Проектирование трехэтажного каркасного здания

Содержание Исходные данные

1. Общие данные для проектирования

2. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

3. Расчет ребристой плиты по предельным состояниям первой группы

3.1 Усилия от расчетных и нормативных нагрузок

3.2 Установление размеров сечения плиты

3.3 Характеристики прочности бетона и арматуры

3.4 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

3.5 Расчет полки плиты на местный изгиб

3.6 Расчет прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси

4. Расчет ребристой плиты по предельным состояниям второй группы

4.1 Определение геометрических характеристик приведенного сечения

4.2 Определение потерь предварительного напряжения арматуры

4.3 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси

4.4 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси при

4.5 Расчет прогиба плиты

5. Определение усилий в ригеле поперечной рамы

5.1 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля

5.2 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле

5.3 Опорные моменты ригеля на грани колонны

5.4 Поперечные силы ригеля

6. Расчет прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси

6.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

6.2 Определение высоты сечения ригеля

7. Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

7.1 Расчет прочности по наклонному сечению

8. Конструирование арматуры ригеля

9. Определение усилий в средней колонне

9.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок

9.2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок

10. Расчет прочности средней колонны

10.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

10.2 Подбор сечений симметричной арматуры

11. Конструирование арматуры колонны Список использованной литературы Исходные данные

1. Место постройки: г. Москва

2. Количество этажей/пролетов: 3/3

3. Высота этажа: 4,8 м

4. Сетка колонн: 9*6 м

5. Здание: с подвалом

6. Нормативная временная нагрузка на перекрытие, Н/м²: полная — 5000, кратковременная — 1500

7. Плита перекрытия: ребристая

8. Сопряжение ж/б ригеля с колоннами — жесткое

9. Стеновые панели — навесные

1. Общие данные для проектирования Трехэтажное каркасное здание с подвальным этажом имеет размер в плане 27*36 м и сетку колонн 6*9 м. Высота этажей 4,8 м. Стеновые панели навесные из легкого бетона, в торцах здания замоноличиваются совместно с торцевыми рамами, образуя вертикальные связевые рамы. Стены подвала — из бетонных блоков. Нормативное значение временной нагрузки =5000 Н/м², в том числе кратковременной нагрузки — 1500 Н/м², коэффициент надежности по нагрузке f =1,2, коэффициент надежности по назначению здания п=0,95. Снеговая нагрузка — по 3 району. Температурные условия нормальные, влажность воздуха выше 40%.

2. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия Ригели поперечных рам — трехпролетные, на опорах жестко соединены с крайними и средними колоннами.

Плиты перекрытий, предварительно напряженные ребристые. В продольном направлении жесткость здания обеспечивается вертикальными связями, устанавливаемыми в одном пролете в каждом ряду колонн.

В поперечном направлении жесткость здания обеспечивается по рамно-связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытия, работающие как горизонтальные жесткие диски, передается на торцевые стены, выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм, и поперечные рамы.

3. Расчет ребристой плиты по предельным состояниям первой группы Предварительно задаемся размерами сечения ригеля:

1/12*900=75 см; 25 см;

расчетный пролет

6000−250/2=5880 мм=5,88 м.

Подсчет нагрузок на 1 м² перекрытия приведен в таблице 1.

Расчетная нагрузка на 1 м длины с учетом коэффициента надежности по назначению здания п=0,95:

постоянная 4,77 кН/м;

полная 12,75 кН/м;

временная 8 кН/м.

Нормативная нагрузка на 1 м длины:

постоянная 4,18 кН/м;

полная 10,88 кН/м;

в том числе постоянная и длительная 8,88 кН/м.

Таблица 1 — Сбор нагрузок на перекрытие

3.1 Усилия от расчетных и нормативных нагрузок От расчетной нагрузки

12,75*5,882/8=55,1 кН*м;

12,75*5,88/2=37,485 кН;

От нормативной полной нагрузки

47 кН*м;

32 кН;

От нормативной постоянной и длительной нагрузки

38,38 кН*м.

