Железобетонные конструкции каркаса

ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ КАРКАСА

МНОГОЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ

Выполнила:		ст.гр.
		я
Руководитель проекта:

МОСКВА – 2010

Исходные данные

Вариант №

МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ

УНИВЕРСИТЕТ ПУТЕЙ СООБЩЕНИЯ (МИИТ)

Количество этажей

Расстояние между продольными разбивочными осями

L =

м

Количество пролётов поперёк здания

Кафедра «Строительные конструкции, здания и сооружения»

Расстояние между поперечными разбивочными осями

l =

м

Количество пролётов вдоль здания

Высота типового этажа

4,2 м

Нормативная временная нагрузка на перекрытие

v =

кН/м2

Расчётная снеговая нагрузка на покрытие (г. Москва)

1,8 кН/м2

ЗАДАНИЕ

Классы арматуры для конструкций

с напрягаемой арматурой

A-VI (А1000)

с ненапрягаемой арматурой

A-III (А400)

Классы бетона для конструкций

с напрягаемой арматурой

В40

с ненапрягаемой арматурой

В25

на подготовку курсового проекта

Условное расчётное сопротивление основания

0,25 МПа

по дисциплине «Строительные конструкции»

Глубина заложения фундамента

1,3 м

для студентов специальности

Варианты заданий

Строительство железных дорог

№ вар.

L = l, м

v, кН/м2 для групп

№ вар.

L = l, м

v, кН/м2 для групп

7,8

3,5

4,5

5,5

ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ КАРКАСА

6,6

8,4

МНОГОЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ

7,2

7,8

6,5

7,5

8,5

8,4

6,6

7,2

7,8

9,5

10,5

1,5

Студенту

группы

6,6

8,4

7,2

Выдано:

Срок выполнения проекта:

7,8

3,5

4,5

5,5

8,4

6,6

Руководитель проекта:

7,2

7,8

8,5

6,6

8,4

7,2

Номер варианта соответствует номеру в журнале группы. Задание должно быть подписано преподавателем. Без задания работа не принимается.

