Расчет железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

На печать.dwg

ПЛАН 1-го ЭТАЖА.М 1:100.
Схема полов 1-го этажа.М 1:200.
(пенополистерол;минераловатные
Наименование помещения
ПЛАН КРОВЛИ.М 1:200.
Жб плита покрытия-220мм
Однослойная пароизоляция
Утеплитель "Rockwool"-200мм
Разуклонка из керамзита
-хслойный наплавляемый ковер
Деревянная антисептированная
рейка 40*50мм по всей длине
пробки 75*120*50 шаг 640мм
Оцинкованная кровельная
Деревянные антисептированные
Жб плита покрытия 220мм
Пароизоляция однослойная
Цем.-песчаная стяжка 50мм
-х слойный наплавляемый ковер
Утеплитель "Rockwool" 200мм
Выравнивающая стяжка
Многоэтажное производственное здание
ННГАСУ - 290300 - 2008 -КЖ
Перекрытие в монолитном
План поперечный разрез здания
армирование плиты ПМ1 и балки БМ2
спецификации примечания
Капитальная кирпичная стена
Район строительства - г.Н.Новгород
Величина временной нормативной нагрузки на перекрытие 16кНм
Бетон монолитного перекрытия - тяжелый класса В20
Сетки и каркасы изготовлять при помощи контактной точечной
электросварки в соответствии с требованиями ГОСТ 23279 -85 и
Огибающая эпюра моментов и "эпюра
несущей способности " крайнего ригеля
Эпюра М и М (в кН*м)
ННГАСУ-270100-2014-КЖ
Нормативное значение временной нагрузки на межэтажное перекрытие 132 кНм
Курсовой проект выполнен по заданию кафедры ЖБК
План-схема секции здания и его перекрытия.
Межсекционная кирпичная стенаn
Водоизоляционный ковёр
Защитный слой гравия
M+1E0FF M+1EFE0M+1EBFC
M+1EFE0M+1EFE5M+1E0FF M+1EFEBа
M+1E4FEM+1EBFF M+1E720600M+1ECEC
Геометрические размеры
Петли для подъема МП1
C1 (C2 ЗЕРКАЛЬНО C1)
Спецификация арматуры на арматурное изделие
Сетки и каркасы изготовлены при помощи контактной точечной
электросварки в соответствии с ГОСТ 23279-85ГОСТ 10922-90
Спецификация арматурных изделий на ригель Б1
Ведомость расхода стали на ригель Б1.
Окончательная фиксация закладных деталей М2 производится в опалубке.
Позицию ОС1 приваривать к вертикальным хомутам вверху и к рабочим
продольным стержням внизу с помощью электросварных клещей.
Плоские каркасы КР1 и КР2 приварить дуговой сваркой к закладным деталям М1.
Сетки С1 и С2 привязать вязальной проволокой к продольным стержням каркаса.
Позицию СП1 крепить к продольным стержням к продольному каркасу КР1 дуговой
сваркой прерывистым швом - 50 с шагом 400 мм
Составная позиция СП1 крепится к КР1 дуговой сваркой с помощью позиции ОС4
Позицию М3 приварить к СП1 и ОС2 после выверки положения в пространственном
Электродуговую сварку производить электродами Э-50А
риска геометрических осей
Риска представляет собой полоску нанесенную краской с прочерченной на ней осью.
электросварки в соответствии с ГОСТ 23279-85ГОСТ 10922
(С1 условно не показано)
На узле 1 условно не показаны сетки С1 и С2
Арматурные изделия плиты П1 представлены на листе 4
Спецификация арматурных изделий на плиту П1
Ведомость расхода стали на плиту П1.
Спецификация арматурных изделий на колонну К2
Отдельные стержни позиция ОС1 соединяютя с плоскими каркасами
контактной точечной сваркой
Сварные соединения производить в соответствии с СН 393-69
Хомуты консолей ОС3 ОС4 ОС5 и закладные детали МН3 крепятся к рабочей
арматуре вязальной проволокой. Окончательное положение закладных деталей
фиксируется в опалубке.
Ведомость расхода стали на колонну К2.