3.2 Установление размеров сечения плиты Высота сечения ребристой плиты

588/20=30 см;

рабочая высота сечения

30−3=27 см, ширина верхней полки 136 см. Расчетная толщина сжатой полки таврового сечения

5 см; 5/30= 0,167 > 0,1,

ширина полки 136 см; расчетная ширина ребра

2*7=14 см.

Рисунок 1. Поперечное сечение ребристой плиты

3.3 Характеристики прочности бетона и арматуры Ребристую предварительно напряженную плиту армируют стержневой арматурой класса А-V с электротермическим натяжением на упоры форм. К трещиностойкости плиты предъявляют требования 3-й категории. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении.

Бетон тяжелый класса В-20, соответствующий напрягаемой арматуре. Призменная прочность нормативная 15 МПа, расчетная 11,5 МПа; коэффициент условий работы бетона b2=0,9; нормативное сопротивление при растяжении 1,4 МПа, расчетное 0,9 МПа; начальный модуль упругости бетона 27 000 МПа; Передаточная прочность бетона устанавливается 0,75.

Арматура продольных ребер — классаА-V, нормальное сопротивление 785 МПа, расчетное сопротивление 680 МПа; модуль упругости 190 000 МПа. Предварительное напряжение арматуры

0,6*785=470 МПа.

При электротермическом способе натяжения

30+360/30+360/6=90 МПа; 470+90=560<785 МПа

— условие выполняется.

Предельное отклонение предварительного напряжения:

Где n=2-число напрягаемых стержней плиты. Коэффициент точности натяжения при благоприятном влиянии предварительного напряжения При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимают Предварительное напряжение с учетом точности напряжения МПа.

3.4 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси Изгибающий момент от расчетной нагрузки 55,1 кН*м.

Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне.

=0,055; х=h0=0,055*27=1,485< 5 см

— нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки; =0,9725.

=0,085−0,008Rb=0,85−0,008*0,9*11,5=0,77.

Граничная высота сжатой зоны:

Коэффициент условий работы:

где =1,15 — для арматуры класса А-V;

принимаем .

Площадь сечения растянутой арматуры:

2,68 см²

Принимаем 2 14 мм A-V с площадью 3,08 см².

3.5 Расчет полки плиты на местный изгиб Расчетный пролет составит

136−2*9=118 см.

Нагрузка на 1 м² полки может быть принята

9,584*0,95=9,11 кН*м².

Изгибающий момент для полосы шириной 1 м:

1,15 кН* м.

Рабочая высота сечения

5−1,5=3,5 см.

Арматура 4 Вр-1 с 370 МПа;

115 000/0,9*11,5*100*3,52*100=0,09; =0,9725; 115 000/370*3,5*0,95*100=0,93 см² — 84 Вр-1 с 1 см².

Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой 4 Вр-2 с шагом s=125 мм.

3.6 Расчет прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси Продольное усилие от расчетной нагрузки 37,485 кН.

Влияние продольного усилия обжатия

111 850 Н=111,85 кН

0,1*111 850/0,9*2*7*27*100 =11 185/34020=0,33<0,5

37,485 кН; 2,5*0,9*0,9*100*2*7*27=76,545 кН — условие удовлетворяется.

При 4,77+8/2= 8,77кН/м=87,7 Н/см и поскольку 0,160,16*1,5*(1+0,33)0,9*0,9*14*100 = 362 Н/см > 187,6 Н/см, Принимают

2,5*67,5 см.

При 37,485−87,7*67,5=31,565 кН

= 1,5*(1+0,33)*0,9*0,9*100*14*272/67,5=24,433 кН<31,565 кН — не удовлетворяется.

Следовательно, поперечная арматура требуется по расчету.

