Строительные лаги  Справочник 

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28 [ 29 ] 30 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40 41 42 43 44 45 46 47 48 49 50 51 52 53 54 55 56 57 58 59 60 61 62 63 64 65 66 67 68 69

по условию (2.56)

nvr,.n ui.-iin 0,75-2.1 (100)* 0.85-18-352 "«акс = OJbkRpmibh-JQ =--ЩОО-=

ИЗ конструктивных требований и < h/2 = 40/2 = 20 сц и не более и = 15 см (см. п. 5.27 СНиП 11-21-75).

Принимаем на приопорном участке длиной V4 пролетг( (600/4 = 150 см) шаг поперечных стержней н = 15 см» Поперечная сила на расстоянии V4 пролета от опоры (см. рнс. 3.20, а)

Qi = Q

4L = 46 500--liZZ0: = 23 250 H.

ЧТО меньше значения (/г/р/ибЛо) = 32 100 Н, следовательно, в средней 1юловине пролета панели поперечные! стержни по расчету не требуются; проектируем их раз- мещение по конструктивным требованиям при и <. З/4/i = = 40- 3/4 = 30 см и не более и = 50 см. Принимаем в средней половине длины каркасов продольных ребер шаг поперечных стержней - 30 см (см. рис. 3.21, а).

6. Определение места обрыва в пролете продольных стержней. В пролете допускается обрывать не более 50% расчетной площади сечения стержней, вычисленных по

макс

Рис. 3.21. Опредс.пенис места обрыва стержк-й и пролете про-мьных реОор

а - lxcmq ap.ii:ifjijuiiiuji; О - лиори лп.ми.шов: о - .:юри поперекi.ил сил 162

г,!;;..сИмальному изгибающсму моменту. При этом в каждом г.;,:ком сварном к;фкасе не менее одного продольного С1..)жкя должно быть заведено за грань опоры.

Ла грань опоры заводят по одному стержню диаметром 1 i ;;М в каждом каркасе К-1, всего f „j = 2- 1,54 = 3,08 см. Bi чЛа сжатой зоны сечения

/?.,Fa, 3-10-3,08

,„ п и 0,85-13,5-116

- = 0,8 см.

Момент, воспринимаемый сечение.м с арматурой 2014 А-П1,

М„ = RJiZa = 340 (100)* 3,08-.34,6 = 3 040 ООО Н-см =-=--26,4 кН-м, где = -0,5.с = 35 - 0,5-0,8 = 34,6 см.

Определяем место теоретического обрыва продольной 1туры из условня (см. рис. 3.20, а):

My = Qy - 0.5qy- 0,5qlay - 0,5(?!/=; 30,4 46,5 --0,5-15,77i/2; 7,88:/2 -46,55+37,4 = 0;

46,5 ± l/46.52-4-7,88-3CH

i/i.2=-

2-7,88

У1 = 0,95 M, У2 = 4,95 M.

откуда

Обрываемые стержни заводят за грань теоретического оирыва (сечение 1-1 рис. 3.21, а) на длину w согласно энччре изгибающих моментов (рис. 3.21, б). Величину w соичасно нормам принимают равной большему из двух следующих значений [см. формулу (3.5)]:

+ 5d; til > 20c/;

здесь

Qy = q (l -L = 46.5 (l--~ 0,9б) = 31,7 kH

- ИЗ подобия треугольников эпюры поперечных сил (рис. 3.21, е); Qo = О ввиду отсутствия отогнутой арматуры; (ю формуле (2.55) определяе.м:

RJcn 210-0,283.2 (100)* .g 15

ш = -5

5й = ЗЦ20 + 5.1,4 = 27 см;

2<7ш, 2-795

Kr;i20d = 20 1,4 = 28 см.

принимаем w = 28 см (см. сечеиие 2-2, рис. 3.21, а) 7. Расчет плиты панели. Плита (полка) панели яв; ляется тре.хпролетпой неразрезной, опертой по контуру на продольные и поперечные ребра (рис. 3.22). Отпошени! длинной стороны li к короткой /i в чистоте между ребрам равно:

- 1160 - 2 100- < •

Определение нагрузок и усилий Собственный вес конструкции пола по табл. 3.4: нормативный - 300 + 1000 + 400 = 1700 Н/м расчетный - 330 -f- 1200 + 520 = 2050 1690 Н/м" собственный вес нлиты: нормативный - 0,06 25 ООО 1500 Н/м расчетный - 15(Ю 1,1 = 1650 Н/м

Рис. 3.22. Схемы к расчету плиты, спертой по контуру, и поперечных ребер панели перекрытия по примеру 4

о - план; б, в - ж.ружтш и зпюра М поперечных p,6tp 184

Суммарная равномерно распределенная нагрузка: нормативная - {g" -\- р") -= 1700 + 1500 + 7000 1О2О0 Н/м

расчетная - (g -\- р) = 2050 + 1650 + 8400 12 100 Н/м;

нормативная посто>:нная и длительная временная

i.ln -] р1.) = 1700 Ь 1500 + 5000 =--- 8200 П/м.

