4 Расчет и конструирование сборной железобетонной колонны. Расчет жб колонны
4 Расчет и конструирование сборной железобетонной колонны
4.1 Исходные данные для проектирования
число этажей n = 5
высота этажа H = 3,5 м
расчетная нагрузка на перекрытие 14,6 кН/м2
расчетная нагрузка от веса ригеля 4,13 кН/м
район строительства г. Новосибирск (IV снеговой район)
снеговая расчетная нагрузка 2,4 кН/м2
расчетная грузовая площадь при сетке колонн 6 × 6 м = 36 м2
коэффициент надежности по назначению 0,95.
4.2 Определение расчетных усилий
Таблица 8 – Расчетные усилия
| Характер нагружения | Вид нагрузки | Обозначение | Размерность | Исходное расчетное значение | Грузовая площадь, м2 | Расчетное усилие, кН | |
| Постоянная | От собственной массы колонн | gc | - | - | - | 36 | |
| От массы плит перекрытия и пола | gf,pl | кН/м2 | 3,82 | 3 × 36 | 412,6 | ||
| От массы ригелей перекрытия | grib | кН/м | 4,13 | 3 × 6 | 74,4 | ||
| От массы покрытия * | gt | кН/м2 | 3,41 | 36 | 122,8 | ||
| От массы ригеля покрытия | grib | кН/м | 4,13 | 6 | 24,8 | ||
| Итого постоянная | Nconst | 670,6 | |||||
| Временная | Полная снеговая, в том числе | ps | кН/м2 | 2,4 | 36 | Ns = 86,4 | |
| - кратковременная | ps,sh | кН/м2 | 1,68 | 36 | Ns,sh = 60,5 | ||
| - длительная (30%) | ps,l | кН/м2 | 0,72 | 36 | Ns,l= 25,9 | ||
| Полезная полная, в том числе | v | кН/м2 | 9 | 3 × 36 | Nv = 972 | ||
| - кратковременная | vsh | кН/м2 | 2 | 3 × 36 | Nv,sh= 216 | ||
| - длительная | vl | кН/м2 | 7 | 3 × 36 | Nv,l=756 | ||
| Суммарная | Полная, в том числе | Nt = Nconst + Ns + Nv = | 1729 | ||||
| - кратковременная | Nsh = Ns,sh + Nv,sh = | 276,5 | |||||
| - длительная | Nl = Nconst + Ns,l + Nv,l = | 1452,5 | |||||
* Примечание: расчетная нагрузка от покрытия принята от веса:
– 3 слоев рубероида – 120 · 1,2 = 144 Н / м2 = 0,144 кН / м2
– цементно-песчаного выравнивающего
слоя толщиной 0,020 м – 400 · 1,3 = 0,52 кН / м2
– железобетонной ребристой плиты – 2,5 · 1,1 = 2,75 кН / м2
Предварительно задаемся сечением колонн bc × hc= 30 × 30 см; определяем полную конструктивную длину колонны:
Hc = 17,5 + 0,15 + 0,50 = 18,15 м,
(где 0,5 – глубина заделки колонны в фундамент).
Расчетная нагрузка от массы колонны:
Расчетные усилия с учетом коэффициента надежности по ответственности γn = 0,95 будут иметь следующие значения:
4.3 Расчет площади рабочей арматуры
Принимаем: бетон В20, γb = 0,9 Rb = 10,35 МПа, арматура класса А400 (Rsc = 355 МПа).
и, следовательно, расчет ведется в предположении наличия только случайных эксцентриситетов методом последовательных приближений.
Принимаем 4 Ø 32 (As,loss= 3217 мм2)
Уточняем расчет колонны с учетом значения As,loss =2463 мм2 и φ = 0,9, тогда фактическая несущая способность колонны:
, то сеть прочность колонны обеспечена.
Проверяем достаточность величины принятого армирования:
studfiles.net
2.3. Расчет железобетонной колонны.
