Железобетонные конструкции

ξ  =   (μ * R_s) / R_b  =  (0,0071 *  355) / 17  =  0,035   ζ = 0,982 

М  =  R_s  * A_s *  ξ  *  h₀ =  355 * 16,09 *  0,982 * 64  =  358 кНм 

В месте  теоретического  обрыва  арматуры:

2 d 12 A – III    A_s  =  2,26 см² 

μ_w  =   A_s / (b * h₀)  =  2,26 / (35 * 64) =  0,0018    

ξ  =   (μ * R_s) / R_b  =  (0,0018 *  355) / 17  =  0,021   ζ = 0,93

М  =  R_s  * A_s *  ξ  *  h₀ =  355 * 2,26 *  0,93 * 64  =  50 кНм 

  Поперечная  сила  в  этом  сечении:  Q₁  =  240 кН.  Поперечные  стержни d 10 A – III

в  месте  теоретического  обрыва  стержней  2d 32  A – III  сохраняют с шагом S = 150 мм 

g_sw  =  (R_sw *   A_sw ) / S  =  (28,5 * 0,785)/ 15 =  1492 Н/см 

Длина  анкеровки: 

W₁  =  [240000/ (2 * 1492)] + (5 * 3,2) = 96 см > 20 * 3,2 = 64 см

Принимаем   W₁ = 96 см. 

Арматуру  в  пролете  принимаем:  4d 25 A – III

A_s  =  19,63 см² 

μ_w  =   A_s / (b * h₀)  =  19,63 / (35 * 64) =  0,008    

ξ  =   (μ * R_s) / R_b  =  (0,008 *  355) / 17  =  0,018   ζ = 0,91 

М  =  R_s  * A_s *  ξ  *  h₀ =  355 * 19,63 *  0,91 * 64  =  405 кНм 
 

В  месте  теоретического  обрыва  пролетных  стержней  остается  арматура  2d 25 A – III

c  A_s  =  9,82 см²   

μ_w  =   A_s / (b * h₀)  =  9,82 / (35 * 64) =  0,0043

 ξ  =   (μ * R_s) / R_b  =  (0,0043 *  355) / 17  =  0,089  ζ = 0,955

 М  =  R_s  * A_s *  ξ  *  h₀ =  355 * 9,82 *  0,955 * 64  =  213 кНм 

  Поперечная  сила  в  этом  сечении:  Q₁  =  151 кН.  Поперечные  стержни d 10 A – III

в  месте  теоретического  обрыва  стержней  4d 25  A – III  сохраняют с шагом S = 300 мм 

g_sw  =  (R_sw *   A_sw ) / S  =  (28,5 * 0,785)/ 30 =  745,8 Н/см 

Длина  анкеровки:

W₂  =  [151000/ (2 * 745,8)] + (5 * 3,2) = 115 см > 20 * 2,5 = 50 см

Принимаем   W₂ = 141 см. 

Q₃  =  153 кН

g_sw  =  745,8 Н/м

Длина  анкеровки :

W₃  =  [153000/ (2 * 745,8)] + (5 * 3,2) = 115 см > 20 * 2,5 = 50 см

Принимаем   W₃ = 141 см. 
 
 
 

Рассмотрим  сечение второго  пролета:  

На средней опоре  арматура 2d 32 A-III

 A_s=16,09 см²,  

μ  =   A_s / (b * h₀)  =  16,09 / (35 * 64) =  0,0071;

ξ  =   (μ * R_s) / R_b  =  (0,0071 *  355) / 17  =  0,035;   ζ = 0,982

М  =  R_s  * A_s *  ξ  *  h₀ =  355 * 16,09 *  0,982* 64  = 358 кНм. 

Арматуру во втором пролете принимаем:  4d 18 A-III с A_s=10,18 см², 

μ  =   A_s / (b * h₀)  =  10,18 / (35 * 64) =  0,004;

ξ  =   (μ * R_s) / R_b  =  (0,004 *  355) / 17  =  0,083;   ζ = 0,96

М  =  R_s  * A_s *  ξ  *  h₀ =  355 * 10,18 *  0,96 * 64  = 222 кНм. 

В месте теоретического обрыва пролетных стержней остается арматура:

2d 18 A-III с A_S=5,09 см² 

μ  =   A_s / (b * h₀)  =  5,09 / (35 * 64) =  0,002;

ξ  =   (μ * R_s) / R_b  =  (0,002 *  355) / 17  =  0,041;   ζ = 0,98

М  =  R_s  * A_s *  ξ  *  h₀ =  355 * 5,09 *  0,98 * 64  = 113 кНм. 

Поперечная сила в этом сечении: Q₄= 142 кН.

g_sw = 745.8 Н/см.

Длина анкеровки:

W₄  =  [142000/ (2 * 745,8)] + (5 * 1,8) = 104 см > 20 * 1,8 = 36 см

Принимаем   W₄ = 104 см. 

Поперечная сила в этом сечении: Q₅= 142 кН.

g_sw=745.8 Н/см.

Длина анкеровки:

W₅  =  [142000/ (2 * 745,8)] + (5 * 1,8) = 104 см > 20 * 1,8 = 36 см

Принимаем   W₅= 104 см. 

Арматуру на действие отрицательного момента во втором пролете  принимаем:

2d 20 A-III с A_S=7,6 см²,  

μ  =   A_s / (b * h₀)  =  7,6 / (35 * 64) =  0,0033;

ξ  =   (μ * R_s) / R_b  =  (0,0033 *  355) / 17  =  0,07;   ζ = 0,965

М  =  R_s  * A_s *  ξ  *  h₀ =  355 * 7,6 *  0,965 * 64  = 166 кНм. 

Поперечная сила в этом сечении: Q₆= 190 кН.

g_sw=745.8 Н/см.

Длина анкеровки:

W₆  =  [190000/ (2 * 745,8)] + (5 * 2,2) = 138 см > 20 * 2,2 = 44 см

Принимаем   W₆= 138 см. 

На крайней опоре:

2d 28 A-III с A_S = 12,32 см²,

μ  =   A_s / (b * h₀)  =  12,32 / (35 * 64) =  0,0055;

ξ  =   (μ * R_s) / R_b  =  (0,0055 *  355) / 17  =  0,11;   ζ = 0,945

М  =  R_s  * A_s *  ξ  *  h₀ =  355 * 12,32 *  0,945 * 64  = 264 кНм. 

Поперечная сила в этом сечении: Q₇= 219 кН.

g_sw = 1492 Н/см.

Длина анкеровки:

W₇  =  [219000/ (2 * 1492)] + (5 * 2,8) = 88 см > 20 * 2,8 = 56 см

Принимаем   W₇= 88 см. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

4. Расчет сборной железобетонной колонны.

Задание на проектирование. 

Рассчитать и сконструировать  колонну среднего ряда производственного  четырехэтажного здания при случайных  эксцентриситетах  (а₀=а_е)

Высота этажа – 4,8 м.

Сетка колонн – 7,2 × 6м.

Верх фундамента заглублен ниже отметки пола на 0,15 м.

Конструктивно здание решено с несущими кирпичными наружными  стенами: горизонтальная (ветровая), нагрузка воспринимается совместной работой  поперечных стен и стен лестничных клеток.

Членение колонн поэтажное. Стыки колонн располагаются  на высоте  - 0,9 м над поверхностью плиты перекрытия (отметка 0,8 м) с  центрирующей пластиной и соединением  выпусков продольной арматуры ванной сваркой.

Ригели опираются  на консоли колонн.

Класс бетона по прочности  на сжатие – В35.

Класс продольной арматуры колонны и консоли колонны  А-III

Класс поперечной арматуры колонны – А-I

Класс здания по назначению – II,  γ_n =0,95. 

1. Определение нагрузок и усилий.

Грузовая площадь  от перекрытий при сетке колонн 7,2 × 6 м равна – 43,2 м².

Подсчет нагрузок сведен в таблицу  1.

При этом высота и  ширина сечения ригеля h=700 мм и b=350 мм.

При этих размерах масса  ригеля на 1 м длины составит:

h * b * ρ=0,7 * 0,35 * 2500 = 612,5 Н, а на 1 м²   612,5/6 = 102,1 Н/м².

Сечение колонн предварительно принимаем:  h_c * b_c = 40 × 40 см.

Расчетная длина  колонн во 2-4 этажах равна высоте этажа  L₀ = H_f = 4,8м, а для первого этажа с учетом защемления расчетная длина колонны l₀ равна максимальному расстоянию между закрепленными от смещения из плоскости точками: - здесь от обреза фундамента (-0,150 м) до верха плиты перекрытия (+4,70 м). Соответственно l₀=4,85 м (3,9+0,5+0,3+0,15=4,85) 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

Нормативные и расчетные  нагрузки.

Таблица 2.

 

Собственный расчетный  вес колонн на один этаж:

- во втором-шестом  этажах: на

G_c=b_c*h_c*H_f*ρ*γ_f=0,4*0,4*4,8*25*1,1=21,12 кН

- в первом этаже:

 G_c=b_c*h_c*l₀*ρ*γ_f=0,4*0,4*4,85*25*1,1=21,34 кН

Подсчет расчетной  нагрузки на колонну сведен в таблицу 3. Расчетные нагрузки от перекрытия выполняются умножением их значений по таблице 2 на грузовую площадь А_с=43,2 м², с которой нагрузка передается на одну колонну: N_c= (g+p) А_с

В таблице 3 все нагрузки по этажам приведены нарастающим  итогом последовательным суммированием  сверху вниз.

Таблица 3.

За расчетное сечение  колонн по этажам приняты сечения  в уровне стыков колонн, а для  первого этажа – в уровне отметки  верха фундамента.