Tag Archives: стержней

= М (1.5)

ХцХк) и Хцх, ^ — смещения

Здания или сооружения при собст — ? венных колебаниях по г-му тону в рассматриваемой точке К и во всех точках /, где в соответствии с рас­четной схемой его вес принят со­средоточенным (рис. 1.2); (?у — вес здания или сооружения, отнесенный ~ к точке }.

Значения коэффициента ткр

Конструкции н Соединения

"’кр

При рас eme на прочность

1. Стальные и деревянные

1,4

2. /KwirtojeiOьHbie со стержневой и проволочной ар­

Матурой (кроме проверки прочности наклонных сечений):

И i тяжелого бетона с арматурой классов A-!, А-П,

Л-Ш, Вр-1

1,2

То же, с арматуро i других классов

1,1

Из бетона на ипрчстых заполнителях

1,1

Ш яченстою бетона с арматурой всех классов

1,0

3. Жрлгзо0етонные, проверяемые на прочность на­

Клонных сечений:

Колонны Miioi оэтажиых зданий

0,9

Прэтие элементы

1,0

4. Каменные, армокамениые и бетонные:

1,2

При расчете па внеиептренное сжатие

При расчете на сдвиг и растяжение

1,0

5. Сварные соединения

1,0,.

6. Болтовые (в том числе соединяемые высокопроч­

1,1

Ными болтами) и заклепочные соединения

При расчете на устойчивость

7. Стальные элементы гибкостью свыше 100

1,0

8. То же, гибкостью до 20

1,2

9. То же, гибкостью от 20 до 100

1,2-1,0

(пе интер­

Поляции)

Примечания. 1. Л л я указанных в поз. 1 — 4 конструкций зданий и сооружений (кроме транспортных и гидротехнических), воз­водимых в районах с ьobtoi кемостыо 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 от­крытом воздухе при расчетной температуре ннже—40°С, следует принимать mK_ = 1, а в случае проверки прочности наклонных сече­ний колонн — /п „„ = 0,9.

Кр

Рамные каркасы, период первого (низшего) тона собст­венных колебаний Г, которых более 0,4 с, рассчитываются на сейсмические нагрузки с учетом трех высших форм коле­баний. При этом расчетные усилия в элементах рам опреде­ляются по формуле

Где п — число учитываемых в расчете форм колебаний; Л^ — значения усилий в рассматриваемом сечении, которые вызы­ваются сейсмическими нагрузками, соответствующими ?-ой форме колебаний.

Вертикальную сейсмическую нагрузку принимают во вни­мание при расчете горизонтальных и наклонных консольных конструкций; рам, арок, ферм, пространственных покрытий зданий и сооружений пролетом 24 и более метров; соору­жении на устойчивость против опрокидывания или против скольжения.

Вертикальная сейсмическая нагрузка определяется по формуле (1.1), при этом коэффициенты К2 и /( принимаются равными единице.

Консольные конструкции, Бес 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 сейсмичес­ких нагрузок состоит в определении сейсмических сил и на­хождении усилий в элементах рамы от их действия. За рас­четные сейсмические нагрузки принимаются статически дей­ствующие силы, вызывающие в элементах каркаса усилия такого же характера, как и силы инерции при колебаниях сооружения.

Поперечные и продольные рамы каркасов зданий, проек­тируемых для строительства в сейсмических районах, рассчи­тываются на основное и особое сочетание нагрузок. В ос­новное сочетание нагрузок включаются постоянные, времен­ная 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!

‘»

М — изгибающий момент; С1 — поперечная сила;. N — прс дольная сила. Расчет рам для определения этих усигиги м> жет производиться различными методами, рассматриваемые в курсе «Строительная механика».

Статический расчет рам на вертикальные и горизонталь ные нагрузки выполняется исходя из предположения упругой — работы рамы. В отдельных случаях производится перерас­пределение усилий, вызываемое возникновением пластичес­ких шарниров в расчетных сечениях ригелей, при этом ве­личина изгибающего момента, вычисленного в упругой сис­теме, 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 сейс­мостойкости, по которому деформации конструкций не огра­ничиваются н выдвигается единственное требование — устра­нение угрозы гибели людей.

Рамные каркасы зданий рассчитываются на сейсмические воздействия при невыгодном расположении масс по высоте здания.

Многоэтажные многопролетные рамы железобетонных кар­касных производственных зданий относятся к классу регу­лярных рам, для которых характерна однообразная геомет­рическая схема с равными пролетами, а также однообразная нагрузка по ярусам.