Определяем изгибающие моменты по методу нредсль-iii го равновесия (подробнее о методах расчета плит, онср-•liix 1Ю контуру, см. §4). Моменты в среднем 1юле пера.з-) (iHOH плиты при /../i = 1,5 ... 2 можно принять и,пс. 3.22, а):

Л1, = л;, = Л!1; Л1,, = М, = 0,75/М,; Л)о---0,5;г,. Пз основного уравнения рйвновесня плит

принимая коэффициент ч = 1. Koropbirvi учитыв;!ется вли-ите распора в зависимости от жесткости окаймляющих ребер и отношения IJli, для принятых соотноше)шй мо-rituTOB находим момент на полосу шириной 1 пег. м b направлении короткой стороны:

л., (g + Р) /? (3/.> - /i) (g + Р) (Э. 1.68 - 0,96) 1\ 12(4/2 + 2.5Zi) 12 (4.1,68 + 2.5.0.96)

(S + P)l\ 27

12000-0,96 27

= 403 Н.м;

то .!.;е, в направлении длинной стороны:

УИг = 0,5Mi = 0,5-403 = 202 Н-м; Л!,, = Ai;, = 0.75Ali = 0.75-403 = 303 Н-м.

Крайние поля неразрезиой плиты как окаймленные со всех сторон ребрами рассматриваются аналогично среднему нолю, и так как отношения сторон в них почти равны Jl\ среднего поля, то изгибающие моменты принимаем МО среднему полю.

Определяем площадь сечения арматуры па 1 м плиты в направлении короткой стороны при ho = Л - а =

Ь - 1,5 = 4,5 см:

40 300

Лаге - 315(100)* 0.9-4,5

: 0.316 см2;

принимаем рулонную сетку 5 марки 200/200/3/3 шириной 1100 мм с поперечной рабочей арматурой Fi = 0,36 см* (табл. 2, прил. И); сегка раскатывается вдоль длинной стороны с отгибом на опорах в верхнюю зону (сечение 2-2 рнс. 3.23).

В направлении длинной стороны = 0>5 Fi = = 0,158 см; из конструктивных соображений принято f а2 -Еа, = 0,36 см

Для восприятия опорных .моментов и М[ (по длинной стороне), величина которых равна Mi, укладываем конструктивно сетки 3 марки 200/200/3/3 шириной 500 мм с перегибом на продольном ребре. Поперечные стержни сеток 3 перепускают в плиту на длину 0,2/i = 200 мм (см. сечения 2-2 н 3-3 рнс. 3.23). 8. Расчет поперечного ребра панели. Определение нагрузки и усилий. Максимальная нагрузка на среднее поперечное ребро

передается с треугольных грузовых площадей F., = 0,5/i (см. рнс. 3.22! й). Расчетная схема поперечного ребра представляет собой балку с защемленными опорами, нагруженную треугольной нагрузкой с максимальной ординатой 9i и собственны.м весом q. (рнс. 3.22, в). Треугольную нагрузку допускается заменить на эквивалентную равномерно распределенную по формуле <?в = 5/&/,;

<7i = (g + p)(x + V = l2iOOx X (0,96 + 0,085) = 12 300 Н/м,

Рис. 3.23. Армирование ребристой панели перекрытия сварными сетками и каркасами

t - 5 - каркасы и сетки, 6 - петли

гдеЬр=-111± =8,5 см

- средняя толщина поперечного ребра;

9с.в = р(р-п) Р"== = 0,085 (0,2 - 0,06) X

X 25 000-1.1 =330 Н/м.

Суммарная равномерно распределенная нагрузка <? = ?э + Чс. в = (5/8) 12 300 + 330 = 8000 Н/м.

С учетом развития пластических деформаций изгиба-i :щне .моменты в пролете и на опоре можно определять м> равномоментной схеме (M,,,, = М,у„ = М):

8000-0,962 16

= 463 Н-м.

Расчет продольной арматуры. В прокате поперечное ребро имеет тавровое сечение с полкой i; сжатой зоне. Расчетная ширина полки Ьп = bp --21JQ> = 8,5 -f 2-96/6 = 40 см и Ь„ = bp + \2h„ -8,5 4- 12-6 = 80,5 см; принимаем меньшее значение = 40 см; высота ребра h = 20 см и рабочая высота /г й = 20 - 2,5 = 17,5 см. \ 6 300

" ьЛРрш - 40-17,52.13.5 (100)* W =

что меньше минимального значения по табл. 2.11, нр1!нимаем т) = 1

М 46 300

~ Т1/1о/?а ~ 17,5-210(100)*

0,126 см2;

прпни.маем из конструктивных соображений 0 6 А-1, fa = 0,28 см; арматуру в верхней зоне и поперечные стержни также принимаем из ар.матуры 0 6 .мм; шаг поперечных стержней 150 .м.м (см. каркас 4 в сечении 3-3 рис. 3.23).

Из арматуры 0 6 А-1 выполняют и каркас 2 в крайних поперечных ребрах (см. сечение 4-4, рис. 3.23).

9. Расчет панели по деформациям {прогибам). Изгибающий мо-мент в середине пролета равен: от пол1юй нормативной нагрузки М = = 59 kI-1-м; от нормативной постоянной и длительной временной нагрузок /Идл = 48.5 кН • м и от кратковременной нагрузки /Икр = = 10,5 кН-м.

Определяем геометрические характеристики приведенного сече->;1я панели:

п = EJE = 2- 10V0,26- lO = 7.7; ЦП = -/ « = 44 7.7 = 0,068;

18-35

SbirJUhL i = 0,93.

18-35

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28 [ 29 ] 30 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40 41 42 43 44 45 46 47 48 49 50 51 52 53 54 55 56 57 58 59 60 61 62 63 64 65 66 67 68 69