Постоянная нагрузка от 1 м2 кровли

Элементы кровли	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффицент надежности по нагрузке, γf	Расчетная нагрузка, кН/м2
Слой гравия, втопленный в битум	0,16	1,3	0,208
Гидроизоляционный ковер – 2 слоя «Унифлекс»	0,09	1,3	0,117
Асфальтовая стяжка 20	0,36	1,3	0,468
Минераловатные плиты 100(ρ = 3,7 кН/м3)	0,37	1,3	0,481
Пароизоляция – 1 слой «Бикроэласт»	0,03	1,3	0,039
Итого	1,313

 

С учетом грузовой площади постоянная нагрузка от собственного веса кровли будет равна 1,313 · 35,28 = 67,9 кН.

Постоянная нагрузка от собственного веса железобетонной плиты перекрытия (покрытия) при толщине плиты 70 мм, плотности железобетона ρ = 25 кН/м³ и коэффициенте надежности по нагрузке γ_f = 1,1 на грузовую площадь составит 0,07·25·1,1· 35,28 = 67,9 кН.

Постоянная нагрузка от веса ребер второстепенных балок перекрытия (покрытия) при количестве балок на грузовой площади 3 шт. длиной 5,6 м и размерами сечения ребра 0,2 × 0,33 м будет равна 0,2·0,33·25·1,1·3·5,6 = 30,5 кН.

Постоянная нагрузка от веса ребер главных балок перекрытия (покрытия) на грузовой площади длиной 6,3 м и размерами сечения ребра 0,3 × 0,68 м составляет 0,3·0,68·25·1,1·6,3 = 35,34 кН.

Постоянная нагрузка от веса колонны сечением 400 × 400 мм при высоте этажа 4,20 м будет равна 0,4· 0,4·25·1,1·4,20 = 18,48 кН.

Итого постоянная нагрузка на колонну первого этажа от веса всех железобетонных конструкций здания (при количестве этажей – 6)будет равна 6∙(67,9+30,5+35,34+18,48) = 913,32 кН.

Постоянная нагрузка на колонну от массы пола 5-и этажей при γ_f = 1,2 составит 5·1,0·1,2·35,28 = 211,68 кН.

Временная расчетная нагрузка от снега на 1 м² покрытия для

г. Братск(3снеговой район) составляет 1,8 кН/м².

При этом длительная составляющая будет равна 0,3·1,8 = 0,54 кН/м².

С учетом грузовой площади получим следующие величины нагрузки от снега на колонну: от полной снеговой нагрузки – 1,8·35,28=63,5 кН, а для длительной составляющей снеговой нагрузки – 0,54·35,28 = 19,05 кН.

От полной временной нагрузки на перекрытиях 5-и этажей при γ_f= 1,2 нагрузка на колонну составит 5·5·1,2·35,28=1058,4 кН, соответственно длительная составляющая будет равна 5·(5–1,5) 1,2·35,28=740,88 кН.

Суммарная величина продольной силы в колонне первого этажа будет 46,32+913,32+211,68+63,5+1058,4=2293,22 кН, в том числе длительно составляющая равна 46,32+913,32+211,68+19,05+740,88= 1931,25 кН.

С учетом класса ответственности здания при γ_n = 1,0 максимальная величина продольной силы в колонне составит N = 2293,22·1=2293,22 кН; в том числе длительно действующая N_l = 1931,25·1 = 1931,25 кН.

Характеристики бетона В25 и арматуры A400 для колонны. Поскольку колонна бетонируется в вертикальном положении, то расчетное сопротивление бетона умножаем на коэффициент условия работы γ_{b 3}= 0,9. R_b =11,5·0,9=10,35МПа. Продольная рабочая арматура класса A400, R_sc =350 МПа. Поперечная арматура класса В500.

 

Расчет прочности сечения колонны.

Так как класс тяжелого бетона ниже В35, а l ₀=4200 мм <20 h = 20 ∙ 400 = 8000 мм.

То таблице «Значение коэффициентов φ_sb и φ_b для расчета сжатых элементов из бетона классов В15-В35 на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом» при l ₀ /h = 4200/400=10,5и N_l / N = =1931,25/2293,22 находимкоэффициенты φ_b = 0,889 и φ_sb =0,903. Принимаем ориентировочно значение φ ≈ (φ_b + φ_sb)/2= (0,889+0,903)/2=0,896

Вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры:

 

мм²,

 

где A = bh = 400∙400 = 160000 мм².

Принимаем 4Ø32 A400 (A_s,tot = 3217 мм²).

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

α_s = R_scA_s,tot/(R_bA)=355·3217/(10,35·160000)=0,6896;тогда

φ = φ_b +2(φ_sb−φ_b) α_s =0,889+2(0,903 – 0,889)0,6896 = 0,908> φ_sb = 0,903.

При φ = φ_sb = 0,903 несущая способность расчетного сечения колонны первого этажа будет равна:

N_ult = φ (R_bA+R_scA_s,tot)=0,903(10,35·160000+355·3217)=2794,4 ·10³ Н =2523,8 кН.

N_ult = 2523,8 кН > N = 2293,22 кН, следовательно, прочность колонны обеспечена.

Так же удовлетворяются требования по минимальному армированию, поскольку:

μ=A_s,tot/A ∙100%=3217/160000 ·100 = 2,01% >0,4%.

Поперечную арматуру в колонне конструируем из арматуры класса В500 диаметром 8 мм, устанавливаемую с шагом s_w = 450 мм < 15 d = 15·32 = 480 мм и не более 500 мм (рис. 11, а).

