Расчет железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания. Нижний Новгород-2014

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
поперечный разрез здания
армирование плиты ПМ1 и балки БМ2
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 9
Курсовой проект выполнен по заданию кафедры ЖБК
План-схема секции здания и его перекрытия.
Межсекционная кирпичная стена
Водоизоляционный ковёр
Цементно-песчаная стяжка
M+1E0FF M+1EFE0M+1EBFC
M+1EFE0M+1EFE5M+1E0FF M+1EFEBа
M+1E4FEM+1EBFF M+1E720600M+1ECEC
(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.
Сетки и каркасы изготовлены при помощи контактной точечной
электросварки в соответствии с ГОСТ 23279-85
Спецификация арматуры на арматурное изделие
Геометрические размеры
Петли для подъема МП1
C1 (C2 ЗЕРКАЛЬНО C1)
КР1 (КР2зеркально КР1)
прерывистый сварной шов
Спецификация арматурных изделий на колонну К2
Электродуговую сварку производить электродами Э-50А
Отдельные стержни позиция ОС1 соединяютя с плоскими каркасами
контактной точечной сваркой
Сварные соединения производить в соответствии с СН 393-69
ОС5 и закладные детали МН3 крепятся к рабочей
арматуре вязальной проволокой. Окончательное положение закладных деталей
фиксируется в опалубке.
Ведомость расхода стали на колонну К2.
риска геометрических осей
Риска представляет собой полоску
нанесенную краской с прочерченной на ней осью.
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 ОС3
Позицию М3 приварить к СП1 после выверки положения в пространственном

Записка.docx

Министерство общего и профессионального образования
Российской Федерации
НИЖЕГОРОДСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ АРХИТЕКТУРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ
Кафедра железобетонных и каменных конструкций
Расчет железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания
Студент гр. № з09-2: Давыдов Д.Е.
Преподаватель: Барышникова А.В.
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 рамы8
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 21
2. Расчёт колонны на поперечную силу ..22
3. Расчёт консоли колонны ..23
Библиографическое описание27
Расчёт ребристой плиты
Сетка колонн к=580580 м . Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия Рn =90 кНм² Рn коэффициенты надёжности по нагрузке: временной – γf=12; постоянной – γf=11. Бетон тяжёлый класса В25.Rb=145 МПа; Rbt=105 МПа.
Основные размеры плиты :
-длинна плиты п=к-450 мм=5800-450=5350 мм;
-номинальная ширина В=:4=5800:4=1450мм;
-конструктивная ширина В1=В-15 мм=1450-15=1435 мм.
1. Расчёт плиты по прочности
1.1. Расчёт полки плиты
Толщина полки принята h`f=50 мм.
Пролёт полки в свету 2=В1-240 мм=1435-240=1195 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=1290=108 кНм².
Полная расчётная нагрузка (с γn=1):
q=n(g0+p0)=1(4125+1080)=1493 кНм².
Изгибающий момент в полке по абсолютной величине равен:
Расчётное сопротивление Rs=435МПа (В500).
h0=h`f-a=50-18=32 мм. b=1000мм
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 18А400 с площадью Аs=503 мм² (+2875%)
1.3. Расчёт продольных рёбер.
Высота h=400 мм конструктивная ширина В1=1435 мм (номинальная ширина В=1450 мм).
Толщина сжатой полки h`f=50 мм.
Расчётный пролёт при определении изгибающего момента
=п-100мм=5350-100=5250 мм;
расчётный пролёт при определении поперечной силы
=п-200мм=5350-200=5150 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[41251450+111+212]=921 кНм
gс.в.п.р - расчетная нагрузка от собственного веса трех поперечных рёбер с заливкой швов
gс.в.п.р =03111953=111 кНм
gс.в- расчетная нагрузка от собственного веса двух продольных рёбер с заливкой швов
где: средняя ширина двух ребер и шва
р=np0B=110801450=1566 кНм;
q=g+p=921+1566=2487 кНм.
1.4.Расчёт прочности нормальных сечений
Расчётная продольная арматура в рёбрах принята класса А400 расчётное сопротивление Rs=350 МПа. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне; расчётная ширина полки b`f=B=1450 мм; h0=h-a=400-50=350 мм (а=50 мм при двухрядной арматуре).
Усилия от расчётной нагрузки для расчёта на прочность
Полагая что нейтральная ось лежит в полке имеем:
Принимаем 416А400 с площадью Аs=804 мм²(+1298%).
1.5.Расчёт прочности наклонных сечений на поперечную силу
Поперечная сила на грани опоры Qma
Бетон В25(Rb=145МПа; Rbt=105МПа)
Предварительно принимаем Sw1=175 мм(S05h0=175мм;S1300мм)
Sw2=200мм(S2075h0=2625мм;S2500мм)
Проверки на прочность наклонной сжатой полосы
следовательно прочность полосы обеспечена
Проверка прочности наклонного сечения
Поскольку qsw=672Нмм >025Rbtb=025*105*185=4857Нмм- хомуты полностью учитываются в расчёте и Mb определяется по формуле:
Mb=15Rbtbh02=15*105*185*3502=3570 кН·м.
Принимаем С0=2h0=2*350=700мм С=3h0=1050 мм
Qsw= 075qswc0=075*672*0700= 3528 кН
Q=Qmax-q1c=6405-1704*105 =4616 кН
Qb+Qsw=3400+3528= 6928 кН> Q=4616 кН
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(672-588)=630 Нмм где
Поскольку qsw2= 588 Нмм > 025Rbt*b=025*105*185=4857 Нмм - условие выполняется т.е. Mb QВmax не пересчитываем.
Так как qsw=630 Нмм q1=1704 Нмм то:
Где > 3h0=3*350=1050 мм
Таким образом длина приопорного участка будет:
По итогам расчёта графическим и аналитическим способом принимаем длину приопорного участка 1208 мм.
Расчёт сборного ригеля поперечной рамы
1. Дополнительные данные
Бетон тяжёлый класс бетона В20 коэффициент условий работы бетона b1=10. Расчётные сопротивления тяжёлого бетона класса В20 с учётом b1 равны: Rb=115 МПа; Rbt=090 МПа. Продольная и поперечная арматура – класса А400. Коэффициент снижения временной нагрузки к1=09.
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=-15hc-2c=580 -1504-2035= 450 м;
- средний пролёт 2=-hc-2c=580-04-2035= 470 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 bh0406 м (размеры задаются ориентировочно)
итого: постоянная нагрузка g=4169кНм.
б) Временная нагрузка с коэффициентом снижения к1=09 (с n=1 и f=12):
р=10912958=5638 кНм.
Полная расчётная нагрузка: q=g+p=9807 кНм.
4. Расчётные изгибающие моменты
В средних пролётах и на средних опорах
М2=-МВ=-МС=13540 кНм.
Отрицательные моменты в пролётах при pg=56384169=136 по интерполяции:
в крайнем пролёте для точки «4» при =-001432
М4=(g+p)1²=-0014329807450²=-2844кНм;
в среднем пролёте для точки «6» при =-001732
М6=(g+p)2²=-0017329807470²=-3753 кНм;
5. Расчётные поперечные силы
На опоре В справа и на средних опорах
QBП=QC=05q2=059807470=23047 кН.
6. Расчёт ригеля на прочность по нормальным сечениям
Принимаем ширину сечения b=300 мм. Высоту ригеля определяем по опорному моменту М1=16550кНм задаваясь значением =035R=0533m=0289. Сечение рассчитывается как прямоугольное по формуле:
h=ho+a=40741+65=47241 мм.
принимаем h=600 мм (hпл+200мм)
а) Крайний пролёт. М1=16550кНм; b=300 мм; h=600 мм; h0=h-a=600-65=535 мм (арматура расположена в два ряда по высоте)
принято 418 А400 с As=1018 мм² (+455%).
а=30+202+502=65мм( где 30мм – толщина закладной детали к которой привариваются продольные стержни; 20 мм – диаметр арматуры 18 по рифам).
Пересчет а не требуется.
