Расчет сборных железобетонных конструкций

Размещено на http://www.allbest.ru/

Федеральное агентство по образованию

Государственное учреждение высшего профессионального образования

Пятигорский государственный Гуманитарный технологический университет

Курсовая Работа

по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»

тема «Расчет сборных железобетонных конструкций»

Студент

Кузьмин А.В

Преподаватель

Гончарова Е. В.

Пятигорск 2011

Введение и цель работы

Многоэтажными бывают не только жилые дома, но также здания производственного, административно-бытового и общественного назначения. Подобные здания чаще всего выполняют каркасными из сборного железобетона. Конструкция данных видов зданий состоит из следующих частей:

Каркас - это пространственный остов, несущий вертикальные и горизонтальные нагрузки и собираемый из отдельных элементов: колонн, ригелей, панелей перекрытий и связей жесткости.

Панели (плиты) перекрытий - непосредственно воспринимают нагрузки на каждом этаже от веса пола, оборудования и людей. Эти нагрузки, вместе с собственным весом панелей, передаются на ригели; последние опираются своими концами на выступы (консоли) колонн. Причем колонна каждого этажа воспринимает нагрузку от колонн вышележащих этажей. Следовательно, самые нагруженные -- колонны первого этажа, их устанавливают на фундаменты, через которые и передается на основание (грунт) вся нагрузка от здания.

Кроме вертикальных на здание действуют и горизонтальные нагрузки: ветровое давление, от торможения внутрицехового транспорта, а также случайные воздействия, не всегда поддающиеся учету. Совместное действие вертикальных и горизонтальных нагрузок может привести к потере общей устойчивости здания, если не обеспечить пространственную жесткость, т. е. жесткость в трех плоскостях: двух вертикальных и горизонтальной. Сделать это можно двумя способами:

Первый- создать жесткие узлы сопряжения ригелей с колоннами, которые в отличие от шарнирных способны воспринимать не только продольные и поперечные силы, но и изгибающие моменты. Такие каркасы называют рамными.

Второй - соединить часть колонн специальными связями жесткости, сохранив шарнирное опирание ригелей на консоли колонн. Роль таких связей могут выполнять межкомнатные железобетонные перегородки - их называют диафрагмами жесткости. Подобный тип каркасов получил название связевого (рис.1).

В обоих случаях горизонтальными связями являются панели перекрытий которые образуют жесткие диски либо за счет приварки их к ригелям, либо за счет плотно замоноличенных продольных и поперечных швов между конструкциями. У каждой системы есть своя область применения. Например, рамные каркасы более трудоемки и материалоемки, но зато этажные пространства в них не перегораживаются диафрагмами, поэтому они предпочтительны для производственных зданий. Связевые каркасы применяют там, где по соображениям планировки перегородки не являются помехой: учреждения, школы, больницы, некоторые промышленные предприятия. В таких зданиях нагрузки на перекрытия сравнительно небольшие, поэтому и конструкции здесь более легкие -- в них можно применять так называемые «скрытые консоли колонн, не выступающие за габариты ригелей, что увеличивает объем помещений и улучшает их интерьер .

Целью работы является проектирование несущих конструкций связевого каркаса трехпролетного трёхэтажного здания. В проекте мы рассчитываем только некоторые, наиболее характерными элементами: рядовую панель перекрытий, ригель среднего пролета (ферму) и среднюю колонну первого этажа. Каждую конструкцию нужно рассчитать по прочности (а панель перекрытий также по жесткости и трещиностойкости) и разработать чертежи.
Исходными данными для проектирования являются: размеры здания в плане по наружным осям L1 и L2, расстояния между продольными и поперечными разбивочными осями l1 Х l2 (сетка колонн), количество и высота этажей, полезная нормативная нагрузка на 1 м2 покрытия и перекрытий (включая постоянную, длительную и кратковременную) и классы рабочей арматуры. Перечисленных данных, однако, недостаточно для того, чтобы непосредственно приступить к разработке конструкций. Вначале необходимо скомпоновать здание, определить габариты каждой конструкции и расчетные пролеты. Чертежи выполняем с учетом требований Системы проектной документации для строительства -- СПдС .

1. Компоновка здания, определение габаритов и расчётных пролётов конструкции

Требуется определить габаритные размеры несущих конструкций n-этажного, трёхпролётного каркасного здания связевого типа и вычертить схему расположения элементов каркаса: план перекрытия первого этажа, поперечный разрез, узлы и спецификацию.

Исходные данные: размеры в плане по наружным осям (L1* L2) , сетка колонн (l1* l2), высота этажей в осях H, панели перекрытий (пустотные или ребристые), район строительства , нагрузки на перекрытие приведена в табл.I, на покрытие табл. II, здание нормального уровня надёжности.

Решение. Для назначения размеров сечения колонн приближено, без учёта собственного веса ригелей и колонн, определяем усилие от расчётной нагрузки в колонне первого этажа. По табл. I расчётная нагрузка на перекрытие равна g + p . При n междуэтажных перекрытиях и грузовой площади колонны (l1* l2), м2 усилие в колонне составит N= 3 *( 18,11 )* (7* 6), кН. N = 3*18.11*42=2281. По таб. II расчётная нагрузка на покрытие - (4,55) кПа, усилие в колонне от неё N1=( g + p )* (7* 6), кН. N1=4,55*42=191 Полное усилие в колонне : N+ N1 (кН) 191+2281=2472. Если полученное значение меньше 2000 кН, принимаем сечение колонн 300Ч300. Если полученное значение больше 2000 кН, принимаем сечение колонн 400Ч400.

Так как привязка крайних колонн осевая (рис.2), проектная длинна ригелей

l = l1 -300-40 (мм) 700-300-40=6660. Размеры сечения ригелей назначаем по таблице bЧh 300x600 мм, с шириной полки bf = 400 мм. Тогда проектная длина панелей с учётом зазоров l= l2- 200 - 20 , 6000-200-20=5780мм. Подбираем номинальную ширину рядовых панелей 1.4, средних межколонных панелей и крайних 0.9 межколонных. Фактическая проектная ширина с учётом допусков будет на 10мм меньше bf. Колонны принимаем с поэтажной разрезкой, стыки колонн располагаем на расстоянии 650мм от верха ригелей.

