Разработка проекта железобетонных и каменных конструкций шестиэтажного здания (высота этажа – 3,6 м, район строительства – г. Братск)

Пользуясь полученными значениями изгибающих моментов, графическим способом находим точки теоретического обрыва стержней и соответствующие им значения поперечных сил    (рис.2.9 лист 35).

Для нижней арматуры в точке теоретического обрыва стержней диаметром 25 мм: Q=175 кН, тогда требуемая длина анкеровки:

w₁  = Q / (2q_sw) + 5d = 175*10³ / (2*227,8) +5*25 = 509 мм

Принимаем w₁ = 51 см

Для верхней арматуры у опоры, диаметром 32 мм:

Q=70 кН , тогда требуемая длина анкеровки :

w_в  = Q / (2q_sw) + 5d = 70*10³ / (2*227,8) +5*32 =314 мм

Принимаем w _в = 31 см

Средние пролёты проектируются аналогично.

Армирование ригеля см. графическую часть лист 3.

3. РАСЧЕТ СБОРНОЙ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ КОЛОННЫ И ЦЕНТРАЛЬНО НАГРУЖЕННОГО ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ

3.1 Расчет сборной железобетонной колонны

3.1.1 Сбор нагрузок и определение продольной силы в колонне 

I Постоянная нагрузка

-  от собственного веса ригеля сечением 0,25х0,6 м длиной 6,4 м при плотности железобетона ρ= 25 кН/м³ и  γ _f =1,1:

N₁= 0,25 * 0,6 * 6,4 * 25 * 1,1 * 0,95 * 6= 150,48 кН

- от собственного веса колонны сечением 0,5х0,5 м пpu высоте этажа 3.6 м:

N₂=0,5 * 0,5 *3,6 * 25 * 1,1 * 0,95*6 =141,08 кН

-от плит покрытия и кровли

N₃=5*38,4*0,95=182,4 кН

А_гр=l₁*l₂=6*6,4=38,4 м²

-нагрузка от перекрытия

N₄=q· А_гр·(n-1)·γ_n=4,116*38,4*(6-1)*0,95=750,8 кН

где  q-расчетная нагрузка от конструкции пола и плит перекрытия

n – количество этажей

II Временная нагрузка

-временная полезная нагрузка

·  длительная нагрузка на перекрытие

N₅=р_L· А_гр· γ_n·(n-1)=10,2*38,4*0,95*(6-1)=1860,48 кН

где  р_L - длительная нагрузка на перекрытие

·  кратковременная нагрузка на перекрытие

N₆= р_sh· А_гр· γ_n·(n-1)=1,8*38,4*0,95*(6-1)=328,32 кН

где р_sh – кратковременная нагрузка на перекрытие

-снеговая нагрузка

Временная  нагрузка от снега для г. Братск [7]   таб. 4 (III снеговой район, S= 1,77 кПа =1,77 кН/м²)

N₇=S₀·k· А_гр· γ_n=1,77*0,3*38,4*0,95=19,37 кН

N₈=(S₀ – S₀·k)· А_гр· γ_n=(1,77-1,77*0,3) *38,4*0,95=45,2 кН

Общая суммарная нагрузка:

N=N₁+N₂+N₃+N₄+N₅+N₆+N₇+N₈=150,48+141,08+182,4+750,8+1860,48+

+328,32+19,37+45,2=3478,45 кН

N_L= N₁+ N₂+ N₃+ N₄+ N₅+ N₇=150,48+141,08+182,4+750,8+1860,48+

+19,37+=3291,01 кН

3.1.2 Расчет прочности сечения колонны

Расчет выполняем   по формулам п. З.64 [6] на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом, класс бетона В30

Принимая предварительно коэффициент j =0,906, вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры:

A_{s, t0 t} = N/(j * R_sc) – A * (R_в / R_s) = 3478,45*10³ / (0,906*270) – (500*500)*11,5*0,9*10³ / 270 = 4636,48  мм²

По сортаменту прил. II принимаем 8 Ǿ 28   (А_s =4926 мм ²).

