Автор: Николаев И.И.
Теги: строительство строительные материалы строительно-монтажные работы железобетонные конструкции
Год: 1991
Текст
И. И. Николаев
ПРОЕКТИРОВАНИЕ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ
ЗДАНИЙ ДЛЯ
СТРОИТЕЛЬСТВА
В СЕЙСМИЧЕСКИХ
И. И. НИКОЛАЕВ
ПРОЕКТИРОВАНИЕ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ
ЗДАНИЙ ДЛЯ
СТРОИТЕЛЬСТВА
В СЕЙСМИЧЕСКИХ
РАЙОНАХ
ТАШКЕНТ «УКИТУВЧИ» 19?f
УДК 699.841
В пособии освещаются вопросы проектирования железобетонных
конструкций зданий в сейсмических районах. Оно предназначено для
студентов специальности «Промышленное и гражданское строительство»,
может быть использовано при выполнении курсовых проектов по дис-
циплине «Железобетонные и каменные конструкции», при изучении кур-
са «Сейсмостойкое строительство» и разработке дипломных проектов.
УДК-699.841
Н 63
Николаев И. И.
Проектирование железобетонных конструк-
ций зданий для строительства в сейсмических
районах: [Учеб, пособие для студ.].— Т.: Уки-
тувчи, 1990.—232 с.
ББК 38.53—2Я73
3365000000—175
Н---------------инф. письмо—90
353 (04) — 90 *
© Издательство «Укитувчи?,
1990г.
ISBN 5 — 645 — 00552 - 4
ВВЕДЕНИЕ
Улучшение проектно- сметного дела и осуществление строи-
тельства по наиболее прогрессивным и экономичным проек-
там— основная задача на современном Этапе. Темпы развития
строительного производства в нашей стране требуют высоко-
го уровня подготовки инженеров- строителей.
Значительная часть территории Узбекской ССР находится
в сейсмически опасных районах, поэтому при выполнении
большого объема строительно-монтажных работ важно обес-
печить сейсмостойкость зданий и сооружений. Это связано с
необходимостью проектирования и выполнения специальных
мероприятий, требующих дополнительных затрат. При про-
ектировании железобетонных конструкций следует исходить
из соблюдения норм строительного проектирования и ГОСТов
Единой системы конструкторской документации (ЕСКД) и
Системы проектной документации для строительства (СПДС),
а также стандартов Совета Экономической Взаимопомощи
(СТ СЭЗ).
В последние годы при проектировании интенсивно приме-
няются электронно-вычислительные машины (ЭВМ). Созда-
ются системы автоматизированного проектирования (САПР) с
подсистемами разработки частей проекта: технологической,
строительной, санитарно-технической, энергетической и орга-
низации строительства.
На примерах расчета конструктивных систем зданий, а
также отдельных конструкций в настоящем учебном пособии
рассматривается методика проектирования сейсмостойких же-
лезобетонных конструкций. Примеры разработаны примени-
тельно к курсу «Железобетонные и каменные конструкции»,
а также «Сейсмостойкое строительство» в соответствии с
учебным планом подготовки инженеров специальности «Про-
мышленное и гражданское строительство».
Пособие составлено на основе действующих норм проек-
тирования и типовых конструкций зданий по состоянию на
1 января 1990 г.
3
Глава I.
СЕЙСМИЧЕСКИЕ НАГРУЗКИ И ОСНОВНЫЕ
ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА КАРКАСОВ ЗДАНИЙ,
ПРОЕКТИРУЕМЫХ ДЛЯ СТРОИТЕЛЬСТВА
В СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ
I
1.1. СЕЙСМИЧЕСКИЕ НАГРУЗКИ НА ЗДАНИЯ И СООРУЖЕНИЯ
Сейсмичность района характеризует возможную наиболь-
шую силу землетрясения на данной территории. Интенсив-
ность землетрясения в СССР оценивается по 12-балльной
шкале АН СССР, угверждениой для 6 — 9 баллов в ка-
честве государственного стандарта.
При проектировании зданий и сооружений для строитель-
ства в сейсмических районах учитывается:
1) интенсивность сейсмического воздействия в баллах
(сейсмичность);
2) повторяемость сейсмического воздействия.
Список основных населенных пунктов Узбекской ССР,
расположенных в сейсмических районах, с указанием приня-
той для них сейсмичности в баллах и повторяемости сейс- .
мического воздействия (указано в индексе) [14]:
Аккурган -Л Джума -7В Самарканд -8,
Алймкент -Л Дустлик ~7х Сырдарья -71
Алмалык — 8а, Заамин -82 Ташкент — 82
Ангрен -8В Зарафшан -72 Термез -71
Андижан -92 Каган -7, Тойтепа — 8а
Ахаш аран — 8В Канимех -7В Ургенч -7Э
Бахт -Л Карши -7, Учкудук — 6
Бекабад -8В Каттакурган -7В Фергана -81
Бектемнр “8В Келес -82 Хавает -7t
Бука — 7t Китаб -7t Хива — 73
Бухара -7. Коканд -8j Чарвак -82
Вабкент — 7В Кува — 9В Чартак -81
Газалкент ~8В Кувасай -9В Чиназ -71
Газли -8, Маргилан -8t Чирчкк. -8В
Гнждуван -7. Мурунтау -7. Шахимардан — 92
Г улистан -7t Наманган -8t Шахрисабз -71
Гурлеи -7, Пап -81 Янгиер -71
Денау -8t Паркент — 8В Янгиюль -71
Джизак -Л Пскент -8В
4
Определение сейсмичности площадки строительства про-
изводится на основании сейсмического микрорайонирования.
В районах, для которых отсутствуют карты сейсмического
микрорайонирования, сейсмичность площадки строительства
определяют в зависимости от сейсмичности района строи-
тельства и категории грунта по сейсмическим свойствам
согласно табл. 11. [141.
Таблица 1.1
Сейсмичность площадки строительства в зависимости от сеймичности
района строительства и категории грунта по сейсмическим свойствам
Категория грунта по сейсмическим свойствам Грунты Сейсмичность пло- щадки строительс- тва при сейсмичнос- ти района, баллы
7 8 9
1 2 3 4 5
I Скальные грунты всех видов (в том числе вечномерзлые оттаявшие) не- выветрелые и слабовыветрелые; круп- нообломочные грунты плотные ма- ловлажные из магматических пород, содержащие до 30% песчано-глинис- того заполнителя; выветрелые и силь- но выветрелые скальные и нескаль- ные твердомерзлые (вечномерзлые) грунты при температуре — 2°С и ниже при строительстве и эксплуата- ции по принципу I (сохранение грун- тов основания в мерзлом состоянии) 6 7 8
II Скальные грунты выветрелые и силь- новыветрелые, в том числе вечно- мерзлые, кроме отнесенных к I кате? гории; крупнообломочные грунты, за исключением отнесенных к I катего- рии; пески гравелистые крупные и средней крупности, плотные и средней плотности, маловлажные и влажные; пески мелкие и пылеватые, плотные и средней плотности, маловлажные; глинистые грунты с показателем консистенции IL 0,5 при коэффи- циенте пористости е < 0,9 — для глин и суглинков и е < 0,7 — для 7 8 9
5
Продолжение табл. 1.1
2 • L4 5
ш супесей; вечномерзлые нескальные грунты пластичномерзлые или сыну- чемерзлые, а также твердомерзлые при температуре выше — 2° С при строительстве и эксплуа!ации zno принципу I Пески рыхлые независимо от влаж- ное in и крупности; пески гравелис- тые, крупные и средней крупности, илошые п средней плотности водо- п.тсыщенпые; пески мелкие и пыле- вшые, плотные и средней плотности, влажные и недонасыщенные; глинис- тые грунты с показателем консис- тенции /1 > 0.5; глинистые грунты с показателем консистенции /L>0,5 при коэффициенте пористости е > 0,9—для глин и суглинков и 0,7 — для супесей; вечномерзлые нескальные грунты при строительстве и эксплуа- тации по принципу 11 (допущение оттаивания грунтов основания) 8 9 9
Расчетная сейсмичность (в баллах) здания или сооруже-
ния зависит от его характеристики и сейсмичности площадки
строительства и принимается по табл. 1.2 [14].
Таким образом, чтобы определить расчетную сейсмич-
ность здания или сооружения, необходимо по списку насе-
ленных пунктов установить сейсмичность района строитель-
ства, затем по табл. 1.1—сейсмичность площадки строи-
тельства и по табл. 1.2 — расчетную сейсмичность.
При расчете сейсмических сил принимают, что они дейст-
вуют горизонтально и приложены в уровне геометрических
осей междуэтажных’перекрытий и покрытий зданий.
Сейсмическая нагрузка, являясь результатом действия
инерционных сил, возникающих при колебаниях сооружения,
зависит от периодов и форм его свободных колебаний, оп-
ределяемых методами динамики сооружений. Динамическая
расчетная схема здания зависит от его конструктивной схемы и
принимается чаще всего в виде вертикальной консольной уп-
ругой системы, на которой указано распределение веса (мас-
сы) здания по высоте и дана жесткость.
В качестве примера на рис. 1.1, а приведена расчетная
схема поперечной рамы каркаса 4-этажного трехпролетного
6
- Та ''лица 1.2
Расчетная сейсмичность здания или сооружения
Характеристика зданий и сооружений
1. Жилые, общественные и произ-
водственные здания и сооружения, за
исключением указанных в п. 2—5
2. Ссобо ответственные здания и
сооружения*
3. Здания и сооружения, поврежде-
ние которых связано с особенно тя-
желыми ' последствиями (большие и
средние вокзалы, крытые стадионы
и т. п.)
4. Здания и Сооружения, функцио-
нирование коюрых необходимо при
ликвидации последствий землетрясений
(системы эиерго-м водоснабжения, по-
жарные депо, системы пожаротушения,
некоторые сооружения связи и т.п.)
5. Здания и сооружения, разруше-
ние которых не связано с гибелью лю-
дей, порчей пенного оборудования и
не вызывает прекращения непрерывных
производственных процессов (склады,
крановые или ремонтные эстакады,
небольшие мастерские и др.), а также
временные здания и сооружения
Расчетная сейсмичность при
сейсмичности площадки
строительства, баллы
7 8 9
7 8 9
8 9 9**
7** 8** .9***
у*** £*** д***
Без учета сейсмических
воздействий
* Перечень зданий и сооружений по п. 2 утверждается министер-
ствами или ведомствами по согласованию с Госстроем СССР.
* * Здания и сооружения рассчитываются на нагрузку, соответ-
ствующую расчетной сейсмичности, умноженную на дополнительный
коэффициент 1,5.
* ** То же, с коэффициентом 1,2.
здания на действие сейсмической нагрузки. Динамическая
расчетная схема такого здания представляет собой систему
с четырьмя массами (рис. 1.1, б), которой соответствуют
четыре степени свободы (рис. 1.1, в). Сосредоточенные мас-
сы приняты в уровне междуэтажных перекрытий. Каждая
нагрузка QK включает в себя вес конструкций соответствую-
щего перекрытия, вес временной нагрузки на него, вес ко-
лонн, перегородок и других конструкций в пределах полови-
ны высоты примыкающих этажей (верхнего и нижнего).
Л> 0) О)
1.1
Жесткость в горизонтальном направлении вертикальных
конструкций, соединяющих массы, одинакова на каждом
уровне жесткости колонн и ригелей отсека здания.
Расчетная сейсмическая нагрузка S/f, в выбранном на-
правлении, приложенная к точке К и соответствующая «-му
тону собственных колебаний зданий или сооружений, опре-
деляется в предположении упругого деформирования конст-
рукций по формуле
(1.1)
где К-1 — коэффициент, учитывающий допускаемые повреж-
дения зданий и сооружений, принимаемый по табл. 1.3 [14];
Таблица 1.3
Значения коэффициента
Допускаемые повреждения зданий и сооружений Кл
1 2
1. Сооружения, в которых остаточные деформации и локальные повреждения (осадки, трещины и др.) не до- пускаются* 2. Здания и сооружения, в конструкциях которых мо- гут быть допущены остаточные деформации, трещины, повреждения отдельных элементов и т. п., затрудняющие нормальную эксплуатацию, при обеспечении безопасности лютей и сохранности оборудования (жилые, общественные. 1 0,25 '
8
Продолжение табл. 1.3
1 1 2
производственные, сельскохозяйственные здания и соору- жения; гидротехнические и транспортные сооружения; системы энерго- и водоснабжения, пожарные депо, системы пожаротушения, некоторые сооружения связи и т. п.) 3. Здания и сооружения, в конструкциях которых мо- гут быть допущены значительные остаточные деформации, трещины, повреждения отдельных элементов, их смеще- ния и т. п., временно приостанавливающие нормальную эксплуатацию, при обеспечении безопасности людей (одно- этажные производственные и сельскохозяйственные здания, не содержащие пенного оборудования) 0,25
* Перечень сооружений по п. 1 согласовывается с Госстроем СССР.
К2 — коэффициент, учитывающий конструктивные реше-
ния зданий и сооружений, принимаемый по табл. 1.4 [14];
Значения коэффициента /С2
Таблица 1.4
Конструктивные решения зданий и сооружений I К9
1. Каркасных, крупноблочных, со стенами комплексной конструкции, с числом этажей свыше 5 2. Крупнопанельных илн со стенами из мо- нолитного железобетона, с числом этажей до 5 3. То же, с числом этажей свыше 5 4. С одним или несколькими каркасными нижними этажами и вышележащими этажами с несущими стенами, диафрагмами или кар- касом с заполнением, если заполнение в ниж- них этажах отсутствует или незначительно влияет на их жесткость 5. С несущими стенами из кирпичной или каменной кладки, выполняемой вручную без добавок, повышающих сцепление 6. Одноэтажных высотой до низа балок или ферм не более 8 м и ц пролетами не более 18 м 7. Сельскохозяйственных на сваях-колон- нах, возводимых на грунтах III категории (согласно табл. 1.1) 8. Не указанных в Позициях 1 — 7 Х2= l-1-fi.l (п-5) 0,9 К2 = 0,9+0,75 (п — 5) 1,5 1,3 0,8 0,5 1,0
9
Продолжение табл. 1.4
Примечания. 1. Значения К2 не должны превышать 1,5.
2. По согласованию с Госстроем СССР зна-
чения допускается уточнять по резуль-
татам экспериментальных исследований.
QK — вес здания или сооружения, отнесенный к точке К,
который определяется с учетом расчетных нагрузок на
конструкции и коэффициента сочетаний пс, принимаемого по
табл. 1.5 Ц4];
Таблица 1.5
Значения коэффициента сочетаний пс
Виды нагрузок лс
Постоянные 0,9
Временные длительные 0,8
Кратковременные (па перекрытия и покрытия) 0.5
А — коэффициент, значения которого принимаются рав-
ными 0,1, 0,2 и 0,4 соответственно для расчетной сейсмич-
ности 7, 8 и 9 баллов;
[ф — коэффициент динамичности, соответствующий z-му
тону собственных колебаний зданий или сооружений, опре-
деляемый в зависимости от периодов собственных колебаний
Тi здания или сооружения по z - му тону и категорий грун-
тов по сейсмическим свойствам:
для грунтов I категории
Рг = —, но не более 3; (1.2)
Tt
для грунтов II категории
Pi ==—2-, но не более 2,7; (1.3)
Л
для грунтов III .категории
pz = —, но не более 2. (1.4)
Ti
Значения pz принимаются не менее 0,8;
— коэффициент, принимаемый по табл. 1.6 [14];
10
Т а б л и ц а 1.6
Значения коэффициента
Характеристика конструкций |
- - _
1. Высокие сооружения небольших размеров в плайе [ g
(башни, мачты, дымовые тоубы отдельно стоящие ’
шахт.ы лифтов и прочие сооружения)
2. Каркасные здания, стеновое заполнение которых [ g
не оказывает влияния на его деформативность пт и от- ’
ношении высо'ы стоек h к поперечному размеру Ь в
направлении действия расчетной сейсмической нагрузки,
равном пли более 25
3. То же, что в коз. 2, но при отношении h/b, рав-
ном или менее 15 ’ 1>0
4. Здания или сооружения, не указанные в п. I —3 1-0
Примечания. 1. При промежуточных значениях h/b значение
принимается по интерполяции.
2. При разных высотах этажей значение Ку.
принимается по средп-й величине h/b.
трк — коэффициент, зависящий
от формы деформации сооружения
при его собственных колебаниях по
i - му тону и от места расположения
нагрузки. Значение определяет-
ся по формуле
=--------И------------, (1.5)
п
VOX2
где X,,„ и X,., . — смещения
здания или сооружения при собст-
венных колебаниях по i - му тону в
рассматриваемой точке К и во всех
точках /, где в соответствии с рас-
четной схемой его вес принят со-
средоточенным (рис. 1.2); Qj — вес
здания или сооружения, отнесенный
к точке /.
11
Таблица 1.7
Значения коэффициента /лкр
Конструкции и соединения п,кр
При рас ете на прочность 1. Стальные и деревянные 2. Железобетонные со стержневой и проволочной ар- матурой (кроме проверки прочности наклонных сечений): ит тяжелого бетона с арматурой классов А-!, А-Ц, A-III, Вр-1 то же, с арматуре) других классов из бетона на пористых заполнителях ит ячеистою бетона с арматурой всех классов 3. Железобетонные, проверяемые на прочность на- клонных сечений: колоттны Mimi оэтажных зданий прэтие элементы 4. Каменные, армокамепные и бетонные: при расчете па виенентренное сжатие при расчете на сдвиг и растяжение 5. Сварные соединения 6. Болтовые (в том числе соединяемые высокопроч- ным!! болтами) и заклепочные соединения При расчете на устойчивость 7. Стальные элементы гибкостью свыше 100 8. То же, гибкостью до 20 9. То же, гибкостью от 20 до 100 1,4 1,2 М 1,1 1,0 0,9 1,0 1,2 1 ,о 1,0. 1,1’ 1,0 1,2 1,2— 1,0 (по интер- поляции)
Примечания. 1. Для указанных в поз. I — 4 конструкций зданий и сооружений (кроме транспортных и гидротехнических), воз- водимых в районах с повтор яемостыо 1, 2, 3, значения ткр следует умножать на 0,85; 1 илц 1,15 соответственно. , 2. При расчете стальных и железобетонных несущих конструкций, подлежащих эксплуатации в неотапливаемых помещениях или на от- крытом воздухе при расчетной температуре ниже—40°С, следует принимать ткр = 1, а в случае проверки прочности наклонных сече- ний колонн — т „„ = 0,9. кр
Рамные каркасы, период первого (низшего) тона собст-
венных колебаний 7\ которых более 0,4 с, рассчитываются
на сейсмические нагрузки с учетом трех высших форм коле-
баний. При этом расчетные усилия в элементах рам опреде-
ляются по формуле
.12
v|/m (L6)
где п — число учитываемых в расчете форм колебаний; Nt —
значения усилий в рассматриваемом сечении, которые вызы-
ваются сейсмическими нагрузками, соответствующими z-ой
форме колебаний.
Вертикальную сейсмическую нагрузку принимают во вни-
мание при расчете горизонтальных и наклонных консольных
конструкций; рам, арок, ферм, пространственных покрытий
зданий и сооружений пролетом 24 и более метров; соору-
жений на устойчивость против опрокидывания или против
скольжения.
Вертикальная сейсмическая нагрузка определяется по
формуле (1.1), при этом коэффициенты 1\2 и принимаются
равными единице.
Консольные конструкции, вес которых по сравнению с
весом здания незначителен (балконы, козырьки, консоли для
навесных стен и т. п. и их крепления), рассчитываются на
вертикальную сейсмическую нагрузку при р т] = 5.
Для расчета конструкций на прочность и устойчивость
дополнительно вводится коэффициент условий работы ткр,
принимаемый по табл. 1.7 [14]..
1.2. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА РАМ КАРКАСОВ
ЗДАНИИ, ПРОЕКТИРУЕМЫХ ДЛЯ СТРОИТЕЛЬСТВА В
СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ
Расчет рамы каркаса здания на воздействие сейсмичес-
ких нагрузок состоит в определении сейсмических сил и на-
хождении усилий в элементах рамы от их действия. За рас-
четные сейсмические нагрузки принимаются статически дей-
ствующие силы, вызывающие в элементах каркаса усилия
такого же характера, как и силы инерции при колебаниях
сооружения.
Поперечные и продольные рамы каркасов зданий, проек-
тируемых для строительства в сейсмических районах, рассчи-
тываются на основное и особое сочетание нагрузок. В ос-
новное сочетание нагрузок включаются постоянные, времен-
ная длительная, снеговая, кратковременная на перекрытие
и ветровая нагрузки, а в особое — постоянные, временная
длительная,, снеговая, кратковременная нг перекрытие и
сейсмическая нагрузки,
В стержнях рамы каркаса действует следующие усилия?
13
М — изгибающий момент; Q— поперечная сила;. N— пре
дольная сила. Расчет рам для определения этих усилий мо
жет производиться различными методами, рассматриваемым;
в курсе «Строительная механика».
Статический расчет рам на вертикальные и горизонталь
ные нагрузки выполняется исходя из предположения упругой
работы рамы. В отдельных случаях производится перерас-
пределение усилий, вызываемое возникновением пластичес-
ких шарниров в расчетных сечениях ригелей, при этом ве-
личина изгибающего момента, вычисленного в упругой сис-
теме, снижается не более чем на 25 — 40 %.
Расчет несущих конструкций железобетонного рамного
каркаса с учетом сейсмического воздействия целесообразно
выполнять только по первой группе предельных состояний
(по несущей способности), что обусловлено понятием сейс-
мостойкости, по которому деформации конструкций не огра-
ничиваются н выдвигается единственное требование — устра-
нение угрозы гибели людей.
Рамные каркасы зданий рассчитываются на сейсмические
воздействия при невыгодном расположении масс по высоте
здания.
Многоэтажные многопролетные рамы железобетонных кар-
касных производственных зданий относятся к классу регу-
лярных рам, для которых характерна однообразная геомет-
рическая схема с равными пролетами, а также однообразная
нагрузка по ярусам.
Для большинства элементов каркаса многоэтажного зда-
ния максимальные расчетные усилия возникают при полном
загружении всех перекрытий временной длительной нагруз-
кой и максимальной нагрузке от покрытия. При консольном
сопряжении ригелей с колоннами расчет поперечных рам мно-
гоэтажного каркаса выполняется с учетом повышенной жес-
ткости в зоне опирания ригелей на консоли колонн. Участ-
ки колонн и ригелей, примыкающие к узлам, принимаются
бесконечно жесткими.
При расчете продольных рамных каркасов многоэтажных
зданий учитывается совместная работа всех колонн по ши-
рине здания. В качестве расчетной схемы блока рам, связан-
ных между собой железобетонными перекрытиями, принята
плоская многоэтажная рама, жесткость которой равна сум-
марным жесткостям всех рам блока здания.
При расчете продольных рам каркаса многоэтажных зда-
ний на сейсмические воздействия продольные ригели счита-
ют абсолютно жесткими.
.14
Глава II.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ МНОГОЭТАЖНЫХ
ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ ДЛЯ
СТРОИТЕЛЬСТВА В СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ
11.1. ОБЪЕМНО-ПЛАНИРОВОЧНЫЕ И КОНСТРУКТИВНЫЕ
РЕШЕНИЯ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
ДЛЯ СТРОИТЕЛЬСТВА В СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ
Многоэтажные производственные здания для сейсмичес-
ких районов проектируются с несущим каркасом по рамной
схеме.
Каркас здания состоит из поперечных и продольных рам
с жесткими узлами. Колонны и ригели поперечных рам кар-
каса сборные, ригели продольных рам монолитные. Монтаж-
ная схема междуэтажного перекрытия представлена на рис.
II. 1. Поперечный и продольный разрезы здания даны на рис.
II.2 и 11.3.
Для зданий с расчетной сейсмичностью 7 и 8 баллов
применяются:
а) сетка колонн 6 X 6 м под нормативные нагрузки от
оборудования на междуэтажные перекрытия 10, 15, 20 и
25 кН/м2;
б) сетка колонн 9 X 6 м под нормативные нагрузки от
оборудования на междуэтажные перекрытия 5, 10, 15 кН/м2.
Для зданий с расчетной сейсмичностью 9 баллов приме-
няется только сетка колонн 6 х 6 м под нормативные на-
грузки от оборудования на междуэтажные перекрытия до
25 кН/м2.
Конструкции зданий проектируются с междуэтажными
перекрытиями двух типов: 7— с опиранием плит перекрытий
на полки ригелей и II — с опиранием плит перекрытий по-
верх ригелей. Тип I является основным конструктивным ре-
шением перекрытий, тип II применяется при больших сосре-
доточенных нагрузках и провисающем оборудовании.
Перекрытия и покрытия проектируются из сборных же-
лезобетонных плит, которые образуют жесткий диск, что дос-
тигается приваркой плит к сборным ригелям и заполнением
швов между плитами бетоном класса не ниже В15 на мел-,
ком гравии или щебне с применением вибрирования при ук- ,
ладке. Плиты, примыкающие к продольным ригелям из мо-'
13,
ев
П-2
П-2
П-2
П-1
П-2
П-2
П-1
П-2
П-1
П-2
01L
П-2
П-1
П-2
П-2
П-2
П-1
ючэ-
П-1
П-2
П-1
П-2
msoo
48000.
7F7
Л-2
^П-1 f
В-*
П-1
П-2
П-2
П-2
П-2
Крайний монолитный Ш 6
продольный ригель
Средний монолитный ШS
продольный ригель___
П-1
Крайний монолитный ШВ
продольный ригель___
2286
II.8
18
нолитного железобетона, привариваются в четырех углах;
следующие за ними — или в трех углах (при опирании плит
поверху ригеля), или в двух углах (при опирании плит на
полки ригеля); средняя плита в каждой ячейке может укла-
дываться без приварки (рис. II. 1).
При расчетной сейсмичности здания 9 баллов предусмат-
риваются пазы в продольных ребрах сборных плит для уст-
ройства бетонных шпонок.
Высота этажей принимается от пола одного этажа до по-
ла другого этажа и составляет 3,6; 4,8 и 6,0 м и только
для первого этажа — 7,2 м. Толщина пола 100 мм. Конст-
рукция кровли плоская. Количество пролетов два, три и бо-
лее; высота здания три, четыре и пять этажей при сетке ко-
.данг -6 X 6 м и три, четыре этажа при сетке колонн 9 X 6 м.
Привязка колонн крайних рядов и наружных стен к про-
дольным разбивочным осям, а также привязка торцевых стен
к разбивочным осям «нулевая». Геометрические оси торцевых
колонн и колонн у, антисейсмических швов смещаются с
поперечных разбивочных осей на 500 мм. Антисейсмичес-.
кие швы (а.ш.) совмещаются с температурными. Максималь-
ная ширина и длина зданий без антисейсмических швов
допускается не более 60 м.
Поперечная устойчивость здания обеспечивается попереч-
ными железобетонными рамами, а продольная—продольными
рамами. Узлы рам жесткие. Поперечные рамы каркасов
образуются из сборных железобетонных колонн и ригелей,
устанавливаемых на консоли колонн; продольные рамы — из
сборных железобетонных колонн и монолитных ригелей,
заменяющих плиты по продольным осям колонн.
Стены проектируются панельные навесные с ленточным
остеклением по всему периметру здания.
11.2. РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ КАРКАСА
МНОГОЭТАЖНОГО ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ
ПРИ ОСНОВНОМ И ОСОБОМ СОЧЕТАНИЯХ НАГРУЗОК
Исходные данные: 1) здание четырехэтажное, трех-
пролетное, шириной 18 м, длиной 96 м; сетка колонн 6 X
X 6 м; высота этажа 4,8 м; фасад и план здания даны на
рис. II.4 и II.5, разрез — на рис. II.2; 2) сейсмичность рай-
она строительства 8Х баллов (г. Маргилан, УзССР) [14, с.
32]; 3) категория грунта по сейсмическим свойствам —
— II (суглинки), сейсмичность площадки строи-
19
тельства 8 баллов [14, табл.1]: 4) расчетная сейсмичность
здания 8 баллов [14, табл. 5]; 5) район по весу снегового
покрова — первый (s0 = 0,5 кН/м2); 6) район по скоростному
напору ветра — четвертый (и>0 = 0,48 кН/м2); тип местно-
сти В; 7) размеры поперечных сечений элементов каркаса
здания приняты: для крайних и средних колонн —- 40 X
40 см, для ригелей поперечной рамы — по рис. 11.6, для риге-
лей продольной рамы — по крайним рядам колонн 40 X
75,5 см (рис. II.7), по средним рядам колонн П-образного
сечения —40 X 151 см (рис. 11.8); все конструкции каркаса вы-
полняются из тяжелого бетона класса В25 (Еь = 27000 МПа);
20
8) здание разделено посереди-
не антисейсмическим швом на
два отсека; расчет производит-
ся для одного отсека; 9) нор-
мативная временная длитель-
ная нагрузка 10 кН/м2; норма-
тивная кратковременная на-
грузка от веса людей, ремонт-
ных материалов 2,5 кН/м2;
10) собственный вес железобе-
тонных конструкций между-
этажных перекрытий и покры-
тий4,5 кН/м2, собственный вес
пола и перегородок на между-
этажных перекрытиях 2,5кН/м2,
собственный вес конструк-
ций кровли (ковер, утеплитель,
стяжка, выравнивающий слой
и пр.) 2 кН/м2; 11) стены па-
нельные навесные с ленточным
остеклением по всему периметру здания; собственный вес
1 м2 конструкций стенового ограждения 3 кН/м2, ленточного
остекления — 0,4 кН/м2; 12) эквивалентная (по изгибающему
моменту) нагрузка на покрытие от подвесного транспорта
грузоподъемност ью 5 т — 5 кН/м2.
Расчет поперечной рамы каркаса
Рассчитывается рядовая рама по оси 2 (рис.11.5). Расчет-
ные схемы поперечной рамы каркаса при основном и особом
сочетаниях нагрузок представлены соответственно на рис.II.9
и 11.10.
На рисунках приняты следующие обозначения нагрузок:
— постоянная нагрузка на покрытие, кН/м; g2 — то же,.
21
П.10
на перекрытие, кН/м; рг — временная длительная натрузка
на перекрытие, кН/м; — кратковременная снеговая нагруз-
ка на покрытие, кН/м; р3 —кратковременная нагрузка от
подвесного транспорта в покрытии, кН/м; р, — кратковре-
менная нагрузка на перекрытие от веса людей, деталей, ре-
монтных материалов в зонах обслуживания оборудования,
кН/м; N-i, N2 — нагрузка от навесных панельных стен, кН;
Wь 1Р2, 1гя, — узловые ветровые нагрузки, кН; S\, S2,
S3, S4 — узловые сейсмические нагрузки, кН.
Расчет рам для определения усилий М, Q, N в стержнях
может производиться различными методами, рассматриваемыми
в курсе «Строительная механика». В настоящем пособии рас-
чет рамы выполнен способом последовательного уравновеши-
вания [4].
Определение нагрузок, действующих на рему
Подсчет вертикальных нагрузок, действующих на покры-
тие и перекрытие, приведен в табл. II. 1.
Значения коэффициентов надежности по нагрузке приня-
ты согласно (13, п. 2.2, 3.4, 3.7]. Значения коэффициентов
Вертикальные нагрутки
ВИД нягрузки Нормативная нагруз- ' ка, кН/м2 Коэффициент надеж- ности по нагрузке у Расчетная нагрузка, кН/м1 Сочетайир нагрузок, кН/м*
основное | особое
Коэффициент сочетания Расчетная на- грузка Коэффициент сочетания Расчетная на- грузка
- 2 3 4 5 1 6 1 1 &
Покрытие
Постоянная (собственный вес) g,:
вес конструкций кровли
(ковер, утеплитель, стя- жка и пр.) вес железобетонного по- 2,0 1,2 2,40 1 2,40 0,9 2,16
крыгия 4,5 1,1 4,95 1 4,95 0,9 4,45
Итого: 6,5 — 7,35 — 7,35 — 6,61
Кратковременная:
снеговая, р2 от подвесного транспор- 0,5 1,4 0,7 0,9 0,63 0,5 0,35
та р3 5,0 1,1 5,5 0,9 ’4,95 0,5 2,75
И гого: 5,5 — 6,2 — 5,58 — 3,10
Всего на покрытие г/, 12,0 — 13,55 — 12,93 — 9,71
Междуэтажное перекрытие
Постоянная g2:
вес пола и перегородок вес железобетонного пе- 2,5 1,1 2,75 1 2,75 0,9 2,47
рекрытия 4,5 1,1 4,95 1 4,95 0,9 4,45
Итого: 7 — 7,7 — 7,7 — 6,92
Временная:
длительная (вес стацио- нарного оборудования) pt 10,0 1,05 10,5 0,95 10,0 0,8 8,4
кратковременная р4 2,5 1,20 3,0 0,90 2,7 0,5 1,5
Итого: 12,5 — 13,5 — 12,7 — 9,9
24
Г {'одолжение табл. 11.1
Разбивка сечения
ческих характеристик
Площадь сечения
сочетания нагрузок приняты: а) для основного сочетания со-
гласно [13, и. 1.12]; б) для особого сочетания согласно [14,
п. 2.1).
Расчётная схема рамы на действие ветровой нагрузки да-
на на рис. II. 11.
Определение относительных погонных жесткостей-
стержней рамы
ригеля для спреде тения его геометрн-
дана на рис. 11.12.
ригеля
/1 = bji -р b^i3 -р 2Z)g/i2 -р b.^h-2 -р bjit =
= 30-80+ 2-40+ 2-16,5- 10 -р 1 • 10 + 16,5-30 = 3315 см2.
Статический момент площади сечения ригеля относитель-
но нижней грани
|-р2Мг(^1 + -у)-
— /ц = 30-80— -р
3 2
>,5-10 ( 30-Р—-Р
\ 2 /
— h3
3 3
+ ^4^2
+ 1-10(30 + — Ю)+ 16,5-30- —-30 = 122083 см3.
3 / 3
2 on ,nnnoo _..а
3
Расстояние центра тяжести сечения ригеля от нижней
грани
„ S 122083 о„ о„
у = — = --------= 36,83 см.
А 3315
Момент инерции сечения ригеля относительно его гласной
центральной оси
bB = 2
+ j +-^-2 + &Л X
/ 2 V *2/i| , Г ( , 1 h' Al* 1
XI h— у---— ha I 2 + 2—— + 2b2h2 I у — I /ij. + 2 I I +
\ 3/ L \
+-^-2 + бл y~ (fti + y1) ] 2 + ”^r 2 + Mix
{ 2, Vo 30-80» , Qn cn 17 ВОД2 I 2<4()3- 2 4-
x^—~/h] 2=-^- + 30-80 (i43’17“ Vj + 36
/ 2 2-16,5-103 ,
+ 2-40 ( 43,17 — - 40j 2 +------- +
26
+ 2-16,5-10 I 36,83 — I 30 + )]2+ -^-2 +
4-1-10 Гзб,83 — (30 4--10'll22+ 16’5'3-- 2 4-
4- 16,5-30 f 36,83'—-30 V 2 = 1661391 см4.
к 3 J
Момент инерции стоек рамы
= 40-403 = 213333 см4
12
Проектный класс бетона стоек и ригелей рамы одина-
ков (В25), поэтому при определении погонных жесткостей
стержней рамы начальные модули упругости бетона не учи-
тываются, так как они одни и те же для всех элементов.
Погонная жесткость:
. /р 1661391 о_с„ з
а) для ригеля /₽=-£ =---------= 2769 см ,
/р 600
лх -к 213333 ... з
б) для колонны <* =— =--------:— = 444 см3.
' п 1К 480
Принимая погонную жесткость коло,нн <* = 1, получим
„ ,п 2769 с о л
относительную жесткость ригелей <£ =-----= 6,24.
444
Определение усилий в элементах рамы при основном
сочетании нагрузок
Полные расчетные вертикальные нагрузки на погонную
длину 1 м ригеля:
а) покрытия <7i = (gi + р2 + р3)6 = (7,35+0,63+4,95) 6 =
«=±77,58 кН/м;
б) перекрытия q2 = (g2 + ft. + р4) 6 = (7,7 +10+2,7) 6 =
««= 122,4 кН/м.
Горизонтальная ветровая нагрузка. Расчетные сосредо-
точенные в узлах рамы горизонтальные силы от ветровой
нагрузки определяют по формуле
W^wA^, (11.1)
где w — расчетная величина статической составляющей вет-
ровой нагрузки; Дг — площадь, с которой суммируется уз-
ловая ветровая нагрузка; ф2 = 0,9 — коэффициент сочетания
(13, п. 1.12].
27.
Величину w подсчитывают по формуле
w=wokcyf, (П.2)
где w0 — скоростной напор, принимаемый в соответствии с
113. п.6.4]; в нашем случае w0 = 0,48 кН/м2; k — коэффи-
циент, учитывающий изменение скоростного напора по высо-
те, принимаемый в соответствии с [13, табл. 6]; при высоте
10 м k = 0,65; при высоте 20 м k = 0,85; при высоте от
10 до 20 м над поверхностью земли k определяется по ин-
терполяции
k = Лю + h (11.3)
(здесь h — высота над поверхностью земли выше 10 м,
рис. 11.11); с — аэродинамический коэффициент, принимае-
мый по [13, табл. 8]; для вертикальной поверхности с навет-
ренной стороны с == +0,8; с заветренной с =— 0,6 [13,
п. 6.61; у/ = 1,4 — коэффициент надежности по ветровой
нагрузке [13, п. .6.11].
Определяем коэффициент k'.
на уровне 1 и 2 этажей k — 0,65;
на уровне 3 этажа k = 0,65+ .(°>85 0,6i>) (f4,4— 10)= 0,74;
на уровне 4 этажа k = 0,65 4—0!85~0,65, (19,2 — 10)=0,83,
Величина w составит (формула II.2):
на уровне перекрытий 1 и 2 этажей
w = 0,48-0,65 (0,8+ 0,6) 1,4 = 0,61 кН/м2;
на уровне перекрытия 3 этажа
W = 0,48-0,74 (0,8 + 0,6) 1,4 = 0,7 кН/м2;
на уровне покрытия
W = 0,48-0,83 (0,8 + 0,6) 1,4 = 0,78 кН/м2,
Величины расчетных сосредоточенных в узлах рамы го-
ризонтальных сил от ветровой нагрузки будут равны (фор-
мула IL 1):
= Гя = 0,61-4,8-6-0,9 = 15,81 кН;
№3 = 0,7-4,8-6*0,9 = 18,14 кН;
28
Ц74= 0,78 (2,4 + 1,2) 6-0,9 = 15,16 кН.
Нагрузки на поперечные рамы от веса навесных панель-
ных стен (рис. 11.2) при толщине панели 300 мм (панель из
легкого бетона при обьемном весе бетона 12 кН/м3):
/V, = 1,2-6-0,3-12-1,1 = 28,51 кН;
N2 = N3 = Ni = 1,8.6-0,3- 12- 1,1 = 42,77 кН.
Расчет рамы на вертикальные нагрузки
Расчетная схема поперечного каркаса принята в виде ра-
мы со всеми жесткими узлами без учета участков повышен-
ной жесткости. Рассматриваемая рама является симметрич-
ной: геометрические элементы стержней, а также опорные
прикрепления тождественны. Действующая нагрузка также
симметрична. Ось симметрии проходит через середину риге-
лей (рис. 11.9). Поэтому расчет производим лишь для полови-
ны рамы (рис. 11.13). На расчетной схеме полурамы указаны
номера узлов и относительные жесткости. Для ригел; й, рас-
положенных на оси симметрии,
1П₽ = 0,51 = 0,5-6,24 = 3,12.
Определение коэффициентов распределения в узлах рамы.
Коэффициенты распределения реактивного узлового момента
в каждом узле рамы вычисляют по формуле
EJ,
к‘= ум ’ . GL7)
k
Узлы 1 и 2 (рис. 11.13). Среду заделки принимаем за
стержень, линейная жесткость которого равна бесконечно-
сти. Поэтому К, 3 = К, 4 = 0. Эти узлы не подвергаются
уравновешиванию, так как они не деформируются.
