6. Расчет монолитной железобетонной колонны

Рассчитать и законструировать монолитную железобетонную колонну 1-го этажа трёхэтажного здания при следующих данных:

сетка колонн ₁ х ₂ = 6,8 х 6,8 м;

высота этажа Н_э = 4,2 м;

количество этажей n=4;

район строительства – г. Светлогорск;

расчетная нагрузка на 1 м² перекрытия q_пер+ P_риг= 4,41+ кН/м²;

расчетная нагрузка на 1 м² покрытия q_покр+P_риг=7,4+ кН/м²;

где P_риг=0,74 кН/м² стр

полезная нагрузка на 1 м² перекрытия – 4,19 кН/м²;

снеговая – 1,13 кН/м².

О

₃₀₀₀

₃₀₀₀

₆₀₀₀

₆₀₀₀

₆₀₀₀

₆₀₀₀

₃₀₀₀

₃₀₀₀

пределяем грузовую площадь для колонны

А_груз. = ℓ₁ * ℓ₂ =6,8 * 6,8 = 46,24 м²

Определяем полную нагрузку на колонну:

G_покр = 8,14 * 46,24 = 376,39кН;

Q_покр. = 1,13* 46,24 = 52,25кН;

G_{перекр.} =5,15*46,24 = 238,14кН;

Q_{перекр.} =4,19*46,24 = 193,75кН;

Собственный вес колонны в пределах первого этажа:

G_{колонны} = b * h * H_эт * р * γ_f * γ_n = 0,4 * 0,4 * 4,2 * 2,5 * 1,15 * 0,95 * 9,81= 18,01кН.

Определяем усилие в колонне в пределах 1-го этажа:

-от постоянных нагрузок:

G₁ = G_{покрыт.} + (n – 1) * G_перекр + n * G_{колонны} = 376,39 + (4 – 1) * 238,14+4 *18,01 = 1162,85 кН;

-от переменных:

Q₁ = (n – 1) * Q_перекр = (4 – 1) * 193,75 = 581,25кН.

Q₂ = Q_покр = 52,25 кН;

Составим расчетные комбинации усилий:

N_{sd, 1} = G₁ + Q₁ + ∑ψ * Q₂ = 1162,85 + 581,25 + 0,7 * 52,25 = 1780,68кН

N_{sd, 2} = G₁ + Q₂ + ∑ψ * Q₁ = 1162,85 +52,25 + 0,7 *581,25 = 1621,98кН

Наиболее невыгодной является первая комбинация – N_{sd, 1} = 1780,68 кН

Длительную часть переменной нагрузки определим путем умножения полной части переменной нагрузки на коэффициент сочетания ψ₂ (зависит от вида нагрузки)

Q_1,1 = Q₁ * ψ₂ = 581,25 * 0,6 = 348,75кН

Q_2,1 = Q₂ * ψ₂ = 52,25 * 0,6 = 31,35кН – снеговая нагрузка

Выберем длительную часть для первой комбинации

N_sd,LT = 1162,85 + 348,75 + 31,35 = 1643,81 кН

Таким образом,

Расчетную длину колонны определяем по формуле:

L₀ = β * ℓ_col=1 *3800=3800мм

где β = 1 – коэффициент, зависящий от характера закрепления концов стойки.

ℓ_col = H_эт +500= 4200 + 500=4700 мм.

Н_эт = 4,2 м – высота этажа по условию;

450 – высота сечения главной балки, мм;

0,05 – отметка обреза фундамента, м.

Случайный эксцентриситет составит:

E_а = max =20 мм.

Определим гибкость колонны и необходимость учета влияния продольного изгиба:

i =

Определим эффективную расчетную длину:

1,92

5265,43

Определи гибкость λ через h:

По таблице7.2 СНБ 5.03.01-02<Бетонные и железобетонные конструкции> при

L/H 0.05

12 0.86

14 0.85

0,8542

Из условия N_sd­ < N_rd = φ * (α * f_cd * A_c + A_{s, tot} * f_yd)

площадь арматуры, требуемая по расчету

744,49

Для армирования колонны и подколонника принимаем 4 16 класса S400

A_s = 804мм² > A_{s, tot} = 744.49 мм².

Коэффициент армирования

Расчетная длинна выпуска ( ℓ_апс) стержней из подколонника определяется по формуле:

ℓ_апс ≥ max {ℓ_bd, ℓ_{b, min}}

где f_bd = η₁ * η₂ * η₃ * f_ctd = 0,7 * 1,0 *2,5 * 1 = 1,75МПа

834,29

ℓ_{b, min} = 0,3 * l_b = 0,3 * 834,29 = 250,29мм >15 * = 15 * 16 = 240.

Для обеспечения устойчивости рабочих стержней колонны от бокового выпучивания устанавливаются хомуты из арматуры 6 класса S240 с шагом не более 20 = 20 * 16 = 320 мм. Шаг хомутов принимаем равные 320 мм.

8. Расчет консоли колонны

Д линна площади опирания:

ℓ_sup = L_конс – 2 = 15 – 2 = 13 см

Расстояние от точки приложения V_риг до опорного сечения колонны:

а = L_конс -

М

a

омент, воспринимающий в консоли от ригеля:

V_риг. = Q_РИГ*L_риг/2=(63,58* 6,23/2=201,23кН

M_{rd, риг} = 1,25 * V_риг. * а = 1,25 *201,23 *0,085 = 21,38 кН *м

Принимаем два стержня S400 с A_s = 760 мм.