Для большинства элементов каркаса многоэтажного зда­ния максимальные расчетные усилия возникают при полном загружении всех перекрытий временной длительной нагруз­кой и максимальной нагрузке от покрытия. При консольном сопряжении ригелей с колоннами расчет поперечных рам мно­гоэтажного каркаса выполняется с учетом повышенной жес­ткости в зоне опиран’ия ригелей на консоли колонн. Участ­ки колонн и ригелей, примыкающие к узлам, принимаются бесконечно жесткими.

При расчете продольных рамных каркасов многоэтажных зданий учитывается совместная работа всех колонн по ши­рине здания. В качестве расчетной схемы блока рам, связан­ных между собой железобетонными перекрытиями, принята плоская многоэтажная рама, жесткость которой равна сум­марным жесткостям всех рам блока здания.

При расчете продольных рам каркаса многоэтажных зда­ний на сейсмические воздействия продольные ригели счита­ют абсолютно жесткими.

•I


¦1

11.14

А) в узлах 3, 5, 7 от нагрузки = 42,77 кН

М\ =Ы2е = + 42,77.0,37 = + 15,83 кН • м;

Б) в узле 9 от нагрузки ^ = 28,51 кН

М* = Л^е = + 28,51 • 0,37 = 10,55 кН. м.

Вычисление опорных моментое. Опорные момен­ты вычисляем в расчетнс таблице, представленной в виде схемы рамы (рис. 11.16). Стержни рамы даны в виде полосок, разделенных на две части, в каждую из ко­торых записываются резуль­таты вычислений, относя­щихся к соответствующему сечению. Узлы изображают­ся в виде клеток. Со сто­роны каждого опорного се­чения в узловые клетки вписываются коэффициенты распределения, а в соответ­ствующие опорные сечения—• моменты защемления.

Значения консольных мо­ментов от навесных панель­ных стен показаны слева от узлов 3, 5, 7, 9. Затем выполняется последователь — 11.15 ное уравновешивание мо­ментов с обходом узлов в порядке 9, 10, 7, 8, 5, 6, 3, 4.

Первое уравновешивание. Уравновешивание узла M9. Неуравновешенный момент складывается из моментов за­щемления и консольного момента,

= М9м + Щ = — 232,74 + 10,55= — 222,19 кН-м.

Уравновешивающие моменты равны А М8Д0 = + К9Л0М™*р = + 0,862-222,19= + 191,53 кН-м; А м9.7 = + ^9,7Л/!9еур = + о, 138 • 222,19 = + 30,66 кН ¦ м.

Найденные уравновешивающие моменты вносим в соот­ветствующие сечения (рис. 11.16).

Проверяем равновесие узла, подсчитывая алгебраическую сумму уравновешивающих и неуравновешенного моментов, которая должна равняться нулю:

Л/И9,ю + Л7И9,7 + ЛТур = + 191,53 + 30,66 — 222,19 = 0.

Под уравновешивающими моментами в таблице (pnc. II. 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 соответстиующих уз­ловых моментов. Сечению 10 — 9 передается момент, равный

, 0,5ДЛ19-10= + 0,5• 191,19 = 95,59 кН-м,

А сечению 7 — 9 — момент, равный

0,5ДМ97 = +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 коэффи­циента передачи, на который нужно умножить уравновеши­вающие моменты, чтобы передать их влияние противопо­ложным сечениям. Для прямолинейного стержня постоянно­го сечения этот коэффициент равен 0,5.

33

Уравновешивание узла № 10. При уравновешивании уз­ла № 10 на ранее уравновешенный узел № 9 накладывает­ся связь. Неуравновешенный момент узла № 10 склады­вается из моментов защемления

3-2286

*

II 1-

А

О>

«

+

*0,6

И

.с?

II *

? о,

I 1

Яй N Сз «^1 о.

И ч^

?00>7*

??’0г+

1 V

.=5 А

5 3

+’ *

+

*

>5 *

Л © Д

^ 4— л

14) N5

^ К-=0,758 **

•с

И 1

1 1 а а у*

<Л -»

*

Ла л чз а

1.

1 ? 1 N3

1 . д.-»

М Й

N3 <0

+

+ N3

>*» а

+ о>

Ва’о^и

1® n3

!

?

« 1 +

«

‘ N3 ^

А ^ <и

Ой >

Й

+ * +

«ь о: С} о

»

,03

Ч»

1

С а

4- |

М Си й ?