2.3.1 Исходные данные
Бетон тяжёлый класса с характеристиками:
- нормативная прочность бетона ;
- гарантированная прочность бетона ;
- нормативное сопротивление бетона осевому растяжению ;
- расчётное сопротивление бетона сжатию;
- расчётное сопротивление бетона осевому растяжению ;
Продольная арматура –S500 с характеристиками:
- нормативное сопротивление арматуры растяжению ;
- расчётное сопротивление растяжению арматуры для предельного состояния первой группы
2.3.2 Определение нагрузок на колонну
Нагрузка на колонну складываются из постоянной (от собственной массы колонны, конструкций покрытия и перекрытий) и переменно (снеговой и полезной) нагрузок.
Расчётное значение нагрузки на 1 квадратный метр перекрытия от его собственного веса составляет – 8.54 кН/м².
| Сбор нагрузок на 1м2покрытия | Таблица 2.3 | ||||
| № | Вид нагрузки | Норматив-ная, кПа | gf | gn | Расчетная, кПа |
| 1 | 2 | 3 | 4 | 5 | 6 |
| I. Постоянные нагрузки | |||||
| 1 | Кровельный водоизоляционный ковер(верхний слой) | 0,15 | 1,35 | 0,95 | 0,19 |
| 2 | Нижний слой рулонного водоизоялционного ковра | 0,15 | | 0,95 | 0,19 |
| 3 | Слой материала для микровентиляции | 0,07 | 1,35 | 0,95 | 0,1 |
| 4 | Стяжка и зцементно-песчаного раствора б=30мм, (ρ=2100 кг/м3) | 0,63 | 1,35 | 0,95 | 0,81 |
| 5 | Утеплитель – плиты пенополистирольные б=130мм, (ρ=200 кг/м2) | 0,26 | 1,35 | 0,95 | 0,33 |
| 6 | Керамзитобетон для создания уклона б=140мм, (ρ=1200 кг/м3) | 1,68 | 1,35 | 0,95 | 2,15 |
| 7 | Пароизоляция | 0,07 | 1,35 | 0,95 | 0,1 |
| 8 | Выравнивающая стяжка и зцементно-песчаного раствора б=15мм, (ρ=2100 кг/м3) | 0,32 | 1,35 | 0,95 | 0,41 |
| 9 | Ж/Б монолитная плита перекрытия б=200мм, (ρ=2500 кг/м3) | 5 | 1,35 | 0,95 | 6,41 |
| Итого постоянная: | 10,69 | ||||
| II. Переменная нагрузка | |||||
| Снеговая(Минск) | 1,2 | 1,5 | | 1,71 | |
| 12,4 | |||||
Грузовая площадь колонны:
;;
;
Определяем усилие в колонне подвала:
-от постоянных нагрузок:
-от переменных:
2.3.3 Определение усилий в колонне
Составим расчетные сочетания усилий:
(2.32)
(2.33)
-доминирующая переменная нагрузка.
Наиболее невыгодным является первое сочетание.
Практически постоянную часть усилия от переменной нагрузки определим путем умножения полного значения переменной нагрузки на коэффициент сочетания (зависит от вида нагрузки), определяемый по таблице А.1 приложения А СНБ 5.03.01-02.
Выберем часть продольной силы при практически постоянном сочетании нагрузок для комбинации:
(2.34)
studfiles.net
34. Расчёт и конструирование жёсткой ж/б консоли колонны много-этажного здания.
Расчёт жёсткой короткой консоли:
Консоль короткая тогда, когда lк≤0,9h.
lк≥250мм
lsup – опорная часть консоли
lк= lsup+а=+a, a=30...40мм
-ширина ригеля;
h=d+c; d=
-ширина консоли; с-защитный слой (с=3...4 мм).
Высота консоли ≥0,7…0,8 высоты ригеля
h~2lк(из конструктивных соображений)
h/lк= =>Q=;
lв=lsup*
Определяем несущую способность консоли:
Vsd≤0.8*ηw2*
ηw2=1+10Е*sw; Е=Es/Ecm
=Asw/b*S;
b-ширина консоли; S-шаг арматуры
От действия нагрузки консоль работает на изгиб, момент и поперечную силу.
Msd=1.25*Vsd*ea
m= Msd/(2) =>ξи η
As= Msd/(fyd* η*d) – площадь стержней арматуры, восприн-х момент.
Консоль ещё армируется отгибами (рис 1 и 2), их выполняют из арматуры =25 мм. Площадь отгибов принимаетсяAsinc=0.002*bк*d. Помимо отгибов устанавливают хомуты (S=hк/4; ≤150 мм). Если h≥2.5ea–устанавливаются горизонтальные хомуты, иначе – наклонные.
№35 Расчет стыка железобетонных колонн многоэтажных зданий.
Если в коротком центрально сжатом элементе установить поперечную арматуру способную эффективно сдерживать поперечную деформацию то можно существенно увеличить несущую способность. Такое армирование может называться косвенным. Для элементов с прямоугольным сечением применяют объемное косвенное армирование в виде часто расположенных сварных сеток. Так же армирование использ. для местного усиления сборных ж.б. колонн в зоне стыков. Опытами выявлено повышенное сопротивление бетона сжатию в пределах ядра, заключенного внутри спирали или сварной сетки которые сдерживают поперечные деформации бетона и тем самым увеличивает несущую способность элемента.
Рассмотрим прочность сжатого элемента, усиленного сетками косвенного армирования на примере расчета стыка колонн многоэтажных зданий с подрезкой бетона по углам. Такие стыки называются без метальные.
Расчет без метального стыка колоны
n1-количество длинных стержней; n2-количество коротких стержней
l1 и l2-длинны соотв.; (l1=40-2=38)
Aeff- площ. б-на защемленного между крайними стержнями сетки (площадь креста)
S- расстояние между сетками
Стыки колонн многоэт-х зданий выполняют на высоте 60-70 см от уровня пола перекрытия. Арматура используется для сеток поперечного армирования применяется S240 S400 и диаметром 6-14 мм. Расстояние между стержнями в сетке мин.=45мм макс.=100мм. Расстояние между сетками в стыке применяется ¼ меньшей стороны сечения и не более 100мм. Определим коэф. эффективности коственного армирования
;
Приведенное сопротивление бетона - α·fcdef=α·fcd+φ0·pxy·fyd
Несущая способность стыка –Nст=φ(α· fcdef·Ac+As,tot·fyd)
As,tot·- по верх. колонны; φ-коэф. продольного изгиба.
№36 Типы фундаментов. Расчет высоты центрально нагруженного фундамента под железобетонную колонну.
Фундамент- подземная часть здания, которая воспринимает нагрузку от всего здания и предает их на грунты –оснгования.
Требования: прочность, устойчивость, технологичность, экономичность, долговечность.
Фундаменты: ленточные, столбчатые, сплошные, свайные.
По характеру работы: Жесткие и гибкие.
По способу изготовления: сборные и монолитные.
По характеру передачи усилий: центр. нагруженые и внецентр. нагруженые.
Определяем высоту монолитного фундамента
Hpl=d1+c; c-принимается в зависимости если подготовка или она отсутсвует с=45мм и с=80мм соотв.
d1--рабочая высота; d1=lbd(зависит от зоны анкеровки)
Asred- площадь арматуры кол. по расч.; Asprov– принятая площадь арматуры
α1.. α4 – учитывает условия анкеровки и принимакется по СНБ т.11.6.
lb-базовая длинна анкеровки;
; Ǿ- диаметр арматуры
fbd- предельное напряжение сцепления по контуру арматуры с бетоном.
fbd=ή1·ή2 ή3·fctd; fctd-сопр. Бетона растяжению.
ή1 =0.7 и учитывает влияние условий сцепления и положение стерженй при бетонировании.; ή2=0.7 учитывает диаметр рабочей арматуры; ή3 – учитывает характер поверхности арматурных стержней.
№37 Определение напряжений под подошвой внецентренно нагруженного фундамента.
Момент и продольная сила без учета собственного веса фундамента и грунта
Msd=M4±V·Hf+σст·lст
Nsd=N4+σст
Определим момент сопротивления фундамента
; lф и bф- длинна и ширина фундамента.
Давление грунта под подошвой фундамента
;
Nser=Nsd/γFср; Mser=Msd/γFср;
Где NsdиMsdрасчетные усилия. γFср=1.4
Проверка
Pmin>0
Pmax≤1,2Rгр
№38 Определение размеров подошвы центрально и внецентренно нагруженного фундамента.
