Сборная железобетонная колонна и центрально нагруженный фундамент под колонну

Определим нагрузку на колонну с грузовой площади, соответствующей заданной сетке колонн 7,6 × 6 = 45,6 м² и коэффициентом надежности по назначению здания у_п = 1.

Вычисление постоянной нагрузки от собственного веса 1 м² кровли (по заданию тип 5) в соответствии с приложением XIII представлено в таблице 2.

Таблица 2

Нагрузки на 1 м² кровли

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надёжности по нагрузке	Расчёт нагрузка, кН/м2
Слой гравия, втопленного в битум	0,16	1,3	0,208
Гидроизоляционный ковёр - 2 слоя «Унифлекс»	0,09	1,3	0,117
Цементная стяжка = 15 мм ( = 18 кН/м2)	0,27	1,3	0,351
Минераловатные плиты	0,3	1,3	0,39
Пароизоляция -1 слой «Бикроэласт»	0,03	1,3	0,039
		Итого:	1,105

С учетом грузовой площади постоянная нагрузка от собственного веса

кровли будет равна 1,105·45,6 = 50,4 кН.

Постоянная нагрузка от железобетонных конструкций одного этажа:

- от перекрытия (см. табл. 1) 2,89·45,6 = 131,78 кН;

- от собственного веса ригеля сечением 0,25×0,65 м длиной 7,6 м при плотности железобетона ρ = 25 кН/м³ и y_f = 1,1 будет равна

0,25 · 0,65 · 7,6 · 25 ·1,1 = 33,96кН;

- от собственного веса колонны сечением 0,3×0,3 м при высоте этажа 4,8 м

составит 0,3 · 0,3 · 4,8 · 25 ·1,1 = 11,88 кН.

Итого постоянная нагрузка на колонну первого этажа от веса всех железобетонных конструкций здания (при заданном количестве этажей – 6) будет равна 6·(131,78 + 33,96 + 11,88) = 1065,72 кН.

Постоянная нагрузка на колонну от массы пола (6-1) этажей (по заданию g_n=

=1,1 кН/м²) при γ_f =1,2 составит 5·1,1·1,2·45,6 = 300,96 кН.

Нормативное значение снеговой нагрузки на покрытие определяем по формуле (10.1) [12]:

S₀ = 0,7c_ec_t μ S_g = 0,7·1,0·1,0·1,0·1,2 = 0,84кН/м²,

где с_е = 1,0 – коэффициент, учитывающий снос снега от ветра, принят по

формуле (10.4) [12];

с_t = 1,0 – термический коэффициент, принят по формуле (10.6) [12];

μ = 1,0 – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке, принят в соответствии с п. 10.2 [12];

S_g = 1,2 кПа – вес снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности земли для г.Иркутск (II снеговой район) в соответствии с

таблицей 10.1 [12].

Расчетное значение снеговой нагрузки будет равно:

S = S₀ γ_f = 0,84·1,4 = 1,17 кН/м²,

где γ_f = 1,4 – коэффициент надежности по снеговой нагрузке согласно

п. 10.12 [12].

При этом длительная составляющая будет равна 0,7·1,17 = 0,82 кН/м²,

где коэффициент 0,7 принят по п. 10.11 [12].

С учетом грузовой площади получим следующие величины нагрузки от

снега на колонну: от полной снеговой нагрузки – 1,17·45,6 = 53.6 кН, а для длительной составляющей снеговой нагрузки – 0.82·45,6 =37.4 кН.

От полной временной нагрузки на перекрытиях (6-1) этажей (по заданию

v = 4,0 кН/м²) при γ_f =1,2 нагрузка на колонну составит 5·4·1,2·45,6 = 1094,4 кН, соответственно длительная составляющая будет равна 5·(4,0–1,5)·1,2·45,6 =684 кН.

Суммарная величина продольной силы в колонне первого этажа будет

50.4+1065.72+300,96+53.6+1094.4 = 2565.08 кН, в том числе длительно составляющая равна 50.4+1065.72+300,96+37.4+684 = 2138.5 кН.

С учетом класса ответственности здания при γ_n = 1 максимальная вели-

чина продольной силы в колонне составит N = 2565.08 ·1 =2565,08 кН; в том

числе длительно действующая N_l = 2138.5·1 = 2138.5 кН.

Характеристики бетона и арматуры для колонны. По заданию бетон класса

В30, R_b = 17 МПа, R_bt = 1,15 МПа. По задание продольная рабочая арматура класса А500, R_sc = 435 МПа. Поперечная арматура класса В500.

Расчет прочности сечения колонны выполняем по формулам п.3.64 [7] на

действие продольной силы со случайным эксцентриситетом, поскольку класс

тяжелого бетона ниже В35, а l₀ =4800 мм <20h = 20 · 300 = 6000 мм.

