Расчет и конструирование короткой консоли

4.5  Расчет и конструирование короткой консоли.

 

Опорное давление ригеля Q=156,8 кН.

Принимаем бетон класса В20; R_b=11.5 МПа, j_br=0.9

Арматура класса А-III, R_s=365 МПа, принимает длину опорной площади l=0.2m при ширине ригеля b_bm=0.2 m и проверим условие:

Q/0.75*l*b_bm=156.8*10³/0.75*0.2*0.2=5.23МПа < R_b=11.5 МПа.

Вылет консоли с учетом зазора 0,05 м составляет l₁=0.25 m, при этом расстояние а=l₁-l/2=0.25-0.2/2=0.15 m.

Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной h=(0.7/0.8)*h_bm=0.75*0.5=0.4m; при угле наклона сжатой грани j=45⁰ высота консоли у свободного края h₁=h-l₁=0.4-0.25=0.15m;

Рабочая высота сечения консоли h₀=h-a=0.4-0.03=0.37m; Поскольку l₁=0.25m<0.9h₀=0.9*0.37=0.33m - консоль короткая.

Консоль армируем горизонтальными хомутами Ф6А-I с A_s=2*0.283*10^-4=0.586*10^-4 m² с шагом S=0.1m и отгибами 2ФА-III с A_s=4.02*10^-4 m².

Проверяем прочность сечения консоли по условию: μ_w1=A_sw/b_s=0.566*10^-4/0.25*0.1=0.023;

α_s=E_s/E_b=210*10⁹/27*10⁹=7.8; φ_w2=1+5*α* μ_w1=1+5*7.8*0.0013=1.05;

sin²θ=h²/( h²+l²₁)=0.4²/(0.4²+0.25²)=0.72, при этом

Q_b=0.8* φ_w2*R_b*b*sin² θ=0.8*1.05*0.9*11.5*10⁶*0.25*0.2*0.72=313 кН.

Правая часть этого условия принимается не более 3,5R_bt*h₀*b=3.5*0.9*0.9*10⁶*0.25*0.37=262.24 кН.

Следовательно, Q_max=156.8 кН<Q_b=262.24 кН. – прочность обеспечена.

Изгибающий момент консоли у грани колонны по ф:

М=Q*a=156.8*10³*0.15=23.52 кН*м.

Площадь сечения продольной арматуры при η=0,9.

A_s=1.25*M/R_s*h₀* η=1.25*23.52*10³/365*10⁶*0.9*0.37=2.42*10^-4 m².

Принимаем 2Ф14 А-III с A_s=3.08*10^-4 m².

4.6  Конструирование арматуры колонны. Стык колонн.

 

Колонна армируется пространственным каркасом, образованным из плоских сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной арматуры ø25 мм равен ø8 мм. Принимаем ø8 А-I с шагом S=0.25m – по размеру стороны сечения колонны, что менее 20*d=20*0.025=0.5m

Стык колонн выполняем на ванной сварке выпусков стержней с обетонированием.

В местах стыка концентрируется напряжения, поэтому торцевые участки усиливаем косвенным армированием. Последнее препятствует поперечному расширению при продольном сжатии.

Косвенное армирование представляет собой пакет поперечных сеток. Принимаем 6 сеток с шагом S=0.05m – на расстоянии 0,25 м – по размеру стороны сечения колонны. Первая сетка располагается на расстоянии 0,015м от наружной поверхности элемента.

Рисунок___ Стык колонн Рисунок ___ Сетка С-4

Расчет центрально-нагруженного фундамента.

Сечение колонны принимаем 0,25*0,25 м. Усилие колонны у заделки в фундаменте:

N=691.21 кН*м, М=7,64*10³/2=3,82 кН*м, эксцентриситет – е₀=M/N=3,82*10³/691,21*10³=0,006м; N=620.1 кН, М=18.2*10³/2=9.1 кН*м; е₀=M/N=9.1*10³/620.1*10³=0.01m.

Ввиду относительно малых значений эксцентриситетов фундамент колонны рассчитываем как центрально нагруженный.

