1.4 Расчет колонны подвала

Исходные данные:

Марка бетона колонны В-20

R_b=11,5 МПа

E_b=27500 МПа

R_bt=0,9 МПа

Арматура А-400 с R_sс=R_s=355 МПа, Е_s=200000 МПа

b_к×h_к=400×400=1600 мм

l₀=0,7×H_подв=0,7×4,8=3,36 м

е_а1=1см

maх е_а2= l_0/600=0,56 см

е_а3= h_к/30=1,33 см

Выбираем максимальное значение: е_а3=1,33см

1.4.1 Расчет колонны из плоскости изгиба

А_s+А_s^’=(N_max¹⁺⁴–φ×R_b×b_к×h_к)/φ×R_sc

N=N_max¹⁺⁴=3495,394 кН

N_е/N=1

l₀/b=3,36/0,4=8,4

α_s=μ×(R_s/R_b)=0,025(355/11,5)=0,93

φ_В=0,92

φ_SВ=0,89

φ=φ_В+2×(φ_В-φ_SВ)α_S=0,92+2(0,92-0,89)0,93=0,97

А_s+А_s^’=(3495,394-0,97×11,5×40×40)/355×0,97=49,676

1.4.2 Расчет колонны в плоскости изгиба

Рис.8. Расчётная схема колонны и эпюра моментов

В т.2 при = 8,4 > 4 – необходимо учитывать влияние прогиба на величину эксцентриситета.

Значение продольных сил в точках

= 3351,754 кН.

Вес колонны подвала = 20 кН.

= 3338,42 кН;

= 3331,754 кН.

Условная критическая сила:

= 9353,74 кН

= 1,555

Дальнейший расчёт приведён в табличной форме.

Таблица2

№ точки	, кН	, кН.м	, см
1	3351,754	12,1	3,61	1	3,61
2	3338,42	12,1	3,62	1,555	5,63
3	3331,754	24,2	7,26	1	7,26

т.к max ,колонна рассчитывается как центрально сжатая

При = 0,531 – (для арматуры А400).

Площадь симметричной арматуры

=15,875 см²,

где = 0,125.

= 0,16;

= 21,26 см;

= 0,9,

= 0,77.

Принимаем продольную арматуру 4  32 А-400 с = 32,17 см² > =31,75 см². Поперечная арматура  8 А-400 с шагом 300 мм < 500 мм.

1.4.3 Расчёт консоли колонн

Рис.9. К расчёту консоли

l₁=l_р=0,3 м

l= l₁+0,05=0,35 м

d=l₁/2+0,05=0,3/2+0,05=0,2 м

h^тр₀≥√ Q_ВА¹⁺²d/R_btb*1,2=√277,1×0,2/900×0,40*1,2=0,36 м

где d= 20 см – расстояние от опорной реакции до грани колонны.

При высоте свободного края консоли 150 мм и угле наклона 45⁰ высота консоли =50 см; = 48 см > = 35 см.

Площадь рабочей арматуры

= 4,517 см².

По сортаменту принято 2  18 А400 с = 5,09 см².

При = 50 см ≤ = 50 см. Поперечная арматура в виде наклонных хомутов  6 А400 с шагом = 100 мм < 150 мм.

2.Каменные конструкции

2.1 Расчет простенка

Размеры оконных проёмов = 1,8м, = 1,5 м. Простенки = 0,65 м, = 1,5 м (между ригелями размеры 2 оконных проёма). Кладка выполняется из силикатного кирпича.

а ) б) в)

Рис. 10 Расчетная схема простенка

а) и б) Конструктивная и расчетная схемы; в) эпюра моментов.

Рис.11 Схема здания

Сбор нагрузок на несущий простенок 1 ого этажа 1)N_кр=q_кр×А×В×0,5=5×6×6×0,5=90 кН

2)N_пер=Q_А¹⁺²×(n_эт-1)=196,5×(7-1)=1179 кН

3)N_ст=F_ст×δ_ст×γ_кир×γ_f×γ_n=45,93×0,53×18×1,1×0,95=

=457,9 кН

F_ст=(bст+В₀)(Н_эт×(n_эт-1)+Н_пар)-Н₀В₀(n_эт-1)=

(1,5+1,5)(3,6×(7-1)+1)-1,8×1,5×(7-1)=45,93 м² ; где = 1 м – высота парапета; = 18 кН/м³ – объёмный вес кирпичной кладки, = 0,53 м – толщина стены с учётом слоя штукатурки.

N=N_кр+N_пер+N_ст=90+1179+457,9=1726,9 кН

Изгибающий момент от внецентренного приложения нагрузки в уровне перекрытия

М_р=Q_А¹⁺²×е=196,5×0,189=37,14 кН×м

е=h_ст/2–6,6=51/2-6,6=18,9 см

Момент, действующий в верхнем сечении простенка

М_В=37,14×(3,6–1,3)/3,6=23,728 кН

Прочность кладки при внецентренном сжатии

R≥N/m_g×φ₁×bст×hст×ω×(1-2е₀/h_cт)

m_g=1

Эксцентриситет приложения продольной силы

е₀=М_В/N=23,728/1726,9=0,013

ω=1+е₀/h_cт≤1,45

1+0,013/0,51= 1,033, - удовлетворяет условию

= 0,78, где =0,85– коэффициент продольного изгиба при ; = 0,71 – то же для сжатой части при = 9,4, где = 50,4 см.

R≥N/m_g×φ₁×bст×hст×ω×(1-2е₀/h_cт)= 1726,9/1*0,78*150*50,4*0,013*(1-2*0,013/50,4)=2,2

По табл. 5.2 [4] принимаем марку кирпича М200 и раствора М50 для которых прочность кладки =2,2 МПа. Применение сетчатого армирования по высоте простенка позволяет увеличить сопротивление кладки приблизительно в 2 раза и тем самым уменьшить марку кирпича и раствора.