Расчёт железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания (стр. 5 из 6)

нормативный - 0,95[0,5×0,5×6,0+(0,3×0,6+0,3×0,3)·0,4]·25 = 38,19 кН

расчетный - 1,1×38,19 = 42,009 кН.

Расчет колонны по прочности на сжатие производим для двух схем загружения:

Расчет колонны по условиям первой схемы загружения

За расчетное принимаем верхнее сечение колонны 1-го этажа, расположенное на уровне оси ригеля перекрытия этого этажа. Расчет выполняется на комбинацию усилий M_max-N, отвечающую загружению временной нагрузкой одного из примыкающих к колонне пролетов ригеля перекрытия 1-го этажа и сплошному загружению остальных перекрытий и покрытия.

а) Определение усилий в колонне. Расчетная продольная сила N.

Постоянная и временная нагрузки на одну внутреннюю колонну от покрытия и всех межэтажных перекрытий, кроме того перекрытия 1-го этажа, собирается с полной грузовой площади 36,48 м². Постоянная нагрузка от перекрытия 1-го этажа собирается с полной грузовой площади.

Вид нагрузки	Нагрузка (кН/м²)× ×	Нормативная нагрузка (кН)		Расчетная нагрузка
А. Нагрузка на перекрытие
1.Собственный вес конструкций кровли( ковер, утеплитель, стяжка и пр.) 2.Вес железобетонной конструкции покрытия. 3.Временная нагрузка (снег)	2,95×36,48×0,95 3,8×36,48×0,95 1,8×36,48×0,95×0,7	107,62 131,69 43,67	1,3 1,1 1/0,7	139,906 144,86 62,15
Полная нагрузка		282,98		347,15
Б. Нагрузка на межэтажное перекрытие
1.Вес железобетонных конструкций перекрытия 2.Вес пола и перегородок 3.Временная нагрузка с коэф. снижения К₂= 0,9 0,9×14=12,6 кН/м².	3,8×36,48×0,95 2,5×36,48×0,95 12,6×36,48×0,95	131,69 86,64 436,7	1,1 1,1 1,2	144,86 95,304 524
Полная нагрузка		655,03		764,164

Временная нагрузка на перекрытие 1-го этажа собирается с половины грузовой площади, учитывается полосовое ее расположение через пролет. Расчетная продольная сила N в расчетном сечении колонны с учетом собственного веса двух ее верхних этажей, расположенных выше рассматриваемого сечения:

Расчетный изгибающий момент М.

Для определения момента М в расчетном сечении 1 колонны временную нагрузку на ригеле перекрытия 1-го этажа располагаем в одном из примыкающих к колонне пролетов. Величина расчетной временной нагрузки р на 1 м длины ригеля с учетом коэффициента снижения к₂= 0,85.

кН.

Расчетные высоты колонн будут:

- для первого этажа

Н₁=Н_1эт+0.15-h_пол-h_пл-h_Риг/2 = 6,0+0,15-0,1-0,45-0,5/2 = 5,35 м.

для второго этажа

Н₂=Н_2эт = 6,0 м.

Линейные моменты инерции:

колонны сечением 500×500 мм:

Для первого этажа

м³

Для второго этажа

м³.

-ригеля сечением 300×600 мм, пролетом l = 5,7 м:

м³.

Расчетный изгибающий момент М в расчетном сечении колонны по формуле:

кН·м.

б) Расчет колонны по прочности.

Принимая условно всю нагрузку длительно действующей, имеем

Для тяжелого бетона класса В15 имеем расчетное сопротивление бетона R_b = 0,9×8,5 = 7,65 МПа, модуль упругости бетона Е_b = 20500 МПа.

Для продольной арматуры класса А300 расчетное сопротивление R_s=R_sc= 270 МПа; модуль упругости Е_s= 200000 МПа.

h₀=h-a = 500-50 = 450 мм (предварительно а = 50 мм).

необходим учёт прогиба колонны

, т.е. значение М не корректируем.

т.к. вся нагрузка принята длительно действующей.

Так как

принимаем

Задаёмся μ = 0,018

Жесткость колонны

;

Поскольку

Допускается принимать

Проверка

(+4,7%)

Расчет колонны по усилиям второй схемы загружения.

За расчетное принимается нижнее сечение колонны 1-го этажа, расположенное на уровне верха фундамента. Расчет выполняется на комбинацию усилий N_max-M, отвечающих сплошному загружению временной нагрузкой всех междуэтажных перекрытий и покрытия.

а) Определение усилий в колонне. Расчетная продольная сила N.

Постоянная и временная нагрузка на одну внутреннюю колонну от покрытия и всех перекрытий собираются с полной грузовой площади. Учитывается также собственный вес колонны высотой в четыре этажа. На основании данных таблицы получим:

N=347,15+4×775,48+5×42,009=3313,85 кН.

Расчетный изгибающий момент М.

Поскольку здание имеет жесткую конструктивную схему и пролеты ригеля, примыкающие к рассматриваемой колонне слева и справа, равны, то при сплошном загружении временной нагрузкой покрытия и всех междуэтажных перекрытий изгибающий момент в сечении колонны будет равен нулю.

б) Расчет колонны на прочность

В нижнем сечении колонны 1-го этажа действует продольная сила N = 3313,85 кН. Изгибающий момент в сечении М=0. Поскольку расчетный эксцентриситет с₀=М/N=0, сечение рассчитывается на сжатие продольной силой N = 3313,85 кН, приложенной со случайным эксцентриситетом е₀. Расчётная длина колонны и фактическая длина l₀=l=H₁=5,35 м.

Так как вся временная нагрузка принята длительной то N_l=N=3313,85 кН.

При N_l/N=1 и l₀/h=16,7 для тяжелого бетона находим

0,7858

мм²

Таким образом, в результате проведённых расчётов видим, что

А_s,tot = 6421 мм² > A_s+A_s^’= 2×3149,852 = 6299,7 мм²

Поэтому продольную рабочую арматуру подбираем по наибольшей требуемой площади А_s_,_tot = 6421 мм²

Принимаем 8ø32А300 А_s = 6434 мм² (+0,2%)

3.2.Расчет консоли колонны.

Консоль колонны предназначена для опирания ригеля рамы. Консоли колонны бетонируются одновременно с ее стволом, поэтому выполняется также из тяжелого бетона класса В15 имеем расчетное сопротивление бетона R_b=7,65 МПа, R_bt=0,675 МПа, модуль упругости бетона Е_b=20500 МПа. Продольная арматура выполняется из стали класса A300 с расчетным сопротивлением R_s=270 МПа. Поперечное армирование коротких консолей выполняется в виде горизонтальных двухветвевых хомутов из стержней диаметром 8 мм класса А240. Модуль упругости поперечных стержней Е_s=200000 МПа. Консоль воспринимает нагрузку от одного междуэтажного перекрытия с грузовой площади ω/2=18,36 м².