прерывистый сварной шов

Записка.docx

Министерство общего и профессионального образованияРоссийской Федерации
Нижегородский государственный архитектурно-строительный университет
Кафедра железобетонных и каменных конструкций
Расчет железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания
Студент гр. № з09-4: Сыпачев Н.И.
Преподаватель: Иваев О.О.
Нижний Новгород-2014
Расчёт ребристой плиты3
1.1 Расчёт полки плиты .. 3
1.2 Расчёт поперечных ребра . . 4
1.3 Расчёт продольных рёбер .4
1.4 Расчёт прочности нормальных сечений .5
1.5. Расчёт прочности наклонных сечений на поперечную силу ..5
1.6. Определение приопорного участка (аналитический способ) .6
Расчёт сборного ригеля поперечной рамы PAGEREF _Toc476318771 h 8
1. Дополнительные данные 8
2. Расчётные пролёты ригеля .8
3. Расчётные нагрузки 8
4. Расчётные изгибающие моменты .8
5. Расчётные поперечные силы .9
6. Расчёт ригеля на прочность по нормальным сечениям ..9
7. Расчёт ригеля на прочность по наклонным сечениям на действие
8. Определение приопорного участка(аналитический способ) 12
9. Обрыв продольной арматуры в пролёте. Построение эпюры арматуры 13
Расчёт сборной железобетонной колонны18
1. Расчёт колонны на сжатие 18
1.1.Расчёт колонны по условиям первой схемы загружения 19
1.2.Расчёт колонны по условиям второй схемы загружения 20
2. Расчёт колонны на поперечную силу ..21
3. Расчёт консоли колонны ..22
Библиографическое описание26
Расчёт ребристой плиты
Сетка колонн к=620570 м . Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия Рп =132 кНм² Рп коэффициенты надёжности по нагрузке: временной – γf=12; постоянной – γf=11. Бетон тяжёлый класса В15. Rb=85 МПа; Rbt=075 МПа.
Основные размеры плиты :
длина плиты п=к450 мм=5700450=5250 мм;
номинальная ширина В=:4=6200:4=1550мм;
конструктивная ширина В1=В15 мм=155015=1535 мм.
1. Расчёт плиты по прочности
1.1. Расчёт полки плиты
Толщина полки принята h`f=50 мм.
Пролёт полки в свету 2=В1240 мм=1535240=1295 мм
Расчётная нагрузка на 1 м² полки:
Постоянная (с γf=11):
а) вес полки 1100525=1375 кНм².
б) вес пола и перегородок 1125=275 кНм².
Итого постоянная нагрузка: g0=1375+275=4125 кНм².
Временная нагрузка (с γf=12): р0=12132=1584 кНм².
Полная расчётная нагрузка (с γn=1):
q=n(g0+p0)=1(4125+1584)=1997 кНм².
Изгибающий момент в полке по абсолютной величине равен:
Расчётное сопротивление Rs=435МПа (В500).
h0=h`fa=5018=32 мм. b=1000мм
As =565 мм2 (+1538%)
Процент армирования полки
1.2. Расчет поперечных ребер
Расчет прочности нормальных сечений.
Высота ребра арматура А400расчетный пролет
Расчетная нагрузка от собственного веса 1п.м. ребра:
Временная расчетная нагрузка на ширине ребра
Таким образом изгибающий момент в пролете поперечного ребра будет равен:
Сечение тавровое расчетная ширина полки:
Принят 110А400 с площадью Аs=785 мм² (+1966%)
1.3. Расчёт продольных рёбер.
Высота h=350 мм конструктивная ширина В1=1535 мм (номинальная ширина В=1550 мм).
Толщина сжатой полки h`f=50 мм.
Расчётный пролёт при определении изгибающего момента
=п100мм=5250100=5150 мм;
расчётный пролёт при определении поперечной силы
=п200мм=5250200=5050 мм
Нагрузка на 1 пог. м считаем только из условия прочности (первая группа предельных состояний f>11):
g=n(g0B+gс.в.п.р.+ gс.в )=1[41251550+121+182]=943 кНм
gс.в.п.р - расчетная нагрузка от собственного веса трех поперечных рёбер с заливкой швов
gс.в.п.р =03112953=121 кНм
gс.в- расчетная нагрузка от собственного веса двух продольных рёбер с заливкой швов
где: средняя ширина двух ребер и шва
р=np0B=115841550=2456 кНм;
q=g+p=943+2456=3399 кНм.
1.4.Расчёт прочности нормальных сечений
Расчётная продольная арматура в рёбрах принята класса А500 расчётное сопротивление Rs=435 МПа. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне; расчётная ширина полки b`f=B=1550 мм; h0=ha=35050=300 мм (а=50 мм при двухрядной арматуре).
Усилия от расчётной нагрузки для расчёта на прочность
Полагая что нейтральная ось лежит в полке имеем:
Принимаем 218А500 и 216А500 с площадью Аs=509+402=911 мм²(+022%).
1.5.Расчёт прочности наклонных сечений на поперечную силу
Поперечная сила на грани опоры Qma
Бетон В15(Rb=85МПа; Rbt=075МПа)
Предварительно принимаем Sw1= 100 мм(S1300)
Проверки на прочность наклонной сжатой полосы
следовательно прочность полосы обеспечена
Проверка прочности наклонного сечения
Поскольку qsw=1179Нмм >025Rbtb=025*075*185=3469Нмм- хомуты полностью учитываются в расчёте и Mb определяется по формуле:
Mb=15Rbtbh02=15*075*185*3002=1874кН·м.
Поскольку =085 2. C=>3h0=3*300=900мм
Принимаем С0=2h0=2*300=600мм С=3h0=900 мм
Qsw= 075qswc0=075*1179*600= 53055Н=53055 кН
Q=Qmax-q1c=8583-2171*0900 =6630 кН
Qb+Qsw=2083+53055= 7388кН> Q=6630кН
Проверка требования
1.6.Определение приопорного участка (аналитический способ).
При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от:
qsw=075(qsw1- qsw2)=075(1179-5895)=4422 Нмм где
Поскольку qsw2= 5895 Нмм > 025Rbt*b=025*075*185=3469 Нмм - условие выполняется т.е. Mb QВmax не пересчитываем.
Так как qsw=4422 Нмм >q1=2171 Нмм то:
По итогам расчёта графическим и аналитическим способом принимаем длину приопорного участка 1913 мм.
Расчёт сборного ригеля поперечной рамы
1. Дополнительные данные
Бетон тяжёлый класс бетона В25 коэффициент условий работы бетона b1=10. Расчётные сопротивления тяжёлого бетона класса В25 с учётом b1 равны: Rb=145 МПа; Rbt=105 МПа. Продольная арматура – класса А400 поперечная арматура – класса А400. Коэффициент снижения временной нагрузки к1=095.
2. Расчётные пролёты ригеля
Предварительно назначаем сечение колонн 400400 мм (hc=400 мм) вылет консолей с=350 мм. Расчётные пролёты ригеля равны:
крайний пролёт 1=15hc2c=620 15042035= 49 м;
средний пролёт 2=hc2c=620042035= 51 м.
3. Расчётные нагрузки
а) Постоянная нагрузка (с n=1 и f=11):
вес железобетонных плит с заливкой швов
вес пола и перегородок
собственный вес ригеля сечением bh04055 м (размеры задаются ориентировочно)
итого: постоянная нагрузка g=4054кНм.
б) Временная нагрузка с коэффициентом снижения к1=095 (с n=1 и f=12):
р=109512132570=8578 кНм.
Полная расчётная нагрузка: q=g+p=12632 кНм.
4. Расчётные изгибающие моменты
В средних пролётах и на средних опорах
Отрицательные моменты в пролётах при pg=85784054=212 по интерполяции:
в крайнем пролёте для точки «4» при =002048
М4=(g+p)1²=0020481263249²=6212 кНм;
в среднем пролёте для точки «6» при =002348
М6=(g+p)2²=0023481263251²=7715 кНм;
5. Расчётные поперечные силы
На опоре В справа и на средних опорах
QBП=QC=05q2=051263251=32212 кН.
6. Расчёт ригеля на прочность по нормальным сечениям
Принимаем ширину сечения b=300 мм. Высоту ригеля определяем по опорному моменту М1=25275кНм задаваясь значением =035R=0533m=0289. Сечение рассчитывается как прямоугольное по формуле:
h=ho+a=44839+45=49339мм.