На приопорном участке длинной /4 устанавливают стержни 4 Вр1 с шагом

/2=30/2=15 см;

в средней части пролета с шагом

/4=3*30/4=22,5 см;

принимают 25 см:

2*0,196=0,392 см²;

260 МПа;

260*0,392*100/15=679,5 Н/см.

Влияние свесов сжатых полок (при двух ребрах):

2*0,75(3)2*0,75*3*5*5/2*7*27=0,3<0,5; 1,63>1,5,

принимаем 1,5;

0,6*1,5*0,9*0,9*100*14*27=27,56 кН. Условие 679,5 Н> 27,56 кН/2*27=510,4 Н — удовлетворяется.

Требование см > 15 см — удовлетворяется.

=2480 кН*см.

Поскольку 87,7 Н/см<0,560,56*679,5=380 Н/см, с=168 см > 3,3390 см, принимаем с=90 см.

=2480 кН*см / 90 см = 27,58 кН > = 27,56 кН.

Поперечная сила в вершине наклонного сечения

37,485−87,7*90=29,6 кН.

60,4 см > 254 см, принимаем 54 см. При этом

680*54=36,72 кН.

Условие прочности

27,58кН + 36,72 кН=64,3 кН > Q= 29,6 кН — обеспечивается.

=0,0019; 170 000/30000=5,67;

Условие прочности

0,30,3*1,05*11,5*100*14*27=136,9 кН > 37,485 кН — удовлетворяется.

4. Расчет ребристой плиты по предельным состояниям второй группы

4.1 Определение геометрических характеристик приведенного сечения

90 000/30000=6,35; 136*5+14*25+6,35*3,08 = 1050 см².

Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:

78 600 см³.

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:

78 600/1050=22 см.

(122*53/12+122*5*5,52)+14*303/12+14*30*72+6,3*3,08*192=(1270,8+18 452,5)+31 500+20580+7005= 78 800 cм⁴

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:

78 800/22=3582 см³

Момент сопротивления приведенного сечения по верхней зоне:

= 78 800/30−22=9850 см³

Расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны (верхней) до центра тяжести приведенного сечения:

0,85*3582/1050=2,9 см;

то же, наименее удаленной от растянутой зоны (нижней)

0,85*9850/1050=8 см; здесь =1,6 — 1,6−0,75=0,85.

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне:

6268 см³;

здесь =1,75 — для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента:

14 775 м³;

здесь =1,5 — для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при >2 и <0,2.

4.2 Определение потерь предварительного напряжения арматуры Коэффициент точности натяжения арматуры. Потери от релаксации напряжений в арматуре

=0,03= 0,03*470=14,1 МПа.

Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами =0.

Усилие обжатия

3,08(470−14,1)(100)=140 000 Н.

Эксцентриситет усилия относительно центра тяжести приведенного сечения

22−3= 19 см.

Напряжение в бетоне при обжатии:

8,7 МПа Передаточную прочность бетона:

/0,75=11,6 МПа > 0,5В20;

принимаем МПа.

Сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от усилия обжатия и с учетом изгибающего момента от веса плиты

2500*1,4*5,88/8=15 кН*м.

Тогда:

4,13 МПа Потери от быстронатекающей ползучести при

= 4,13/11,6=0,36

и при <0,8 составляют

40*0,36=14,4 Мпа.

Первые потери С учетом потерь напряжение = 4 МПа. Потери от осадки бетона МПа. Потери от ползучести бетона при

4/11,6= 0,34

Составляют

150*0,85*0,34=43,35 МПа.

Вторые потери

== 78,35 МПа.

Полные потери МПа > 100 МПа, т. е. больше установленного минимального значения потерь. Усилие обжатия с учетом полных потерь перекрытие плита колонна арматура кН.

4.3 Расчет по образованию трещин, нормальных к продольной оси Принимаем значение коэффициента надежности по нагрузке; 47 кН*м. С учетом момент образования трещин:

= 2 000 270,3 Н*см=20 кН*м

— ядровый момент усилия обжатия при 0,84 составляет

0,84*11 1850(19+2,95)=1 122 750,3 Н* см.