Узел 3:
К3. = К =--------------= — = 0,121;
3,1 3,5 1 4- 1 +6,24 8,24
= =0,758.
33 8,24
Проверка: %/г = 0,121 + 0,121 + 0,758 = 1.
Узел 4:
% -К _---------------!-------= _1_ = 0,088;
4,2 4-6 1+6.24 4-14-3.12 11.36
29
Ц^77/вкН/м q2=122/ кН/м
K4 3 = = 0,549; К4 4, = -у1!- = °’275-
413 11,36 4’4 11,36
Проверка: V К = 0,088 + 0,549 + 0,088 + 0,275 = 1.
Узел 5:
*5,з = ^.7 = *зд = 0,121; = Л3>4 = о,758.
з е «л 6*
= К-..8 = /<4.2 = 0,088; К^5 = К4.3 = 0,549;
30
— 0,275.
Узел 7:
K7.6 = ^7.9 = Ks,3 = 0,121; K7fi = K6fi = 0,758.
Узел 8;
K6fi = *8,10 = *6,4 = 0.088; /<8>7 = K6>6 = 0,549;
*8,8' = = 0.275.
Узел 9:
Ks ,n = — = 0,862,
'9.10 7 24
Проверка: = 0,138 + 0,862 = 1.
Узел 10:
K108 =---------------= —— = 0,097;
*°-8 14-6,14 + 3,12 10,36
Kinq = -^- = 0,602; /< =-^-<=0,301.
10>9 10,36 I0’10 10,36
Проверка: % К = 0,097 + 0,602 + 0,301 = 1.
Определение моментов защемления от пролетной нагруз-
ки. Моменты защемления в ригелях перекрытий от пролет-
ной нагрузки (рис. 11.14)
^3,4 = ^4,4' = ^6,6 = ^6,6' = ^7,8 = ^8,8'
= — — 122’4’-62 = — 367,2 кН • м;"
12 12
М4 3 = Л16>5 = Л487 = + 367,2 кН • м.
Моменты защемления в ригелях покрытия от пролетной
нагрузки
М9 ю = мю ю' =-------~ =---------158— = — 232,74 кН • м;
уди 1и,1и |2 |2
Л410 9 = + 232,74 кН • м.
Определение консольного момента защемления от на-
весных панельных стен. Консольные моменты от навесных
панельных стен будут равны (рис. 11.15):
31
11.14
а) в узлах 3, 5, 7 от нагрузки N2 = 42,77 кН
М* = + 42,77 • 0,37 = 4- 15,83 кН • м;
б) в узле 9 от нагрузки Л\ = 28,51 кН
Л1у = = 4- 28,51 • 0,37 = .4- 10,55 кН м.
11.15
Вычисление опорных
моментов. Опорные момен-
ты вычисляем в расчетнс
таблице, представленной в
виде Схемы рамы (рис. 11.16).
, Стержни рамы даны в виде
j полосок, разделенных на
I дне части, в каждую из ко-
1 торых записываются резуль-
таты вычислений, относя-
_ щихся к соответствующему
сечению. Узлы изображают-
ся в виде клеток. Со сто-
роны каждого опорного се-
чения в узловые клетки
вписываются коэффициенты
распределения, а в соответ-
ствующие опорные сечения—
моменты защемления.
Значения консольных мо-
ментов от навесных панель-
ных стен показаны слева
от узлов 3, 5, 7, 9. Затем
выполняется последователь-
ное уравновешивание мо-
32
ментов с обходом узлов в порядке 9, 10, 7, 8, 5, 6,
3, 4.
Первое уравновешивание. Уравновешивание узла № 9.
Неуравновешенный момент складывается . из моментов за-
щемления и консольного момента
М§еу₽ = Л49>10 + Л4“ = — 232,74 + 10,55= — 222,19 кН-м.
Уравновешивающие моменты равны
А М910 = + K9>10MSey₽ = + 0,862-222,19= 4- 191,53 кН-м;
А м9,7 = + /<9.7Л/,91еуР = +0,138.222,19 = + 30,66 кН • м.
Найденные уравновешивающие моменты вносим в соот-
ветствующие сечения (рис. И. 16).
Проверяем равновесие узла, подсчитывая алгебраическую
сумму уравновешивающих и неуравновешенного моментов,
которая должна равняться нулю:
АЛ4в1О + АЛ49>74-Л4^Р = + 191,53 + 30,66 — 222,19 = 0.
Под уравновешивающими моментами в таблице (рпс.П. 16)
подводим черту для подтверждения полученного равновесия.
На рассматриваемой стадии расчета произошел поворот
узла №9, который вызвал моменты в концевых сечениях
смежных жестко закрепленных концов стержней 10 — 9 и
7 — 9, равные половинным значениям соответствующих уз-
ловых моментов. Сечению 10 — 9 передается момент, равный
0,5ДЛ49|0 = 4-0,5 - 191,19 = 95,59 кН-м,
I
а сечению 7 — 9 — момент, равный
0,5 АМ9 7 = 4- 0,5-30,66 = + 15,33 кН-м.
На рис. 11.16 передача моментов опорным сечениям
10 — 9 и 7 — 9 обозначена стрелкой с указанием коэффи-
циента передачи, на который нужно умножить уравновеши-
вдющие моменты, чтобы передать их влияние противопо-
ложным сечениям. Для прямолинейного стержня постоянно-
го сечения этот коэффициент равен 0,5.
Уравновешивание узла № 10. При уравновешивании уз-
ла № 10 на ранее уравновешенный узел № 9 накладывает-
ся связь. Неуравновешенный момент узла № 10 склады-
вается из моментов защемления
3-2286
33
Ось симметрии © 00'0*» О Oo'O‘X £9'91* £9'9l-*-^-l
•{ 69'9-УсИ 90'0- 69'0- 6Z9- ol'h-^h Zl'O- 90't- efot- ое'гг^ы U'o* S6't * 6'06* 16'66* =>rN 16'0* f6'£ * 60'06*
£0'606- 9£'О- 4С'Р - 90££ - г'сэг- 930'о^Я 4 '(h\ л 3 § 990'0 91'0- 1 W'l* гг,,<л 1 Zff- -V-// 1 69'61* 1 го'££- ^0 99- j —-y— as 9ii* 9flSZ* Zisc* [ Z'ZSC- tzro-x л -J © Cb /Z/i7 = zY
i 16'91-*9'"'19 zi'o- 90'0* 90'1- co'o* 99'01- zt'o* 69'0- 90'0* 61'9- 99'0*- ro'C9*-Stl9 16‘o* Ы ‘0 - 16'£* 16'0 * 60 '06* го'ог* ZZ'£9**CSU sz'o- 964* £6'1 * 60'01* 99'06*
- "iee£~ ~ 9£'Ь * qz'o *- io '££ «- г'сэс- 990'0 -X * *5 " л * § 9900-» zs'icr* -1',ы\б9‘1»--,119 zc'o* | gp‘r- 6L° ~ 1 01'0 * zv* ; 96'91** £8091* z'cae* [ Z‘19£- MO*» 1®
!
те
» £9'01+=aU
• l'oi-=^3h • i9'ig*^'su
u'o* 10'0* 03'0- 90'0-
9o’o* LO'O * £9'1* 60'1*
99‘0l- Ob'?- L8'S1-=3'3H L0'09* _££'0l+__ 99'£9*=SlU £1'0- IL'O*
£0'0* £0'0* O/'O < ez'o -
61'1* £0'01+ 99'09+
09'01-
1б'009- = 's'alrJ sa'o * 08'0 ♦ 8800- >/ * \ и и - SJ 7 890'0 la'ici-* ‘‘ы a>'O BL'O- ! s't'o* iu‘o=>i i®; ni'o=x
SB '9 > I OLtt* 99'19- 63 8g~
OL '££ - j'zsr- 9Q2z/+ 1 1 Z‘Z9^- 1
Ю'£1- = 0,'вИ ufoo**6^
£0'0 * £0'0* 91'0* 90'0* £1'0- 11'0-
6i'г 90'0 + 99'09* ZOSS* = lSU Zl'O- 60'1* 91 '1* ££'0l* 99‘0£*
09'01- иЪ1-=гац
A X §
90'0* LO'O* LIO* 06'0- LZ'6-
8‘09Z- = 'ot‘ot1l 91 '0 + К =0,602 i ® 44 к=0,301 ep'tf* । К = 0,862 00'01+ •/и
z 'o - -<-| Ob 7 -
£0'0* 90'1 * —!—*- 99'0 +
ll '&i 6L ‘Ш f g T -<-4 LZ'L + bS Lff 1—*- ZZ 'gZ ~
6S'S6 £9'Ш + bL'mi- ta *Z?CZ-
Мп о *= + 232,74 кН-м, Мп кг =— 232,74 кН-м и
0,5АМю = + 95,59 кН-м,
т.е. AfJ^P = + 232,74 — 232,74 + 95,59 = 95,59 кН-м.
Соответствующие уравновешивающие моменты равны:
ДЛ4910 = — 0,602-95,59 = — 57,54 кН-м;
АМою'= — 0,301-95,59 = — 28,77 кН-м;
ДМ. ’ = —0,097-95,59 = — 9,27 кН-м.
Проверка: ДМ10 9 + АЛ41010, + ДМ10 8 + М“^р =
= — 57,54 — 28,77 — 9,27 + 95,59 = 6.
Величины уравновешивающих моментов записывают в
таблицу (рис. 11.16) и подводят черту в подтверждение по-
лученного равновесия. Затем сечениям 9—10 и 8 — 10
передают половины соответствующих уравновешивающих
моментов.
Аналогичным образом выполняют первое уравновешива-
ние для остальных узлов полурамы.
Второе уравновешивание. Уравновешивание узла № 9.
Установленное при первом уравновешивании равновесие уз-
ла № 9 было нарушено уравновешиванием узлов № 10 и 7,
в результате чего в наложенной на узел связи возникли
реактивные моменты, равные 0,5ДЛ4109 =— 0,5-57,54 =
= — 28,77 кН-м и 0,5ДМ7>9 =+0,5-40,66=+20,ЗЗкН-м.
Дополнительное значение неуравновешенного момента к
ранее найденному при первом приближении составляет
^„eyp = _ 28J7 + 20 33 = _ 8>44 кН.м>
Дополнительные значения уравновешивающих моментов
равны:
АЛ4910 = +0,862-8,44 = +-7,27 кН-м;
ДМ9>’7 = + 0,138-8,44 = + 1,16 кН-м.
Проверка: АМ9 10 + ДМ9>7 + М‘,еур = + 7,27 + 1,16 —
_ 8,44 = 0.
Затем переходят к уравновешиванию узла № 10 и ос-
тальных узлов полурамы. Вполне удовлетворительная точ-
ность расчета достигается при третьем уравновешивании.
Полное значение какого-либо опорного момента получают
суммированием всех слагаемых, относящихся к соответст-
вующему сечению. Так, опорный момент для сечения 9—10
будет равен
36
м ________ 232,74 + 191,53— 28,77 + 7,27 + 0,53 - 1,40 =
9,10 = — 63,58 кН-м.
Вычислив опорные моменты, проверяют равновесие каж-
дого узла рамы. Так, равновесие узла 3 обеспечено (рис.
.1.16):
М3 Б + М3 4 + М3<1 + = + 65,03 - 125,3 + 44,42 +
+ 15,83 = 0.
37
11.18
Эпюра изгибающих моментов от вертикальной нагрузки
дана на рис. 11.17.
Расчет рамы на горизонтальную • ветровую нагрузку.
Расчет выполняется для половины рамы, поэтому горизон-
тальную ветровую нагрузку принимают равной половине за-
данной. Расчетная схема полу рамы дана на рис. 11.18.
Относительные погонные жесткости стержней полурамы и
коэффициенты распределения в ее узлах определены выше.
Определяем этажные постоянные С. Этажная постоян-
ная определяется как для стоек, не испытывающих пролет-
ной нагрузки, по формуле
С = S/7, (П.8)
где 2/7 — сумма активных горизонтальных сил, располо-
женных выше рассматриваемого сечения.
38
Для первого этажа Сх = 7,94-7,9 4- 9,074-7,58= 32,45 кН;
« второго » С2 = 7,9 4- 9,07 4- 7,58 = 24,55 кН;
« третьего » С3 = 9,07 4- 7,58 = 16,65 кН;
« четвертого » С4 = 7,58 кН.
Момент защемления для стойки ио находят по формуле
С = С = - С ± 2 (А Мио 4-
4-АЛ1о„), (II.9)
где 2z'«o — сумма линейных жесткостей всех стоек рассмат-
риваемого этажа.
Стержневой распределитель вычисляют по формуле
= = С1’10)
При равенстве высот и линейных жесткостей всех стоек
полурамы (рис. 11.18) стержневой распределитель будет
одинаковым для всех стоек:
Первое уравновешивание узлов. Моменты защемления
от углов, поворота стоек, вызванные этажными постоянны-
ми, определяют по формуле
Для опорных сечений стоек четвертого этажа при С 4 =
= 7,58 кН
м7,э = м9.7 = ЛСо = М^/= — 1,2-7,58 = — 9,1 кН -м.
Для опорных сечений стоек третьего этажа при С3 =
= 16,65 кН
М* = М* = М* = М*= — 1,2-16,65 = — 19,98 кН-м.
Для опорных сечений стоек второго этажа при С2 —
= 24,55 кН
Мз,5 = М1з = м4,6 = мб,4 = — 1,2-24,55 =—29,46 кН-м.
Для опорных сечений стоек первого этажа при =
= 32,45 кН
Л4* = Л4* = М* = Л1У2 = — 1,2-32,45 = — 38,94 кН-м.
39
Л!неур = _9(1; ДМ910 = +0,862-9,1 = 4-7,84; ДМ97 =
= 4-0,138-9,1 =4-1,25; Л4"ое5,р = —9,1 + 3,92 = — 5,18;
ДМ10>9 = 4-0,602-5,18 = 4-3,12; ДЛ41010,=+0,301-5,18=
= 4-1,56; ДМ108 = 4-0,097-5,18 == 4-0,50; М“еур =
=—9,1+0,62—19,98= — 28,46; ДМ79= 4-0,121-28,46 =
= +3,44; ДМ7 8 = 4- 0,758 • 28,46 = +21,57; ДМ7>8 =
= 4-0,121-28,46 = 4-3,44; Л48е5,р= +10,78 — 9,14-0,25 —
—19,96= —18,03; ДЛ18>7=4-О,549-18,93 = 4-9.90; ДМ810=
= 4- 0,088-18,03 = 4- 1.59; ДЛ488, = 4- 0,275-18,03 =
= 4- 4,96; Д М86 = 4- 0,088-18,03 = 4- 1.59; Л12£ур =
= — 19,98 4- 1,72 — 29,46 = —47,72; ДМ5>7 = + 0,121 х
X 47,72=4- 5,77; ДМ5>6=+0,758-47,72=+36,17;] ДМ5>3=
= 4-0,121-47,72 = 4-5,77; /И"еур = 4- 18,08 + 0,79 —
— 19,98 — 29,46 = — 30,57; ДМ6. = 4- 0,549 • 30,57 =
= 4- 16,78; Д Л468 = 4-0,088-30,57 = 4- 2,69; ДЛ466, =
= + 0,275-30,57 = + 8,41; ДМ64 = + 0,088-30,57 =
= 4-2,69; -29,464-2,88—38,94=—65,52; ДМ35=
= 4-0,121-65,52 = 4-7,93; ДЛ43_4 = + 0,758-65,52 =
= 4-49,66; ДМ31= 4-0,121-65,52= 4-7,93; М4неу₽ =
= 4- 24,83 — 29,46 4- 1.34 — 38,94 = — 42,23: Д М4 3 =
= 4-0,549-42,23=4-23,18; ЛМ4 6= 4-0,088-42,23 = 4-3,72,
ДЛ144,= 4-0,275-42,23 = 4-П,6i; ДМ42= +0,088-42,23=
= + 3,72.
Эти уравновешенные моменты в узлах, соответствующие
первому приближению, показаны тз расчетной таблице
(рис. 11.19), где выполнено первое уравновешивание момен-
тов защемления от этажной постоянной.
Второе уравновешивание узлов. Так как влияние этаж-
ной постоянной уже учтено, то дополнительные моменты
защемления от поворота стоек определятся по формуле
Сп=- +дм™)-
Значения ДЛ4ио и ДЛ4ОИ принимаем по расчетной таблице
(рис. 11.19).
40
Для четвертого этажа
ДЛ49>7 = + 1,25 кН-м, ДМШ8 = + 0,50 кН-м,
£ДЛ4оа = + 1,25 + 0,50 = + 1,75 кН-м;
ДМ7>9 = + 3,44 кН-м, ДЛ4810 = + 1,59 кН-м,
VAM„0 = + 3,44 + 1,59 = + 5,03 кН-м;
2(ДМ„0 + ДЛ40„) = 4- 5,03 + 1,75 = + 6,78 кН-м.
Дополнительные моменты защемления будут равны
^9,7 доп ~ ^7,9 доп = ^10,8 доп = ^8,10 доп =
= ——-Ц 6,78 = —0,375-6,78 = —2,54 кН-м.
4 1-р1
Величины дополнительных моментов защемления вписаны
в расчетную таблицу (рис. П.19).
Определяем дополнительные моменты защемления для
остальных этажей:
для третьего этажа
ДМ75 = 4- 3,44 кН-м, ДЛ486 = 4- 1,59 кН-м,
2ДМ0К = 4- 3.44 4- 1,59 = + 5,03 кН-м;
Д М57 = 4- 5,77 кН-м, ДМ6>8 =4-2,69 кН-м,
2ДЛ4ИО = 4- 5,77 4- 2,69 = 4- 8,46;
^(Ши0 + ДЛ4оа) = 4- 8,46 4- 5,03 = 4- 13,49 кН-м;
М* поп = М^7 ппп = М* = Л4У„ППП = 0,375-13,49 =
7,5 ДОП 5,7 ДОП 0,6 ДОП 6,0 доп * ’
= — 5,06 кН -м;
для второго этажа
ДЛ453 = 4- 5,77 кН-м, ДЛ4М = 4- 2,69 кН-м,
£ДЛ4оа = 4- 5,774- 2,69 = 4- 8,64 кН-м;
ДМ3(5 = 4- 7,93 кН-м, ДМ46 = + 3,72 кН-м,
£ДЛ4а0 = 4- 7,93 4- 3,72 = 4- 11,65 кН-м;
2 (Д Ма0 4- Д Мои) = 4- 11,65 4- 8,46 = 4- 20,11 кН-м;
С доп = С доп = С доп = С доп = - 0.375 • 20,11 =
= — 7,54 кН-м;
для первого этажа
поскольку сечения стоек в узлах 1,2 заделаны,
41
6ГП
Ось симметрии © OO'O-H О oo'o-n
gs'gs-^li os'o + 99'1 + 16 'as- 6S'9£- = 96‘l£-=c,ll 20'0+ 96'£ + 16‘9£- 1£'G£- = ,‘S'6J
0'1 + 2S1- 22‘£ + is'as- 10'0 + l£'1 - £62 + 16'9 £-
£z 'll + = -*• V/ 2i‘s + зао'о-м к к * - \i \^) 4 <Q QffO'O-H G£‘lff+ + \ai‘l9+* 9еЫ 1 £2'9+ 1 ll'O+ 1 £2'0 + 8l'£2 । 6£‘ll + 992 '0-Я S n • $ Il Л Ч к
io'u + £8'12+ j 99'61+
61 OS- * 9'fy 11'92- = i"-ll
O‘l + £1'0+ 19'2- 10'0+ io'o+ IS'2-
22'9+ 1£'l + 91'62- 1£'l£- = *'•%/ 16'0+ 19'2- 99'1 + 69'2+ 91‘62- £6'2 99'2 9^1'62- 12'22 £0'0+ 18'2- 96'8 + 22'8+ 91'62-
92'11+- -9\j S9'Z + ООО'О-Я -> >? и ii 5 О J C/J 4s 330‘0^>1 99'01+ =vsA/[ 92'11 + ^ 9'SIO 69'S+ | 0^0+ I 02'0 + 91'91+ I 6£ a* 892‘0 = Я I ® § * к
H'a + 90'91+ | M'9£+
ee'oz-=e'fw 75'0* LZO-* ' 90'9~ 69'1* 660 * . 95'57- 99'61-^ <'% 90'0* 70'0- 90'9- 16'9 г67* 96'57-
997г- = я'вЫ 39'0* 90'9- 69'1* 69'7* 96'67- - ^.'91-*п77 го'о- 90'9- 99'Z* 66'9 ' 96'67-
1790'0-3 4 и и й Z~\ л (9) s 4 <q зяо’о-х fo''6Z*ое'зг-*-9^ _ 1 zo'e*- 1 zoo- 1 6z'o- 717'0=3 Ч и i ©
Зб'б* 06'6* j 36 6 * 86'Of* j 69'll* 7Z7‘0 = 3
4 ' к 37'6-=tt,'e77 99'0* o/'o* oo'z- 637* 3i'o* 7 ffZ- 97'07-=8o,77 ог'о* os'z- 66 '0* 09'0* 1'6- 39'6-= il77 го'о- 30'0- 59'1- 66'9* 29'0* 7'6- 66'9-^ ‘'би ~o>'o- 69'Z- Z6 ‘7* 96 7* 7’6 -
87‘Z* = '*"“// 1 ' ~~^9 °* 99'7* ЮО'О^Х i ®l 'Ч 66'z**'i'°7j\ 9i'a*-=0t’6H 1 3 г 7 | ___ Zi'o- ) 69'0- Zf3* 1 937* Z63* j 68'6-*
£Д Мио = О, Д мз>1 = 4- 7,93 кН-м, Д М4(2 =
= + 3,72 кН-м,
£ДМои = + 7,93 + 3,72 = + 11,65 кН-м;
2(ДМИО + ДЛ1ОИ) = + 11,65 кН-м;
<допЧ= <2Д0П = -0,375.11,65 = -4,37 кН-м.
Уравновешиваем моменты. Узел 9:
^„еур = + J>56+ lj72 —2,54 = +0,74 кН-м;4
ДМ9>10 = -0,862-0,74 = — 0,64 кН-м;
ДМ97 =-0,138-0,74 =—0,10 кН-м.
В таком же порядке производится уравновешивание мо-
ментов в остальных узлах рамы. Величины уравновешиваю-
щих моментов при втором уравновешивании записаны в рас-
четной таблице (рис. 11.19), для всех сечений рамы подсчи-
44
11.21
таны опорные моменты. Эпюра изгибающих моментов от
горизонтальной (ветровой) нагрузки показана на рис. 11.20.
Объемлющие эпюры усилий при основном сочетании на-
грузок даны на рис. 11.21 — эпюра изгибающих моментов,
на рис. II.22 — эпюра поперечных сил и на рис. II. 23 —
эпюра нормальных сил.
Определяем ординаты объемлющих эпюр усилий.
Определение М и Q для ригелей покрытия
Ригель 9—10 (рис. П.24):
Чю = —63,58 + 8,76 = —54,82 кН-м (рис. 11.16 и 11.19)}
М109 =+ 275,!6 +7,97 =+ 283,13 кН-м.
43
Постоянная расчетная нагрузка на ригель о, =
= 77,58 кН/м (рис. 11.13).
Опорные реакции:
Afp + tji I —— Мю 54,82+77,58*6 —— 283,13
п 2 2
= 194,69 кН,
— Ч + <71 i 4- 4- Af10 —54,82+77,58-6 + 283,13
>лев _ 2 2
Ю I = g
= 270,79 кН.
46
Поперечные силы:
Q9>10 = = + 194,69 кН; Qi0 9 = R™ = - 270,79 кН.
Расстояние от узла 9 до сечения ригеля в пролете с
максимальным изгибающим моментом
194,69 о е1
х в» _м = —J— = 2,61 м,
91 77,58
М™ = Ч + f ° - 54,82 + 194,69• 2,51 —
_ 77,58-^1 в 189,47 кН-м.
2
47
Опорные реакции:
Rf! = <4? = т = 22“ .232’74 кН'
Ригель 10—10' (рис. II. 25):
Д410 к). = — 260,8 + 2,18 = — 258,62 кН -м,
Ж10’д0 = + 260,8 — 2,18 = + 258,62 кН -м.
Поперечные силы:
Q10il0, = + 232,74 кН,
^о'ло = — 232,74 кН.
48
11.25
Максимальный изгибающий момент в ригеле находится
на расстоянии х = 3м от опоры 10:
Отах _ _ ^10.10'+MtOUO , =
mio,icr - 2 ~ 8
=_____258’6? + 258-62 + .г-58^ = + 90,49 кН-м.
2 8
Определение Л и Q для ригелей перекрытий. Ордина-
ты М огибающей эпюры для стоек получаются алгебраиче-
ским суммированием опорных моментов по эпюрам от верти-
кальной и горизонтальной нагрузок.
Например, в стойке 9 — 7
Л9 7 = 4- 53,02 — 8,77 = + 44,25 кН -м,
Л7’9 = + 58,52 — 7,65 = + 50,87 кН-м.
4—2286
49*
П.26
Определение Q в стойках рамы:
стойка 9 — 7
= <г„„..м»-;+ль „ _«.вг кН;
стойка 10 — 8
п п Мю.в+М8Л0 - 24,52 - 24,16
<210,8 = <?8.Ю =•• ~н^-------------------= “10«14 кН’
Л4108 = — 14,37— 10,15 = —24,52 кН-м,
Л4 ’ = — 15,01— 9,15 = — 24,16 кН-м.
о,1и
Таким же способом определяют эпюры Q для остальных
«стоек рамы.
Определение N для стоек рамы. Эпюра нормальных сил
N строится на основе эпюры Q (рис. II. 22):
•стойка 9 — 7. Вырезают узел 9 (рис. II. 26, а):
2У = 0; Ns,г — Q9.10 = 0.
Откуда
Ns.7 = Qy.io = 194,69 кН;
стойка 10 — 8. Вырезают узел 10 (рис. II. 26, б):
= 0; 1^10,8 Q10,9 <2j0,10' = О’
Откуда
^10.8 = <2,0.9 + Q10.10' = 270>79 + 232>74 = 503’53 КН-
Таким же способом определяют величины N для осталь-
ных стоек рамы.
50
Определение усилий в элементах рамы при особом со-
четании нагрузок.
При учете совместного действия нагрузок в особое сочета-
ние включаются нагрузки: постоянные, временные длитель-
ные, кратковременные на перекрытия, снеговая и сейсмичес-
кие. Ветровые нагрузки не учитываются.
Расчетная схема рамы при особом сочетании нагрузок
дана на рис. II. 10. Величины нагрузок принимают по табл.
II. 1.
Полные расчетные вертикальные нагрузки на погонную
длину 1 м ригеля:
11.27
Б1
покрытия
qr = (gr 4- p2 4- p3) 6 = (6,61 -f- 0,35 + 2,75) 6 = 58,26 кН/м,
перекрытия
,q2 = (g2 4- pr + p^ 6 = (6,92 + 8,4 4- 1,5) 6 = 100,92 кН/м.
Нагрузки от веса навесных панельных стен:
Л/г = 1,2-6-0,3-12-1,1 -0,9 = 25,66 кН;
Nt*=N3 = Ni - 1,8-6-0,3-12-1,1-0,9 = 38,49 кН.
.52
Расчет рамы на вертикальные нагрузки. Расчетная
схема полурамы при воздействии вертикальных нагрузок да-
на на рис. II. 27.
Методика расчета рамы на действие вертикальных нагру-
зок такая же, как и при основном сочетании (см. с. 29).
Эпюра изгибающих моментов от вертикальных нагрузок при
особом сочетании нагрузок показана на рис. II. 28.
Моменты защемления от пролетной нагрузки в ригелях:
перекрытий
М = М = М = М —М —М —__________________________ дг1~ =
т3,4 JV14,4< 5,6' 'И6,6! '"7,8 ' 8,8' ]9
М.з = ^6,5 = ^8,7 = + 302,76 кН -м;
покрытия
^9,ю ^io,i(r [2 12 174,78 кН-м;
Л41о>9 = + 174,78 кН-м.
Консольные моменты защемления от навесных панельных
стен: в узлах 3, 5, 7 от нагрузки М2 — 38,49 кН
Л4« = М2е =+38,49-0,37 = + 14,24 кН-м;
в узле 9 от нагрузки = 25,66 кН
М* = = + 25,66-0,37 = + 9,49 кН-м.
Расчет поперечной рамы на сейсмическую нагрузку
Определение расчетной сейсмичности здания. Интенсив-
ность и повторяемость сейсмического воздействия в баллах
для г. Маргилана УзССР принимаем по списку населенных
пунктов, расположенных в сейсмических районах (§ I. 1).
Сейсмичность района строительства составляет 8Х баллов
(первой категории повторяемости соответствует вероятность
нормативной интенсивности землетрясений за ближайшие
50 лет 0,5).
При II категории грунта по сейсмическим свойствам
(суглинки) и сейсмичности района строительства 8 баллов
сейсмичность площадки строительства по табл. I. 1 состав-
ляет 8 баллов. По табл. 1.2 при сейсмичности площадки
строительства 8 баллов расчетная сейсмичность здания равна
8 баллам.
53
Динамическая расчетная схема рассматриваемого здания
для определения сейсмической нагрузки представляет собой
вертикальную упругую консольную систему с четырьмя сте-
пенями свободы. Предполагается, что ригели являются абсо-
лютно жесткими, недеформируемыми элементами. Замоноли-
чивание концов ригелей в стойках и консоли создают очень
жесткие мощные узлы рамы, повышающие ее жесткость.
Расчетная схема поперечной рамы на действие сейсмичес-
кой нагрузки дана на рис. 11. 29, а\ схема распределения
веса здания показана на рис. 29, б; динамическая расчетная
схема здания — на рис. 29, в.
Рассчитываем на воздействие сейсмических сил отдель-
ную поперечную раму но оси 2 (рис. 11. 5), нагрузка на
которую принята с полосы, равной шагу рамы.
Та бли ца II. 2
Определение веса масс
Наименование нагрузок Форм.ла подсчета Ок . кН
1. в Постоянная на покрытии уровне покрытия gl. 6-18 = 6,61-6-18 713,88
2. 3. Колонны на высо>у поло- вины этажа Перегородки на высоту 0,4-0,4-4,8-4-25 X X 0,5-1,1-0,9 0,75-6-18-0,5-1,1-0,9 38 40,09
4. половины эжжа Панель навесная стеновая 3.56-1,2-6-2 51,26
5. парапетная Сплошное ленточное ос- 0.4-3-6-0.5-2 7,2
6. 1. текленме на половину его высоты Кратковременная В уровне междуэтажн и л Постоянная на перекрытии (р2-+ Рг) • 6 18 = = (0,35-р 2,75) 6-18 мс перекрытий третьего, ервого этажей е.,-6-18 = 6,92-6-18 334,8 Q4= 1185 второго 747,36
2. Колонны на высоту этажа 38-2 76
3. Перегородки иа высоту 0,75-6-18-1-1,1-0,9 80,19
4. этажа Панель навесная стеновая 3,56-1,8-6-2 76,9
5. Сплошное ленточное ос- 7,2-2 14,4
6. текление Временная (Pi + Pt)-6-18 = = (8,4-f- 1,5)-6-18 Qs= Q? 1069,2
= 2064
54
1 <5)
4**1 185кН О
С, *2064 кН < >
11.29
It лгсе^кн < ►
^2051{кН^
55
Вертикальные нагрузки, действующие на здание, приве,-
дены в табл. II. 1. Вес здания, приходящийся на одну по-
перечную раму, принят сосредоточенным в уровнях перекры-
тий (табл. II. 2).
Соответствующие этим весам массы равны т = /V;
g
кН-с2
см
кН-с2
см
2064 о 1
/и, = т2 = т3 = —— = 2,1
1 2 3 981
1185 1
т4 =--------= 1,21
981
Жесткость элементов рамы:
колонн
ЕЬ1 = 27-103• 213333 = 5,75-10» МПа-см4 =
= 0,575-10» кН-см2,
ригелей
Ebl = 27-IO3-1661391 = 44,9-10» МПа-см4 =
= 4,49- 10® кН-см2.
Погонная жесткость:
колонн
-^- = 0,575-10? = 12.10» кН-см;
. I 480
ригелей
ЕЬ1 4,49-108 п 1ПВ ..
—2— = —----------= 74,9-105 кН-см.
I 600
(74 9-105 \
• 1 пре-
вышает погонную жесткость стоек. >
Согласно (5], когда погонная жесткость ригелей превы-
шает погонную жесткость стоек в 3 раза и более, переме-
щения от горизонтальных единичных сил рам с жесткими
узлами без заполнения могут определяться в предположении
абсолютно жестких ригелей по формулам
к 2
j-1 1Z'7
®« «4-1 = ^«4-1 к = • • • = ®«n = = ^««’ (И-14)
л, К-j-l К КП ПК ККГ ' '
56
где ^к.к+г ^кп* • • • —перемещения в точке к расчет-
ной схемы от действия единичной горизонтальной силы,
приложенной в точках к, к + 1, . . . , п, см/кН; h]— высо-
та /-го яруса рамы, см; fj— сумма погонных жесткостей
стоек /-го яруса, кН см.
Суммарные погонные жесткости стоек каркаса на каж-
дом этаже равны
д = f2 = f3 = /4 = 4-12-105 = 48- 10в кН-см.
Определяем перемещения:
х 12/( 12-48.10®
= 4,36-10“7 см/кН;
h2
= 62j = =.6i + 62 = 6ц 4—= 4,36-10~7 -J-
1-^/2
t 4808---= 8 72> 1()_7 н
12-48-105
62 = 63 = 64 = 4,36-10—7 см/кН;
638 = 6S4 = 622 + 63 = 8,72-10-7 + 4,36-10-7 =
= 13,08-10-7 см/кН;
644 = 633 + 64 = 13,08-10-7 + 4,36-10-7 =
= 17,44-10-7 см/кН.
Определение периода первой формы свободных колеба-
ний системы
В расчетной схеме здания, представленной в виде систе-
мы с сосредоточенными массами, частота и формы его сво-
бодных колебаний определяются из следующей системы
уравнений:
(mi би - 0 + т2 512^хй + • • • +тп = 0;
mi ViXa + К б22Р? — 0 Xi2 + ... + тп \np}Xin = 0;
..................-............................. (II-15)
mi \лР\ХЛ + m2 6„2P?Xi2 + ... + (m„ 6„„p? — 1) Xln = 0,
где mv m2, . . . , mn — массы отдельных ярусов здания,
принятые сосредоточенными в уровнях перекрытий; р{— кру-
говая частота, определяющая периоды свободных колебаний
здания;
57
\т. Xi2, . . . , Xin— амплитуды свободных колебаний сис-
темы соответственно в точках 1, 2, . . . , n; i — форма сво-
бодных колебаний системы.
Приближенные значения двух низших частот свободных
горизонтальных колебаний можно определить методом спек-
тральных функций из неравенств:
где В1^т16п +т2^+ ... +mnbnn, (11.18)
52 = т?6н + т16и+ ••• +тп6пп +
+ 2[т1(т2 + т3+ ... + тп) &{п +
+ т2(т3 + т4+ ... +тп)^п+ ...+
+ тп-1тп^п-1,п1’ <П-19)
в^в.—V; <IL2°)
pi
ё2 = в2--т- О1-21)
Pi
Приближенная ордината XiK первой формы колебаний
здания в точке к определяется по формуле
п
где Qj — вес массы, принятой сосредоточенной в точке /;
п — количество точек по высоте здания, в которых принята
сосредоточенной его масса'.
Определяем круговую частоту первой формы свободных
колебаний системы.
Подсчитаем: Bt — гпх 6U + т2 ^22 + тз б3з + б44 =
= 2,1-4,36-10-7 2,1-8,72-10~7 + 2,1 • 13,08-10~7 +
Ч- 1,21 -17,44-10—7 =76,038-10-7;
58
В2 — tn\ 6^ + m| б|2 + tn\ 6f3 + % + 2 [m, (m2 4-
4- m3 + m4)6f4 + m2(m3 + m4) 6g4 + m3m4 ^4] =
= 2,12(4,36-IO-7)2 + 2,12 (8,72- IO-7)2 +
+ 2,12 (13,08-IO-7)2 + 1.212 (17,44-IO-7)2 + 2 [2,1 (2,1 4-
4-2,1 4- 1,21) (4,36-Ю-7)2 4-2,1 (2,1 4- l,21)(8,72-10~7)24-
4-2,1 • 1,21 (13,08-IO-7)2) = 3976,19-10-14.
Отсюда по формуле (11.16)
/3976,19-10-“ 1
<_____________-______2 - _________________ ,
76,038-10-7/1 + l/2 J976-19.'!9—j I
\ ' (76,038-IO-’)2 /
15,8 < p^ < 26,3.
Среднее значение p2 = 15,8+-6-- = 21,05.
Круговая частота первой формы свободных колебаний сис-
темы
р4 = /21,05 = 4,59 рад/с.
Для определения формы колебания рамы, т. е. соотно-
шения между амплитудами колебаний Xt в различных точ-
ках, воспользуемся системой уравнений (11.15). Тогда полу-
чим:
(^1 бпр? — l)Xn 4-m2 612Р?Х12 4- т3 613р2Х13 4-
4- т4 Ь14р]Х14 = 0;
^1 ^21^1^11 “Ь (m2 1) ^12 “I" ^3 ^23^1^13 +
4- m4 = 0;
т1 631P?X11 + m2 632P?X12 + (m3 fi33₽i — 0 X13 + (H-22)
+ m4 ^p\XX4 = 0;
т1 ^41^1X11 m2^42^1X12 + m3 ~Ь
4- (rn4 ъ44р\ — 1) X14 = 0.
Считая, что Хц == 1 и р7 = 21,05, подставим их в урав-
нение (II. 22):
59
(2,1 -4,36-10—7 - 21,05 — 1)XU + 2,1 -4,36- 10-7-21,05X12 +
+ 2,1-4,36- 10~7-21,05X18 + 1.21 -4,36- 10~7-21,05X14 = 0;
2,1 -4,36-10~7 -21,05 Xu + (2,1 -8,72-10~7 -21,05 — 1)X12 +
+ 2,1 • 8,72 • 10-7 • 21,05 + 1,21 • 8,72 -10-7 • 21,05 = 0;
2,1-4,36-10-7 -21,05Xu + 2,1-8,72- 10-7-21,05X12 +
+ (2,1 • 13,08-10~7 • 21,05—1)Х1Я +
+ 1,21-13,08-10-7-21,05X14 = 0;
2,1 -4,36- 10-7-21,05Xu + 2,1-8,72- 10~7-21,05 X12 +
+ 2,1-13.08-10-7 - 21,О5ХИ +
+ (1,21 • 17,44- IO-7-21,05 — 1)X14 = 0.
Решив эту систему уравнений, получим:
Хц = 1; Х12 = 2,1 Хц; Х1а = 2,85 Хи; Хм = 3,32 Ха.
При принятой точности pt и найденных значениях X
сумма всех членов левой части уравнений должна равняться
нулю; в этом случае круговая частота р± определена пра-
вильно.
Период первой формы свободных колебаний определяем
по формуле
7\ = — = -2’?’14- = 1,37 с.
Pi 4,59
Коэффициент динамичности для первой формы колебаний
₽! ==-Ы-= 0,8 < 2,7.
11 Л 1,37
Коэффициент формы колебаний определяем, из соотно-
шения (1.5)
1 j — X ~Ь @2-^12 + Qs-^13 + ^4-^14 _
^1^11 + ^2^12 + ^3^13 + @4^14
— 1 2064-1 + 2064-2,1 + 2064-2,85 + 1185-3,32 _ Q 3Q5.
~ 1 2064-Р+2064-2,1а+ 2064-2,85а+ 1185-3,323 ~ ’
П12 = Х12 • 0,395 = 2,1 - 0,395 = 0,829;
+з = Х13-0,395 = 2,85-0,395 = 1,125;
т]14 = Х14-0,395 = 3,32-0,395 = 1,311.