принимаем h=550 мм (hпл+200мм)
а) Крайний пролёт. М1=25275кНм; b=300 мм; h=550 мм; h0=ha=55045=505 мм (арматура расположена в один ряд по высоте)
принято 328 А400 с As=1847 мм² (+1223%).
а=30+3052=4525мм( где 30мм – толщина закладной детали к которой привариваются продольные стержни; 305 мм – диаметр арматуры 28 по рифам).
Пересчет а не требуется.
б) Средний пролёт. М2=20535кНм; b=300 мм; h=550 мм; h0=ha=55045=505 мм (арматура расположена в один ряд по высоте)
принято 325 А400 с As=1473 мм² (+1371%)
а=30+272=435мм( где 30мм – толщина закладной детали к которой привариваются продольные стержни; 27 мм – диаметр арматуры 25 по рифам).
в) Средняя опора. МВ=МС=М=20535кНм; b=300 мм; h=550 мм; h0=ha=55065=485 мм
принято 325 А400 с As=1473 мм² (+798%).
h0=550-(80-272)=4835 мм( где 80мм – расстояние от верха ригеля до низа арматурного стержня; 27 мм – диаметр арматуры 25 по рифам).
г) Крайняя опора. МА=15165 кНм; b=300 мм; h=550 мм; h0=ha=55065=485 мм
принято 225 А400 с As=982 мм² (+107%).
д) Верхняя пролётная арматура среднего пролёта по моменту в сечении «6» М6=7715 кНм; b=300 мм; h=550 мм; h0=ha=55065=485 мм (однорядная арматура);
принято 316А400 с As=603 мм² (+2747%).
е) Верхняя пролётная арматура крайнего пролёта по моменту в сечении «4» М4=6212 кНм; b=300 мм; h=550 мм; h0=ha=55065=485 мм;
принято 216 А400 с As=402 мм² (+641%).
7. Расчёт крайнего ригеля на прочность по наклонным сечениямна действие поперечных сил
Определение площади поперечного сечения поперечной арматуры на отрыв.
QА=29853 кН. Принимаем поперечную арматуру диаметром dsw=8 мм А400 Rsw=280 MПа; h01=485 мм;b=300мм. Бетон В25 (Rb=145 МПа; Rbt=105 МПа. =10 так как нагрузка на ригель включает её временную составляющую).
Предварительно принимаем Sw1=150(S105h0=2425 мм;S1300 мм)
* Rb* b *h0=03*145*300*485=632925 кH > Qа=29853 кН
Т.е. прочность полосы обеспечена
Определяемqsw1=Нмм (кНм).
Поскольку - хомуты полностью учитываются в расчете.
Mb=15Rbtbh0²=15105300485²=11115кНм;
q1=g+05р=4054+058578=8343кНм (Нмм).
мм 3h0=3*485=1455 мм
Принимаем С=1155 мм; С0=2h0=2*485=970 мм
Qsw=075* qsw1 * С0=075*15030 *0970=10934кH
Q=Qаq1*С=29853 – 83431155=20217 кН;
Проверяем условие прочности:
Qb+Qsw=9624+10934=20558 кН > Q=20217 кН
QВ=32045кН. Принимаем поперечную арматуру диаметром dsw=8 мм А400 Rsw=280 MПа; h02=485 мм;b=300мм. Бетон В25 (Rb=145 МПа; Rbt=105 МПа. =10 так как нагрузка на ригель включает её временную составляющую).
Предварительно принимаем Sw1=150 мм (S105h0=2425 мм;S1300 мм)
* Rb* b *h0=03*145*300*485=632925 кH > QВ=32045 кН
Определяемqsw2=Нмм (кНм).
Поскольку Mb=15Rbtbh0²=15105300485²=11115кНм;
Qsw=075* qsw2 * С0=075*19054*0970=13862кH
Q=QВq1*С=32045 – 83431155=22409 кН;
Qb+Qsw=9624+13862=23486 кН > Q=22409 кН
8.Определение приопорного участка (аналитический способ).
Приопорный участок у опоры А:
Шаг поперечных стержней в середине пролета Sw3 принимается по конструктивным соображениям но не более 075h0 и 500мм.