Поскольку

47 кН > 20 кН*м, трещины в растянутой зоне образуются. Необходим расчет по раскрытию трещин.

Проверяем образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при значении коэффициента точности натяжения =1,16. Изгибающий момент от веса плиты 15 кН*м. Расчетное условие:

1,16*14 0000(19−7,8)-1 500 000=300000 Н*см;

1*14775(100)=1 477 500 Н*см;

300 000<1 477 500 Н*см — условие удовлетворяется, начальные трещины не образуются; здесь 1 МПа — сопротивление бетона растяжению, соответствующее передаточной прочности бетона.

4.4 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси при

Предельная ширина раскрытия трещин: непродолжительная =(0,4 мм), продолжительная = (0,3 мм). Изгибающие моменты от нормативных нагрузок: постоянной и длительной 38,38 кН*м; суммарной 47 кН*м. Приращение напряжений в растянутой арматуре от действия постоянной и длительной нагрузок:

=[3 838 000−111 850*24,5]/ 75,5*100=145,4 МПа;

Принимаем

27−0,5*5=24,5 см

— плечо внутренней пары сил; 0, т.к. усилие обжатия Р приложено в центре тяжести площади нижней напрягаемой арматуры:

=3,08*24,5=75,5 см³

— момент сопротивления сечения по растянутой арматуре. Приращение напряжений в арматуре от действия полной нагрузки

=260 МПа.

Определяем:

— Ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки

20(3,5−100*0,0082)*1*1*1*260/190 000=0,18 мм.

Здесь 3,08*14*27=0,0082;

=1; 14 мм — диаметр продольной арматуры.

— Ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок

20(3,5−100*0,0082)1*1*1(145,4/190 000)=0,1 мм;

— Ширину раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок

acrc2=20(3,5−100*0,0082)1*1*1,5(145,4/190 000)=0,148 мм, где =1,5.

Непродолжительная ширина раскрытия трещин

0,18−0,1+0,148=0,23 мм < 0,4 мм.

Продолжительная ширина раскрытия трещин

< 0,3 мм.

4.5 Расчет прогиба плиты Предельный прогиб составляет

/200, 588/200=2,9 см.

Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок 38,38 кН*м;

суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь и при =1;

111,85 кН; эксцентриситет

3 838 000/111850 =34,3 см;

коэффициент =0,8 — при длительном действии нагрузки.

= 1,4*6268(100)/3 838 000−1 122 750,3 =0,32 < 1;

Кривизна оси при изгибе:

см-1

Здесь =0,9; =0,15 — при длительном действии нагрузок;

=()b680 см²

с допущением что Прогиб:

5/48*5882* 4,3*10−5 =1,487 см < 2,9 см.

Учет выгиба от ползучести бетона вследствие обжатия несколько уменьшает прогиб.

5. Определение усилий в ригеле поперечной рамы Подсчет нагрузок на 1 м² перекрытия приведен в таблице 1.

Рисунок 2. К расчету поперечнои? рамы средних этажеи?: а — расчетная схема; б — эпюра моментов ригеля; в — выравнивающая эпюра моментов; г-эпюры моментов после перераспределения усилии?.

Постоянная: от перекрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания ;

4,134*6*0,95=23,6 кН/м;

от веса ригеля сечением 0,25*0,6 м (=2500 кг/см³) с учетом коэффициентов надежности и 0,95 =3,8 кН/м. Итого:

23,6 + 3,8 = 27,4 кН/м.

Временная с учетом

0,95; =0,95* 36 = 34,2 кН/м, в том числе длительная

4,2*6*0,95= 24

и кратковременная

1,8*6*0,95 =10,92 кН/м.

Полная нагрузка

61,6 кН/м.

Рисунок 3. Методика построения огибающих эпюр для трехпролетного ригеля.

5.1 Вычисление изгибающих моментов в расчетных сечениях ригеля Опорные моменты вычисляют по формуле Табличные коэффициенты и зависят от схем загружения ригеля и коэффициента — отношения погонных жесткостей ригеля и колонны. Сечение ригеля принято равным 25*60 см, сечение колонны 30*30 см, длина колонны 4,8 м. Вычисляют

=25*603*480/30*303*900=3,5.

Пролетные моменты ригеля:

1) В крайнем пролете — схемы загружения 1+2, опорные моменты -151,67 кН*м, -249,83 кН*м;

нагрузка

61,6 кН*м;

поперечные силы

61,6*7,2/2-(-151,67+249,83)/7,2= 208,5 кН; 208,5+13,3=221,8 кН;

максимальный пролетный момент

208,52/2(61,6)-151,67=201,19 кН * м.

2) В среднем пролете — схемы загружения 1+3, опорные моменты -240 кН/м;

максимальный пролетный момент

61,6*7,22/8−240 = 158 кН*м.

5.2 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле Практический расчет заключается в уменьшении примерно на 30% опорных моментов ригеля (-330) и по схемам загружения 1+4;

при этом намечается образование пластических шарниров на опоре.

0,3*330= 99 кН*м;

73,7 кН*м; при этом

-/3= -99/3=-33 кН*м; -/3=-73,7/3=-24,6 кН *м.

Опорные моменты на эпюре выравненных моментов составляют:

— 133−33=-166 кН*м;

— 330+99=-231 кН*м;

— 304,7+73,7=-231кН*м;

— 125,7−92,2−24,6=-242,5 кН*м.

Пролетные моменты на эпюре выравненных моментов могут превысить значения пролетных моментов при схеме загружения 1+2 и 1+3, тогда они будут расчетными.

Таблица 2 — Опорные моменты ригеля при различных схемах загружения

5.3 Опорные моменты ригеля на грани колонны Опорный момент ригеля по грани средней колонны слева (абсолютные значения):

1) по схемам загружения 1+4 и выравненной эпюре моментов

2) по схемам загружения 1+3

3) по схемам загружения 1+2

Опорный момент ригеля по грани средней колонны справа :

1) по схемам загружения 1+4 и выравненной эпюре моментов:

2) по схемам загружения

1+2

Следовательно, расчетный опорный момент ригеля по грани средней опоры 215,23 кНм

5.4 Поперечные силы ригеля

На крайней опоре по схеме 1+4:

На средней опоре справа по схеме 1+4:

6. Расчет прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

6.1 Характеристики прочности бетона и арматуры Бетон тяжелый класса В20; расчетные сопротивления при сжатии 11,5 МПа; при растяжении 0,9 МПа; коэффициент условий работы бетона; модуль упругости 27 000 МПа.

Арматура продольная рабочая класса А-3, расчетное сопротивление 365 МПа, модуль упругости 200 000 МПа.

6.2 Определение высоты сечения ригеля Высоту сечения подбирают по опорному моменту при = 0,35.

При = 0,35, находят значение 0,289, и определяют граничную высоту сжатой зоны:

где =0,85−0,0080,85−0,008*0,9*11,5=0,77; МПа.

см

53,65+4=57,65 см;

принимаем 60 см.

Принятое сечение не проверяют в данном случае по пролетному моменту, так как

201,19 <215,23 кН*м.

Сечение в первом пролете:

201,19 кНм; 60−6=54 см.

Принято: 5Ш18 с А-III с 12,72 см².

Сечение в среднем пролете — 158 кНм;

Принято: 4Ш18 с А-III с 10,18 см².

Арматура для восприятия отрицательного момента в пролете устанавливается по эпюре моментов, принято 2Ш 12 А-III с 2,26 см².

Сечение на средней опоре — 215,23 кНм, арматура расположена в один ряд.