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

При  N_ℓ / N = 3991,01 / 3478,45 = 0,95;

        ℓ₀   / h = 3,75 / 0,5 = 7,5;

где ℓ₀=Н_эт+0,15=3,6+0,15=3,75 – расчетная длина колонны

h – размер сечения колонны

α=R_sc· A_{s, t0 t}/R_b· A_b=270*4636,48/11,5*0,9*0,25=4,8>0,5, следовательно, расчет по прочности закончен

μ(%)=A_{s, t0 t}/ A_b·100%=(4636,48/500²)*100%=1,9%

Тогда фактическая несущая способность расчетного сечения колонны будет равна N_u=j(R_b· A_b+ R_sc· A_{s, t0 t})=0,906*(11,5*0,9*500²+270*4926)=3549,27кН>

N=3478,45 кН, следовательно, прочность колонны обеспечена

3.2 Расчет фундамента под колонну

Фундамент проектируем под рассчитанную выше колонну сечением 500х500 мм с расчетным усилием в заделке :

N = 3478,45 кH.

Среднее значение коэффициента надежности по нагрузке: γ _{f m} =1,15 , тогда нормативноеусилие от колонны :

Nⁿ =N / γ _{f m} = 3478,45 / 1,15 = 3024,74 кН

По заданию грунт основания имеет условное расчётное сопротивление 

R₀ =0,2 МПа , глубина заложения фундамента :H_d = 1,4 м.

 Фундамент  проектируется из бетона класса В30

 (R_bt =0,9 MПa при γ_в2 = 0,9) и рабочей арматуры класса A240 (R_sс =215 МПа) ([2]  таб.22).

Принимая средний вес единицы объема бетона фундамента   и грунта на обрезах:

 γ _{m t} = 20 кH/м³ , вычислим требуемую площадь подошвы  фундамента:

А _{f, t0 t} =  Nⁿ / (R_{0  -}  γ_{m t}* H_d) =3024,74кН / (200 кН/м² – 20 кН/м³ *1,4 м) =17,86 м².  

Размер стороны квадратной подошвы фундамента:

а ≥ √ (А _{f, t0 t})  = √(17,86) = 4,19 м. Назначаем, а = 4,2 м

При этом давление  под подошвой фундамента от расчётной нагрузки:

Р_s' =N / А _{f, t0 t} =3478,45 кН / (17,86 м²) =194,7 кН/м² = 0,195 МПа

·  Рабочую высоту фундамента определяем по условию прочности на продавливание:

где h_c  и  в_с  - размеры поперечного сечения колонны.

Н= h₀ +а=641+50=691 мм

·  Рабочая высота фундамента из условия заделки колонны в фундамент

Н ≥ 1,5 h_c  + 250 = 1,5*500 +  250 = 1000 мм

·  Из условия анкеровки арматуры в стакане фундамента

Н=h_ан+250

h_ан=(R_scA_s)/(R_londU_s)=215*615,8/1,823*87,92=826,05 мм

где R_lond – расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном

R_lond=γ_b1·η₁·η₂·R_bt=0,9*2,5*0,9*0,9=1,823 МПа

U_s – периметр одного стержня

U_s=π·d=3,14*28=87,92м²

С учетом конструктивного решения элемента в зоне анкеровки

h_ан=α·h_o,ан·(А_s^p·А_s)=0,75*826,05*(4636,48/4926)=583,12 мм

            Длина анкеровки из конструктивных требований

h_ан ≥ 15d= 15*28=420 мм

Принимаем длину анкеровки равной h_ан=826 мм

С учетом  удовлетворения всех условий окончательно принимаем фундамент высотой Н=1000 мм, трехступенчатый, с высотой нижней ступени : h₁=450 мм .

Площадь сечения  арматуры подошвы квадратного фундамента определяем  из условия расчета фундамента на изгиб.

Изгибающие моменты:

M_I = 0,125 * Р_s' * (а - h_c )² *в =0,125*0,195*(4200-3000)²* 4200 =147,42 кНм

М_II = 0,125* Р_s' * (а – a₁)² *в =0,125 *0,195* (4200-1900)²*4200 =541,56 кНм

М_III = 0,125* Р_s' * (а – a₂)² *в =0,125 *0,195* (4200-500)²*4200 =1401