 [3]).

Определение расчетных усилий

Для бо леето чн о го о п ределен ия Qmax зарасчетныйпролетпринима-

ем lср = 6,48 м, так как нагрузка от сборных панелей передается продольными ребрами в виде сосредоточенных сил.

С учетом коэффициента надежности по ответственности gn = 0,95 (см. прил. 7* [18]):

M = Mmax n = 489,23 0,95 = 465 кНм;

Q = Qmax n = 373,23 0,95 = 354,5 кН.

8 5

Определение размеров поперечного сечения ригеля

Ригель проектируем из бетона класса В20.

При b1 = 0,9; Rb = 0,9 · 11,5 = 10,35 МПа; Rbt = 0,9 · 0,9 = 0,81 МПа,

где Rb = 11,5 МПа, Rbt = 0,9 МПа(см. табл. 2.2 [3]); арматураклассаА500 с Rs = 435 МПа (см. табл. 2.6 [3]). Рабочую арматуру располагаем в трех плоских сварных сетках.

Граничная относительная высота сжатой зоны бетона

Принимаемврастянутойзоне322 + 320A500 сAs = 1140 + 942 = = 2082 мм2.

Монтажную арматуру назначаем: 312 классаA240.

Расчет ригеля на действие поперечных сил

Принимаем поперечную арматуру класса A400 с Rsw = 285 МПа (см. табл. 2.6 [3]). В каркасах при продольных стержнях диаметром 22 мм поперечные стержни из условия технологии сварки принимаем диаметром 8 мм (dw 0,25 · d, см. п. 9 ГОСТ 14098–91).

Аsw = 50,3 · 3 = 151 мм2 (38А400) Q = 354,5 кН.

Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор в со-

h0 = 750 – 60 мм = 690 мм s 0,5h0 = = 0,5 · 690 = 345 мм; s 300 мм. Кроме того, в соответствии с п. 3.35 [3]

Принимаем шаг поперечных стержней в сетках s = 150 мм.

Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями

Расчет прочности по полосе между наклоннымисечениямипроизводим из условия 3.43 [3].

Q 0,3Rbbh0, где Q принимается на расстоянии не менее h0 от опо-

ры 0,3Rbbh0 = 0,3 · 10,35 · 103 · 0,3 · 0,69 = 642,7 кН > Q q h0 = 354,5 –

– 115,15 · 0,69 · 0,95 = 279 кН, т. е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.

Расчетпрочностинадействиепоперечнойсилыпонаклонномусечению

Прочностьнаклонныхсеченийнадействиепоперечнойсилыуопоры B при Аsw = 151 мм2 (38А400) с шагом s = 150 мм в соответствии с требованиями п. 5.21 и 3.35 [3]:

(см. формулу (3.48) [3]).

Так как qsw = 286,9 кН/м > 0,25Rbtb = 0,25 · 0,81 · 1000 · 0,3 = = 60,75 кН/м, Mb = 1,5Rbtbh02 = 1,5 · 0,81 · 1000 · 0,3 · 0,692 = = 173,5 кН·м (см. формулу (3.46) [3]).

Определяемдлинупроекцииневыгоднейшего наклонного сечения c. Прирасчетеэлементанадействиеравномернораспределеннойнагрузки

3h0 = 3 · 0,69 = 2,07 м (см. п. 3.32 [3]).

Принимаем c = 0,73 м.

Длину проекции наклонной трещины c0 принимают равной c, но неболее2h0 = 0,69 · 2 = 1,38 м(см. п. 3.31 [3]). Принимаемc0 = c = 0,73 м.

Тогда

Qsw = 0,75qswc0 = 0,75 286,8 0,73 = 157 кН.

Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяют по

× 0,3 · 0,69 = 419,2 кН.

Принимаем Qb = 237,7 кН.

Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят изусловия Q δ Qb + Qsw , где Q – поперечнаясила внаклонномсечении с длиной проекции c; при вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение Q принимается в нормальном сечении, проходящем на расстоянии c от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длиной c.

Q = Q gc = 354,5 – 26,73 · 0,73 · 0,95 = 336 кН.

При Qsw + Qb = 157 + 237,7 = 394,7 кН > Q = 336 кН, т. е. прочность наклонных сечений у опоры B и C обеспечена.

В средней части пролета

Q1 = Q q Ο4ср = 354,5 115,15 0,95 6,484 = 177,3 кН.

Определяем поперечную силу, воспринимаемую бетоном.

Mb = 1,5Rbtbh02 = 1,5 · 0,81 · 1000 · 0,3 · 0,692 = 173,5 кН·м (см. формулу (3.46) [3]).

Длина проекции невыгоднейшего наклонного сечения

но не более 3h0 = 3 · 0,69 = 2,07 м (см. п. 3.32 [3]).