Принято: 5

Сечение на крайней опоре — 134,1 кНм Принято: 5Ш14 А-III

Рисунок 4. К расчету прочности ригеля-сечение в пролете (а)

7. Расчет прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси На средней опоре поперечная сила 249,12 кН Диаметр поперечных стержней устанавливают из условия сварки их с продольной арматурой диаметром 32 мм и принимают равным 8 мм. С площадью 0,509 см². При классе А-3 285 МПа; поскольку

8/32=¼ < 1/3,

вводят коэффициент условий работы? s2=0,9 и тогда

0,9Ч285=255 МПа.

Число каркасов — 2, при этом

2Ч0,503=1,01 см².

Шаг поперечных стержней по конструктивным условиям

/3=60/3=20 см.

На всех приопорных участках длиной /4 принят шаг 20 см, в средней части пролета шаг

/4=3*60/4=45 см.

255*1,01/20= 1290 Н/см²;

0,6*0,9*0,9*25*56*100=68 кН;

1290 Н/см² > /2 68кН/2*56=608 Н/см — условие удовлетворяется.

Требование

1,5*0,9*0,9*25*56(100)/249,12=38,2 см > 20 см — удовлетворяется.

7.1 Расчет прочности по наклонному сечению

2*0,9*0,9*25*562*100=12 700 кН*см.

Поскольку

27,4+34,2/2= 44,5 кН/м= 445 Н/см < 0,56 0,56*1290 = 720 Н/см значение с вычисляют по формуле:

см < 3,333,33*56 = 186 см.

При этом

12 700 000/169 = 75,15 кН > = 68 кН.

Поперечная сила в вершине наклонного сечения

249,12−445*169 =173,9 кН.

Длина проекции расчетного наклонного сечения

=99 см < 2 2*56=112 см. 1290*99 =128 кН.

Условие прочности

75,15+128=203,15 кН > 173,9 кН — обеспечивается.

Проверка прочности по сжатой полосе между наклонными трещинами:

==1,01/20*25=0,002;

=200 000/27000=7,5;

1+5=1+5*7,5*0,002=1,08;

Условие

249 120 < 0,30,3*1,08*0,9*0,9*11,5*25*56(100) = 422,5 кН — удовлетворяется.

8. Конструирование арматуры ригеля Рассмотрим сечения первого пролета. На средней опоре арматура

5; 12,72/25*56=0,009;

0,009*365/0,9*11,5=0,317;=0,84; =365*12,72*0,84*56*100*10−5 = 218,4 кН.

В месте теоретического обрыва арматуры 2Ш 12 А-III с 2,26 см²;

=2,26/25*56=0,0016; =0,0016*365/0,9*11,5=0,056; =0,97; 365*2,26*0,97*56*100*10−5=51,5 кН*м.

Поперечная сила в этом сечении 150 кН. Поперечные стержни Ш8 А-III в месте теоретического обрыва стержней 5Ш 18 сохраняем с шагом 20 см;

=1290 Н/см;

длина анкеровки

150 000/2*1290+5*3,2=84>20 64 см Арматуру в пролете принимают 5Ш18 с А-III с 12,72 см²;

=12,72/25*54=0,009; 0,009*365/0,9*11,5=0,32; =0,84; 365*12,72*0,84*54*100*10−5=210,6 кН*м.

В месте теоретического обрыва пролетных стержней остается арматура 5Ш14 А-III

=7,69/25*54=0,005; = 0,005*365/0,9*11,5=0,18; =0,91; 365*7,69*0,91*54*100*10−5=137,9 кН*м.

Поперечная сила в этом сечении 135 кН;

1290 Н/см.

Длина анкеровки

135 000/2*1290+5*2=62 см>20d=40 см.

В такой же последовательности вычисляются значения W3 и W4.

9. Определение усилий в средней колонне

9.1 Определение продольных сил от расчетных нагрузок Грузовая площадь средней колонны при сетке колонн 6*9=54 м².

Постоянная нагрузка от перекрытий одного этажа с учетом коэффициента 0,95:

3,584*54*0,95 = 183,8 кН, от ригеля:

(3,8/6)*54=34,2 кН, от стойки (сечением 0.3*0,3; l=4,8 м, кг/м³,; :

0,4*0,4*9*1,1*1=1,58 кН.