По таблице. IV.3 приложения IV[1] при l₀ /h = 4800/300=16 и N_l / N =

=0,84 находим коэффициенты φ_b = 0,778 и φ_sb = 0,856. Принимая ориентировочно значение φ ≈ (φ_b + φ_sb)/2= (0,778+0,856)/2=0,817 вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры по формуле (119) [7]:

где A = bh = 300·300 = 90000 мм². Принимаем 4Ø36 A400 (A_s,tot = 4072 мм²).

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

Вычисляем:

α_s=R_scA_s,tot/(R_bA)=435·4072/(17·90000)=1.16;

тогда φ = φ_b+2(φ_sb−φ_b) α_s=0,778+2(0,856 – 0,778)*1.16 = 0,959 >φ_sb = 0.856

При этом несущая способность расчетного сечения колонны первого этажа

будет равна:

N_ult= φ(R_bA+R_scA_s,tot)=0,959(17·90000+ 350·5027) =3148 кН > N = 2565.08кН, следовательно, прочность колонны обеспечена.

Так же удовлетворяются требования п. 5.12 [7] по минимальному армированию, поскольку:

μ=A_s,tot /A·100%=4072/90000·100% = 4,5% > 0,4%.

Поперечную арматуру в колонне конструируем в соответствии с требованиями п. 5.23[7] из арматуры класса В500 диаметром 5 мм, устанавливаемую с шагом s_w =15d =15·20 =300 мм = 300 мм.

Рис. 3. К расчёту колонны и фундамента: а – деталь армирования колонны; б – расчётные сечения и деталь армирования фундамента

Фундамент проектируем под рассчитанную выше колонну с расчетным усилием на подколонник N = 2565.08 кН.

Характеристики бетона и арматуры для фундамента.

По заданию бетон тяжелый класса В15. Расчетные сопротивления бетона

будут равны R_b = 8,5 МПа и R_bt = 0,75 МПа.

Рабочая арматура сетки класса A400, R_s=350 МПа.

Для определения размеров подошвы фундамента вычислим нормативное

усилие от колонны принимая среднее значение коэффициента надежности по

нагрузке γ_fm= 1,15, соответственно получим N/γ_fm=2565,08/1,15=2230,5кН.

По заданию грунт основания имеет расчетное сопротивление R₀=0,30 МПа= =300 кН/м² , а глубина заложения фундамента d =1,5 м.

Принимая средний вес единицы объёма бетона фундамента и грунта на обрезах γ_mt=20 кН/м³, вычислим требуемую площадь подошвы фундамента по формуле :

A=Nⁿ/(R₀−γ_mtd)= 2230.5 /(300−20·1,5) = 8,3 м².

Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее

; назначаем а =3 м, тогда фактическая площадь подошвы фундамента составит:

A = 9 м² , а давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки будет равно:

р'_s= N/A =2565.08 /9 = 285 кН/м² = 0,285 МПа.

Размеры сечения колонны h_c × b_c = 300 × 300 мм. Высота фундамента

должна удовлетворять двум условиям: прочности плитной части фундамента на продавливание и надежного стыка сборной колонны в фундаменте.

Рабочую высоту фундамента (рис. 3, б) по условию прочности на продавливание вычислим по формуле:

тогда Н = h₀ + 50 = 637 +50 = 687 мм.

Для проектирования стыка колонны с фундаментом необходимо опреде-

лить длину анкеровки сжатой арматуры колонны в фундаменте согласно требованиям п.п. 5.32−5.33[7].

Базовую (основную) длину анкеровки арматурного стержня Ø36А500 в бе-

тоне колонны класса В30 находим по формуле (5.1)[7]:

где: A_s и u_s−соответственно площадь и периметр анкеруемого арматурного

стержня Ø36 мм;

R_bond − расчетное сопротивление сцепления арматуры, определяемое по формуле (5.2)[7]:

R_bond = η₁ η₂ R_bt =2,5·0,9·1,15=2,587 МПа,

здесь η₁=2,5 для арматуры классов А400 и А500 и η₂=0,9 при диаметре

анкеруемой арматуры 36 и 40 мм. Требуемую расчетную длину анкеровки арматуры колонны вычисляем по формуле (5.3)[7]:

где A_s,cal , A_s,ef −площади поперечного сечения арматуры соответственно,

требуемая по расчету с полным расчетным сопротивлением и фактически установленная; α = 0,75 для сжатых стержней.

Глубина заделки колонны в фундамент должна быть не менее h_c = 300 мм

и по условию анкеровки арматуры не менее l_an+ 10 = 316,1 +10= 326,1 мм. Принимаем глубину заделки колонны в фундамент 450 мм > 326,1 мм. Тогда минимальная высота фундамента по сборную колонну по конструктивным требованиям будет равна 450 +250 = 700 мм.

C учетом удовлетворения двух условий принимаем окончательно фундамент высотой H = 700 мм, двухступенчатый, с высотой нижней ступени

h₁ = 400 мм.

С учетом бетонной подготовки под подошвой фундамента будем иметь рабочую высоту h₀ =700 – 50 = 650 мм и для первой ступени h₀₁= 400 – 50 = 350 мм (рис. 3, б ).

Выполним проверку условия прочности нижней ступени фундамента по

поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении III – III.

Для единицы ширины этого сечения (b= 1 мм) находим:

Q = 0,5 (а – h_с –2h₀)bp'_s= 0,5(3000 –300 –2·650)1 · 0,285 =199,5 кH.

Поскольку Q_b,min= 0,5R_btbh₀₁=0,5·0,75·1·350 = 131,25 кH < Q = 199.5 кН, то

прочность нижней ступени по наклонному сечению не обеспечена.

Площадь сечения арматуры подошвы квадратного фундамента определим из условия расчета фундамента на изгиб в сечениях I – I и II – II.

Изгибающие моменты вычисляем по формулам:

M_I=0,125p'_s(a –h_c)²а =0,125·0,285(3000–300)² 3000 = 779,11 ·10⁶ Н·мм;

M_II= 0,125p'_s(a –a₁)²а =0,125·0,285(3000–900)² 3000 = 417,32·10⁶ Н·мм.

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

A_sI = M_I /(0,9h₀ R_s)= 779,11 ·10⁶ /(0,9·650 ·350) =3805,2 мм² ;

A_sII = M_II /(0,9h₀₁ R_s)= 417,32·10⁶ /(0,9·350 ·350) =3785,2 мм².

Нестандартную сварную сетку конструируем с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 10Ø25 A400 (А_s = 4909 мм²).

Соответственно получим фактический процент армирование расчетных сечений:

μ_I=A_s/(а₁ h₀)·100=4909/(1500·650)·100=0,05 %;

μ_II=A_s/(а h₀₁)·100=4909/(3000·350)·100=0,46 %,что больше μ_min= 0,10%.

Средний шаг стержней в сетке вычислим по формуле:

Список литературы

1. Бородачев Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных

конструкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов – М.; Самара, 2013.– 253 с.

2. Кумпяк О.Г., Галяутдинов З.Р., Пахмурин О.Р., Самсонов В.С.

Железобетонные и каменные конструкции. Учебник – М. Издательство

АСВ. 2011. – 672 с.

3. Бородачев Н.А. Автоматизированное проектирование железобетонных и

каменных конструкций: Учеб. пособие для вузов – М.; Стройиздат, 1995.

– 211 с.

4. Бородачев Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных

конструкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов – Сама-

ра:СГАСУ, 2012. – 304 с.

5. СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные

положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003.– М.: 2012. –

161 с.

6. СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предвари-

тельного напряжения арматуры (одобрен постановлением Госстроя РФ от

25.12.2003 г. №215). – М.: Госстрой.– 2004.

7. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из

тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-

101-2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. – М.: ОАО ЦНИИПромзданий. –

2005. – 214 с.

8. СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конст-

рукции. – М.: Госстрой. – 2005. –15 с.

9. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетон-

ных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ЦНИИПром-

зданий, НИИЖБ. – М.: ОАО ЦНИИПромзданий. – 2005. – 158 с.

10. СП 52-103-2007. Железобетонные монолитные конструкции зданий. –М.:

Госстрой.–2007.–22 с.

11. СП 15.13330.2012. Каменные и армокаменные конструкции. Актуализи-

рованная редакция СНиП II-22-81*. – М.: ФАУ «ФЦС», 2012. –78 с.

12. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция

СНиП 2.01.07-85*. – М.: ОАО « ЦПП», 2011. – 96 с.

13. СП 22,13330,2011, Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция СНиП 2,02,01-83*,-М,:ОАО «ЦПП». 2011

14. СП-52-103-2007 Железобетонные монолитные конструкции зданий. М.: Госстрой. 2007.- 22 с.

15. СП-52-103-2006 Железобетонные конструкции каркасных и бескаркасных монолитных зданий. М.: 2006.

16. СП.52-117-2008 Железобетонные пространственные конструкции покрытий и перекрытий/ М.: Госстрой России.- М.: ГУП ЦПП, 2008. – 198 с. 17. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения (к СП 52-101-2003)/ Центральный научноисследовательский и проектно –экспериментальный институт промышленных зданий и сооружений (ЦНИИПРОМЗДАНИЙ), Научно-исследовательский, проектно-конструкторский и технологический институт бетона и железобетона (НИИЖБ)- М.: ОАО ЦНИИПРОМЗДАНИЙ. – 2005.

18. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкцийиз тяжелого бетона (к СП 52-1022004)/ Центральный научно-исследовательский и проектно – экспериментальный институт промышленных зданий и сооружений (ЦНИИПРОМЗДАНИЙ), Научно-исследовательский, проектно-конструкторский и технологический институт бетона и железобетона (НИИЖБ)- М.: ОАО ЦНИИПРОМЗДАНИЙ. – 2005. – 158 с.

19. ГОСТ Р 21.1101-2009. СПДС. Основные требования к проектной и рабочей строительной документации. 20. ГОСТ 21.501-93. СПДС. Правила выполнения архитектурностроительных рабочих чертежей

Не нашли, что искали? Воспользуйтесь поиском по сайту: