Проектирование железобетонной конструкции (стр. 5 из 6)

s_max.

Принимаем шаг поперечных стержней у опоры s₁=80мм, а в пролёте – s₂=400мм, отсюда A_sw=q_sws₁/R_sw=(68,92·180)/175=70,89мм²; принимаем в поперечном сечении два поперечных стержня диаметром 8мм с учётом диаметра продольной арматуры (A_sw=101мм²).

Таким образом, принятая интенсивность поперечных стерней у опоры и в пролёте будет соответственно равна:

- q_sw1= R_swA_sw/s₁=175·101/180=98,2Н/мм;

- q_sw2= R_swA_sw/s₂=175·101/400=44,2Н/мм.

Проверим условие (57) [3]. Так как q_sw1=98,2Н/мм > Q_b,min/(2h₀)= 90Н/мм, а q_sw2=44,2Н/мм < Q_b,min/(2h₀) =90Н/мм, то, согласна п.3.34[3], для вычисления l₁(длины участка ригеля с интенсивностью поперечных стержней q_sw1) корректируем значения M_b и Q_b,min по формулам:

Вычисляем с₀₁=

Так как q₁= 73,98мм <q_sw1- q_sw2 = 119,46-44.2=109мм, С вычисляем по формуле:

но не более

Принимаем С=2м, тогда l₁ будет равно:

Тогда L₁=l₁+0,2м=1,76+0,2=2,01м > 1/4l=(1/4)7,2=1,65м.

Принимаем L₁=2.01м.

Проверяем прочность по наклонной полосе ригеля между наклонными трещинами: μ_w = A_sw/(bs) = 101/(250·180) = 0,0022; α = E_s/E_b =2 10000/24500 = 6.09; φ_w1 =1+5αμ_w =1+5·7,24·0,0022 = 1,07; φ_b1 = 1-βR_b = 1-0,01·17,55 = 0,824 тогда

0,3φ_w1φ_b1bh₀ = 0,3·1,1·0,83·17,55·250·512 = 751,99·10³Н = 751,99кН > Q_max= 264,2кН, следовательно, прочность наклонной полосы обеспечена.

Построение эпюры материалов выполняем с целью рационального конструирования продольной арматуры ригеля в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов.

Определяем изгибающие моменты, воспринимаемые в расчётных сечениях, по фактически принятой арматуре.

- Сечение в пролёте с продольной арматурой 2Ø25А-III (рис. 3.4), А_s=982мм²; х=R_sA_s/(R_bb) = 365·982/(17.55·250) = 819мм, ξ = х/h₀ = 81.9/512 = 0,160 < ξ_R =0,564; тогда

M=R_sA_s(h₀-0,5x)=365·982·(512-0,5·81.9)=168,8кН/м;

- Сечение в пролёте с продольной арматурой 4Ø25А-III (рис. 3.5), А_s=1963мм²; х=R_sA_s/(R_bb) = 365·1693/(17.55·250) = 163,8мм, ξ = х/h₀ = 268,27/606 = 0,345 < ξ_R =0,573; тогда

M=R_sA_s(h₀-0,5x)=365·1963·(508-0,5·163,8)=286.7кН/м;

- Сечение в пролёте с арматурой в верхней зоне 2Ø12А-II (рис. 3.6), А_s=226мм²; х=R_sA_s/(R_bb) = 280·226/(17·250) = 14,89мм,

M=R_sA_s(h₀-0,5x)=280·226·(640-0,5·14,89)=40кН/м;

- Сечение у опоры с арматурой в верхней зоне 2Ø32А-III (рис. 3.7), А_s=1609мм²; х=R_sA_s/(R_bb) = 365·1609/(17.55·250) = 133,9мм, ξ = х/h₀ = 133.9&bsol;508 = 0,26 < ξ_R =0,564; тогда

M=R_sA_s(h₀-0,5x)=365·1609·(508-0,5·133,9)=441,05кН/м

Вычисляем необходимую длину анкеровки обрываемых стержней для обеспечения прочности наклонных сечений на действие изгибающих моментов в соответствии с п. 3.46[3].

Для нижней арматуры по эпюре Q графическим способом находим поперечную силу в точке теоретического обрыва стержней диаметром 36мм Q=173,05кН, тогда требуемая длина анкеровки будет равна W₁=Q/(2q_sw)+5d=150·10³/(2·98,2)+5·36=888,7мм=88,8см.

Для верхней арматуры у опоры диаметром 40мм при Q=75кН соответственно получим W_b=85.6·10³/(2·98,2)+5·32=595мм=60см.

4. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СБОРНОЙ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ КОЛОННЫ И ЦЕНТРАЛЬНО НАГРУЖЕННОГО ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ

Определим нагрузку на колонну с грузовой площади, соответствующей заданной сетке колонн 6,6х6=39,6м² и коэффициентом надёжности по назначению здания равным 1:

Постоянная нагрузка от конструкций одного этажа:

· от перекрытия 4,476·39,6·1=177,25кН;

· от собственного веса ригеля сечением 0,25х0,55 длиной 6,6м 0,25·0,55·6,6·25·1,1·1 = 24,96кН;

· от собственного веса колонн сечением 0,3х0,3м и при высоте этажа 3,3м 0,3·0,3·3,3·25·1,1·1=8,17кН.

ИТОГ: 246,75кН.

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа 7,2·39,6·1=285,12кН, в том числе длительная –4,2*39,6·1=166,32кН.

Постоянная нагрузка от покрытия при нагрузке от кровли и плит 5кН/м² составит 5·39,6·1=198,1кН, то же с учётом нагрузки от ригеля и колонны верхнего этажа 198+24,96+8,17=231,13кН.

Временная нагрузка от снега для города Казань (4 снеговой район) s=1,5кН/м² при коэффициенте надёжности по нагрузке 1,4 будет равна 1,5·1,4·39,6·1=83,21кН, в том числе длительная составляющая – 0,5·83,21=41,58кН.

Таким образом, суммарная (максимальная) величина продольной силы в колоне первого этажа (при заданном количестве этажей – 5) будет составлять N=(210,4+285,12)(5-1)+231,1+81,21=2296,34кН; в том числе длительно действующая N_l = (210,4+166,32)(5-1)+231,1+41,61=1719,51кН.

4.1 Расчёт и проектирование колонны

Бетон тяжелый класса В35, R_b=17,55МПа. Продольная рабочая арматура класса А-II, R_cs=280МПа.

Расчёт прочности сечения колонны выполняем по формулам п.3.64[3] на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом, поскольку класс бетона ниже В40, а l₀=6300мм<20h=20·400=6000мм.

Принимая предварительно коэффициент φ=0,9 вычисляем требуемую площадь сечения продольной арматуры по формуле (119) [3]:

Принимаем 6Ø25А-III (A_s,tot=2945мм²).

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

При N_l/N==0,77; l₀/h=3600/400=9 и а’=40мм<0,15h=60мм по приложению IV находим φ_b= 0,90, φ_sb=0,91.

Поперечную арматуру в колонне конструируем в соответствии с требованиями п. 5.22[2] из арматуры класса A-I диаметром 10мм, устанавливаемую с шагом S=500мм<20d=20·36=720мм. Принимаем шаг 500мм.

4.2 Расчёт и проектирование фундамента

Фундамент проектируем под рассчитанную выше колонну сечением 300х300мм с расчётным усилием в заделке N=2296,34кН.

Для определения размеров подошвы фундамента вычислим нормативное усилие от колонны, принимая среднее значение коэффициента надёжности по нагрузке 1,15: Nⁿ=N/γ_fm=2296,34/1,15=1996,8кН.

По заданию грунт основания имеет условное расчётное сопротивление R₀=0,28МПа, а глубина заложения фундамента Н_f=1,5м.

Фундамент должен проектироваться из тяжелого бетона класса В15 (R_bt=0,675МПа) и рабочей арматурой класса А-I, R_s=225МПа.

Принимая средний вес единицы объёма бетона фундамента на обрезах γ_ft=20кН/м³=20·10^-6мм³, вычислим требуемую площадь подошвы фундамента по формуле (XII.I) [1]:

Размер стороны квадратной подошвы фундамента должен быть не менее а=

Назначаем размер а=2,9м, при этом давление под подошвой фундамента от расчётной нагрузки будет равно P^’_s=N/A_f,tot=3378,14·10³/3300² = 0,31МПа.

Рабочую высоту фундамента определяем по условию прочности на продавливание по формуле (XII.4) [1]:

, то есть

Н = h₀+а = 628+50 = 678мм.

По условию заделки колонны в фундаменте полная высота фундамента должна быть не менее Н=1,5h_с+250=700мм.

По требованию анкеровки сжатой арматуры колонны Ø36А-II в бетоне класса В35 Н=λ_апd+250=16·36+250=626мм. Принимаем Н=700мм.

С учётом удовлетворения всех условий принимаем окончательно фундамент высотой Н=850мм, двухступенчатый, с высотой нижней ступени h₁=300мм. С

учётом бетонной подготовки под подошвой фундамента будем иметь рабочую высоту h₀ = Н – а = 850 - 50 = 800мм и для первой ступени h₀₁ = 550-50 = 400мм.

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

Q=0,5(a-h_c-2h₀)bP’_s=0,5(3300-400-2·800) ·1·0,31=201,5Н.

Так как Q_b,min = 0,6R_btbh₀₁ = 0,6·0,675·1·500 = 202,5Н>Q=201,5Н, то прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.

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

Изгибающие моменты определим по формуле (XII.7) [1]:

М_I=0,125P’_s(а- h_c)²b=0,125·0,273·(2900-300)²·2900=669·10⁶Нмм;

М_II=0,125P’_s(а- а₁)²b=0,125·0,273·(2900-1000)²·2900=357,46·10⁶Нмм.

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

;

.

Нестандартную сварную сетку конструируем с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой 15Ø20А-III (A_s =3142мм²), с шагом стержней 200мм.