В данном случае предварительно принят dsw=8 мм Sw3=350(Sw3075h0=36375 мм;Sw3500 мм)арматура класса А400.
Т.к. Δqsw=9054 Нмм>q1=8343Нмм.
Приопорный участок у опоры В слева:
Из ранее произведенного расчета Qв=32045 кН С=1155 мм; С0=2h0=2*485=970 мм
Т.к. Δqsw=12072 Нмм>q1=8343Нмм.
По итогам двух способов длина приопорных участка равна 1759 мм и 1932 мм
9 Обрыв продольной арматуры в пролёте. Построение эпюры арматуры
Моменты в пяти точках каждого пролёта вычисляются по формуле:
Расчётные моменты эпюры арматуры которые может воспринять балка в каждом сечении при имеющейся в этих сечениях растянутой арматуре определяются по формуле:
X= - высота сжатой зоны
гдеAs – площадь арматуры в рассматриваемом сечении;
Место действительного обрыва стержней отстает от теоретического на расстоянии W принимаемом не менее величины определяемой по формуле:
гдеQ – расчётная поперечная сила в месте теоретического обрыва стержня;
qsw – усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента на рассматриваемом участке длиной W определяемое по формуле qsw=RswAsws (s – шаг поперечных стержней на рассматриваемом участке длиной W);
d – диаметр обрываемого стержня.
При правильном подборе и распределении продольной арматуры по длине ригеля эпюра арматуры Mu повсюду охватывает огибающую эпюру моментов М нигде не врезаясь в неё но и не удаляясь от неё слишком далеко в расчётных сечениях. В таком случае во всех сечениях ригеля будет выполняться условие прочности по моменту М ≤ Мu и обеспечиваться экономное расходование арматуры.
Крайний пролёт «0-5»
М=q1²=1263249²=30329432кНм)
Положи-тельные моменты
Отрица-тельные моменты
Ординаты эпюры арматуры Мult вычисляются через площади фактически принятой ранее арматуры и откладываются на том же чертеже.
На положительные моменты
На наибольший положительный момент М1 =25275 кНм принята арматура 328 А400 с As=1847 мм²
Mult=RsAs(h0-05x)=3501847(505-05*14861)=27843 кНм.
На отрицательные опорные моменты
На момент МА принята арматура 225 А400 с As=982 мм²
Mult=RsAs(h0-05x)=350982(485-05*7902)=15312 кНм
На момент Мв принята арматура 325 А400 с As=1473 мм²
Сначала обрывается 125 а затем 225 с Mult=15312 кНм
Mult=RsAs(h0-05x)=3501473(485-05*11852)=21950 кНм
На отрицательные пролетные моменты
На момент М4 принята верхняя пролётная арматура 216А400 с As=402 мм²
Мult=350402(485-05*3235)=6597 кНм.
Обрываемые пролётные и опорные стержни заводятся за место теоретического обрыва на величину W. Расстояния от опорных сечений до мест теоретического обрыва стержней определяются из эпюры графически.
Из расчета ригеля на прочность по перечной силе:
для надопорных стержней слева 225 А400:
для надопорных стержней справа 325 А400:
для надопорных стержней справа 225 А400:
Принято W1=760 мм; W2=780 мм ;W3=650 мм
Расчёт сборной железобетонной колонны
1. Расчёт колонны на сжатие
Колонна рассчитывается по прочности на внецентренное сжатие поэтому в каждом расчётном сечении необходимо иметь расчётный момент М и расчётную силу N. Для определения N целесообразно предварительно подсчитать нагрузки на полную грузовую площадь от загружения покрытия и междуэтажного перекрытия. Предварительно подсчитывается также собственный вес колонны одного этажа.
Полная грузовая площадь для одной внутренней колонны составит:
Подсчёт нагрузок на грузовую площадь сведен в таблицу 3.1. Нагрузку от собственного веса конструкций покрытия и междуэтажных перекрытий принимаем по данным предыдущего расчёта.
Таблица 3.1.Подсчёт нагрузок на грузовую площадь покрытия и междуэтажного перекрытия
Нормативная нагрузка (кН)
Расчётная нагрузка (кН)
А. Нагрузка на покрытие
Собственный вес конструкций кровли (ковёр утеплитель стяжка и пр.)