б) Средний пролёт. М2=13540кНм; b=300 мм; h=600 мм; h0=h-a=600-65=535 мм (арматура расположена в два ряда по высоте)
принято 416 А400 с As=804 мм² (+296%)
а=30+182+502=64мм( где 30мм – толщина закладной детали к которой привариваются продольные стержни; 18 мм – диаметр арматуры 16 по рифам).
Пересчёт а не требуется.
в) Средняя опора. МВ=МС=М=13540кНм; b=300 мм; h=600 мм; h0=h-a=600-70=530 мм (арматура расположена в один ряд)
принято 225 А400 с As=982мм² (+2437%).
а=80-272=665 мм( где 80мм – расстояние от верха ригеля до низа арматурного стержня; 27 мм – диаметр арматуры 25 по рифам).
г) Крайняя опора. МА=9930 кНм; b=300 мм; h=600 мм; h0=h-a=600-70=530 мм (арматура расположена в один ряд)
принято 220 А400 с As=628 мм² (+1096%).
а=80-222=69 мм( где 80мм – расстояние от верха ригеля до низа арматурного стержня; 22 мм – диаметр арматуры 20 по рифам).
д) Верхняя пролётная арматура среднего пролёта по моменту в сечении «6» М6=3753 кНм; b=300 мм; h=600 мм; h0=h-a=600-70=530 мм (однорядная арматура);
Предварительно принято 212А400 с As=226 мм² (+947%).
При стыковом соединении стержней должно выполняться условие
Так как 1225=048 05 значит увеличиваем диаметр арматуры и окончательно принимаем
4 А400 с As=308 мм² (+4919%).
ddmax=1425=056 > 05. Условие выполняется.
е) Верхняя пролётная арматура крайнего пролёта по моменту в сечении «4» М4=2844 кНм; b=300 мм; h=600 мм; h0=h-a=600-70=530 мм;
Предварительно принято 210 А400 с As=157 мм² (+088%).
Так как 1025=04 05 значит увеличиваем диаметр арматуры и окончательно принимаем
4 А400 с As=308 мм² (+9789%).
7. Расчёт крайнего ригеля на прочность по наклонным сечениям
на действие поперечных сил
Определение площади поперечного сечения поперечной арматуры на отрыв.
QА=21263 кН. Принимаем поперечную арматуру диаметром dsw=8 мм А400 Rsw=280 MПа; h0=530 мм;b=300мм. Бетон В20 (Rb=115 МПа; Rbt=090 МПа. =10 так как нагрузка на ригель включает её временную составляющую).
Предварительно принимаем Sw1=200(S105h0=265мм;S1300мм)
* Rb* b *h0=03*115*300*530=54855 кH > Qа=21263кН
Т.е. прочность полосы обеспечена
Определяемqsw1=Нмм (кНм).
Поскольку - хомуты полностью учитываются в расчете.
Mb=15Rbtbh0²=1509300530²=11377 кНм;
q1=g+05р=4169+055638=6988 кНм (Нмм).
мм 3h0=3*530=1590 мм
Принимаем С=1276 мм; С0=2h0=2*530=1060 мм
Qsw=075* qsw1 * С0=075*7148*1060=5683 кH
Q=Qа-q1*С=21263–69881276=12347 кН;
Проверяем условие прочности:
Qb+Qsw=8917+5683=14600 кН > Q=12347 кН
Qв=22869 кН. Принимаем поперечную арматуру диаметром dsw=8 мм А400 Rsw=280 MПа; h0=530 мм;b=300мм. Бетон В20 (Rb=115 МПа; Rbt=090 МПа. =10 так как нагрузка на ригель включает её временную составляющую).
* Rb* b *h0=03*115*300*530=54855 кH > Qв=22869кН
Определяемqsw2=Нмм (кНм).
Qsw=075* qsw2 * С0=075*7148*1060=5683 кH
Q=Qа-q1*С=22869–69881276=13953 кН;
Qb+Qsw=8917+5683=14600 кН > Q=13953 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=300(Sw3075h0=3975мм;Sw3500мм)арматура класса А400.