Г4 с — Й

.М С. г^ сь

**

И

?1 >

О *

» — о

»5 См й ®

5;

1

1

.СЗ

Ч

+

Сы +

О

+ 1 N N „СО N5 V] ^ N3

25

+ 1 § а

-Г4 IV)

С«

* .«а

А»

И 1

.5;

* +

Л.55 Сз

+

Л а

А. ем i’ Сл V I 0,4! .4 . 1 «0 1 "ч

+ +

Дй Сз Сз о< «л

. 1

.О. о,

1

5 §

" /сл — ?1

Й «з & в * К=0,276 05

?5

II

* *

А Й

5

* +

53 Л

5 §

¦ ?1* — л г 1®

Я 1 ‘

N

+ ¦

Са а

А. ч

-л >.

N1 §

1

N3 V)

К = 0,602

К © <5

К = 0,301

О» п

«О

.О — с — О,

1 1 а 5

\

11

Й?

Л <*>

4.

Я

3

*

Я ?

Ро N3

— М

И

Я

+

Оо

0>

И

О 5

1 ‘ ^

Л \з | " Л N3 Ча Л, »

Й — Ч ^

1 ^ «Л I N3

+

А

N3

¦V

Л"

Ч

>

§

| © -1

И +

Й а

. 1

А А

N3 N3

А

+ . 1Й (N1

1 *

А

N3 ‘СЗ

* *

А

Ч

К=0, 768

& ч>

И

И’

И

«

О»

* 1

/43

Ч

N Ы 01

* 1 •» 1 > > 5

^ гч х ‘

«ой З;1^ * + 1 1

? в»

И

Й- »""Л

О»

Д

II

И

. 1 * 4. | * 1 Я ^ »з С. л

С §§?§N3

* 1 » ¦ 1 * *

Л А. О

4 ч ^ ^ г -^1 N

М<| 5 Ь 5 §

(кГ) Д

^ • — — 1 ^ к Л А. С* | и

А & 5? ^

О) <3 1 ?> 1 ^ V — •«> ; «

1

Л

(

§

1

Й и й,

А 1

К =

0.549

0 Д §

О»

И

А «<з

N3

А А

^ О!

1 +

51

1 ?.^

+ 1 А л

4 1

ЙЙ & N3

О> Чз

Си

> К=0,3 4 9 ^ А ф Д

1 ^^ I

0с» симметрии

II

\

А

1

А

См Со

1 • ‘

А |

И 1

01

* 1

^ л 5

V

………………………………………….. ¦ " — • 1 . — V „.^ —ч

./И10>9 = 4- 232,74 кН — м, мю,0, = — 232,74 кН м и 0,5АМв10 = + 95,59 кН-м,

Т. е. МЦ»р = + 232,74 — 232,74 + 95,59 = 95,59 кН-м.

Соответствующие уравновешивающие моменты равны:

ДМ910 = — 0,602.95,59 = — 57,54 кН-м;

&Мюг0,= — 0,301-95,59 = — 28,77 кН-м;

АМ 10>’8 = -0,097-95,59 = — 9,27 кН-м.

Проверка: ДМ10 9 + ДМ1010, + ДМ108 + М«^ = = — 57,54 — 28,77 — 9,27 + 95,59 = 0.

Величины уравновешивающих моментов записывают в таблицу (рис. 11.16) и подводят черту в подтверждение по­лученного равновесия. Затем сечениям 9—10 и 8 — 10 передают половины соответствующих уравновешивающих моментов.

Аналогичным образом выполняют первое уравновешива­ние для остальных узлов полурамы.

Второе уравновешивание. Уравновешивание узла № 9. Установленное при первом уравновешивании равновесие уз­ла № 9 было нарушено уравновешиванием узлов № 10 и 7, в результате чего в наложенной на узел связи возникли реактивные моменты, равные 0,5Д/ИШ9 = — 0,5-57,54 = = —28,77 кН-м и 0,5 ДМ79 =+0,5-40,66=+20′,ЗЗкН-м.

Дополнительное значение неуравновешенного момента к ранее найденному при первом приближении составляет

М»еУР = _ 28>у7 + 20 33 = __ 8)44 кН>м>

Дополнительные значения уравновешивающих моментов равны:

Д Мд 10 = + 0,862 — 8,44 = +• 7,27 кН • м;

АМд’т = +0,138-8,44 = + 1,16 кН-м.

Проверка: АМ9 10 + ДМ9 7 + Л19еур = + 7,27 + 1,16 — — 8,44 = 0.

Затем переходят к уравновешиванию узла № 10 и ос­тальных узлов полурамы. Вполне удовлетворительная точ­ность расчета достигается при третьем уравновешивании. • Полное значение какого-либо опорного момента получают суммированием всех слагаемых, относящихся к соответст­вующему сечению. Так, опорный момент для сечения 9—10 будет равен

М910 = — 232,74 + 191,53- 28,77 + 7,27 + 0,53 — 1,40 = = —63,58 кН-м.

