Расчет колонны жб – Пример расчета сборной железобетонной колонны

Лекция 9 Расчет железобетонных колонн.




⇐ ПредыдущаяСтр 7 из 16Следующая ⇒

Область распространения и конструкции ж/б колонн.

Железобетонные колонны состоят из двух разнородных материалов. Стальная продольная арматура обычно составляет 1-3% от площади поперечного сечения, но её наличие позволяет не только увеличить прочность, но и обеспечивает транспортирование и монтаж сборных ж/б колонн. Обладая большой несущей способностью и относительно небольшой стоимостью, они широко применяются в промышленном, гражданском, с/х строительстве в качестве элементов каркаса и отдельных опор. Наиболее простым является колонна квадратного сплошного сечения.

При больших длинах они могут быть решетчатыми; по высоте – постоянного или переменного сечения. Колонны переменного сечения передают нагрузки, расположенные на разной высоте (от ферм покрытия и мостовых кранов)

Основным случаем потери несущей способности ж/б колонн является потеря общей устойчивости. Причем, если продольные стержни арматуры не закрепить поперечными стержнями, то они, потеряв устойчивость раньше бетона, выпучиваются и разрушают защитный слой (а). Для исключения этого явления к продольным стержням привариваются или привязываются проволокой поперечные стержни, которые уменьшают расчетную длину рабочих продольных стержней (б).

При правильной постановке поперечных стержней бетон и продольная арматура разрушаются одновременно. Отсюда, основными целями расчета являются:

· Подбор необходимого количества продольной арматуры, обеспечивающей общую устойчивость

· Постановка поперечных стержней на расстояниях, исключающих потерю продольной арматурой устойчивости раньше, чем вся колонна

Расчет ж/б колонн со случайным эксцентриситетом

Чаще всего поперечное сечение колонны выполняется квадратным, прямоугольным и круглым. В сжатых ж/б элементах сложно добиться центрального сжатия, так как неоднородность бетона, неточность постановки арматуры, особенности опирания на них конструкций приводят к тому, что практически все элементы можно рассматривать как внецентренно сжатые. Для практических расчетов элементы, на которые действует сжимающая сила, приложенная без эксцентриситета, разрешено условно относит к центрально сжатым. Такие элементы принято называть сжатыми элементами со случайным эксцентриситетом.


Случайный эксцентриситет (ео) принимается равным большему из двух значений 1/600 длины колонны или 1/30 ширины сечения, но не менее 10мм.

Принимаются следующие условия расчета:

· Продольное армирование выполняется стержнями, расположенными вдоль двух сторон по углам сечения (симметричное армирование)

 

· Отношение расчетной длины колонны к меньшей стороне поперечного сечения не должно превышать 20, т.е. lo/h ≤ 20

· Коэффициент (процент) армирования, т.е. отношение площади поперечного сечения арматуры к площади сечения колонны, чаще всего находится в пределах от 0,004 до 0,03 ( 0,4 – 3%)

При значениях μ меньше указанных в таблице, колонна считается бетонной.

Оптимально, если процент армирования принимается в пределах

1 – 2%

Базовая формула несущей способности выведена для однородного материала, для ж/б колонны она преобразуется как сумма несущих способностей бетона и арматуры.

Основная расчетная формула для центрально сжатых колонн прямоугольного сечения принимает вид

где Rsc –расчетное сопротивление сжатой арматуры,

Rb – расчетное сопротивление бетона сжатию (призменная прочность)

γb2 – коэффициент условия работы бетона (для тяжелого бетона γb2 = 0,9)

b – ширина сечения

h – высота сечения

As , A|s – площади сечения арматуры, соответственно по одной и по другой стороне сечения.

φ – коэффициент продольного изгиба

φ = φb + 2(φsb – φbs ≤ φsb

 

φsbb определяются по таблице в зависимости от отношения расчетной длины колонны к меньшей стороне сечения колонны h и от отношения нагрузок – соответственно длительной части нагрузки ко всей нагрузке Ni/N



Расчетная длина колонны принимается в гражданских зданиях высоте этажа.



Рекомендуемые страницы:

lektsia.com

Расчет несущей способности железобетонной колонны

Представленный ниже расчет производился в рамках предпроектного экспертно-диагностического обследования несущих конструкций реконструируемого жилого здания с полным железобетонным каркасом. Цель расчета состояла в проверке несущей способности наиболее нагруженной колонны цокольного этажа на действие проектных нагрузок (ожидаемых после реконструкции здания).

Результаты обследования:

В ходе обследования установлено, что колонны подвала, первого и второго этажей выполнены сборными железобетонными сечением 400х400 мм. Колонны подвала заделаны в сборные ж.б. подколонники типа КН-3 и башмаки БК6-12-9.
По результатам вскрытий установлено, что колонны крайних рядов (по осям «Г», «К») армированы горячекатаными арматурными стержнями ∅22 класса А-III, а колонны среднего ряда (по оси «И») — стержнями ∅40 класса А-III. Фактическая прочность бетона колонн на сжатие по результатам испытаний соответствует классу В25-В55 с расчетным сопротивлением в диапазоне от 148 кгс/см2 до 306 кгс/см2.
Коррозии арматуры, признаков выщелачивания бетона и других дефектов, свидетельствующих о снижении прочности конструкций — в ходе обследования не обнаружено. Общее техническое состояние колонн подвала по внешним признаком оценено, как «работоспособное».

Исходные данные:
Рассчитываемая колонна расположена в осях 15/И.
Длина колонны: l=2,42 м.
Бетон тяжелый кл. В45: Rb=255 кг/см2.
Арматура min кл. A-III: Rs=Rsc=3650 кг/см2.
Площадь сечения рабочей арматуры: As=25,12 см2 (2Ø40).
Расчетные усилия в колонне от действия проектных нагрузок:
—  N=210800 кг — продольная сила;
—  M=180800 кг·см — изгибающий момент.

Рис.1. Расчетная схема колонны и схема армирования

Расчет несущей способности ж.б. колонны в/о 15/И

Расчётная длина колонны: l0 = μ·l = 0,7·2,42 = 1,7 м.
Гибкость колонны квадратного сечения: l0/h = 1,7/0,4 = 4,25.
Т.к. 4<[l0/h]<10, то условная критическую силу определим по формуле:
Окончательно принимаем e0=13,3 мм.
Определяем высоту сжатой зоны бетона:

Т.к. [x=20,67 см] > [ξR·h0=17,69 см], то для элементов из бетона кл.В30 и выше:
Тогда, для бетона кл.В45 и арматуры кл.А-III Ø10-40:
Фактическая прочность сечения колонны составит:

т.е. прочность сечения колонны в/о 15/И на действие проектных нагрузок — обеспечена!

Похожие статьи

probuild-info.ru

Расчет колонны

1.2.1. Проектирование центрально нагруженной железобетонной колонны.

1.2.1.1. Исходные данные.

Бетон В25

арматура кл. АIII

Сечение колонны 400×400мм.

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 см2

1.2.2. 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

4. Расчет и конструирование монолитной железобетонной колонны

4.1. Конструктивные особенности сжатых элементов

В
железобетонных конструкциях все сжатые
элементы рассчитываются как внецентренно
сжатые. Это обусловлено тем, что кроме
фактического эксцентриситета приложения
сжимающей силы (e=M/N)
в
железобетонном элементе, ввиду
несовершенства его геометрических
форм, отклонения фактических размеров
сечений от проектных, неоднородности
бетона геометрический и физический
центры тяжести сечения не совпадают и
поэтому в расчет дополнительно вводят
так называемый случайный эксцентриситет
еa.
Суммарный эксцентриситет определяется
по
формуле: e0=e+ea.

При
приложении сжимающей силы по оси элемента
=M/N=0)
учитывают
только случайный эксцентриситет е0а,
и
элемент можно рассматривать как условно
центрально-сжатый. К таким элементам
относят промежуточные колонны в зданиях
с неполным каркасом.

Колонны
и стойки при е0а
назначают
обычно квадратного сечения, иногда
прямоугольного. В целях стандартизации
размеры сечения колонн назначают
кратными 50 мм. Минимальные размеры
сечения сборных колонн жилых и общественных
зданий допускается принимать равными
200200 мм,
промышленных зданий – 300300 мм.
Монолитные железобетонные колонны
рекомендуется принимать с размерами
поперечного сечения не менее 250250 мм.
Бетон для колонн применяют не ниже
класса по прочности на сжатие
,a
для сильно загруженных не ниже
.
Колонны армируют продольными стержнями
диаметром не менее 12 мм
из стали классов S400
или S500
и поперечными стержнями (или хомутами)
из стали классов S240,
S400
и S500.

При
проектировании сжатых колонн надо
соблюдать следующие конструктивные
требования:

– размеры
сечений колонн должны быть такими, чтобы
их гибкость

в
любом направлении не превышала 120;

– минимальная
площадь сечения продольной арматуры
As,tot
должна составлять, %:

в
элементах при l0/i
<17….
0,10;

то
же 17l0/i
<35
0,15;

» 35l0/i<83
0,20;

»
l0/i83
0,25.

Содержание
арматуры должно быть не более 5% (при
этом в случае, когда ρ > 3%,
в
расчетах
площадь, занимаемая арматурой исключается
из площади бетона элемента). Если
окажется, что условие ρmin%
<
ρ
%

ρ
max(5%)
не удовлетворяется, то изменяют размеры
сечения и расчет повторяют.

– толщина
защитного слоя бетона принимается по
табл. 2.1 (табл. 5.3 [1,2]) и должна быть не
менее диаметра продольной арматуры;

– расстояние
между вертикальными стержнями арматуры
в свету, если они при бетонировании
расположены вертикально, должно быть
не менее 50 мм и не более 400 мм;

Для
предотвращения бокового выпучивания
продольных стержней при сжатии расстояние
между поперечными стержнями (хомутами)
принимают не более:

а)
на участках (длиной lbd)
стыковки без сварки продольной рабочей
арматуры – 10;

б)
если все сечение сжато и общая площадь
сечения арматуры As,tot
по расчету более 3% – 10
и не более 300 мм;

в)
по всей длине элемента из условия
обеспечения работы продольной арматуры,
установленной по расчету:

– при
fyd
≤ 400 Н/мм2
– не более 500 мм и не более 15
и 20
в вязаных и сварных каркасах соответственно;

– при
fyd
≥ 450 Н/мм2
– не более 400 мм и не более 12
и 15
в вязаных и сварных каркасах соответственно.

Диаметры
стержней поперечной арматуры следует
принимать:

– в
вязаных каркасах – не менее 0,25
рабочей арматуры и не более 12 мм;

– в
сварных каркасах – не менее диаметра,
устанавливаемого из условия сварки с
наибольшим, поставленным по расчету,
диаметром продольной арматуры и не
более 14 мм.

При
диаметре продольных стержней 14…20 мм
обычно диаметр поперечных стержней в
сварных каркасах принимают 5–6 мм,
при диаметре 22…25 мм – 8 мм, при
диаметре 28…32 мм – 10 мм. Диаметр
хомутов в вязаных каркасах должен быть
не менее 5 мм и не менее 0,25,
где 

наибольший диаметр продольных стержней.
Обычно принимают хомуты из проволоки
класса S240
диаметром 6…8 мм.

studfiles.net

Подбор сечения продольной арматуры ж.б. колонны. Пример расчета

Выполним расчет требуемой площади поперечного сечения продольной (рабочей) арматуры несущей двухветвевой железобетонной колонны квадратного сечения в составе каркаса одноэтажного производственного здания, оборудованного мостовыми кранами.

Схема к расчету колонны представлена на Рис.1.

 

Исходные данные:
Величина действующих нагрузок: P1=300 кН; P2=600 кН;
Допускаемое напряжение в бетоне при осевом сжатии: σб=8 МПа;
Зависимость между модулями упругости арматуры и бетона: Еа=10•Еб;
Размеры поперечного сечения колонны: b=40 см (40х40 см).

Рис.1. Схема к расчету ж.б. колонны

Расчет:
Из теории железобетона известно, что стержни продольной арматуры ж.б. конструкций работают совместно с бетоном. Поэтому, для подбора сечения арматуры прежде необходимо определить какая доля от общего усилия, возникающего в колонне, приходится на арматуру.

Зададимся следующими обозначениями: Nб – усилие в бетоне, Na – усилие в продольной арматуре.

Уравнение равновесия для наиболее нагруженной части конструируемой колонны (сечение 1-1 на Рис.1) выглядит следующим образом:

ΣZ=0;     Na + Nб – P1 – 2·P2 = 0    (1)

В уравнении (1) имеется два неизвестных, следовательно рассматриваемая система является один раз статически неопределимой, значит для ее решения необходимо составить уравнение перемещений. При совместной работе арматуры и бетона величины их абсолютного удлинения (укорочения) будут равны, т.е. будет выполняться равенство:

Δlа = Δlб     (2)

Пользуясь формулами и зависимостями теории упругости материалов (закон Гука, гипотеза плоских сечений), равенство (2) можно записать следующим образом:

Na·H / (Ea·Fa) = Nб·H / (Eб·Fб)    ,

или после сокращения левой и правой частей равенства на «H»:

Na / (Ea·Fa) = Nб / (Eб·Fб)     (3)

Применив формулу [ σ=N/F ], равенство (3) приобретет следующий вид:

σа / Еа = σб / Еб     (4)

Из равенства (4) выразим напряжение в арматуре:

σа = σб·Еа / Еб     (5)

