Строительство и архитектура \ Строительные конструкции

Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания, страница 5

В соответствии с конструктивными требованиями при h=650>450 мм, S£h/3 и S£500 мм назначаем шаг поперечных стержней на приопорном участке (заделка) длиной l_оп=1/4l=6,4/4=1,6 м S=200 мм; на приопорном участке (опора Б) S=100 мм. На остальной части пролета при h=650>300 мм, S£3/4h и S£500 назначаем шаг поперечных стержней на участке длиной 1/2l=3,2 м S=300 мм.

В первом пролете обрываем два стержня Æ18 верхнего ряда; первая плоскость теоретического обрыва проходит через точку теоретического обрыва 1.

Q₁=120000Н;

Н/мм;

длина анкеровки

мм;

20d=20×18=360 мм; принимаем W₁=770 мм.

Вторая плоскость теоретического обрыва

Q₂=144000Н;

Н/мм;

мм; принимаем W₁=1315 мм.

На опоре Б слева обрываем 2Æ18

Q₃=268000Н;

Н/мм;

мм;

20d=20×20=400 мм; принимаем W₁=860 мм.

Заменяем 2Æ28 на 2Æ14

Q₄=192000Н;

Н/мм;

мм;

20d=20×28=560 мм; принимаем W₁=560 мм.

5. Расчет колонны

5.1. Исходные данные

Требуется рассчитать промежуточную колонну четырехэтажного производственного здания с жесткой конструктивной схемой и сеткой колонн l´l_н=6,4´5 м. Ригели перекрытий размещены поперек здания и вместе с колоннами образуют рамные узлы. Здание имеет неполный железобетонный каркас, и концы ригелей крайних пролетов свободно опираются на наружные продольные кирпичные стены, на которые также передается нагрузка от покрытия. Высота этажей Н=3,8 м.

Назначаем для изготовления колонны бетон класса В25, подвергаемый тепловой обработке при атмосферном давлении (R_b=14,5 МПа - расчётное сопротивление бето- на осевому сжатию; R_bt=1,05 МПа - расчётное сопротивление бетона осевому растя- жению; g_b₂=0,9 - коэффициент условий работы бетона, учитывающий длительность действия нагрузки; E_b=27000 МПа - модуль упругости бетона), а продольную арматуруиз стали класса А-III (R_s=R_sc=365 МПа – расчётное сопротивление арматуры рас- тяжению; E_s=200000 МПа - модуль упругости арматуры).

Проектируемое здание относится ко II-ому классу ответственности. Этому классу ответственности соответствует коэффициент надёжности g_n=0,95.

5.2 Сбор нагрузок, расчетная схема, определение усилий

Нагрузка на колонну собирается с грузовой площади F=l×l_н=6,4×5=32 м² (см. рис. 10).

Рис. 10 . К расчету нагрузки на колонну

Постоянная нагрузка на колонну:

от перекрытия одного этажа с учетом коэффициента g_n=0,95

g₁=g×F×g_n=3,23×32×0,95=98,19 кН,

где g=3,23 кН/м² – см. табл. 1;

от собственной массы ригеля

g₃=g₂×l=3,92×6,4=25,09 кН,

где g₂= 3.92 кН/м – см. стр. 16;

от собственной массы колонны (сечение 0,3´0,3 м, H=3,8 м, r=2,5 т/м³)

g₄=h_к²×H×r×g_f ×g_n×10=0,3²×3,8×2,5×1,1×0,95×10=8,93 кН.

Итого:

Á=g₁+g₃+g₄=98,19+25,09+8,93=132,21 кН.

Временная нагрузка на колонку от перекрытия одного этажа

Р=(Р_дл+Р_кр)×F×g_n=(10,8+1,95)×32×0,95=387,6 кН.

где Р_дл и Р_кр – соответственно расчетные длительная и кратковременная временные нагрузки на 1 м² междуэтажного перекрытия, значения которых взяты из табл. 1.

Расчетные схемы для звеньев колонны всех этажей приведены на рис. 11, б, а расчетные поперечные сечения показаны на рис. 11, а.

Расчетная длина колонны:

первого этажа

l₀₁=H₁=H - h₁+ D=3,8 - 0,7+0,5=3,6 м,

где h₁=0,7 м – расстояние от уровня пола второго этажа до оси ригеля перекрытия над первым этажом;

D=0,5 м – см, рис. 11, а;

звеньев колонны второго и третьего этажей

l₀₂=l₀₃=H=3,8 м.

Вычисляем продольные сжимающие усилия в колонне в расчетных сечениях, нахо-дящихся немного выше верха перекрытия над нижележащим этажом и на уровне верх-него обреза фундамента.

Полная величина продольного усилия:

в сечении 3-3 (см. рис. 11, а)

N₃=Á+P=132,21+387,6=519,81 кН;

в сечениях 2-2 и 1-1 соответственно:

N₂=2N₃=2×519,81=1039,62 кН;

N₁=3N₃=3×519,81=1559,43 кН.

Кроме того, определяем продольное сжимающее усилие и N₁^/ изгибающий момент M₁ в расчетном сечении 4-4, расположенном на уровне оси ригеля первого этажа (см. рис. 11, а).

Продольное усилие N₁^/ определяем, собирая нагрузку следующим образом.

Постоянная нагрузка на колонну от собственного веса всех междуэтажных перек-рытий собирается с грузовой площади над каждым этажом F=32 м².

N_пост=3Á=3×132,21=396,63 кН.

С такой же грузовой площади собираем временную нагрузку на всех междуэтажных перекрытиях, кроме перекрытия над первым этажом. Временная же нагрузка на перек-рытие первого этажа собирается с грузовой площади

м²,

что соответствует полосовому загружению этого перекрытия через пролет

N_врем=2Р+0,5Р=2,5×387,6=969 кН.

Учитывая лишь собственный вес колонны выше рассматриваемого сечения 4-4, определим полную величину продольного усилия в этом сечении:

N₁^/= N_пост+ N_врем - g₄=396,63+969 - 8,93=1356,7 кН.

Изгибающий момент M₁ в сечении 4-4 можно определить приближенно из расчета не всей рамы, а ее части, образующей "крест" из элементов, сходящихся в узле, к которому примыкает расчетное сечение. "Крест" состоит из колонн первого и второго этажей и двух ригелей примыкающих пролетов (рис. 12).

Определяем расчетный изгибающий момент в сечении 4-4 из предположения, что временная нагрузка u=60,56 кН/м расположена только в крайнем пролете ригеля: