13

Размещено на http://www.allbest.ru/

13

Проектирование бетонных и железобетонных конструкций

1 Монолитное ребристое перекрытие

1.1 Конструктивная схема

Принятая компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия приведена на рисунке 1.

Назначаем предварительно следующие значения геометрических размеров элементов перекрытия :

высота и ширина поперечного сечения второстепенных балок

высота и ширина поперечного сечения главных балок:

Поскольку отношение пролетов , то плита балочного типа. Толщину плиты принимаем 70 мм при максимальном расстоянии между осями второстепенных балок 2100 мм.



1 - главная балка, 2 - второстепенная балка, 3 - плита

Рисунок 1 - Конструктивная схема монолитного перекрытия

1.2 Расчет плиты

Вычисляем расчетные пролеты и нагрузки на плиту. Согласно рисунку 1 получим в коротком направлении

в длинном направлении

Для расчета плиты в плане перекрытия условно выделяем полосу шириной 1м. Плита будет работать как неразрезная балка, опорами которой служат второстепенные балки и наружные кирпичные стены. При этом нагрузка на 1м плиты будет равна нагрузке на 1м2 перекрытия. Подсчет нагрузок на плиту дан в табличной форме.

Таблица 1 - Сбор нагрузок на плиту монолитного ребристого перекрытия

Наименование нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м	гf	Расчетная нагрузка, кН/м
1. Постоянная от собственного веса плиты (с·д=25·0,08) от массы пола	0,07*25=1,75 1,1	1,1 1,1	1,92 1,21
Итого:	2,85		3,13
2. Временная	4	1,2	4,8
Всего:			7,93

Рисунок 2 - Расчетная схема плиты монолитного перекрытия.

С учётом коэффициента надёжности по назначению здания расчетная нагрузка на 1м плиты:

Определим изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий.

В первом пролёте и на первой промежуточной опоре:

В средних пролётах и на средних опорах:

, то в средних пролетах, окаймленных по всему контуру балками, изгибающие моменты уменьшаем на 20%, т.е.они будут равны

Определяем прочностные и деформативные характеристики бетона заданного класса по табл. 15,13,18 [1](бетон тяжёлый класса В15, тепловой обработки при W=80%):

гb2 =1

Rb=8,5 Мпа

Rbt=0,75 Мпа

Еb=20500 Мпа

Выполним подбор продольной арматуры сеток.

В средних пролётах, окаймленных по контуру балками, и на промежуточных опорах:

о=0,05<оR=0,672, ж=0,973

принимаем сетку №37

(RsАs=38400Н/м)

В первом пролёте и на первой промежуточной опоре:

о=0,094<оR=0,672, ж=0,9509

Дополнительная сетка должна иметь несущую способность продольной несущей арматуры не менее 41947,47-38400=3547,47Н, принимаем сетку С2 №31

(RsАs=18100Н/м)

1.3 Расчет второстепенной балки

1.2.1 Сбор нагрузок и определение усилий во второстепенной балке

Вычисляем расчетные пролеты и нагрузки на второстепенную балку

Определим расчетную нагрузку на 1м второстепенной балки, собираемую с грузовой полосы шириной, равной расстоянию между осями второстепенных балок(s=2100мм).

Таблица 2 - Сбор нагрузок на второстепенную балку монолитного перекрытия

Наименование нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м	гf	Расчетная нагрузка, кН/м
1. Постоянная - от собственного веса плиты и пола (3,135·2,1) - от веса ребра балки (0,2·(0,4-0,07)·25)	6,58 1,56	1,1	6,58 1,815
Итого:			8,395
2. Временная 4,8·2,1	10,08		10,08
Всего:			18,475

С учётом коэффициента надёжности по назначению здания расчетная нагрузка на 1м второстепенной балки:

Изгибающие моменты с учетом перераспределения усилий в статически неопределимой системе будут равны:

В первом пролёте:

На первой промежуточной опоре

Максимальная поперечная сила (на первой промежуточной опоре слева) равна Q=0,6ql01=0,6·18,475·5,35=59,3кН

Согласно заданию продольная рабочая арматура для второстепенной балки класса A-I (Rs=225 МПа).