Москва – 2010

Содержание

Содержание. 2

Введение. 3

1. Компоновка конструктивной схемы каркаса здания. 4

1.1. Объёмно-планировочные параметры здания. 4

1.2. Состав и работа каркаса здания. 4

1.3. Температурные швы.. 4

1.4. Колонны и наружные стены.. 5

1.5. Ригели. 5

1.6. Панели перекрытия. 5

1.7. План и поперечный разрез здания. 6

2. Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса. 7

2.1. Общие положения. 7

2.2. Нагрузки на перекрытие и покрытие. 8

2.3. Статический расчёт панели перекрытия. 8

2.4. Статический расчёт поперечной рамы каркаса. 9

3. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия. 13

3.1. Характеристики прочности бетона и арматуры.. 13

3.2. Предварительное напряжение арматуры.. 13

3.3. Граничная относительная высота сжатой зоны бетона. 15

3.4. Опалубочные размеры панели. 13

3.5. Эквивалентное поперечное сечение панели. 16

3.6. Подбор продольной рабочей арматуры панели. 17

3.7. Конструирование поперечной рабочей арматуры панели. 19

3.8. Расчет полки панели на местный изгиб. 19

3.9. Рабочие чертежи панели перекрытия. 21

4. Расчет и конструирование ригеля перекрытия. 22

4.1. Прочностные и деформативные характеристики бетона и арматуры.. 22

4.2. Подбор продольной рабочей арматуры ригеля. 22

4.3. Подбор поперечной рабочей арматуры ригеля. 25

4.4. Обрыв продольной арматуры в пролёте. 29

4.5. Конструктивное армирование ригеля, опорный узел. 30

5. Расчёт и конструирование колонны.. 31

5.1. Подбор продольной арматуры.. 31

5.2. Конструирование поперечной арматуры колонны.. 32

6. Расчёт и конструирование фундамента. 33

6.1. Общие соображения. 33

6.2. Определение площади подошвы фундамента. 33

6.3. Определение основных размеров фундамента. 34

6.4. Расчёт фундамента на продавливание. 36

6.5. Проверка прочности плиты по наклонному сечению.. 36

6.6. Подбор арматуры подошвы фундамента. 36

Список литературы.. 38

Графическая часть. 39

Введение

Многоэтажные промышленные здания служат для размещения различных производств: цехов лёгкого машиностроения, приборостроения, химической, электро- и радиотехнической промышленности, а также складов, холодильников, гаражей, предприятий железнодорожного транспорта и прочих объектов. Для всех названных производств характерны сравнительно небольшие технологические нагрузки на конструкции здания.

Многоэтажные промышленные здания целесообразно строить, когда производственный процесс организован по вертикальной схеме и когда производство не относится к категории взрыво- и пожароопасных.

Чаще всего многоэтажные производственные здания выполняют из железобетона, так как в настоящее время он является одним из основных материалов капитального строительства.

Основу многоэтажного производственного здания образует железобетонный каркас, состоящий из колонн, ригелей, плит перекрытия и элементов жёсткости. В зданиях с неполным каркасом колонны располагаются только внутри, а наружные стены выполняют функции несущих и ограждающих конструкций.

В настоящее время железобетонное строительство осуществляется в основном в монолитном исполнении. Сборные железобетонные конструкции, возведение которых на строительной площадке осуществлено из заранее заготовленных элементов, получили распространение в основном в эксплуатируемом фонде. Вместе с тем, методы расчёта этих конструкций, в отличие от монолитных, достаточно полно разработаны и просты для понимания.

В данной работе выполняется проектирование основных несущих конструкций сборного железобетонного каркаса многоэтажного производственного здания. Целью проектирования является разработка технологичных конструктивных решений, обеспечивающих несложное, быстрое и экономичное изготовление, транспортирование и монтаж конструкций, которые будут надёжны и безопасны в эксплуатации.

Проектирование осуществляется в соответствии с действующими нормативно-правовыми актами Российской Федерации (Федеральными Техническими регламентами) и нормативными документами (СНиП, ГОСТ, СП – Сводами правил, СТО – Стандартами организаций), составляющими техническую и юридическую основу проектных работ и обеспечивающими необходимую надёжность и экономичность объектов недвижимости.

Температурные швы

Чтобы в элементах каркаса не возникали дополнительные усилия от изменения температуры, здание в необходимых случаях разрезают на отдельные самостоятельные блоки (температурные отсеки) поперечными и продольными температурными швами.

По требованиям СНиП [2] наибольшая длина температурного отсека составляет 60 м.

· Длина здания l₀= 101,4 м > 60 м, поэтому необходимо устройство поперечного тепературного шва. Предусматриваем шов примерно в середине длины здания, тогда длина температурных отсеков составит 7,8 × 7 = 54,6 м и 7,8 × 6 = 46,8 м.

4 Если длина здания превышает 120 м, то необходимо устраивать два температурных шва, которые будут делить здание на три части; при длине свыше 180 м – три шва и т.д.

· Температурный шов представляет собой два ряда колонн, смещённых от разбивочной оси на 500 мм.

Колонны и наружные стены

Сечение колонн обычно принимают квадратным со стороной 300, 350, 400, 450 мм (в соответствии с требованиями унификации). С увеличением нагрузки увеличивается и сечение колонн.

Толщина наружной стены принимается кратной размерам кирпича (250´120 мм, высота 65 мм), с учётом 10 мм на вертикальный шов:

380 мм = 120+10+250 мм	(1,5 кирпича)
510 мм = 250+10+250 мм	(2 кирпича)
640 мм = 250+10+120+10+250 мм	(2,5 кирпича)

· Принимаем сечение колонн 450´450 мм, толщину кладки наружных стен 640 мм (постоянной на всех этажах).

Ригели

Принимаем поперечное направление ригелей, т.е. располагаем ригели поперёк здания.

Сечение ригеля принимаем прямоугольным (оно простое в расчёте, но это плохо отражается на эстетических качествах помещений). Назначаем размеры сечения ригеля (рис. 1.1):

· высота h_r = (1/10…1/15)×L = 7800/10…7800/15 = 780…520 мм;

принимаем h_r = 750 мм (кратно 50мм); подсказка в приложении 1.

· ширина b_r = (0,3…0,4)×h_r = 0,3×750…0,4×750 = 225…300 мм;

принимаем b_r = 250 мм (кратно 50мм); подсказка в приложении 1.

4 Чем больше высота сечения ригеля, тем лучше он работает на восприятие нагрузки, но строительная высота перекрытия при этом увеличивается.

Ригели, находящиеся у продольной наружной стены, опираются одним концом на эту стену, а другим – на консоль колонны. Глубину заделки ригеля в стену примем равной длине кирпича (250мм).

Панели перекрытия

4 Выбор типа панелей производится на основе экономических и эксплуатационных критериев. Панели бывают рёбристые (рис.1.3,а), типа «2Т» (рис.1.3,б), или многопустотные. В данной работе применяются рёбристые панели перекрытия.

Схема раскладки панелей. Принимаем наиболее распространённый вариант раскладки (подходит для любого типа панелей): между колоннами укладываются связевые панели, которые служат распорками, передающими горизонтальные нагрузки. Рядовые и связевые панели имеют одинаковую ширину; укладываемые у продольных стен доборные панели в два раза уже рядовых (рис. 1.2).

4 Важно обеспечить, чтобы оси связевых панелей располагались точно по оси колонн, т.е. совпадали с разбивочными осями здания.

Заделка панелей в стены:

4 в продольные стены панели не заделываются;

4 в поперечные стены заделка составляет 130 мм

(половина кирпича с учётом толщины раствора шва: 120 + 10 мм).

Привязка наружных стен к разбивочным осям:

4 к продольной оси: нулевая привязка

(внутренняя грань стены совмещена с разбивочной осью);

4 к поперечной оси: привязка 130 мм

(внутренняя грань стены смещена с разбивочной оси внутрь здания на величину заделки панели в стену).

Размеры сечения панели перекрытия:

4 высота h_п = (1/20…1/30)l = 7800/20…7800/30 = 390…260 мм,

принимаем h_п = 350 мм (кратно 50 мм);

4 ширина панели b_n назначается такой, чтобы ширина панели находилась в пределах 1100…1500 мм (кратно 100 мм) и на длине пролёта можно было разместить целое число панелей (обычно 6 панелей, при сетке колонн 6х6 м – 5 панелей). Рекомендуемые высота и ширина панелей представлена в Приложении 1.

При l = 7,8 м ширина панели составляет b_n = 1300 мм; между продольными осями укладывается 6 панелей. Они показываются на чертеже.

План и поперечный разрез здания

Компоновка конструктивной схемы каркаса заканчивается изображением плана и поперечного разреза здания (масштаб М 1:200). Основные сборные конструктивные элементы каркаса на строительных чертежах принято обозначать марками (например: П-1, П-2, П-3 – панели перекрытия соответственно рядовые, связевые и доборные). Однотипные элементы получают одинаковые марки.

Колонны здания для удобства изготовления, транспортировки и монтажа разделяются по высоте на отдельные монтажные элементы. Длина монтажного элемента может составлять 1; 2 и 3 этажа (но не более 18 м для возможности перевозки).

Для удобства выполнения работ по замоноличиванию стыков и сварки выпусков арматуры стык колонн располагается выше пола перекрытия на 800мм.

Для изображения на поперечном разрезе задают ориентировочные (предварительные) размеры консольного выступа колонн (напр. 250´250 мм, скос под углом 45º) и фундамента (трёхступенчатый, высота ступени 350 мм). Глубина заложения подошвы фундамента d_f принимается по заданию.