Вес железобетонных конструкций покрытия (с учётом веса ригеля 100 кНм²)
Временная нагрузка (снег)
Б. Нагрузка на междуэтажное перекрытие
Вес железобетонных конструкций перекрытия (с учётом веса ригеля 100 кНм²)
Вес пола и перегородок
Временная нагрузка с коэффициентом снижения к2=09:
Колонну принимаем сечением 400400 мм. Собственный вес колонны длиной 33 м (на один этаж) с учётом веса двусторонней консоли будет (при n=100):
нормативный – 1[040433+(0307+035035)04]·25=16525 кН;
расчётный (с f=11) – 1116525=1818 кН.
Расчёт колонны по прочности на сжатие производим для двух схем загружения:
) первая схема – при полосовом загружении временной нагрузкой через пролёт перекрытия над первым этажом и сплошном загружении временной нагрузкой остальных перекрытий и покрытия;
) вторая схема – при сплошном загружении временной нагрузкой всех междуэтажных перекрытий и покрытия. Рассмотрим отдельно оба случая загружения.
Расчёт колонны по усилиям первой схемы загружения
За расчётное принимаем верхнее сечение колонны 1-го этажа расположенное на уровне оси ригеля перекрытия этого этажа. Расчёт выполняется на комбинацию усилий Mmax –N отвечающую загружению временной нагрузкой одного из примыкающих к колонне пролётов ригеля перекрытия 1-го этажа и сплошному загружению остальных перекрытий и покрытия.
а) Определение усилий в колонне. Расчётная продольная сила N
Постоянная и временная нагрузки на одну внутреннюю колонну от покрытия и всех междуэтажных перекрытий кроме перекрытия 1-го этажа собираются с полной грузовой площади =3534м².
Постоянная нагрузка от перекрытия 1-го этажа собирается также с полной грузовой площади =3534 м². Временная нагрузка на перекрытии 1-го этажа собирается с половины грузовой площади 2=1767 м² учитывается полосовое её расположение через пролёт. Расчётная продольная сила N в расчётном сечении колонны с учётом собственного веса двух её верхних этажей расположенных выше рассматриваемого сечения составит:
N=30549+3754560550381+31818=23718 кН.
Расчётный изгибающий момент М
Для определения момента М в расчётном сечении 1 колонны временную нагрузку на ригеле перекрытия 1-го этажа располагаем в одном из примыкающих к колонне пролётов. Величина расчётной временной нагрузки р на 1 м длины ригеля с учётом коэффициента снижения К2=090 составит:
р=К2nfp0nк =090112132570 = 8126 кНм.
Расчётные высоты колонны будут:
для первого этажа – Н1=Н1эт+015hпол+y0hриг=33+01501+0267055=3067м;
где y0 – расстояние до центра тяжести сечения
для второго этажа – Н2=Нэт=33 м.
Линейные моменты инерции – колонны сечением 400400 мм:
для первого этажам3;
для второго этажам3;
Площадь поперечного сечения:
Расстояние от центра тяжести сечения до нижней грани ригеля:
Момент инерции расчетного сечения:
Расчётный изгибающий момент М в расчётном сечении 1 колонны по формуле:
МL=05=055690=2845 кНм
б) Расчёт колонны по прочности
Для тяжёлого бетона класса В20 имеем: расчётное сопротивление Rb=115 МПа; модуль упругости Еb=27500 МПа.
Для продольной арматуры класса А500 расчётное сопротивление Rs=435 МПа; Rsc=400(435) МПа; модуль упругости Еs=200000 МПа.
h0=ha=40050=350 мм. 0=Н1=3067 м.
h=3067400=767 >4 необходим учёт прогиба колонны
е0=> еа=h30=40030=133 мм.
Так как e0h=240400=006 015 принимаем .
Допускается принимать
Расчёт колонны по усилиям второй схемы загружения
За расчётное принимаем нижнее сечение колонны 1-го этажа расположенное на уровне верха фундамента. Расчёт выполняется на комбинацию усилий NmaxM отвечающую сплошному загружению временной нагрузкой всех междуэтажных перекрытий и покрытия.