Фундамент.

Проектируем под колонну с расчетным усилием на подколонник N = 2293,22 кН.

Характеристики бетона В25 и арматуры для фундамента.. Поскольку плитная часть фундамента бетонируется в горизонтальном положении расчетные сопротивления бетона будут равны R_b = =11,5 МПа и R_bt = 0,9 МПа. Продольная рабочая арматура сетки класса A400, R_s =355 МПа.

Вычислим нормативное усилие от колонны принимая среднее значение коэффициента надежности по нагрузке γ_fm =1,15, соответственно получим Nⁿ =N/γ_fm= 2293,22 /1,15=1994 кН.

Грунт основания имеет расчетное сопротивление R ₀ = 0,25 МПа = 250 кН/м², а глубина заложения фундамента равна d =1,6м.

Принимая средний вес единицы объёма бетона фундамента и грунта на обрезах γ_mt =20 кН/м^э, вычислим требуемую площадь подошвы фундамента:

A=Nⁿ/ (R ₀ −γ_mtd)=1994/(250−20·1,6) = 9,15 м².

Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее a = = = 3,03 м; назначаем а = 3,10 м, тогда фактическая площадь подошвы фундамента составит A= 3,10² = 9,61 м² а давление под подошвой фундамента от расчетной нагрузки будет равно р^'_s= N/A = 2293,22/9,61 = 239кН/м² = 0,239 МПа.

 

Рис. 11. К расчету колонны и фундамента: а – деталь армирования колонны; б – расчетные сечения и деталь армирования фундамента

Высота фундамента должна удовлетворять двум условиям: прочности плитной части фундамента на продавливание и надежной анкеровки продольной рабочая арматуры колонны в фундаменте.

Рабочую высоту фундамента (рис. 11, б) по условию прочности на продавливание вычислим по формуле:

мм,

тогда Н = h ₀ + 50 = 460+50 =510 мм.

Базовую (основную) длину анкеровки арматурного стержня Ø32А400 в бетоне класса В20 определим по формуле:

мм, где:

A_s и u_s− соответственно площадь и периметр анкеруемого арматурного стержня Ø32 мм;

R_bond − расчетное сопротивление сцепления арматуры,

R_bond = η ₁ η ₂ R_bt = 2,5∙1,0∙0,9=2,25 МПа,

η ₁=2,5 для арматуры классов А400 и А500 и η ₂=1,0 при диаметре анкеруемой арматуры ≤ 32 мм (η ₂=0,9 при диаметре арматуры 36 и 40 мм).

Найдем расчетную длину анкеровки арматуры колонны:

1262,7 мм,

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.

Тогда высота фундамента по условию анкеровки арматуры должна быть не менее Н = l_an+ 50 = 675 +50 = 725 мм.

Принимаем окончательно фундамент высотой H = 800 мм, двухступенчатый, с высотой нижней ступени h ₁ = 400 мм.

С учетом бетонной подготовки под подошвой фундамента будем иметь рабочую высоту h ₀=800–50 = 750 мм и для первой ступени h ₀₁= 400 – 50 = 350 мм.

Выполним проверку условия прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого сечения (b = 1 мм) находим:

Q = 0,5 (а – h_с – 2 h ₀) bp^'_s = 0,5(3100 – 500 –2·750)1 · 0,239=131,45 H.

Поскольку Q_b,min = 0,5 R_btbh ₀₁= 0,5 ·0,9 ·1·350 = H > Q = 157,5 Н, то прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.

Площадь сечения арматуры подошвы квадратного фундамента определим из условия расчета фундамента на изгиб:

Изгибающие моменты вычисляем по формулам:

M _I = 0,125 p^'_s (a –h_c)² a =0,125·0,239 (3100–500)² 3100 = 626 ·10⁶ Н·мм;

M _II = 0,125 p^'_s (a –a ₁)² a =0,125·0,239(3100–1300)² 3100 = 300,1 ·10⁶ H·мм.

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

A_{s I}= M _I / (0,9 h ₀ R_s)=626·10⁶/(0,9·750·355)= 2613мм²;

A_{s II}= M _II / (0,9 h _{0 1} R_s) = 300,1·10⁶/(0,9·350·355)=2683,7 мм².

Нестандартную сварную сетку конструируем с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 21Ø14 A400 (А_s = 3232 мм²). Соответственно фактические проценты армирования расчетных сечений:

μ _I = A_s /(a ₁ h ₀)∙100=3232/(1300·750)100=0,33 %;

μ _II =A_s /(a h ₀₁)∙100=3232(3100·350)100=0,297 %,что больше μ_min = 0,10%.

Средний шаг стержней в сетке:

s = (a − 100)/(n− 1) = (3100 −100)/(21−1) = 150 мм,

где n – число стержней в сетке.

 

 

Список литературы

1. Бородачев Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных конструкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов – Сама- ра:СГАСУ, 2012. – 304 с.

2. СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003.– М.: 2012. – 161 с.

3. 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.

4.. 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.

5. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*. – М.: ОАО «ЦПП», 2011. – 96 с.253

6. СП 22.13330.2011. Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция СНиП 2.02.01-83*. –М.: ОАО «ЦПП», 2011. – 166 с.

7. ГОСТ Р 21.1101–2009. СПДС. Основные требования к пректной и рабо- чей строительной документации.

8. ГОСТ 21.501–93. СПДС. Правила выполнения архитектурно- строительных рабочих чертежей.