	Рядовая панель (П-1)
		Поперечная стена

Доборная панель (П-3)

Рис. 1.3. Поперечное сечение панели перекрытия: а – рёбристой панели, б – панели типа «2Т»; 1 – плита, 2 – ребро.

Рис. 1.1. Опирание панелей на ригель перекрытия.

Рис. 1.2. Привязка наружных стен к разбивочным осям.

Продольная стена

Общие положения

В нормах проектирования (СНиП [1]) указаны нормативные(эксплуатационные) значения нагрузок (q_n), которые соответствуют условиям нормальной эксплуатации сооружений. В расчётах по несущей способности (1-я группа предельных состояний) используются расчётные значения нагрузок (q), получаемые в результате умножения их нормативной величины q_n на коэффициент надёжности по нагрузке γ_f ³ 1 (табл. 2.1), учитывающий статистический характер изменчивости нагрузок:

q = q_n · γ_f

Таблица 2.1.

Расчётная схема панели

· Расчётной схемой панели перекрытия является балка, свободно лежащая на двух опорах (рис. 2.1).

· Расчётный пролёт панели – это расстояние между центрами её опорных площадок:

,

где b_r – ширина ригеля (п. 1.5).

Расчётная нагрузка

· Панель воспринимает нагрузку, действующую в пределах её номинальной ширины b_п = 1,3 м.

· Полная расчетная нагрузка на панель (Р₀ – из табл. 2.2; b_n – из п. 1,6; g_n = 0,95):

q = Р₀ b_n g_n = 13,091×1,3×0,95 = 16,167 кН/м.

Внутренние усилия в панели

Наибольшие внутренние усилия в панели перекрытия при действии полной расчётной нагрузки вычисляются по формулам сопротивления материалов (рис. 2.1, в):

· изгибающий момент (в середине пролёта):

,

· поперечная сила (на опоре):

.

Рис. 2.1. Конструктивная (а) и расчётная (б) схема панели перекрытия; эпюры внутренних усилий (в)

Рис. 2.2.

а – расчётная схема поперечной рамы здания;

б – условная рама типового этажа, схемы её загружения и эпюры внутренних усилий;

в – определение поперечных усилий на участке стержня из условий равновесия

При определении нагрузок от собственного веса конструкций часто используют понятие объёмного веса материала. Его следует отличать от объёмной массы (плотности). Например, объёмная масса железобетона r = 2500 кг/м³, по этой величине путём несложного преобразования можно найти объёмный вес железобетона: g₀ = 25 кН/м³.

Внутренние усилия в ригеле

Значения ординат огибающей эпюры моментов в ригеле обычно не превышают следующих величин [7]:

4 в крайнем пролёте:	,
4 на левой средней опоре:	M21 = M23 = 0,085 qL2 = 0,085×101,90 ×(7,8)2 = 526,97 кН×м,
4 в среднем пролёте:	M22 = 0,055 qL2 = 0,055×101,90 ×(7,8)2 = 340,98 кН×м,
4 на правой средней опоре:	M32 = 0,065 qL2 = 0,065×101,90 ×(7,8)2 = 402,97 кН×м.

Значения поперечных сил на опорах определяются методами строительной механики (рис. 2.2,в):

Q_A = Q_q + Q_M, Q_B = Q_q – Q_M,

где:

Q_q – поперечная сила от действия равномерно распределённой нагрузки:

;

Q_M – поперечное усилие от действия опорных изгибающих моментов:

.

4 В крайнем пролёте:

, ,

Q₁₂ = 403,78 + (- 66,49) = 337,29 кН, Q₂₁ = 403,78 – (- 66,49) = 470,27 кН.

4 В среднем пролёте:

, ,

Q₂₃ = 397,41 + 15,77 = 413,18 кН, Q₃₂= 397,41 – 15,77 = 381,64 кН.

· Расчетный изгибающий момент на средней опоре определяется в сечении ригеля по грани колонны; величину этого момента можно вычислить по формуле:

,

где h_k – ширина колонны: h_k = 450 мм (п. 1.4).

Бетон

4 Применяем тяжелый бетон класса В40 (по заданию), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.

4 Расчётное сопротивление сжатию R_b = 22,0 МПа (табл. 13 СНиП [2]).

4 Бетон находится под воздействием длительной нагрузки, поэтому в расчетах умножаем его расчётное сопротивление на коэффициент условий работы γ_b2 = 0,9 (табл. 15 СНиП [2]).

Арматура

4 Продольная рабочая арматура панели – предварительно напрягаемая, класса А-VI (А1000) – по заданию.

Сопротивление растяжению:

· нормативное R_sn = 980 МПа (табл. 19* СНиП [2]),

· расчётное R_s = 815 МПа (табл. 22* СНиП [2]).

4 Полка панели армируется сеткой из проволочной арматуры класса Вр-I (В500).

Расчётное сопротивление растяжению R_s = 410 МПа (табл. 23* СНиП [2]).

Предварительное напряжение арматуры

Предварительно напряженная арматура – это арматура, получающая начальные (предварительные) напряжения в процессе изготовления конструкций до приложения внешних нагрузок в стадии эксплуатации.

Методы натяжения арматуры

Существуют два метода натяжения арматуры: натяжение на упоры и натяжение на бетон. Натяжение на бетон применяется, как правило, только в монолитных конструкциях.

4 Используем метод натяжения арматуры на упоры, так как он наиболее целесообразен в условиях заводского изготовления железобетонных конструкций.

Арматура до бетонирования натягивается и затем фиксируется в натянутом состоянии на жестком стенде или форме. После укладки в форму бетона и набора им необходимой передаточной прочности арматура освобождается от натяжных приспособлений. Арматура, стремясь сократиться, обжимает бетон, а сама остаётся растянутой.

Способы натяжения арматуры

Существует 4 способа натяжения арматуры (из них получили распространение только первые два):

1. Механический (с помощью домкратов, рычагов, грузов).

2. Электротермический (с помощью эл. тока).

3. Электротермомеханический (комбинированный).

4. Физико-химический (самонапряжение).

4 Используем электротермический способ натяжения, так как он является наиболее распространённым благодаря своей несложности, малой трудоёмкости и сравнительно низкой стоимости оборудования.

Стержни арматуры нагревают до температуры 300…350ºС с помощью электротока и в нагретом состоянии закрепляют в упорах формы. При остывании стержни, стремясь сократиться, натягиваются, что используется для обжатия бетона. Точность этого метода по сравнению с остальными более низкая. Кроме того, этот способ достаточно энергоёмкий и не может применяться для натяжения арматуры классов Aт-VII, B-II, Bр-II, К-7, К-19.

3.2.3. Величина предварительных напряжений в арматуре

· Допустимое отклонение значения предварительного напряжения при электротермическом способе натяжения определяются по формуле (2) СНиП [2]:

,

где l – длина натягиваемого стержня (расстояние между наружными гранями упоров): l = 7,8 м.

· В соответствии с формулой (1) СНиП [2] установим пределы, в которых можно назначать величину предварительного напряжения в арматуре:

s_sp ³ 0,3 R_sn + p = 0,3×980 + 76,15 = 370,15 МПа;

s_sp £ R_sn – p = 980 – 76,15 = 903,85 МПа.

Границы этого интервала установлены на основе следующих соображений:

ü при высоких значениях предварительных напряжений существует опасность разрыва арматурной стали или её проскальзывания в захватах при натяжении; опасность разрушения бетона или образования в нём трещин вдоль напрягаемой арматуры.

ü низкие значения предварительных напряжений неэффективны, т.к. почти всё напряжение будет утрачено в результате потерь.

· Величина предварительного напряжения назначается обычно близкой к верхнему пределу: σ_sp £ 0,9R_sn = 0,9×980 = 882 МПа. Принимаем σ_sp = 850 МПа.

· Передаточная прочность бетонаR_bp – это прочность бетона к моменту его обжатия усилием натяжения арматуры.