Продольная сила без учета собственного веса фундамента и грунта
Nsd=N4+σст
Площадь подошвы фундамента
Nser=Nsd/γFср; γFср=1.4
ρ-усреднненая масса бетона и грунта на ступеньках фундамента
Нзагл- Глубина заложения фундамента
центрально нагруженный фундамент
Внецентренно нагруженный фундамент соотношение сторон
Размеры фундамента кратны 30 см
studfiles.net
Вариант 5
Требуется рассчитать и законструировать сборные железобетонные конструкции междуэтажного перекрытия производственного здания
Номинальные размеры панели в плане 6x1,2 м. Действующие на перекрытие постоянные нагрузки принять по таблице 5 Временная нормативная нагрузка 7000 н/кв.м, в том числе длительного действия 5000 н/кв.м.
Ребра панели армируют сварными каркасами из стержневой стали класса A-III, плиту армируют сварной сеткой из проволоки класса B-I. Бетон панели марки M300.
Таблица 5
Вариант 6
Требуется рассчитать и законструировать сборные железобетонные конструкции междуэтажного перекрытия производственного здания (см.рисунок варианта 1) Пролет ригеля между осями колонн 6 м, а в крайних пролетах l=6-0,2+0,3/2=5,95 (где 0,2 м привязка оси стены от внутренней грани, 0,3 м - глубина заделки ригеля в стену). Нагрузки принять по таблице 6. Марки материалов и их расчетные характеристики (см.стр.155, А.П.Мандриков "Примеры расчета ж/б конструкций"), бетон М400, арматура продольная класса А-III.
Таблица 6
Вариант 7
Требуется рассчитать и законструировать сборные железобетонные конструкции междуэтажного перекрытия производственного здания (см.рисунок варианта 5). Высота этажа 4,2 м, сетка колонн 6x6 м. Верх фундамента заглублен ниже пола на 0,6 м. Здание возводится в III климатическом районе по снеговому покрову. Полезная (временная) нагрузка на междуэтажные перекрытия 7 кН/кв.м (700 кгс/кв.м), в том числе длительная 5кН/кв.м.
Конструктивно здание решено с несущими наружными стенами. Членение колонн поэтажное. Стыки колонн располагаются на высоте 0,6 м от уровня верха панелей перекрытия. Ригели опираются на консоли колонн. Схема сборного перекрытия (рисунок а). Марка, бетона колонн М400, продольная арматура класса А-III.
Вариант 8
Рассчитать и законструировать сборные железобетонный фундамент под колонну среднего ряда (см.пример 10 А.П.Мандриков "Примеры расчета ж/б конструкций"). Бетон фундамента марки М200, арматура нижней сетки из стали класса А-II, конструктивная арматура класса A-I. Условное расчетное сопротивление основания (пески средней плотности, маловлажные) Ro=0,3 МПа Глубина заложения фундамента h2 = l,7 м Средний удельный вес материала фундамента и грунта на его уступах =2 тс/куб.м (20 кН/куб.м).
Вариант 9
Рассчитать ленточный фундамент под наружные несущие стены пятиэтажного производственного здания без подвала (рисунок варианта 5). Стены кирпичные толщиной 53 см, со штукатуркой с внутренней стороны. Грунты основания - супеси с коэффициентом пористости е=0,7, твердой консистенции Jz=0. Подошва фундамента заложена от природного рельефа на глубину H=1,8 м. Район строительства III по снеговому покрову.
Вариант 10
Рассчитать и законструировать предварительно-напряженную двускатную балку (второй категории трещиностойкости) для покрытия промышленного здания
Расстояние между разбивочными осями здания Y=18 м, между осями опор балки l1=17,65 м, шаг балок B=6 м. балка изготовляется из бетона марки М500 с тепловой обработкой; армирование — высокопрочной проволокой периодического профиля диаметром 5 мм класса В - II, натягиваемой на упоры. Поперечная арматура из стали класса А III, сварочные сетки из стали класса В-I, конструктивная арматура из стали класса A-I.
studfiles.net
Расчет колонны
1.2.1. Проектирование центрально нагруженной железобетонной колонны.