Постоянная и временная нагрузки на одну внутреннюю колонну от покрытия и всех междуэтажных перекрытий собираются с полной грузовой площади =3534 м². Учитывается также собственный вес колонны высотой в три этажа. На основании данных таблицы получим:
N=30549+375456+41818=264189 кН.
Поскольку здание имеет жёсткую конструктивную схему и пролёты ригеля примыкающие к рассматриваемой колонне слева и справа равны то при сплошном загружении временной нагрузкой покрытия и всех междуэтажных перекрытий изгибающий момент в сечениях колонны будет равен нулю т.е. М=0.
б) Расчёт колонны на прочность
При кратковременном действии нагрузки.
В нижнем сечении колонны 1-го этажа действует продольная сила N=264189 кН. При 0h=3300400=825. для тяжёлого бетона находим φ=09
При действии длительной нагрузки.
В нижнем сечении колонны первого этажа действует продольная сила
При 0=Нэт=33м При 0h=3300400=825. для тяжёлого бетона находим φ=0909
По наибольшему из полученных значений принимаем
5 А500 As=2945 мм² (+1695%)
Коэффициент армирования:
2. Расчёт колонны на поперечную силу
Поперченная сила в колонне равна:
Поскольку Q постоянна по высоте колонны
Прочность по наклонному сечению обеспечена. Поперечная арматура принимается по конструктивным требованиям то есть
мм класса А240 с шагом 350мм()
Расчет по бетонной полосе между наклонными сечениями:
Прочность по бетонной полосе обеспечена.
3. Расчёт консоли колонны
Консоль колонны предназначена для опирания ригеля рамы. Консоли колонны бетонируются одновременно с её стволом поэтому выполняются также из тяжёлого бетона класса В20. Расчётные сопротивления бетона равны:
модуль упругости бетона Еb=27500 МПа.
Продольная арматура консоли выполняется из стали класса А500 с расчётным сопротивлением Rs=435 МПа. Поперечное армирование коротких консолей принимаем в виде горизонтальных двухветвенных (n=2) хомутов из стержней диаметром 8 мм класса А240.
Модуль упругости поперечных стержней Es=200000 МПа. Консоль воспринимает нагрузку от опорной реакции ригеля:
Принимаем вылет консоли с=350 мм высоту сечения консоли в месте примыкания её к колонне (в опорном сечении) h=650 мм. Угол наклона сжатой грани консоли к горизонту =45. Высота сечения у свободного края h1=650350=300 мм > (13)h=200 мм. Рабочая высота опорного сечения консоли h0=ha=65050=600 мм. Поскольку с=350 мм 09h0=09600=585 мм консоль – короткая.
С учётом зазора между торцом ригеля и гранью колонны 60 мм длина площадки опирания ригеля вдоль вылета консоли sup составит: sup=с60=30060=240 мм. Расстояние от точки приложения силы Q до опорного сечения консоли будет:
Проверяем прочность бетона на смятие под опорной площадкой. При ширине ригеля bриг=300 мм получим:
Нмм²=371 МПа Rb=115МПа
т.е. прочность на смятие обеспечена.
Проверяем условие прочности по наклонной сжатой полосе:
b=supsin=2900863=2503 мм.
Принимаем шаг горизонтальных хомутов Sw=150 мм 8 А240:
Asw=nAsw1=2503=1006мм²
w2=1+5w1=1+572800017=1062.
Q=322120Н 08w2Rbbbsin=081062 11540025030863=844198 Н–
прочность обеспечена.
Определяем площадь продольной арматуры Аs. Момент в опорном сечении взятый с коэффициентом 125 равен:
М=125Qa=125322120205=8255 кНм.
Площадь сечения арматуры будет равна:
Принимаем 216 А500 с площадью Аs=402мм².(+1440%).
Библиографическое описание:
СП 20.13330.2011 Нагрузки и воздействия. Утв. Министерством регионального развития Российской Федерации 27.12.10-96 с
СП 63.13330.2012 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003.
Утв. Министерством регионального развития Российской Федерации 29.12.2011-156 с
Нифонтов А.В. Расчёт сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания. Части 1 и 2. Методические указания для выполнения курсовых и дипломных проектов по железобетонным конструкциям. Нифонтов А.В. Малышев В.В. Иваев О.О. – Н.Новгород. ННГАСУ. 2010.