По формуле 2.19 [6] проверим правильность предварительного назначения высоты сечения второстепенной балки:

Или h0+a=277,26+36=312,26<400мм, т.е.увеличивать высоту сечения не требуется.

1.2.2 Расчет прочности второстепенной балки по сечению, нормальному к продольной оси

Сечения в первом пролете М=48,07 кН*м

Определяем расчетную ширину полки таврового сечения согласно п.

2.16 /2/. и

<2100мм (расстояние между осями второстепенных балок), поэтому принимаю =1983,33мм.

h0=Н-а=400-30=370мм

, следовательно, граница сжатой зоны в полке поэтому расчет производим как для прямоугольного сечения шириной

< =0,455

ж=0,99

принимаем 2Ш20 A-I (As=628мм2)

Сечение на первой промежуточной опоре слева

М=37,77 кн*м

h0=Н-а=400-35=365мм

< =0,455, т.е.сжатая арматура не требуется

ж=0,9068

принимаем 5Ш12 A-I (As=5645мм2)

1.2.3 Расчет по наклонному сечению

Из условия сварки принимаю поперечные стержни из арматуры класса Вр-I d=5мм (Rsw=260МПа, Es=170000МПа) число каркасов - два (Asw=2·19,6=39,2мм2).

Назначаю максимально допустимый шаг поперечных стержней согласно требованиям п. 4.27 [1] s=150мм.

Поперечная сила на опоре Qmax=59,3кН, фактическая равномерно распределённая нагрузка q1=18,475кН/м.

Проверим прочность наклонной полосы на сжатие по условию (72) [1]



Из [1]для тяжелого бетона в=0,01, ,

, т.е. прочность наклонной полосы ребра обеспечена.

По условию (75) [1] проверим прочность наклонного сечения по поперечной силе.

Так как , то принимаю , тогда .

Определим величины Mb и qsw.

 следовательно, значение Mb не корректируем.

Согласно п.2.32 [2]определяем длину проекции опасного наклонного сечения с, так как 0,56·qsw=0,56·67,9=37,84 кН/м >q1=18,475 кН/м значение с определяем по формуле

Окончательно принимаю с=1,233м.

Длина проекции наклонной трещины равна

Так как принимаем с0=0,74м, тогда

,

т.е. прочность наклонного сечения по поперечной силе обеспечена.

Требования п. 2.32 [1] также выполняются, поскольку

2. Расчет плиты перекрытия (сборный вариант)

2.1 Сбор нагрузок и определение усилий в пустотной плите

По результатам компоновки конструктивной схемы перекрытия принята номинальная ширина плиты 2000мм.

Рисунок 3. Компоновка конструктивной схемы перекрытия (сборный варинт)

Расчетный пролёт плиты при опирании на ригель поверху:

Таблица 3 - Сбор нагрузок на пустотную плиту сборного перекрытия

Наименование нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м	гf	Расчетная нагрузка, кН/м
1. Постоянная - от собственного веса плиты (с·д=25·0,12) - от веса пола	3,0 1,1	1,1 1,2	3,3 1,32
Итого:	4,1		4,62
2. Временная в т. ч. - длительная - кратковременная	4,0 2,5 1,5	1,2 1,2 1,2	4,8 3,0 1,8
Всего:	8,1		9,42
В т. ч. постоянная и длительная:	6,6

Расчетные нагрузки на 1м плиты при ширине плиты 2м с учетом коэффициента надёжности по назначению здания n=1 (класс ответственности здания I)

· для расчетов по I группе предельных состояний:

q=9,42·2,0·1,0=18,84 кН/м

· для расчетов по II группе предельных состояний:

полная: qtot=8,1·2,0·1,0=16,2 кН/м

длительная: ql=6,6·2,0·1,0=13,2 кН/м

Расчетные усилия

· для расчетов по I группе предельных состояний:

· для расчетов по II группе предельных состояний:



Назначаем геометрические размеры поперечного сечения плиты.

Рисунок 3. Поперечное сечение пустотной плиты с круглыми пустотами

Согласно таблице 8 [1] не требуется корректировать заданный класс бетона В34.

Нормативные и расчетные характеристики тяжелого бетона класса В35, твердеющем при термической обработке , при W=80%:

гb2 =1

Rbn= Rb,ser =25,5 Мпа

Rb=19,5 Мпа

Rbt= Rbt.ser =1,95 Мпа

Rbt=1,3 Мпа

Еb=31 000Мпа

Нормативные и расчетные характеристики напрягаемой арматуры класса AT-V, d=7мм:

Rsn=Rs,ser=785 Мпа

Rs=680 МПа

Es=190 000 МПа

Назначаем величину предварительного напряжения уsp=600Мпа. Проверяем условие (1) [1] , (для механического способа натяжения р=0,05·уsp=30Мпа)

, следовательно, условие (1) [1] выполняется.

Предварительное напряжение при благоприятном влиянии с учетом точности натяжения арматуры будет равно: , где согласно п. 1.27 [1].

2.2 Расчет плиты по I группе предельных состояний

2.2.1 Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

М=70,6 кН·м

Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне. Согласно п. 2.16 [1] при

расчетная ширина полки .

Проверяем условие (44) [3]: , граница сжатой зоны проходит в полке и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной

ж=0,975 ; о=0,051

Вычислим относительную граничную высоту сжатой зоны по формуле п. 2.12 [1]

Находим характеристику сжатой зоны бетона

; для тяжелого бетона

Так как, то согласно п.2.7 [1] коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести можно принимать равным

Требуемая площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры:

принимаем 6Ш10 AT-V(As=471мм2).

2.2.2 Расчет по наклонному сечению

q1=q=18,84 кН/м

Поскольку п. 4.26 [1] допускает не устанавливать поперечную арматуру в многопустотных плитах, выполняю проверку прочности сечения плиты на действие поперечной силы при отсутствии поперечной арматуры согласно п. 2.32 [1].

Рисунок 5 - Расчетная схема многопустотной плиты для расчетов по I группе предельных состояний.

Проверяем условие (92) [3]

условие выполняется.

Проверяем условие (93) [3], принимаем упрощенно и

Находим усилие обжатия от растянутой продольной арматуры

Вычислим

Т.к. для прочности наклонных сечений по расчету арматуры не требуется.

2.3 Расчет по II группе предельных состояний

Согласно таблице 2 [1], пустотная плита, эксплуатируемая в закрытом помещении и армированная напрягаемой арматурой класса AT-V диаметром 10мм, должна удовлетворять 3-1 категории требований по трещиностойкости, т. е. допускается непродолжительное раскрытие трещин шириной acrc1=0,3мм и продолжительное - acrc2=0,2мм. В соответствии с таблицей 19 [7] прогиб плиты от действия постоянной и длительной нагрузок не должен превышать fu=29,6м.

2.2.1 Определение геометрических характеристик

Геометрические характеристики плиты рассчитаны ЭВМ.

Определение геометрических характеристик приведенного сечения.

Площадь приведенного сечения

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения

Момент инерции приведенного сечения

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне

тоже по верхней грани

Упругопластичный момент сопротивления по растянутой зоне

то же для растянутой зоны в стадии изготовления и монтажа

Плечо внутренней пары сил при непродолжительном действии нагрузок

то же при продолжительном действии нагрузок

Относительная высота сжатой зоны при продолжительном действии нагрузок

Суммарная ширина ребер приведенного сечения при расчете по II группе предельных состояний

Коэффициент

2.2.2 Определение потерь предварительного напряжения

Определяю первые потери предварительного напряжения по позициям 1-6 таблицы 5 [1]:

Потери от релаксации напряжений в арматуре:

Потери от температурного перепада

Потери от деформации анкеров в виде инвентарных зажимов

Потери ,

Таким образом усилие обжатия Р1 с учетом потерь по позициям 1-5 таблицы 5 [1] равно:

Точка приложения усилия Р1 совпадает с центром тяжести сечения напрягаемой арматуры, поэтому eop=y0-a=10 9-30=79мм.