1.2.1.1. Исходные данные.
Бетон В25
арматура кл. АIII
Сечение колонны 400x400мм.
1.2.1.2. Определение нагрузок и усилий.
Проектируем колонну первого этажа. Колонна воспринимает нагрузки от собственного веса включая вес колонн вышележащих этажей, нагрузки от веса перекрытия по всем этажам и конструкций покрытия, включая приложенную к ним полезную нагрузку. Собственный вес колонн определяем по формуле:
Для обеспечения жесткой заделке колонн в фундаменте принимаем глубину заделки равной
Суммарная высота колонн в приделах здания.
Находим нагрузку от веса покрытия и приложенные к нему полезной нагрузки, а так же от перекрытия по всем этажам, собираем с грузовой площади равным произведению шага колонн в продольном и поперечном направлении.
Нагрузка от веса перекрытия по всем этажам составит:
Нагружение чердака:
Нагрузка от веса покрытия:
Полная временная нагрузка на перекрытия:
Снеговая нагрузка на перекрытия:
Тогда полная нагрузка на колонну составит:
1.2.1.3. Расчет прочности колонны.
Расчетная длина колонны первого этажа принимается равной
Проверяем соотношение
. При выполнении этого соотношения колонну рассчитываем, как нагруженную внешней нагрузкой, приложенной со случайным эксцентриситетом.
, где: 
-площадь поперечного сечения колонны. 
-коэффициент устанавливаем в зависимости от соотношения 
, предполагаем симметричное армирования сечения 
, тогда требуемая площадь арматуры у грани колонны определяется по формуле: 
Принимаем с каждой стороны колонны по 2 стержня Ç18, А-III,
. Проверяем принятое армирование по конструктивным требованиям. Оптимальный коэффициент армирования для колонн составляет
,
тогда минимальное требование количества арматуры, определяем из условия: 
Окончательно принимаем с каждой стороны 2 стержня
, As =9,82 см21.2.2. Проектирование монолитного безбалочного перекрытия..
1.2.2.1. Исходные данные.
Монолитные безбалочные перекрытия широко применяют для перекрытия жилых помещений, офисных помещений, магазинов, где предпочтительны гладкие потолки.
Монолитное безбалочное перекрытие состоит из железобетонной плиты и колонн.
Необходимо произвести проектирование монолитного железобетонного безбалочного перекрытия жилого дома. По степени ответственности здание относится ко второму классу (нормальной ответственности) –γ n = 0,95.
К трещиностойкости плиты монолитного железобетонного безбалочного перекрытия предъявляются требования третьей категории трещиностойкости.
Расчетные характеристики материалов:
- для тяжелого бетона класса В 20 (при γ b 2 = 0,9): Rb = 11,5 МПа; Rbt = 0,9 МПа; Rb , ser = 15 МПа; Rbt ,ser = 1,4 МПа; Eb = 24000 МПа;
- для арматуры класса А-III: Rs =355 МПа; Es = 200000 МПа.
1.2.2.2. Конструктивное решение.
Безбалочное перекрытие для жилых помещений и офисов проектируют под типовую временную нормативную нагрузку 1,5 кН/м2 .
Принимаем прямоугольную сетку колонн с отношением большего пролета к меньшему не более 4/3. Перекрытия с отношением большего пролета к меньшему равным 1,0 (квадратная сетка колонн) оказываются наиболее экономичными.
Принимаем основной шаг колонн 6×6 м. Из растянутой зоны межколонных полей плиты безбалочного перекрытия бетон целесообразно удалять. В результате получаются облегченные безбалочные перекрытия при существенной экономии бетона и арматуры. Сохраняя одинаковую толщину плиты, можно также произвести местное удаление бетона с заменой его легкими пустотелыми стеклянными, бетонными или керамическими блоками (вкладышами) с укладкой арматуры в ребра между ними.
Безбалочные монолитные перекрытия по сравнению с монолитными балочными имеют следующие преимущества:
- меньшую строительную высоту;
- меньшую сложность выполнения работ;
- отсутствие выступающих ребер на потолке, что удешевляет отделочные работы и улучшает санитарные условия эксплуатации.
При временных нагрузках на перекрытие 2,0 кН/м2 и более безбалочные перекрытия экономичнее балочных.
Толщину монолитной безбалочной плиты hpl принимаем из условия необходимой ее жесткости для тяжелых и легких бетонов:
hpl = (1/30…1/40) lmax ,
где lmax - размер большего пролета плиты.
Принимаем толщину плиты hpl = 150 мм.
Плиту монолитного железобетонного безбалочного перекрытия рассчитываем как опирающуюся по одной-трём сторонам на стены или опиирающуюся в центре на колонну.
Плиту монолитного железобетонного безбалочного перекрытия условно разбиваем на участки и выполняем расчет для наиболее нагруженных сечений плиты.
Толщину плиты проверяем из условия недопущения продавливания ее капителью и грузом, сосредоточенным на небольшой площади.
Перекрытие армируется сварными каркасами и сетками.
Материал конструкций – бетон класса В20.
В качествеарматуры применяются сталь горячекатаная периодического профиля класса A-III и холоднотянутая обыкновенная арматурная проволока периодического профиля класса B-I.
Принятая расстановка колонн, разбивка балочной клетки и ориентировочно назначенные ширины балок изображены на рис.1.1.
1.2.2.3. Методика расчета плиты.
Монолитные безбалочные перекрытия рассчитывают на полосовую нагрузку и сплошную нагрузку по методу предельного равновесия. В стадии разрушения плиту рассматривают как систему звеньев, соединенных между собой линейными пластическими шарнирами. Экспериментально установлено, что для плиты наиболее опасными временными нагрузками являются полосовая - через пролет и сплошная - по всей площади плиты.
Под полосовой нагрузкой одного ряда панелей пролетом lmax в предельном равновесии образуются три параллельных линейных пластических шарнира. В пролете линейный шарнир образуется по оси загруженной панели, а опорные линейные шарниры отстоят от осей ближайших к ним колонн на расстоянии с1 зависящем от формы и размеров капителей. Пролетный и опорные пластические шарниры разделяют панели на два жестких звена.
Расчет на полосовую временную нагрузку производят, исходя из условия равновесия моментов всех сил, приложенных к жесткому звену пролетом (lmax - с2 ) и шириной lmax относительно оси, проходящей через центр тяжести сечения в месте опорного линейного пластического шарнира и расположенной в его плоскости.
Крайние панели дополнительно рассчитывают на излом по схемам в зависимости от способа опирания.
При сплошной нагрузке в пролетах средних плит образуются пластические шарниры, параллельные рядам колонн, разделяющие плиту на четыре жестких звена. Над каждой капителью образуются четыре опорных линейных пластических шарнира, оси которых обычно располагаются под углом 45° к рядам колонн. В пролетных пластических шарнирах трещины раскрываются внизу, а в опорных - вверху плиты.
mirznanii.com
Расчет короткой железобетонной консоли колонны:
Определение расчетной длины площадки опирания ригеля, которая обеспечивает прочность бетона консоли которая сминается:
.
давление ригеля на консоль, который равняется максимальному поперечному усилию на опоре.
ширина сечения ригеля.
расчетное сопротивление бетона колонны сжатию.
Расчетный свес консоли с учетом зазора “c”:
=0,12м;
Расстояние между торцем ригеля и гранью колонны: с = 0.030.05м.
Определение окончательного свеса консоли:
;
Значениепринимаемравным 250мм.
Значение= 250мм обеспечивает необходимое опирание ригеля ( 200мм).
Плечо усилия относительно грани колонны (места защемления консоли):
;
Определение требуемой рабочей висоты консоли при условии прочности наклонного сечения на действие поперечного усилия:
=;
≤≤;
≤≤;т.е. 0,51≤=0,42≤2,08;
Принимаем =0,51 м;
Назначаем полную высоту консоли при условии:
Высотупринимаем исходя из условий унификации.
Задаваясь высотой консоли h, обязательно проверяем соотношениегдеопределяем по вертежу при
Принимаем высоту h=0,55м.