Расчетную сейсмическую нагрузку находим по формуле
(I. 1), при этом Xi = 0,25 (табл. I. 3), К2 = 1 (табл. 1.4),
А = 0,2 (с. 10), X,t = 1 (табл. 1.6).
60
Расчетные сейсмические силы, соответствующие первой
форме колебаний, определяем по формуле (II. 1):
Su = 0,25-1-2064-0,2-0,8-1-0,395 = 32,61 кН;
312 =0,25-1-2064-0,2-0,8-1-0,829 = 68,44 кН;
3^ = 0,25-1-2064-0,2-0,8-1-1,125 = 92,88 кН;
314 = 0,25-1-1185-0,2-0,8-1-1,311 =62,14 кН.
Расчетная схема полурамы, "на которую воздействуют
сейсмические нагрузки, дана на рис. II. 30.
Этажные постоянные равны:
для первого этажа
Сг = 16,30 + 34,22 + 46,44 4-31,07 = 128,03 кН;
для второго этажа
С2 = 34,22 4-46,44 4- 31,07 = 111,73 кН;
для третьего этажа
Cs = 46,44 4- 31,07 = 77,51 кН;
61
11.31
для четвертого этажа
С4 = 31,07 кН.
Методика расчета рамы на действие сейсмической нагруз-
ки такая же, как для горизонтальной ветровой нагрузки (см.
с. 38).
Моменты защемления от углов поворота стоек, вызван-
ные этажными постоянными, равны:
для опорных сечений стоек четвертого этажа
М*э = Л<7 = Л1*10 = М*г8 = —1,2-31,07 = — 37,28 кН-м;
для опорных сечений стоек третьего этажа
= 1,2-77,51 = — 93,01 кН-м;
0,7 7,0 о,о о,о ’ *
62
для опорных сечёний стоек второго этажа
М = <3 = <6 = Л4* = - 1,2-111,73= -134,08 кН-м;
для опорных сечений стоек первого этажа
М* = М* = Л4* - Л4* = -1,2-128.03= -153,64 кН-м.
1,0 0,1 * •«*
Эпюра изгибающих моментов от действия сейсмической
нагрузки при первой форме колебаний изображена на рис.
11.31.
Так как период первой формы колебаний ТА = 1,370
>0,4 с, усилия в конструкциях рамы необходимо опреде-
лять с учетом не менее трех форм собственных колебаний
Поэтому из условия (11.16) находим круговую частоту вто-
рой формы колебаний рг, уточняем ее величину из уравне-
G3
ний (И. 15), определяем формы деформаций системы Х21, Х22
Х23, Х24, подсчитываем период колебаний Т2, коэффициент
динамичности р2, коэффициенты т)21, . . . , 1]24 и расчетные
сейсмические силы: S21 = 68,37 кН; S22 = 61,13 кН; S23 —
= 21,10 кН; S24 = — 45,28 кН. Затем производим расчет ра-
мы на действие сейсмических сил при второй форме колебаний.
В такой же последовательности определяем усилия при
действии сейсмических сил при третьей форме колебаний, при '
этом круговую частоту находим методом приближения: S31=
= 52,37 кН; S32 = — 29,32 кН; 5з3 = — 32,02 кН; S34 =
= 30,83 кН.
64
Расчетные величины изгибающих моментов от действия
сейсмической нагрузки с учетом трех форм колебаний опре-
дс^ем по формуле
(П.23)
Эпюра расчетных изгибающих моментов от действия сейс-
Леской нагрузки с учетом трех форм колебаний дана на
лс. 11.32.
Объемлющая эпюра изгибающих моментов при особом
тетании строится на основании эпюр, приведенных на рис.
28 и 11.32. Принцип построения объемлющих эпюр уси-
-2286
65
лий при особом сочетании нагрузок такой же, как и при ос-
новном сочетании. Объемлющие эпюры усилий при особом
сочетании нагрузок с учетом трех форм колебаний даны:
на рис. II.33 — эпюра изгибающих моментов, на рис. 11.34—
эпюра поперечных сил, на рис. 11.35 — эпюра нормальных
сил.
II. 3. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО
НАПРЯЖЕННОЙ РЕБРИСТОЙ ПЛИТЫ МЕЖДУЭТАЖНОГО
ПЕРЕКРЫТИЯ
Исходные данные: 1) нормативные временные нагрузки}
а) длительно действующая 10 кН/м2; б) кратковременная
2,5 кН/м2; 2) вес пола и перегородок 2,5 кН/м2; 3) бетон
тяжелый класса В 25; 4) арматура: а) напрягаемая продоль-
ная из стали класса А-IV; б) поперечная из стали класса
66
67.
Bp-1; 5) способ натяжения арматуры — электротермический,
на упоры формы; 6) технология изготовления плиты — поточ-
но-агрегатная.
Конструкция плиты. Плита рассчитывается применитель-
но к сечению типовой основной плиты серии ИИ-24 для
перекрытий с опиранием на полки ригелей (рис.П.36). Раз-
меры плиты в плане 5550 х 1485 мм. Высота плиты 400 мм.
Толщина полки плиты 50 мм. Продольные и поперечные (реб-
ра плиты армируются сварными каркасами, а полка армирует-
ся сварными сетками. Сварные каркасы и сетки изготовля-
ются из холоднотянутой обыкновенной арматурной проволоки
контактной точечной электросваркой.
Определение нагрузок. Нагрузки, действующие на плиту,
определены в табл. II.3.
Таблица 11.3
Определение нагрузок на плиту
Вид нагрузки Нормативная, кН/м Коэффициент надежности по нагрузке Расчетная на- грузка, кН/м
Постоянная от веса:
пола и перегородок 2,5-1,5= 3,75 1.1 4,12
плиты перекрытия 2,95-1,5= 4,42 1.1 4,86
Итого: gser = 8,17 1 g = 8,98
Временная:
длительная 10-1,5=15 1 1.05 I 15,75
кратковременная 2,5-1,5= 3,75| 1,2 J ' 4,5
Итого: vser = I8.75 V = 20,25
Всего: Pser = Sser + 4-f«r= 26,92 р = 29,23
Определение усилий, действующих в плите
Расчетная схема плиты приведена на рис. II. 37. Расчет-
ный пролет плиты I — 5550— 100= 5450 мм = 5,45 м.
Величины изгибающих моментов в середине пролета
плиты:
от полной нормативной нагрузки
M„r = = 26-92'5’452 = 99,87 кН м;
ser ’ 8 8
68
от нормативной кратковременной нагрузки
3,75.5,45» ' „
М 1 = --------— = 13,9 кН • м;
Ьег t 1 g * ’
от нормативной длительно действующей нагрузки
,, (8,17 ± 15).5,45» Q_
Mser.^ - 8 — = 85.9а |<Н-м;
от полной расчетной нагрузки
.. рР 29,23-5,45» lnQ .. „
Л1 = —— = — ------1— = 108,44 кН>м.
8 8
Поперечная сила от полной расчетной нагрузки в сечени-
ях на опоре
Q = ± 0,5р/= ±0,5-29,23-5,45 = ± 79,65 кН.
Расчет плиты по предельным состояниям первой группы
Расчет плиты на прочность сечений, нормальных к продоль-
ной оси элемента. Расчетное эквивалентное сечение плиты в
пролете представляет собой тавр (рис. 11.38).
69
Определяем положение нейтральной оси:
Rbb'fy (^0 —4) “ 14,5.148,5-5(36 —-у) 100 =
= 36-106 МПа-см3 = 360 кН-м >Л4 = 108,44 кН-м.
Следовательно, нейтральная ось проходит в полке тавра,
поэтому расчет выполняем как для прямоугольного сечения
шириной b'f = 148,5 см. Граничное значение относительной
высоты сжатой зоны v
= -----------7----Г • <П -24>
1 . °S« / , W \
1 + ~— 1-771
°SC,U \ 1’1 /
Вычисляем характеристику сжатой зоны бетона
<о = 0,85 — 0,008Rb = 0,85 — 0,008.14,5 = 0,734. (11.25)
Напряжение в продольной арматуре
' °sR = ^ + 400 - osp - Д asp, (11.26)
где Rs = 510 МПа.
Предварительное напряжение в напрягаемой арматуре
cu, = Rsser — Р = 590 — 96 — 494 МПа,
О// ulOvj г •
р = 30 + — = зо 4- -Ж = 96 МПа;
I
До.„= 1500 ^£.— 1200= 1500——1200=*
sp Rs 510
= 252,94 МПа > 0.
70
По формуле (11.26)
asR = 510 + 400 — 494 — 252,94 = 163 МПа.
asc,u = 400 МПа [16, п. 3.12].
Согласно (11.24) '
0,734
= 0,647.
Подсчитываем величину Д₽:
AR — ^(1 — 0,5 Q = 0,647(1 — 0,5-0,647) = 0,438.
Вычисляем величину Ло:
М _ 108,44.10»
1 Ао =.------------=-------------------------= 0 043 (П 27)
РьУь2Ь’^ 14,5-0,9-148,5-36®-10®
где уЬ2 = 0,9[16, табл. 15].
Поскольку Ао = 0,043 < AR = 0,438, следовательно, ус-
ловие Н выполняется.
Подсчитываем относительную высоту сжатой зоны сече-
ния:
| = 1 — /1 — 2 Ао= 1 —у/1-2-0,043 = 0,044.
Величина коэффициента v составит:
' v == 1 — 0,5 g = 1 — 0,5-0,044 = 0,978.
Вычисляем коэффициент ys6:
Ts6 = п - (п - 1) (2 - 1) < п. (П.28)
где т] — 1,20 [16, с. 31].
По формуле (11.28)
у = 1,2 —(1,2—1) —1)= 1,37>1,2.
Ge v ’ Ц 0,647 )
"Принимаем ysC = 1,2.
Высота сжатой зоны сечения
х — %h0 = 0,044-36 = 1,58 см = 5 см.
Требуемая площадь сечения продольной напрягаемой арма-
туры
71
л М 108,44-Ю5 _ по 2 /тт criv
+„ =------г;—т— ------------------------- 5,03 см2. (11.29)
sp 1,2-510-0,978.36-10"
Принимаем по сортаменту арматурной стали 2 1318 А-IV,
Asp = 5,09 см2 > 5,03 см2.
Коэффициент армирования
м =--------------------- 100 =------------------ 100 =
bh0 + (bf-b)hf 17-36+(148,5—17) 5
= 0,4 % >Цт1п = 0,05 %.
Расчет плиты на прочность сечений, наклонных к про-
дольной оси плиты, при дейстгии поперечной силы. Попереч-
ная сила Q = ± 79,65 кН. Согласно п. 5.27 |16] при высо-
те плиты 400 мм (меньше 450 мм) шаг хомутов s должен
быть не более-у = -^—=200 мм и не бо лее 150 мм. Прини-
маем s=.15O мм. Этот шаг распространяется на —I с каж-
. --Л 4
дой стороны опоры. В поперечном сечении плиты принято два
каркаса. Задаемся поперечным стержнем О 5Вр-1. Площадь
сечения поперечной арматуры
Asw — 2-0,196 = 0,39 см2.
Проверяем условие раскрытия зияющих трещин:
Q <°.3<РИ11Ф61 Rbbh0.
Здесь Фи,1 = 1 + 5арш < 1,3,
17-Ю4 с_
------ = 6,3;
27-10»
Р = = 0,0015.
bS 17-15
Е,
где а = —
Еь
Lst2>
(11.30)
(11.31)
Отсюда фю1 = 1 +5-6,3.0,0015= 1,05< 1,3.
Далее фы = 1 — р/?* = 1 — 0,01 -14,5 = 0,855, (11.32)
где Р = 0,01 [16, с. 39].
Подставляя указанные значения, получим:
О.Зф^Фы Rbbh0 = 0,3-1,05-0,855.14,5-17-36 =
= 2390 МПа-см2 = 2390-102 Н = 239 кН >Q = 79,65 кН.
Следовательно, условие выполняется, и зияющие трещи-
ны не раскроются.
72
Расчет плиты на действие поперечной силы для обеспече-
ния прочности по наклонной трещине производится из усло-
вия
Q^Qb + Qsw. (П.ЗЗ)
Поперечное усилие, воспринимаемое бетоном,
q = + W + (11.34)
Фи=2[16, с. 39];
<Р; = 0,75 <0,5; П.35)
b'f = b 4- 3 7г' = 17 + 3-5 = 32 см.
Принимаем b’t = 32 см.
ф = о,75 -(?2~17)А = 0,092 < 0,5.
т 17-36
Определяем, коэффициент (рп, учитывающий влияние про-
дольных сил:
(П-36)
В плите продольной сжимающей силой N является уси-
лие предварительного обжатия, величина которого еще не
подсчитана, поэтому принимаем фп = 0,5.
1 4- Ф/ + Ф„ = 1 + 0,092 4- 0,5 1,592 > 1,5. (11.37)
Принимаем 1 4- ф/ + ФГ! — 1,5.
Усилие в хомутах на единицу длины элемента
qsw _ ^А„ == 260-0 39 = 6МПа см (Ij 38)
Длину проекции наиболее опасного наклонного сечения
на продольную ось элемента с принимаем равной с0 — длине
проекции опасной наклонной трещины на продольную ось
элемента. Тогда
с0 = ] /<fo2(1 + «P/4-<Pn)^bftg =»
» Qsw
101,32 м. (П.39)
га
Так как с0 = 101,32 см>2Л0 = 2-36 = 72 см, принима-
ем с0 = 72 см.
По формуле (11.34)
Qb -•1-j'1’7°25'17-362 = 963,9МПа-см2 = 963,9-102Н=
= 96,39 кН > Q = 79,65 кН.
Таким образом, по расчету поперечная арматура не тре-
буется, она принимается исходя из конструктивных требова-
ний (принято 2 0 5 Bp- 1 с шагом s = 15 см).
Расчет плиты по предельным состояниям второй группы
Расчет плиты на трещиностойкость. Определяем геоме-
трические характеристики приведенного сечения согласно рис.
11.39:
высота стенки сечения плиты
hw = h — hf — 40 — 5 = 35 см;
площадь всего бетона в поперечном сечении плиты
А = b]h'f + bhw = 148,5-5 + 17-35 = 1337 см2;
коэффициент приведения
площадь напрягаемой арматуры, приведенной к сечению бе-
тона.
се Asp = 7,04-5,09 = 35,83 см2;
площадь приведенного сечения плиты
A red = А + a Asp = 1337 + 35,83 = 1373 см2;
11,39
74
расстояние от нижней части сечения до центра тяжести соот-
ветствующей части площади сечения плиты
d, = Я— А = 40— -1 = 37,5 см;
1 2 2
d' = = 35 = 17,5 см.
а 2 2
Статический момент площади приведенного сечения отно-
сительно нижней грани
sred = +bhwd2 + 'al Aspa = 148,5-5-37,5 +
+ 17-35-17,5 4- 35,83-4 = 38399 см3.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приве-
денного сечения
у = = 27,97 см.
Агеа 1373
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до
центра тяжести соответствующей части площади сечения
плиты
h', 5
df^ (h — у) — - gL = (40 — 27,97) — -у = 9,53 см;
d'2 = у — d2 = 40 — 17,5 = 22,5 см;
d'3 = у.— а =* 27,97 — 4 = 23,97 см.
Момент инерции приведенного сечения относительно его
центра тяжести
/5’ \ 1352
+ «Лр(^)а= 148,5-5^ + 9,532j + 17*35 +
- + 22,52 ) + 35,83 • 23,972 = 451520 см4.
Эксцентриситет усилия предварительного обжйтия Р от-
носительно центра тяжести приведенного сечения еор =
«я 23,97 см. *
Предварительное напряжение арматуры принимаем asp =»
«= 494 МПа (см. с. 70).
75
Передаточная прочность бетона Rbp — 0,7 В 0,7 • 25 =»
< = 17,5 МПа> И МПа [16, п. 2.6].
Потери предварительного напряжения арматуры опреде-
ляем согласно [16, табл. 5].
Первые потери:
от релаксации напряжений арматуры
Oi = 0,03 asp = 0,03-494 = 14,82 МПа;
от температурного перепада при A t = 0
о8= 1.25Д/ = 0.
Усилие предварительного обжатия с учетом потерь на-
пряжения и ст2
Л) = Лр = (494 - 14,82) 5,09 =
= 2 439 МПа-см2 = 2 4 39-102 Н = 243,9 кН.
Сжимающие напряжения в бетоне в стадии предвари-
тельного обжатия на уровне центра тяжести напрягаемой
арматуры
а„= + РЛ _ 1“ + ^«.23^ _4.88 мПа.
Ared 'red 1373 451520
obp 4,88
₽ = J7? = °-28-
Rbp 17,5
а = 0,25 + 0,025 Rbp = 0,25 + 0,025-17,5 = 0,687 < 0,8.
Отсюда
, = 0,28 < а = 0,687.
K-bp
Потери от быстронатекающей ползучести бетона
ав = 40 °±Р- 0,85 = 40-0,28-0,85 = 9,52 МПа.
Rbp
Усилие предварительного обжатия с учетом первых по-
терь »
Л)1 ~ (Psp °1 ‘ ^б) ^sp =
, в (494— 14,82 —0—9,52)5,09= 2390 МПа-см2 =
= 2 390-Ю2 Н= 239 кН.
Вторые потери:
от усадки бетона класса В 25 ав = 35 МПа;
76
от ползучести бетона при —= 0,28 <0,75
Rbp
о9= 150сЛ = 150-0,85-0,28 = 35,7 МПа.
Rbp
Суммарные потери:
О/о/ = Oj 4- о2 ~Ь °в ~Ь °в °в = 14,82 + 0 4- 9,52 -р
4- 35 + 35,7 = 95,04 МПа < 100 МПа.
Принимаем otot = 100 МПа [16, п. 1.25].
Усилие предварительного обжатия с учетом всех потерь
^02 = Кр - ot0i) Asp = (494 - 100) 5,09 =
= 2 005 МПа-см2 = 200,5 кН.
Проверка плиты на образование трещин, нормальных
к продольной оси плиты, в зоне сечения, растянутой от
эксплуатационной нагрузки
Расчетное условие:
Мг < Мсгр, (11.40)
Mr = Mser; Mser = 99,87 кН-м(см. с. 68);
Л4^ = ^,^^р/ + Чр. (П.41)
где Rbt, ser= 1,6 МПа.
Момент сопротивления приведенного сечения плиты от-
носительно нижней растянутой грани:
для упругих материалов
Wt = = 451 5~. = 16 143 см3;
У 27,97
с учетом неупругих деформаций растянутого бетона
Wpl = 1,75-16 143 = 28 250 см3.
Момент обжатия
= 9,4 см.
Мгр = Рог(еор + г). (11.42)
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до
условной ядровой точки _
Г — °>8rf _ 0.8-16 143
Ared 1 873
Согласно формуле (11.42)
Мгр = 200,5 (23,97 4- 9,4) = 6 691 кН-см.
77.
По формуле (П.41)
Мсгс^ 1,6-28 250-0,1 + 6691 = 11 211 кН-см =
= 112,11 кН-м;
Mr = Mier = 99,87 кН - м < Мсгс = 112,11 кН.
Следовательно, в нижней зоне сечения плиты трещины не
образуются.
Определение прогиба плиты
Прогиб плиты, обусловленный деформацией изгиба, оп-
ределяем как для элемента без трещин в растянутой зоне.
Расчетное условие:
fm < 1Л. ' (П.43)
где fm — расчетный прогиб; [/] = 2,5 см [16, табл. 4] —
предельно допустимый прогиб.
Расчетный прогиб плиты посередине пролета:
(11.44)
5
где s --------для схемы загруження свободно опертой бал-
48
ки с равномерно распределенной нагрузкой; / == 5,45 м.
Полная величина кривизны плиты
+/-1] —Ш —Ш; (Ц.45)
г к Г к Г /2 к Г /з \ Г
Ш = М*егЛ д (П46)
\ г /1 Ч blared
=----------------------= 1,34- 10~в 1/см.
0,85-27- 10М51 520-0,1
Здесь Mseft\ = 13,9 кН-m = 1 390 кН см (см. с. 69); <р61 =
= 0,85 [16, с. 52].
/ 1 к == e (П 47)
\ Т / а ФМ Eb ^red
8 596-2 ice tn—в 1/
=--------------------== 16,6« 10 в 1/см,
0,85-27-103-451520-0,1
где Mser,2 = 85,96 кН-м = 8 596 кН «см (см. с. 69);
q>bS = 2 [16, табл. 34].
78
?02 еОр
•Ptl Eb ! red
(11.48)
200,5-23,97__________
0,85-27-1 000-451 520-0,1
= 4,46- КГ6. 1/см.
J_\ D 66~Eb (П.49)
' /4 .
Так как напрягаемая арматура в сжатой зоне плиты от-
сутствует, то
Ч
Здесь аь «» а8
I — = ±L.f (Ц.50) .
\ г It h0
= ^- = -LL = 3,72-10~*.
Es 19-10*
+ о9 = 35 + 35,7 = 70,-7 МПа.
— ) = J.72^10 ю юз. ю-е 1/см.
г Jt 36
Подставив полученные значения в формулу (11.45), за-
пишем:
— = (1,34 + 16,6—4,46— 10,3) 10“6 = 3-10-® 1/см,
а в формулу (II.44) —
f D JL3.10-e.5452 = 0,1 см< 2,5 см,
1 т л о
т. е. прогиб плиты меньше предельно допустимого.
Расчет полки плиты
Полка рассматривается как однорядная многопролетная
плита, обрамленная ребрами. Полка армируется сетками иа
проволоки класса Вр-1: сетка С1—в пролете и С2 — на
опорах (рис. 11.36). Пролеты в свету: — 1,25 м; /а =*
« 1,30 м. Отношение — = LL? и 1 04.
11 1.25
Нагрузки, действующие на полку плиты, приведены в
табл. II.4.
79
Таблица П.4
Определение нагрузок на полку плиты
Виды нагрузок Нормативная, кН/м8 Коэффициент надежное гн по нагрузке Расчетная нагрузка, кН/м1
Постоянная от веса:
пола н перегородок 2,50 1,10 2,75
полки 1,25 1.10 1,37
Итого: 3,75 — 4,12
Временная:
длительная 10,00 1,05 10,50
кратковременная 2,50 1,20 3,00
Итого: 12,50 — 13,50
Всего: 16,25 — 17,62
Рабочая высота сечения полки h0 = 5— 1,5 = 3,5 см.
Плечо внутренней пары сил zs = 0,95 й0 = 0,95-3,5 =
— 3,32 см. ДАЙ и АЛ52 — площади сечения арматуры, при-
ходящейся на 1'М ширины полки соответственно в направ-
лениях и /2.
Согласно [12, табл. 6.23] при— — 1,04 принимаем
, Д Ай
= 0,9.
Назначаем диаметры стержней арматуры: в продольном на-
правлении dj = 4 мм, в поперечном — d2 = 3 мм.
Величины опорных и пролетных моментов (рис. П.40):
80
М, = М, = М' = A An Rszs = 365- 0,0332 А Ал =
== 12,118 A Asl;
М2 = М ,, = М' = A As2 Rs zs = 375 • 0,0332 0,9 А АЛ1 =
a 11 11 Ла Л О • • -з.х
= 11,20 A Xv
Уменьшаем значения моментов в результате, влияния
распора на 20%.
Требуемую площадь сечения арматуры определяем из
условия
(3 /2 - 4) = /2 (2 Al, + Л4 + MJ) + 4 (2 М2 +
12
+ Mn + M;,)= (П.52)
= О'8-0-0^762- ‘-jg (3.1,3 — 1,25) = [1,3 (2-12,118 +
+ 12,118 + 12,118) + 1,25 (2-11,2 + 11,2 + 11,2)] A AJ1(
откуда А АЛ — 0,000 041 м2 = 0,41 см2, A Ai2 = 0,9- 0,41 =
= 0,37 см2.
На ширине полки, равной 1 м, принимаем в продольном
направлении 5 04 Bp- 1 с шагом 200 мм (А А51 = 0,63 см2),
а в поперечном — 603 Bp-1 с шагом 150 мм (ДАд2 =
= 0,42 см2).
Расчет поперечных ребер
Расчетная схема ребра дана на рис. 11.41. Расчетный
пролет равен расстоянию между осями продольных ребер
I = 1,36 м. Высота ребра 200 мм (рис. 11.36), расстояние
6-2286
81
между поперечными ребрами 1,35 м. Расчетная нагрузка на
ребро:
от веса ребра
gd = 0,5 (0,05 4-0,10) (0,2 — 0,05)-1- 25 -1,1 = 0,31 кН/м;
от полки, собранной с грузовой площади,
?! = 1,35-17,62 = 23,79 кН/м.
Общая нагрузка на ребро
q = ga + <7i = 0,31 4- 23,79 = 24,1 кН/м.
Изгибающий момент в середине пролета
ql* q^cfi 24,1.1,36я 23,79.0.75“ „ о. „
М = ---------— ₽= ------------------------ = 3,34 кН-м.
8 6 8 6
Поперечная сила на опоре
Q = 0,5 (?/ —?i а) = 0,5 (24,1-1,36 — 23,79 • 0,75) =
• =7,47 кН.
Поперечное сечение ребра дано на рис. 11.42. Ребро ар-
мируют одним плоским сварным каркасом: продольная ар-
матура из стали А- III, а поперечная — из проволоки класса
Вр-1.
При h'f = 5 см > 0,1 h — 0,1 • 20 = 2 см ширина свеса
полки в каждую сторону от ребра должна быть не более.
1/6/ = • 1,36 = 0,23 м и не более 6 h'f = 6 • 0,05 =
= 0,3 м.
Ширина ребра b — 5~^10 = 7,5 см. Ширина верхней пол-
ки b'f = b 4- 2 Ьсв = 7,5 4- 2 • 23 == 53,5 см.
82
0=7,5
11,43
Расчетное эквивалентное сечение
рис. II. 43. Принимаем а = 2,5 см;
— 2,5
ребра представлено на.
h^ — h — а — 20 —
17,5 см; Rb 14,5.53,5-5(17,5 —
—.-1)100=5,82-10е МПа-см3 = 58,2 кН-м>Л4=3,34 кН-м.
Следовательно, нейтральная ось проходит в полке тавра.
Определяем площадь сечения арматуры в поперечном
ребре:
ь> = 0,734 (см. с. 70):
по формуле (11.24)
0,734 ----------= 0,59;
0,734 \
365
500
1,1
а из (11.27)
4 =
3,34-10»
= 0,016;
14.5.0,9-53,5.17,5М02
[I] при Ао = 0,016 находим £ = 0,015, v =*
по табл. III. 1
= 0,992;
по формуле (11.29)
я « 3,34-Ю» п _о ,
А. = -------------------=0,53 см2.
4 365-0,992-17,5-10а
Принимаем 1010 А-III, = 0,785 см2.
Проверяем необходимость постановки расчетной попереч-
ной арматуры. Принимаем по конструктивным требованиям-
1 13 4 Bp-1 с шагом s = — '= —- = 100 мм, Л "=
* 2 2
0,126 см2
83-
6'<fe+3h' = 7,5 + 3-5 = 22,5 см.
По формуле (11.35) находим:
ф = о,75 = 0,43 < 0,5.
7 7,5-17,5
<р„ = 0, т. е. продольные силы отсутствуют.
По формуле (1Г.38) определяем:
265-0,126 о о. МГТо „„
<7„а =--------= 3,34 Ml 1а-см.
10
По формуле (11.39) вычисляем:
= Л^ОЛЗ) 1,05-7,547^ = см > 2 h
° V 3,34 0
= 2-17,5 = 35 см.
Принимаем с0 = 35 см.
Согласно формуле (11.34)
= 2(1+0,43) 1,05-7,5-17^ = j _
° ЗЬ •
= 197,1 -10* Н = 19,7 кН > Q = 7,47 кН,
т. е. поперечная арматура по расчету не требуется, она
принимается по конструктивным требованиям.
11.4. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ РИГЕЛЯ ПОПЕРЕЧНОЙ
РАМЫ
Ригель рассчитывается как элемент рамы. Усилия,
действующие в ригеле, принимаются по эпюрам усилий М,
Q при особом сочетании нагрузок (рис. II.33, II. 34).
Исходные данные: ригель сборный в среднем пролете
первого этажа (ригель 4—4' на рис. 11.13), ригель с полка-
ми для опирания плит (рис. II. 6); бетон тяжелый класса
В25; арматура в виде сварных каркасов из стали класса
А- III и сварных сеток из стали класса Bp-1.
Конструкция ригеля представлена на рис. 11.44.
Согласно рис. 11.33 и 11.34 усилия в ригеле, действую-
щие на опорах, составляют /И4_4' = Л14'_4= —451,16 кН хм;
в пролете — Л4"рах = +133,6 кН-м; Q4=Q4= 343,7кН.
Вследствие пластических деформаций произойдет пере-
распределение усилий, полученных в результате расчета
ригеля как упругой системы. Основную роль в перераспре-
делении усилий в статически неопределимых железобетон-
«60
85
ных конструкциях играет перераспределение изгибающих мо-
ментов, при этом должны выполняться два требования:
1) должны соблюдаться условия равновесия каждого
узла рамы;
2) алгебраическая разность между пролетным моментом
и полусуммой опорных моментов для каждого пролета ри-
геля должна быть равна «балочному» моменту для этого
ригеля.
Перераспределение усилий должно идти до определенного
предела, при котором количество растянутой арматуры не
должно уменьшаться против требуемого по расчету упру-,
гой системы более чем на 30%.
С учетохм перераспределения изгибающие моменты со-
ставят:
Л14_г = Mt'_t = — 0,7 • 451,16 = — 315,81 кН • м; .
^4—д' + ^1'—4 _ е
2 8 ’
УИПР = 4. = 100.92-6а _ 315,81+315,81 =
тгк 8* ' 2 8 2 =
= + 138,33 кН-м.
Изгибающие моменты на грани опоры (колонны) будут
равны
м4_/гр = Л1/_4гр = М^' - (?4_4'^л =
= — 315,81 + 343,7^ = —247,07 кН-м,
6 *
где hK0Jl = 0,4 м — высота сечения колонны в направлении
пролета ригеля.
Расчет ригеля на прочность сечений, нормальных к
продольной оси
Сечение в пролете. Расчетные размеры сечения ригеля:
b = 30 см; h0 — h — а — 80 — 4 = 76 см.
Находим
4 — пМ hh2 = (П.52)
^кр Кь ть* b
=---------------------= о,О51.
1,2- 14,5-0,9-30-76М02
По [1, табл. III.1] по величине Ао = 0,051 определяем:
Е = 0,053, v = 0,976.
86
По формуле (11.24) находим:
-к —
0,734________
365 / 0,734 \
400 \ ~ 1,1 )
= 0,56.
Здесь со = 0,734 (с. 70); Rs = 365 МПа;
o,n = /? — vsP = 365 — 0 = 365 МПа;
°sc. и ~ 400 МПа (с. 58).
Условие В < выполняется:
В = 0,053 <ВЛ~ 0,59.
Вычисляем требуемую площадь сечения продольной ар-
матуры по формуле (II. 29):
_Щзио«_ ш2.
* 365-0,976-76-102
По сортаменту арматурной стали можно было бы при-
нять 2 0 20 A-III, As — 6,28 см2 >5,1 см2. '
Коэффициент армирования
А_]00 = -6^- 100 = 0,275% >рга1п=0,05%. (11.53)
bha 30-76
Однако по условию прочности наклонного сечения на дей-
ствие изгибающего момента у грани опоры'Л4=247,07кН-м
принимаем 2025 А- III, = 9,82 см2 (см. ниже).
Сечение на опорах. По формуле (11.52) находим:
315,81-105
= 0,116.
Л
0 1,2-14,5-0,9-30-76М02
По величине Ло= 0,116 по табл. III.1 [I] определяем:
В = 0,123, и = 0,937;
В = 0,123 < ВЛ = 0,56.
Согласно формуле (11.29)
. 315,81-105 I, „. Л ,
=------------------= 11,64 см2.
s 365-0.937-76-Ю2
Принимаем 2 0 28 A- III, As = 12,32 см2 >11,64 см2;
р = -^ 100 = 0,54%.
г 30-76
87
Расчет ригеля на прочность сечений, наклонных к его
продольной оси
Расчет на действие поперечной силы. Ригель армируется
двумя вертикальными плоскими каркасами, объединенными в
пространственный каркас. По условию проектирования свар-
ных каркасов при продольном рабочем стержне 0 28 мм наи-
меньший допустимый диаметр поперечного стержня для обес-
печения жесткости каркаса составляет 0,25 d = 0,25- 28 =
=7 мм. Принимаем стержень 0 8 А- III. Следовательно, в по-
перечном сечении приопорного участка будут два поперечных
стержня 08 A-III. Aso; = 1,01 см2.
Согласно п. 5.27 116] при высоте ригеля А=800 мм шаг
, - - h 800 ос„
хомутов s должен быть не более — =---------= 267 мм и не
более 500 мм. Принимаем s=250 мм. Этот шаг распростра-
няем па 1/4 пролета. Па остальной части пролета попереч-
ная арматура устанавливается с шагом не более 3/4 h —
— JL . 800 — 600 мм и не более 500 мм. Принимаем s2 =
= 500 мм. 1
Проверяем условие (II.30):
Es 20.104
а — ——
Еь
Asw
= 7,41,
27-Ю3
-1^-= 0,0013;
bs 30-25
Ии,
по формуле (II.31)
Фю1 = 1 4-5-7,41 -0,0013= 1,048< 1,3;
<р61 = 0,855 (см. с. 72).
0,3 <рго1 <ри Rbbh0 = 0,3-1,048-0,855-14,5-30-76 =
= 8887 МПа• сма = 888,7 кН >Q = 343,7 кН,
т. е. условие (II.30) выполняется.
По формуле (11.38) находим:
= =П-51 МПа-см,
Zu
а по формуле (11.39) —
со =
2-l-l,05-30L7g = 1778 см>
11,51
88
Поскольку с0= 177,8 см >2/г0 = 2-76 = 152 см, прини-
маем с0= 152 см.
По формуле (11.34) вычисляем:
_ 2-1-1,05-30-76“ о„п. „
Qb —--------------— 2394 МПа • см2 =
152
= 239,4 кН < Q = 343,7 кН,
следовательно, по расчету необходима поперечная арматура.
Проверяем условие:
Фг>» 0 + Ф/ + Ф«) Rm b
>-------------§---------’ <п
. где <р63 = 0,6 [16, п. 3.31].
Фбз (1+фг+фл) Rbtb 0,6-1-1,05-30
--------2-----------=-------2-------~ 9,45 МПа <
<qsw= 11,51 МПа,
т. е. условие (11.54) выполняется.
- Поперечное усилие, воспринимаемое хомутами,
Qsv> = Qswco = U.51 • 152 = 1749 МПа-см2 =
= 174,9 кН. (П.55)
Проверяем условие (11.33):
Qb + QSw = 239,4 + 174,9 = 414,3 кН >Q = 343,7 кН. -
Таким образом, условие выполняется.
Расчет на действие изгибающего момента. Расчетное
условие:
M<MS + A4SW, (11.56)
где Ms — момент, воспринимаемый продольной арматурой,
пересекающей растянутую зону наклонного сечения;
Ms — Rs As zs, (11.57)
= vh0.
Тогда Ms = 365-6,28-0,976-76-102 = 170- 1О6’мПа-см3 =
= 170 кН-м;
— момент, воспринимаемый хомутами, нормальными
к продольной оси элемента;
= Ц,51~-= 1,33-10* МПа-см8=
= 1,33 кН-м. (11.58)
89
По формуле (11.56)
Ms + Msw= 170+ 1,33= 171,33 кН-м<М =
= 247,07 кН-м,
т. е. условие не выполняется, поэтому принимаем продоль-
ную арматуру в ригеле 2 0 25 A-III, As — 9,82 см2 вместо
2 0 20 А- III. В этом случае Ms = 365-9,82-0,976-76-102=
= 266- Ю8 МПа-см3 = 266 кН-м. Тогда Ms +AfJt8=266 +
+ 1,33 = 267,33 кН • м > Л4 = 247,07 кН-м, т. е. условие
(11.56) выполняется.
Расчет полки ригеля
Плиты перекрытия свободно опираются на полки ригеля.
Длина свеса полки ригеля /= 16,5 см; высота полки h ==
= 40 см; рабочая высота консоли h0 = 40 — 4 = 36 см.
I = 16,5 см< 0,9 h0 — 0,9-36 = 32,4 см, т. е. консоль
короткая.
Плита перекрытия шириной ЬПЛ = 150 см расположейа
вдоль вылета консоли ригеля. Нагрузка на консоль от плиты
Q=79,65 кН (см. расчет плиты).
Расчетная длина площади опирания плиты на консоль
ригеля
. Q 79,65-10 п „
= 7—+- = .спйТ = 0,37 см<1 = 16>5 см- <п-59)
&пл 150-14,5
Определяем момент в сечении примыкания консоли к ри-
гелю:
M=l,25 Q (l---------) = 1,25-79,65 (16,5 —
к 26пл^/
79,65-10 Д 1 it ол о /тт гл-
------;-----------=16,24 кН-М. (11.60)
2-150-14,5 / 10*
Считая v = 0,9, по формуле (11.29) определяем площадь
сечения арматуры (предполагается армирование консоли свар-
ной сеткой из проволоки 0 5 Bp-1):
. 16,24-10’ . ,
А. =----------------= 1,39 см2.
® 360-0,9-36-10*
Принимаем As = 1,47 см2.
На длине 150 см поставим стержни 0 5 Bp-1 с шагом
200 мм ~ 7.5 стержней; 7,5-0,196 = 1,47 см2). Эти
стержни входят в сетку.
90
U.S. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОННЫ КАРКАСА
Колоппа рассчитывается как внецентренно сжатый эле-
мент рамы. Усилия, действующие в колонне, принимаются
по эпюрам усилий М, N, Q при особом сочетании нагрузок
(рис. 11.33, 11.34, 11.35). Колонны могут быть поэтажной
разрезки, но можно принять и другое решение: колонны двух
нижних этажей — двухэтажной разрезки, выше второго при
высоте этажей 3,6 и 4,8 м — также двухэтажной разрезки,
а для этажей высотой 6 м—поэтажной разрезки.
При определении расчетной высоты колонн первого этажа
ее защемление принимается на 0,15 м ниже уровня пола
первого этажа.
. Исходные д а н н ы е: проектируется средняя колонна пер-
вого этажа 2—4 (рис. 11.13) при двухэтажной разрезке, се-
чение колонны 400x400 мм; бетон тяжелый класса В 25;
арматура в виде сварных пространственных каркасов: про-
дольная—из стали класса A- III, поперечная—из стали класса
А-1; армирование сечения колонны—симметричное (As=A't). -
Конструкция колонны представлена на рис. 11.45.
Согласно эпюрам (рис. 11.33, 11.34, 11.35) усилия в ко-
лонне будут равны: N = 2144 кН, М = 183,2 кН-м, Q =
— 74,08 кН. Расчетная схема колонны дана на рис. 11.46.
При отношении длительно действующей нагрузки к пол-
ной (см. табл. 11.1)
4l _ 6,92-f-8,4 Q Q J Д
Q 16,82 ’ ’
усилия от длительных нагрузок составят:
А, = 0,911 А = 0,911 • 2144 = 1953 кН,
Mt= 0,911 Л4 = 0,911-183,2= 167 кН-м.
Рабочая высота сечения h0 = h — а — 40—4 = 36 см.
„ М 183,2 ЛЛОГ- о г-
Эксцентриситет силы е0 — — —----— = 0,085 м = 8,5 см.
N 2144
Случайный эксцентриситет: = 1,33 см или
е0 = *600 ~ 0’8 см и не менее 1 см- Эксцентриситет силы
е0 — 8,5 см больше случайного эксцентриситета со=1,33см,
поэтому он принимается для расчета.
Гибкость колонны
Х = (11.61)
i
91
82
где /О= 495см— расчетная длина
колонны, i = 0,29/г = 0,29-40 =
= 11,6 см — радиус инерции попереч-
ного сечения колонны относительно
центра тяжести сечения.