Вычислив опорные моменты, проверяют равновесие каж­дого узла рамы. Так, равновесие узла 3 обеспечено (рис. .1.16):

Мз + мз 4 + М3 ! + М2К = + 65,03 — 125,3 + 44,42 + + 15,83 = 0.

= 7.58 кН

-9,07к Н

© ? = в’2*

К н

Н ;>

¦о

\12

Чз

=7,90 к Н

0

Ч

И

‘-О

И ‘Ч

••о

12

Чэ

=7,90 к Н

0 ? = ..24

К

К "-о

И V •о

50

0 ?=?,2*

М

•¦о ©

II

© 1

Симметрии^

N0

4.Я

V/. т

Ч:

Ер

У//.

6,0

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 горизон­тальную ветровую нагрузку принимают равной половине за­данной. 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 постоян­ная определяется как для стоек, не испытывающих пролет­ной нагрузки, по формуле

С = 2 Я. (И.8)

Где 2 Н — сумма активных горизонтальных сил, располо­женных выше рассматриваемого сечения.

Для первого этажа Сх = 7,9+7,9 + 9,07+7,58= 32,45 кН; « второго » С2 = 7,9 + 9,07 + 7,58 = 24,55 кН; « третьего » С3 = 9,07 + 7,58 = 16,65 кН; « четвертого » С4 = 7,58 кН.

Момент защемления для стойки ио находят по формуле

+ А Мои). (11.9)

Где 2 ‘«о — сумма линейных жесткостей всех стоек рассмат­риваемого этажа.

Стержневой распределитель вычисляют по формуле

Ъ-ио = = V (11.10)

А’«о

При равенстве высот и линейных жесткостей всех стоек полурамы (рис. 11.18) стержневой распределитель будет одинаковым для всех стоек:

4,8 1 , 9

Первое уравновешивание узлов. Моменты защемления. от углов, поворота стоек, вызванные этажными постоянны­ми, определяют по формуле

3.72-Ю * ^ 103.10-6 1/см

36

Подставив полученные значения в формулу (11.45), за­пишем:

— = (1,34 + 16,6—4,46— 10,3) 10~6 = 3- Ю-61/см,

Г

А в формулу (11.44) —

/т = -|-3- 10-6-545г = 0,1 см< 2,5 см,

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; 1й

— 1,30 м. Отношение — == . 1,04.

/, 1,25

200,5-23,97 _ л ла 1Лу_в

Нагрузки, действующие на полку "плиты, приведены в табл. 11.4.

Определение нагрузок на полку плиты

Виды нагрузок

Нормативная, кН/м1

Коэффициент надежное гн по нагрузке

Расчетная нагрузка, кН/м«

Постоянная от’ веса:

Пола н перегородок полки

2,50 1,25

1,10 1,10

2,75 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 И0 = 5— 1,5 = 3,5 см. Плечо внутренней пары сил zs = 0,95/i0 = 0,95-3,5 = = 3,32 см. A Asl и ДЛ s2 — площади сечения арматуры, при­ходящейся на I’M ширины полки соответственно в направ­лениях 1Х и /2.

Согласно [12, табл. 6.23] при’-?- = 1,04 принимаем

ДДЙ

= 0,9.

Назначаем диаметры стержней арматуры: в продольном на­правлении di = 4 мм, в — поперечном — d2 = 3 мм.

Величины опорных и пролетных моментов (рис. 11.40):

X: "О

V?

\МШ

Мт

М.

—II Mr

V

1,^1.26 м

М1 = Mt = M\ = А Ал a, = 365 • 0,0332 Д Asl = = 12,118 Д ASJ;

M2 = Ai„ = Ai„ = A As2 = 375-0,0332-0,9 A Aa1 = = 11,20 А

Уменьшаем значения моментов в результате, влияния. распора на 20%.

Требуемую площадь сечения арматуры определяем из условия

РЛ (3 к-к) = /,(*МХ + М, + М\) +1,(2 М2 +

+ мп+м;,)= (11.52)

= 08-а°112762,1’252 (3-1,3 — 1,25) = [ 1,3(2-12,118 +

+ 12,118 + 12,118) + 1,25 (2-11,2 + 11,2 + 11,2)] А Аа,

Откуда А Ал = 0,000 041 м2 = 0,41 см2, А Ал = 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 (A Asl = 0,63 см2), а в поперечном — 603 Bp-1 с шагом 150 мм (A As2 = = 0,42 см2).