Проверка требованиякоторая гарантирует возможность считать консоль короткой.
Тут
0,25≤0,9*0,51=0,46м.-консоль короткая.
Определение требуемой площади продольной арматуры консоли как в элементе прямоугольного профиля с размерами сечения:
1,25 - коеф. надежности.
- изгибающий момент в защемлении консоли.
- расчетное сопротивление стали (сталь принимаем того же класса, что и для армирования тела колонны).
Определяем продольную арматуру консоли:
По значениямиз сортамента подбираем необходимую арматуру(12…25) мм в количестве 23 стержня. Располагаем их горизонтально на расстоянии ″″ от нижней (сжатой) грани консоли.
Принимаем 2 стержня Ø16 с Аs=4,02см2;
Определяем схему армирования консоли поперечной арматурой в зависимости от требования:
Т.к.требование не выполнено, консоль армируем горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями.
Назначаем шаг поперечних стержней ″S″ (хомутов и отогнутыхстержней).
;
Назначение диаметра поперечних стержней по площади :
- для хомутов;
- для отогнутых стержней.
Тут общая площадь хомутов (отогнутых стержней), которые пересекают верхнюю половину линии,которая соединяет точку приложения усилияна консоле с точкой соединения наклонной грани консоли с гранью колонны.
Консоль армируем горизонтальными хомутами по всей высоте и отогнутыми стержнями. Хомуты принимаем 210 с As=1,57 (см2). Шаг хомутов консоли назначаем равным 150мм. Отгибы принимаем 2 20 с As=6,28 (см2).
Проверка достаточности размеров и армирования консоли при условии прочности на действие поперечного усилия по наклонной линии, ширина которой равняется lb :
Тут :
где: площадь хомутов (отогнутых стержней) в одной плоскости;
b=hкол;
шаг хомутов.
;
;
0,6*1,26*103*0,45*0,51≤0,8*1,0614*19,8*103*0,45*0,072*0,9≤3,5*1,26*103* *0,45*0,51;
173,5≤490,25≤1012,1;
471,38≤490,25.
3.5. Проектирование стыка сборных железобетонных колонн:
В курсовом проекте принимаем сварной стык колонн с торцевыми листами и центрирующей прокладкой, так называемый сварной стык.
Стык располагается на расстоянии (0,5-1) м от уровня перекрытия при условии удобства его выполнения.
Торцовые площадки колонны вблизи стыка должны быть рассчитаны при условии прочности на местное сжатие и заармированы сварными сетками.
Расчет стыка колонн с центрирующей прокладкой:
Расчет сварных швов вдоль периметра торцовых листов
Определяем площадь контакта колонны по периметру сварных швов Ашв:
- размеры торцевых листов закладной детали М-1.
- толщина торцевого листа, принимаем равным 12мм.
Определяем площадь контакта колонны под центрирующей прокладкой:
- размеры центрирующей прокладки
Принимаем
Общая площадь контакта в стыке:
Определяем долю усилия которое передается через сварные швы:
Определяем необходимый катет сварного шва вдоль периметра листов:
,принимаем ;
- суммарная длина сварных швов по периметру стального листа с учетом непровара 1 см.
Расчет прочности бетона на смятие под торцевым листом с учетом непрямого армирования
Коэффициент , который учитывает повышение несущей способности бетона при местном изгибе:
Коэффициент , который учитывает влияние непрямого армирования на местный изгиб:
- площадь бетона, который находится в середине контура сеток между осями крайних стержней.
Коэффициент непрямого армирования
- соответственно, количества стержней, площадь сечения и длина стержня одного направления
- то же, в другом направлении
S – шаг сеток вдоль колонны
Коэффициент:
Коэффициент эффективности непрямого армирования:
Приведенная призменная прочность бетона:
Проверка прочности бетона на смятие под торцевым листом закладной детали М-1:
ЛІТЕРАТУРА
СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. Введ. 01.01.1985.- 88с.
Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. / Общий курс. - М.: СИ, 1985, - 728с.
Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций. Учебное пособие для техникумов. - М.:СИ, 1989. - 506с.
