Проектирование 4х-этажного промышленного здания из сборных железобетонных конструкций

Размещено на http://www.allbest.ru/

22

Министерство образования и науки Российской федерации

Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение высшего профессионального образования Санкт-Петербургский государственный архитектурно-строительный университет

ИНСТИТУТ ПОВЫШЕНИЯ КВАЛИФИКАЦИИ И ПЕРЕПОДГОТОВКИ СПЕЦИАЛИСТОВ

Железобетонные конструкции

КУРСОВАЯ РАБОТА

Проектирование 4х-этажного промышленного здания из сборных железобетонных конструкций

Выполнил слушатель гр ПГС: Дуна И.П.

Проверил преподаватель: Конев Ю.С.

Санкт-Петербург 2014

Оглавление

Задание

1. Составление разбивочной схемы

2. Расчет прочности плиты П-1

2.1 Расчет полки плиты

2.2 Расчет продольного ребра

2.2.1 Расчет прочности по нормальному сечению

2.2.2 Расчет прочности по наклонному сечению

3. Расчет разрезного ригеля

3.1 Сбор нагрузок

3.2 Расчет прочности по нормальному сечению

3.3 Расчет прочности по наклонному сечению

4. Расчет колонны

4.1 Исходные данные для расчета

4.2 Расчет и конструирование

4.3 Расчет консоли колонны

4.4 Расчет армирования консоли

5. Расчет и конструирование фундамента

5.1 Исходные данные для расчета

5.2 Определение площади подошвы фундамента

5.3 Определение высоты фундамента

5.4 Проверка прочности нижней ступени против продавливания

5.5 Расчет армирования подошвы фундамента

Литература

Задание

4-этажное здание из сборных железобетонных конструкций с размерами в плане между внутренними стенами:

• длина L -- 38,8 м

• ширина В - 25,9 м

• толщина кирпичных стен - 510 мм

• высота этажа между отметками чистого пола h_эт - 4,8 м

• временная нагрузка на перекрытие V_n - 7,5 кН/м²

• расчетное сопротивление грунта R ₀- 0,2 МПа

1. Составление разбивочной схемы

Разбивка осей здания (или определение номинальной длины плиты с учетом заделки плиты на торцевые стены на глубину 120 мм):

Разбивка осей вдоль здания:

L = 38,8 м = 38800 мм

Длина плиты 1_пл = (L+2*120)/n = (38800 + 2*120)/6 = 6510 мм (см. листы 1, 2), где п =6 количество пролетов вдоль здания.

Номинальная длина плиты 1_п^н = 6510 мм.

Конструктивная длина плиты 1_п^к = 6490 мм (без учета шва между торцами плиты) (см. листы 3, 4).

1_П^К = 1_п^н - а, а = 20 мм - ширина шва (10+30)

Разбивка осей поперек здания:

При ширине В = 25,9 м, принимаем 4 пролета. Принимаем в средних пролетах 4 плиты, а в крайних по 3,5.

Номинальная ширина плиты Ь_н = В/(3,5+4,0+4,0+3,5) = 25900/15= 1730 мм (см. лист1).

Конструктивные размеры плиты = 1700 мм (см. листы 3, 4).

Разбивка осей здания (см. приложение лист 1 и 2).

Средние номинальные пролеты ригеля равны ~ 6920 мм (листы 1, 2).

1_н = 1730*4 = 6920 мм (см. листы 1,2). ^;

Плиты марок П-2 и П-3 являются плитами распорками, устанавливаемые по продольным осям колонн, в них предусматриваются вырезы для пропуска колонн.

В плитах при ширине более 1,2 м устраиваются поперечные ребра жесткости.

2. Расчет прочности плиты П-1

Расчет прочности плиты перекрытия состоит из расчета полки плиты и расчета продольных ребер.

2.1 Расчет полки плиты

Для упрощения расчета полка рассчитывается как неразрезная плита, работающая в коротком направлении, опорами которой служат продольные ребра.

За расчетный пролет принимается номинальная ширина плиты b_н = 1730 мм, за вычетом двух сечений продольных ребер b_р = 90 мм.

1₀ = b_н - 2 * b_р = 1730 - 180 = 1550 мм (см. рис.1)

Сбор нагрузок:

Нагрузка на полку распределяется на условную ширину плиты b = 1000 мм, высотой h = 50 мм, т.е. в данном случае принимаем плиту шириной 1000 мм, высотой 50 мм и пролетом 1₀ = 1550 мм.

Рис. 1 Расчетная схема: q - полная расчетная нагрузка; М_пр - опорный изгибающий момент (Мпр = (q * 1₀²) / 2) М_оп - опорный изгибающий момент

Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке yf	Расчетная нагрузка, кН/м2
1. Постоянная: - от веса пола в виде цементной стяжки толщ. 20 мм с плотностью 20 кН/м3 20*0,02=0,4	1,2	0,4*1,2=0,48
- от веса плиты с объемной массой 25 кН/м3 25*0,05=1,25	1,1	1,25*1,1=1,375
Итого постоянная расчетная нагрузка		g=1,855
2. Временная (по заданию) Vn = 7,5	1,2	V = 7,5* 1,2=9

Полная расчетная нагрузка:

q = g + V_n = 10,855 кН/м²

Полная расчетная нагрузка на 1 п.м.:

q= 10,855 * 1 = 10,855 кН/м

Изгибающие моменты (пролетный, опорный):

М_пр = - М_оп = (q * 1₀²) / 12 = (10,855 * 1,55²) / 12 = 2,173 кН*м = 2173000 Н*мм

Принимаем исходные данные для расчета:

R_b = R_b * г_b; R_bt ⁼ R_bt * г_bt,

где г_bt ⁼ 0,9 - коэффициент условия работы.

Плиту проектируем из бетона В15 с расчетными характеристиками:

R_b = 8,5 * 0,9 = 7,65 МПа, R_bt = 0,75 * 0,9 = 0,675 МПа

Рабочую арматуру для полки используем проволоку класса В500 с расчетным сопротивлением R_s = 415 МПа.

В продольных ребрах - продольную стержневую арматуру класса А400 с расчетным сопротивлением R_s = 355 МПа, поперечную арматуру (хомуты) класса А240 с R_sw = 170 МПа.

При толщине полки плиты 50 мм рабочая высота сечения h₀ = 50 - 15 = 35 мм (15 мм - защитный слой бетона). Определяем площадь сечения рабочей арматуры на 1 м ширины полки плиты:

б_m = М / (R_b * b * h₀²) = 2173000 / (7,65 * 1000 * 35²) = 0,232

0,232 < б_R = 0,376 (табл. 3)

Требуемая площадь сечения растянутой арматуры равна:

A_s = R_b * b * ho * (1 - v(1 - 2 б_m)) / R_s = 7,65*1000* 35*(1 - v(1 - 2 * 0,232)) / 415 = 173 мм ²

По сортаменту принимаем сварную сетку 100/100/5/5 с A_s = 196 мм . Сетка раскатывается вдоль продольных ребер на всю ширину полки С-3.

Дополнительная сетка С-4 заводится в продольных ребрах на 1/8 высоты ребра (рис.2).

2.2 Расчет продольного ребра

Высоту продольных ребер ориентировочно принимаем из соотношения:

h = 1 / (1/10-1/15) = 6490 / 10 = 433 мм

Полученное значение высоты округляем в большую сторону с кратностью 50 мм, но ограничиваем h < 450 мм. Окончательно принимаем h = 450 мм.

В качестве опорных конструкций для продольных ребер плиты принимаем ригели прямоугольного сечения шириной 300 мм.

Расчетная схема - поперечное сечение в виде таврового профиля, состоящего из

b_f = 1730 мм, h = 450 мм, h_f = 50 мм, b_р = 90 мм, а = 35 мм (рис. 3).

