Записка к расчетам

>20d=20*0.012=0.24m.

Во II сечении при шаге хомутов S=0.4 m:

Qsw=260*106*0.392*10-4=25.48 кН/м.

Длина анкеровки W2=40*103/2.25.48*103+5*0.012=0.84m>20d=0.24m.

Во II пролете принята арматура 2 ø12 А-III+2ø14 A-III с Аs=5,34*10-4 m2.

h0=0.44 m;

μ=5.34*10-4/0.2*0.44=0.091;

ζ=0.0061*365*106/0.9*11.5*106=0.215;

η=1-0.5*0.215=0.892;

Ms=As*Rs*h0*η=5.34*10-4*365*106*0.892*0.44=76.5 кН*м.

Стержни 2ø14 А-III с As=3.08*10-4 m2 доводится до опор h0=0.47 m;

μ=3.08*10-4/0.2*0.47=0.0033;

ζ=0.0033*365*106/0.9*11.5*106=0.116;

η=1-0.5*0.116=0.942.

Ms=As*Rs*h0*η=3.08*10-4*365*106*0.942*0.47=49.77 кН*м.

В месте теоретического обрыва стержня 2ø12 А-III поперечная сила Q3=40 кН;

qsw=25.48 кН/м; Длина анкеровки: W3=40*103/2*25.48*103+5*0.00120.84m>20d=20*0.0012=0.24m.

На средней опоре принята арматура 2ø10 А-III+2ø20 А-III с As=7.85*10-4 m2.

h0=0.44 m;

μ=7.65*10-4/0.2*0.44=0.0089;

ζ=0.0089*365*106/0.9*11.5*106=0.314;

η=1-0.5*0.314=0.843.

Ms=As*Rs*h0*η=7.65*10-4*365*106*0.843*0.44=106.28 кН*м.

Графически определим точки теоретического обрыва двух стержней ø20А – III. Поперечная сила в первом сечении Q4=90 кН; qsw=67.95 кН/м; Длина анкеровки W4=90*103/2*67.95*103+5*0.02=0.76m>20d=20*0.02=0.4m.

На крайней опоре принята арматура 2ø14 А – III с As=3.08*10-4 m2.

Арматура располагается в один ряд.

h0=0.47m;

μ=3.08*10-4/0.2*0.47=0.0033;

ζ=0.0033*365*106/0.9*11.5*106=0.116;

η=1-0.5*0.116=0.942.

Ms=As*Rs*h0*η=3.08*10-4*365*106*0.942*0.47=49.77 кН*м.

Поперечная сила в ---- обрыва стержней Qs=100 кН;

Qsw=67.95 кН/м; Длина анкеровки – W5=100*103/2*67.95*103+5*0.014=0.8m>20d=20*0.014=0.28m.

3.10 Расчет стыка сборных элементов ригеля.

Рассматриваем вариант бетонированного стыка. В этом случае изгибающий момент на опоре воспринимается соединительными и бетоном, заполняющий полость между торцами ригелей и колонной.

Изгибающий момент на грани колонны: М=94,96 кН*м. Рабочая высота сечения ригеля

h0=h-a=0.5-0.015=0.485 m. Принимаем бетон для замоноличивания класса B20; Rb=11.5 МПа.

gbr=0.9;

Арматура – класса А-III, Rs=365 МПа.

Вычисляем: αm=M/Rb*b*h02=94.96*103/0.9*11.5*106*0.2*0.4852=0.195

По таблице 3.1[1] находим: η=0,89 и определяем площадь сечения соединительных стержней:

As=M/Rs*h0* η=94.96*103/365*106*0.89*0.485=6.03*10-4 m2.

Принимаем: 2ø20 А-III с As=6.28*10-4 m2.

Длину сварных швов определяем следующим образом:

∑lm=1.3*N/0.85*Rw*hw=1.3*220*103/0.35*150*106*0.01=220 кН,

где N=M/h0*η=94.96*103/0.89*0.485=220 кН.

Коэффициент [1,3] вводим для обеспечения надежной работы сварных швов в случае перераспределение моментов вследствие пластических деформаций.

При двух стыковых стержнях и двусторонних швах длина каждого шва будет равна :

lw=∑lw/4+0.01=0.22/4+0.01=0.06 m.

Конструктивное требование: lw=5d=5*0.02=0.1 m.

Принимаем l=0.1m

Площадь закладной детали из условия работы на растяжение:

A=N/Rs=220*103/210*106=10.5*10-4 m2.

Принимаем 3 Д в виде гнутого швеллера из полосы g=0.008 m длиной 0,15 м;

A=0.008*0.15=12*10-4 m2>A=10.5*10-4 m2.

Длина стыковых стержней складывается из размера сечения колонны, двух зазоров по 0,05 м и l=0.25+2*0.05+2*0.1=0.55 m.

Расчет внецентренно сжатой колонны.

Определение продольных сил от расчетных усилий.

Грузовая площадь средней колонны при сетке колонны 6х52, м равна Агр=6*5,2=31,2 м2.

Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом jn=0.95: Qперекр=3920*31,2*0,95=116,2 кН, от ригеля Qbm=(2.61*103/5.2)*31.2=15.66 кН; от колонны: Qcol=0.25*0.25*4.2*25000*1.1*0.95=6,86 кН., Итого: Gперекр=138,72 кН.

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом jn=0.95: Qвр=4800*31,2*0,95=142,27 кН, в точности длительная: Qврдл=3000*31,2*0,95=88,92 кН, кратковременное Qвркр=1800*31,2*0,95=53,35 кН.

Постоянная нагрузка при весе кровли и плиты 4 КПа составляет: Qпок=4000*31,2*0,95=118,56 кН, от ригеля : Qвш=15,66 кН; от колонны: Qcol=6,86 кН;

Итого: Gпокр=141,08 кН.

Снеговая нагрузка для города Москвы – при коэффициентах надежности по нагрузке jf=1.4 и по назначению здания jn=0.95: Qcн=1*31,2*1,4*0,95=41,5 кН, в точности длительная: