Многоэтажное производственное здание
Принимаем шаг хомутов у опоры S1=200 мм, в пролете S2=500 мм.
Требуемая площадь одного поперечного стержня арматуры у опор:
Asw=qsw*S1/Rsw*n=186.319*200/285*3=43.583 мм2,
где n=3 шт - количество поперечных стержней в сечении у опор.
Диаметр одного поперечного стержня арматуры у опор назначаем по требуемой площади одного поперечного стержня и из условия свариваемости, диаметр одн
ого поперечного стержня арматуры в пролете - из условия свариваемости:
dsw≥0.25*ds.max=0,25*32=8.0 мм.
Принимаем:
- в поперечном сечении у опор 3 стержня dsw1=8 мм (Asw1=150.8 мм2),
- в поперечном сечении в пролете 3 стержня dsw2=8 мм (Asw2=150.8 мм2).
Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами.
Qmax=390.53 кН<0.3*Rb*b*h0=0.3*13.05*0.3*640=835.2 кН => прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.
4.3 Построение эпюры материалов
4.3.1 Определение мест фактического обрыва нижних стержней
В целях экономии арматурной стали часть продольной рабочей арматуры обрывают в пролете, не доводя до опоры. Для определения мест обрыва строится эпюра материалов (арматуры). Места теоретического обрыва стержней определим графическим способом на огибающей эпюре изгибающих моментов (Рис. 4.2.).
Мsпр=Аsпр*Rs*u*h0*10-3=1206.4*365*0.922*0.65*10-3=263.93 кН*м,
где u=1-0,5*x=1-0,5*0.156=0.922;
x=Asпр*Rs/Rb*bр*h0=1206.4*365/13.05*300*650=0.156.
Продольные стержни доводимые за край опоры: 3Æ16 (Аs1=603.2 мм2).
Мs1=Аs1*Rs*u*h0*10-3=603.2*365*0.961*0.65*10-3=137.53 кН*м;
где u=1-0,5*x=1-0,5*0.078=0.961;
x=As1*Rs/Rb*bр*h0=603.2*365/13.05*300*650=0.078.
Определим расстояние от точек теоретического обрыва W из условий (здесь qsw=Asw*Rsw/S, ds- диаметр обрываемого стержня):
W≥Q/(2*qsw)+5*ds,
если Q/(2*qsw)>h0, то W≥2*h0*(1-qsw*h0/Q)+5*ds,
W кратно 50 мм.
1) qsw1=Asw1*Rsw/S1=150.8*285/200=214.885 кН/м,
Q1/(2*qsw1)+5*ds=170.89/(2*214.885)+5*16=477.6 мм.
2*h0*(1-qsw1*h0/Q1)+5*ds=2*650*(1-214.885*0.65/170.89)+5*16=317.5 мм.
Q1/(2*qsw1)=397.6<h0.
Принимаем W1=500 мм.
2) qsw2=Asw2*Rsw/S2=150.8*285/200=214.885 кН/м,
Q2/(2*qsw2)+5*ds.обр=168.58/(2*214.885)+5*16=472.3
2*h0*(1-qsw2*h0/Q2)+5*ds=2*650*(1-214.885*0.65/168.58)+5*16=302.9 мм.
Q2/(2*qsw2)=392.3<h0.
Принимаем W2=500 мм.
Длина обрываемых нижних стержней (в пролетной части ригеля):
lниз=l1Т+W1+W2=2750+500+500=3750 мм.
4.3.2 Определение мест фактического обрыва верхних стержней
Мsоп=Аsоп*Rs*u*h0*10-3=2045.2*365*0.866*0.64*10-3=413.70 кН*м,
где u=1-0,5*x=1-0,5*0.268=0.866;
x=Asоп*Rs/Rb*bр*h0=2045.2*365/13.05*300*640=0.268.
Продольные стержни доводимые за край опоры 4 (Аs2=436.7 мм2).
Мs2=Аs2*Rs*u*h0*10-3=436.7*365*0.971*0.64*10-3=99.09 кН*м;
где u=1-0,5*x=1-0,5*0.057=0.971;
x=As2*Rs/Rb*bр*h0=436.7*365/13.05*300*640=0.057.
3) qsw3=Asw3*Rsw/S1=150.8*285/200=214.885 кН/м.
Q3/(2*qsw3)+5*ds.обр=296.15/(2*214.885)+5*0=689.1 мм.
2*h0*(1-qsw3*h0/Q3)+5*ds=2*640*(1-214.885*0.64/Q3)+5*0=685.6 мм.
Q3/(2*qsw3)>h0.
Принимаем W3=700 мм.
qsw4=Asw4*Rsw/S1=150.8*285/200=214.885 кН/м.
Q4/(2*qsw4)+5*ds.обр=243.89/(2*214.885)+5*0=567.5 мм.
2*h0*(1-qsw4*h0/Q4)+5*ds=2*640*(1-214.885*0.64/243.89)+5*0=558.2 мм.
Q4/(2*qsw4)<h0.
Принимаем W4=600 мм.
Длина обрываемых верхних стержней:
- со стороны крайней колонны
lверх кр=l2Т кр+W3=760+700=1460 мм, принимаем lверх кр=1800 мм.
- со стороны средней колонны
lверх ср=l2Т ср+W4=1200+600=1800 мм, принимаем lверх ср=1800 мм.
Рис. 4.2. Эпюра материалов.
Рис. 4.3. Плоские каркасы ригеля перекрытия КР3 и КР4.
5 Проектирование колонны
5.1 Расчет колонны на устойчивость и прочность
Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечной рамы. Колонны принимаются двухэтажной разрезки. Колонны многоэтажного каркасного здания с жесткими узлами рассматриваются как элементы поперечной рамы и рассчитываются как внецентренно сжатые элементы от совместного действия изгибающих моментов и продольных сил.
Рассматривается нижняя колонна крайнего ряда сечением bcol*hсol=400*400 мм, изготавливаемая из тяжелого бетона класса B30: gb2=0.9; Rb=17 МПа; Rbt=1.2 МПа; (с учетом gb2 Rb=15.3 МПа; Rbt=1.08 МПа), Rb,ser=22 МПа; Rbt,ser=1.8 МПа; Eb=29000 МПа, бетон подвергнут тепловой обработке, и арматуры класса A400 Rsc=365 МПа, Rs=365 МПа, Es=200000 МПа.
Расчетная высота колонны принимается равной высоте этажа, т.е. l0=3.3 м.
Максимальный изгибающий момент в ригеле Mmax=370.04 кН*м, тогда получим одну комбинацию расчетных усилий в колонне:
М=0.6*Mmax=0.6*370.04=222.024 кН*м,
N=2431.352 кН.
e0=М/N=222.024/2431.352=0.0913 м.
Расчетные усилия от длительной нагрузки:
Мl=М*kl=222.024*0.591=131.199 кН*м,
Nl=N*kl=2431.352*0.591=1436.746 кН,
где kl=(gпер-8.4)/gпер=(20.534-8.4)/20.534=0.591.
М1=М+0,5*N*(h0-asс)=222.024+0,5*2431.352*(0.36-0.04)=611.040 кН*м.
M1l=Мl+0,5*Nl*(h0-asс)=131.199+0,5*1436.746*(0.36-0.04)=361.079 кН*м.
α=Es/Eb=200000/29000=6.897.
δe=e0/hcol=0.0913/0.4=0.228>0.15=> примем δe=0.228.
φl=1+M1l/M1=1+361.079/611.040=1.591.
В первом приближении принимаем коэффициент армирования μ=0.033.
Определим жесткость
=
=29000*0.4*0.43*[0,0125/(1.591*(0,3+0.228))+
+0,175*0.033*6.897*((0.36-0.04)/0.4)2]=29.965 МПа*м4.
Ncr=π2*D/l02=π2*29.965/3.32=27157.190 кН.
ηv=1/(1-N/Ncr)=1/(1-2431.352/27157.190)=1.098
M=M*ηv=222.024*1.098=243.856 кН*м.
αm1=(M+N*(h0-asc)/2)/(Rb*b*h02)=
=(243.856+2431.352*(0.36-0.04)/2)/(15.3*103*0.4*0.362)=0.798
δ1=as/h0=0.04/0.36=0.111
αn=N/(Rb*bсоl*h0)=2431.352/(15.3*103*0.4*0.36)=1.104
ξR=0.531
αn=1.104>ξR=0.531
Расчет ведем для случая αn>ξR.
ξ1=(αn+ξR)/2=(1.104+0.531)/2=0.817
αs=(αm1-ξ1*(1-ξ1/2))/(1-δ1)=(0.111-0.817*(1-0.817/2))/(1-0.111)=0.354
=(1.104*(1-0.531)+2*0.354*0.531)/(1-0.531+2*0.354)=0.759
=
=15.3*106*0.4*0.36*(0.111-0.759*(1-0.759/2))/(365*(1-0.111))=2220.0 мм2.
Принимаем продольную арматуру колонны 3Æ32 A400 (As=Asc=2412.7 мм2).
Конструктивные требования
Коэффициент армирования
μ1=(As+Asc)/(bcol*h0)=(2412.7+2412.7)/(400*360)=
0.03351
μ1>μmin=0.001
I(μ-μ1)/μI=I(0.033-0.03351)/0.033I=0.015<0,05
Скачать реферат