Итого G= 219,6 кН.

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом ;

6*54*0,95=307,8 кН;

в том числе длительная

4,2*54*0,95=215,5 кН, Кратковременная

1,8*54*0,95=92,3 кН.

Постоянная нагрузка от покрытия при весе кровли и плит 5 кН/м² составляет

5*54*0,95=256,5 кН от ригеля — 34,2 кН, от стои? ки -1,58 кН. Итого G=292,3 кН.

Временная нагрузка — снег для 3 снегового раи? она при коэффициентах надежности по нагрузке 1,2, и по назначению здания 0.95:

1*1,2*54*0,95=61,6 кН, в том числе длительная

0,5*61,6=30,8 кН, кратковременная 30,8 кН.

Продольная сила колонны первого этажа рамы от длительнои? нагрузки

292,3+30,8+(219,6+215,5)2=1193,3 кН;

то же, от полученнои? нагрузки

1193,3+30,8+92,3=1316,4 кН.

Продольная сила колонны подвала от длительных нагрузок

1193,3+(219,6+215,5)=1629 кН, тоже от полной нагрузки

1629+30,8+92,3=1752 кН.

9.2 Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок Отношение погонных жесткостеи?, вводимых в расчет согласно

1,2*4,5

(приняв значения опорных моментов ригеля средних этажеи?). При деи? ствии длительных нагрузок

-(0,1*27,4+0,062*24)92= -342,5 кН*м. -(0,0091*27,4+0,03*24)92= -78,5 кН/ м.

При деи? ствии полнои? нагрузки

— 342,5−0,062*10,2*92= -394 кН*м; -78,5 -0,03*10,2*92= -103,3 кН*м.

Разность абсолютных значении? опорных моментов в узле рамы: при длительных нагрузках

=342,5−78,5=264 кН*м, при полнои? нагрузке

=394−103,3=290,7 кН*м.

Изгибающии? момент колонны подвала от длительных нагрузок

0,4=0,4*264=105,6 кНм, от полнои? нагрузки

0,4*290,7=116,3 кНм.

Изгибающии? момент колонны первого этажа от длительных нагрузок

0,6=0,6*264=158,4 кН*м, от полнои? нагрузки М=0,6 =0,6*290,7=174,4 кН*м.

Рисунок 5. Эпюры продольных сил и изгибающих моментов среднеи? колонны.

Изгибающие моменты колонны:

От длительных нагрузок

(0,1−0,091)51,4*92=37,5 кН*м;

изгибающие моменты колонн подвала

0,4*37,5=15кН*м;

изгибающии? момент колонн первого этажа

0,6*37,5=22,5 кН*м.

От полных нагрузок:

=(0,1−0,091)61,6*92=44,9 кН*м, изгибающие моменты колонн подвала

0,4*44,9=18 кН*м, изгибающии? момент первого этажа

0,6*44,9=27 кН*м.

10. Расчет прочности cредней колонны

10.1 Характеристики прочности бетона и арматуры Класс тяжелого бетона В20 и класс арматуры принимаем такие же, как и для ригеля.

Комбинации расчетных усилия:

Nmax=1800 кН, в том числе от длительных нагрузок 1629 кН, 18 кНм, от длительных нагрузок 15 кНм.

116,3 кНм, 105,6 кНм и соответствующее загружению 1+2 значение

1800−307,8/2=1641,6 кН, 1629−215,5/2=1521 кH.

10.2 Подбор сечении? симметричнои? арматуры Рабочая высота сечения

36 см, ширина 40 см.

Эксцентриситет силы

11 630/1641,6=7 см.

Случаи?ныи? эксцентриситет

40/30=1,3 см; =105,6+1521*0,16=349 кH*м.

При полнои? нагрузке

116,3+1641,6*0,16=379 кH*м.