Вычерчиваем схемы расположения элементов скомпонованного каркаса, включая план первого этажа, поперечный разрез, узлы и спецификацию. При этом предусматриваем в колоннах по осям А и Г одну консоль, в отличие от двух консолей в колоннах по осям Б и В; колонны, расположенные у торцевых стен, нагружены меньше остальных, поэтому всем им присваиваем разные марки -- от К1 до К4. Ригели имеют две марки -- однополочные у торцевых стен (на них опираются панели только с одной стороны) и двухполочные остальные. По-разному маркируем также панели перекрытий -- рядовые, межколонные средние и межколонные крайние. Диафрагмы жесткости, лестничные клетки, наружные стеновые панели и другие элементы на схеме условно не показываем. Спецификацию заполняем после подсчета собственной массы конструкций, то есть после завершения их рабочих чертежей.

Нагрузки на перекрытие

Таблица I

Наименование нагрузки	Нормативная, кПа	Коэффициент надёжности г1	Расчетная, кПа
Постоянная: Пол со звукоизоляцией	0.8 См.вариант задания	1.2	0.96 рп
Собственный вес панели	Ребристая 2,5	1.1	рс 2,75
Итого:	g = 3.3	-	g = 3.71
Временная: Длительная pd	См.вариант задания 6	1.2	7.2
Кратковременная	См.вариант задания 6	1.2	7.2
Итого:	p = 12	-	p = 14.4
Полная:	g+ p= 15.3		g + p = 18.11
Постоянная и длительная:	g+ pd=9.3		g+ pd=10.91

Нагрузки на покрытие

Таблица II

Наименование нагрузки	Нормативная, кПа	Коэффициент надёжности г1	Расчетная, кПа
Постоянная: кровля	0.8 См.вариант задания	1.2	0.96
Собственный вес панели	Ребристая 2,5	1.1	2,75
Итого:	g = 3.3	-	g = 3.71
Временная от снега: Длительная pd	См.вариант задания 0.35	1.2	0.42
Кратковременная pk	См.вариант задания 0.35	1.2	0.42
Итого:	p = pd + pk	-	p = 0.84
Полная:	g+ p= 4		g + p = 4.55
Постоянная и длительная:	g+ pd=3.65		g+ pd=4.13

2. Расчёт и конструирование панелей перекрытия

Требуется запроектировать панель перекрытия с номинальными размерами b1*l2 м . (Где b1- ширина рядовой панели перекрытия 1.4, l2 - длина рядовой панели перекрытия 6).

Проектирование панели состоит из следующих пунктов:

а) нагрузки и воздействия

б) приведённые сечения

в) расчёт прочности нормальных и наклонных сечений

г) потери предварительного напряжения арматурой

д) расчёт по образованию трещин

е) расчёт по раскрытию трещин

ж) расчёт прогиба панели

з) конструирование панели

Исходные данные: проектные размеры bfЧ l, бетон тяжелый класса В с характеристиками, принимаемыми по таблице 2 : Rbn, Rbtn, Rb, Rbt, при гb2=0,9, при изготовлении бетон подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении. Продольная напрягаемая арматура - стержни класса А, с характеристиками по таблице 3: Rsn , Rs,Еs , способ предварительного натяжения арматуры - электротермический на упоры формы. При электротермическом способе натяжения возможное отклонение величины контролируемого напряжения p = 30+360 / l = 390/6=65(МПа), тогда уsp+ p , не должно превышает Rsn. (Если уsp+ p > Rsn , изменяем способ предварительного натяжения арматуры уsp). Для пустотных плит принимаем уsp=460МПа, а для ребристых - уsp=600МПа. Поперечная арматура и сварные сетки - из проволоки класса Bp, с характеристиками по таблице 3: Rsn , Rs , Rsw , Еs . Обычно в пустотных панелях предусмотрены шесть круглых пустот диаметром d = 159 мм. Нагрузки приведены в табл.I, II

Нагрузки и воздействия.

Глубина площадки опирания панели на полку ригеля: (100-10)=90мм (где 100 мм - ширина свеса полки, 10мм - зазор), тогда расчётный пролёт панели l0= l - 2*90/2=6000-90=5.91(м).

Погонные нагрузки на панель при номинальной ширине b1 с учётом коэффициента надёжности по назначению гn = 0,95:

расчётная q = (g + p)* гn * b1(кН/м),=18.11*0.95*1.4 = 24.08

нормативная полная qn=(gn + pn)* гn * b1(кН/м),=15.3*0.95*1.4 = 20.34

нормативная постоянная и длительная qn,l = (g+ pd ) * гn * b1(кН/м). =9.3*0.95*1.4 = 12.36

Усилия от расчётной нагрузки:

M = ql02/8 (НЧмм),=24.08*5.91І/8 = 24.08*34.92 = 105.1 * 106

Q = ql0/2 (Н); = 24.08*5.91/2 = 71.15*103

от нормативной полной нагрузки:

Mn =qn l02/8(НЧмм),=20.34*5.91І/8 = 88.7*106

Qn = qn l0/2(Н) = 20.34*5.91/2 = 60.1*103

от нормативной постоянной и длительных нагрузок:

Mn,l =qn,l l02/8(НЧмм),=12.36*5.91І/8= 53.95*106

Qn,l = qn,l l0/2(Н)= 12.36*5.91/2 = 36.52*103

Приведённые сечения.

Приведём фактическое сечение плиты к расчётным. Высота сечения равна фактической высоте панели h (для пустотной - 220мм, для ребристой - 350мм, полезная высота сечения h0 = h - a = 350-30=320 (где а=2*15=30мм, согласно сечений плит перекрытия). В расчетах по предельным состояниям первой группы расчётная толщина сжатой полки таврового сечения для пустотных плит: hf'=( h-d)/2, для ребристых hf'=50 мм; Для пустотных плит по 2 группе предельных состояний

hf = hf'=( h-0,9d)/2

ширина полки равна ширине плиты поверху:

для пустотных плит bf' = bf -15*2

для ребристых плит bf' = bf -20*2= 1.4-20*2=1,36м

расчётная ширина ребра

для пустотных плит b = bf -15*2-159*6

для ребристых плит b = (85 - 15)*2 = 140мм.

Расчёт прочности нормальных сечений.

Если RbЧ bf'Ч hf'(h0 - 0,5 hf')=15,3*1,4*0,05(0,32-0,5*0,05/0,025)=315,94 (Н·мм) > М, сжатая зона не выходит за пределы полки.

Определяем высоту сжатой зоны

=320- =16мм

Относительная высота сжатой зоны о = х/ h0 =16/320=0,05

Характеристика сжатой зоны щ= 0,85-0,008 Rb=0,85-0,008*15,3=0,728

Отклонение натяжения при электротермическом способе от проектного

Дгsp=0,5p(1+1/vnp)/ уsp =0,5*65(1+1/2)/600=0,08

где np - число натягиваемых стержней в сечении, обычно np принимают 2.

Тогда коэффициент точности натяжения

гsp= 1 - Дгsp 1-0,08=0,92

Граничная высота сжатой зоны

оR = щ/[1+уsR(1-щ/1,1)/ уsc,u]=0,58 , где уsc,u=500МПа, уsR=Rs+ 400 - гspЧ уsp =358

Должно выполняться условие о ? оR. 0,05?0,58

Определяем коэффициенты условий работы гs6, учитывающий работу напрягаемой арматуры выше условного предела текучести,

гs6 = з - (з-1)( 2о/оR+1) = 1,15-(1,15-1)(2-0,05/0,58+1)=1,15-0,15(0,1/0,58+1)=0,98, для пустотных плит з =1,2, а для ребристых з =1,15

Принимаем гs6= з

Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры

As = Rb bf 'x / (гs6Rs) =15,3*1400*16/1,15*510=584ммІ

По сортаменту принимаем арматуру с площадью Аs. 616мм= 4 ?14

Если условие м = As/bh0 > мmin = 0,0005 выполнено, то конструктивные требования соблюдены. 616/140*320= 0,013> мmin = 0,0005

Проверяем прочность при подобранной арматуре:

х = гs6 Rs As /(Rb bf') =1,15*510*616/15,3*1400=16,8мм

Мu= Rb bf 'х (h0-0,5х) >М=15,3*1400*16(320-0,5*16)=106928640

Если условие выполнено, то прочность достаточная. (Если условие не выполняется, необходимо увеличить площадь арматуры Аs)

3. Потери предварительного напряжения арматуры

При определении потерь коэффициент точности арматуры принимают гsp=1.

Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения

у1 = 0,03уsp=0,3*600=18МПа

Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами у2=0, т.к. при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием. При электротермическом способе напряжения потери от деформации анкеров у 3 и у 5 не учитываются, т.к. они учтены при определении полного удлинения арматуры.

Тогда усилие в арматуре к началу обжатия бетона

P1 = (у sp - у 1)ЧAs (600-18)616=358512

Для продолжения расчёта необходимо определить геометрические характеристики приведённого сечения.

Аred = Ab + AsEs /Eb , где Аb =b* h+( bf'-b)*hf'+( bf -b)*hf =110000+616*190*10і/29*10і=114034,8ммІ - для пустотных плит;

Аb = bf'*hf'+(85-15)*2*(h- hf')=1360*50+70*2(350-50)=110000 - для ребристых плит.

Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани

Sred = Sb + Ss Es /Eb=28,4*106 +18480*190*10і/29*10і=28,52*106, где

Sb= bf'*hf'*( h- hf'/2)+ (85-15)*2*(h- hf')* (h- hf')/2=1360*50(350-50/2)+(85-15)*2*(350-50)/2=28,4*10,6 и Ss =As*a=616*30=18480 - для ребристых плит.

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения

y0 = Sred / Аred =28,52*106/114034,8=250

Момент инерции приведенного сечения

Ired = Ib + Аs (y0 - a)2 Es /Eb =1194,3*106+616(250-30)І* 190*10і/29*10і=1389,5*106,

где для ребристых плит:

Ib =( bf'-b)* (hf') 3/12+( bf'-b)* hf'*(85-15) 2+ b* h3/12+ bf' * hf'*(h-(hf')/2- y0) 2=(1360-140)503/12+(1360-140)50*(70)І+140*350і/12+1360*50(350-25-250)І=1194,3*106

Момент сопротивления сечения по нижней зоне

Wred = Ired / y0=1389*106/250=5,5*106

то же, по верхней зоне

W 'red = Ired /(h- y0) 1389,5*106/(350-250)=13,8*106

Эксцентриситет усилия обжатия Р1 относительно центра тяжести сечения

еор = y0 - a=250-30=220

Напряжение в бетоне при обжатии на уровне арматуры

у bp = P1 / Аred +P1 еор2 / Ired =358512/1140,34,8+358512*220І/1389,5*106=15,54 Мпа

(здесь в запасе не учтено разгружающее влияние собственной массы панели, т.к. этот фактор зависим от технологических особенностей производства).

Передаточную прочность бетона примем Rbp = 0,7 В =0,7*30=21 МПа

Тогда должно выполняться условие у bp /Rbp < б = 0,25 + 0,025* Rbp =0,25+0,025*21=0,775 15,54/21=0.74<0.775

Потери от быстронатекающей ползучести при этом у6 = 0,85*40*у bp / Rbp =0.85*40*15.54/21=25,16Мпа

Усилие в арматуре к концу обжатия Р1/ = (у sp - у1 - у6) * As =(600-18-25,16)584=325194 Н и напряжение в бетоне на уровне арматуры у bp/ = у bp* Р1/ / P1=15,54*325194/358512=14,09МПа у bp / Rbp должно быть<0,75. =15,54/21=0.74<0.75 Потери от усадки бетона у8 = 35 МПа. Потери от ползучести бетона у9 = 0,85*150* у bp / Rbp =0.85*150*15.54/21=94,35Мпа

Суммарные потери у1+ у6+ у8 + у9 =18+25,16+35+94,35=172,5Мпа

Суммарные потери принимаются не менее 100 МПа.

Тогда усилие в арматуре с учетом всех потерь

Р2 = (у sp-( у1+ у6+ у8 + у9 )* As=(600-(18+25,16+35+94,35))616=263,3*10і МПа

4. Наклонные сечения пустотных панелей

Опыт проектирования показывает, что в пустотных панелях, особенно в предварительно напряженных, поперечная арматура по расчету не нужна. На при опорных участках длиной l/4 арматуру устанавливают конструктивно: ш4 Вр-I с шагом не более h/2=220/2=110мм. Принимаем s=100мм. В средней части пролета арматуру не устанавливают.

Наклонные сечения ребристых панелей.

Предварительно поперечную арматуру примем по конструктивным требованиям: Аsw=19.6*2

- на при опорных участках длиной l/4 устанавливаем 2 ш5 Вр-I (по одному каркасу в ребре) с шагом s=150мм не более h/2=350/2=175мм;

- в средней части панели шаг можно увеличить до 3* h/4=265мм.

