Сборное проектирование многоэтажного промышленного здания с неполным каркасом (стр. 4 из 5)

1. Из условия свариваемости назначается диаметр поперечной арматуры d_sw.

2. По диаметру и количеству поперечных стержней в сечении определяется площадь поперечной арматуры.

мм,

A_sw = n∙f_sw,

где n – количество каркасов в плите;

f_sw – площадь одного поперечного стержня.

A_sw = 0,5 см²,

3. По конструктивным условиям назначается шаг поперечных стержней S:

- если высота плиты h ≤ 450 мм., то

но не менее 150 мм,

- если высота плиты h > 450мм., то

, но не более 500 мм.

Т.к. h =400 мм, то

Принимаем S = 10 (см).

4. Определяют усилия в хомутах на единицу длины элемента:

Принимаю в качестве поперечной арматуры класс А I с R_sw = 175 МПа.

5. Проверяем условие:

,

где φ_в3 – коэффициент, зависящий от вида бетона (φ_в3 = 0,6),

φ_f – коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок в тавровых и двутавровых сечениях.

φ_f в расчете на ригель равно 0.

6. Определяем длину проекции опасной наклонной трещины на продольную ось элемента

но С_о ≤ 2h_o и С_о ≤ С, а так же не менее h_o, если С > h_o.

66,41≤93,93, условие выполняется;

64,41≤2∙35=70, условие выполняется;

93,93 >35, условие выполняется.

φ_в2 – коэффициент, учитывающий влияние вида бетона (φ_в2 = 2).

Значение С следует определять по формуле:

,

где Q – поперечная сила от расчётной нагрузки.

7. Вычисляем поперечную силу, воспринимаемую хомутами:

8.Определяем поперечную силу, воспринимаемую бетоном:

При этом должно соблюдаться условие:

Q_в ≥ φ_в3(1+φ_f)R_вt∙в∙h_o,

58,11 ≥ 0,6(1+0)1,05∙100∙15∙35 = 33,08 (кН),

9. Проверяем несущую способность плиты по наклонному сечению:

Q ≤ Q_в + Q_sw,

51,11 ≤ 58,11 + 58,12 = 116,23 (кH),

10. Проверяем прочность плиты по наклонной полосе между трещинами:

Q ≤ 0,3 φ_w1 ∙φ_в1 R_в в h_o,

φ_w1 = 1,0 + 5 α μ_w,

φ_w1 = 1,0 + 5 6,33 0,003= 1,09<1,3- условие выполняется,

где β – коэффициент, принимаемый равным 0,01.

4.6 Построение эпюры материалов

Эпюра материалов строится с целью определения мест обрыва рабочей продольной арматуры. Обрыв стержней проводят в соответствии с эпюрой изгибающих моментов.

Площадь сечения продольной рабочей арматуры принимается по максимальному моменту. По мере от этого сечения ординаты эпюры изгибающих моментов уменьшаются и следовательно может быть уменьшена площадь сечения арматуры. Поэтому в целях экономии стали часть продольной арматуры (не более 50%) может не доводиться до опоры, а обрываться в пролёте. Например, если по расчёту для восприятия растягивающих напряжений от действия максимального изгибающего момента в сечении ригеля поставлены четыре стержня продольной арматуры, оборвать следует два стержня, а два – довести до опоры. Если же в сечении поставлены шесть стержней на трёх каркасах, оборвать можно три стержня продольной арматуры.

Для построения эпюра материалов необходимо под схемой армирования ригеля вычертить в масштабе эпюры М и Q. После чего определить фактические изгибающие моменты, воспринимаемые ригелем при армировании его рабочей продольной арматурой. А_s1 (50% от принятой) и А_s2 (100% от принятой) по формуле:

А_s1=1,73 см².

А_s2=3,46 см².

где x_i – высота сжатой зоны бетона:

Полученные значения несущей способности наложить на эпюру М. Точка пересечения эпюры несущей способности с этой эпюрой М называют точками теоретического обрыва стержней. Однако обрываемые стержни следует заводить за указанные точки на величину W, которая определяется:

где Q_wi – поперечная сила вместе теоретического обрыва стержня. Определяется графически по эпюре Q,

d_s – диаметр обрываемого стержня,

g_sw – усилие на 1 пог. м, воспринимаемое поперечными стержнями вместе обрыва.

Необходимо помнить, что величина заделки за точку теоретического обрыва должна быть не более 20 d_s.

5. Расчёт колонны

Следует выполнить расчёт и конструирование первого этажа. Колонна рассчитывается как стоика, равной высоте этажа, с шарнирно – неподвижными опорами на концах.

Расчётная длина стойки l₀ = H_эт=4 м, где Н_эт – высота этажа.

5.1 Подсчёт нагрузок

На колонну первого этажа действуют усилия от суммы нагрузок от покрытия, междуэтажного перекрытия вышерасположенных этажей и собственного веса колонны.

Подсчёт нагрузок удобнее вести в табличной форме (таблица 2).

Нагрузка на колонну, кН/м².

Таблица 2

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка	Коэффициент надёжности по нагрузке	Расчётная нагрузка
I. На покрытие. Постоянная:
1.Собственный вес кровли.	3,0	1,2	8,22
2.Собственный вес ригеля.	2,5	1,1
3.Собственный вес панели перекрытия.	1,7	1,1
Временная:
Снеговая (кратковременная).	1,5	1,4	2,1
II. На перекрытие. Постоянная:
1. Вес пола.	0,9	1,2	6,58
2. Вес панели перекрытия.	2,5	1,1
3. Собственный вес ригеля.	2,5	1,1
Временная:
1. Длительная полезная.	12	1,2	14,4
2. Кратковременная полезная.	2,0	1,4	2,8

5.2 Определение расчётных усилий

На колонну действует нагрузка с грузовой площади А (см. рис. 6).

где l₁ – шаг колонны в продольном направлении, l₁=6 м,

l₂ – шаг колонн в поперечном направлении, l₂=6 м.

=6·6=36 м².

Рис. 6 - К расчёту колонны

Продольная сила, передаваемая на колонну первого этажа от действия постоянных и временных нагрузок.

Продольная сила от постоянных и длительных нагрузок:

где

кН/м².

кН.