Отношение

480/11,56=41,52 >14, r=0.289h=11,56 см — радиус ядра сечения.

Расчетная длина колонны принимается равнои? высоте этажа 4,8 м. Для тяжелого бетона

1+349/379=1,92.

Значение д7/40=0,175 < дmin=0.5−0.01 -0.010,5−0,01*480/40 — 0,01*10,3=0,28;

принимаем д=0,28. 200 000/27000=7,4.

Задаемся коэффициентом армирования

0,025

и вычисляем критическую силу

7*1,03+40/2=27,2 см.

оR= 0,77/ [1+365/500 (1−0,77/1,1)]= 0,6, где 0.85−0.008 *0.90 *11.5 =0.77.

1 641 600/0,9*11,5*36*40*100=1,1 > =0.6;

+2a>0,77(1−0,6)+2*0,6*0,26/1−0,6+2*0,26=0,67 > 0.6;

4/36=0,11.

Площадь арматуры

1 641 600/(365*100)*(27,2/36−0,67*(1−0,67/2)/0,77)/1 — 0,11=30,13 см².

Принято: 5Ш28 А-III

Опорное давление ригеля 249,12 кН; бетон класса В20; 11.5МПа, 0.90, арматура класса A-III, 365 МПа. Принимаем длину опорнои? площадки 20 см при ширине ригеля 25 cм и проверяем условие согласно

249 120/0,75*20*25*100*=6,64 МПа <

Вылет консоли с учетом зазора 5 см составит

20+5=25 см, при этом расстояние

25−25/2=15 см.

Высоту сечения консоли у грани колонны, принимаем равнои?

(0.7−0.8)0.75*60=45 см;

при угле наклона сжатои? грани y=450 консоли у свободного края

45−25=20 см, при этом

20 см? h/2 = 45/2 = 22,5 см.

Рабочая высота сечения консоли

45−3= 42 см.

Поскольку

25см<0.90.9*42= 37 см, консоль короткая.

Консоль армируют горизонтальными хомутами Ш6 A-I c

2Ч0,282=0,564 cм²,

шагом 10 cм (при этом > 45/4 =11,3 cм и < 15 cм) и отгибами 2Ш16 A-III c 4,02 cм².

0,564/40*10=0,0014; 210 000/2700=7,8;

1+5*7,8*0,0014=1,05; 0,76;

при этом

0,80,8*1,05*0,9*11,5*40*20*0,76*100*=528,6 кН.

Правая часть условия принимается не более 3,5476,28 кН.

Cледовательно, 249,12 <476,28 кН — прочность обеспечена. Изгибающии? момент консоли у грани колонны

249,12*0,15=37,37 H*м.

Площадь сечения продольнои? арматуры при ж=0,9:

1,251,25*373,7*104/365*0,9*42*100=3,5 см². Принято 2Ш16 A-III c 4,02 см².

11. Конструирование арматуры колонны Колонна армируется пространственными каркасами, образованными из плоских сварных каркасов.

Диаметр поперечных стержнеи? при диаметре продольнои? арматуры Ш8 А-III с шагом 300 мм на первом этаже здания, принимаем по размеру стороны сечения колонны 400 мм, что менее 2020Ч28=560мм. Колонна пятиэтажнои? рамы членится на два элемента длинои? 2 и три этажа соответственно.

Стык выпусков стержнеи? выполняется на ваннои? сварке с бетонировкои?, концы колонн усиливаются поперечными сетками. Элементы сборнои? колонны должны быть проверенны на усилия, возникающие на монтаже от собственного веса с учетом коэффициента динамичности и по сечению в стыке до его бетонирования.

1. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции Учебник. Общий курс. Изд. 4-е пересм. И доп. М.: Стройиздат, 1984. — 728 с., ил. Новая программа курса Бетонные и железобетонные конструкции.

2. СНиП 2.01.07−85. Нагрузки и воздеи? ствия. М. 1986.

3. ГОСТ 2.105−95. Общие требования к текстовым документам. М. 1995.