Расчет поперечных ребер

81

Расчетная схема ребра дана на рис." 11.41. Расчетный пролет равен расстоянию между осями продольных ребер l=i 1,36 м. Высота ребра 200 мм (рис. 11.36), расстояние

6-2286

Между поперечными ребрами 1,35 м. Расчетная нагрузка на ребро:

От веса ребра

Gd = 0,5 (0,05 + 0,10) (0,2 — 0,05)-1-25 1,1= 0,31 кН/м; от полки, собранной с грузовой площади,

Qt = 1,35-17,62 = 23,79 кН/м. Общая нагрузка на ребро

Q = ga + Qi = 0,31 + 23,79 = 24,1 кН/м. Изгибающий момент в середине пролета

М = — — ?в, »•’•’¦»¦ _ 23’79-°’75а = 3,34 кН. м. 8 6 8 6

Поперечная сила на опоре

Q = 0,5 (ql —qx а) = 0,5 (24,1-1,36 — 23,79 • 0,75) = • =7,47 кН.

Поперечное сечение ребра дано на рис. 11.42. Ребро ар­мируют одним плоским сварным каркасом: продольная ар­матура 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 К. = 6 • 0,05 =

= 0,3 м.

Ширина ребра Ь —

5+ 10

= 7,5 см. Ширина верхней пол­

Ки Щ

T

Ь + 2Ьсв = 7,5 + 2-23 = 53,5 см.

,50 100

6,> =53,5

SsS

B = 7,5

11.43

Расчетное эквивалентное сечение ребра представлено на — рис. II. 43. Принимаем а = 2,5 см; /?щ = h — а = 20 —

— 2,5 = 17,5 см;

— 14,5.53,5.5(17,5.

100=5,82-10е МПа-см3 = 58,2 кН-м>А1=3,34 кН-м.

Следовательно, нейтральная ось проходит в полке тавра. Определяем площадь сечения арматуры в поперечном ребре:

Со = 0,734 (см. с. 70):

По формуле (11.24)

1 +

3,34-10»

Ь 0,734

= 0,59;

365 ( _ 0,7,°4 \ 500 I1 ~~ 1,1 )

А из (11.27)

= 0,016;

Л =

14.5-0,9-53,5-17,52-10а

По табл. III. 1 [I] при А0 = 0,016 находим ? = 0,015, v =*¦ = 0,992;

По формуле (11.29)

„ — 3,34-10» А „

As = ——————————— ;——————- ==0,53 см2.

365-0,992-17,5-10a

Принимаем 1010 А — III, As = 0,785 см2.

Проверяем необходимость постановки расчетной попереч­ной арматуры. Принимаем по конструктивным требованиям

H 200

1 IS 4 Вр-1 с шагом s = — = 100 мм,

= 0,126 см2

B’f ^b+3= 7,5 + 3-5 = 22,5 см. По формуле (11.35) находим:

= 0 75 (22.5-7.5)5 ^ 0 3 0 g f 7,5-17,5

<р„ = 0, т. е. продольные силы отсутствуют. По формуле (1Г.38) определяем: 265-0,126

3,34 МПа-см.

10

По формуле (11.39) вычисляем:

Со = -^2(1+0.43) 1,05.7,5-17,5^ ^ ш > 2/ifl ^ У 3,34

= 2-17,5 = 35 см.

Принимаем с0 = 35 см. Согласно формуле (11.34)

= 2(1 +0,43) 1,05-7,5-17,5» = , ДШа . ^ =

6 35

= 197,1 -102 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. 11.33, II. 34).

Исходные данные: ригель сборный в среднем пролете первого этажа (ригель 4—4′ на рис. 11.13), ригель с полка­ми 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 Вр-1. Конструкция ригеля представлена на рис. 11.44. Согласно рис. 11.33 и 11.34 усилия в ригеле, действую­щие на опорах, составляют М4_/ = ¦Mi’_i= —451,16 кН*м; в пролете — AiЈfax = +133,6 кН-м; Q4=<?4′ = 343,7кН.

Вследствие пластических деформаций произойдет пере­распределение усилий, полученных в результате расчета ригеля как упругой системы. Основную роль в перераспре­делении усилий в статически неопределимых железобетон-

Il

009

Ose

ОС да OOS fei

§

Sri

Ных конструкциях играет перераспределение изгибающих мо­ментов, 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 ри­геля 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 учетом перераспределения изгибающие моменты со­ставят:

М.4_4′ — М/_4 = — 0,7-451,16 = — 315,81 кН-м; М%>ах — .



.