Принимаем c = 1,26 м.

Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяем по

× 0,3 · 0,69 = 419 кН.

Принимаем Qb = 137,7 кН< Q1 = 177,3 кН, т. е. поперечнаясилане может быть воспринята только бетоном. Поэтому предусматриваем установку поперечной арматуры с шагом не более:

Шаг поперечных стержней принимаем s = 300 мм.

(см. формулу (3.48) [3]).

Так как qsw = 143,5 кН/м > 0,25Rbtb = 0,25 · 0,81 · 1000 · 0,3 = = 60,75 кН/м, хомуты учитываются в расчете и Mb = 1,5Rbtbh02 =

= 1,5 · 0,81 · 1000 · 0,3 · 0,692 = 173,5 кН·м (см. формулу (3.46) [3]).

Определяемc.

более 3h0 = 3 · 0,69 = 2,07 м (см. п. 3.32 [3]).

Принимаем c = 0,89 м.

Длину проекции наклонной трещины c0 принимают равной c, но не более 2h0 = 0,69 · 2 = 1,38 м (см. п. 3.31 [3]).

Принимаем c0 = с = 0,89 м. Тогда

Qsw = 0,75qswc0 = 0,75 143,5 0,89 = 95,8 кН.

Поперечную силу, воспринимаемую бетоном, определяют по

формуле Qb = Mcb , но не более Qb,max = 2,5Rbtbh0 и не менее Qb,min = = 0,5Rbtbh0 = 0,5 · 0,81 · 103 · 0,3 · 0,69 = 83,8 кН <

Расчет прочности на действие момента по наклонному сечению

НасреднихопорахВиСконцыстержнейнеразрезногоригеляприварены к надежно заанкеренным закладным деталям, поэтому расчет прочности наклонных сечений на действие момента не производим (см.

п. 3.44 [3]).

5. Расчет колонны (для специальности ПГС)

Принимаемкрасчетунаиболеенагруженнуюколоннусреднегоряда. Расчет прочности колонны производим в наиболее нагруженном сечении – у обреза фундамента.

N = g + v lриг n + Gc = 26,7 +88,4 6,48 3+ 58,520 = 2288,9 кН,

где g + v – постояннаяи временнаянагрузка на 1 пог. м ригеля(см. сбор нагрузки на неразрезной ригель); lриг = lср – средний расчетныйпролет неразрезного ригеля (если неразрезной ригель имеет три пролета lриг = lкр + lср / 2 ); n = 3 – число перекрытий; Gc – вес колонны.

Gc = ϑbcϑ f hэтn + 0,7 = 25 0,4 0,4 1,1 4,2 3+ 0,7 = 58,52 кН.

Кратковременно действующая часть расчетной нагрузки

Nsh = vsh n Aгрn ϑ f = 1,5 39,8 3 1,2 = 215 кН,

продольной силы, приложенной со случайным эксцентриситетом, при l0 = 2,85 м < 20 · hc = 20 · 0,4 = 8 м допускается производить из условия

(см. п. 3.58 [3])

N δ Μ Rb A+ Rsc As,tot ,

где – коэффициент, учитывающий гибкость элемента, характер армирования и длительность действия нагрузки, определяемый по формуле

где sb и b – табличные коэффициенты (прил. 6, 7); A – площадь поперечного сечения бетона колонны; As, tot – площадь поперечного

Задаемся = 0,9, = 0,01. Тогда

Задаемся = As,totA = 0,01.

Oh0 = 3,670,4 = 9,175;

b = 0,9 (см. табл. 3.5 [3]); sb = 0,907 (см. табл. 3.6 [3]);

M= Mb +2 Msb Mb D0 = 0,9 + 2(0,907 – 0,9)0,272 = 0,904 Msb =

=0,907;

незначительно отличается (не более 0,005) от = 0,01, которым задавались.

По сортаменту принимаем 418A400 с Аs,tot = 1018 мм2. Поперечныестержнивсварныхкаркасахназначаемдиаметром6 мм

из арматуры класса А240 в соответствии с п. 5.23 [3] с шагом s = 250 мм

( s d15 d = 15 18 = 270 мм и не более 500 мм).

Расчет консоли колонны

Принимаем ширину консоли равной ширине колонны b = 400 мм. Бетон колонны класса В25. Арматура классовA400 иA240.

Наибольшая нагрузка на консоль колонны:

Q = QВ, л = 386,7 кН(см. перераспределениепоперечныхсилпосхе-

ме II).