Для определения потерь от быстронатекающей ползучести бетона необходимо вычислить напряжения в бетоне в середине пролёта от действия силы Р1 и изгибающего момента Mw от собственного веса плиты. Нагрузка от собственного веса плиты равна qsw=3,0·2,0=6,0 кН/м (из таблицы 3), тогда момент от собственного веса плиты равен

Напряжение на уровне растянутой арматуры (y=eop=79мм) будет равно:

Напряжение на уровне крайнего верхнего волокна (y=h-y0=220-109=111мм):

Назначаем передаточную прочность удовлетворяющую требованиям п. 26 [1].

Потери от быстронатекающей ползучести

потери на уровне растянутой арматуры

(коэффициент 0,85 учитывает тепловую обработку при твердении бетона)

потери на уровне крайнего сжатого волокна

Первые потери: , тогда усилие обжатия с учетом первых потерь определяется:

Определяем максимальные сжимающие напряжения в бетоне от действия силы Р1 без учёта собственного веса, принимая y=y0=109мм

Поскольку , требования п.1.29 [1] удовлетворены

Определяем вторые потери предварительного напряжения по позициям

8-9 таблице 5 [1]

Потери от усадки тяжелого бетона

Напряжения в бетона от действия силы Р1 и изгибающего момента Mw:

Вторые потери равны:

Суммарные потери предварительного напряжения в арматуре:

, поэтому согласно п.1.25 [1] потери не увеличиваем.

Усилие обжатия с учетом суммарных потерь будет равно:

2.2.3 Проверка образования трещин

Проверку образования трещин в плите выполняем по формулам п. 3.5 [1] для выяснения необходимости расчёта по ширине раскрытия трещин и выявления случая расчёта по деформациям.

При действии внешних нагрузок в стадии эксплуатации максимальное напряжение с сжатом бетоне

Расстояние до ядровой точки:

Так как при действии Р1 в стадии изготовления минимальное напряжение в верхней зоне бетона равное:

, т. е. будут сжимающими, следовательно верхние трещины не образуются.

Согласно п. 3.5 [1], принимаю:

, следовательно, трещины в нижней зоне образуются, т.е. требуется расчет ширины раскрытия трещин.

2.2.4 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси плиты.

Выполняем в соответствии с п.3.14 и 3.15 [3].

Вычисляем дополнительные геометрические характеристики и расчетные коэффициенты для приведенного сечения согласно п.3.28 [3].

При непродолжительном действии полной нагрузки

, тогда при в=1,8 (для тяжелого бетона) получим

следовательно, плечо внутренней пары сил при непродолжительном действии нагрузок будет равно:

При продолжительном действии постоянной и длительной нагрузок

получим

Плечо внутренней пары сил при продолжительном действии нагрузок будет равно

Приращение напряжений в растянутой арматуре от непродолжительного действия полной нагрузки () вычисляем по формуле (147) [3].

esp=0, т.к.усилие обжатия приложено в центре тяжести напрягаемой арматуры).

То же, от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок при



От продолжительного действия постоянной и длительной нагрузок z=172 мм.

Ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки вычисляем по формуле (144) [3]

То же, от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок

От продолжительного действия постоянной и длительной нагрузок

,где

Ширина непродолжительного раскрытия трещин

Ширина продолжительного раскрытия трещин

Требования по трещиностойкости не удовлетворяются.

2.2.5 Расчет прогиба плиты

Расчет прогиба плиты выполняем с учетом раскрытия трещин согласно п.3.27 [3] от действия постоянных и длительных нагрузок.

Вычисляем значение коэффициента шs, для чего по формуле (168) [3] находим коэффициент цm, принимая

принимаем цm=1.

цls=0,8; поскольку принимаем , тогда

по формуле (167) [3] получим

Принимаем согласно п.3.27 [3] н=0,15 шb=0,9. Тогда кривизна от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузок, вычисляемая по формуле (160) [3], будет равна

Вычисляем прогиб по формуле (269) [6]

следовательно

Удовлетворяются требования по деформациям.

3. Расчет неразрезного ригеля

3.1 Сбор нагрузок и характеристик материалов ригеля крайнего пролёта

Таблица 4 - Сбор нагрузок на ригель крайнего пролёта

Наименование нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м	гf	Расчетная нагрузка, кН/м
1. Постоянная - от веса перекрытия (с учетом коэффициента надёжности по назначению здания n=1) 4,62·5,6 - от собственного веса ригеля 0,25·0,6·25	3,75	1,1	25,87 4,125
Итого:			30,0
2. Временная 5,6·4,8			26,88
Полная нагрузка q=g+v:	56,88

Нормативные и расчетные характеристики тяжелого бетона класса В35, твердеющем при тепловой обработке, при W=80%:

гb2 =1

Rb=19,5Мпа

Rbt=1,3 Мпа

Для арматуры класса АIII Rs=365 Мпа



Рисунок 6 - Схема армирования ригеля крайнего пролёта.

3.2 Расчет прочности ригеля по сечению, нормальному к продольной оси

Принимаю схему армирования в соответствии с рисунком 6.

Рисунок 7 - Схема армирования ригеля крайнего пролёта. Слева - в середине пролёта, справа - у опоры

Определение требуемой площади продольной арматуры:

1) для сечения в середине пролета М=200,8 кН·м

ho=500-60=440мм

сжатая арматура не требуется

ж=0,841

Требуемая площадь растянутой арматуры:

принимаем 4Ш22A-III(As=1520мм2)

2) сечение на опоре М=133,1 кН·м

ho=500-45=455мм

ж=0,91

Требуемая площадь растянутой арматуры:

принимаем 2Ш25 A-III(As=928мм2)

Монтажную арматуру принимаем 2Ш12 (As=226мм2)

3.3 Расчет прочности ригеля по наклонному сечению

,

Определяем требуемую интенсивность поперечных стержней из арматуры класса AI (Rsw=175Мпа, Esw=210000МПа) согласно п. 2.33б [3] принимая в опорном сечении h0=500-22-22/2=467 мм

По формуле (52) [3] при , получим:

Так как , то требуемую интенсивность поперечных стержней определим по формуле:

Поскольку , то принимаем . Проверяю условие (57) [2]:

, то корректируем значение по формуле:

Принимаем шаг поперечных стержней у опоры s1=160мм, в пролёте s2=400мм. Отсюда . Принимаем в поперечном сечении два поперечных стержня d=8мм с учетом диаметра продольной арматуры ().

Интенсивность поперечных стержней у опоры и в пролёте:

,

Так как условие 57 [2] выполняется, то:

Так как , то

Принимаем с=1,55м, тогда .

Тогда . Принимаем L1=1,55м

Проверяем прочность по наклонной полосе ригеля между наклонными трещинами: ,

Прочность наклонной полосы обеспечена.

Построение эпюры материалов выполняем с целью рационального конструирования продольной арматуры ригеля в соответствии огибающей эпюры изгибающих моментов.

Определяем изгибающие моменты, воспринимаемые в расчетных сечениях, по фактически принятой арматуре.

Сечение в пролете с продольной арматурой 2Ш22 A-III(As=760мм2)

Сечение в пролете с продольной арматурой 4Ш22 A-III(As=1520мм2)

Сечение у опоры с арматурой в верхней зоне 2Ш12 A-III(As=226мм2)

Сечение в пролете с продольной арматурой 2Ш25 A-III(As=928мм2)

Вычисляем необходимую длину анкеровки обрываемых стержней для обеспечения прочности наклонных сечений в соответствии с п.2.46 [2]

Для нижней арматуры по эпюре Q графическим способом находим поперечную силу в точке теоретического обрыва стержней диаметром 22 мм Q=96,29кн.

Для стержня Ш22

Для стержня Ш25 при Q=83,76 кн

4. Расчет центрально сжатой колонны

4.1 Сбор нагрузок и характеристик материалов колонны

Определим нагрузку на колонну с грузовой площади, соответствующей заданной сетке колонн 6,2х5,6=34,72м2.