Отсюда X = 495 = 42,67>14,
11,6
т. е. следует учитывать влияние про-
гиба колонны на ее прочность пу-
тем умножения е0 на коэффициент
j), определяемый по формуле
- 1
П =----------уу-
1 Ncr
(11.62)
где Ncr — условная критическая си-
ла, определяемая по формуле
6,4 Еь Г I
М^183,2«Н/м
N^2WkH
W/Wz
11.46
--°’".. +0,1\+а//|;
0,14-— / J .
4>p
I — момент инерции сечения бетона относительно
тяжести сечения колонны, равный
' Ксг
I2
‘о
<Pz
(11.63)
центра
/ = 1М = 11,62-40-40 = 215296 см4; (11.64)
Is—момент инерции площади сечения арматуры относи-
тельно центра тяжести сечения элемента, равный
(h \ 2
-2—(11.65)
2 А.
где Pi = —
Л
Принимаем в первом приближении коэффициент
вания рх = 2,0%, т. е. рх = 0,02.
40 \2
у---41 =8192 см4,
Es 20-10*
а==^=-^- = 7’41’
Ф/ = 14- р = 1 + 1 _1®L_ = 1 911
‘ ' Л4 183,2
/,= 0,02-40-40
(11.66)
армиро-
(11.67)
93
где р= 1 [16, табл. 30];
S. =-^-= At = 0,21,
h 40
пип = 0,5-0,01 А_ 0,01 Rb,
п
Ье. mln = 0.5 - 0,01 - 0,01.14,5 =
= 0,231 >6е== 0,21. (П.68)
Принимаем для расчета 6е = 0,231.
Фр = 1, т. е. предварительно напряженной арматуры нет.
По формуле (11.63) находим:
.. 6,4-27-Ю3 Г215296 / 0,11 , Л Л .
Ncr = —---------- ------ I-----!------Ь 0,1 4-
сг 495* L 1.911 \ 0,14-0,231 J
4- 7,41-8192] = 77159 МПа-см2 = 7716 кН.
По формуле (11.62) вычисляем:
Я = 2144 = 1,38 •
“ 7716
г = еот] 4-~|~ — о = 8,5-1,38 4~4 = 27,73 см. (11.69)
(11.70)'
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны .
бетона = 0,59 (см. с. 83).
При симметричном армировании
М = Rbbx,
N 2144-103 „сп„
где х ==-----“-------------= 36,96 см.
Rbb 14,5-40-10а
£ = — = = 0,92 > L = 0,59,
й0 40 Л
т. е. имеет место второй случай (случай малых эксцентри-
ситетов), поэтому расчет выполняем из условия
Определяем:
N
п =-----------=
Rb Vfta bh0
--------------------1,14 >^«=0,59;
14,5.0,9-40-36-10а д
6' == — = — = 0,11;
Ло 36
. (11.71)
(11.72)
94
= 0,43 >0;
И 0 ~ ) 4~ 2
1 — + 2 a
(11.73)
fc=
1,И (1— 0,59) + 2-0,43-0,59 = Q 0 59. (Ц.74)
1 — 0,59 + 2-0,43 *
_ , _ _N_ hp n \ 2 / _ 2144-108
Л» ~ s- Rs 1—&' ~ 1,2-365-103 X
27,73 0,77 / _ 0,77 \
x —-------------------------2~— = 19,8 cm2. (11.75)
Принимаем 4 028 A- III, = 24,63 cm2.
По формуле (11.66) находим:
и 2-24'_6L== о,оз1.
14 40-40
В связи с тем, что при определении Ncr было принято
у, = 0,02 < 0,031, необходим пересчет:
I = 0,031 • 40- 40 (—-4? = 12697 см4;
\ 2 )
„ 6,4-27-Ю3 Г 215296 7 0,11 . „ .
сг 495* [ 1,911 (0,1+0,231 ’/
+ 7,41 • 12697] = 100675 МПа-см2 = 10067 кН;
10067
е = 8,5-1,271 + 4 = 26,8 см;
/ 26,8 1,14 \
,’,4ПГ-,+'Т
а -------= 0,40 > 0;
1—0,11 '
£ Ь14 (1 —0,59)+ 2-0,40-0,59 = Q
1-0,59 + 2-0,40
95
26,8 0,777 / _ 0,777\
. _ .. = 2144-103 36 Ь14 к 2 / = 18 сма,
А*~ s~ J,2-365-Ю2’ 1—0,11
Принимаем 4 0 25 A- III, As = 19,63 см2.
Определяем
__ 2-19,бз _ q 025, т. е. пересчет можно не пронзво-
40-40
дать.
Расчет консоли колонны
Нагрузка на консоль от ригеля Q = 407,7 кН (рис. 11.34).
Ширина консоли колонны Ь=40 см, ширина ригеля по низу
b = 30 см. Размеры консоли колонны даны на рис. 11.45.
Схема для расчета консоли представлена на рис. 11.47. Длина
S6
консоли I = 35 см< 0,9 h0 — 0,9.61 = 54, 9 см, поэтому
консоль рассчитывается по схеме для короткой консоли.
Прочность консоли по наклонной сжатой полосе на дей-
ствие поперечной силы проверяем из условия
Q <0,8 <pw2 Rbbholb sinO. (11.76)
Ширину наклонной сжатой полосы определяем по формуле
4 = lsup sin 0 = 30 sin 62° = 30-0,8829 = 26,49 см. (11.77)
Коэффициент <pw2, учитывающий влияние хомутов, равен
Ф»2= 1+5apwl. (11.78)
а = 7,41 (см. выше).
= (П.79)
‘ bsw
Консоль армируется горизонтальными хомутами и ото-
гнутыми стержнями:
dsw = 12 A-III; 150 мм (Asw = 2,26 см2).
Откуда рю1 = g- = 0,0038;
<pw2 = ] 4-5.7,41-0,0038= 1,14.
0,8 <pw2Rb‘blb sin 0= 0,8-1,14-14,5-0,9-40-26,49-0,8829=
= 11134 МПа-см2 = 1113 kH>Q = 407,7 кН, т. е. усло-
вие (11.76) выполняется.
3,5 Rbl b h0 = 3,5.1,05.40-61 =8967 МПа-см2 =
= 896,7 кН< 1113 кН.
Принимаем 0,8 tpw2 Rb b lb sin 0 = 896,7 кН > Q = 407,7 кН,
при котором условие (11.76) тоже выполняется.
Длина площадки у свободного края консоли, на которую
опирается ригель.
Q____• 407,7-103
bpRb ~ 30.14,5.0,9.10s
= 10,4 см.
(11.80)
Принимаем / = 20 см.
Расстояние а = I,---— = 35-----— = 25 см.
1 2 2
Короткие консоли высотой сечения h = 65 см > 2,5 а =
= 2,5-25 = 62,5 см армируются горизонтальными хомутами
и отогнутыми стержнями.
7—2286
97
Суммарная площадь сечения отгибов, пересекающих верх-
нюю половину отрезка 1т (рис. 11.47), Лг = 0,002 bh0^=>
= 0,002-40-61 = 4,88 см2. Принимаем 4 0 14 А-III, А{ =»
= 6,16 см2. Условие dt — 14 мм ^25 мм выполняется. Го-
ризонтальные хомуты принимаем 0 12 А-III с шагом 150 мм4.
Площадь сечения продольной арматуры консоли
. С25 м
s~ Rsvha ’
где М = Qa = 407,7-0,25 — 101,92 кН-м.
При v = 0,9
. 1,25-101,92-10» с ос 2
Л. — —i------•------= 6,36 см2.
s 365-0,9-61-102
(11.81)
(11.82)
Принимаем 2 0 22 А-III, Д=7,6 см2.
11.6. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА КОЛОННЫ
Фундаменты под сборные [железобетонные колонны -про-
ектируются ступенчатого типа с устройством стакана для ус-
тановки колонны (рис. 11.48). При внецентренной нагрузке
фундамент принимается прямоугольной формы, приближаю-
щейся к квадратной. Размеры подошвы фундамента прини-
маются кратными нечетному числу дециметров. В этом слу-
чае (при назначении расстояния от грани фундамента до оси
крайнего стержня равным 50 мм) шаг стержней сеток может
98
11.49
быть принят от 100 до 200 мм (рис. 11.49). а диаметр стерж-
ней сеток—10 мм и более. Высота ступени фундамента наз-.
качается кратной 10 см.
Исходные данные: фундамент проектируется под сред-
нюю колонну 2 — 4, усилия по обрезу. фундамента принима-
ются по эпюрам усилий М, Q, N при особом сочетании на-
грузок (рис. II.33.11.34, II 35): Л/ = 2144 кН, Л1=182,8 кН-м,
Q = 74,08 кН; бетон тяжелый класса В 15: арматура в виде
свтрных сеток из стали класса А- II: глубина заложения по-
до ивы фундамента Нг= 1,5 м; грунт основания—суглинки
с показателем консистенции /ь=0,5 при коэффициенте порис-
тости е=0,7; условное расчетное сопротивление грунта
=0,3 МПа; вес единицы объема бетона фундамента и грунта
на его обрезах у = 20 кН/м3.
~ М 182,8 „ АО_ о _
Эксцентриситет е — — = - - = 0,085 м = 8,5 см.
Так как величина эксцентриситета относительно мала,
фундамент рассчитываем как центрально загруженный.
Усредненное значение коэффициента надежности по на-
грузке yf = 1,15; нормативное усилие N — = 1864 кН.
Площадь подошвы фундамента
А= " =
/?0 — У
_______1864-Ю3
0,3-10°— (20-1,5) 103
6,9 м«.
(П.83)
89
100
Размер стороны квадратной подошвы а =» ]/"б,9«=2,63 м.
Принимаем размер а —2,1 м. Давление на грунт от расчет-
« N 2144
нои нагрузки р = — == = 294 кН/м2. Рабочая вы-
сота фундамента из условия продавливания
hc+bc , 1 , / N 0,4 +0,4 ,
h°--------~+Т1/ ^777------------------~ +
+ — 1 [-------—--------= 0,54 м. (11.84)
2 V 0,9-0,75-!0э+294 ’
Полная высота фундамента из условий: 1) продавливания
Н = 54 +4 = 58 см; 2) заделки колонны в фундаменте
Н = l,5hcol + 25 = 1,5-40 + 25 = 85 см; 3) анкеровки
сжатой арматуры колонны 0 25 А- III в бетоне класса В 25
Н = 20d+ 25 = 20-2,5 + 25= 75 см. Окончательно прини-
маем фундамент высотой 90 см, трехступенчатый, h0 ~ 90 —
— 4 = 86 см (рис. 11.50).
Проверяем прочность нижней ступени фундамента на
действие поперечной силы:
h01 — 30 — 4 = 26 см;
поперечная сила для единицы ширины сечения (Ь = 100 см)
Q = 0,5 (a — hcol — 2h0)p = 0,5 (2,7 —0,4 —2х
X 0,86) 294 = 85,26 кН. (11.85)
Q = 85260 Н<0,6 Xb2Rb,h01b = 0,6-0,9-0,75х
X 26-100-102 = 105300 Н, т. е. условие прочности удов-
летворяется.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях I—I и II—II
М, = 0,125 р (а — hcei)z b = 0,125- 294 (2,7 —
— 0,4)2-2,7 = 524,9 кН-м; (11.86)
Мц = 0,125 р (а — ах)2 b = 0,125- 294 (2,7 —
— 1,08)2-2,7 = 259,97 кН-м. (11.87)
Площадь сечения арматуры
М. 524,9-10»
=---------------------------------------- 20,18 см2;
1 0,9 h0RsmKp 0,9-86-280-1,2-10*
мп 259,97-10» _ пг.
А г «-------------------=-----------------— = 15,35 см2.
s 0,9 й02 RsmKp 0,9-56-280-1,2-102
101
Полагаем шаг стержней в сетке s = 200 мм; требуемое
количество стержней ---—------F 1 = Id + 1 = 14 шт.
Принимаем 14 0 14 А-II, As = 21,546 см2 в обоих на-
правлениях.
Проценты армирования:
и, = Д- = ййг100 “ °'23%’
и„—100 = 100 = 0.2%,
что больше рга1п = 0,05%.
11.7. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО
ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
Исходные данные: 1) нормативные временные нагруз-
ки: а) длительно действующая 10 кН/м2; б) кратковремен-
ная 2,5 кН/м2; 2) вес пола и перегородок 2,5 кН/м2;
3) бетон тяжелый класса В15; 4) арматура: а) для плиты —
рулонные сетки из проволоки класса Вр-I; б) для второсте-
пенных балок — продольная из стали класса А-Ш и попе-
речная из стали класса А-1; над опорами — рулонные сетки
из проволоки класса Bp-1.
Конструктивная схема монолитного перекрытия представ-
лена на рис. П.51.
Расчет, плиты
Пролеты в свету: /г = 2—0,2 = 1,8 м; /2 = 6 — 0,3 =
= 5,7 м; отношение-г- = = 3,16 >2. Следовательно,
ll I ,о
плита рассчитывается как балочная. Расчетная схема плиты
представлена на рис. 11.52. Нагрузки, действующие на пли-
ту, определены в табл. II.5.
Для расчета плиты выделяем полосу шириной 1 м, при
этом расчетная нагрузка на 1 м длины р — 18,45 кН/м.
Изгибающие моменты определяются как для многопролет-
ной балки с учетом перераспределения моментов:
в средних пролетах и на средних опорах
& ^18,45*1,8»
М «= р — =--------------= 3,74 кН-м;
16 16
102
ost
103
Вил нагрузки Нормативная, кН/м* Коэффициент надежности по на< рузке V/ Расчетная и«грузка, кН/м*
Постоянная от веса: п ла и перегородок плиты толщиной 80 мм (р = 2500 кг/м3) 2,5 2,0 1.10 1,10' 2,75 2,20
Итого: Временная: длительная кратковременная gser= 4.5 10,0 2,5 1,05 1,20 g== 4,95 10,50 3,0
Итого: vser = 12.5 v = 13,50
Всего: pser = gser + vser = 17,0 — Р = g+o= 18,45
в первом пролете и на первой промежуточной опоре
р/?
Л4 = —
II
18,45-1,7s
II
= 4,85 кН-м.
Расчет плиты на прочность сечений, нормальных к
продольной оси
Рабочая высота сечения h0 — h — а = 8 — 1,5 = 6,5 см.
Сечение в средних пролетах и на средних опорах:
по формуле (11.27) определяем:
3,74-10°
...8,5-0,9-100-6,5а-10а
согласно [16, табл. III.1] £ = 0,125, = 0,937;
по формуле (11.29) находим:
3,74-10°
360-0,937-6,5-104
= 1,70 см8.
104
Принимаем 10 0 5 Bp-1, As = 1,96 см- (рулонная сетка
5Bp-I-I00norA r с, \ 1Т
марки— --------2350 -L—- . На рис.
1 БВр-1-100 .20/
В первом пролете и на первой
(Лв = 8 — 2 = 6 см):
Л = 4,85-10»
0 8,5-0,9-100-6а-10‘
11.53 дана сетка С1.
промежуточной опоре
= 0,176;
5 = 0,185; т] = 0,902;
4,85-10»
360-0,902-6-10»
= 2,49 см2.
Принимаем две сетки: основную
5Вр-!-Ю0 ОО.А..
марки 5gp_ |_100 23 0Х
X L-^ (As = 1,96 см2) и доборную 504Вр-1 (As =
= 0,63 см2)—рулонную сетку марки ^pj.goo 3260 X
4-L^-. Общая площадь сечения арматуры As = 1,96 4-
4-0,63 = 2,59 см2 >2,49 см2. На рис. 11.53 показаны сетки
С1 и С2.
Схема армирования плиты представлена на рис. 11.53.
Расчет второстепенной балки
Расчетная нагрузка, передаваемая плитой, 18,45-2 =
= 36,9 кН/м; то же, от собственного веса балки 0,2-0,37 X
Х2500-1,1 — 203,5 кгс/м = 2,03 кН/м.
Полная расчетная нагрузка р = g 4- v = 36,9 4- 2,03 =
= 38,93 кН/м.
Расчетный пролет имеет длину I = 6 — 0,3 = 5,7 м.
Расчетные усилия. Изгибающие моменты:
ДОЗ
в первом пролете
рГ‘ 38,93-5,7’ ,.с и
М = — = —-------!— = 115 kH-mj
1! II
на первой промежуточной опоре
М = = .38-93'5>ZL = 90,36 кН-м;
14 14
в средних пролетах и на средней опоре
.. рР 38,93-5,7’ 7плд о
16 16
Отрицательные моменты в средних пролетах определяют-
ся по огибающей эпюре моментов. При отношении времен-
u v v 13,5 л
нои нагрузки к постоянной, равном — =-------= 2,73, отри-
g 4,95
нательный момент в среднем пролете будет:
М = —$рР = —0,025-38,93-5,72 = — 31,62 кН-м,
где р —принято по приложению 14.
Поперечные силы:
на крайней опоре Q — 0,4 pl — 0,4-38,93-5,7 = 88,76 кН;
на первой промежуточной опоре слева Q= — 0,6 pl — —0,6х
X38,93 5,7=— 133,14 кН;
на первой промежуточной опоре справа Q = 0,5 pl =
= 0,5-38,93-5,7 = 110,95 кН.
Рабочая высота сечения h0 = 45 — 3,5 = 41,5 см.
Расчетные сечения балки:
а) в пролете — тавровое с- полкой в сжатой зоне. Расчет-
/п 8
ная ширина полки при ~ = 0,18 >0,1
b'f = 6й; • 2 4- Ь = 6-8-2 4- 20 = 116 см (рис. 11.54, а);
106
б) на опорах — прямоугольное (рис. II. 54, б).
Расчет балки на прочность сечений, нормальных к
продольной оси
Сечение в первом пролете:
по формуле (11.27) определяем:
4 =---------о,О75;
0 8,5-0,9-116-41,52-I02
I = 0,08; 1] = 0,96; х = %h0 = 0,08-41,5 = 3,32 см< 8 см;
нейтральная ось преходит в сжатой полке.
По формуле (11.29) находим:
4 =---------ВМС*-------= 91 «см2.
4 365-0,96-41,5-102
Принимаем 2 0 25 A-III, As — 9,82 см2 >7,91 см2.
Сечение в среднем пролете:
Ао =--------W-------------- = 0,05;
0 8,5-0,9-116-41,52-102
Е = 0,05; 1] = 0,975; х = £А0 = 0,05-41,5 = 2,07 см<8 см;
л 79,06-106 , _
As =---------------------=5,35 см2.
365-0,975-41,5-102
Принимаем 2 0 20 А-Ш, 4 = 6,28 см2 >5,35 см2.
На отрицательный момент сечение работает как прямо-
угольное:
31,62-10s
As
4 =---------01-----------= 0,12;
0 8,5-0,9-20-41,52-102
£ = 0,13; г) = 0,935;
31,62-10= ___ .
--------------:— = 2,23 см2.
365-0,935-41,5-106
Принимаем 2 0 12 А-Ш, 4 = 2,26 см2>2,23 см2.
Сечение на первой промежуточной опоре
90,36-10=
4 =
0 -8,5-0,-9-20-41,5‘-10-4
g = 0,435; п = 0,782;
90,36-106
= 0,34;
,А ---------------------- = 63 см2.
365-0,782-41,5-Ю2
п 5 Вр-1-100 ОС„А _
Принимаем две рулонные сетки п-д- 3530 х
u t5p”l'lvv
X L -£/, 4 = 2-3,9 - 7,8 см2 > 7,63 см2,
ю
107
Сечение на средних опорах:
0,298;
л=
79,06-100
8,5-0,9-20-41,5М0“
5 = 0,365; т] = 0,817;
79,06-10’' г. „с 2 = 6,38 см2. 365-0,817-4^5-102
Принимаем две рулонные сетки -| Вр-1-100 3530х * о op-1"1UU
X L —, А, = 7,8 см2 > 7,63 см2.
15 .
Расчет балки на прочность сечений, наклонных к про-
дольной оси
Второстепенная балка армируется двумя вертикальными
плоскими каркасами, объединенными в пространственный
каркас. Из условия проектирования сварных каркасов при-
нимаем поперечный стержень 08A-I. В поперечном сечении
балки будут два поперечных стержня 08A-I (Asw =
= 1,01 см2). При высоте балки h = 450 мм шаг попереч-
ных стержней должен быть не более ~ = 225 мм и
не более 150 мм. Принимаем s = 150 мм.
По формуле (11.35) находим:
л (В 6 — 20) • 8 л со л к
<р, = 0,75 -----------— = 0,69 > 0,5.
20-41,6
Принимаем <р, = 0,5; <рп = 0.
Согласно формуле (11.38)
175-1,01 ti-o длп
<7^ = —тг1— = 11. /8 МПа • см.
1D
По формуле (11.39) вычисляем:
СоДрЛ2(1+0,5)0,7Ж4ёЕд81>11 см<2Ло=а
= 2-41,5 = 83 см.
108
БМ2
11.55
По формуле (11.34) определяем:
= 2(1+о,5) 0,75-20^41,5^ = 955 5| МПа.см2 = 95,55 кН.
81,11
На первой промежуточной опоре Q= 133,14 кН.
= 95,55 кН< Q = 133,14 кН, следовательно, по расче-
ту необходима поперечная арматура.
Согласно формуле (11.55)
= 11,78-81,11 = 955,5 МПа-см2 = 95,55 кН.
Qfc + QiW = 95,55+ 95,55= 191,1 кН>(? = 133,14 кН.
Во всех пролетах второстепенной балки принимаем оди-
наковое поперечное армирование: 208A-I с шагом s =>
= 150 мм. Схема армирования второстепенной балки пред-
ставлена на рис. 11.55.
109
Глава III.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ ОДНОЭТАЖНЫХ
ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ ДЛЯ
СТРОИТЕЛЬСТВА В СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ
111.1. ОБЪЕМНО-ПЛАНИРОВОЧНЫЕ И КОНСТРУКТИВНЫЕ
РЕШЕНИЯ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
ДЛЯ СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНОВ
Одноэтажные производственные здания проектируются,
как правило, прямоугольной формы и преимущественно без
перепадов высот. В сейсмических районах эти здания проек-
тируются в основном каркасного типа из сборных железо-
бетонных конструкций, при этом предусматриваются необхо-
димые антисейсмические меры, зависящие от расчетной сей-
смичности здания. Конструктивной основой одноэтажных
промышленных зданий являются рамы, состоящие из защем-
ленных, внизу колонн и шарнирно связанных с ними риге-
лей (ферм или балок) (рис. III. 1).
Сейсмостойкие сборные железобетонные конструкции для
одноэтажных промышленных зданий отличаются от типовых
только наличием дополнительных или заменяемых заклад-
ных элементов, а также частичным изменением шага арми-
етн
J10
III. I
1П
рования хомутов, опорных каркасов ферм и балок. Плиты
покрытий воспринимают вертикальную нагрузку от кровли,
снега, вентиляционных и других устройств и передают ее
на стропильные конструкции. Кроме того, они выполняют
функции горизонтальных связей (в виде жесткого диска) и
обеспечивают пространственную работу каркаса здания при
воздействии на него горизонтальных крановых, ветровых и
сейсмических нагрузок.
Устойчивость одноэтажного промышленного здания в
поперечном направлении обеспечивается поперечными рамами,
образуемыми колоннами и ригелями, а в продольном напра-
влении — продольными рамами (рис. III.2), состоящими из
колонн, подкрановых балок, крестовых и диагональных
связей по колоннам, а также специальной системой связей
и распорок по опорным участкам и посередине пролета стро-
пильных конструкций.
На рис. III.3 представлена система связей в покрытии
здания с расчетной сейсмичностью 8 баллов.
Предельные размеры длины и высоты промышленных
зданий и их отсеков, проектируемых в сейсмических райо-
нах, устанавливаются в соответствии с требованиями для
несейсмических районов.
Отсеки промышленного здания разделяются антисейсми-
ческими швами, которые совмещают с температурно-усадоч-
ными. Расстояния между температурно-усадочными швами
устанавливаются расчетом.
В зданиях с пролетами до 24 м, оборудованных мосто-
выми кранами грузоподъемностью до 30 т, при высоте от
пола до низа стропильных конструкций 10,8 м применяют
колонны прямоугольного сплошного сечения. При больших
значениях этих параметров экономичнее применять двухвет-
венные колонны.
Привязка к продольным разбивочным осям:
а) наружные грани колонн и внутренние поверхности
стен совмещаются с продольными разбивочными осями («ну-
левая» привязка) в зданиях, оборудованных мостовыми кра-
нами грузоподъемностью до 30 т включительно, при шаге
колонн 6 м и высоте от пола до низа несущих конструкций
покрытия менее 16,2 м (рис. II 1.4, а);
б) наружные грани колонн и внутренние поверхности
стен смещаются о продольных разбивочных осей на 250 мм
в зданиях, оборудованных мостовыми кранами грузоподъем-
ностью до 50 т включительно, при шаге колонн 6 м и вы-
соте от пола до низа несущих конструкций покрытий 16,2
8—2286 па
и 18 м, а также при шаге колонн 12 м и высоте от 8,4 до
18 м (рис. III.4, б); при соответствующем обосновании до-
пускается смещать наружные грани колонн и внутренние
поверхности стен с продольных разбивочных осей на 500 мм;
в) колонны средних рядов, за исключением колонн, при-
мыкающих к продольному .температурному (антисейсмичес-
кому) шву, и колонн, установленных в местах перепада вы-
сот пролетов одного направления, располагают так, чтобы оси
сечения надкрановой части колонн совпадали с продольны-
ми и поперечными разбивочными осями.
Привязка к поперечным разбивочным осям:
а) геометрические оси сечения колонн, за исключением
колонн в торцах зданий и примыкающих к температурным
(антисейсмическим) швам, совмещаются о поперечными раз-
бивочными осями;
б) геометрические оси торцевых колонн основного кар-
каса смещаются с поперечных разбивочных осей внутрь зда-
ния на 500 мм (рис. II 1.5, а), а внутренние поверхности
торцевых стен совпадают с поперечными разбивочными осями
(«нулевая» привязка) (рис. III.5, б).
114
III.5
111.2. КОНСТРУКТИВНАЯ И РАСЧЕТНАЯ СХЕМЫ ПОПЕРЕЧНОЙ
РАМЫ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО КАРКАСА ОДНОЭТАЖНОГО
ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ
Рассмотрим в качестве примера одноэтажное здание
прямоугольной формы в плане с размерами в осях 48 х 72 м,
двухпролетное (рис. III. 1, III.2, III.3); сетка колонн
24 X 6 м. В каждом пролете здания два мостовых крана’
среднего режима работы грузоподъемностью 20/5 т. Район:
/ — в зависимости от веса снегового покрова ($0 = 0,5 кПа),
и IV — от скоростного напора ветра (w0 = 0,18 кПа). Сейс-
мичность района строительства 8t баллов (г. Наманган) 114,
с. 32]. Категория грунта по сейсмическим свойствам — II
(пески гравелистые). Сейсмичность площадки строительства-
8 баллов [14, табл. 1]. Расчетная сейсмичность здания 8-
баллов [14, табл. 5]. Принята «нулевая» привязка продоль-
ных разбивочных осей.
Конструкции каркаса: 1) фундаменты под колонны — же-
лезобетонные монолитные на естественном основании; 2) ко-
лонны — прямоугольного сплошного сечения; сечение колонн:
а) крайних в надкрановой части — 40 X 38 см, в подкрановой
части — 40 X 80 см; б) средних в надкрановой части —
40 X 60 см, в подкрановой части — 40x80 см, 3) сгроииль-
11&
нал ферма — железобетонная, сегментная с пролетом 24 м,
с предварительно напряженным нижним поясом; 4) плиты
покрытия — железобетонные, предварительно напряженные,
ребристые, размером в плане 3 X 6 м; 5) подкрановые бал-
ки — железобетонные, предварительно напряженные, с про-
летом 6 м, высотой 1 м; стеновые панели — железобетон-
ные, однослойные, плоские, толщиной 200 мм, длиной 6 м,
номинальной высотой 0,9; 1,2 1,8 м.
Высота надкрановой части колонны от низа стропиль-
ной фермы до подкрановой консоли (рис. III. 1)
= Н + /1п.б + hKp + 100 = 3620 мм, (III.1)
где Н = 2400 мм — высота крана на опоре (по ГОСТ
3332-54); йпб = 1000 мм — высота подкрановой железобетон-
ной балки; йкр = 120 мм — высота подкранового рельса
КР70(по ГОСТ 4121-62).
Применительно. к типовой колонне назначаем На =а
= 3800 мм.
Рассматриваем рядовую поперечную раму ' каркаса при
основном и особом сочетании нагрузок. Моменты инерции
поперечных сечений колонны подсчитываем по формулам:
а) для прямоугольного сечения надкрановой части (рио.
III. 6, а)
116
h = (Ш.2)
б) для прямоугольного сечения подкрановой части (рис.
III. 6, б)
(П1. 3)
в) для подкрановой части двухветвенной колонны (рис.
III. 6, в)
'-"т(т + 4 <ш- 4>
Здесь — d — с. (III. 5)
Моменты инерции поперечных сечений колонн, м4:
„ , 0,4-0,38s 1 on з
крайняя надкрановая /Е1 =------—----= 1,83-10“
, 0.4-0.83 ,п_з
« подкрановая /И1 = £— = 17,07 • I0~
0 4-0 63
средняя надкрановая /в2 = ’ —= 7,2-10“3;
, 0,4-0,83 щ з
« подкрановая /н2 = -——— = 17,07-10-3.
Структурная схема поперечной рамы представлена на рис.
III. 7, расчетная схема ее на действие постоянной нагруз-
ки — на рис. III. 8. Вертикальные постоянные нагрузки при-
ведены в табл. III. 1.
Подсчитаем вертикальные постоянные нагрузки при ос-
новном сочетании их применительно к схеме на рис. III. 8 и
в соответствии с рис. III. 9 или рис. III. 10 (в зависимости
117
Таблица П1.1
постоянных нагрузок
Вид нагрузки Нормативная нагрузка Коэффициент надежности по нагрузке yj Сочетание нагрузок
основное особое
Расчетная нагрузка при коэффициенте со- четания 1 Расчетная нагрузка при коэффициенте со- четания 0,9
Кровля, кН/м2 Утеплитель. кН/м2 Плиты покрытия с заливкой швов, кН/м2 Стропильная ферма, кН Колонны, кН: крайняя: надкрановая часть подкрановая часть средняя: надкрановая часть подкрановая часть ;Балка подкрановая, кН Панельные стены, кН/м2 Оконное остекление, кН/м2 0,47 0,60 1,78 112,00 . 14,40 65,60 22,80 78,20 42,00 2,20 0,40 1,2 1,3 1,1 1,1 1,1 1,1 1,1 1,1 1,1 1,1 1,1 0,56 0,78 1,96 0,50 0,70 1,76
gKp=3,30 Оф = 123,00 GBi= 15,80 GHi= 72,00 Gb2 = 25,00 GH, = 86,00 Gn,6= 46,00 ?ет.п=2Л0 бост = °-44 2,96 111,00 14,20 65,00 22,50 77,40 41,50 2,16 0,40
119
12,600
200
150
10,200
8,000
7,000
20
JO
6/гч9о
0=380
G.
7=750
6,600
10,600
e,= b/2-150 = -150 = 2/0 мм-
?2 = b/2 +20 = ^+20+100=
2 2 2. =J10mm;
et=7<-C/2=75O -2/00=350mm;
е^с/г-Ь/г =400-1да=2Юмм;
es=C/2<-20+^Z!!+s
600+20+100=520мм.
P,
C=8OO
c/2-900
Ш.9
250
et =250 +150 - b/2 мм;
^b/z^Oi-^MM,
= 250 + 2<-d/2 mm;
%
b/г
Л=750
d/2
b
es
111.10
d/2 - b/г mm;
es = d/2+20 + n MM.
2
120
12|
Af13 — подсчитывается по формуле (III. 15).
Расчетная схема рамы на действие снеговой нагрузки дана
на рис. III. 11.
Расчетная равномерно распределенная снеговая нагрузка
s = s0HT/«c. (HL 17)
где s„ = 0,50 кН/м2 — вес снегового покрова на I м2 гори-
зонтальной поверхности земли, принимаемый по [13, табл.
4]; |.i=l — коэффициент перехода от веса снегового покро-
ва земли к снеговой нагрузке на покрытие, принимаемый
в соответствии с указаниями п. 5.3 — 5.6 [13]; = 1,4 —
коэффициент надежности по нагрузке.
При основном сочетании нагрузок
s = 0,50-bl,4-0,9 = 0,63 кН/ма.
Расчетная снеговая нагрузка на крайнюю колонну:
рсн = рев == s-y- = 0,63 = 45,4 кН; (III. 18)
то же, на среднюю колонну:
Р<" = sLd = 0,63-24-6 = 90,8 кН. (III. 19)
Изгибающие моменты от снеговой нагрузки . (рис. III. 9
или III. 10):
/цен = _рсн = — 45,4-0,04 = — 1,8 кН-м;
Л4™ = _ рсн (С4 + = _ 45>4 (0,21 + 0,04) =
—— 11,3 кН-м.
122
При особом сочетании нагрузок
s = 0,5-1 • 1,4-0,5 = 0,35 кН/м2;
рек = рек в 0 35 = 25,2 кН;
1 о ’ 2 * ’
Р2СН = 0,35-24-6 = 50,4 кН;
Л4'“ = — 25,2-0,04 = — 1,01 кН-м;
/И™ = — 25,2(0,21 + 0,04) = — 6,3 кН-м.
Расчетная схема рамы на действие ветровой нагрузки
показана на рис. III. 12. Статическую составляющую ветро-
вой нагрузки определяют по формуле (II. 2); в нашем слу-
чае w0 = 0,48 кН/м2. Коэффициент к находят по формуле
(II.3) в зависимости от типа местности В:
на уровне верха колонны
к = 0,65 + J0.85 - 0.65) °'8 = о, 67;
10
среднее значение на участке от Нп до Нк, равном
И “ (Нп + Нк-~Нп- - = 2,65 м (рис. III. 13),
к в К12,65 = °,65 + g’85-^’65) 2’65 = 0,70.
Сосредоточенная на уровне верха колонны ветровая на-
грузка с учетом парапетной стеновой панели составляет
W = w nc d (Нк — Нп) = (Ш. 20)
«0,48.0,70(0,8 + 0,4) 1,4-0,9-6(14,5 — 10,8) = 11,27 кН.
123
Равномерно распределенное по высоте стойки ветровое дав-
ление равно
p^wncd. (III. 21)
При HnZ> Ю м рассматривается эквивалентная ветровая
нагрузка, которая может быть определена из равенства мо-
ментов в опорном закреплении условного защемленного
стержня (рис. III. 14):
Чп = “’10-^- + (Ч.П -“'н.ю) (Ч ~ Я1о) у [^10 +
+т(Ч-Чо)]; (П1. 22)
Чй^^.кв “V» <IIL 23>
2МлП
(III. 24)
124
В данном случае ветровая нагрузка составит:
а) активная нагрузка
tti10 = 0,48-0,65-0,8-1,4 — 0,35 кН/м2, юнп = ®|08 =
= 0,48-0,67-0,8-1,4 = 0,36 кН/м2; Мйоп == 0,35 +
+ (0,36 —0,35) (10,8
1 Г 2
— 10)— ю + —(10,8
2 ц 3
-10)
= 20,45 кН-м; w° = 2-^8- = 0,35 кН/м;
экв 10,8*
б) пассивная нагрузка
и/10 = 0,48-0,65-0,6-1,4 — 0,26 кН/м2; шнп = а/(08 =
= 0,48-0,67-0,6-1,4 = 0,27 кН/м2; Л4" = 0,26-^- +
+ (0,27 — 0,26) (10,8 — 10) Д10 + у (Ю,8 — 10)
= 15,2 кН-м; = —'1'^’—- = 0,26 кН/м.
экв 10>83
Ветровое давление по высоте стойки по формуле (III. 21)
будет равно:
активное рг = 0,35-0,9-6 = 1,89 кН/м;
пассивное рп = 0,26-0,9-6 = 1,4 кН/м.
Расчетная схема рамы на действие нагрузки от. мостовых
кранов представлена на рис. III. 15.
По ГОСТ 3332-54 при грузоподъемности мостового-
электрического крана Q = 20/5 т (кран с двумя крюками
для среднего режима работы) пролет LK = 22,5 м, ширина
В = 6300 мм, база К = 4400 мм, высота Н == 2400 мм,
111.15
125
масса крана с тележкой Qo6iu = 360 кН, масса тележки
G = 85 кН; давление колеса на крановый рельс —
максимальное = 220 кН, минимальное — 60 кН;
поперечная тормозная сила Т"юп = 7,1 кН.
Расчетное давление одного колеса: Ртах = 2^0-1,2 =
= 264 кН; Pmjn = 60-1,2 = 72 кН, Тгов = 7,1 • 1,2 = 8,5 кН.
Вертикальную нагрузку на колонну определяют от двух
сближенных кранов по линиям влияния суммарной опорной
реакции двух подкрановых балок, опирающихся на колонну
(рис. III. 16).
Расстояние между колесами двух сближенных кранов
а = В — К — 6300 — 4400 = 1900 мм, шаг колонн d — 6 м.
Находят ординаты линии влияния:
= f/g (d—- /о = 1 <6 —4,4) = 0 2б7 = УгУ—а) =
d 6 d
= И6-^9)= ^..-^ + ^1 .
6 d
Так как K + a = 4,4+ 1.9 = 6,3>d = 6 м, то р4 = 0.
Сумма ординат линии влияния ' У — Ул + У г + Уз + Ул —
= 0,267+ 1 + 0,684 = 1,951.
Давление на колонну: а) максимальное Д( та —
= Д2. .пах = ЛпахЗ!/ ’ 0.9 = 264 • 1,951 . 0,9 = 464 кН;
б) минимальное Д1( min= Д2> т{п= Pmln -0,9= 72-1.951 х
X 0,9= 126 кН.
Величина эксцентриситетов приложения вертикального
давления кранов: ел , = епр> ( = е3 = 350 мм; епр j =
= ел 2 = X = 750 мм.
Горизонтальная нагрузка (сила) на колонну от тормо-
жения двух мостовых кранов, находящихся в сближенном
положении, равна:
126
711 = 7,2 = 7,ПОП2!/-0,9 = 8,5.1,951.0,9= 15 кН.
Считаем, что горизонтальная сила поперечного торможе-
ния приложена на уровне верха кранового рельса, т. е. на
расстоянии от верха консоли колонны — hn 6 + Лк р =
== Ю00 + 120 = 1120 мм = 1,12 м.
Динамическая расчетная схема рамы на действие сейс-
мической нагрузки представлена на рис. III. 17.
В плоскопространственной схеме расчета рама каркаса
состоит из рассчитываемой поперечной рамы (по оси 2), эк-
вивалентной стойки, заменяющей все другие поперечные ра-
мы каркаса, и эквивалентной стойки, заменяющей все тор-
цевые фахверковые стойки.
Момент инерции сечения эквивалентной стойки, заменяю-
щей все другие поперечные рамы:
в подкрановой части /н SKB = 12-3-17,07-10—3 =
= 615-Ю-3 м4;
в надкрановой части /в экв = 12 (2-1,83 • 10-3 + 7,2-10~3) =
= 130,5-Ю-3 м4.
Величины моментов инерции стоек приняты по данным, •
приводимым на с. 116—117.
Момент инерции сечения фахверковой стойки размером
40x60 мм
/ф = 0.4-0,63 = 7 2 10,3 м4.
момент инерции сечения эквивалентной стойки, заменяющей
все фахверковые стойки,
Л, экв = 12-7,2-10-3 = 86,4-Ю-з м4.
Определение веса масс применительно к динамической
расчетной схеме на рис: III. 17 выполнено в табл. Ш. 2,
при этом величины нагрузок приняты по табл. III. 1.