При классе бетона колонны В25 необходимую длину площадки опиранияригелянаконсольколонныопределяемизусловияобеспечения прочностиригелянаместноесжатие(смятие). Приклассебетонавригеле

В15 с b1, Rb = 7,65 МПа; Rbt = 0,695 МПа; Еb = 24 000 МПа и ширине ригеля bp = 30 см по п. 3.93 [4]

Q 386,7 103

lsup, f = Rbbp = 7,65 300 = 170 мм.

Минимальный вынос консоли с учетом зазора между колонной и торцом ригеля, равного 60 мм, в соответствии с типовым решением в проектах многоэтажных зданий каркасного типа

l = lsup, f + 60 = 170+ 60 = 230 мм.

Принимаем вынос консоли l = 250 мм.

Фактическая длина площадки опирания ригеля на консоли lsup,f = = 250 – 60 = 190 мм.

Напряжениясмятиявбетонеригеляиконсоликолонныподконцом ригеля

Следовательно, прочность бетона на смятие обеспечена.

Назначаем расчетную высоту консоли из условия

Таккак 3,5Rbtbh0 = 3,5 0,95 103 0,4 0,365= 485,45 кН > Q = 386,7

кН, но в то же время 2,5Rbtbh0 = 2,5 0,95 103 0,4 0,365= 346,75 кН < < Q = 386,7 кН, прочность консоли проверяем из условия 207 [4]

Q δ 0,8Rbblsupsin2Τ 1+5ΔΠw .

Момент, растягивающий верхнюю грань ригеля, в нормальном сечении ригеля по краю консоли равен

M= M B Q 0,5hc + l1 = 345,66 386,7 0,5 0,4+ 0,25 = 172 кН·м.

Вобщем случае для коротких консолей, входящих в жесткий узел

рамной конструкции с замоноличиванием стыка, lsuр = lsuр, f = 190 мм

(см. п. 3.99 [4]).

c = lsuр / 2+ 60 = 190/2 + 60 = 155 мм.

Если выполняются условия M / Q = 172 / 386,7 = 0,44м > 0,3 м и lsuр / l1 = 190 / 250 = 0,76 > 2 / 3, то в соответствии с п. 3.99 [4] прини-

мается lsuр = l1 = 250 мм.

При h = 400 мм > 2,5с = 2,5 · 155 = 387,5 мм консоль армируем горизонтальными хомутами (см. п. 5.77 [4]). Согласно п. 5.77 [4], шаг хомутов принимается не более sw δ 400 / 4 = 100 мм; sw δ 150 мм. Принимаем sw = 100 мм (рис. 29).

При двухветвевых хомутах диаметром 8 мм из стали класса А240

Тогда

0,8Rbblsupsin2Τ 1+5ΔΠ =

9 7

= 0,8 13,05 103 0,4 0,19 0,681 1+ 5 6,67 0,0025 = 585 кН,

т. е. прочность консоли на действие поперечной силы обеспечена

(см. п. 3.99 [4]).

Необходимую площадь сечения продольной арматуры консоли оп-

1,4 k f lw Rwf + 0,3Q = 1,4 8 170 180 + 0,3 386,7 10 3 = 459 10 3 Н = = 459 кН,

где h0b – рабочая высота ригеля на опоре; kf = 8 мм, lw = 170 мм – соответственно высота и длина углового сварного шва в соединении закладных деталей ригеля и консоли; Rwf = 180 МПа – расчетное сопротивление угловых швов срезу по металлу шва, определенное согласно СНиП II-23–81*; 0,3 – коэффициент трения стали по стали

Rsb Asb = 355 103 1362 10 6 = 482,8 кН,

гдеRsb иAsb – соответственнорасчетноесопротивлениеиплощадьсечения верхней арматуры ригеля. Принимаем Ns = 292 кН.

Площадь продольной арматуры

т. е. продольной арматуры в консоли по расчету не требуется.

l1 250

Рис. 29

На период монтажа (если не своевременно произведена сварка выпусков арматуры из ригеля и колонны) при Q = glср /2 = 0,95 26,73 · 6,48/2 = 82,3 кН площадь арматуры

Из конструктивных соображений (см п. 5.12 и табл. 5.2 [3])

As,min = 0,001 b h0 = 0,001 400 365 = 146 мм2.

Принимаемпродольнуюарматурувконсоли212A400 (As = 226 мм2). В консолях, входящих в замоноличенный жесткий рамный узел, вкоторомнижняяарматураригеляприваренакпродольнойарматурекон-

соличереззакладныедетали, постановкаспециальныханкеровкстержням продольной арматуры консоли необязательна (рис. 29).

6. Расчет колонны(для специальностей ВВ и СД)

Принимаемкрасчетунаиболеенагруженнуюколоннусреднегоряда. Расчет прочности колонны производим в наиболее нагруженном сечении – у обреза фундамента.