Передаточная прочность бетона назначается не менее (п.2.6* СНиП [2]):

R_bp ³ 0,5 B = 0,5×40 = 20 МПа , где В – класс бетона, В = 40 МПа.

R_bp ³ 15,5 МПа. Принимаем R_bp = 20 МПа.

· Возможные производственные отклонения от заданного значения предварительного напряжения арматуры учитываются в расчётах коэффициентом точности натяжения арматуры γ_sp:

g_sp = 0,9 – при благоприятном влиянии предварительного напряжения;

g_sp = 1,1 – при неблагоприятном влиянии предварительного напряжения.

· Значение g_sp = 1,1 соответствует случаю, когда увеличение усилия обжатия сверх проектного неблагоприятно сказывается на работе конструкции, например, при расчёте прочности железобетонного элемента в стадии обжатия.

Опалубочные размеры панели

Опалубочные размеры необходимы для изготовления опалубочных форм сборных железобетонных элементов. Обычно предусматривается применение типовых опалубочных форм. Чертежи железобетонных элементов, на которых показаны только наружные размеры, называются опалубочными.

Поперечные рёбра

Поперечные ребра панели предусматриваются по её краям, и по длине пролета. Размеры поперечных ребер назначаем конструктивно (см. рис. 3.1.)

Общие соображения

Плитная часть панели (или просто плита), называемая в тавровом сечении полкой, работает на изгиб как пластина, опёртая по контуру на продольные и поперечные ребра. Работа плиты под действием нагрузок зависит от соотношения сторон опорного контура.

· При отношении сторон l₂/l₁ > 2 (рис. 3.3, а), плиты работают в направлении меньшей стороны, а в другом направлении за них работают рёбра. Такие плиты называются балочными, их рассчитывают как балки пролётом l₁, выделяя из них полосы шириной b = 1 м.

· При отношении сторон l₂/l₁ ≤ 2 (рис. 3.3, б), что бывает, например, при частом расположении поперечных рёбер, плиты работают в двух направлениях в плане и их за это называют плитами, опёртыми по контуру. Изгибающие моменты в таких плитах меньше, чем в балочных, поэтому опёртые по контуру плиты являются более эффективными. Однако в запас прочности расчёт такой плиты всегда можно провести и по балочной схеме.

ü Очевидно, что в нашей панели перекрытия, у которой поперечные ребра расположены только по краям, имеем дело с балочной плитой.

Нагрузки на полку панели

Равномерно распределённая нагрузка на полку панели с несущественным превышением может быть принята такой же, как и для всей плиты (табл. 2.1). Линейную расчётную нагрузку определяем сбором поверхностной нагрузки с условной ширины b = 1 м:

q = P₀ b γ_n = 13,091·1,0·0,95 = 12,436 кН/м.

Поперечное сечение полки

· Условное поперечное сечение полки (рис. 3.4,в) – прямоугольное, шириной b = 100 см, высотой h¢_f = 6 см. Плита армируется сеткой из арматуры Æ5Вр-I, R_s = 410 МПа.

· Минимальная толщина защитного слоя бетона в плитах толщиной до 100 мм составляет а_b = 10 мм (п. 5.5 СНиП [2]). Тогда минимально необходимое расстояние от нижней грани сечения до центра тяжести арматуры (диаметром d = 5 мм):

а = а_b + 0,5d = 100 + 0,5·5 = 12,5 мм, принимаем а = 15 мм.

· Рабочая высота сечения h₀ = h¢_f – a = 6 –1,5 = 4,5 см.

Подбор рабочей арматуры

· Параметр А₀: .

· Относительная высота сжатой зоны: .

· Относительное плечо внутренней пары сил: η = 1 – 0,5ξ = 0,984.

· Требуемая площадь арматуры: .

· Используем для армирования сетку с минимально допустимым шагом S = 200 мм (п. 5.20 СНиП [2]), тогда в пределах условной ширины b = 1 м размещается 5 стержней. По сортаменту определяем, что площадь сечения 5Æ5 равна А_s = 0,982 см², что составляет больше требуемой.