Железобетонные конструкции: / Под ред. А.Я. Барашикова. - Киев: Вища шк.-1995.- 416с.
Методические указания к построению эпюры материалов для железобетонных балок в курсовом и дипломном проектировании по дисциплине ″ Железобетонные и каменные конструкции″ /для студентов специальности 7.092101 - ПГС/. - ДонНАСА, Макеевка, 2004.
Изм.
Лист
№ докум.
Подп.
Дата
Лист
48
КУРСОВОЙ ПРОЕКТ ПЗ
studfiles.net
4.2. Расчет стальной колонны:
Исходные данные:
Принимаем сталь марки С245 (R– расчетное сопротивление стали растяжению и сжатию = 245 Мпа = 2450 кг/cм2)
Предварительно берем для расчета двутавровую колонну 40К2
Аn- площадь поперечного сечения (Аn=210, 96 см2)
Wx –момент сопротивления сечения балки относительно оси Х (Wx =3 207 см3)
Центрально-сжатая колонна (расчет по первой группе предельных состояний)
1 (По СП 16.13330.2012)
N = 398 664 кг (из пункта о расчете центрально сжатой ж/б колонны)
–расчетное сопротивление стали на растяжение и сжатие= 245 Мпа = 2450 кг/см2, определяемый по Таблице В.5. СП 16.13330.2012 или по ГОСТ 27772)
c- коэффициент условия работы для колонны 1 группы (c= 0,95 для стальной колонны, определяемый по СП. 16 13330.2012)
– площадь поперечного сечения, определяемая по сортаменту (Аn=210, 96 см2)
1
1
Проверка колонны на устойчивость
1 (По СП 16.13330.2012)
– коэффициент,зависящий от относительной гибкости элемента (определяется по таблице Д.3. СП 16.13330.2012)
– площадь поперечного сечения, определяемая по сортаменту (Аn=210, 96 см2)
=– относительная гибкость элемента
–модель упругости стали (= 200000 МПа)
=, где
= hэт
== 7,5=7= 0,2625
mef = ×m
mef – относительный эксцентриситет
– коэффициент влияния формы сечения (определяется по таблице Д.2. СП 16.13330.2012)
= (0,25+0,15×m) +0,03(5-m)×
m = , где
Wx –момент сопротивления сечения балки относительно оси Х (Wx =3 207 см3)
А –площадь поперечного сечения, определяемая по сортаменту (Аn=210, 96 см2)
e- эксцентриситет, е - , где
M – ветровой момент
N – общая нагрузка на здание (N =, берем из пункта о расчете ж/б колонны)
М = 151520 кг×м(взято из пункта о расчете ветровой нагрузки)
N = 398 664 кг(взято из пункта о расчете центрально-загруженной ж/б колонны)
е - = 0,38 м
m = =1,5= (0,25+0,15×1,5) +0,03(5-1,5)×= 0,52mef = 0,52 ×1,6 =0,85 =758 (по методу интерполяции)
1
0,0011 - условие выполняется
5. Расчет железобетонного фундамента под железобетонную колонну размером 400 х 400 мм:
1. Геометрические размеры столбчатого фундамента под колонну:
Должно выполняться следующее условие:
Где:
Аф - площадь подошвы фундамента (принимаем фундамент со сторонами подошвы 2,5 м×2,5 м = 6,25 м2)
Rгр - расчетное сопротивление грунта под подошвой фундамента;
Nобщ - суммарная сила, давящая на фундамент
Nобщ=qпокр × Агрузпокр+ qперекр × Агрузперекр ×nэт + Mк
Mк – собственный вес колонны со всех этажей суммарно
Mк = nэт, где
nэт – количество этажей здания (nэт = 16)
–высота этажа (= 3 м)
–удельная масса колонны
Nобщ=770×36 + 644×36×16 + 1680×16 = 425,544 т
68
Условие выполняется
Нахождение Аф - площади подошвы фундамента из формулы:
Следуя из полученного условия находим стороны фундамента для каждой колонны:
a=== 2,3 м
Из равенства следует, что сторона подошвы фундамента равна 2300 мм=2,3 м
studfiles.net