Проверяем достаточность принятых размеров панели по условию обеспечения прочности наклонной полосы между соседними трещинами

Q?0,3*цw1* цb1* Rb *b* h0=71.15*10і?0.3*1.06*0.847*15.3*140*320=184.6*10і

Определим коэффициенты:

цw1=1+5*б*мw<1,3=1+5*6.55*0.00187<1.3=1.06<1.3; здесь б= Es /Eb=190*10і/29*10і=6.55 , мw= As w/(b*s)=19.6*2/140*150=0.00187

цb1=1-в* Rb=1-0.01*15.3=0.847

По опыту проектирования плитных конструкций при расчете прочности по наклонной трещине на действие поперечной силы проекцию наиболее опасного наклонного сечения принимают как с=3,33* h0=1065,6мм. Поперечная сила в конце такого сечения Q= Qmax-q*c=711500-24,08*106,5=68,58*10і Н.

Коэффициент, учитывающий влияние полки в сжатой зоне:

цf=0,75*3*( hf ')2/(b* h0) <0,5=0,75*3(50)І/(140*320)<0.5=0.125<0.5

Коэффициент, учитывающий влияние продольных сил (в нашем случае усилие обжатия):

цn=0,1*гsp*P2/( Rbt *b* h) <0,5=0.1*0.92*263.3*10і/(1.08*140*350)=0.45<0.5

При этом (1+ цf + цn )<1,5=(1+0.125+0.45)=1.575>1.5

цb2=2

Qb= цb2*(1+ цf + цn )* Rbt *b* h0/2=2(1+0.125+0.45)1.08*140*320/2=76.2*10і>68.58*10і

Для обеспечения прочности необходимо выполнение следующего условия

Qb>Q. В случае выполнения этого условия мы делаем вывод, что принятой по конструктивным требованиям поперечной арматуры достаточно. Учитывая это, расчет прочности на изгиб по наклонной трещине делать не нужно. (В случае, если условие Qb>Q не выполняется необходимо увеличить диаметр поперечной арматуры).

Расчет по образованию трещин

Выполняем его для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. По условиям эксплуатации к трещиностойкости панели предъявляются требования 3-й категории. Поэтому расчет ведем на действие нормативных нагрузок (Мn , Qn ).
Вначале проверим трещиностойкость среднего нормального сечения в стадии изготовления. Максимальное напряжение в бетоне от усилия обжатия (без учета разгружающего влияния собственной массы)

у bp = P1 / Аred +P1 еор y0 / Ired =325194/114034.8+325194*220*250/1389.5*106=15.7

Находим коэффициент

ц = 1,6 - у bp / Rbn =1.6-15,7/22=0,89

Тогда расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой (верхней) зоны, до центра тяжести сечения

r = ц W 'red / Аred =0,89*13,8*106/1140,34,8=107,7

Упругопластические моменты сопротивления по растянутой зоне для двутавровых симметричных сечений при bf'/ b>2 и bf / b>2 можно определять как W'pl = 1,5 W 'red =1,5*13,8*106=20,7*106 в стадии изготовления, и Wpl = 1,5 Wred =1,5*5,5*106=8,25*106 в стадии эксплуатации.

При проверке трещиностойкости в стадии изготовления коэффициент точности натяжения г sp принимаем больше единицы на величину отклонения ?г sp ,а в стадии эксплуатации - меньше на ту же величину.

Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин в стадии изготовления,

М crc = Rbt,ser ЧW'pl =1,8*20,7*106=37,2*106

здесь Rbt,ser определяем при прочности бетона Rbp. Момент от внецентренного обжатия, вызывающий появление трещин,

Мrр = г sp P1 (еор - r) = 0,92*325194(220-107,7)=33,5*106

Если Мrр < М crc трещины при обжатии не образуются. 33,5*106< 37,2*106

По результатам выполненного расчета трещиностойкость нижней грани в стадии эксплуатации проверяем без учета влияния начальных трещин.

Максимальные сжимающие напряжения в бетоне сжатой (верхней) зоны от совместного действия нормативных нагрузок и усилия обжатия

у bp = P2 / Аred -P2 еор(h - yо) / Ired + Мn(h - yо) / Ired=263,3*10і/114034,8-263,3*10і*220(350-250)/1389,5*106+88,7*106(350-250)/1389,5*106=4,5

Коэффициент

ц = 1,6 - у bp / Rbn =1,6-,5/22=1,39

Принимаем ц = 1. Тогда расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой (нижней) зоны, до центра тяжести сечения

r = ц Wred / Аred =8,25*10,6/114034,8=72,3

Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин в стадии эксплуатации,

М crc = Rbt,ser Ч Wpl + г sp P2 (еор + r)=1,8*8,25*106+0,859*263,3*10і(220+107,7)=88,9*106 , где г sp =0,859

где Rbt,ser определяем по классу бетона В.

Если условие Мn > М crc , тогда трещины в стадии эксплуатации образуются, необходим расчет их раскрытия. 88,7*106< 88,9*106 Трещин не образуется.

Расчет прогиба панели.

РЕБРИСТАЯ ПАНЕЛЬ.

Прогиб ребристой панели от действия постоянной и длительной нагрузок не должен превышать 25мм. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок М=Мn,l; суммарная продольная сила равна усилия продольного обжатия с учётом всех потерь Ntot=P2 при гsp=1 коэффициенты цls=0,8.

(1/r)2= (Мn,l *цb2 /( цb1* Eb* Ired )=53,95*106*2/(0,847*29*10і*1389,5*106)=3,1*10-6

Кривизна, обусловленная выгибом панели от кратковременного действия усилия обжатия,

(1/r)3= P2* еор/( цb1* Eb* Ired )=263,3*10і*220/(0,847*29*10і*1389,5*106)=1,6*10-6

Кривизна, обусловленная выгибом панели от усадки и ползучести бетона вследствие обжатия,

(1/r)4=( у6 + у9 )/( Es* h0)=25,16+94,35/190*10і*320=1,9*10-6

Значение полной кривизны:

(1/r)= (1/r)2- (1/r)3-(1/r)4=3,1*10-6-1,6*10-6-1,9*10-6= - 0,4*10-6

Прогиб определим по упрощенному способу как:

f= (5/48)*( (1/r)* l02=(5/48)(-0,4*10-6)*5910І=-1.4<25 мм.

При f<25мм жесткость панели достаточна.

Расчет полки на местный изгиб (для ребристых панелей)

Расчет полки на местный изгиб выполняем, рассматривая ее как частично защемленную в ребрах. Расчетный пролет в равен расстоянию в свету между внутренними гранями продольных ребер: l0 =bf -2*20-2*85-2*35=1400-2*20-2*85-2*35=1120

В расчете плитной конструкции удобно рассматривать полосу шириной 1м.

Тогда погонная расчетная нагрузка с учетом массы полки толщиной 50мм ( по таб. I) составит:

q= гn * (l+1,1* hf'*1*1*2,5*10+ p)=0,95(1,4+1,1*0,05*1*1*2,5*10+14,4)=16,3 кН/м

А момент М=± q*l02/11 (НЧмм)=-+16,3*11,2І/11=+-18,5*105Н/мм

Рабочая высота h0 = hf'-15=50-15=35. Определяем высоту сжатой зоны:

= 35- = 4

Площадь сечения арматуры из проволоки класса Вр-1: As = Rb*b*x /Rs =15,3*1000*4/510=

120 ммІ

Принимаем площадь Аs по сортаменту. 4 ?7 Аs=154

5. Конструирование панели

РЕБРИСТАЯ ПАНЕЛЬ.

Рабочий чертёж ребристой панели содержит опалубочный чертёж, схему армирования, спецификацию и ведомость расхода стали, сетки, каркасы, монтажная петля и групповая спецификация арматуры.

Преднапряженные панели подобного типа изготавливают в специальных формах с толстыми резиновыми прокладками у торцов по всей ширине, в противном случае при отпуске натяжения изделие заклинивается в форме и при его выемке происходит разрушение торцовых ребер. Поэтому в примечании на листе следует сделать соответствующую надпись.

Кроме закладных деталей и рабочей арматуры, объединенной в сетки и каркасы, устанавливаем конструктивную арматуру: гнутые сетки, охватывающие напрягаемые стержни в концевых участках и предохраняющие бетон от раскалывания при отпуске натяжения, каркасы в торцовых ребрах и гнутые каркасы, соединяющие продольные и торцовые ребра.

При проектировании сеток и каркасов учитываем конструктивные требования норм: длина от конца стержней до оси крайнего пересекаемого стержня должна быть не менее диаметра выступающего стержня и не менее 20мм.

Четыре петли предназначены для подъема панели, их диаметр определяем по таб.4, имея в виду, что собственная масса панели распределяется на три петли. Размеры петель находим по данным таб.5.

6. Расчет и конструирование ригеля

При назначении размеров сечения ригеля кроме данных таблицы 1 следует учитывать, что верхние грани ригеля и панели перекрытия должны совпадать, поэтому высоту стенки назначают равной высоте сечения панели (с добавлением 10 мм раствора для пустотной панели).

В связевых каркасах ригели работают как свободно опертые однопролетные балки. конструкция арматура ригель сечение

Расчетный пролет равен расстоянию между осями опор: l0 = l - 2Ч130/2 = 6660-2*130/2=6530, где l - проектная длина ригеля (рис.1), 130 мм - длина площадок опирания на консоли колонн. Расчетными являются нормальные сечения в середине пролета и наклонные у опор, начинающиеся в углах подрезки (рис. 5).

Требуется рассчитать и законструировать ригель среднего пролета перекрытия с пустотными (ребристыми) панелями.

Исходные данные:

длина ригеля l=6660 , размеры сечения: b=300, h=600, bf=500 , высота ребра hr для пустотной панели 230мм, для ребристой панели 360 мм , откуда hf = h- hr. Бетон тяжелый класса B30(Rb, Rbt, при гb2=0,9), рабочая арматура класса А (Rs= Rsc=355 , Rsw=285 при d < 10мм и Rs= Rsc =365, Rsw =230 при d ? 10мм).

Проектирование ригеля состоит из разделов:

а) нагрузки и воздействия

б) расчёт прочности нормальных сечений

в) расчёт прочности наклонных сечении на поперечную силу

г) расчёт прочности наклонных сечений на изгибающий момент

д) конструирование ригеля

Нагрузки и воздействия. Расчетный пролет ригеля l0 = l-130=6660-130=6530. Погонная нагрузка от собственного веса ригеля (при объём. весе железобетона 25 кН/м3): нормативная - qcn= (b*h+b* hf)*25=(0,3*0,6+0,3*0,24)25=6,3 кН/м; расчетная qc= qcn * гf =6,3*1,1=6,93(где гf = 1,1 - коэффициент надежности по нагрузке). Полную расчетную нагрузку определяем с использованием данных табл. 1 с учетом шага ригелей l2 и l1 номинальной длины панелей :

временная p* l2 = 14,4*6=86,4

от веса пола рп* l2 = 0,96*6 = 5,76

от веса панелей с заливкой швов рс * l1=2,75*7=19,25

от веса ригеля qc = 6,93

Итого: q = 118,34

С учетом коэффициента надежности по назначению гf = 0,95 для зданий нормального уровня надежности расчетная нагрузка q = гf * q= 112,4. Изгибающий момент в середине пролета

М = q l02 /8= 112,4*6,53І/8=599*106

Поперечная сила на опоре

Qmax = q l0 /2=112,4*6,53/2= 367*10і

Расчет прочности нормальных сечений.

Задаемся а =50 мм, а' =30 мм. Тогда h0 = h-а=600-50=550. Поскольку полка находится в растянутой зоне, сечение рассматриваем как прямоугольное ширина его b. Несущая способность сечения на изгиб Мu складывается из моментов относительно арматуры Аs: воспринимаемых сжатым бетоном Мb и сжатой арматурой Ms'. Условие прочности имеет вид:

М? Мu= Мb + Ms'.

Вычисляем Мb, задаваясь граничной высотой сжатой зоны х= хR= оR h0=0,58*550=319 мм, где оR находим по таблице №6 с учетом гb2=0,9.

Тогда Мb = Rb b х (h0 - 0,5х)= 15,3*300*319(550-0,5*319)=571,7*106

Если Мb <М 571,7*106<599*106

Прочность недостаточна, требуется арматура Аs'

Определяем, какую часть изгибающего момента М должна воспринимать арматура Аs':

Мs'= М- Мb= 599*106- 571,7*106= 27.3*106

Поскольку Мs' = Rsc *Аs'*(h0 - а'), требуемая площадь сжатой арматуры равна:

Аs' = Мs'/( Rsc *(h0 - а'))= 27.3*106/(365*(550-30))=143

Из суммы проекций сил на горизонтальную ось (рис.5) Ns - Nb - Ns' = 0 находим площадь растянутой арматуры:

Аs =( Nb + Ns')/ Rs = (Rb *b* х+ Rsc *Аs')/ Rs = (15.3*300319+365*143)/355=4271.5

Принимаем по сортаменту Аs , Аs'.

Проверяем прочность сечения:

х = (Rs *Аs - Rsc *Аs')/( Rb *b)= (355*4271.5-365*143)/(15.3*300)= 318

Должно выполняться условие х > хR .

Проверяем Мu с х.

Если Мu > М , прочность достаточна.

Защитные слои бетона: для нижней арматуры а- ds /2 > d и больше 20 мм, для верхней арматуры а'- ds'/2 >мм ds и больше 20 мм.

Приведённый порядок расчета изменится незначительно, если окажется, что Мb> М, т.е. сжатая арматура по расчету не потребуется. В этом случае нужно задаться арматурой Аs' из конструктивных соображений (для пространственного каркаса ригеля она должна быть не менее 2Ш10- при меньших диаметрах каркас в момент подъема сдеформируется). Зная Аs' , найдем Мs' = Rsc *Аs'*(h0 - а') =365*143(550-30)=27*106, а затем Мb = М- Мs'=599*106-27*106=572*106 . Тогда из условия Мb = Rb *b* х *(h0 - 0,5х) определим высоту сжатой зоны

х= h0 -= 320,

а из условия Ns - Nb - Ns' = 0 , определим

Аs = (Rb *b* х+ Rsc *Аs')/ Rs=(15.3*300*320+365*143)/355=4284

Этот порядок наиболее точный, т.к. в расчете сразу участвуют конструктивная арматура Аs', без которой не обойтись в любом случае. Принимаем 7?28 (4310)

В целях экономии стали часть продольной растянутой арматуры ( не более половины Аs) обрываем в пролете. Для нахождения точек теоретического обрыва приравниваем внешний момент М(1) к несущей способности нормального сечения Мu (1) с оставшейся арматурой Аs (1) :

х(1) = (Rs Аs (1) - Rsc Аs')/( Rb b)= (1355*4310-365*143)/15,3*300=322

Мu (1)= Rb b х(1) (h0 - 0,5 х(1)) + Rsc Аs'(h0 - а')=15,3*300*322(550-0,5*322)+365*143(55030) =602*106

Мu (1) = М(1) = q l0 т/2 - qт2/2,

т = 0,5 l0 - = 0,5*6,53- = 1,012

Обрываемая арматура заводится за точки теоретического отрыва на длину щ=Q/(2qsw) + 5ds? 20 ds=367*10і/2+5*8=183,5*10і+40=223,5*10і. Поскольку qsw определяется работой наклонных сечений, расчет щ приводится ниже, в разделе «Конструирование».
Т.к. объем проекта достаточно велик, ригель по второй группе предельных состояний не рассчитываем. Отметим только, что если для растянутой арматуры потребуется больше 4 стержней d=32 А-III, а для сжатой - больше 2стержней d=22 А-III необходимо увеличить высоту сечения ригеля, т.к. не обеспечивается требуемая жесткость конструкции. Увеличение класса бетона не даст нужного прироста жесткости.

Проверяем прочность по наклонной трещине из условия Q?Qu= Qb+ Qsw. При этом прочность сжатого бетона на срез Qb= Мb/с, где Мb= цb2 *(1+цf+цn)* Rbt*b*h02=185*106, здесь цb2 =2 (учитывает вид бетона), цf=0 (влияние свесов сжатой полки), цn =0 (влияние преднапряжения). Прочность поперечной арматуры, пересекающей наклонную трещину Qsw=qsw*c0 =382*696=265872, где qsw = Rsw*Аsw/s=285*201/150=382 (здесь Rsw снижено на 10% с учетом ослабления стержней сваркой при d sw /d s <1/3, Аsw = 4?8 (201мм). Поскольку наклонная трещина начинается в углу подрезки, т.е. почти у грани опоры, проекцию опасной наклонной трещины находим по формуле

c0 = < 2 h0 = = 696

Проекция расстояния от грани опоры до конца трещины, или пролет среза

с= c0 + 20=696+20=716. Тогда

Qb= Мb/с=185*106/716=258*10і; Qsw=qsw*c0 =265*10і;

Qи= Qb+ Qsw =258*10і+265*10і=523*10і

Внешняя нагрузка q приложена к полкам ригеля, т.е. по одну сторону от наклонного сечения, в то время как опорная реакция Qmax -по другую. Поэтому на участке проекции наклонного сечения значение поперечной силы постоянно: Q= Qmax. Должно выполняться условие: Q< Qи, если Q> Qи, то требуется увеличить значение qsw. Для этого достаточно уменьшить значение s.

7. Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу

Опасные наклонные сечения начинаются там, где резко меняются размеры сечения ригеля, т.е. в углу подрезки (рис.5). Высота сечения здесь h1 , ширина b. Продольная растянутая арматура Аs(1) , подобранная расчетом прочности нормальных сечений, до опор не доходит, поэтому в опорных участках устанавливаем дополнительную продольную арматуру Аs(2), диаметр которой определим в расчете наклонных сечений на изгиб. Для надежного заанкеривания ее привариваем к опорной закладной пластине толщиной 10 мм. С учетом этого предварительно принимаем а1 = 20 мм, тогда h0 1= h1- а1=360-20=340

Не приступая к расчету, определим минимальное поперечное армирование по конструктивным требованиям . При h1< h шаг s поперечных стержней (хомутов) на длине, равной 1/4 пролета, должен быть не более 150 мм и не более h1/2. Принимаем s. По условиям сварки диаметр хомутов dsw ? ds ,где ds - максимальный диаметр пересекающихся свариваемых стержней. Подбираем значение Аsw по сортаменту.

Проверяем прочность наклонной полосы на сжатие по формуле

Q ? 0,3цw1 цp1 Rb b h0 =0,3*2,31*0,847*15,3*300*340=916*10і

Коэффициент, учитывающий влияние поперечной арматуры,

цw1 = 1 + 5 б мw< 1,3=1+5*6,55*0,04=2,31

здесь б = Es / Eb=6,55; мw=Аsw /( b s)=201/300*150=0,04.

Коэффициент

цb1 = 1- в Rb =1-0,01*15,3=0,847, где в = 0,01 для тяжелого бетона. Ъ

Расчет прочности наклонных сечений на изгибающий момент.

Подрезка бетона в опорных участках не позволяет завести продольную арматуру за грани опор, поэтому, как отмечалось выше, устанавливаем по два дублирующих горизонтальных стержня, заанкеривая их на опорах приваркой к закладным пластинам. Сечение стержней класса А-III подбираем расчетом наклонных сечений на изгибающий момент (рис.5) из условия М < Мu = Мs1 + Мsw
где М= Qmax lx =367*10і*781=286*106- внешний изгибающий момент относительно точки приложения равнодействующей усилий в сжатой зоне, где lx=с0 + 85=696+85=781. Величина М определена без учета разгружающего действия q (нагрузка приложена не к верхней грани ригеля, а к полкам).

