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

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 38.19 м². Постоянная нагрузка от перекрытия 1-го этажа собирается с полной грузовой площади.

Вид нагрузки	Нагрузка (кН/м²)× ×	Нормативн. 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)	2,95×38.19×0,953,8×38.19×0,952.4×38.19×0,95	107.03137.987.1	1,31,11/0,7	139.15151.7124.4
Полная нагрузка	332.03	415.25
Б. Нагрузка на межэтажное перекрытие
1. Вес железобетонных конструкций перекрытия2. Вес пола и перегородок3. Временная нагрузка с коэф. снижения к₂=0,80,8×8.5=6.8 кН/м²	3,8×38.19×0,952,5×38.19×0,956.8×38.19×0,95	137.990.7246.7	1,11,11,2	151.799.8296
Полная нагрузка	475.3	547.5

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:

N=415.25+3×547.5-296/2+3×16.15=1958.2 кН.

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 на 1 м длины ригеля с учетом коэффициента снижения к₂=0,8:

кН.

Расчетные высоты колонн будут: для первого этажа

Н₁=Н_1эт+0.15-h_пол-h_пл-h_риг/2=3.3+0,15-0,1-0,5-0,45 /2=2.625 м.

для второго этажа

Н₂=Н_2эт=3.3 м.

Линейные моменты инерции:

- колонны сечением 400×400 мм:

Для первого этажа

м³

Для второго этажа

м³.

- ригеля сечением 300×450 мм, пролетом l=5.7 м:

м³.

Расчетный изгибающий момент М в расчетном сечении колонны по формуле:

кНм.

б) Расчет колонны по прочности.

Принимая условно всю нагрузку длительно действующей, имеем

N_L=1958.2 кН и M_L=50,67 кНм; l₀=H₁=2.625 м.

Для тяжелого бетона класса В25 имеем расчетное сопротивление бетона R_b=14,5×0,9=13.05МПа, модуль упругости бетона Е_b=30000 МПа.

Для продольной арматуры класса А400 расчетное сопротивление R_s=R_sc=355 МПа; модуль упругости Е_s=200000 МПа.

h₀=h-a=400-50=350 мм (предварительно а=50 мм).

необходим учет прогиба колонны

т.е. значение М не корректируем.

т.к. вся нагрузка принята длительно действующей.

Так как

принимаем

Задаемся μ = 0,0185;

Жесткость колонны:

Критическая сила:

;

кНм;

;

Если

Допускается принимать

Проверка

(0.3%)

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 три этажа. На основании данных таблицы получим:

N=415.25+3×547.5+4×16.15=2122.35 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=2122.35 кН. Изгибающий момент в сечении М=0. Поскольку расчетный эксцентриситет с₀=М/N=0, сечение рассчитывается на сжатие продольной силой N=2122.35 кН, приложенной со случайным эксцентриситетом е₀.

Так как вся временная нагрузка принята длительной, то N_l=N=2122.35 кН. При N_l/N=1 и l₀/h=6.6 для тяжелого бетона находим

мм².

Коэффициент армирования:

Процент армирования 0.39% т.е. лежит в пределах оптимального армирования.

Таким образом, в результате проведённых расчётов видим, что

А_s,tot=638 мм²> А_s+А¢_s =2×247=494 мм².

Поэтому продольную рабочую арматуру подбираем по наибольшей требуемой площади

А_s,tot=638 мм².

Принимаем 6Ø12 A500 с А_S=679 мм² (+6.4%)

Принятую продольную арматуру пропускаем по всей длине рассчитываемой монтажной единицы без обрывов. Колонна армируется сварным каркасом из арматуры диаметром 8 мм класса А240 с шагом S = 400мм.

7. Расчет консоли колонны

Консоль колонны предназначена для опирания ригеля рамы. Консоли колонны бетонируются одновременно с ее стволом, поэтому выполняется также из тяжелого бетона класса В25 имеем расчетное сопротивление бетона R_b=13.05 МПа, R_bt=0,945 МПа,модуль упругости бетона Е_b=30000 МПа. Продольная арматура выполняется из стали класса A400 с расчетным сопротивлением R_s=355 МПа. Поперечное армирование коротких консолей выполняется в виде горизонтальных двухветвевых хомутов из стержней диаметром 8мм класса А240. Модуль упругости поперечных стержней Е_s=200000МПа. Консоль воспринимает нагрузку от одного междуэтажного перекрытия с грузовой площади ω/2 = 19.095 м².

Расчетная поперечная сила передаваемая на консоль, составляет:

Q=547.5/2=273.75 кН.

Принимаем вылет консоли l_c=300 мм, высоту сечения консоли в месте примыкания ее к колонне, h=600мм. Угол наклона сжатой грани консоли к горизонту

. Высота сечения у свободного края h₁=600-300=300 мм > h/3=200 мм. Рабочая высота опорного сечения консоли h₀=h-a=600-50=550 мм. Поскольку l_c=300<0.9h=495мм, консоль короткая.

Расстояние от приложения силы Q до опорного сечения консоли будет:

a= l_c-l_sup/2=300-240/2=180мм.

Проверяем прочность бетона на смятие под опорной площадкой:

МПа < R_b=13.05 МПа.

Проверяем условие прочности по наклонной сжатой полосе:

Принимаем шаг горизонтальных хомутов S_w=150 мм.

A_sw=nA_sw1=2×50.3=100.6 мм².