Конструирование сеток

· Выбранная рабочая арматура располагается параллельно короткой стороне сетки. В направлении длиной стороны арматуру ставим конструктивно: принимаем стержни Æ4Вр-I с шагом 200 мм (кратно 50 мм). Размеры сеток приведены в прил. 3.

· Арматурная сетка размещается в растянутой зоне сечения полки, положение которой определяется по эпюре изгибающих моментов (рис. 3.4).

4 В рёбристой панели используется две сетки: пролётные моменты воспринимают сетки С-1, установленные у нижней грани сечения; опорные моменты воспринимают аналогичные, но более узкие сетки С-2 (2 шт.), установленные у верхней грани сечения.

4 В панели типа 2Т используется одна сетка С-1, расположенная у нижней грани сечения; вблизи ребер и на консолях стержни сетки переводятся в верхнюю зону.

· Шаг стержней у краев сетки может отличаться от основного (в меньшую сторону, кратно 10 мм).

Бетон

4 Используем тяжелый бетон класса В25 (по заданию), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.

4 Расчетные сопротивления бетона (табл. 13 СНиП [2]):

· сжатию R_b = 14,5 МПа,

· растяжению R_bt = 1,05 МПа.

4 Коэффициент условий работы, учитывающий длительность действия нагрузки γ_b2 = 0,9 (табл. 15 СНиП [2]).

4 Начальный модуль упругости бетона Е_b = 27 000 МПа (табл. 18 СНиП [2]).

Арматура

4 Продольная рабочая арматура – ненапрягаемая, класса А-III (А400), диаметр Æ10…40 мм.

Расчётное сопротивление растяжению R_s = 365 МПа (табл. 22* СНиП [2]).

Модуль упругости арматуры E_s = 200 000 МПа (табл. 29* СНиП [2]).

4 Поперечная рабочая арматура – также класса А-III (А400).

Расчетное сопротивление растяжению поперечной арматуры (табл. 22* СНиП [2]):

R_sw = 285 МПа (Æ6…8 мм), R_sw = 290 МПа (Æ10…40 мм).

Если диаметр поперечных стержней меньше 1/3 диаметра продольных стержней, значение R_sw = 255 МПа (примеч. к табл. 22* СНиП [2]).

Подбор продольной арматуры

· В колоннах средних рядов здания изгибающие моменты М незначительны, поэтому можно принять, что колонна воспринимает только продольные усилия N и работает в условиях внецентренного сжатия со случайным эксцентриситетом.

4 При действии значительных изгибающих моментов М колонна является внецентренно сжатой с расчётным эксцентриситетом e = M/N.

· Подбор продольной арматуры достаточно провести для наиболее нагруженной колонны 1-го этажа, а в колонных остальных этажей принять его таким же. Расчётное продольное усилие в колонне 1-го этажа: N_k = 3 514 кН (п. 2.4.4).

· Расчётная длина колонны принимается равной высоте этажа: l₀ = Н_э = 4,2 м.

· Классы бетона и арматуры для колонны принимаются такими же, как и у ригеля перекрытия (п. 4.1). Коэффициент длительности действия нагрузки g_b2 = 0,9.

· Продольное армирование колонны назначается из условия прочности, которое имеет вид:

N_k £ j (R_b g_b2 A + R_sc A_s,tot),

где j – коэффициент, учитывающий влияние продольного изгиба; принимается по справочной таблице в зависимости от отношения расчётной длины колонны к её ширине: l₀/h_k = 4,2/0,45 = 9,33; тогда коэффициент j = 0,9.

l0/hk	6…12
j	0,9	0,8	0,7

А – площадь поперечного (бетонного) сечения колонны: A = (b_k)² = 45² = 2025 см².

R_sc – расчётное сопротивление продольной арматуры сжатию; для арматуры класса A-III (А400) R_sc = 365 МПа.