127
Определение веса масс
Таблица Ш.2
Нагрузки (вес масс) Вид нагрузки Величина нагрузки, кН
1 2 3
С W О’ II С-4 О’ Ог веса: 1) кровли, утеплителя, плит покрытия с за- ливкол швов „ Ld 2,96-24-6 8кр 2 2 ~ = 213,12
2) стропильной фермы -£*. = 211=55,5 2 2
3) участка стены, рас- положенного выше верха колонны 4) от 1/4 веса: а) участка стены и ос- текления, расположен- ного в пределах вы- соты колонны б) колонны 5) снега gcr-n d А, = 2,16-6-1,8 =» = 23,33 0,25 [gcT-п^ (Н—hg — — А3) + goer d (Ae+As)] = = 0,25 [2,16-6 (10,8 — — 5,4 — 1,8)+ 0,4 X X 6 (5,4 ф- 1,8)J = 15,98 0,25 (G8i + GB1) = = 0,25 (14,2+65) = 19,8 Ld. „ 24-6 _
S — U . — 2.0 . Z. 2’2’
со» О Итого: 3 От веса: 1) кровли, утеплителя, плит покрытия с за- ливкой швов 2) стропильной фермы 3) от 1/4 веса колонны 4) от снега 52,93 gKp Ld=2,96-24-6 = = 426,24 0ф= Hl 0,25 (Gej + GH2) » = 0,25 (22,5 + 77,4) = = 24,97 sLd = 0,35-24-6 = 50,4
Итого: 612,61
От веса: 1) кровли, утеплителя, плит покрытия 22 <27 + 11 Q." = = 22-352,93+ 11 X X 612,61 = 14505,22
|128
Продолжение табл. III.2
1 2 3
2) от 1/4 веса участка продольных стен, рас-, положенных в крайних шагах здания 0,25-4 gCT.n d (ht-\- hs) = = 0,25.4.2,16-6 (5,4 + + 1,8) =93,31
Итого: 1 1) от 1/2 веса участ- ков горцевых с ген,' расположенных в пре- делах высоты колонн 2) то же, стоек тор- цевого фахверка 4596,53 0,5.2 gcT-п BH = 0,5 X X 2.2,16.48.10,8 = = 1119,74 0,5 «ф Gcoi = 0,5-12 х X 64,15 = 384,9
Qe — Qb Итого: 1 1) от части веса двух мостовьк кранов в про- летах А—Б и Б—В 2) от веса подкрано- вых конструкций 3) от 1/2 веса участка стены и остекления, расположенного в пре- делах высоты колонны 504,64 К -
;а+ {б + 7 В 17,07.10-3 = —1 = 0,333 3.17,07-Ю-з 2 Лпах "С Яд =2-26,4 х ' Х0,8-0,333= 13,94= 139,4 Сп-б + £скр d = 41,5 + + 0,45-6 = 44,2 [(/ст-п d (Н—he—Ла)+ + goer d (hg + Ля)] =
i 4) от 1/2 веса ко- лонны — 2 [^>1°'О (10,8—! — 5,4 — 1,8) +0,4-6 X X (5,4 + 1,8)1 = 31,96 (Gai + Ghi) = , =-у (14,2 + 65) = 39,б'
<?7 Итого: 25 1) от части веса двух мостовых кранов в пролетах А—Б и Б—В 5,52 КБ = 0,333 2Ртах «с ХБ =2-26,4.0,8х X 0,333 = 13,94 = 139,4
9—2286
129
Продолжение табл. 111.2
1 2 3
2) от веса подкрано- вых конструкций 3) от 1/2 веса колонны 2 (Сп-б + £скр d) = = 2 (41,54-0,45-6) =88,4 1 2 (би2 4* GHa) =
= Y (22,54-77,4) = = 49,94
Итого: 277 1) от веса мостов двух остальных кранов в пролетах А—Б и Б—В 2) от веса подкрано- вых конструкций ,44 2Pmax лс = 2-26,4-0,8 = = 42,24.= 422,4 ( d + ^кр)(£ 4~ /41,5 \ = |-г- + 0,45 (72- \ и / — 6) 4 = 1945,68
1 3) от — веса учасг- ков продольных стен, расположенных в пре- делах высоты колонн, и 1/2 веса колонн 4) от 1/2 веса участ- ков продольных стен, расположенных в край- них шагах здания 22 (31,96 4-39,6) 4- 4-11-49,94 = 2123,66 93,31-2= 186,62
Итого: 4678,36
Сейсмические силы в уровне масс динамической расчет-
ной схемы (рис. 111.17) определяются по формуле (1.1), при
этом /<1 = 0,25 (табл. 1.3); /<2 = 1 (табл. 1.4); А = 0,2 [14,
п. 2.5]; = 1 (табл. 1.6).
Определение сейсмических сил подробно изложено в II.2.
Расчетная схема рамы на действие'сейсмических нагрузок
первой формы колебаний приведена на рис. 111.18. Величины
сейсмических сил даны в табл. III.3.
130
Таблица Ш.З
Величины сейсмических сил, кН
Форма коле- ’ ба ний 5, Si 5, 5» 5в 5, 5, 5» 5.
1 15,17 26,36 15,17 626,95 65,94 4,29 5,79 4,29 90,07
2 0 0 0 0 0 —0,017 0 0,017 0
3 —0,28 —0,49 —0,28 — 11,78 —1,24 19,59 —0,21 19,62 —2,5
На рис. 111.19 и 111.20 представлены соответственно
эпюры изгибающих моментов «Л4» и поперечных сил «Q» от
сейсмической нагрузки.
Определив нагрузки, действующие на раму, выполняют
статический расчет ее для определения усилий М, Q, N в
стержнях рамы при основном и особом сочетаниях нагруз-
ки. При этом можно воспользоваться любым методом строи-
тельной механики.
III. 19
131
При расчете рассматриваются три сечения колонны (рис.
III.21): сечение 1—0 — на уровне верха консоли колонны
сечение 1 — 2 — на уровне низа консоли колонны:
сечение 2—1—в заделке. Для различных загружений рамы
составляется таблица расчетных усилий М, Q, N (табл. III.4)
в сечениях колонны, при этом в каждом сечении колонны
определяются три комбинации усилий: Л4тах и соответствую-
щие N, Q; Мт1п и соответствующие Л; и Q; и соот-
ветствующие М и Q.
132
O'Oi
Ш.26 Ш. 27
133
Определение усилий в сечениях колонн
№ загруже- ний Нагрузка Эпюры изгибающих моментов Коэффициент сочетаний Сечен ия
крайней
1-0 | 1-2
Л1 " | ° М Л/ Q
1 V Постоянная Рис.III.22 1 21,96 392,59 —11,04 —56,04 530,7 —11,04
2 3 ' Снеговая Phc.IH.23 1 0,9 2,82 2,54 45,40 40,90 —1,20 —1.08 —6,68 —6,01 45,4 40,9 —1,20 —1,08
' Ветровая Phc.III.24 1 0,9 7,90 7,11 0 0 —0,80 —0,70 7,90 7,11 0 0 —0,80 —0,70
6 7 Крановая (от двух кранов) Л'1 max на левой ко- лонне Phc.H1.25 1 0,9 —52,14 —46,93 0 0 13,72 12,35 109,86 98,87 464 ,0 418,0 13,72 12,35
8 9 Крановая от четырех кра- нов на сред- ней опоре Рис. Ш.26 1 0,9 —14,90 —13,40 0 0 3,90 3,61 2.91 2,62 126,0 113,0 3,90 3,51
10 > 11 / Крановая тормозная Рнс.111.27 1 0,9 —10,90 —9,81 0 0 —7,70 —6,93 —10.90 —9,81 0 0 —7,70 —6.93
12 Сейсмическая (с учетом трех форм коле- баний) Phc.III.19 1 —53,39 0 14,05 —53,39 0 18,46
Основное сочетание нагрузок с учетом крановых и ветро- вой То же, без учета крановых и ветровой Особое сочетание нагрузок "max 1, 3, Б 31,61 |4 33,49 j—12,82 1, 5, 7, 11 33,81 | 948,7 |—6,32
"mln 1, 5. 7, 1 —41,89)392,59 |— 6,32 1, з, 9, —69,241 648,6 11 15,54
Л'тах 1, 3, 5, 7 —25,13|433,49 11 f—7,40 1 • 27,01 3, 7. 989,6 11 ^—6,67
1.2 24,78| 437,99|—12,24 62,72 1,2 | 576,2 |—12,24
^max 1. 2, 12 74,56)376,03 —24,59 1 58,08 , 6, 12 709,6 |—15,38
"mln 1, 6, i2 —7,56(353,99|—30,85 1, 2, 8, 12 —105,70| 532,80) 9,87
Лтах 1, 2, 12 74,56 |376,03 —24,59 1 —52,24 2, 6, 12 701.80| 14,80
134
Таблица III.4
КОЛОННЫ
средней
2-1 1 -0 1 -2 2 - 1
М IV Q М N о М N М 1 N Q
22,91 530,7 —11,04 ° 583,0 1 0 0 761,0 ° 0 761,0 0
2,00 1,80 45,4 40,9 —1,20 1,08 0 0 90,8 81,7 0 0 0 0 90,8 81.7 0 0 0 0 90,8 81,7 0 0
36,64 32.98 0 0 11,67 10,50 1,03 0,93 0 0 —0,27 —0,24 1,03 0,93 0 0 —0,27 —0,24 2,97 2,67 0 0 —0.27 —0,24
11,76 10,58 464,0 418*0 13,72 12,35 —106,30 -95,70 0 0 27.98 25,18 147,67 132,90 590.0 «31,0 27,98 25,18 —52,39 —47,15 590,0 531,0 27,98 25,18
0,90 0.80 126,0 113,0 3,90 3,51 0 0 0 0 0 0 0 0 92,8 83,5 0 0 " 0 0 92,8 83^- 0 - 0 - -I
44,20 39,80 0 0 —7,70 —6,93 1,40 1,26 0 .0 —0,30 —0,27 1,40 1,26 0 0 —0,30 —0,27 4,05 3,64 0 0 -0,37 -0,33
—185,40 0 18,46 —65,29 . л 17,12 —65,29 0 23,15 —231,-10 0 23.15
1. 3, 5, 7, 11 108,10 [989,6 (— 4,54 1. 5, 11 2,19 [583,0 |—0,51 1. 5, 7, 11 135,1 Ц292.0 | 24,90 1, 2 2,97(761,0 [—0,27
1, 3, 8, 11 64,50 |69 7,6|—13,00 1, 7, 11 —94,4 (583,0[ 24,91 0 1 761 0 1, 7. 11 —43,50 [1292,0(24,80
1, 3, 7, 11 75,10 |989,6|—4,54 1,2 0 1673,81 0 1, 134,2 | 3. 7, 11 1374,о 1 24.90 1, 3, 7, 11 —43,50 [1374,0(24,80
1,2 24,91 ] 576,11—12,24 1,2 0 [ 673,8 1 0 1.2 0 / 851,81 0 1,2 0 | 851,8| 0
1, 2, 6, 212,80 |701,8 2 14,80 1, 5, 12 66,20 [524,7| 16,90 1, 7, 12 131,7 | 95О,о | 35,70 1, 5, 12 232,40 [685,0(23,00
1,12 —164,80(447,1 | 8,52 1. 7, 12 —113,10| 0 | 29,80 1, 12 —65.3 | 685,0 [ 23,10 1, 7, 12 —254,70(950,0|35,70
1, 2, 6, —158,5 (701,8 12 | 14,80 1. 3, 12 0 [606,41 15,50 1. 3, 7, 1 131,7 | 991,0 35,70 1, 3, 7, 12 —254,70|991,0(35,70
135
111.3. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО
НАПРЯЖЕННОЙ ПЛИТЫ ПОКРЫТИЯ
Плита покрытия (рис. III.28) длиной 6 м, шириной 3 м,
высотой 300 мм, толщиной полки 30 мм имеет П- образное
поперечное сечение. Поперечные ребра располагаются через
111.28
136
1000 мм. Нагрузки, действующие на плиту, определены в
табл. III.5.
Таблица 111,5
Определение нагрузок иа плиту покрытия
Нагрузка Нормативная, кН/м Коэффициент надежности по нагрузке, Расчетная нагрузка, кН/м
Постоянная от веса: кровли утеплителя плиты покрытия с за- ливкой швов 0,47-3=1,41 0,6-3= 1,80 1,78-3=5,34 1,2 1,3 1,1 1,69 2,34 5,87
Итого: Кратковременная снего- вая vser = gser=8,55 0,5-3=1,50 1,4 £=9,9 о=2,1
Всего: Pser~ Ю,05 — р=12,0
Расчетная схема плиты — свободно лежащая на двух опо
рах балка. Расчетный пролет l=L—-^-2=5,97— 0,1 =»
= 5,87 м.
Расчетное эквивалентное сечение плиты представлено на
рис. II 1.29. Согласно п. 3.16 [16] значение ftj, вводимое в
расчет, принимается из условия, что ширина свеса полки в
каждую сторону от ребра должна быть не более 1/6 про-
лета элемента. Расчетная ширина полки в сжатой зоне
137
Определяем усилия: Mser*= J0-05-5»878 = 43 3; кн-м;
8
л, 1,5-5,87* _ _ „ .. 8,55-5,872
Mser, х =-------=6,5 кН-м; Mser, 2= 8’---=
= 36,83 кН-м;
Л! = .12»0^’872 = 51,72 кН-м; Q=±0,5-12,0x
X 5,87 = 35,22 кН.
Исходные данные: 1) бетон тяжелый класса В30;
2) арматура: а) напрягаемая продольная — из стали класса
А- IV; б) поперечная— из стали класса А-1; 3) способ натя-
жения арматуры — электротермический на упоры формы;
4) технология изготовления плиты—поточно-агрегатная.
Расчет плиты выполняется по методике, изложенной в
П.З.
111.4. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО
НАПРЯЖЕННОЙ СЕГМЕНТНОЙ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ
Исходные данные: 1) пролет 24 м,' шаг ферм 6 м,
ширина плит покрытия 3 м; 2) бетон тяжелый класса В 35;
3) арматура: а) напрягаемая продольная в нижнем поясе—из
стали класса A-V; б) ненапрягаемая в виде сварных карка-
сов продольная — из стали класса А-III, поперечная — из
стали класса A-I и Вр-1; 4) способ натяжения арматуры —
механический с помощью гидродомкратов на упоры стенда;
5) технология изготовления — стендовая с одновременным
бетонированием поясов и решетки.
Конструкция фермы представлена на рис. III.30.
Верхний пояс фермы имеет ломаное очертание с прямо
линейными участками между узлами (рис. 30 а). Опорные
узлы ее принимаются высотой 800 мм (рис. 30 б). Ферма
проектируется с учетом опирания ее на железобетонные ко-
лонны. Крепление фермы к колонне в период монтажа осу-
ществляется с помощью анкерных болтов, выступающих из
колонны. По окончании монтажа фермы приваривают к
стальным листам оголовков колонн. Крепление-к ферме плит
покрытия производится приваркой их к закладным элемен-
там верхнего пояса фермы.
Общая устойчивость ферм и покрытия в процессе экс-
плуатации здания обеспечивается жестким диском покрытия,
а также связями.
140
Расчет фермы
При ширине плит покрытия 3 м статический расчет ферм
на узловую нагрузку производится как для статически опре-
делимой стержневой системы с шарнирным соединением эле-
ментов в узлах. При узловой нагрузке верхний пояс фермы
рассчитывается на центральное сжатие.
Расчет фермы выполняют на особое сочетание нагрузок
с учетом вертикальной сейсмической нагрузки.
Геометрическая схема фермы представлена на рис. III.31,
расчетная схема фермы на вертикальную узловую нагрузку—
на рис. 111.32, динамическая расчетная схема фермы — на
рис. III.33. Величины вертикальных нагрузок приведены в
табл. III.6.
Расчетная нагрузка на 1 м фермы
q = (0,51 + 0,7 + 1,76 + 0,35) • 6 + 2,94 + =
24
= 27,11 кН/м.
III.33
141
Таблица 1П.6
Определение нагрузок на ферму
Нагрузка Норматив- ная на- грузка Коэффициент Расчетная нагрузка
надеж- ности по нагрузке сочетания
Вес: кровли, кН/м2 0,47 1,2 0,9 0,51
утеплителя, кН/м2 0,60 1,3 0,9 0.,70
плиты покрытия . с заливкой швов, кН/м2 1,78' 1,1 0,9 1,76
фермы, кН 149,00 1,1 0,9 147,50
Эквивалентная нагрузка на ферму от подвесных грузов, кН/м 8,91 1,1 0,3 2,94
Вес снега, кН/м2 0,50 1,4 0,5 0,35
Таблица 1П.7
Значения усилий в стержнях от единичных сил, кН
Обозначение усилий в стер- жнях Pt. F, Ft Fl F, F-,
Верхний пояс — 1,862 —0,935 —0,896 —0,493 —0,493 —0,292 —0,305 —0,261 — 1,602 — 1 ,870 — 1,791 —0,986 —0,986 —0,584 —0,609 —0,522 — 1,332 — 1,554 — 1,489 — 1,496 — 1,496 —0,886 —0,924 —0,792 — 1,062 — 1,239 — 1,188 —2,006 —2,006 -1,188 — 1,239 — 1,062 —0,792 —0,924 —0,886 — 1,496 — 1,496 — 1,489 — 1,554 — 1,332 —0,522 —0,609 —0,584 —0,986 —0,986 — 1,791 — 1,870 — 1,602 —0,261 —0,305 —0,292 —0,493 —0,493 —0,896 —0,935 — 1,862
Нижний пояс =>5:5:5: м м — се Ю й- о 1 ,643 0,673 0,400 0,230 1 ,413 1,347 0,801 0,460 1,175 2,044 1,215 0,698 0,937 1,629 1,629 0,937 0,698 1,215 2,044* 1,175 0,460 0,801 1,347 1,413 0,230 0,400 0,673 1,643
Раскосы ® ч а э й м —0,851 0,295 —0,245 0,122 —0,147 0,069 0,422 0,590 —0,490 0,245 —0,295 0,138 0,351 —0,752 —0,743 0,372 —0,447 0,209 0,280 —0,560 0,498 0,498 —0,560 0,280 0,209 —0,447 0,372 -0,743 —0,752 0,351 0,138 —0,293 0,245 —0,490 0,590 0,422 0,069 —0,147 0,122 —0,245 0,295 —0,851
Стойки 5:5:5: В 8 £ 0,203 0,082 0,066 —0,594 0,164 0,132 0,338 0,248 0,201 0,269 —0,667 0,269 0,201 0,248 0,338 0,132 0,164 —0,594 0,066 0,082 0,203
.142
СЗ
S
Ч
ю
Значения усилий в стержнях фермы в зависимости от узловых нагрузок, кН
Значений? суммарных усилий V pi М Ю г- Ю — СЧ CD Ь-* т- СП М- Г- СП * SStnocoincDcr 1 1 1 1 1 1 1 1 сч со со со СО СЧ СП СО со CD in СО Ш CD CD Щ сч b- in CD CH CD О О СП CH CD со m m — — о оо сч — — Illi ° o' о Ш СЧ in
С C4CCN — ^т*СОССС|С— счсчсч^^ь-м-ш 1 1 1 1 1 1 ы Ь-ЮЬ-CD 00 сч со — со ш со CD СП СП СП О СЧ ТП — СП СП тЬ СП — — СЧ CD * b- in to CD CD
£ lOlOlOWCNN^eO С^0Ь-ССЮС\ с ТП'Й’ТНОООО^ЮСО 1111- ц77 •* — ю о ь-m сп ш со CD О — т—< •—< СЧ 00 О оо о со -сооосо — СЧ сч со -* со b- co co- o co 00
О ь. rf Щ СЧ —’ —' — CDQO ii 177777 О0 00 сч CD CD 00 CD Ш 1П CH CD СП о со сч сч ш b-T CD О О — оо — СО СО CD CD СЧ 1 н coСЧ in CD —Tt-7 — СЧ СЧ
ч rt‘O0C>’-‘-'COOrf CD ОСО СО СО CO О CD 00 О СП CD CD О ООО i7177 i7 i СЧ in in сч CD СЧ СЧ CD b- CO CO b- оо m m m ш оо сч ш о о ш сч сч •*** -^ сч 1 1 1 СП сч CH СЧ S СЧ
ьГ co CO’*— b-b- — — GO CD — — — СЧ 1П * OtMOJOIOJb-NC 7 I 17 i i i 1 CD СЧ 00 OO in CD 00 CD СП CD СП 1П 1П СЧ~хН 00 — о о со ь- СЧ CD со со со — 1 1 1 in СЧ co b-*o CD СЧ СЧ —
ьГ co — ь-счсчшш* о сч m о О b~ СП С\ СО 1П •* 00 ОО ’Tf •** 777iiiii cn tn — •* Tf СП Ш b- — О CD CO со О 00 СП о сч чй- 00 СП СП * —1 со * со — сч —< 1 1 co co ь- oo co о
£ -* О СП — — Г- 00 сч — CD СЧ О О СО — ЮГ--Ь'т^’<й’СЧСЧСЧ 7 I । । I । । । CD b- 1П b* CO b~ СЧ 00 co in co — СЧ О СП СП СП со си * си СИ — Ю CD СЧ — — 1 1 1 !П b^Tb CD CD in*
Обозначение усилий в стержнях r-'CMccw»!’. SC 00 экон yiiHxdag О H N ЭБ0П ИИНЖНН и й <е г> op HOOMOBJ O> ®> r4 т-< <N <N ИХЦ01Э
143
Т аблица 1П.9
Определение единичных перемещений
Обозначение усилий в стержне Длина Стержня Q , CM Площадь сечения стержня Aj , см2 т s’ u Площадь сечения армату- ры стержня As , см2 X S о л/(чл<1.1 li w bj -CJ Uj s. V V" (svss) ?t^qg V) W Lq C5 Uj V V CO o v* Eb ) I 1 lt EfrA i ( ) V V I ( ) tfl *4!
о о о . Ч' q3 о о о С/5 Vi
2 3 4 5 6 7 8 9 10 П 12 13 14
Ni 328,7 700 о, 151 — — 0,524 0,45C 0,375 0,299 0,220 0,147 0,073 0,388
303,7 700 0,140 — —- 0,122 0,245 0,203 0,162 0,121 0,080 0,040 O', 489
301,0 700 0, 139 — — 0, 112 0,223 0,185 0,147 0,110 0,073 0,036 0,446
301,0 700 0,139 — —.- 0,034 0,068 0,103 0,138 0,103 0,068 0,034 0,135
301,0 700 0,139 — — 0,034 0,068 0,103 0,138 0,103 0,068 0,034 0,135
N, 301 ,0 700 0, 139 — — 0,012 0,024 0,036 0,048 0,060 0,073 0,036 0,047
N, 303,7 700 0, 140 —— — 0,013 0,026 0,039 0,053 0,066 0,080 0,040 0,052
Ns 328,7 700 0, 151 — — 0,010 0,020 0,031 0,04? 0,052 0,063 0,073 0,041
Nt 580,0 750 0,250 — — 0,675 0,580 0,483 0,385 0,287 0,189 0,094 0,499
n„ 600,0 750 0,258 — — 0,117 0,234 0,355 0 ,283 0,211 0,139 0,070 0,468
Лп 600,0 750 0,258 — 0,041 0,083 0,125 0 ,168 0,211 0,139 0,070 0,166
^12 580,0 750 0,250 —- — 0,013 0,026 0,040 0 ,054 0,068 0,081 0,094 0,053
N13 328,7 225 0,471 3,14 5,234 0,341 —0,169 —( 3,141 —0,112 —0,084 —0,055 —0,028 —0,931
1^14 403,6 225 0,579 3,14 6,426 0,558 C ,117 —0,123 —0 ,100 —0,076 —0,050 —0,278 2,234
10—2286 145
Продолжение табл. Ш.9
1 1 3 4 5 6 7 8 Г 9 1 10 1 ii 1 12 13 1 “
NK 403,6 225 0,579 3,14 6,426 0,035 0,070 0,105 —0,783 —0,585 —0,035 —0, 017 0,139
Nu 403,6 225 0„579 3,14 6,426 0,096 0,19 2 0,291 0,390 —0,052 —0,035 —0, 017 '0,385
N» 403,6 225 0,579 3,14 6,426 0,012 0,025 0,038 0,048 —0,064 —0,556 —0, 278 0,050
Nls 328,7 225 0,471 3,14 5,234 0,025 0,050 0,075 0..01 0,126 0,152 —0, 027 0,100
Nv 245,0 225 0,351 3,14 3,901 0,16) —0,042 0,267 0,231 0,159 0,104 o, 052 0,124
^20 295,0 225 0,423 4,52 3,263 0,022 0,044 0,066 —0,023 0,066 0,044 o, 022 0,088
245,0 225 0,351 3,14 3,901 0,017 0,034 0,052 0,069 0,087 —0,014 o, 052 0,069
21
Lmn = h / Pb (7?s A s)J 2,974 3,368 2,708 1,72 1,189 0,755 o;175 7,039
« s u арматуры
4 s ft* * К X к =5
s s
ф s Co *T - -
1® & £ _ S'-- ш” tq л •*> s- с?-- S tq S'-8 щ5 m •-> Гц05 X'- Щ5
s* ef * - 95 > - % г -s г % ” 't.
s a я s 2 5 « § , <
8 ft \O У О n s R Пло стер 2 Ф Пло стер 2 uj > йГ tq < tq < [q > о < £q eq3 [q < • iq
1 2 3 4 & . 6 8 1 9 10 1 11 12 1 | 14
Ni l328,7 l_700 1 0,151 0,322 1 0,257 I 0,192 1 0,126 I 0,268 0,214 0,159 I 0,170
|303,7 1 700 1 0,140 0,407 1 0,324 j 0,242 1 0,159 1 0,339 0,270 0,201 1 0,215
Продолжение табл. 111.9
2 ©СНСПОтОСНШЮСНОСЧ — —-ГМССМОСЧ СП ID Ю СП — Г- — СО ОО — — ООСЛ СП ОО —1 00 СО 00 —’ Ю LD — СЧ — счсоосчтн — шю — — сч о o' о о о о о о о о о о о o' o' o' o' Z03‘6
со CO — _ co _ cn\Q —« —< LD СОЮОО to co О тГ 00~~00OiCQ’TWCCCC'. ООО QOOCO — CO CQ — СЧ — (MOOOICO —. —, —< —। CO СЧ СЧ СЧ ooooooooococooooooo 4,964 f
сч 0,246 0,417 0,417 0,146 0,160 0,127 0,275 0,859 0,511 0,164 0,514 0,244 —0,214 1,189 0,145 0,306 0,354 ' —0,070 0,211 6,485
Ч 1 ^-H—OCLDlCCO-^C'lDb'CDtDDlO—N о—> — COOTfbOOtN\fC4CMCC — CM^OlO CO CO CO — —'OCOOCO—• CD CO CO GO — СЧ СЧ —« ООООООО—'OOOOOOOOOOO 7,114
о lOtOiniOOCDCMOOCOCM’tNOON^'OOCiOOO •^COCOtMC'CNONNOC-'NS-'COICC1^ - co-CC- CO о о о О* ОООООООООО-^ОО —О О О О Illi 1 1 0,276
01 oldld — счтосчсчт—'Счиотсссосчсо^ СЧООСЧСОО’^,СЧСЧСО©СЛООСЧЮх±'СОГ- СЧСЧСЧ — — — — ^О-— — СЧ^О — — о*о О ОС ОО О О С С J с о с о о о о 2,062
00 CDLDtOOtO-tF— ©Ь-Ь-ООООСОФСЧФФоО DNNDCoCCOlOCOC~ CWCCDOlDDCO СЧ СЧ СЧ О — ©COLQCO — О — Ш Г- О СЧ О О — ОООООООООООСЧ — ОООООО II II 1,093
С- о ш Ь~~ о СО СЧ o’ o’ ЮСЧСНСЧЮО — О-Т^Г- ID Ф — о со СО Ob-b-Ф — — LDGOb-LD — QOb^tDb-COO СЧООО'^’Ь-СЧОЬ’СЧСЧюО — о — —• 00000)000000000000 4,884
«5 1 1 1 1 1 1 1 CD © © © — СО — I сосчсчсчсчсоООО 1 СЧ^хй-^^СЧСПСЧСП ЮООСООЮСОСОСО [(V
1С 1 1 1 1 I 1 1 ----- CQCOCOCQCOCOCO^CQ Uj”
СП СП СП СП О — о СО оо С — СП СП СП СП —< — СО — СОСОСОС’Э’^ЮЮЕОЮЮЬ-Г-Г-Г^Г-Г^ШСЧЮ <C4C4C4C4Tf’LDlDLDLD’’tf,eO^CO 0000-0000000000000 о* о UJ1
СО 700 1 700 700 700 700 700 750 750 750 750 225 99 с; LD 1Л Ш tD ID Ю Ю сч сч сч СЧ СЧ СЧ СЧ сч сч сч сч СЧ СЧ СЧ
сч ООООГ-Ь-ООООП-О ОС о г- о о о .COQOOOOOOOCOCOCOCOCOUOtQin ОООООСЧООООСОСЧООООСЧ’^СП^ COCOCOCOCOCOlDCDCDtOCOTt<x3H’<d<4d-<cOC4C4C4 e^ -НГ II
— Se£ © Н t> to 41 Л СО Ь 00 О о W ей «ог-ооогИ^’гц»ч>м^<г-с»-<г^тце«(м « ё
146
Узловая нагрузка на ферму
F = 27,11-3 = 81,33 кН.
Массы, сосредоточенные в узлах фермы, одинаковы и
равны
т = -5- = = 0,083 кН-с«/см.
S 981 ’
Усилия в стержнях фермы от единичных сил, приложен-
ных в узлах верхнего пояса, приведены в табл. III.7. Они
могут быть подсчитаны любым методом теоретической меха-
ники.
Определяем усилия в стержнях фермы (табл. II 1.8), ум-
ножая единичные усилия (табл. II 1.7) на значения узло-
вых нагрузок (в рассматриваемом случае — на F{ = F =
= 81,33 кН).
Элементы матрицы • единичных перемещений (см/кН),.
увеличенные в 1000 раз, вычислены в табл. III.9.
Матрица единичных перемещении имеет вид [10]:
10~8
2,974 3,368
3,368
2,708
1,720
1,189
0,755
0,175
7,039
4,884
1,093
2,062
0,276
0,755
2,708 1,720
4,884 1,093
7,114 6,485
6,485 9,207
4,964 6,485
2,062 1,093
1,189 1,720
1,189 0,755
2,062 0,276
4,964 2,062
6,485 1,093
7,114 4,884
4,884 7,039
2,708 3,368
0,175
0,755
1,189
1,720
2,708
3,368
2,974
(III.25).
В системе (11.15) принимаем п = 7 (семь масс) и, под-
ставляя в четыре первых уравнения ее Xt = Х1, Х2 = Хе,
Х3 = ХБ, получаем систему, описывающую симметричные-
формы колебаний [10]:
(бн + б17 - ~~ ) X, + (б12 + б1в) Х2 + (618+ 615) Х3 +
+ б14 Х4 — 0;
(62i + б27) Х4 4- ^622 + 62в — ) Х2 + (623 + б2Б) Х3 +
+ 624X4 = 0; (III.26)
(631+ 637) Xj + (632 + 63G) Х2 + ^688 4- 6ЗБ — j Х3 +
+ 634X4 = 0;
147
(б4х + 647) Ху + (642 + ^4о) -г (64з + 64б) Х3 +
+ (6“-7^)х«“0-
Составляем систему уравнений для симметричных форм
колебаний фермы, используя матрицу (II 1.25) и систему
(III.26). Окончательно получаем [10]:
(з, 149 — ~’ ) Xi + 4,123 Х2 + 13,897 Х3 +
+ 1,720 Х4 = 0;
4,123 Ху + ( 7,315 - j Х2 + 6,946 Х3 +
+ 1,093 Х4 = 0;
3,897 Ху 4- 6,946 Х2 + ( 12,078 — ~~ ) Ха +
1 2 \ р2 т ) 3
+ 6,485 Xi = 0;
3,44 Ху + 2,186Х2 + 12,97Х3 +
+ ( 9,207 — ~ )х4 = 0.
( ’ р2 т j 4
(III.27)
В данной системе уравнений множитель при единичных
перемещениях 10~3 для упрощения записи опущен и учиты-
вается только в конечном результате.
Решив систему уравнений (III.27), получим: частота пер-
вой формы собственных колебаний рх — 22,25 рад/с; коор-
динаты первой формы собственных колебаний Л(1) = 0,3685;
0,552; 0,968; 1.
Период формы колебаний
Ту = — = = 0,28 с<0,4 с,
1 ру 22,25
следовательно, можно ограничиться учетом только первой
формы колебаний.
Коэффициент динамичности (при грунтах основания II ка-
1,1 1,1
тегории) = 777 =3,93 >2,7; принимаем [5у=2,7.
Сейсмические нагрузки, действующие в узлах фермы
(рис. II 1.34), вычисляем по формуле (1.1), при этом Ку = 0,25
(табл. 1.3); Л'2 = 1 (табл. 1.4); А =0,2 (§ 1.1); К^ — 1
(табл. 1.6).
148
III. 34
Значения т]гк определяем по формуле
*
п(К = <IIL28>
у^ич2
j=l
где qt = ——-------------величина, постоянная для каждой
£т,-[с?]2
1=1
формы колебаний: а1к, а* — относительные амплитуды коле-
баний по г-й форме в рассматриваемой точке к и во всех
точках /.
Исходя из того, что trij ~ т4 = т2 = ... = тп, полу-
чим:
_ [ (0,3685 + 0,552 + 0,968) 2 + 11 = j 27 -
91 = [ (0.36852 + 0.5522 + 0,9682) 2 + I2 ] ’ ’
Пп = т)17 = 0,3685-1,27 = 0,468; г]12 = т]1в = 0,552-1,27 =
= 0,701; г]13 = Пи = 0,968-1,27 = 1,229; т]14 = 1 -1,27.
Определяем величины узловых сейсмических нагрузок:
Sx = S, = 0,25-1 -81,33-0,2-2,7-1 -0,468 = 5,14 кН;
S2 = s6 = о,25-1-81,33-0,2-2,7-1-0,701 =7,7 кН;
S3 = S5 = 0,25-1-81,33-0,2-2,7.1 • 1,229 = 13,49 кН;
S4 = 0,25-1 -81,33-0,2-2,7-1 • 1,27 = 13,94 кН.
Умножением единичных усилий (табл. III.7) на значения
узловых нагрузок <Sf находим усилия в стержнях фермы
(табл. III. 10).
149
Значения усилий в стержнях фермы в зависимости
от величины сейсмической силы
Таблица Ш.10
Обозначение усилий в стержнях st <s9 S. 5. s. s, Значе- ния сум- марных усилий 7 t===l
N1 —9,6 — 12,3 — 18,0 — 14,8 — 10,7 — 4,0 — 1,3 —70,7
о к Ni —4,8 —14,4 —21,0 — 17,3 — 12,5 — 4,7 — 1,6 —76,3
о Е —4,6 — 13,8 —20,1 — 16,6 — 11,9 — 4,5 — 1,5 —73,0
—2,5 — 7,6 —20,2 —28,0 —20,2 — 7,6 —2,5 —88,6
К —2,5 — 7,6 —20,2 —28,0 —20,2 — 7,6 —2,5 —88,6
X Nt — 1,5 — 4,6 —11,9 — 16,6 —20,1 — 13,8 —4,6 —73,1
СП N, — 1,5 — 4,7 — 12,5 — 17,3 —21,0 — 14,4 —4,8 —76,3
— 1,3 — 4,0 —10,7 — 14,8 — 18,0 — 12,3 —9,6 —70,7
Nt 8,4 10,9 15,8 13,1 9,4 3,5 1,2 62,3
X к Nl0 3,4 10,3 27,6 22,7 16,4 6,2 2,0 88,6
S с Nn 2,0 6,2 16,4 22,7 27,6 10,4 3,4 88,7
Ж W12 1,2 3,5 9,4 13,1 15,8 10,9 8,4 62,3
N„ —4,4 3,2 4,7 3,9 2,8 1,1 0,3 11,6
В Nu 1,5 4,5 — 10,1 —7,8 —6,0 —2,2 —0,7 —20,3
с a\5 — 1,2 —3,8 — 10,0 6,9 5,0 1,9 0,6 —0,6
X A'ib 0,6 1,9 5,0 6,9 —10,0 —3,8 —1,2 —0,6
и сх Wi, —7,5 —2,3 —6,0 —7,8 — 10,1 4,5 1,5 —27,7
IVie 0,3 1,1 2,8 3,9 4,7 3,2 —4,4 11,6
g Nlt 1,0 —4,6 4,5 3,7 2,7 1,0 0,3 8,8
ЭХ О w20 0,4 1,3 3,3 9,3 3,3 1,3 0,4 19,3
£ Nai 0,3 1,0 2,7 3,7 4,5 —4,6 1,0 8,6
Суммарные усилия в стержнях фермы от вертикальных
статических и сейсмических нагрузок определя-
i=l i=n
ются согласно4данным табл. III.8 и III. 10:
= (— 604,5) + (— 70,7) = — 675,2;
N2 = (— 604,7) + (— 76,3) = — 681,0;
AZ8 = (_ 579,5) + (— 73,0) = — 652,5;
= (_ 647,1) + (— 88,6) = — 735,7;
N6 = (_ 647,1) + (— 88,6) = — 735,7;
.150
Ne = (— 579,6) + (—73,1) = — 652,7;
N7 = (— 604,7) + (— 76,3) = — 681,0;
TV8 = (— 604,4) + (— 70,7) = — 675,1;
N„ = 533,2 + 62,3 - 595,5;
Nlo = 662,3 + 88,6 = 750,9;
/Vu = 659,3 + 88,7 = 748,0;
jV12 = 533,3 4- 62,3 = 595,6;
N13 = 50,2 4- 11,6= 61,8;
Nu = (—250,7) + (— 20,3) = — 271,0;
TV15 = (— 19,5) + (— 0,6) = — 20,1;
Nltf = (— 19,6) + (—0,6) = — 20,2;
N„ = (— 106,9) + (— 27,7) = — 134,6;
Nie = 188,6+ 11,6 = 200,2;
Nig = 50,0 + 8,6 = 58,6;
N20 = 27,2 + 19,3 = 46,5;
N21 = 50,0 + 8,6 = 58,6.
Расчет верхнего сжатого пояса ведем по наибольшему
усилию N4 = 735,7 кН, в том числе с учетом N, = 0,8 Л' =
= 0,8-735,7 = 588,6 кН. Сечение элемента 250 x 280 мм.
Случайный эксцентриситет равен большему из трех значений:
1) е„ =— I = — -301 = 0,5 см; 2) е = — Л =
’ а 600 600 “ 30
= -к -25 = 0,83 см; 3) еа = 1 см. Принимаем е0 = еа — 1 см.
Расчетное условие:
ЛГ<Пф[Я6Л + Я,с(Л + +)], (111.29)
При ео — 1 см< — -25 = 3,1 см согласно табл. 33 (16] рас-
четная длина элемента составит: /о=0,9/ =0,9-301 = 271 см.
ц = 1, так как h = 250 мм > 200 мм 11, с. 175].
Первоначально принимаем: <р = 1; р = 0,01. Определяем
к = 271 = 9 7- = 588 >6 =08
b 28,0 ’ ’ N 735,7
По табл. IV. 1 [1] находим: <р6 = 0,895, (рг — 0,905.
Подставив значения в формулу
Ф = Ф6 + 2(<рг —<р6)^р,
1<ь
(II 1.30)
151
получим:
<р = 0,895 + 2 (0,905 — 0,895)— -0,01 = 0,899 < <рг =
19,5
= 0,905.
Площадь сечения продольной сжатой арматуры
Д + Д; = ------Д-^ = -7357-00--0-01 -25-28. =
Rsc 1-0,899.365 365
= — 15,02 см2<0,
т.е. по расчету арматура не требуется. Принимаем конструк-
тивно 4 016 А-Ш, As + Д; = 8,04 см2.
Коэффициент армирования сечения
и = = 0,011 » и = 0,01.
г 25-28 г
Поперечные стержни назначаем в соответствии с условием
проектирования сварных каркасов. Принимаем dsw = 6 А-1
с шагом s = 250 мм, что равно !г — 250 мм и меньше 20 d—
— 20-16 = 320 мм.
Таким же способом рассчитываются все сжатые элементы
фермы.
Расчет нижнего растянутого пояса
Расчет на прочность. Рассчитываем элемент ниж-
него пояса на усилие Л\о = 750,9 кН. Сечение нижнего поя-
са 25 X 30 см. Площадь сечения растянутой напрягаемой ар-
матуры при Yyg = т] = 1,15 [16, п. 3.13|
. N 750990 п с 2
Д.„ ------- = ------------— 9,6 СМ2 .
TaeRs 1,15-680-100
Принимаем 4 018 А-У, Asp = 10,18 см2.
Расчет на трещиностойкость. Элемент относится к 3- й ка-
тегории. Предварительное напряжение в напрягаемой арма-
туре
®sp = Rs. ser Р’
где р — 0,05 asp — при механическом способе натяжения ар-
матуры [16. п. 1.23J.
Тогда as„ = =- — = 748 МПа .
sp 1,05 1,05
152
Площадь приведенного сечения элемента
д = А + a Asp = 25-30-1- 10,18 = 812 см».
rea sp 31-103
Передаточная прочность бетона
Rh = 0,7 В = 0,7 • 35 = 24,5 МПа > 11 МПа.
Потери предварительного напряжения арматуры:
первые потерн:
от релаксации напряжений арматуры
<?! — 0,1 osp — 20 = 0,1 • 748 — 20 = 54,8 МПа;
от температурного перепада при A t = 65° С
о2 = 1,25 А/ = 1,25-65 = 81,25 МПа.
Усилие предварительного обжатия с учетом потерь на
пряжения -Oj и о2:
Р'о = — — 02)Лр = (748 — 54,8 — 81,25)-10,18 =
= 6230 МПа-см2 =623 кН.
Сжимающее напряжение в бетоне в стадии предварительного
„ Ро 6230 _ с_ МГ1
обжатия иьр = —— = —— = 7,67 МПа .
A red
Коэффициент а = 0,25 + 0,025 Rhp = 0,25 4- 0,025-24,5 =
— 0,86 > 0,8. Принимаем а = 0,8.
Отношение — 0,31 <. а = 0,8.
Rbp 24, &
Потери от быстронатекаюгцей ползучести бетона
о„ = 40 0,85 = 40-0,31-0,85 = 10,55 МПа.
6 Rbp
Усилие предварительного обжатия с учетом первых по-
терь
Р01 = (p,P - - ос) Asp = (748 - 54,8 - 81,25 -
' - 10,54)-10,18 = 6122 МПа-см2 = 612 кН.
Вторые потери предпапряжения:
от усадки бетона класса В35
о8 = 35 МПа [16, табл. 5];
В^от ползучести бетона при -°Ьр = 0,31 <С 0,75
Rbp
153
о9 = 150a= 150.0,85-0,31 = 39,5 МПа.
Rbp
Суммарные потери предварительного напряжения армату-
ры составляют:
atot + °g + °8 + + — 54,8 + 81,25 + 10,54 +
+ 35 + 39,5 = 221,1 МПа > 100 МПа.
Усилие предварительного обжатия с учетом всех потерь
Л>2 = - п/о/)4р = (748 - 221,1). 10,18 =
= 5364 МПа-см2 = 536,4 кН.
Проверка нижнего пояса фермы по образованию трещин,
нормальных к продольной оси элемента, производится из ус-
ловия:
Nser^Ncrc, (III.32)
где Ncrc = Rbbser(A + 2aAs) + P^ (111.33)
= 1,95(25-30-+2 10,18)0,1 +536,4 = 707 кН.
Nser = 626 kH< Ncrc = 707 кН,
Ser Vf.m 1.2
следовательно, трещины не образуются.
Таким же способом рассчитываются все растянутые эле-
менты фермы.
111.5. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОННЫ
Проектируется крайняя колонна (рис. III.35). _
Исходные данные: 1) сечение колонны: а) в надкрано-
вой части 400 X 380 мм; б) в подкрановой — 400 X 800 мм;
2) бетон тяжелый класса В 25; 3) арматура — в виде свар-
ных пространственных каркасов: продольная — из стали клас-
са А-Ш, поперечная — из стали класса А-1; 4) армирование
сечения колонны — симметричное (/ls = Л^).
Колонна рассчитывается в сечениях 1 — 0 и 2—1
(рис. III.21). Расчетная схема колонны — внецентренно сжа-
тый элемент. Методика расчета рассмотрена в II.5.
При расчете сечения 1 — 0 на уровне верха консоли ко-
лонны согласно табл. II 1.4 необходимо учитывать три ком-
бинации усилий (М— в кН-м, N— в кН)'
154
Риски разбивочных осей
155
первая: М = 31,61; N — 433,49;
вторая: М = — 41,89; N = 392,59;
третья: М = 74,56; N — 376,03.
Расчет выполняется на действие всех трех комбинаций
усилий, а площадь сечения арматуры As — принимается
наибольшая.
Выполним расчет на усилия при особом сочетании на-
грузок (3-я комбинация).
Усилия от длительных нагрузок Nt — 353,33 кН; М, =
= 19,76 кН-м (из табл. III.5 с учетом коэффициента
пс=0,9). Рабочая высота сечения /г0 = 38 —5 = 33 см.
Эксцентриситет силы еа = —~ = 74,56 = 0,198 м =
N 376,03
= 19,8 см.
Расчетная длина колонны /о = 2Н2 — 2-3,8 — 7,6 м [16,
табл. 32]; радиус инерции сечения i = 0,29 h = 0,29-38 =
= 11,02 см; Л = = 68,96 2> 14, следовательно,
i 11,02
необходимо учесть влияние прогиба колонны на ее прочность.
По формуле (11.64) находим:
I = 11.02М0-38 = 184589 см4.
В первом приближении принимаем: р = 1 %, т. е. р = 0,01.
Согласно формуле (11.65)
/, = 0,01-40-38 J-y-— б)2= 2.979 см4.
По формуле (II; 67) определяем:
. . . 19,76 . ос
Tz = 1 + 1 ..= 1,26;
74,56
6е = = 0,52.
е h 38
е0
Согласно формуле (11.68)
8. min =0,5 — 0,01 — 0,01 -14,5 = 0,155 < 0,52.
Для расчета принимаем Ье = 0,52, срр = 1,
156
*
По формуле (11.63) находим;
0,11
6,4-27-Ю3 Г 184589
7603 1,26
+ 7,41-2979 = 18762 МПа-см2 = 1876 кН;
ПО формуле (11.62) —
1
I 376,03 = 1,251
1876
по формуле (11.69) —
6 = 19,8-1,25 + — —5 = 38,75 см.
2
Ел = 0,56.
Согласно формуле (II. 70)
376,03-1 о8
14,5-40- 10г
= 6,48 см.
В = —= -^- = 0,196<Е =0,56,
л0 зз /г.
т. е. имеет место первый случай (большого эксцентриситета),
поэтому расчет выполняем из условия
Определяем площадь сечения продольной арматуры
А = А1 =
S S
, . N
--- ---------------
0 2Rbb
&SC- (^0 ° 1
376,03-10s (38,75 — 33+ >376’.?3' 10L-
________________________2-14,5-40-102
1,2-365-(33—5)-102
(111.34)
= 1,76 см2.
Принимаем по конструктивным требованиям 2 0 16 А- III,
As = 4,02 см2.
При расчете сечения 2 — 1 в заделке колонны согласно
табл. III.4 необходимо учитывать две комбинации усилий
(М — в кН • м; N, Q — в кН):
157
первая: М — .108,1; N = 989,6; Q = —4,54;
вторая: М = 212,8; N = 701,8; Q = 14,8.
Расчет выполняем на действие усилий при особом сочета-
нии нагрузок (2- я комбинация). Методика расчета такая же,
как и для сечения 1 — 0:
Nt = 477,63 кН, Mt = 20,62 кН-м, h0 = 80 — 5 = 75 см,
= _212Л_ = 0 м = см
0 701,8
/0 = 1,5 /Л= 1,5-7,15= 10,725 м [16, табл. 32];
i = 0,29-80 = 23,2 см; Л = 1072,5 = 46,23 > 14;
23,2
I = 23,22-40-80 = 1722368 см4;
р, = 0,01; I, = 0,01-40-80 ( -у—б?- = 39200 см4;
, , . 20,62 . . „ 30,3 п оо
<р. = I + 1 —:— = 1,1 6 = —— = 0,38;
' 212,8 80
6..Ш1П = 0,5 — 0,01 -072,5 - 0,01 -14,5 = 0,221.
80
Принимаем = 0,38; <рр= 1.
6,4-27-103 1722368 ( 0,11 , А ,
' 1072,б2 1,1 I 0 . 0-38
\ + 1
+ 7,41 • 39200 = 120882 МПа - см2 = 12088 кН;
п = ------------= 1,06;
_ 70 !-8
1 12088
е = 30,3-1,06 + -у- — 5 = 67,12 см; = 0,56;
701,8-Ю3 .о .
х = ------1-----=12,1 см
14,5-40-10»
Е= — -0.16К += 0,56,
Ло 75 н
158
т. е. имеет место первый случай (большого эксцентриситета).
По формуле (III.34)
701,8-103- /б7.12 — 75 +-701,8-103-'l
„ л, \ 2-14,5-40-Юа /
Л = Л* =----------------'--------------------------- =<и.
s s 1,2-365-(75 — 5)-102
Принимаем по конструктивным требованиям 3 0 18 А- III,
4 = 7,63 см2.
и = -А_ = = 0,00238 = 0,24 % >pmln = 0,2 % при
r bh 40-80
X = 46,23 [16, табл. 38].
Расчет консоли колонны выполняется по методике, из-
ложенной в п. II.5.
111.6. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА
ПОД КОЛОННУ
Методические положения расчета и конструирования фун-
дамента под колонну изложены вп. II. 6.
Рассматривается проектирование фундамента под крайнюю
колонну каркаса. Усилия в сечении 2 — 1 колонны (по об-
резу фундамента) принимаются по данным на с. 158. Расчет
выполняется на усилия при особом сочетании нагрузок (2-я
комбинация): N — 701,8 кН, М = 212,8 кН-м, Q = 14,8 кН,
Nt = 477,63 кН, Mt = 20,62 кН-м. Нормативные усилия:
А = - 701-8_. = 610,3 кН, Мп = -^-= 185 кН-м, Q„ =
п 1,15 " 1,15
= 14’8- = 12,87 кН.
1,15
Исходные д а н н ы е: 1) бетон тяжелый класса В 12,5;
2) арматура — в виде сварной сетки из стали класса А-II;
3) глубина заложения подошвы фундамента Н1 — 1,25м;
4) грунт основания — пески гравелистые, расчетное сопротив-
ление грунта /?0 = 0,5 МПа; 5) вес единицы объема бетона
фундамента и грунта на его обрезах у = 20 кН/м8.
Глубина стакана фундамента: 1) h = hk = 0,8 м; 2)й =
= 20 20-1,8 =36 см.
Принимаем h = 0,8 м. Расстояние от дна стакана до
подошвы фундамента 25 см. Полная высота фундамента Н =
= 800 + 250 = 1050 мм. Принимаем Н = 1100 мм = 1,1 м.
Глубина заложения фундамента Нг = 1100+ 150 = 1250 мм=
= 1,25 м.
159
„ - Л1 212,8
Эксцентриситет е = —= 0,3 м = 30 см.
Фундамент рассчитываем по схеме внецентренно сжатого^
Площадь подошвы фундамента определяем по формуле (11.83)
0,5-Ю6 —(20-1,25) 103
Принимаем отношение — ==.0,8. Отсюда получаем а =
а
*= |/^ о|~~ = М ~ 1’3 м’ = 1 м* Принимаем ab =
= 1,3-1. Площадь подошвы фундамента А = 1,3-1 = 1,3 м2,
а 2 1 • 1 З2
момент сопротивления IF =—— = --------—= 0,28 м3. Среднее
6 б
N
давление на грунт от расчетной нагрузки р = —— —
= = 546,8 кН-м2.
|,з
Определяем рабочую высоту фундамента по формуле (11.84):
. 0,8 4-0,4 .1 / 1 701,8 ппп
hn =------ ----------1 / -------------------= 0,09 м.
0 4 2 |/ 0,9-0,66-103 + 546,8
Принято' h0 — Н — а'= 1,1 — 0,05 = 1,05 м.
Определение краевого давления на основание
Изгибающий момент на уровне подошвы Mnf = Мп +
+ Q„/7= 185+12,87-1,1 = 199,1 кН-м.
Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на
его обрезах
G„ = а6/71уу„ = 1,3-1-1,25-20-0,95 = 30,87 кН.
Так как
е = =-----19^1------- = 0,31 м> — = -Ы- =»
Nn + Gn '610,3 + 30,87 6 6
= 0,217 м,
краевое давление под подошвой фундамента
2Ni»f __ 2 Nmf 2(610,3 + 30,87)
P1 Ы - ~ 3b (0,5а — е0) 3-1(0,5-1,3 — 0,31)
*= 1257 кН/ма= 1,257 МПа > 1,2 R= 1,2 • 0,5 0,6 МПа.
Следовательно, необходимо увеличить размеры подошвы
фуйдамента.
160
Принимаем а = 1,7 м, b = 1,5 м.
Откуда е0 = 0,31 м > = ~~~ — 0,283 м;
.2-(610,з-|-30,87)_ ==-527 57 кН/м2 = 0 53 мпа<
Г 3-1,5 (0,5-1,7—0,31)
<0,6 МПа.
Тогда площадь подошвы фундамента ' составит: А =
15-1 72
= 1,7-1,5 = 2,55 м2, момент сопротивления W = ——— =
«= 0,72 м3. Напряжение в грунте под подошвой фундамента
в направлении длинной стороны а без учета веса фундамента
и грунта на его уступах от расчетных нагрузок
__N_ Mf
А +~
Р min ~
701,8
“ 2,55
701,8
2,55
229,08 „
4-------------= 593,4 кН/м2,
Т 0,72
229,08 _ 0
0,72
- Mf = М + <2/7 = 212,8 + 14,8-1,1 = 229,08 кН-м.
Расчетные изгибающие моменты в каждом из сечений
(рис. Ш.36) определяются по формуле
7И= + (111.35)
где а = 1,7 м (для всех сечений).
Сечение I — I:
at = 1,5 м;
Pl-i = Anax— Рш^~Рт1-п- . _а-.5 = 593,4 —
а 2
593,4 — 0 1,7— 1,5 г-г-о с и, 2
-------’ - • — 2 — = 558,5 кН/м2;
/И^ = ^(1,7 — 1,5)2 • (558,5 + 2-593,4). 1,5 = 4,36 кН-м.
Сечение II — II:
~ __ 1 or _ kqq л 593,4 1,7— 1,35
G/ —— 1,оо м, Dr , — эУо, 4 — " " • з=
1-'1 1,7 2
= 532,3 кН/м2;
^п-п =” у-(1,7—1,35)2 (532,3 + 2-593,4) 1,5 =
= 13,16 кН-м.
11—2286
161
111.36
162
Сечение III — III:
at = 0,8 м; p/e,f = 593,4---Чт0.».?.. =436,3 кН/м2;
1П - (1,7 — 0,8)8 (436,3 + 2-593,4) 1,5 -
— 82,16 кН-м.
I
Требуемое сечение арматуры
л 4,36.10» л.. .
А, = --------------= -------:----------- =0,41 см2;
11 0,9Ло/?аткр 0,9-35-280-1,2.10а
13,16-10»
0,58 см2; •
«=» 2,58 см®.
^53 —
s = 200 мм. Требуемое
А —
s2 0,9-75-280-1,2-10а
82,16.10»
0.9-105-280-1,2-10“
Полагаем шаг стержней в сетке
количество стержней + 1 = 8 + 1 = 9 шт.
Принимаем 9 0 10 А- II, As = 7,07 см2 > 2,58 см2;
и = ——— ЮО = 0,071 % >и . = 0,05 % .
г 95-105 mln
Площадь сечения арматуры, укладываемой параллельно
меньшей стороне, согласно
MIV-iv = -^-(b — btfoa;
О
N 710,8 Q7Q *7 U
= рт = — = = 278,7 кН/м2;
А 2,00
AfIV_lv = (1,5 — 0,4)2-278,7-1,7 = 71,66 кН-м
(111.36)
1 71,66-10» „ 2
будет равна: А = ---------------------------= 2,26 см2.
J 15 0.9-105-280-1,2-10s
Принимаем 8 0 12 А- II, = 9,05 см2 (шаг s = 200 мм);
п = —100= 0,064 о/о > umln = 0,05 %.
э 135-105 Гт,п
Схема армирования фундамента представлена на рис. 111.36.
163
111.7. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО
НАПРЯЖЕННОЙ ДВУСКАТНОЙ РЕШЕТЧАТОЙ БАЛКИ
ДЛЯ ПОКРЫТИЙ ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИЙ
Исходные данные: 1) пролет 18м; шаг балок 6 м;
ширина покрытия 3 м; 2) бетон тяжелый класса В 30; 3) ар-
матура: а) напрягаемая продольная в нижнем поясе—из стали
класса А- IV: б) ненапрягаемая в виде сварных каркасов: j
продольная — класса А-III, поперечная — класса А-III и
Bp-1; 4) способ натяжения арматуры — механический с по-
мощью гидродомкратов на упоры стенда; 5) технология из-
готовления— стендовая; 6) пролет — бесфонарный.
Конструкция балки представлена на рис. III.37 (опалубоч-
ные чертежи) и 111.38 (армирование).
Общая устойчивость балок и покрытия обеспечивается
жесткостью диска, образуемого плитами, а также связями.
Опирание балок — на железобетонные колонны. Крепление
балок на опорах производится с помощью анкерных болтов.
Расчет балки
Усилия в элементах балки определяются как для стати-
чески неопределимой стержневой системы. Нормальные
силы в стержнях и изгибающие моменты в узлах от еди-
ничных нагрузок приведены соответственно в табл. III. 11
и III. 12 (приняты по альбому типовых конструкций серии
1.462-3, выпуск 1). Йомерация узлов и правила знаков для
усилий даны на рис.111.39-.
Величины вертикальных нагрузок подсчитаны в табл. Ш.4-3;
Нагрузка на балку:
расчетная погонная q = (0,56 + 0,78 4- 1,96 4- 0,7) 6 4-
+ -1-4’-4- = 30,35 кН/м;
18
расчетная узловая F = 30,35-1,5 = 45,52 кН.
Расчет сжатого элемента верхнего пояса балки
Методика расчета внецентренно сжатого элемента изло-
жена в II.5.
Рассчитываем наиболее напряженный элемент 2 — 3
(рис. III .39). Сечение элемента b X h = 24 X 36 см. Расчет-
ная схема — внецентренно сжатый элемент. В соответствии
с табл. III.11 и 111.12 расчетные усилия в элементе будут
, равны: N = 21,415-45,52 = 975 кН;
/И =~М,_3 = 0,588-45,52 = 26,76 кН-м.
. 164
МС-2-14.
Та блица-Ш.11
Нормальные силы от единичных нагрузок
Стержни Fl F, F, Ft Ft F, Fl Ft Ft F„ Ft, SFt...FB+ +0,5 F, S Pt...Fll
Верхний пояс cd сп ** со ю *— о 1 1 1 1 1 1 1 1 00“-4СТ>СП+^С0ЬО-- —1,152 —0,939 —0,741 —0,570 —0,512 —0,449 —0,389 —0,324 —2,433 —1,983 -1,563 —1,204 —1,080 —0,948 -0,820 —0,684 —3,136 —2,994 —2,385 —1,837 —1,649 —1,447 —1,252 —1,044 —2,839 —3,361 —3,168 —2,469 —2,217 —1,946 —1,684 — 1,403 —2,483 —2,976 —3,387 —3,070 —2,779 —2,445 —2,116 —1,763 —2,123 —2,547 —2,936 —3,233 —3,233 —2,936 —2,547 —2,123 — 1,763 -2,116 —2,445 —2,779 -3,070 —3,387 —2,976 —2,483 — 1,403 — 1,684 -1,946 —2,217 —2,469 —3,168 —3,361 —2,839 —1,044 — 1,252 — 1,447 — 1,649 -1,837 —2,385 —2,994 -3,136 —0,684 —0,820 —0,948 —1,080 —1,204 — 1,563 — 1,983 —2,433 —0,324 —0,389 —0,449 —0,512 —0,570 —0,741 —0,939 —1,152 —13,104 — 13,526 — 12,712 —10,766 —9,853 —8,703 —7,534 —6,279 —19,384 —21,061 —21,415 —20,620. —20,620 —21,415 —21,061 —19,384
Нижний пояс -ч СП Си СО N3 •— О Г Г Г Г Г1' 1' г ао'-4слсл»й>соьа*— + 1,156 +0,943 +0,744 +0,573 +0,509 +0,446 +0,385 +0,321 +2,440 + 1,990 --1,570 + 1,211 +1,074 +0,942 +0,814 +0,677 +3,104 +3,005 +2,395 + 1,848 + 1,639 +1,437 + 1,242 + 1,033 +2,811 +3,333 +3,182 +2,483 +2,204 +1,933 +1,671 + 1,390 +2,459 +2,952 +3,362 +3,088 +2,762 +2,428 +2,099 + 1,746 +2,103 +2,527 +2,915 +3,212 +3,2(2 +2,915 +2,527 +2,103 + 1,746 +2,099 +2,428 +2,762 +3,088 +3,362 +2,952 +2,459 + 1,390 +1,671 + 1,933 +2,204 +2,483 +3,182 +3,333 +2,811 + 1,033 + 1,242 + 1 ,437 + 1,639 + 1,848 +2,395 +3,005 +3,104 +0,677 +0,814 +0,942 + 1,074 + 1,211 +1,570 + 1 ,990 + 2,440 +0,321 +0,385 +0,446 +0,509 +0,573 +0,744 +0,943 + 1,156 + 13,021 + 13,486 +12,710 +10,809 +9,794 +8,643 +7,474 +6,218 + 19,240 +20,961 +21,354 +20,603 +20,603 +21,354 +20,961 + 19,240
Стойки •Ч СП СП 4^ Со ЬО — 1 II 1 1 1 1 СП сл со ьэ >— +0,007 +0,008 +0,008 +0,042 —0,001 —0,003 —0,003 +0,015 +0,017 +0,017 +0,089 —0,003 —0,006 -0,006 —0,487 +0.019 +0,027 +0,135 —0,004 —0,009 —0,009 —0,029 —0,485 +0,028 +0,183 —0,005 —0.012 -0,012 —0,021 —0,024 —0,473 +0,221 —0,004 -0,015 -0,016 —0,019 —0,015 —0,016 —0.232 —0,016 —0,015 —0,019 —0,016 —0,015 -0.004 +0,221 —0,473 —0,024 j—0,021 —0,012 —0,012 —0,005 + 0,183 +0,028 —0,485 —0,029 -0,009 —0,009 —0,004 +0,135 +0,027 +0,019 —0,487 —0,006 —0,006 —0,003 +0,089 +0,017 +0,017 +0,015 —0,003 —0,003 —0,001 +0,042 +0,008 +0,008 +0,007 —0,524 —0,472 —0,401 +0,554 —0,025 —0,052 —0,055 —0,580 —0,525 —0,426 +1,108 —0,426 —0,525 —0,580
Таблица III.12
Изгибающие моменты в узлах от единичных нагрузок
Узлы Стерж- ни Ft F, Ft Ft Ft F, Fi Ft F,. Fit Fit %Ft... Fb+ +0,5 F, SF,... Fii
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15
0 0—1 —0,095 —0,200 +0,076 +0,085 +0,076 +0,065 +0,054 +0,043 +0,032 +0,021 +0,010 —0,026 +0,167
1 1—0 1—1' 1—2 —0,016 +0,098 —0,082 —0,033 +0,207 —0,174 +0,235 +0,050 —0,285 +0,179 —0,234 +0,055 +0,156 —0,219 +0,063 +0,133 —0,188 +0,055 +0,110 —0,157 +0,047 +0,088 —0,125 +0,037 +0,065 —0,092 +0,027 +0,043 —0,061 +0,018 +0,020 —0,028 +0,008 +0,587 —0,191 —0,396 +0,980 —0,748 —0,232
2 2—1 2—2' 2—3 —0,035 +0,104 —0,069 —0,073 +0,218 —0,145 —0,098 +0,319 —0,221 +0,241 +0,082 —0,323 +0,185 —0,210 +0,025 +0,158 —0,196 +0,038 +0,131 —0,167 +0,036 +0,104 —0,133 +0,029 +0,077 —0,098 +0,021 +0,051 —0,065 +0,014 +0,024 —0,031 +0,007 +0,299 +0,415 —0,714 +0,765 —0,177 -0,588
3 см со ci cool —0,035 +0,100 —0,065 —0,075 +0,210 —0,135 —0,113 +0,319 —0,206 —0,134 +0,411 —0,277 +0,208 +0,165 —0,373 +0,149 —0,169 +0,020 +0,122 —0,186 +0,064 +0,097 —0,152 +0,055 —0,072 —0,113 +0.041 +0,047 —0,074 +0,027 +0,022 —0,035 +0,013 —0,075 + 1,120 —1,045 +0,360 +0,475 —0,835
4 4—3 4—4' 4—5 —0,031 +0,041 —0,010 —0,066 +0,088 —0,022 —0,101 +0,134 —0,033 —0,134 +0,179 —0,045 —0,151 +0,210 —0,059 +0,154 0,00 —0,154 +0,059 —0,210 +0,151 +0,045 —0,179 +0,134 +0,033 —0,134 +0,101 +0,022 —0,088 +0,066 +0,010 —0,041 +0,031 —0,406 +0,652 —0,246 —0,160 0,000 +0,160
5 5—4 5—5' 5—6 —0,013 +0,035 —0,022 —0,027 +0,074 -0,047 —0,041 +0,113 —0,072 —0,055 +0,152 —0,097 —0,064 +0,186 —0,122 —0,020 +0,169 —0,149 +0,373 —0,165 —0,208 +0,277 —0,411 +0,134 +0,206 —0,319 +0,113 +0,135 —0,210 +0,075 +0,065 —0,100 +0,035 —0,210 +0,644 —0,434 +0,835 —0,475 —0,360
Продолжение табл: 111.12
1 2 3 4 5 7 8 9 10 11 12 13 14 15
6 6-5 6—6' 6—7 —0,007 +0,031 —0,024 —0,014 +0,065 —0,051 —0,021 +0,098 —0,077 —0,029 +0,133 —0,104 —0,036 +0,167 -0,131 —0,038 +0,196 -0,158 —0,025 +0,323 +0,210—0,082 -^0,185—0,241 +0,221 —0,319 +0,098 +0,145 —0,218 —0,073 +0,069 —0,104 +0,035 —0,126 +0,592 —0,466 +0,588 +0,177 —0,765
7 7—6 7—7' 7—8 —0,008 +0,028 —0,020 —0,018 +0,061 —0,043 —0,027 +0,092 —0,065 —0,037 +0,125 —0,088 —0,047 +0,157 —0,110 -J-0,055 +0,188 —0,133 —0,063 +0,219 —0,156 —0.055 f0,234 —0,179 +0,285 —0,050 —0,235 +0,174 —0,207 +0,033 +0,082 —0,098 +0,016 —0,163 +0,537 —0,392 +0,232 +0,748 —0,980
8 8—7 —0,010 —0,021 —0,032 —0,043 —0,054 —0,065 —0,076 —0,085 —0,076 +0,200 +0,095 —0,192 —0,167
0' O'—1' —0,092 —0,194 +0,075 +0,094 +0,083 +0,071 +0,059 +0,047 +0,035 +0,023 +0,011 +0,001 +0,212
1* 1'—0' 1'—1 1'—2 —0,013 +0,094 —0,081 —0,028 +0,200 —0,172 +0,232 +0,041 —0,273 +0,186 +0,239 +0,053 +0,160 —0,228 +0,068 +0,137 —0,196 +0,059 +0,113 —0,162 +0,049 +0,090 —0,130 +0,040 +0,067 —0,096 +0,029 +0,044 —0,063 +0,019 +0,021 —0,030 +0,009 +0,605 —0,229 —0,376 +1,009 —0,808 —0,201
2' — cm co 'J J J CM CM CM —0,033 +0,101 —0,068 —0,071 +0,214 —0,144 —0,088 +0,309 +0,221 +0,238 +0,074 —0,312 +0,192 —0,213 +0,021 +0,161 —0,204 +0,043 +0,134 —0,172 +0,038 +0,107 —0,138 +0,031 +0,079 —0,102 +0,023 +0,052 —0,067 +0,015 +0,025 —0,032 +0,007 +0,318 +0,385 —0,703 +0,796 —0,229 —0,567
3' CM CO J J J co co co —0,035 +0,097 —0,062 —0,074 +0,205 -0,131 —0,112 +0,312 —0,200 —0,124 +0,396 —0,272 +0,202 +0,153 —0,355 +0,155 —0,174 +0,019 +0,123 —0,200 +0,077 +0,098 -0,162 +0,064 +0,072 —0,120 +0,048 +0,047 —0,078 4-0,031 +0,022 —0,037 +0,015 —0,066 +1,077 -1,011 +0,374 —0,392 —0,766
4' 4'—3' 4'—4 4'—5' —0,029 +0,041 —0,012 —0,060 +0,088 —0,028 —0,092 +0,134 —0,042 —0,123 +0,179 —0,056 —0,132 +0,210 —0,078 +0,155 0,000 —0,155 +0,078 —0,210 +0,132 +0,056 —0,179 +0,123 +0,042 —0,134 +0,092 +0,028 —0,088 (-0,060 —0,012 —0,041 +0,029 —0,359 +0,652 —0,293 —0,065 0,000 +0,065
Продолжение табл. 111,12
1 2 1 3 1 < 1 5 6 7 1 8 9 10 11 1 12 1 13 1 14 к >15
5' 5'—4' 5'—5 5'—6' —0,015 +0,037 —0,022 —0,031 +0,078 —0,047 —0,048 +0,120 —0,072 —0,064 +0,162 —0,098 —0,077 +0,200 —0,123 —0,019 +0,174 —0,155 +0,355 —0,153 —0,202 +0,272 —0,396 +0,124 +0,200 —0,312 +0,112 +0,131 —0,205 +0,074 +0,062 —0,097 +0,035 —0,244 +0,683 —0,439 +0,766 —0,392 —0,374
6' to С0 ь* J J J —0,007 +0,032 —0,025 —0,015 +0,007 —0,052 —0,023 +0,102 —0,079 —0,031 +0,138 —0,107 —0,038 +0,172 —0,134 z 4 —0,043 +0,204 —0,161 —0,021 +0,213 —0,192 +0,312 —0,074 —0,238 +0,221 —0,309 +0,088 +0,144 —0,215 +0,071 +0,068 —0,101 +0,033 —0,135 +0,612 —0,477 +0,567 +0,229 —0,796
Т 7'—6' 7'—7 7'—8' —0,009 +0,030 —0,021 —0,019 +0,063 —0,044 —0,029 +0,096 —0,067 —0,040 +0,130 —0,090 —0,049 +0,162 —0,113 —0,059 +0,196 —0,137 —0,068 +0,228 —0,160 —0,053 +0,239 —0,186 +0,273 —0,041 —0,232 +0,172 —0,200 +0,028 +0,081 —0,094 +0,013 —0,175 +0,579 —0,403 +0,201 +0,808 —1,009
81 8'—7' -0,011. —0,023 —0,035 —0,047 —0,059 —0,071 —0,083 —0,094 —0,075 +0,194 +0,092 —0,210 -0,212
Правила знаков
+М
Ш.39
Таблица Ш.1|
Определение нагрузок на балку
Вид нагрузки Нормативная нагрузка Коэффициент надёжности по нагрузке, Tf Расчетная нагрузка
Вес:
кровли, кН/м3 0,47 1.2 0,56
утеплителя, кН/м* 0,60 1,3 0,78
плиты покрытия с заливкой
швов, кН/м2 1,78 1.1 1,96
балки, кН 104,00 1.1 114,40
снега, кН/м2 0,50 1.4 0,70
Рабочая высота сечения h0 = h — а = 36 — 4 = 32 см.
Эксцентриситет силы е0 — — = —= 0,027 м = 2,7 см.
Расчетная длина элемента /0 = 0,9 I = 0,9-1,5 = 1,35 см.
Радиус инерции поперечного сечения i = 0,29 h =
=0,29-36 = 10,44 см.
Гибкость Л = — — —- = 12,93 < 14, поэтому влия-
i 10,44 У
ние прогиба элемента на его прочность учитывать не будем;
При симметричном армировании
N 2_ 975-103
Rbb “ 17-24-102
= 23,9. СМ,
В = = ~- = 0,75 > = 0,52,
т. е. имеет место случай сжатия с малым эксцентриситетом.
По формуле (11.69) находим:
е = 2,7+ — — 4 = 16,7 см.
2
Согласно формуле (11.71)
- 975-Ю3
п —------------------
17-0,9-24.32- 10а
= 0,83 >Ед=0,52,
По формуле (11.73) —
а____4_
*7 ~~32
= 0,125.
172
0,83
1 16,7 0,83 \
I-------— ] । -------]
\ 32 2 /
= — 0,06 <0;
I —0,125
По формуле (11.74) —
» 0,83(1—0,52)
= 1—0,52
по формуле (11.75) —
= 0,83 > L = 0.52;
A
16,7 0,83 / 0,83 \
Д = Л’ = 975'103 . 32 ~ °.83 \ ~ 2 /
s s 365-102 * 1 —0,125
Принимаем As = A' = 4,02 cm8, 2 0 16A- III.
Расчет растянутого элемента нижнего пояса
Рассчитываем наиболее напряженный элемент 2' — 3'
(рис. Ш.39). Сечение элемента b X h = 24 X 36 см. Расчет-
ная схема — внецентренно растянутый элемент. В соответст-
вии с табл. III. 11 и III. 12 расчетные усилия в элементе
составят N = 21,354 -45,52 = 972 кН; М = Л42,_3, = 0,567 х
X45,52 = 25,8 кН-м.
Рабочая высота сечения h0 = h — а = 36 — 6 = 30 см.
_ М 25,8 _ „
Эксцентриситет силы е0 = = 0,026 м = 2,6 см,
продольная сила N приложена между равнодействующими
усилиями в арматуре S и S'. Расчет выполняем из условия:
Ne^RsA's(h0-a).
При этом TVe = кМ + N -----аЛ,
где к = 0,7 — коэффициент, учитывающий перераспределение
изгибающих моментов вследствие пластических деформаций
бетона и образования трещин; at = а ~ а' = 6 см.
Получаем:
№ = 0,7-25,8 + 972 — 0,06 j =
. ... N 134,7-10»
134,7 кН-м;
— 11,00 см2.
fls(ft0 — а') 510(30 — 6) 10»
Принимаем 3022A-IV, Д = 11,4 см8.
173
Всего в нижнем поясе балки 6022А-IV, ЛЕ + Л' =
₽ 22.81 см2.
Расчет сжатой стойки
Рассчитываем наиболее напряженную стойку 1 — 1' (рис.
II 1.39). Сечение стойки b X h = 24 X 50 см. Расчетная схе-
ма— внецентренно сжатый элемент. В соответствии с табл.
III.II и III.12 расчетные усилия в стойке будут равны:
N = 0,580-45,52 = 26,4 кН;
М = Л41,_] = 0,808-45,52 = 36,78 кН-м.
Рабочая высота сечения h0 — h — а = 50 — 5 = 45 см
Л4 36,78 , r\r\ 1 пп
Эксцентриситет силы е0 = — = =? 1,39 м = 13У см
Расчетная длина стойки 10 = 0,8 I = 0,8-1,26 — 1,01 м,
/ = о,89+ = 1,26 м.
12
Радиус инерции поперечного сечения z = 0,29Л.=
= 0,29-50 = 14,5 см.
Гибкость X = — = ——— = 8,69 <С 1.4, поэтому влияние
i 14,5
прогиба элемента на его прочность учитывать не будем.
При симметричном армировании
N 26,4-10’ п се
х = — =--------------= 0,65 см,
Rbb 17-24-10’
В = — = — = 0,014 < L = 0,52,
Ло 45 «
т. е. имеет место случай сжатия с большим эксцентрисите-
том.
По формуле (11.69) находим:
е = 139+ — — 5= 159 см;
2
по формуле (111.34) —
ЛЕ = Л' =
S S
/ 26,4 • 1 О3 \
26,4.103 (159--45+-——)
365 (45 — 5) 102
= 2,07 см2.
Принимаем по конструктивным требованиям 20 -16А-Ш,
As = Л; = 4,02 см2.
174
Расчет растянутой стойки
Рассчитываем стойку 4 — 4' (рис. II 1.39). Сечение стойки
b X h = 24 X 50 см. В соответствии с табл. 111.11 и 111.12
расчетные усилия в стойке составят: N = 1,108-45,52 =
= 50,44 кН; Л4-=0. Расчетная схема — центрально растя-
нутый элемент.
Расчетное условие: Л < Rs As м.
Площадь сечения всей продольной арматуры
Д = -^-
s-'0' Rs
50,44-103
365-10г
= 1,38 СМ2.
Принимаем4 4 016A-1II, ^s/o: = 8,04 см2.
Расчет прочности балки по наклонному сечению на
действие поперечной силы
Поперечная сила QA = QB = ± 0,5 ql = ±0,5 -30,35 X
X 17,7 = ±268,6 кН. Приопорная часть балки армирована
двумя вертикальными плоскими каркасами, объединенными в
пространственный каркас. Принимаем поперечные стержни:
0 8А-Ш, А,да = 1,01 см2 с шагом s = 200 мм. Сжатая
грань балки наклонена к продольной оси под углом 0, а
растянутая — параллельна ей.
Назначаем, величину сь из условия:
с _ ______। %г 0 + Ф/ + Фп)__________
b ° фц(1 + ф«) ~<Рб2 (1 ±ф/ + ф«) tg₽
’ 15'
где h0 — 89 ± = 90,25 см (у начала наклонного сече-
ния в растянутой зоне); <рю = 2; ср( = 0 (сечение прямо-
угольное); <рп = 0,5; <рм = 0,6; tg 0 = -L- = 0,083.
Получаем
пл ок 2 (1 ± 0,5) . 1 « _>
ch = 90,25------------ ----------------- =416,5 см.
ь 0,6(1 ±0,5) — 2 (1 ±0,5) 0,083
Принимаем сь = 323— 15 = 308 см.
Величина поперечной силы Qb, воспринимаемой бетоном
сжатой зоны,
175
Qb = <Pb2 (1 + <P, + <P„) Rbt b + = 2(1 +
cb
+ 0,5) 1,2 • 24 (90'2- ^•2’0-83-)2- =3762 МПа-cm2 =
308
= 376,2 кН ><pfc3(l +<pn)/?Mt(/i0 + cbtg₽) = 0,6(1 +
+ 0,5) 1,2.24(90,25 + 308-0,083) =3002 МПм-см2 =
= 300,2 кН и Qb = 376,2 кН > Q = 268,6 кН.
Следовательно, поперечная арматура по расчету не тре-
буется, она принимается конструктивно (208A-I1I с ша-
гом s = 200 мм).
Г л а в а IV. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ КАРКАСНЫХ
ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИИ ДЛЯ СТРОИТЕЛЬСТВА
в сейсмических районах
IV.1. ОБЪЕМНО-ПЛАНИРОВОЧНЫЕ И КОНСТРУКТИВНЫЕ
РЕШЕНИЯ МНОГОЭТАЖНЫХ КАРКАСНЫХ И ГРАЖДАНСКИХ
ЗДАНИЙ ДЛЯ СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНОВ
Каркасная .система многоэтажных гражданских зданий
используется в основном для зданий административного и
общественного назначения, реже — для жилых домов. По
статической схеме работы применяемые в сейсмостойком строи-
тельстве каркасные системы можно подразделить на две раз-
новидности: рамные и рам1ю- связевые. В каркасах рамной
системы (рис. IV. 1) все вертикальные и горизонтальные на-
грузки (ветровые и сейсмические) воспринимаются рамами.
Узлы сопряжения ригелей с колоннами выполняются жест-
кими, узловые моменты от горизонтальной нагрузки возрас-
тают к низу здания, поэтому при большой этажности не уда-
ется сохранить постоянство сечений одноименных элементов
в верхних и нижних этажах.
В каркасах рамно-связевой системы (рйс. IV. 2) горизон-
тальные нагрузки воспринимаются как рамами 1, так и свя-
зями, т. е. диафрагмами жесткости 2. Степень их участия в
работе определяется соотношением жесткостей.
В расчетных схемах рамно-связевых систем рамы и ди-
афрагмы жесткости изображаются стоящими рядом в одной
176
плоскости и соединенными
стержнями- связями <3, так
как горизонтальные переме-
щения их в каждом уровне
равны. Стержнями- связями
между многоэтажной рамой
и вертикальной диафрагмой
служат междуэтажные пе-
рекрытия, которые считают-
ся несжимаемыми и нерас-
тяжимыми. Поскольку уси-
лия в элементах рамно-свя-
зевой системы распределя-
ются по высоте здания рав-
номернее, чем в рамном
каркасе, легче унифициро-
вать элементы.
Размещение вертикаль-
ных диафрагм в многоэтаж-
ных зданиях' должно обес-
печивать необходимую жест-
кость здания в обоих на-
правлениях, препятствовать
кручению в плане и не соз-
давать больших температур-
ных усилий или неравномер-
ных осевых деформаций ее
вертикальных элементов.
Неизменяемость каркаса в
вертикальной плоскости обес-
печивается' постановкой вер-
тикальных диафрагм жест-
кости в обоих направлениях
и жесткостью рамных узлов
в сопряжениях ригелей с
колоннами. Поперечные диа-
фрагмы жесткости распола-
гаются равномерно вдоль здания не реже, чем через 18 — 20 м,
и отстоят от торцов здания не более, чем на величину
одного продольного шага. В обоих направлениях диафрагмы
жесткости располагаются симметрично относительно осей зда-
ния в плане.
План расположения рам и диафрагм жесткости в адми-
нистративном 16-этажном здании представлен на рис. IV.3,
12—2286
IV.2
а в здании 8- этажного инженерно- лабораторного корпуса —
на рис. IV.4. На этих рисунках Р1—торцевая поперечная
рама (рядовая); Р2 — рядовая поперечная рама; РЗ — связе-
вая поперечная рама (рамодиафрагма); Р4 — связевая продоль-
ная рама; Р5 — рядовая продольная рама (пристенная).
178
ooow
179
Диафрагмы жесткости проектируются в виде плоских па-
нелей. Расположенные в плоскости несущих рам диафрагмы
на верхнем обрезе имеют полки для опирания панелей пере-
крытия, продольные диафрагмы — плоские. Диафрагмы проек-
тируются как сплошные (глухие), так и с дверным про-
емом.
С I января 1986 г. введены в действие типовые конст-
рукции серии 1.020.1-2с «Конструкции каркаса межвидового
применения многоэтажных общественных зданий, производст-
венных и вспомогательных зданий промышленных предприя-
тий для строительства в районах сейсмичностью 7, 8 и 9 бал-
лов». Конструкции каркаса предназначены для использования
при нагрузках от собственного веса несущих и ограждающих
конструкций, эксплуатационной полезной нагрузке, нагрузке
от давления грунта на стены подвалов и техподполий, для
зданий, возводимых в I — V районах СССР по скоростному
напору ветра и в районах сейсмичностью . 7, 8 и 9 бал-
лов.
Конструкции каркаса предназначены для применения в
строительстве зданий со следующими объемно- планировочны-
ми параметрами:
— этажность зданий от 1 до 16;
— высота этажей 2,8; 3,0; 3,3; 3,6; 4,2; 4,8; 5,4; 6,0
и 7,2 м, а также сочетания высот 4,2 + 3,3; 4,8 4- 3,6;
6,0 + 4,8; 7,2 + 6,0 м, где первый размер соответствует вы-
соте первого этажа;
— здания с полами по грунту, с техподпольем 2,0 м и с
подвалами высотой 3,2; 3,4; 3,7; 4,0 и 4,6 м;
— пролеты рам в поперечном направлении 3,0; 6,0; 7,2;
9,0 м;
— пролеты рам в продольном направлении 3,0; 6,0; 7,2;
9,0 м;
— расчетная нагрузка на перекрытие (без учета собст-
венного веса плит) 4; 5; 6; 8; 10; 12,5; 16; 21 кН/м2.
Конструкции серии 1.020.1-2с применяются в неагрессив-
ных, слабо-и среднеагрессивных газовых средах, в рамных
и в рамно-связевых схемах зданий различного назначения.
Номенклатура каркаса содержит следующие изделия:
— колонны сечением 400 X 400 мм для всех типов зда-
ний любой этажности;
— ригели высотой 450 мм для зданий с высотами этажей
2,8; 3,0; 3,3 м и высотой 600 мм — для всех остальных
высот (рис. IV.5, а, б);
180
181
IV.6
— диафрагмы жесткости (рис. IV. 5, а, б).
В составе номенклатуры используются изделия других
серий: фундаменты для колонн сечением 400 X 400 мм
(рис. IV.7); стены наружные из однослойных, панелей; пли-
ты перекрытий — многопустотные и ребристые; элементы
лестниц; вентиляционные блоки.
182
IV.2. РАСЧЕТНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ДЛЯ МНОГОЭТАЖНЫХ
КАРКАСНЫХ ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙ
При расчете многоэтажных каркасных зданий в настоя-
щее время ориентируются на использование пакетов приклад-
ных программ для расчета комбинированных систем, осно-
ванных на методе конечных элементов (ППП АПЖБК,
МАРСС ЕС-6, СПРИНТ, Контур и др.). Предполагается,
что имеется доступ к техническим и программным средстваи
либо непосредственно, либо через другие институты.
В зависимости от этажности здания, нагрузки на пере-
крытия, района строительства по скоростному напору ветра и
сейсмичности можно применять следующие конструктивные
схемы;
— рамные, пространственная неизменяемость которых,
обеспечивается жестким соединением колонн и ригелей;
— рамно-связевые, в которых несущими конструкциями,,
воспринимающими горизонтальные нагрузки, являются рамы
и рамодиафрагмы;
— комбинации этих двух схем.
Диафрагмы жесткости представляют собой сборные же-’
лезобетонные панели внутренних стен, объединяемые между
собой и с примыкающими колоннами каркаса связями (за-
кладными изделиями, анкерами, шпонками), которые обеспечи-
вают совместную работу их элементов. С помощью этих свя-
зей происходит перераспределение расчетных усилий между
колоннами и стенкой диафрагмы.
183;.
Сейсмическое воздействие задается в зависимости от рас-
четной схемы сооружения:
а) при обычной плоской расчетной схеме (моделирование
здания одной плоской рамой) используется одномерная дина-
мическая модель в виде консоли с сосредоточенными массами
и расчет производится по соответствующему разделу -про-
граммных средств без изменения:
б) при пространственной расчетной схеме и отсутствии
необходимости учета крутильных форм колебаний расчет про-
изводится также программными средствами без изменения,
хотя динамическая модель может быть двухмерной;
в) при использовании двухмерной динамической модели в
виде плоской перекрестной системы стержней, несущей в уз-
лах сосредоточенные массы, расчет производится с учетом
крутильных форм колебаний.
Расчетную схему здания до 9 этажей, длиной до 30 м
в каркасе, серии 1.020.1-2с представляют в поперечном и
продольном направлениях в виде плоских рам с жесткими
узлами и жестким защемлением колонн в основании. Расчет
этих зданий на сейсмические воздействия производится с уче-
том крутильных форм колебаний, при этом принимается
пространственная расчетная схема, в которой междуэтажное
перекрытие считается абсолютно жестким в своей плоскости,
а массы на уровне междуэтажного перекрытия сосредоточи-
ваются в отдельных точках.
Здания высотой 9 — 16 этажей, как точечные, так и про-
тяженные в плане, рассчитываются на основе пространствен-
ной расчетной схемы, при этом на горизонтальные динами-
ческие нагрузки расчет производится либо как пространствен-
ной трехмерной системы (вариант 1), либо как перекрестной
системы стержней, несущей горизонтальную нагрузку, дейст-
вующую перпендикулярно плоскости системы (вариант 2).
IV.3. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО
НАПРЯЖЕННОЙ МНОГОПУСТОТНОЙ плиты
МЕЖДУЭТАЖНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
Исходные данные: 1) нормативные временные нагрузки:
а) длительно действующая 2,2 кН/м2; б) кратковременная
1,8 кН/м2; 2) вес пола и перегородок 2,5 кН/м2; 3) бетон
тяжелый класса ВЗО; 4) арматура: а) напрягаемая продоль-
ная— из стали класса А-IV; б) поперечная — из стали клас-
са А-1; 5) способ напряжения арматуры — электротермический
184
IV,8
185
на упоры формы; 6) технология изготовления плиты —по-
точно- агрегатная.
Конструкция плиты представлена на рис. IV.8. Размеры
плиты на плане 5660 X 1590 мм. Высота плиты 220 мм.
Плита армирована продольными напрягаемыми стержнями,
сварной сеткой С1 из холоднотянутой проволоки класса Bp-1,
сварными сетками С2 (1 шт.) и СЗ (2 шт.). В боковых стен-
ках плиты имеются пазы для шпонок. Нагрузки, действую-
щие на плиту, определены в табл. 1V.1.
Таблица IV. 1
Определение нагрузок на плиту
Вид нагрузки Нормативная, кН/м Ко эффнциент надежности по нагрузке, расчетная, кН/м
Постоянная от веса: пола и перегородок плиты перекрытия 2,5 • 1,6 = 4,0 3 • 1,6 =4,8 1,1 1,1 4,4 5,3
Итого: Временная: длительная кратковременная gser = 8,8 2,2 • 1,6 = 3,52 1,8- 1,6 = 2,88 1,05 1,30 g = 9,7 3,70 3,74
Итого: &ser — 5,40 — t> = 7,44
Всего: Pser — £ser 4“ vser I— = 15,20 — Р =d+v= = 17,14
Определение усилий, действующих в плите
Расчетная схема плиты дана на рис. IV.9. Расчетный про-
лет плиты 1= 6000------2 — 20-2---------2 = 5560 мм
2 2
(рис. IV. 10).
Величины изгибающих моментов в середине пролета пли-
ты: от полной нормативной нагрузки
,, 15,2-5,562 тл
Mser =----------— = 58,73 кН • м;
8
от нормативной кратковременной нагрузки
'ах 2,88-5,562 ., .„ u
:~—- ==Н,13кН -м;
о
186
от Нормативной длительно действующей нагрузки
(8,8 + 3,52) 5,562 сп ,,
Mser2 >= - - 47,60 кН • м;
О
от полной расчетной нагрузки
17,14-5,562- с оо ,,
Л4 аз —!-----!— — 66,23 кН -м.
8
Поперечная сила от полной расчетной нагрузки
Q - ± 0,5 pl = ± 0,5 • 17,14 • 5.56 = ± 47,65 кН.
187
Расчет плиты по предельным состояниям первой группы
Расчет по прочности сечений, нормальных к продольной
оси элемента. Расчетное эквивалентное сечение плиты в про-
лете представляет собой двутавр (рис. IV. 11). Оно получено
из проектного сечения плиты (рис. IV.8). Рабочая высота се-
чения /:0 == h — а — 22 — 2,3 — 19,7 см, где а = с + —•
Толщина защитного слоя бетона принята с = 1,5 см и диа-
метр продольного стержня d— 1,6 см, т.е. а= 1,5+ — =
*= 2,3 см.
Определяем положение нейтральной оси:
I hi \ / 3.85 \
Rbb'fh't ( h0--i I = 17 - 159-3,85 I 19,7-----— 1100 =
= 18- ЮвМПа-см3•= 180 -кН-м>М = 66,23 кН-м.
Следовательно, нейтральная ось проходит в полке тав-
ра, поэтому расчет выполняем как для прямоугольного се-
чения шириной b’f = 159 см.
Вычисляем по формуле (11.25) характеристику сжатой
зоны бетона: а> = 0,85 — 0,008 • 17 = 0,71, os7?= 163 МПа;
oscu = 400 МПа (см. выше, П.З).
ГРаничное значение относительной высоты сжатой зоны
определяем по формуле (11.24):
=----------------------------------= 0,52.
163 / । 0,71 \
400 ( — 1,1 /
188
По формуле (11.27) находим величину
= 66,23-10^-----0
° 17.0.9-159-19,73-102
а по ней— £ = 0,062, о = 0,969 [1, табл. III.1].
£ = 0,062 < £й = 0,52, т.е. условие выполняется;
Tse = i.2.
Высота сжатой зоны сечения х= £/г0 —0,062- 19,7 =
= 1,22 см< h't — 3,85 см.
Требуемую площадь сечения продольной напрягаемой ар-
матуры определяем по формуле (11.29):
. 66,23-юз _ с_ ,
А„п =------------:-----------= 5,67 см2.
sp 1,2-510-0,969-19,7-Ю2
По сортаменту арматурной стали принимаем 5 0 14A-IV,
Asp = 7,69 см2 > 5,67 см2.
Коэффициент армирования
Asp
ix = ---------7------¥-----------------100 =
bhv + (bj — b)hf-j (bf~b) (hf -a)
7,69
100 =
45-19,7±(159—45) 3,854-(1.59—45) (3.85—2,3)
= 0,51 % > p.mln = 0,05 %.
Расчет плиты на прочность сечений, наклонных к про-
- дольной оси плиты, при действии поперечной силы
Поперечная сила Q = ±47,65 кН. Согласно п.5.27 [16]
при высоте плиты меньше 450 мм шаг хомутов s должен
быть' не более — и не более 150 мм. Принимаем s= 100 мм.
Этот шаг распространяем на 1/4/ от каждой опоры. В по-
перечном сечении плиты принимаем четыре каркаса. Задаем-
ся поперечным стержнем С 6А- 1. Площадь сечения попе-
речной арматуры Asw = 4 • 0,283 = 1,18 'см2.
Проверяем условие (II.30). Для этого определяем
Es 21-104 _о. ч
а = — = ----------= 7,24;,\/
Еь 29-103 .
и = -А™ = _L*3_ = 0QQ25;
bs . ,'45-10
3 •
по формуле (11.31) находим
= 1 ± 5 • 7,24 • 0,0025 = 1,09 < 1,3,
189
а по формуле (11.32).
Ф61 = 1—0,01-17 = 0,83.
Проверка условия (II.30):
О,3фто1фи/?66йо = 0,3-1,09-0,83-17-45-19,7=»
= 4090 МПа • см2 = 409 кН > Q = 47,65 кН.
Следовательно, условие выполняется, и зияющие трещи-
ны не раскроются.
Расчет плиты на действие поперечной силы для обеспе-
чения прочности по наклонному сечению производится по ус-
ловию (11.33):
b'f b + 3h'f = 45 + 3 - 3,85 = 56,55 см.
Принимаем b'f = 56,55 см.
По формуле (11.35) определяем
Ф7 = 0,75 J56-55-45) 3>85 = 0,0376 < 0,5.
7 45-19,7 ’ ’
Поскольку усилие предварительного обжатия Р еще не
подсчитано, принимаем фя = 0,5.
1 + Ф/ + Ф„ = 1 + 0,0376 + 0,5 = 1,5376 > 1,5.
Принимаем 1 + фу + ф„ = 1,5.
Усилие в поперечных стержнях на единицу длины пли-
ты определяем по формуле (11.38):
175-1,13 1 п -7-7 ЛЛТ*Г
•7sw=----~—=19,77 МПа-см.
По формуле (11.39) вычисляем длину проекции опасной
наклонной трещины на продольную ось элемента:
_ / 2-1,5-1,2-45-19,7s сс оп
‘•“V------------йл—“ = 5ВД9™- ,
Так как с0 = 56,39 см > 2й0 = 2 • 19,7 = 39,4 см, при-
нимаем с0 — 39,4 см.
По формуле (11.34) определяем величину Q6:
Оь =----:-----------— = 1595,7 МПа - см2 = 159,57 кН.
6 39,4
Qb = 159,57 кН > Q = 47,65 кН,
190
следовательно, поперечная арматура по расчету не требует-
ся, она принимается по конструктивным условиям: 40.6А-1
с шагом s=10 см.
Расчет плиты по предельным состояниям второй груп-
пы. Определение геометрических характеристик приведен-
ного сечения (рис.IV.12)
Высота стенки сечения плиты hw'=h — (h't + hf) = 22—
— (3,85 +3,85) = 14,3 см.
Площадь бетона в поперечном сечении плиты
А = d' h'f + bhw+bfhf = 159 - 3,85 + 45 • 14,3 +
+ 159-3,85= 1870 см2.
Коэффициент приведения f
Es 19-104 с е(-
а = —- =----------= 6,55.
Еь 29-103
Площадь напрягаемой арматуры, приведенной к сечению
бетона, a Asp = 6,55 • 7,69 = 50,4 см2.
Площадь приведенного сечения плиты Ared — А + a AsP=
= 1870 + 50,4 = 1920 см2.
Расстояния от нижней грани сечения до центра тяжести
соответствующей части площади сечения плиты: dt—h —
— = 22 — = 20,08 см; ds = hf +
+ = 3,85 + -^ = 11 см; d3 = -^ =
1 2 2 3 2
3,85 , по
= —:— = 1,92 см.
2 4
191
Статический момент площади приведенного еечения от-
носительно нижней грани
sred = b'f + bhwd2 + bthfds + a Aspa =>
= 159-3,85 -20,08 + 45- 14,3-11 + 159-3,85-1,92 +
+ 50,4-2,3 = 20691 cm3.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приве-
денного сечения
Sred 20691 1А_С
и = —=-------------— Ю,75 см.
Ared 1920
Расстояния от центра тяжести приведенного сечения до
центра тяжести соответствующей части площади сечения
плиты:
, . ht 3,85
< = (h — у)-----£ = (22 — 10,75)-----— = 9,33 CM;
d’2 = d2 — у — 11 — 10,75 = 0,25 см;
d'=y — h-L= 10,75—^- = 8,83 см;
3 2 2
d'4 = у — a= 10,75 — 2,3 = 8,45 см.
Момент инерции приведенного сечения относительно его
центра тяжести
Ir*d = b'f h'i [ + Ц')2 ] + bhw [ + (d')8 j +
Г h2 1
+ bfhf [-^- + (d;)2 J+aAp (<)2 =
= 159 • 3,85 + 9.332) + 45- 14,3 +0,252) +
+ 159-3,85 (-^- + 8,832) +50,4 -8,452= 117120 см4.
Эксцентриситет усилия предварительного обжатия Р от-
носительно центра тяжести приведенного сечения еор = d’i^t
= 8,45 см.
192
Предварительное напряжение в напрягаемой арматуре
<jsp — Rs,ser — р — 590 — 90 — 500 МПа,
р = зо + ±= 30 + — = 90 МПа.
I 6
Передаточная прочность бетона Rbp~ 0,7В — 0,7• 30 =
= 21 МПа>11МПа.
Потери предварительного напряжения арматуры опреде-
ляем согласно [16, табл.5].
Первые потери напряжения:
от релаксации напряжений арматуры
ох = 0,03 usp = 0,03 • 500 = 15 МПа,
от температурного перепада при A t = 65°С
о2~ = 1,25 А/ = 1,25-65 = 81 МПа.
Усилие предварительного обжатия с учетом потерь на-
пряжения Oj и о2
Ро =* (Ър ~ <4 Asp = (500 - 15 - 81) 7,69 =
= 3100 МПа-см2 = 310 кН.
Сжимающие напряжения в бетоне в стадии предваритель-
ного обжатия на уровне центра тяжести напрягаемой арма-
туры
о = Р° Р°е°р _ 3100
°bp Ared + Ired 1920
3100-8.452
117120
= 3,5 МПа.
Коэффициент а = 0,25 + 0,025 Rbp = 0,25 + 0,025 X
X 21 =0,775 <0,8.
Отношение —ЬА_ — = 0,17 < а = 0,775.
RbP 21
Потери от быстронатекающей ползучести бетона
о,. = 40 0,85 = 40 • 0,17 • 0,85 = 5,78 МПа.
6 Rbp
Усилие предварительного обжатия с учетом первых по-
терь
Р01 = fop — — о2 — о6) Asp = (500 — 15 — 81 — 5,78) х
X 7,69 = 3062МПа-см2 = 306,2 кН.
13—2286
193
Вторые потери преднапряжения:
от усадки бетона класса ВЗО
о8 — 35 МПа;
от ползучести бетона при = 0,17 <0,75
Rbp
о9 = 150а= 150.0,85-0,17 = 21,67 МПа.
#Ьр
Суммарные потери предварительного напряжения арматуры
о tot ~ °i ~Ь °2 4“ °в Ч- °8 4~ °9 = 15 4-81 + 5,78 +
+ 35 + 21,67 = 158,45 МПа > 100 МПа.
Усилие предварительного обжатия с учетом всех потерь
?02 = (о,р - olol) Asp = (500 - 158,45) 7,69 =
= 2626 МПа - см2 = 262,6 кН.
Проверка плиты на образование трещин, нормальных
к продольной оси, в нижней зоне сечения, растянутой от
эксплуатационной нагрузки
Момент сопротивления приведенного сечения плиты от-
носительно нижней растянутой грани:
как для упругих материалов
W. = = 117120 = 10900 см3,
У 10,75
с у 1егом неупругих деформаций растянутого бетона
Wpl = у W, = 1,5 - 10900 = 16400 см3.
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до
условной ядровой точки
По формуле (11.41) находим:
Мсгс = 1,8 - 16400 • 0,1 4- 262,6(8,45 + 4,54) =6363 кН-см=
= 63,63 кН-м.
М. = М... = 58,73 кН • м < Мсгс = 63,63 кН • м,
194
следовательно, в стадии эксплуатации в нижней зоне пли гы
трещины не образуются.
Определение прогиба плиты
По формулам (11.46 —11.50) вычисляем кривизну плиты:
1
1
/2
1 \
= 3,85 • 10“® 1/см;
= 32,93.10-» 1/см;
7,69- 10 6 1/см;
з
1
- 1113___________
0,85-'29-103-1-17120-0,1
_________4760-2_________
0,85-29-103-117120-0,1
_________262,6-8,45
0,85-29-103-117120-0,2
2,98-10—1 . г . „ . п_я .,
— —-——— = 15,13. 10 6 1/см.
19,7
оь — °в + °9 ~ 35 + 21,67 = 56,67 МПа;
еь = = -56’6-- = 2,98 • IO”4.
6 Es 19-104
Согласно формуле (11.45) полная кривизна плиты
= (3,85 + 32,93 — 7,69— 15,13) 10“®= 13,06 • 10~® 1/см.
По формуле (11.44) расчетный прогиб плиты посередине
пролета
fm = — 13,96 • 10-® • 5562 = 0,45 см.
' 48
Согласно [16, табл.4] предельно допустимый прогиб
[Л = — = — = 2,78 см.
200 200
Расчетный прогиб плиты /т=0,45 см < [Л — 2,78 см.
IV.4. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ДИАФРАГМЫ
ЖЕСТКОСТИ
Монтажная схема связевой поперечной рамы примени-
тельно к плану здания на рис .IV.3 представлена на
рис. IV. 13. Конструкция сборной глухой диафрагмы
дана рис. IV. 14. Диафрагмы проектируются как несущие
195
OW 0009 0009 0009 0009 ' 00C9 1 099L
IV.13
нагрузку от перекрытий. Сечение
диафрагм тавровое с полками на
верхнем обрезе. Арматурные эле-
менты диафрагм — сетки, карка-
сы и закладные детали —перед
установкой в форму оснастки
объединяются в пространствен-
ный каркас с помощью соедини-
тельных элементов.
Исходные данные: 1) рассчи-
тывается диафрагма первого эта-
жа; 2) расчетные усилия при осо-
бом сочетании нагрузок: М =
=3275 кН-м; N = 1792 кН; Q =
= 234 кН; 3) бетон, тяжелый
класса В 25; 4) арматура и за-
кладные детали из стали класса
А-I и А-III, сетки — из стали
класса Bp-1.
Схема усилий на расчетный
элемент диафрагмы представлена
на рис. IV. 15. Расчетное сече-
ние диафрагмы дано на рис IV. 16. -I
Принимаем колонны из бето-
на класса В 25 с арматурой
4 0 32 А- III (4 = 4 =
= 32,17 см2).
'j Площадь сечения диафрагмы
А = 16 • 500 + 40 • 40 • 2 =-
J 1 200 см2.
Коэффициент армирования
и =^-100=^ 100 = 0,287%.
г А 11200
- Высота диафрагмы Н — 12 х
х 3 + 1,5 4~ 2 = 39,5 м.
Расчетная длина /0 = р Н =ж
= 1,12-39,5 = 44,24 м.
Эксцентриситет е0 = — =»
= — = j 83 м.
1792
Момент инерции бетонного
сеченйя
196
197
IV. 15
IV. 16
=400
bf = 400
b№ .
1Г
(b’-b) (hp3 lb-b)h^
12 12
2*'
a
_ 16-580^ (40-16) 403 _ /580 40 у
12 "Г ' 1 2 2 )
-- 263 755 200 см4.
12
Радиус инерции сечения
: = /_L = 263755 200 = 153 CM
V A 11 200
Гибкость диафрагмы
X = k = = 28,91 > 14,
i ,1,53
i
198
поэтому расчет ведем с учетом прогиба элемента.
Критическая сила
дг = & ,2.:?7-12!i?63.7.5goo. е 2 339QQ0 мпа.СМ2=
" Р 5802
= 4 233 900 кН.
По формуле (11.62) определяем:
т] —-------------= 1,002.
u 1 792
~ 4 233 900
Центр тяжести площадей арматуры As и Л' находится от
40
ближайшей грани на расстоянии а = а! «= — = 20 см.
v Рабочая высота сечения h0 = h — а = 580 — 20=560 см.
Значение е с учетом прогиба элемента определяем по
формуле (11.69):
е = 183-1,002+ 5|L — 20 = 453,37 см.
Проверяем условие:
' Rbb'fKf «= 14,5-40-40 = 23 200 МПа-см2 = 2-320 кН > N ==
= 1 792 кН,
поэтому расчет выполняем как для прямоугольного сечения.
Определяем высоту сжатой зоны:
М 1 792-163
х =-----= --------- = 30,9 см,
Rbb 14,5-40.10’
| = 2L е §0,9 =, о,О55 < L = 0,56,
й0 560 «
т. е. имеет место первый случай (большого эксцентриси-
тету).
Прочность сечения проверяем из условия:
' Ne^Rbbx(h0 — О,5х) + ^Л'(йо — а')
1 792-4,53 = 8 117,8 кН-м< 14,5-40-30,9 (560 — 0,5 х
X 30,9) + 365-32,17 (560 — 20) = 161 000 000 МПа-см8 =
₽• 161000 кН-м, т. е. прочность сечения в плоскости из-
гиба обеспечена.
199
Глава V. АВТОМАТИЗАЦИЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
V.I. ПРИМЕНЕНИЕ МИКРОЭВМ ДЛЯ РАСЧЕТА
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
В настоящее время широкую сферу применения находят
микроЭВМ типа «Искра 226 -1», «Искра 226- 3», «Электро-
ника ДЗ- 28» и др.
Для микроЭВМ основным алгоритмическим языком яв-
ляется язык «BASIC» (БЕЙСИК). Он разработан специально
для диалоговых систем, предназначен для работы с дисплеем
и дает возможность решать сложные инженерные задачи.
Разработка программы расчета железобетонных конст-
рукций начинается с составления алгоритма расчета. В
V.1
200
качестве примера на рис. V. 1 представлен алгоритм расчета
изгибаемого железобетонного элемента таврового и двутав-
рового профиля (рис. V. 2) на прочность нормального се-
чения (программа ЖБК4). Алгоритм разработан в соответст-
вии со СНиП 2.03.01-84 (16].
Характеристика блоков алгоритма:
1. Пуск.
2. Ввод исходных данных: изгибающий момент, геометри-
ческие размеры сечения, класс бетона, класс арматурной
стали и т. д.
3. Вычисление характеристики сжатой зоны бетона: <о —
= 0,85 — 0,008 Rb.
4. Определение граничного значения относительной высоты
сжатой зоны сечения:
". Подсчет величины Ао:
t\
= L(l—0,5 L).
6. Вычисление несущей способности элемента, если грани-
ца сжатой зоны проходит в полке:
' М — Rb b'^ (h0— 0,5 h’f).
201
7. Определение положения границы сжатой зоны М М.
Если граница проходит в полке, то переход на блок 8,
иначе — на блок 9.
8. Вычисление коэффициента Ло:
° '
9. Определение коэффициента Ло в случае М > М (граница
сжатой зоны проходит в ребре):
М — Rb (b‘ — b) Л' (h0 — о ,5 h')
Ао =---------—------!--------г— •
Rb^bh^
10. Сравнение Ао < (£ с ^). Если Ао < AR, то переход
на блок 11, иначе — на блок 12.
11. Подсчет относительной высоты сжатой зоны сечения:
Е = 1 -У 1 — 2 Ло.
12. Когда A0>AR, увеличиваем рабочую высоту сечения
/10 — h0 Ч- 5 см и переходим на блок 6.
13. Определение коэффициента v: v — 1 — 0,5 £.
14. Вычисление коэффициента yse:
Ъв = п — (п — 0 (2 Л —1
\ ёя
15. Сравнение yse < ц. Если у5в < т), то переход на блок
17, иначе — на блок 16.
16» В случае yss > Ц принимается Т56 = 4 и осуществляется
переход на блок 17.
17. Определение площади сечения растянутой арматуры:
л _ лг .
4 Ъл Rs vh0
18. Вычисление коэффициента армирования:
bhg + (b'f — b)h't + (Ь/ — b) (hf — a)
19. Сравнение p<2%. Еслц p < 2, то осуществляется
переход на блок 20, иначе — на блок 21.
20. Подсчет высоты сечения h = 4- а.
202
21. При |л>2 % увеличивается h0(h0 = h0 4- 5 см) и осу-
ществляется переход на блок 6.
22. Печать результатов расчета.
23. Конец.
Па рис. V. 3 представлена укрупненная блок-схема про-
граммы расчета предварительно напряженного железобетон-
ного изгибаемого элемента по I и II группам предельных
состояний (>КБИЭ2).
203
Характеристика блоков алгоритма:
1. Пуск.
2. Ввод исходных данных.
3. Расчет прочности нормального сечения.
4. Расчет прочности наклонного сечения.
5. Расчет по образованию трещин.
6. Сравнение M,er < Мсгс.
7. Расчет по деформациям.
8. Расчет по раскрытию трещин.
9. Сравнение асгс < \асгс, пред].
10. Расчет по деформациям.
11. Увеличиваем высоту сечения и переходим на блок 3.
12. Сравнение f с [/пред]-
13. Печать результатов расчета.
14. Увеличиваем высоту сечения и переходим на блок 3.
15. Конец.
Чтобы' перейти от формул СНиП па язык «БЕЙСИК»,
необходимо составить таблицу соответствия, например,
табл.У.! к программе ЖБК4.
На рис. V.4 дана программа ЖБК4—расчет прочности
нормального сечения предварительно напряженного железо-
бетонного элемента таврового и двутаврового профиля. На
рис. V.5 представлены результаты расчета для контрольного
примера.
В табл.V.2 приведено соответствие машинных переменных
физическим для программы ЖБИЭ2 — расчет предварительно
напряженного изгибаемого элемента по I и II группам пре-
дельных состояний.
Таблица V. 1
Соответствие физических и машинных переменных для
программы ЖБК.4
Наименование исходных данных Переменные Величина контрольного примера
физическая машинная
1 2 3 4
Максимальный изгибающий момент от расчетной нагрузки, кН • м м м 70,50
Расчетное сопротивление бетона осе- вому сжатию, МПа Rb 7?1 17,00
Расчетное сопротивление арматуры осевому растяжению, МПа Rs Р2 510,00
204
Продолжение табл. V. I
1 J 2 3 4
Условные напряжения в арматуре
растянутой зоны, соответствующие деформациям при Rs, МПа °SR Я4 140,00
Коэффициент условий работы бетона Тб2 C2 0,90
Коэффициент, зависящий от класса арматуры (при подсчете y.ve) П C4 1,20
Ширина, см:
стенки bt Bl 45,00
верхней полки bf B2 159,00
нижней полки bf B3 159,00
Рабочая высота сечения, см Расстояние от крайней растянутой ho H2 19,70 •
грани сечения до уровня располо- < H4 -
жения арматуры S, см a 2,30
Высота полок, см:
верхней h} Hb 3,85
нижней hf H6 3,85
Результаты расчета: Hl 22,00
высота сечения элемента, см h
площадь сечения растянутой арматуры, см’ As A2 6,08
Коэффициент армирования, % p M1 0,41
Таблица V.2
Соответствие физических и машинных переменных
для программы ЖБИЭ2
Наименование исходных данных Переменные
физическая машинная
1 2 3
Максимальный изгибающий момент от расчетной нагрузки, кН • м Коэффициент условий работы бетона Ширина, см: стенки верхней полки нижней полки Рабочая высота сечения, см Расстояние от крайней растянутой грани сечения до уровня расположения арматуры S, см Высота полок, см: верхней нижней Максимальная поперечная сила от расчет- ной нагрузки, кН м %2 *1 bhf По а hf hf Q Af С2 Bl В2 ВЗ Н2 Н4 Н5 Н6 а
Продолжение табл. V.2
1 2 3
Расчетное сопротивление поперечной арма- туры растяжению при расчете по наклон- ному сечению, МПа Диаметр поперечного стержня, мм Количество поперечных стержней в стен- ке элемента, шт. Шаг поперечных стержней, см Максимальный изгибающий момент от нор- мативной нагрузки, кН • м Расчетный пролет, м Температурный перепад. °C Способ натяжения арматуры: механический: N 3 = 1 электротермический N 3 = 2 Вид напрягаемой арматуры: проволочная N4 = 3 стержневая N 4 = 4 Коэффициент, учитывающий влияние не- упругих деформаций бетона растянутой зоны Максимальный изгибающий момент от нор- мативной кратковременной нагрузки, кН • м То же, от постоянной и длительно дейст- вующей временной нагрузки, кН • м Коэффициент, учитывающий схему загру- жения балки Предельно допустимый прогиб, см Диаметр продольных стержней, мм Предельно допустимая ширина кратковре- менного раскрытии трещин, мм То же, длительного раскрытия трещин, мм Результаты расчета: площадь сечения растянутой армату- ры, см2 коэффициент армирования, % Расчетная ширина кратковременного рас- крытия трещин, мм ч То же, длительного раскрытия трещин, мм Расчетный прогиб, см Rsw dsw nsw s Mser I M У M^er, 1 Mser, 2 S fnP d acrc, 1 acrc, 2 As p acrc, 1 acrc, 2 fm R7 из N2 Ul M4 L T N3 N4 C М3 M9 U5 PG LI T6 T7 Л2 Ml T8 T9 P5 (05)
Программы могут быть записаны на гибких магнитных
дисках (ГМД) для микроЭВМ «Искра 226» или на магнит-
ных лентах (МЛ) типа МК-60-1 и МК*60-2 для микроЭВМ
«Электроника ДЗ- 28».
Последовательность представления величин исходных
данных при пользовании программами представлена в табл. V.3.
206
5 REM ************
10 REM АВТОР НИКОЛАЕВ
15 REM ЗАДАЧА ЖБК 4 •
20 REM ************
30 DATA 70.5,17,0.9,1.2/45,159,159,19.7,510»
140,2,3,3.85,3.85
40 READ M.R1,C2,C4,B1,B2,B3,H2,R2,R4,H4,H5,H6
50 PRINT #1'ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ'
60 print ! 3.2 ! ' Ms ' J M , ' R 1 = ' ,'R1 , ’ C2a ' J C2 г
• C4=? ; C4 , ’ в 1 = ' J B1 , ’ В 2=' ,’ В 2 , ' B3= ’ JB3
61 PRINT 'H2=';H2,'R2=';R2,'R4=';R4»*Й4 = ';НА ,
»H5=';н5,'нб=';нб
70 LETW3=0.85-0,008*R1*С2
80 LETW2=W3/(1+<r4/50^) *(1-W3/1 .1 > )
90 LЕТА5=W2*<1-0.5*Ы2)
100 LETM2 = R1 *С2*В2*Н5* (Н2-0,5*Н5) *100/1 0-’5-
110 IFM<=М2THEN140
120 LETA4sCM*10->5-<R1*(B2-B1)*H5*(H2-0.5*H5)>
* 1 00)/(R1 * С 2 * В1 *Н2* 100)
130 GOTO150
140 LETA4 = M*l0-*5/(R1*C2*B2*H2-*2*10 0)
148 GOTO180
150 I FA4< = A5THEN1 80 ’ 4
160 t,ETH2 = H2 + 5
170 GOTO100
180 LETW1=1-SORC1-2*A4)
190 LETV = 1- 0.5 *W1
200 LETC3=C4-<C4-1)*<2*W1/Ы2-1>
202 IFC3<=C4THEN210
203 LETC3=C4
210 LETA2 = M*10"15/(R2*C3*V*H2*1B0)
220 LETM1=<A2/(B1*H2*<E2-81>*H5*(B3-B1>*
(H6-H4))>*100
230 I FM1< = 2THEN260
240 LETH2=H2*5
250 GOTO100
260 LETH1=H2+H4
270 PRINT ’РЕЗУЛЬТАТЫ РАСЧЕТА'
гее print 'Bi=*;bi,'B2=';B2,’вз=';вз,'Hi=*;hir
•<H2=’ ;н2,' h5=' ; H5, ’ H6=* ;нб, • ri = ' ;ri ,' pz = ' ; re,
♦az.” ;a2, *mi = * ;mi
285 PRINT 'НИКОЛАЕВ 16.03,89’
290 PRINT:END
V.4
207
РЕЗУЛЬТАТЫ РАСЧЕТА л
В1»А5,®9 B2«159;®0 B3«lS9.00 Н1» 22.00 Н2Ч9.70
Н5₽ 3.85 Нбе 3.85 R1" 17,00 R2*51O.00 А2» 6.08
Ml* 0.41
ПРОЧНОСТЬ НОРМАЛЬНОГО СЕЧЕНИЯ ОБЕСПЕЧЕНА
/*
Рис. V. б
Величины исходных данных
Таблица V.3
Шифр про- граммы № строки для исходных дан- ных Последовательность представления величин Количест- во величин исходных данных в строке
ЖБК4 30 М, R1, С2, С4, Bl, В2, ВЗ, Н2, R2, R4, H4, Н5, Н7 13
ЖБИЭ2 151 М, С2, Bl, В2, ВЗ, Н2, Н4, Н5, Н6 9
153 Q, R7, U3, N2, Ul, М4, L, Т, N3, N4, С 11
155 М8, М9, U5, Р6, L1, Тб, Т7 7
МикроЭВМ «Электроника ДЗ-28» является машиной ин-
дивидуального (персонального) пользования. Она рассчитана на
одновременную работу на ней одного человека. МикроЭВМ —
настольного исполнения, для нее не требуется специальное
оборудование машинного зала. Комплектация' процессор —
1 шт. (тип 15ВМ 32- 02), дисплей — 1 шт. (тип 15 ИЭ- 00- 013),
алфавитпо- цифровое печатающее устройство (АЦПУ) — 1 шт.
(тип Consul 256). Оперативная память 32 кб, быстродейст-
вие 2 тыс. оп./с.
Для ввода в действие микроЭВМ необходимо включить
электропитание, процессор, дисплей и печатающее устройство,
а затем загрузить интерпретатор:
Для этого необходимо:
1. На клавиатуре дисплея нажать клавиши (ОЧС), (ДУП),
(ЛИН), (РЕД).
2. Вставить в процессор кассету с интерпретатором БЕЙСИК.
3. На клавиатуре процессора набрать: (С) — сброс, 1200
(должны гореть светбдиоды (80) и (40)), (00) — перемот-
ка МЛ, (СЛ) — ввод интерпретатора БЕЙСИК в ОЗУ.
4. После ввода интерпретатора на клавиатуре процессора на-
жать клавишу (КП); на его экране появятся цифры 157107
(это контрольная сумма).
S08
5. Снять кассету интерпретатора и на клавиатуре процессора
нажать клавиши (С), (S) — ввод на дисплей. На процес-
соре загорается лампочка нижнего светодиода. На экра-
не дисплея появится «БЕЙСИК ДЗ-28, вариант ЗА.
Снимите кассету». Далее идет работа только с клавиату-
рой дисплея.
6. Нажать (ПС). После появления на экране «В комплекс вхо-
дит печатающее устройство (0 — нет, I — да)?» набрать 1.
7. Нажать (ПС). После появления «Номера внешних под-
программ?» нажать (ПС), появится «Готов»: микроЭВМ
готова к работе.
Вводится программа, например, REWIND:LOAD ‘ЖБКь-,4’,
и выполняются расчеты.
Порядок выключения микроЭВМ: 1) отключить дисплей,
процессор, печатающее устройство; 2) выключить вилки из
сетевых розеток.
Некоторые операторы:
PRINT #1 — печать.
PRINT#0 — на экран дисплея.
LIST 1—выдача программы на печать.
LIST#0 — выдача программы на экран дисплея.
REWIND:SAVE (ПС)—запись программы на МЛ.
REWIND:LOAD (ПС) — считывание программы с AVI.
RUN (ПС) — пуск для расчета по программе.
Запись программы БЕЙСИК на МЛ:
1. Вводится в микроЭВМ программа БЕЙСИК.
2. Проверяется контрольная сумма 157107 .
3. Нажимается клавиша С .
4. Вставляется новая кассета с МЛ, нажимается клавиша
00 —перемотка.
5. Нажимается клавиша ЗЛ .
6. При повторной записи нажимается клавиша ЗЛ .
Программу БЕЙСИК желательно записать на отдельной
МЛ. На одну МЛ записывается одна за другой несколько
программ для расчетов. На клавиатуре дисплея набирается
:REWIND:SAVE (ПС) — записывается на МЛ первая програм-
ма; после ее записи
:SAVE _ END (ПС).
:REWIND: SKIP iF :SAVE ‘ЖБК_4’ (ПС)—записывается
14—2286
209
на ту же МЛ другая программа вслед за первой программой;
:SAVE _ END (ПС).
:REVIND: SK1P2F: SAVE ‘ЖБК — 6’ (ПС) — записывается
на ту же МЛ третья программа вслед за второй программой;
:SAVE _ END (ПС) и т. д.
Считывание программ с МЛ: на клавиатуре дисплея на-
бирается
:REWIND: LOAD (ПС) — считывается программа, записанная
на МЛ первой.
:REWIND: LOAD ’ЖБК 4’ (ПС) — считывается программа
ЖБК4 и т. д.
Остановка печати: нажимаются на клавиатуре дисплея од-
и П Р
новременно клавиши
СУ
— печатающее уст-
ройство прекратит печатать, закончив строку.
Чтобы продолжить печать, нужно одновременно нажать
на клавиши СУ и Б
Чтобы остановить расчет, который ведет микроЭВМ, не-
обходимо одновременно нажать на клавиши
СУ и Р
затем еще раз нажать на клавишу Р , на экране дисплея
появятся:—. После этого можно ввести другие исходные дан-
ные для нового расчета или другую программу.
Для выдачи на печать каких-либо строк программы необ-
ходимо набрать на клавиатуре дисплея LIST# 1 — 1560,
2820 (ПС), где 1560 — номер строки, с которой нужно пе-
чатать программу; 2820 — номер строки программы, на ко-
торой нужно закончить печать.
Чтобы выдать на печать какую-либо строку программы,
нужно набрать на клавиатуре дисплея номер строки LIST #
# 1 _ 75 (ПС) — па печать будет выдана 75-я строка про-
граммы.
Ошибки микроЭВМ «Электроника ДЗ-28»
О Переполнение памяти, отведенной пользователю.
1 Недопустимый оператор
2 Переполнение строки ввода
3 Недопустимый ограничитель в строке
4 Недопустимый номер строки
5 Несоответствие кавычек в предложении
6 Отсутствие открывающей скобки перед аргументом
функции
210
7 Недопустимый оператор LET
10 Неправильная запись индексов
11 Неправильная размерность индекса; массив не определен
12 Несоответствие скобок в выражении
13 Недопустимый элемент выражения
14 Функция пользователя не определена
15 Неправильное имя переменной
20 Неправильная операция отношения
21 Недопустимый оператор IF
22 Неправильный DIM, СОМ
23 Недостаточно места для массива
24 Неправильный DEF
25 Нет данных для READ
26 Недопустимый оператор DATA
27 Неправильный формат команд в CMD
30 Неправильный формат FOR-NEXT
31 Нет NEXT
32 Не было FOR
33 Переполнение стека FOR/NEXT
34 Нулевой шаг FOR
35 Неправильный формат PRINT
36 Неправильно задан формат печати
37 Недопустимое выражение в TAB
38 Отсутствие открывающей записи в буфере МЛ
40 НС2<НС1
41 Превышение уровня подпрограмм
42 RETURN без COSUB
43 Нет строки для перехода по COSUB или СОТО
44 Нет внешней подпрограммы с указанным номером
45 Неправильное предложение с операторами обслуживания
МЛ и перфоленты
54 Не считан очередной блок данных с МЛ
55 Считанный с МЛ блок не помещается в ОЗУ
59 При загрузке или записи программы с МЛ указан толь-
ко один номер строки
121 Недопустимые знаки при вводе по INPUT
122 Недостаточно данных для INPUT
123 Несуществующая переменная
124 Слишком много данных для INPUT
128 Некорректная операция (ОП) в процессе вычисления
Работа со студентами по расчету элементов железобе-
тонных конструкций с применением микроЭВМ «Электроника
ДЗ-28» в режиме реализации программы ЖБК4:
211
I. После ввода программы на клавиатуре дисплея набира-
ется LIST 10, 150 (ПС)—проверка правильности ввода про-
граммы (эту операцию выполняет лаборант кафедры)
II. Каждый студент самостоятельно набирает на клавиату-
ре дисплея: 30 DATA (ПС)—вводятся исходные данные
задания студента.
41PRINT фЦ 'Николаев 12.05.89'—исходным данным при-
сваивается фамилия студента и указывается дата выпол-
нения расчета.
RUN (ПС)—пуск программы для расчета. Машина выпол-
няет расчет, выдает на печать исходные данные и резуль-
таты расчета.
При пользовании программой ЖБИЭ2 после проверки пра-
вильности ввода программы каждый студент самостоятельно
набирает на клавиатуре дисплея:
151 DATA...........(ПС)
153 DATA...........(ПС)
155 DATA...................(ПС) — вводятся исходные данные
задания студента.
2885 PRINT ‘Николаев 12.05.89’ (ПС) — исходным данным
присваивается фамилия студента и указывается дата
выполнения расчета.
RUN (ПС) — пуск программы для расчета.
Таблица V. 4
Соответствие классов бетона ' и продольной арматуры машинным
переменным
Материал Класс по СНиП 1 2. 03. 01-84 Машинная переменная
Бетон Арматура продольная В 15 В 20 В 25 В 30 В 35 В 40 В 45 В 50 В 55 В 60 А II А III А IV А V А VI 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 2 3 4 5 6
, 212
В процессе расчета на экране дисплея (в диалоговом
режиме) появится «Введите класс бетона от . . .»—необхо-
димо ввести цифровой класс бетона и (ПС). На экране дисп-
лея появится «ДО . . .»— нужно снова ввести цифровой
класс бетона и (ПС). Печатающее устройство выдаст на пе-
чать исходные данные. На экране дисплея появится «Введи-
те класс продольной арматуры от ... » —следует цифрой
ввести класс продольной арматуры и (ПС). На экране дисплея
появится «ДО ...»— нужно снова ввести цифрой класс про-
дольной арматуры и (ПС). Машина продолжит расчет и по
ходу расчета будет выдавать на печать результаты.
Соответствие классов бетона и продольной арматуры ма-
шинным переменным приведено в табл. V. 4.
Результаты расчета расшифровываются согласно таблицам
соответствия в зависимости от используемой программы.
V.2. РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
С ПРИМЕНЕНИЕМ ПАКЕТА ПРИКЛАДНЫХ ПРОГРАММ
ДЛЯ ЭВМ ЕС
Расчет конструкций сейсмостойких зданий различных сис-
тем с применением ЭВМ ЕС ориентируется в настоящее время
на использование существующих пакетов прикладных программ,
основанных на методе конечных элементов, таких, как ППП
АПЖБК, МАРСС ЕС-6, СПРИНТ, «КОНТУР» и др. Неко-
торые пакеты прикладных программ имеют блоки армирования.
Широкое применение в практике расчетов в проектных
институтах получил «Пакет прикладных программ для авто-
матизированного проектирования железобетонных конструк-
ций надземных и подземных сооружений в промышленном
и гражданском строительстве (ППП АПЖБК)», известный
также под названием «Лира». ППП разработан в Киевском
научно-исследовательском институте автоматизированных сис-
тем планирования и управления в строительстве (НИИАСС).
Разработчики: Ковачевский А. И., Городецкий А. С., Каза-
чевский А. М„ Здоровенко В. С., Павловский В. Э.
ППП предназначен для статических (силовые и деформа-
ционные воздействия) и динамических (сейсмические воздейст-
вия, ветровые нагрузки с учетом пульсации ветрового пото-
ка, гармонические колебания) расчетов. Он позволяет про-
вести выбор расчетных сочетаний усилий и подбор арматуры
в сечениях стержней, плит и балок-стенок. В исходные дан-
ные включается информация о геометрии, граничных усло-
виях, структуре и физико-механических свойствах системы.
213
В результате расчета на печать выдаются в табличной
форме перемещения, усилия, расчетные сочетания, формы и
периоды собственных колебаний, данные' по армированию
сечений.
Программное обеспечение пакета разработано на основе
операционной системы ЕС ЭВМ (ОС ЕС). Модули составле-
ния и решения систем канонических уравнений и другие мо-
дули написаны на языке АССЕ.’ЛБЛЕР. Разделы пакета по
организации сервиса, а также модули библиотек конечных
элементов, расчетных сочетаний усилий, подбора арматуры,
определения динамических сил написаны на языке ПЛ/1.
Минимальное техническое обеспечение пакета —комплект
ЕС ЭВМ-1022, имеющий два дисковода по 7,25 мб и опе-
ративную память 256 кб.
Отдельные части ППП в процессе функционирования при-
влекаются в такой последовательности: ввод и обработка ис-
ходных данных; -составление и настройка внутренних форма-
тов; составление канонических уравнений; обращение мат-
рицы канонических уравнений; определение форм, периодов
собственных колебаний и динамических нагрузок; определе-
ние перемещений узлов системы; определение расчетных со-
четаний усилий; унификация сечений по расчетным сочетани-
ям усилий; подбор арматуры в сечениях элементов.
Исходные данные составляются в виде отдельных доку-
ментов [6):
0. Заглавный.
1. Элементы.
2. Шарниры.
3. Жесткостные хардктерпстнки.
4. Координаты.
5. Связи.
6. Типы нагрузок.
7. Величины нагрузок.
8. Расчетные сочетания усилий.
9. Армирование по прочности.
10. Армирование по трещиностойкости.
11. Проверка арматуры.
16. Учет неупругих свойств железобетона.
Составление исходных данных рассмотрим на примере
двухпролетной одноэтажной рамы, описание которой дано
в главе III. Структурная схема рамы представлена на рис.
V.6. Исходные данные приведены на рис. V. 7.
Информация, необходимая для определения сейсмических
сил, приведена в Заглавном (нулевом), шестом и седьмом
214
(й/1; n/г; 2/4; л: 1 - б/z; 1 - 6/8; i - б/g; i: i — з 5; 2:2 — A 6 з: 1 —з
— s;4:2—4—6/l0;i:i-6/i5; 1 — 2:1-6; 3:1-6/16; 1—1/19; 7:0,25 —
0.2 -2/)
(1/2 — 1— 1—2/2 — 2 — 2 -3/2—1—4—5/2—3-5 —6/2—1 —7-8/2
— 2 — 8 — 9/2 — 4 — 10 — 11/2 — 5—11 —12/2 —6-13-14/1 —7—3 —6/1
7—6 — 9/1 — 7—9 —12/1 — 7 — 12 —14/)
(3/1 — S0-26E+5-40 —80/2 -S0-26E + 5 - 40 - 38/3 ^.S0 26E +5
— 40 — 60/4-29952E+3—1599E+3/5— 169728E+2 — 3393E + 2/6 —
— 7488E +3—224640/7 — 999999999/)
(4/0 — 0 — 0/0 — 0 — 7.15 /0 — 0 — 10,95/24 — 0 — 0/24 -0-7,15/24-0 —
—'10,95/48 — 0 0/48 — 0 — 7,15/48 0 — 10,95/72 _ в 0/72 — 0
7,15/72 <-.0^,10.95/7800/78 ^0^10,95/)
(5/1 ^1 ^3^5/R^-l _-4/3/)
(6/2 — 0-3-1 —1/fi — 0 — 3 — 1 — 1/2 — 0 — 5—2 — l/e — 0 — 5 — 3 —
1/5-0 —3-4 —1/3—0 — 3—5 —1/9 — 0 — 3 — 5 — 1/3— 0—5 — 6 —
1/9 -0-5 — 7-1/6 — 0 — 3 — 8 —1/2 — 0— 5 — 9 — 2/fl- 0— 5—10
— 2/3 —0—3 — 11 -2/9-0 —.3 — 11 —2/3—0—5 —12 -2/9 —0
— 5—13 —2/6 — 0—3 —14 —2/1 — 6-3—15-3/2-6—3—15 —
3/5 -6 —3 -16 — 3/6 — 6 —3-16 —3/3-.0 — 1 — 17—3/2 —0-3
—18 —4 /2 — 0 —5 —19 — 4/5-0 —3 — 20 —4/5 —0 —5 —21 —4/8
-0-3—22—4/8—0 —5 —23—4/2 —0 —3 —24 —5/2 —0—5
— 25—5/5 — 0-3-26 — 5/8 — 0 — 3 — 27 — 5/8 — 0 — 5 — 28 —
5/2—5—3 —29 — 6/6 — 5—3 —29-6/2-0 — 1 — 30 — 7/3-0
— 1 —31 — 7/5 — 0 —1 —32 —7/6 — 0 — 1 —33 — 7/8 — 0—1 —
34—7/9 — 0— 1— 35 — 7/11— 0 — 1— 36 — 7/12 — 0 — 1— 37—
7/14 — 0 — 1 — 38 — 7/)
(7/1 — 13,81/2 — 7.8/3— -7,8/4 — 17,8/5 — 39,26 /6 — 2/7— - 2/B
— 58.3/9 — 0.95/10 — -0,95/11 —4,54/12 — 0.18/13 — 0.
216
i 08/15 _ -0,152/16 - 0.114/1? - -0.98/18— 46,4 /19 — -16,2 /20
— 59/21- -25,4/22 - 12.6 / 23 - 4.4/24 — 12.6 /25 — - 4.4 /
гб —92.8/27-12.6/28 -4.4/29— -1,5 — 1.12/30 —25.56/31-35.3?
/32—27,82/33 —5l. 38/34 — 25, 55/35 - 35.32 /36-475.95/
37 _ 1459,84 / 58 —153.55/ )
(6/
0 — 0-.0—0—0—0—0 — i.l—i—1 — 1_0,9/2—,0 — 0—0 — 0 —
0 _ 0 — 1,4 — 0 — 1 _ 0,9 — 0.5 / 2 _ 0 — 0— 0 — 0 _ 0 — 0 — 1, 2 — 0 —
1— 0,9—0/3 — 0—0—I —0—6—0—1,2 - 0 — 1 — 0.9 — 0,9/3 — 0
— 0 — 1—0—5 —0-12-0 — I—0.9—0.9/4 — 0 — 1 —0 — 0 — 0 —0
—1.2 —0 — 1 — 0.9 — 0/5 -0-1 -0 —0 —0 — 0—1 — 0 —0 — 0 —l/^
(9/
7.15— 7.15 -10,71 -5.72 —4—0-1 -300—'A3'— 'A I' — 0.85 — 1 — 1
— I - 0/
3,8 —J.S-7.6-3.S -4-0 -1-500—'A3'—'Al'—0.85 — 1 — 1—1
-0/
F,15 — 7.15 — 10.71 — 5.72 — 4 — 0 — 1 — 4A3‘—"Al' —1— i, 2 — 1,2
— 1 — 0/
3.8 —3.8 —7.6 —3.8 —4 — 0 — 1 — 300—'АЗ' — 'АГ—1 —1.2 — i, 2 —
1-0/)
’(10/3-0.3-4.4—1<-4/) '
V.7
документах. Сейсмическому воздействию присваивается по-
следний номер загружения. Строка 19 документа «О»:
19; 7: 0,25_0,2_2
означает: 7-е загружение представляет собой сейсмическое
воздействие в 8 баллов (А = 0,2); количество учитываемых
форм колебаний KF = 3 (по умолчанию); А2 — 0,25;
категория грунта — 2-я.
После составления исходных данных и их проверки они
печатаются на перфокартах или выводятся с дисплея. В ЭВМ
вводится ППП АПЖБК, затем исходные данные, и ЭВМ вы-
полняет расчет. В процессе расчета на печать выдаются все
необходимые результаты. Расшифровка результатов расчета
не представляет сложности.
216
[ПРИЛОЖЕНИЯ
Справочные данные для расчета и конструирования
железобетонных конструкций
I. Предельно допустимые прогибы железобетонных конструкций
Предельно до-
Элементы конструкций пустимые про- гибы, см
1 2
1. Подкрановые балки при кранах: //500
ручных
электрических //600
2. Перекрытия с плоским потолком и элементы по-
крытая (кроме указанных в поз. 4) при проле-
тах, м:
j /<6 //200
1 6 < 1 < 7,5 3
0 7,5 //250
3. Перекрытия с ребристым потолком и элементы лест-
ниц при пролетах, м:
/<5 //200
5 < 1 < 10 2,5
О 10 //400
4. Элементы покрытий сельскохозяйственных зданий
: производственного назначения при пролетах, м:
Кб //150
6< /^ 10 4
Z > 10 //250
5. Навесные стеновые панели (при расчете из плоское-
ти) при пролетах, м:
/<6 //200
6 < 1 < 7,5 3
/>7,5 //260
Обозначение: I — пролег балок или плит; для консолей прини-
мается значение I, равное удвоенному вылету консоли.
Примечание. Пределы» допустимые прогибы по поз. 1 и
5 обусловлены технологическими и конструктивными, а по поз. 2—4—
эстетическими требованиями.
217
813
2. Нормативные Rbn, Rbtn и расчетные сопротивления бетона для предельных состояний второй группы R^,ser
Rbtiser< МПа
Вид сопротивления Бетон - При классе бетона по прочности на сжатие
Б3,5 В5 В7,5 В10 В12,5 В15 В20 В2К В 30 В35 В40 В45 В50 В 55 BG0
Сжатие осевое (при- именная прочность) Тяже- лый 2,7 3,5 5,5 7,5 9,5 11,0 15,0 18,5 22,0 25,5 29,0 32,0 36,0 39,5 43,0
Rbn и Rb’ser Растяжение осевое Rbtn и set < 0,39 0,55 0,70 0,85 1,00 1,15 1,40 1,60 1,80 1,95 2,10 2,20 2,30 2,40 2,50
3. Расчетные сопротивления бетона для предельных состояний первой группы, МПа
Вид сопротивления Бетон При классе бетона по прочности па сжатие
В3.5 В5 В7.5 В10 В 12,5 В15 В 20 В25 взо В 35 В40 В45 В50 В55 В60
Сжатие осевое (при- зменная прочность) Rb 'Растяжение, осевое Rbt 1 Тяже- лый « 2,1 0,26 2,8 0,37 4,5 0,48 6,0 0,57 7,5 0,66 8,5 0,75 11,5 0,90 14,5 1,05 17,0 1,20 19,5 1,30 22,0 1,40 25,0 1,45 27,5 1,55 30,0 1,60 33,0 1,65
4. Начальные модули упругости бетона при сжатии и растяжении £ft-10~3, МПа
Бетой При классе бе гона по прочности на сжатие
В3,5 В5 В7.5 вю В 12,5 В15 В20 В25 взо В35 В40 В45 В50 В55 В60
Тяжелый:
естественного твердения подвергнутый 9,5 13,0 16,0 18,0 21,0 23,0 27,0 30,0 32,5’ 34,5 36,0 37,5 39,0 39,5 40,0
тепловой обра- ботке при атмо- сферном дав- лении подвергнутый 8,5 11,5 14,5 16,0 19,0 20,5 24,0 27,0 29,0 31,0 32,5 34,0 35,0 35,5 36,0
автоклавной обработке 7,0 9,8 12,0 13,5 16,0 17,0 20,0 22,5 24,5 26,0 27,0 28,0 29,0 29,5 30,0
5. Нормативные Rsn и расчетные сопротивлении растяжению стерж-
невой арматуры для предельных состояний второй группы 7?s ser, МПа
Стержневая арма- тура классов ^sn и Rf, ser
A-I 235
А-П 295,.-
А-Ш 390
А-IV 590
A-V 785
A-VI 980
А-Шв 540
6. Нормативные сопротивления растяжению Rsn и расчетные сопро-
тивлении растяжению проволочной арматуры для предельных состояний
второй группы Ra ser, МПа
Проволочная арматура классов Диаметр ар- матуры, мм ^sn и *s, ser
1 2 ~ 3
Вр-1 3 410
4 405
5 395
в-п з' .1490
4 1410
5 1335
6 1255
7 1175
8 1100
Вр-Н 3 1460
4 1370
5 1255
6 1175
7 1100
8 1020
К-7 6 1450
9 1370
12 1335
15 1295
К-19 14 1410
220
7. Расчетные сопротивления стержневой арматуры для предельных
состояний первой группы, МПа
Стержневая арматура классов Растяжению арматуры Сжатию
продольной поперечной (хому- тов и отогнутых стержней) Rsw
A-I 225 175 225
А-П 280 225 280
А-Ш диаметром, мм:
6 — 8 355 285* 355
10—40 365 290* 361
A-IV 51fl 405 4()0
A-V 680 545 400
A-VI 815 650 400
А-Ш в с контролем:
только удлинения 450 360 200
напряж ния и \ дли-
нения 490 390 200
* В сварных каркасах для хомутов из арматуры класса А-Ш,
диаметр которых меньше 1/3 диаметра продольных стержней, значе-
ния Rsw принимаются равными 255 МПа.
8. Расчетные сопротивления проволочной арматуры для предельных
состояний первой группы, МПа
Проволочная арматура классов Диаметр арма- туры, мм Растяжению арматуры Сжатию RK
продольной поперечной (хому- тов и отогнутых стержней) Rsw
1 2 3 4 5
Вр- 1 3 375 270; 300* 375
- 4 365 265; 295* 365
5 360 260; 290* 360
В-11 3 1240 990 400
4 1180 940 400
5 1110 890 400
6 1050 835 400
7 980 785 400
8 915 730 400
Вр-П 3 1215 970 400
4 1145 915 400
5 1045 835 400 '
6 980 785 400
7 915 730 400 4.
8 850 680 400 |
221
Продолжение приложения 8
1 2. 3 4 6
К-7 6 1210 965 400
9 1115 915 400
12 1110 890 400
15 10«() 865 400
К- 19 14 1175 940 400
* Для случая применения в вязаных каркасах.
9. Модуль упругости арматуры
Класс арматуры £5-10—\ МПа
А-1, А-11 21
А-Ш 20-
А- IV, А-V. А-VI 19
А- Шв 18
В-II, Вр-П 20
К-7, К- 19 18
Вр- 1 17
10. Гспомогательная таблица для расчета изгибаемых элементов
прямоугольного сечения, армированных одиночной арматурой
Е А, Е
1 2 3 4 5 6
0,01 0,995 0,010 0,37 0,815 0,301
0,02 0,990 0,020 0,38 0,810 0,309
0,03 0,9е.5 0,030 0,39 0.805 0,314
0,04 0,980 0,039 0,40 0,800 0,320
0,05 ’ 0,975 0,048 1 0.41 0,795 0,326
0,06 0,970 0,058 0,4.2 0,790 0,332
0,07 0,965 0,057 0,4-5 0,785 0,337
0,08 0,960 0,077 0,44 0,780 0,343
0,09 0,955 0,085 0,45 0,775 0,349
0,10 0,ч50 0,095 0,46 0,770 0,354
0,11 0,945 0,104 0,47 0,765 0,359
0,12 0,940 0,113 ’0,48 0,760 0,365
0,13 0,935 0,121 0,49 0,755 0,370
0,14 0,930 0,130 0,50 0,750 0,375
0,15 0,925 0,139 0,51 0,745 0,380
222
Продолжение приложения 10
1 2 3 4 5 6
0,16* 0,920 0,147 0,52 0,740 0,385
0,17 0,915 0,155 0,53 0,735 0,390
0,18 0,910 0,164 0,54 0,730 0,394
0,19 0,905 0,172 0,55 0,725 0,399
0,20 0,900 0,180 0,56 0,720 0,403
0,21 0,895 0,188 0,57 0,715 0,408
0,22 0,890 0,196 0,58 0,710 0,412
0,23 0,885 0,203 0,59 0,705 0,416
0,24 0,880 0,211 0,60 0,700 0,420
0,25 0,875 0,219 0,61 . 0,695 0,424
0,26 0,870 0,226 0,62 0,690' 0,428
0,27 0,865 0,236 0,63 0,685 0,432
0,28 0,860 0,241 0,64 0,680 0,435
0,29 0,855 0,248 0,65 0,675 0,439
0,30 0,850 0,255 0,66 0,670 0,442
0,31 0,845 0,262 0,67 0,665 0,446
0,32 0,840 0,269 0,68 0,660 0,449
0,33 0,835 0,275 0,69 0,655 0,452
0,34 0,35 0,36 0,830 0,825 0,820 0,282 0,289 • 0,295 0,70 0,650 0,455
11. Значения коэффициента у
Сечение Коэффициент у Форма поперечного сечсини
' 1 2 3
1. Прямоугольное 1,75 с
. ь
2. Тавровое с пол- 1,75 Е-
кой, расположен-
ной в сжатой зоне
ь
223
Продолжение приложения 1[
1 1 2
> . Тавровое с полкой (уширением), располо- женной в растянутой эоне: а) при bf/b <:2 неза- висимо от отношения hz//i 1,75
б) при bflb>2 и fty/ft>0,2 1,75
в) при bflb >2 и hf/h < 0,2 1,50
4. Двутавровое сим- метричное (коробчатое): а) 'ри b'^b=b^b^ 2 1,75
б) при 2 < fcj/fe = = bf Jb 6 1,50
в) при bf/b= bf/b>6 и hf/h— hj/h > 0,2 1,50
г) при 6 < bf/b = —.bf/b^. 15 и hf/h — = hf/h. < 0,2 1,25
Л) при bj/b= bf/b > >15 и h'f/h.=hf/h < 0,1 1,10
5. Двутавровое не- симметричное, удовлет- воряющее условию b'f/b^3: а) при bflb 2 не- зависимо от отношения hfLh 1,75
б) при 2 < bflb 6 независимо от отноше- ния hf/h 1,50
в) при bf/b>& и hf/h >0,1 1,50
224
Продолжение приложения 11
6. Двутавровое не-
симметричное, удовлет-
воряющее условию
3<fc'/t><8:
а) при bflb^b не-
зависимо от отношения
hflh
б) при ЬИЬ>Ь и
hfth > 0,2
в) при bfjb >4 и
hf!h < 0.2
7. Двутавровое не-
симметричное, удовлет-
воряющее условию
Ь\/Ъ > &
а) при hflh > 0,3
б) при hflh 0,3
8. Кольцевое и круг-
лое
9. Крестовое:
а) при bf/b > 2 и
0,9 > h'f/h > 0,2
б) в остальных слу-
чаях
Примечание. Обозначения bf и hf соответствуют размерам
полки, которая при расчете на образование трещин является растяну-
той, a bf и hf — размерам полки, которая для этого случая расчета
является сжатой: Wpl = у Wt-
15—2286
225
12. Соотношение диаметров свариваемых стержней при контактной
точечной сварке
Диаметры стержней одного направления, мм 3—12 141, 16 18; 20 22 25—32 36; 40
Наименьшие допустимые диаметры стержней дру- гого направления, мм 3 4 5 6 8 10
13. Минимальная площадь сечения продольной арматуры в железо*
бетонных элементах
Условия работы арматуры Минимальная пло- щадь сечения про- дольной арматуры в железобетонных эле- ментах, % от площа- ди сечения бетона
1. Арматура S в изгибаемых, а также во вне- 0,05
пептренно растянутых элементах при располо- жении продольной силы за пределами рабочей высоты сечения 2. Арматура S, S' во внецентренно растянутых 0,05
элементах при расположении продольной силы между арматурой S и $' 3. Арматура S, S' во внецентренно сжатых элементах при: /0/«<17 17 С 1оН 35 35 /о/' 83 Z0/Z>83 0,05 0,10 0,20 0,25
Примечание. Минимальная площадь сечения арматуры, приве-
денная в настоящей таблице, относится к площади сечения бетона, равной
произведению ширины прямоугольного сечения либо ширины ребра тав-
рового (двутаврового) сечения на рабочую высоту сечения h0. В эле-
ментах с продольной арматурой, расположенной равномерно по конту-
ру сечения, а также в центрально-растянутых элементах указанная вели-
чина минимального армирования относится к полной площади сечения
бетона.
226
227
Продолжение табл. 14
228
0 g Р для отрицательных моментов в точках
5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 , 15
0,5 —0,091 —0,025 4-0,011 +0,016 —0,008 —0,0625 —0,003 +0,028 +0,028 —0,003 —0,0625
1,0 —0,091 —0,035 —0,005 +0,001 —0,018 —0,0625 —0,013 +0,013 +0,013 —0,013 —0,0625
1,5 —0,091 —0,041 —0,014 —0,008 —0,024 —0,0625' —0,019 +0,004 +0,004 —0,019 —0,0625
2,0 —0,091 —0,045 —0,020 —0,014 —0,028 —0,0625 —0,023 —0,003 —0,003 —0,023 —0,0625
2,5 —0,091 —0,048 —0,023 —0,017 —0,031 —0,0625 —0,025 —0,006 —0,006 —0,025 —0,0625
3,0 —0,091 —0,050 —0,027 —0,022 —0,033 —0,0625 —0,028 —0,010 —0,610 —0,028 —0,0625
3,5 —0,091 —0,052 —0,030 —0,025 —0,035 —0,0625 —0,029 —0,613 —0,013 —0,029 —0,0625
4,0 —0,091 —0,053 —0,032 —0,026 —0,036 —0,0625 —0,030 —0,015 —0,015 -0,030 —0,0625
4,5 —0,091 —0,054 —0,033 —0,028 —0,037 —0,6625 —0,032 —0,016 —0,016 -0,032 —0,0625
5,0 —0,091 —0,055 —0,035 —0,029 —0,038 —0,0625 —0,033 —0,013 —0,018 —0,033 —0,0625
15. Расчетные площади поперечных сечеинй арматурных сталей
Масса погон- Площадь псперечног*? сечения, см при ЧИС.л е стержней
Диаметр, мм HOfi длины 1 м, кг 1 2 1 3 4 1 5 6 8 . 9
3 4 5 6 7 8 9 Ю 12 14 16 18 20 22 25 28’ 32 36 40 0,055 0,098 0,154 0,222 0,302 0,395 0,499 0,617 0,888 1,208 1,578 1,998 2,466 2,984 3' ,853 4,834 6,313 7,990 9,870 0,071 0,126 07196 0,283 0,385 0,503 0,636 0,785 1,131 1,5^9 2,011 2,545 3,142 3,801 4,909 6,158 8,042 10,180 12,560 0,14 0,25 0,39 0,57' 0,77 1,01 1,27 1,57 2,26' 3,08 4,02 " ?,09 6,28 7,60- 12,ЗТ 16,08* 20,36 25,12 0,21 0,38 0,59 ' 0,85 1,15 1,51 1,91 2,36 3,39 4,62 6,03 7,63 9,42 И ,40 14,73 18,47 24,13 30,54 37,68 0,28 0,50 0,79 1,13 1,54 2,01 2,54 3,14 4,52 6,16 8,04 10,18 12,56 15,20 19,63 24,63 32,17 40,72 50,27 0,35 0,63 0,98 1,42 1,92 2,51 3,18 3,93 5,55 7,69 10,05 12,72 15,71 19,00 24,54 30,79 40,21 50,90 62,83 0,42 0,76 1,18. 1,70 2,31 3,02 3,82 4,71 6,79 9,23 12,06 15,27 18,85 22,81 29; 45 36,95 48,25 61,08 75,36 0,49 0,88 1,37 1,98 2,69 3,52 4,45. 5,50 7,92 10,77 14.07 17,81 21,99 26,61 34,36 43,10 56,30 71,26 87,92 0,57 1,01 1,57 2,26 3,08 4,02 5,б9 6,28 9,05 12,31 16,08 20,36 25,14 39,41 39,27 49,26 64,34 81,44 100,48 0,64 1,13 1,77 2,55 3,46 ' 4,53 5,72 7,07 10,18 13,85 18,10 22,90 28,28 34,21 44,18 55,42 72,38 91,62 113,04
ЛИТЕРАТУРА
I. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструк-
ции. Общий курс. — М.: Стройиздат, 1985.
2. Баласанян В. Е., Богдюкевич С. В., Ш а х в е р д о в В. А.
Программирование па микроЭВМ «Искра 226». — М.: Финансы и статис-
. тика, 1987.
3. Бондаренко В. М„ С у д н и ц ы н А. И. Расчет строитель-
ных конструкций. Железобетонные и каменные конструкции. М.: Выс-
шая школа, 1984.
4. Гофман Ш. М. Расчет плоских рам способом последовательно-
го уравновешивания. Труды ТашИИТа, вып. XV, 1962.
5. Инструкция по определению расчетной сейсмической нагрузки
для зданий и сооружений. — М.: Госстрониздат, 1962.
6. Краткая инструкция по заполнению исходных данных и чтению
результатов счета пакета прикладных программ прочностного расчета
конструкций. — Киев: НИИАСС Госстроя УССР. 1980.
7. Николаев И. И., Федоров А. Г., Вишнякова В. И..
Сухов А.Г. Проектирование конструкций многоэтажных зданий в сей-
смн’еских районах. — Ташкент: Укнтувчн, 1976.
8. Николаев И. И., Палкина Л. В. Оформление чертеже'
железобетонных конструкции в курсовых и дипломных проектах. —
Ташкент: Укитувчи, 1985.
9. П о л я к о в С. В. Сейсмостойкие конструкции зданий.— М.: Выс
шая школа, 1983.
10. Пособие по проектированию каркасных промзданий для строп
тельства в сейсмических районах (к СНиП 11-7-81).—М.: Стройиздат,
1984.
II. Пособие по проектированию оснований зданий и сооружении
(к СНиП 2. 02. 01—83).— М.: Стройиздат, 1986.
12. Проектирование железобетонных конструкций. Справочное по-
собие /Под редакцией А. Б. Голышева — Киев: Будтвельник, 1985.
13. Строительные нормы и правила, 2. 01. 07-85. Нагрузки и воз
действия. ЦИТП Госстроя СССР, 1986.
14. Строительные нормы и правила, II-7-81. Строительство в сей
смических районах. — М.: Стройиздат, 1982.
15. Строительные нормы и правила, 2. 02. 01-83. Основания зда-
ний и сооружений. — М.: Стройиздат, 1985. -
16. Строительные нормы и правила, 2.03.01- 84. Бетонные и железо-
бетонные конструкции. — М,: Стройиздат, 1985,
17. Типовые конструкции, изделия и узлы зданий и соружений.
Серия 1.020. 1 — 2 с. Конструкции каркаса межвидового применения
многоэтажных общественных зданий, производственных и вспомогатель-
ных зданий промышленных предприятий для строительства в районах
сейсмичностью 7, 8 и 9 баллов.—М.. 1986.
230
ОГЛАВЛЕНИЕ
Введение...........................................' ... . 3
Глава I. Сейсмические нагрузки и основные положения расчета
каркасов зданий, проектируемых для строительства в
сейсмических районах
1.1. Сейсмические нагрузки на здания и сооружения........... 4
1.2. Основные положения расчета рам каркасов зданий, проек-
тируемых для строительства в сейсмических районах . . 13
Глава И. Проектирование железобетонных конструкций много-
этажных производственных зданий для строительства в
сейсмических районах
II. 1 Объемно-планировочные и конструктивные решения много-
этажных производственных зданий для строительства в
сейсмических районах....................................... 15
11. 2 Расчет поперечной рамы каркаса многоэтажного производ-
ственного здания при основном и особом сочетаниях нагрузок 19
II. 3 Расчет и конструирование предварительно напряженной
ребристой плиты междуэтажного перекрытия................... 66
П.4 Расчет и конструирование ригеля поперечной рамы ... 84
II. 5 Расчет и конструирование колонны каркаса.............. 91
II. 6 Расчет и конструирование фундамента колонны........... 98
11. 7. Расчет и конструирование монолитного железобетонного
перекрытия ................................................102
Глава III. Проектирование железобетонных конструкций одно-
этажных производственных зданий для строительства в
сейсмических районах
III. 1. Объемно-планировочные и конструктивные решения одно-
этажных производственных зданий для сейсмических райо-
нов ...._....................................................НО
III. 2. Конструктивная и расчетная схемы поперечной рамы
железобетонного каркаса одноэтажного производственного
здания.......................................'.............115
III. 3. Расчет и конструирование предварительно напряженной
плиты покрытия........................................... 136
III. 4. Расчет и конструирование предварительно напряженной
сегментной стропильной фермы............................. 140
Ш.5. Расчет и конструирование колонны......................154
III. 6. Расчет и конструщ ование фундамента под колонку .... 159
III. 7. Расчет и конструирование предварительно напряженной
двускатной решетчатой балки для покрытий промышлен-
ных зданий..................................................164
Глава IV. Проектирование железобетонных конструкций много-
этажных каркасных гражданских зданий для строитель-
ства в сейсмических районах
IV. 1. Объемно-планировочные и конструктивные решения много-
этажных каркасных гражданских зданий для сейсмических
районов....................................................176
IV.2. Расчетные положения для многоэтажных каркасных
гражданских зданий.................................... 183
231
IV.3. Расчет и конструирование предварительно напряженной
многопустотной плиты междуэтажного перекрытия ... 184
JV.4. Расчет и конструирование диафрагмы жесткости....195
Г л а в а V. Автоматизация проектирования железобетонных
конструкций
V.I. Применение микроЭВМ для расчета железобетонных
конструкций......................................200
V.2. Расчет железобетонных конструкций с применением пакета
прикладных программ для ЭВМ ЁС...................213
Приложения............................................217
Литература............................................230
НИКОЛАЕВ ИВАН ИВАНОВИЧ
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
ЗДАНИЙ ДЛЯ СТРОИТЕЛЬСТВА
В СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ
Ташкент лУ киту ичиг 1990
Редактор Н. Г. Плотникова
Художественный редактор И. Е, Митирев
Технический редактор Т. И. Грешнцкова
ИВ 4771
Сдано в набор 10.06.89. Подписано в печать 20.06.90. Формат 84xl08/sj. Бумага
тип. №2. Литературная гари. Кегль 10,8 б/шпон. Печать высокая, Усл. п. л.
12.18. Усл. кр. -отт. 12,29, Изд. л. 10.85. Тираж 2000. Зак №2282/2286» ЦенЗу 2 р.
Издательство «Укитувчи», Ташкент, 129, ул. Навои, 30. Договор 06-295-88.
Набрано на Головном предприятии, отпечатано в типографии № 1 ТППО «Мат*
буот» Государственного комитета УзССР по печати. Ташкент, ул, Хамзы,
21. 1990.