Мs1 = Rs As1 zs1 - момент усилия в продольной арматуре относительно той же точки;

Мsw = qsw с02 / 2 =382*696І/2=92,5*106- то же усилий в хомутах.

Требуемая площадь арматуры

Аs1= Мs1 /( Rs zs1) = 193,5*106/355*550= 991

(здесь zs1, принято приближенно равным расстоянию между осями сжатой и растянутой арматуры). Принимаем по сортаменту стержни А s1 4?18 (1018).

Стержни должны быть заведены в бетон на длину не менее

lan= (щan Rs /Rb+ ?лan )d s=(0,7*355/1+11)8=2076

где Rb (при гb2 = 1), значения коэффициентов щan=0,7 и ?лan=11 приняты для стержневой арматуры периодического профиля .

Принимаем с округлением lan кратным 10.

Конструирование ригеля.

Несмотря на внешне простую форму, армирование ригелей представляет собой достаточно сложную задачу. Причиной этого является нижнее расположение полок и наличие подрезки бетона в концевых участках для опирания на «скрытые» консоли колонн. Здесь невозможно ограничиться, как в плитах или балках, набором плоских или гнутых сварных сеток и каркасов, укладываемых последовательно в формы. Перечисленные обстоятельства вынуждают применять сложные и трудоемкие в изготовлении пространственные каркасы, затрудняя работу арматурному цеху, но зато облегчая формовочному.

Пространственный каркас КП1 (см. прилагаемые примеры чертежей) состоит из трех плоских каркасов. Два вертикальных КР1 включают продольные рабочие стержни, распределительные и поперечные. Горизонтальный каркас КР2 состоит из продольных рабочих стержней и распределительных: продольных и поперечных. Для сборки КП1 используем отдельные распределительные стержни, которые предупреждают отрыв полок при воздействии нагрузок от плит. Укороченные продольные стержни каркаса КР2 имеют точки теоретического обрыва, расположенные на расстоянии m от осей опор. В этих сечениях

Q= Qmax -q*т=367*10і-112,4*1,012=253*10і, шаг хомутов s принимаем 200-300мм, qsw=Rsw*Asw /s=230*201*150=308. Отсюда щ= Q/(2* qsw)+5* d s=253*10і/(2*308)+5*8=450. Фактическая длина стержней составляет: lw= l0-2m+2щ=6530-2*1,012+2*450=5406. Принимаем с округлением lw кратным 10. Поскольку каркасы КР1и КР2, являясь деталями каркаса КП1, сами состоят из деталей, необходимо оформить две отдельные таблицы групповых спецификаций: одну для элементов входящих в ригель (КП1, М1), другую- для элементов, входящих в КП1 (КР1, КР2).

Опорная закладная деталь М1 включает пластину из стали марки ВСт3пс2, анкера, приваренные к пластине втавр под слоем флюса и горизонтальные стержни, которые приварены к пластине ручной дуговой сваркой двусторонними швами. Длина каждого шва (с учетом отступления стержней от края пластины на 20мм и непровара по концам 10мм) lw= 120мм. Сварные швы необходимо рассчитывать в соответствии с нормами в двух сечениях:

1. По металлу шва из условия N /(вf*kf*2 lw ) ? гwf* гс*Rwf , где вf=0,7; kf- катет шва в мм, lw= 120мм -длина одного шва, Rwf =180МПа- расчетное сопротивление шва срезу, гwf =1, гс=0,95, N= Rs * Аs1/2=355*991/2=175902 - продольное усилие в одном стержне.

Определяем катет kf= N /(вf*2 lw* гwf* гс*Rwf )=175902/0,7*2*120*1*0,95*180=6,1. Значение округляем до целого.

2. По металлу границы сплавления из условия N /(вz*kf*2 lw ) ? гwz* гс*Rwz , где вz=1, гwz*=1, Rwz =0,45* Run=0,45*350=157,5 - расчетное сопротивление стали по границе сплавления. Run = 350 МПа - расчетное сопротивление стали ВСт3пс по временному сопротивлению.

175902/(0,7*240*6)=174,5 ? 1*0,95*157,5=149,6

Прочность швов недостаточна.

Диаметр монтажных петель принимаем по таб. 4, их размеры назначаем по таб.5.

Расчёт и конструирование колонны

В связевых каркасах горизонтальные нагрузки передаются на диафрагмы жесткости, поэтому колонны воспринимают только вертикальные нагрузки. Если соединить пролёты и нагрузки одинаковы, то допускается приложение вертикальных сил N на колонну учитывать только со случайным эксцентриситетом e0. Значение e0 принимается большим из трёх величин: h/30, l0/600 и 10 мм (где h - высота сечения колонны, l0 - расчётная длина).

Поскольку случайный эксцентриситет может быть и с права, и с лева от оси, армирование колонны принимается симметричным :As=As'. Для элементов прямоугольного сечения при расчётной длине l0<20h и симметричной арматуре классов A-I, A-II и A-III расчёт на внецентренное сжатие со случайным эксцентриситетом допускается заменять расчётом на центральное сжатие, при этом напряжение в бетоне принимают равным Rb, а в арматуре - Rsc .

Требуется рассчитать и законструировать среднюю колонну первого этажа перекрытия с пустотными панелями.

Исходные данные: высота этажа l0=4,2; количество этажей =3п; сетка колонн - l1*l2(7*6); сечение колонны а*b(400x400). Бетон тяжёлый (Rb=15.3, при гb2=0,9). Расчётная длинна колонны равна высоте этажа l0=4.2.

Проектирование колонны состоит из разделов:

а)нагрузки и воздействия

б)расчёт прочности нормального сечения

в)расчёт прочности консоли

г)конструирование колонны

8. Нагрузки и воздействия

Грузовая площадь колонны Ас= l1*l2.=7*6=43

Расчётная нагрузка от перекрытия одного этажа

N1=(q+p)* Ас =18.11*43=778.7.

В том числе постоянная и длительная

N1,l =( g+ pd)* Ас =10.91*43=469.13.

Расчётная нагрузка от собственного веса ригеля:

N2=V*г*гf=8.54*25*1.1=234.85

где V - объем ригеля в м3, г=25кН/м3 - объёмный вес железобетона,

гf=1,1 - коэффициент надёжности по нагрузке.

Расчётная нагрузка от собственного веса колонны:

N3=( а*b* l0+2* b*ак* bк)*г*гf=(0.4*0.4*6.53+2*0.4*0.2*0.2)25*1.1=29.48

где ак* bк - размер консоли.

Расчётная нагрузка от покрытия на колонну:

N4=(q+p) Ас=4.55*43=195.6

в том числе постоянная и длительная

N4,l=( g+ pd)* Ас=4.13*43=177.6 .

Суммарная продольная сила в колонне (с учётом коэффициента надёжности по назначению гn=0,95)

N= ((п-1)*N1 +п*N2 +п*N3 +N4)*гn=((3-1)778.7+3*234.85+3*29.48+177.4)0.95=2400

От постоянных и длительных нагрузок

Nl=((п-1)*N1,l +п* N2+ п* N3) *гn=((3-1469.13+3*234.85+3*29.48)0.95=1644.6)

Расчёт прочности нормального сечения.

Условие прочности имеет вид:

N?ц[RbAb+(As As')],

где Ab = а*b=400*400=160000 - площадь бетонного сечения, ц - коэффициент, учитывающий гибкость колонны и длительность действия нагрузок.

Преобразуя формулу получим : (As+As')? N-цRbAb/цRsc

ц=ц1+2(ц2 - ц1) Rsc(As+As')/ (RbAb)?ц2 ,

где ц1 и ц2 коэффициенты принимаемые по таблице 7.

Коэффициент ц определяем последовательными приближениями. В первом приближении принимаем ц = ц2.

При l0/h=4200/400=10.5, и Nl/N=1644.6/2400=0.68 коэффициент ц1, ц2

При ц=ц2 определяем

(As+As')=2400*10і-0.90*15.3*160000/0.90*365=600

ц = 0,89+2Ч(0,90 - 0,81)Ч365Ч600/(15,3Ч160000)= 0,90= ц2.

Если результаты совпадают, площадь арматуры подобрана верно.

Принимаем по сортаменту As+As' 4?14(616). Если бы проверка не сошлась то во втором приближении следовало бы принять значение ц среднее между назначенным в начале и полученным в итоге расчёта.

Полученный процент армирования от рабочей площади бетона составляет:

м=(As+As')100(bh0)=616*100/(300*320)=0.64 %

При гибкости колонны мmin <l0/h? мmax, где мmin =0,2% , мmax =3%.

Расчёт прочности консоли.

Скрытые консоли имеют малые размеры, поэтому их армируют арматурой, которую рассчитывают на воздействие опорных реакций ригелей Q без учёта работы бетона. Усилия в наклонных пластинах определяем из условия равенства нулю проекций сил на вертикаль.

Nn=Q/sin45o=367000/0.707=519094.7

Сечение пластин из стали ВСт3пс2: 2д*hп, где д=8мм - толщина пластины, hп=120мм- её толщина по горизонтали. Площадь нормального сечения пластин Ап=2д*hп,*sin45o=2*8*120=1357, сжимающие напряжения

у=Nп/Ап<R=519094.7/1357=382.5.

Усилия в растянутых стержнях

Ns=Nп·sin45о=Q=519094.7*0.707=366999

As= Ns/ Rs=366999/365=1005

Принимаем As по сортаменту 4?18 (1018). Нижние сжатые и распределительные стержни вышестоящей колонны принимаем того же сечения, что и верхние.

Конструирование колонны.

В верхней части колонны по углам предусматриваем выемки для выпуска арматуры с последующей их сваркой с выпусками стержней вышестоящей колонны. После монтажа выемки заделывают бетоном.

Длину колонны определяем с учётом заделки её ниже отметки пола на 0,8 м и расположения стыка на 0,65 м выше перекрытия l = 3,3 + 0,8 + 0,65 = 4,75м. Продольные стержни, определённые расчётом, определяем в два плоских каркаса КР 1, которые с помощью поперечных стержней объединяем в пространственный каркас КП 1 (см. чертёж).

Шаг s поперечных стержней должен быть не более 500 мм и не более 20 ds, где ds - диаметр продольных стержней. При м = (As+As')/Аb >3% шаг s уменьшается до 300 мм или до 10 ds. В нашем случае м=1,86% ,принимаем s = 300мм. По условиям сварки диаметр поперечных стержней должен быт не менее 0,25 ds, от сюда 0,25Ч20 =5мм принимаем с запасом d= 8А-I.

Согласно требованиям норм, защитный слой бетона до рабочей арматуры должен составлять не менее 20 мм и не менее ds, в нашем случае - 20мм Оконча- тельно расстояние от осей продольных стержней до наружных граней принима- ем равным 45мм - с учётом возможности надевания на КП 1 сеток косвенного армирования С 2. Эти сетки, наряду с сетками С 1, устанавливаем в верхней части колонны для предохранения верхней части бетона от разрушения при местном сжатии, т.е. смятии (в нижней части они не нужны, так как колонна сделана в стакане фундамента).

Размеры ячеек сеток должны быть в пределах от 45 до 100 мм, но не более 1/4 меньшей стороны сечения элемента (300/4 = 75мм) шаг сеток - в пределах от 60 до 150 мм, но не более 1/3 меньшей стороны (300/3=100 мм). На длине (от торца колонны) не менее 10 ds=10Ч20=200 мм, устанавливают не меньше 4-х таких сеток. При этом коэффициент объёмного армирования должен быть мxu>0,0125.

Предварительно назначаем шаг сеток s=80мм, стержни d=6мм A-III,с ячейками 45Ч45мм для С1 и 60Ч60для С2.Определяем коэффициент армирования для С2 мxy= (nx Asx lx + ny Asy ly)/(Aef .s)= (5Ч28,3Ч280Ч2)/(90000Ч80)= 0,011<0,0125. Уменьшаем шаг: s = 70 мм, мxy= 0,126 > 0,0125, условие удовлетворяется.

Объём бетона колонны 0,43 м3, собственная масса 1,2 т. Согласно таблицам учебного пособия две петли предусматриваем из стержней d=10мм A-I. При симметричном сечении и армировании петли целесообразно располагать на расстоянии от торцов а = 0,21Чl=1,024м, тогда положительный и отрицательный моменты от собственного веса равны. Для монтажа колонны предусматриваем в ней отверстие d=40мм, в которое будет вставляться стальной штырь с кольцами для страховки при монтаже.

Литература

Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс: Учебник для вузов. - 5-е изд., перераб. и доп. - М.: Стройиздат, 1991.

Железобетонные и каменные конструкции: Учебник для строит. спец. вузов / Под ред. В.М.Бондаренко. - 2-е изд., перераб. и доп. - М.: Высшая школа, 2002.

СниП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции / Минстрой России. - М.: ГП ЦПП, 1996.

СниП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия / Минстрой России. - М.: ГП ЦПП, 1996.

Размещено на Allbest.ru

...