Зная зависимость между модулями упругости арматуры и бетона [ Еа=10·Еб ], напряжение в арматуре также можно записать в виде:

σа = 10·σб     (6)

Подставив в уравнение (1) значения усилий, выраженные через напряжения, получим следующее равенство:

σа·Fa + σб·Fб = P1 + 2·P2     (7)

С учетом зависимости (6) равенство (7) приобретет следующий вид:

10·σб·Fa + σб·Fб = P1 + 2·P2     (8)

Площадь бетона приблизительно равна площади всего поперечного сечения колонны: Fб ≈ Fк = b2.
Тогда минимальная величина требуемой площади сечения продольной арматуры будет равна:

Fa = (P1 + 2·P2 – σб·Fб) / (10·σб) = (300·103 + 2·600·103 – 8·106·0,42) / (10·8·106) = 27,5·10-4 м2 = 27,5 см2

По таблицам сортамента арматурного проката окончательно принимаем в качестве продольной арматуры колонны 4 стержня диаметром 32 мм (4 х Ø32 А-II), общая площадь поперечного сечения которых будет равна:

Fa = 32,2 см2 > 27,5 см2.

Следует отметить, что представленная методика расчета основана на так называемой классической теории «упругого железобетона», в которой железобетон рассматривается как полностью упругий материал, что не совсем верно. В связи с этим, для того чтобы не допустить перерасход арматурной стали, данную методику рекомендуется использовать для приблизительных расчетов.

 

Похожие статьи

probuild-info.ru

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·fcdpxy·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.

fbd1·ή2
ή3·fctd;
fctdсопр.
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=N4ст

Определим
момент сопротивления фундамента

;

и bф-
длинна и ширина фундамента.

Давление
грунта под подошвой фундамента

;

Nser=NsdFср;
Mser=MsdFср;

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=N4ст

Площадь
подошвы фундамента

Nser=NsdFср;
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

Расчет колонны


1.2.1.         Проектирование центрально нагруженной железобетонной колонны.

1.2.1.1.      Исходные данные.

Бетон В25  арматура кл. АIII

Сечение колонны 400×400мм.

      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 см2

1.2.2.         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 (lmaxс2) 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.

1.2.2.4.      Сбор нагрузок на плиту.

       Величины нагрузок на плиту монолитного железобетонного безбалочного перекрытия представлены в таблице.

Таблица 1. Сбор нагрузок на перекрытие.

Вид нагрузкиНормативная нагрузка, кПаРасчетная

нагрузка

при γ
f
= 1

γ
f
Расчетная нагрузка, кПа
Постоянная
— вес конструкций

перекрытия

3,3003,1351,13,440
— вес конструкций пола и перегородок0,6900,6601,20,780
Временная2,0001,9001,22,280
— в том числе

длительная

0,7000,6601,20,780
Полная5,9905,7906,500

  
1.2.2.5.   Статический расчет плиты.

      Расчет выполняют, исходя из условия равновесия моментов всех сил, при­ложенных к жесткому звену — относительно оси, проходя­щей через центр тяжести сечения в месте опорного линейного пластического шар­нира и расположенной в его плос­кости. При этом предельная нагрузка на четверть панели со­ставляет:

qmax = ¼(g
+ v)l
1
l
2
.

Центр тяжести нагрузки удален от опорного пласти­ческого шарнира, повернутого под углом 45° к осям панели на расстояние:

 .

Момент внешней нагрузки относитель­но опорного шарнира:

М1  = qmax

с3
.

Опорный пластический шарнир откалывает от четверти панели треуголь­ник под углом 45о, остающийся неподвижным вмес­те с колонной, поэтому к полученному моменту необходимо прибавить допол­нительный момент от нагрузки, действующей на угловой треугольник:

 .

Тогда суммарный момент внешних сил:       М = М1 + М2 < Мu .

Момент внутренних сил, действующих в пластических шарнирах по контуру рассматриваемого жесткого пятиуголь­ного звена относительно опор­ного пластического шарнира, равен:

 .

Расчетную формулу прочности проме­жуточных панелей на сплошную нагрузку записывают, исходя из условия равно­весия, что сумма моментов внутренних и внешних сил равна нулю.

         Без существенных погрешностей работу плиты перекрытия и колонн каркаса здания в продольном и поперечном направлениях учитываем независимо друг от друга.

         В качестве упрощения расчета нагрузку принимаем равномерно распределенную по всем пролетам. Расчетные пролеты вычисляем (в запас прочности) без учета ширины площадок опирания плит на стены и колонны каркаса здания.

Наибольшая величина расчетного пролета на участке плиты
lmax = 6 м.

coolreferat.com