ЖБК 4 СРС. Реферат тема " Пример расчета сборной железобетонной колонны." Сагинбеков Габит Группа рпзс 208
![]()
|
Министерство образования и науки Республики Казахстан Международная образовательная корпорация Казахская головная архитектурно-строительная академия ![]() РЕФЕРАТ Тема: " «Пример расчета сборной железобетонной колонны.»"Выполнил: Сагинбеков Габит Группа: РПЗС 20-8 Проверила: Ажгалиева Б.А.Алматы 2023 г. Пример расчета сборной железобетонной колонны Рассчитать и сконструировать колонну среднего ряда производственного пятиэтажного трехпролетного здания с плоской кровлей при случайных эксцентриситетах (e0=ea). Высота этажа H=4,2 м. Сетка колонн 6 ![]() Определение нагрузок и усилий. Грузовая площадь от перекрытий и покрытий при сетке колонн 6 ![]() Таблица 8 – Нормативные и расчетные нагрузки
Сечение колонн предварительно принимаем bc ![]() ![]() Собственный расчетный вес колонн на один этаж: во втором – пятом этажах ![]() в первом этаже ![]() Подсчет расчетной нагрузки на колонну сведен в таблицу 9. Расчет от покрытия и перекрытия выполнен умножением их значений по таблице 8 на грузовую площадь Ac=36 м2, с которой нагрузка передается на одну колонну; Nc=(g+p)Ac. Таблица 9 – Подсчет расчетной нагрузки на колонну
В таблице 9 все нагрузки по этажам приведены нарастающим итогом последовательным суммированием сверху вниз. При этом снижения временной нагрузки, предусмотренного п. 3.9 СНиП 2.01.07 – 85 при расчете колонн в зданиях высотой более двух этажей, не делалось, так как для производственных зданий это можно выполнять по указаниям соответствующих инструкций, ссылка на которые дается в здании на проектирование. За расчетное сечение колонн по этажам приняты сечения в уровне стыков колонн, а для первого этажа – в уровне отметки верха фундамента. Схема загружения колонны показана на рисунке. Расчет колонны первого этажа.Усилия с учетом γn=0,95 будут: N1=2332·0,95=2210 кН, Nld=1951·0,95=1860 кН, сечение колонны hc·bc=40 ![]() Предварительно вычисляем отношение Nld / N1=1860/2210=0,84; гибкость колонны λ=l0 /hc=340/40=8,5>4, следовательно, необходимо учитывать прогиб колонны; эксцентриситет ea= hc /30=40/30=1,33 см, а также не менее l /600=480/600=0,8 см; принимаем большее значение ea=1,33 см; расчетная длина колонны l=340 см<20hc=20·40=800 см. Задаемся процентом армирования μ=1% (коэффициент μ=0,01) и вычисляем ![]() При Nld / N1=0,84 и λ=l0 /hc=8,5, коэффициенты φb=0,9 и, полагая, что Ams<1,3(As+A/s) φ/=0,915, а коэффициент φ= φb+2(φr+ φb)α1=0,9+2(0,915-0,9)× ×0,239=0,907< φr=0,915; требуемая площадь сечения продольной арматуры по формуле: ![]() принято конструктивно 4 Ø 16 А-III, ![]() ![]() ![]() принимаем для симметричного армирования 4 Ø 25 А-III, ![]() Фактическая несущая способность сечения 350 ![]() ![]() несущая способность сечения достаточна (+5%). Поперечная арматура в соответствии с данными принята 8 мм класса А-I шагом 300 мм<20d1=20·25=500 мм и меньше hc=35 см. Армирование колонны первого этажа показано на рисунке. Расчет колонны второго этажа.Для унификации ригелей сечение колонн второго и всех вышерасположенных этажей назначаем hc ![]() ![]() При hc=30 см>20 см коэффициент ![]() φ= φb+2(φr - φb) ·α1=0,823+2(0,863-0,823) ·0,478=0,861< φr=0,863, где ![]() φb=0,823 и φr=0,863 по таблице 10 при Nld /N2=0,84 и λ=14, полагая, что Ams<1/3(As+A/s). Таблица 10 – Значения коэффициентов φbφr
Требуемая площадь сечения продольной арматуры по формуле ![]() принимаем 4 Ø 25 А-III, ![]() ![]() Принимая φ=0,86, вычислим фактическую несущую способность колонны ![]() превышение на 4,6 %, прочность сечения обеспечена. В соответствии с данными таблицы 11 принимаем поперечную арматуру диаметром dw=8 мм класса А-I шагом s=300 мм<20d1=20·25=500 мм. Таблица 11 – Сортамент стержневой и проволочной арматуры
Расчет колонны третьего этажа.Полная расчетная нагрузка на колонну N3=1291·0,95=1230 кН, в том числе длительно действующая Nld=1084·0,95=1030 кН. Отношение Nld / N3=1030/1230=0,84. Размеры бетонного сечения bc /hc=30 ![]() ![]() ![]() принимаем 4Ø14 А-III, ![]() Фактическая несущая способность сечения: α1=0,0068·365/17·0,9=0,162; φ=0,823+2(0,863-0,823) ·0,162=0,836; ![]() прочность сечения достаточна. Поперечную арматуру принимают согласно таблицы 12 диаметром dw=6мм шагом s=250 мм<20d1=20·14=280 мм. Таблица 12 – Расположение арматуры в сварных сетках и каркасах
Расчет колонн четвертого и пятого этажей.Для колонн четвертого и пятого этажей, которые значительно меньше загружены, при сечении колонн 30 ![]() ![]() Колонна четвертого этажа N4=773·0,95=736 кН. ![]() принимаем 4Ø14 А-III, ![]() α1=0,0068·365/8,5·0,9=0,324; φ=0,823+2(0,863-0,823) ·0,324=0,85; фактическая несущая способность сечения ![]() прочность достаточна. Колонна пятого этажа N5=254·0,95=241 кН. Принимаем конструктивно 4 Ø 12 А-III, ![]() ![]() ![]() Несмотря на значительное превышение прочности сечения, дальнейшее изменение сечения и армирования колонны по конструктивным условиям нецелесообразно. Расчет стыка колонн. Рассчитываем стык колонн между первым и вторым этажом. Колонны стыкуют сваркой торцовых стальных листов, между которыми при монтаже вставляют центрирующую прокладку толщиной 5 мм. Расчетное усилие в стыке принимаем по нагрузке второго этажа Nj=N2=1810·0,95=1720 кН. Из расчета на местное сжатие стык должен удовлетворять условию (п. 3.41 СНиП 2.03.01 – 84) N ![]() Для колонны второго этажа имеем продольную арматуру 4Ø25 А-III, бетон класса В30. Так как продольная арматура обрывается в зоне стыка, то требуется усиление концов колонн сварными поперечными сетками. Проектируем сетки из стали класса А-III, Ø=6мм, Rs=355 МПа; сварку торцовых листов выполняем электродами марки Э-42, Rωf =180 МПа. Назначаем размеры центрирующей прокладки в плане (применительно к колонне второго этажа) c1=c2 > b/3=300/3=100 мм; принимаем прокладку размером 100 ![]() ![]() Усилие в стыке Njпередается через сварные швы по периметру торцовых листов и центрирующую прокладку: Nj ![]() Определяем усилие Nω, которое могут воспринимать сварные швы: Nω= NjAω /Ac, где Ac=Aω+An – общая площадь контакта: Aω – площадь контакта по периметру сварного шва торцовых листов; Aω=2·2,5t·(h1+b1-5t)=5·1,4 (28+28 – 5·1,4)=343 см2. Площадь контакта Anпод центрирующей прокладкой An=(c2+3t)(c1+3t)=(10+3·1,4)2=202 см2. Общая площадь контакта: Ac= Aω+ An=343+202=545 см2; Aloc1=545 см2; Nω=Nj(Aω / Ac)=1720(343/545)=1080 кН. Определяем усилие, приходящееся на центрирующую прокладку, Nn= Nj – Nω=1720-1080=640 кН. Требуемая толщина сварного шва по контуру торцовых листов ![]() где ![]() принимаем толщину сварного шва 5 мм, что соответствует толщине центрирующей пластины. Определяем шаг и сечение сварных сеток в торце колонны под центрирующей прокладкой. по конструктивным соображениям у торцов колонны устанавливают не менее 4 шт. сеток на длине не менее 10d, где d – диаметр продольных рабочих стержней. При этом шаг сеток s должен быть не менее 60 мм, не более 1/3 размера меньшей стороны сечения и не более 150 мм. Размер ячеек сетки рекомендуется принимать в пределах 45 ![]() ![]() ![]() Назначаем предварительно сетки из стержней Ø6 А-III, As=0,283 см2, размер стороны ячейки a=5 см, число стержней в сетке n=6; шаг сеток s=6 см. Для квадратной сетки будем иметь: коэффициент насыщения поперечными сетками (п.3.22 СНиП 2.03.01 – 84) ![]() коэффициент ψ ![]() коэффициент эффективности косвенного армирования φ=1/(0,23+ψ)=1/(0,23+0,255)=2,06. Прочность стыка должна удовлетворять условию Nj ![]() где Rb,red – приведенная призменная прочность бетона, определяемая по формуле Rb,red=Rbγb2φb+φμxyRs,xyφs=17·0,9·1,18+2,06·0,0182·355·1,68=40,4 МПа; здесь ![]() ![]() Подставляя в формулу вычисленные значения, получим Nj=1 720 000 Н< Rb,red Aloc,1=40,4(100)545= 2 210 000 Н; условие соблюдается, прочность торца колонны достаточна. Расчет консоли колонны.Опирание ригеля на колонну может осуществляться либо на железобетонную консоль, либо на металлический столик, приваренный к закладной детали на боковой грани колонны. Железобетонные консоли считаются короткими, если их вылет l равен не более 0,9h0, где h0 – рабочая высота сечения консоли по грани колонны. Действующая на консоль опорная реакция ригеля воспринимается бетонным сечением консоли и растянутой арматурой, определяемой расчетом. Консоли малой высоты, на которые опираются ригели или балки с подрезанными опорными концами, усиливают листовой сталью или прокатными профилями – уголками, швеллерами или двутаврами. Рассмотрим расчет консоли в уровне перекрытия четвертого этажа, где бетон колонн принят пониженной прочности на сжатие. Расчетные данные: бетон колонны класса В15, арматура класса А-III, ширина консоли равна ширине колонны bc=30 см. Ширина ригеля b=20 см. Решение. Максимальная расчетная реакция от ригеля перекрытия при γn=0,95 составляет Q=13,9·6·3·0,95=238 кН. Определяем минимальный вылет консоли lpm из условий смятия под концом ригеля ![]() с учетом зазора между торцом ригеля и гранью колонны, равного 5 см, вылет консоли lc=lpm+5=15,6+5=20,6 см; принимаем кратно 5 см lc=25 см. Высоту сечения консоли находим по сечению 1 -1, проходящему по грани колонны. Рабочую высоту сечения определяем из условия ![]() где правую часть неравенства принимают не более 2,5 Rbt, bch0. Из выражения выводим условия для h0: ![]() ![]() Определяем расстояние a от точки приложения опорной реакции Q до грани колонны ![]() Максимальная высота h0 по условию: ![]() Полная высота сечения консоли у основания принята h=50 см, h0=50-3=47 см. Находим высоту свободного конца консоли, если нижняя грань ее наклонена под углом γ=450, (tg 450=1). h1=h-lctg 450=50 – 25·1=25 см>h/3=1/3·50≈17 см; условие удовлетворяется. Расчет армирования консоли. Расчетный изгибающий момент по формуле ![]() Коэффициент A0 по формуле ![]() по табл. 2.12 находим ᶓ=0,11; ɳ=0,945. Требуемая площадь сечения продольной арматуры ![]() принято 2Ø16 А-III, As=4,02 см2. Эту арматуру приваривают к закладным деталям консоли, на которые устанавливают и затем крепят на сварке ригель. Назначаем поперечное армирование консоли; согласно п. 5.30 СНиП 2.03.01 – 84, при h=50 см>2,5 a=2,5·17=42,5 см консоль армируют отогнутыми стержнями и горизонтальными хомутами по всей высоте(при h ![]() Минимальная площадь сечения отогнутой арматуры As,inc=0,002bchoc=0,002·30·47=2,82 см2; принимаем 2Ø14 А-III, As=3,08 см2; диаметр отгибов должен так же удовлетворять условию ![]() и меньше d0=25 мм; принято d0=1,4 см – условие соблюдается. Хомуты принимаем двухветвенными из стали класса А-I диаметром 6 мм, Asw=0,283 см2. Шаг хомутов консоли назначаем из условий требования норм – не более 150 мм и не более (1/4)h=(50/4)=12,5 см; принимаем шаг s=10 см. |