Постоянная нагрузка от конструкций одного этажа:

от перекрытия и пола: 4,62?34,72=160,4кН

от собственного веса ригеля: 0,2·0,5·6,2·25·1,1=17,05кН

от собственного веса колонны: 0,3?0,3?4,2?25·1,1=10,39кН

итого: 160,4+17,05+10,39=187,84кН

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа: 4,8?34,72=166,65кН

в том числе длительная 3?34,72=104,16кН

Постоянная нагрузка от кровли и плит 5?34,72=173,6кН

то же с учетом нагрузки от ригеля и колонны верхнего этажа 173,6+17,05+10,39=201,04кН

Временная нагрузка от снега для г. Иркутска (s=0,7кН/м2) 0,7?1,4?34,72=34кН

в т. ч. длительная составляющая 0,5·34=17кН

Суммарная (максимальная) величина продольной силы в колонне первого этажа (при заданном количестве этажей - 6) будет составлять N=(187,84+166,65)·(6-1)+201,04+34=2007,44кН, в т.ч. длительно действующая Nl=(187,84+104,16) ?(6-1) +201,04+17=1678,84кН.

Нормативные и расчетные характеристики тяжелого бетона класса В35, твердеющем при тепловой обработке, при W=80%:

гb2 =1

Rb=19,5 Мпа

Для арматуры класса АIII Rsс=365 Мпа

4.2 Расчет прочности сечения колонны

Расчет прочности сечения колонны выполняем по формулам п. 2.64 [3] на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом, поскольку класс тяжёлого бетона ниже В40, а l0=4200мм<20h=20·300=6000мм. Принимая предварительно коэффициент ц=0,8 вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры:

принимаем 4Ш25(As,tot=1963мм2).

Выполняем проверку прочности сечения колонны с учетом площади сечения фактически принятой арматуры.

При и

и уточняем коэффициент ц:

Так как , то

Фактическая несущая способность расчетного сечения колонны:

следовательно прочность колонны обеспечена. Так же удовлетворяются требования п. 4.16 [1] по минимальному армированию, поскольку

Поперечную арматуру в колонне конструируем в соответствии с требованиями п. 4.22 [1] из арматуры класса Bp-I диаметром 5мм, устанавливаемой с шагом s=500мм<20d=20?25=500мм и менее 500мм.

5. Расчет фундамента под колонну

Фундамент проектируем под рассчитанную выше колонну сечением 300х300мм с расчетным усилием в заделке N=2007,44 кН

Нормативная нагрузка на колонну

Условное расчетное сопротивление грунта Ro=0,25Мпа

Удельный вес бетона фундамента и грунта на обрезах гm=20?10-6Н/мм3

Глубина заложения фундамента Hf=1,5м

Фундамент должен проектироваться из тяжелого бетона класса B15(Rbt=0,75 МПа) и рабочей арматуры класса A-III (Rs=365 МПа)

Вычислим требуемую площадь подошвы фундамента

Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее

Назначаем размер , при этом давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки будет равно

Высота фундамента по условию прочности на продавливание определяется по формуле (XII.4) [1]

,

т. е. H=h0+a=562,7+50=612,7мм.

По условию заделки колонны в фундамент полная высота фундамента должна быть не менее

По требованию анкеровки сжатой арматуры колонны d=25мм AIII в бетоне класса В15

С учетом удовлетворения всех условий принимаем окончательно фундамент высотой Н=700мм, двухступенчатый, с высотой нижней ступени h1=400мм.

С учётом бетонной подготовки будем иметь рабочую высоту:

h0=700-50=650мм.

h01=400-50=350мм - для первой ступени

Выполним проверку прочности нижней ступени по перечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении для единицы ширины этого сечения (b=1мм): . Поскольку , то прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.

Площадь сечения арматуры подошвы фундамента определим из расчета фундамента на изгиб в сечениях 1-1 и 2-2.

Сечение арматуры одного и другого направления на всю ширину фундамента определим из условий:

Нестандартную сварную сетку конструируем с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 12Ш18 A-III(As=3054мм2).