A_s,tot – суммарная площадь продольной арматуры колонны, которую необходимо определить в результате расчёта.

· Требуемая площадь сечения продольной арматуры A_s,tot назначается из двух равноправных условий:

4 из условия прочности:

.

4 из условия обеспечения минимального коэффициента армирования

m _min = 0,002 (0,2%): A_s,tot ³ 2A×m _min = 2×2025×0,002 = 8,1 см².

· Принимаем по сортаменту A_s,tot = 40,72 см² (4Æ36 A-III).

· Устанавливаем 4 арматурных стержня по углам колонны (рис. 5.1).

4 Допускается применять для армирования колонны 6 стержней, однако в данном случае этот вариант является менее выгодным.

Общие соображения

· Проектируем отдельный монолитный фундамент мелкого заложения под колонну.

4 Основные понятия: обрез фундамента – это его верхняя грань, подошва фундамента – это нижняя грань, основание – это грунт под подошвой фундамента, глубина заложения подошвы фундамента – это расстояние от наружной поверхности земли до подошвы фундамента.

· Глубина заложения подошвы фундамента назначается исходя из инженерно-геологических условий площадки строительства, климатических воздействий на верхние слои грунта (в том числе условий промерзания грунта), а также конструктивных особенностей возводимого и соседних сооружений и составляет (по заданию) d_f = 1,3 м.

· Пол 1-го этажа выполняется по грунту. Заглубление обреза фундамента относительно уровня пола 1-го этажа: d₀ = 0,15 м.

· Высота фундамента: h_f = d_f – d₀ = 1,30 – 0,15 = 1,15 м.

· Расчётное сопротивление грунта основания (по заданию):

R₀= 0,25 МПа = 250 кН/м².

· Средний удельный вес фундамента с грунтом на его уступах: g_m = 20 кН/м³.

· Классы бетона и арматуры для фундамента принимаются такими же, как и у ригеля перекрытия (п. 4.1). Коэффициент длительности действия нагрузки g_b2 = 0,9.

· Под фундаментом предусматривается бетонная подготовка толщиной 100 мм из бетона класса В3,5.

· Фундамент под колонну, сжатую со случайным эксцентриситетом, воспринимает в основном только продольную силу, поэтому его можно считать центрально нагруженным. Продольные усилия на уровне верха фундамента допускается принимать такими же, как на уровне пола 1-го этажа (п. 2.4.4):

нормативное усилие N_k.n = 3 123 кН; расчётное усилие N_k = 3 514 кН.

Центрально нагруженные фундаменты обычно проектируют квадратными в плане.

4 Внецентренно нагруженные колонны и фундаменты проектируют прямоугольными, при этом широкая сторона располагается в плоскости действия изгибающего момента.

· Расчёт фундамента состоит из двух этапов. На первом из них проводится расчёт по несущей способности основания, в результате которого определяется площадь подошвы фундамента A_f. На втором этапе выполняется расчёт по несущей способности самого фундамента, на основе которого определяются остальные размеры фундамента и площадь рабочей арматуры A_s,f.

Определение высоты ступеней

· Высота ступеней назначается кратной 50 мм. Принимаем высоту первой (нижней) и второй (средней) ступеней h₁ = h₂ = 350 мм, а третьей (верхней) ступени h₃ = 450 мм.

· Принимаем расстояние от нижней грани фундамента до центра тяжести растянутой арматуры подошвы а = 5 см, тогда рабочая высота фундамента:

h₀ = h_f – a = 115 – 5 = 110 см.

· Рабочая высота первой и второй ступеней:

h_0,1 = h₁ – a = 35 – 5 = 30 см; h_0,2 = h₁ + h₂ – a = 35 + 35 – 5 = 65 см.

Список литературы

1. СНиП 2.01.07 – 85*. Нагрузки и воздействия. / Госстрой России. – М.: ФГУП ЦПП, 2004. – 44 с.

2. СНиП 2.03.01 – 84*. Бетонные и железобетонные констр