Расчетное усилие N=691.21 кН; усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке j_f=1.15, нормативное усилие N_n=N/j_f=691.21*10³/1.15=601.05 кН.

Принимаем бетон для фундамента класса В12,5; R_bt=0.66 МПа, j_b2=0.9. Арматура класса

А-II, R_s=280 МПа. Расчетное сопротивление грунта – R₀=0.2 МПа.

Вес единицы объема бетона фундамента и группа на его обрезах j=20 кг/м³.

Высоту фундамента предварительно принимаем равной H=0.5 m; глубину заложения H₁=1.05m.

Площадь подошвы фундамента определяем предварительно без поправок R₀ на ее ширину и заложения:

A=N_n/R₀-j*H₁=601.05*10³/0.2*10³-20*10³*1.05=3.36 m².

Сторона квадратной подошвы а=√A=√3.36=1.87 m.

Принимаем a=2.1m (кратно 0,3).

Давление на грунт от расчетной нагрузки p=N/A=691.21*10³/2.1*2.1=156.74 кН/м².

Рабочая высота фундамента из условия продавления:

h₀= - (h_col+b_col)/4 + 1/2√N/R_bt+p= - (0.25+0.25)/4 + ½(√691.21*10³/0.9*0.66*10⁶+156.74*10³)=0.35m.

Полную высоту фундамента устанавливаем из условий:

- продавления : H=0.35+0.04=0.39 m.

- заделки колонны в фундаменте H=1.5*h_col+0.25=1.5*0.25+0.25=0.65 m.

- анкеровки сжатия арматуры колонны ø25 А – III: H=24*d+0.25=24*0.025+0.25=0.85m.

Принимаем окончательно без пересчета фундамент высотой H=0.9 m, h₀=0.86 m – трехступенчатые.

Проверяем, отвечают ли рабочая высота нижней ступени фундамента h₀₂=0.3-0.04=0.36 m условию прочности попречной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающимся в сечении III-III.

Для единицы ширины этого сечения (b=1m):

Q=0.5*(a-h_col-2*h₀)*p=0.5*(2.1-0.25-2*0.86)*156.74*10³=10.19 кН; при с=2,5*h₀;

Q=0.6*j₂*R_bt*b*h₀₂=0.6*0.9*0.66*10⁶*1*0.26=96.66 кН>Q=10.19 кН – условие прочности удовлетворяется.

Расчетные изгибающие моменты в сечениях I-I и II-II.

M_I=0.125*p(a-h_col)²*b=0.125*156.74*10³*(2.1-0.25) ²*2.1=140.82 кН*м.

M_II=0.125*p(a-a₁)²*b=0.125*156.74*10³*(2.1-0.9) ²*2.1=59.25 кН*м.

Площадь сечения арматуры:

A_SI=M_I/0.9*h₀*R_s=140.82*10³/0.9*0.86*280*10⁶=6.5*10^-4 m².

A_SII=M_II/0.9*h₀₁*R_s=59.25*10³/0.9*0.56*280*10⁶=4.2*10^-4 m².

Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой рабочей арматурой 9ø10 А-II c A_s=7.07*10^-4 m² с шагом S=0.25 m.

Процент армирования:

μ_I=A_SI*100/b_I*h₀=7.07*10^-4/0.9*0.86=0.09%

μ_II=A_SII*100/b_II*h₀₁=7.07*10^-4/1.5*0.56=0.084%

что больше μ_mim=0.09% и меньше μ_max=3%.

6 Расчет монолитного ребристого перекрытия.

 

Монолитное ребристое перекрытие компонуем с поперечными главнами балками и продольными второстепенными балками.

Второстепенные балки размещаются по осям колони в третех пролете главной балки, при этом пролеты плиты между осями ребер равны: l/3= 5.2/3=1.73 m.

Предварительно задаемся размерами сечения балок: главная балка: высота h=(1/8+1/15)*f=(1/12)*5.2=0.45 m; ширина b=(0.4/0.5)*h=0.45*0.45=0.2 m.

Второстепенная балка: высота h=(1/12+1/20)*l=(1/15)*6=0.4m; ширина b=(0.4/0.5)*h=0.5*0.4=0.2m.