Т.к. Δqsw=3523 Нмм q1=6988Нмм.
Где > 3h0=3*530=1590 мм
Приопорный участок у опоры В слева:
Из ранее произведенного расчета Qв=22869 кН
По итогам двух способов длины приопорных участков принимаем 1438 и 1602 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 фактического 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=9807450²=19859175кНм)
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 =16550 кНм принята арматура 418 А400 с As=1018 мм²
Mult=RsAs(h0-05x)=3501018(535-05*10328)=17222 кНм.
Примем что до опор доводятся 218 А400 с Аs=509 мм2. Момент Мu отвечающий этой арматуре получим пропорционально её площади:
Mult=RsAs(h0-05x)=350509(560-05*5164)=9517 кНм
На отрицательные опорные моменты
На момент МА принята арматура 220 А400 с As=628 мм²
Mult=RsAs(h0-05x)=350628(530-05*6372)=10950 кНм
На момент Мв принята арматура 225 А400 с As=982 мм²
Mult=RsAs(h0-05x)=350982(530-05*9963)=16505 кНм
На отрицательные пролетные моменты
На момент М4 принята верхняя пролётная арматура 214А400 с As=308 мм²
Мult=350308(530-05*3125)=5545 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 220 А400:
- для надопорных стержней справа 225 А400:
- для пролетных стержней слева 218 А400:
- для пролетных стержней справа 218 А400:
Принято W1=930 мм; W2=950 мм ;W3=790 мм; W4=810 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 36 м (на один этаж) с учётом веса двусторонней консоли будет (при n=100):
нормативный – 1[040436+(0307+035035)04]·25=17725 кН;
расчётный (с f=11) – 1117725=1950 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 =3364м².
Постоянная нагрузка от перекрытия 1-го этажа собирается также с полной грузовой площади =3364 м². Временная нагрузка на перекрытии 1-го этажа собирается с половины грузовой площади 2=1682 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=27102+456567-0532699+41950=244820кН.
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=09 составит:
р=К2nfp0nк =09112958 = 5638 кНм.
Расчётные высоты колонны будут:
для первого этажа – Н1=Н1эт+015-hпол+y0-hриг=36+015-01+0269-06=3319м;
где y0 – расстояние до центра тяжести сечения
для второго этажа – Н2=Н2эт=36 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=052754=1377 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 А400 расчётное сопротивление Rs=Rsc=350 МПа; модуль упругости Еs=200000 МПа.
h0=h-a=400-50=350 мм. 0=Н1=3319 м.
h=3319400=830 >4 необходим учёт прогиба колонны
е0= еа=h30=40030=133 мм.
Так как случайный эксцентриситет е0=1125мм еа=h30=40030=133 мм. Тогда принимаем ео= 133 мм и корректируем значение момента:
МL=05=053257=1629 кНм
Так как e0h=133400=0033 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 Nmax-M 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 =3364 м². Учитывается также собственный вес колонны высотой в три этажа. На основании данных таблицы получим:
N=27102+456567+51950=263120 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=263120 кН. При 0h=3600400=9. для тяжёлого бетона находим φ=09
При действии длительной нагрузки.
В нижнем сечении колонны первого этажа действует продольная сила
При 0=Нэт=36 м При 0h=3600400=9. для тяжёлого бетона находим φ=0905
По наибольшему из полученных значений принимаем
8 А400 As=3695 мм² (+1936%)
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 400мм()
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 А400 с расчётным сопротивлением Rs=350 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=650-350=300 мм > (13)h=200 мм. Рабочая высота опорного сечения консоли h0=h-a=650-50=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=с-60=300-60=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=265 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+572700017=1061.
Q=230470 Н 08w2Rbbbsin=08106111540025030863=843402Н–
прочность обеспечена.
Определяем площадь продольной арматуры Аs. Момент в опорном сечении взятый с коэффициентом 125 равен:
М=125Qa=125230470205=5906 кНм.
Площадь сечения арматуры будет равна:
Принимаем 216 А400 с площадью Аs=402мм² (+2865%).
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.