Фактическое армирование расчетных сечений:

6. Расчет кирпичного столба с сетчатым армированием

Определяем требуемые размеры поперечного сечения столба, принимая величину средних напряжений в кладке у=2,5МПа.

Назначаем размеры сечения кирпичного столба с учетом кратности размерам кирпича b=510 мм и h=640 мм с A=510·640=0,3264·106 мм2

Так как заданная величина эксцентриситета е0=61мм<0,17·h=0,17·640=109мм, то, согласно п. 3.31 [8], столб можно проектировать с сетчатым армированием.

Максимальное напряжение в кладке с принятыми размерами сечения, определяем по формулам (13) и (14) [8]:

Значения коэффициентов принято предварительно ориентировочно.

Расчетное сопротивление неармированной кладки должно быть не менее 0,6·3,314=1,98 МПа. По таблице 2 [8] принимаем для кладки столба марку кирпича 150 на растворе марки 75 (R=2,0 МПа) и арматуру Вр-1 (Rs=0,6·360=216Мпа).

Так как площадь сечения столба A=0,3264 м2 > 0,3 м2, то, согласно п. 2.11 [8] расчетное сопротивление кладки не корректируем.

Требуемый процент армирования кладки, принимая значение , получаем:

Назначаем шаг сеток s=158мм (через каждые два ряда кладки при толщине шва 14мм), тогда размер ячейки сетки с перекрёстным расположением стержней должен быть не менее

Принимаем с=50мм, при этом получаем

Определяем фактическую несущую способность столба с сетчатым армированием. Согласно п. 3.3 [8], для определения коэффициентов продольного изгиба расчетная высота столба при неподвижных шарнирных опорах будет равна: , соответственно гибкость в плоскости действия изгибающего момента .

Высота сжатой части сечения и соответствующая ей гибкость

При по таблице 20 [8] находим , тогда коэффициент, учитывающий влияние длительной нагрузки, будет равен .

Вычисляем прочностные и деформативные характеристики кладки:

Расчетное сопротивление армированной кладки при внецентренном сжатии

Упругая характеристика кладки с сетчатым армированием по формуле (4) [8]:

По таблице 15 [8] для силикатного полнотелого кирпича принимаем , ,

По таблице 18 [8], по величинам гибкостей и и значению упругой характеристики армированной кладки находим значения коэффициентов продольного изгиба для армированной кладки при внецентренном сжатии , соответственно

Коэффициент , учитывающий повышение расчетного сопротивления кладки при внецентренном сжатии, определяем по таблице 19 [8], где . Тогда фактическая несущая способность запроектированного кирпичного столба при внецентренном сжатии буде равна:

Т.к.сечение прямоугольного профиля и b<h, то выполняем проверку несущей способности столба на центральное сжатие в плоскости, перпендикулярной действию изгибающего момента, в соответствии с п.3.30 [8].

Поскольку при центральном сжатии армирование кладки не должно быть более , то в расчете на центральное сжатие принимаем

, соответственно получим следующие значения прочностных и деформативных характеристик армированной кладки:

при

Следовательно, фактическая несущая способность столба будет определяться случаем внецентренного сжатия и составит , поэтому прочность кирпичного столба обеспечена.

Список использованных источников

железобетонный плита ригель колонна

1. СНиП 2.02.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции 2009. - 88с.;

2. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов без предварительного напряжения арматуры ( к СНиП 2.02.01-84)/ М.: ЦИТП, 2005. - 192с.;

3. Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов (к СНиП 2.02.01-84). Ч. I/ ЦНИИпромзданий. - М.: ЦИТП, 2000. - 192с.;

4. Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов ( к СНиП 2.02.01-84). Ч. II/ ЦНИИпромзданий Госстроя. - М.: ЦИТП, 2004. - 144с.;

5. Бородачёв Н.А. Автоматизированное проектирование железобетонных и каменных конструкций: Учеб. Пособие для вузов - М.: Стройиздат, 2004. - 211с.

6. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. - М.: Стройиздат, 2004.

7. СНиП П-22-81. Каменные и армокаменные конструкции

Размещено на Allbest.ru