Размещено на http://www.allbest.ru/

22

Рис. 3

Сбор нагрузок, приходящихся на два продольных ребра, b_f = 1730 мм

Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке Yf	Расчетная нагрузка, кН/м2
1. Постоянная: - от веса пола 0,4*1,73=0,692	1,2	0,692*1,2=0,83
от веса плиты 1,25*1,73=2,163	1,1	2,163*1,1=2,38
- от веса поперечных ребер принимаем в среднем 0,25	1,1	0,25*1,1=0,275
- от веса продольных ребер 2*0,09*(0,45-0,05)*25=2,02	1,1	2,02*1,1=2,222
Итого постоянная расчетная нагрузка		g=5,707
2. Временная (по заданию) Vn = 7,5*1,73=12,975	1,2	V= 12,975*1,2=15,57

Полная расчетная нагрузка:

q = g + V = 5,707 + 15,57 = 21,277 кН/м²

За расчетную схему для продольных ребер принимаем однопролетную балку таврового . сечения со свободным опиранием концов на ригели. Расчетный пролет равен расстоянию между серединами опирания ребер панели на ригели (1_н = 6490 мм, см. стр.3)

1₀ = 1 _н - 2*0,5*150 = 6490 - 150 = 6340 мм,

где 150 мм - площадка опирания.

Усилие в двух продольных ребрах от расчетных нагрузок:

изгибающий момент

М = 0,125 * 21,277 * 6,34² = 106,91 кН*м = 106,91 * 10⁶ Н*мм

поперечная сила

Q = 0,5 * q * 1₀ = 0,5 * 21,277 * 6,34= 67,45 кН = 67,45 * 10³ Н

Расчетное сечение двух продольных ребер - тавровое с полкой в сжатой зоне. Ширина полки, вводимая в расчет при наличии поперечных ребер, принимается без учета шва между ребрами:

b_f=b_k = 1700 мм

Расчетная высота сечения:

h₀ = h - а = 450 - 35 = 415 мм

2.2.1 Расчет прочности по нормальному сечению

Проверяем условие положения границы сжатой зоны:

М_сеч = R_b * b'_f * (ho - 0,5 * h f) = 7,65 * 1700 * 50 * (415 - 0,5 * 50) =217 * 10³кН*мм > М= 106,91 * 10³ кН*мм

Следовательно, граница сжатой зоны проходит в полке. Расчет прочности производим как расчет прочности балки прямоугольного сечения шириной полки b_f = 1450 мм

б_m = М / (R_b * b * h₀²) = 106,91 * 10⁶ / (7,65 * 1450 * 415²) = 0,048 < 0,39

A_s = R_b * b'_f * h₀ * (1 - v(1 - 2a_m)) / R_s = 7,65 * 1700 * 415 * (1 - v (1 - 2 * 0,048)) / 355 = 750 мм²

Принимаем (по таблице сортамента арматуры) 2? 22 А400 с A_s = 760 мм². В каждом продольном ребре по одному диаметру 22 мм класса А400.

2.2.2 Расчет прочности по наклонному сечению

Проверяем достаточность принятых сечений расчетом прочности по наклонному сечению (прочность бетонной полосы). Ширина b = 180 мм (ширина сечения 2-х ребер, см. рис.3)

Q_ceч = 0,5 * R_b * b * h₀ = 0,5 * 7,65 * 180 * 415 =285,7 * 10³ H > Q = 67,45 * 10³ H,

т.е. прочность полосы обеспечена. Диаметр хомутов принимаем в зависимости от диаметра продольной арматуры (из условия свариваемости). d_sw =1/3 * d_s

d_s - диаметр продольной рабочей арматуры, d_s = 22 мм.

Принимаем d_sw = 8 мм класса А240 с R_sw = 170 МПа. По конструктивным требованиям шаг хомутов S_w при h < 450 мм 1/2 h = 225 мм и не более 150 мм принимаем S_w - 150 мм.

Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производим по условию: фундамент армирование консоль

Q < Q_b + Q_sw,

где: Q - поперечная сила в наклонном сечении;

Q_b - поперечная сила, воспринимаемая бетоном в наклонном сечении:

Q_b = M_b / с,

M_b = 1,5 * R_bt * b * h₀² = 1,5 * 0,675 * 180 * 415² = 31,4 * 10⁶ Н*мм

Q_sw - поперечная сила, воспринимаемая хомутами в наклонном сечении:

Qsw ⁼ 0,75 * q_sw * с

Площадь сечения одного хомута d_sw 8 мм по сортаменту A_swt -- 50,3 мм, для двух хомутов (по одному в каждом ребре) A_sw = 100,6 мм. При принятом шаге хомутов S_w ⁼ 150 мм интенсивность хомутов составляет:

q_sw = R_sw * A_sw / S_w = 170 * 100,6 / 150 = 114 Н/мм

Расстояние С от опоры принимаем максимально допустимое:

С = 2 * h₀ = 2 * 415 = 830 мм, но более S_w = 150 мм

Q_b = M_b / S_w = 31,4 * 10⁶/ 150 = 209 * 10³ Н = 209кН

Принимаем наименьшее значение S_w = 150 мм (см. лист 4)

Q_sw = 0,75 * q_sw * S_w = 0,75 * 114 * 150 =12825 = 12,8 кН

Qb + Qsw = 209 + 12,8 = 221,8 кН > Q = 67,45 кН

Прочность наклонных сечений обеспечена.

3. Расчет разрезного ригеля Р-2

Рис. 4 Расчетная схема

Для расчета принимаем ригель как разрезной прямоугольного сечения размерами

b * h = 300 * 650 мм

3.1 Сбор нагрузок

Расчетная нагрузка:

От веса перекрытия:

(q * 1_н) / b_н = (21,277 * 6,51) / 1,73 = 80,07 кН/м²

q - полная расчетная нагрузка, приходящая на 1 п.м. плиты

1 _н - номинальная длина плиты

b_н - номинальная ширина плиты

От веса ригеля:

25 * 0,3 * 0,65 * 1,1 = 5,36 кН/м²

Суммарная нагрузка:

q = 80,07 + 5,36 = 85,43 кН/м²

Изгибающий момент:

М = (q * 1₀²) / 8 = (85,43 * 6,2²) / 8 = 410,5 кН * м

Q = (q * 1₀) / 2 = (85,43 * 6,2) / 2 = 264,8 кН

Для расчета принимаем:

Бетон класса В20 с R_b = 11,5 МПа,

R_b = г_bt * R_b = 0,9 * 11,5 = 10,35

R_bt = 0,9 МПа,

R_bt = г_bt * R_bt = 0,9 * 0,9 = 0,81

г_bt ^- учитывает длительность действия нагрузки, коэффициент условия работы.

Продольная арматура класса А400 с Rs = 355 МПа, поперечная арматура класса А240 с R_sw =170 МПа.

3.2 Расчет прочности по нормальному сечению

ho = h - а = 650 - 35 = 615 мм, b = 300 мм

б_m = М / (R_b * b * h₀²) = 410,5 / (10,35 * 300 * 615²) = 0,35 < 0,39

A_s = R_b * b'_f * h₀ * (1 - v(1 - 2a_m)) / R_s = 10,35 * 300 * 615 (1 - v (1 -2* 0,35))/355 = 2433 мм²

По сортаменту принимаем 6 ?25 А400 с A_s = 2454 мм², d_s = 25 мм.

М = A_s / А_ь = 2454 /( 300 * 650) = 0,013 = 1,3% > M_smin = 0,1%

3.3 Расчет прочности по наклонному сечению

В наклонном сечении действует поперечная сила Q = 264,8 (см. стр.10)

Условие прочности:

Q<Qb + Qsw

Принимаем диаметр хомутов в сечении.

Диаметр одного d_w = 1/3 d_s = 1/3 * 25 = 8,3 мм, d_w = 8 мм с A_sw = 50,3 мм².

В сечении располагается три хомута с A_sw = 150,9 мм².

Шаг хомутов по конструктивным требованиям:

S_w = 1/3 h = 650/3=216 мм.

Шаг хомутов,-учитываемых в расчете, не должен превышать:

Sw max = Rbt * b * h0² / Q = 0,81 * 300 * 615² / 264,8 * 10³ = 347,1 мм

Максимальное допустимое расстояние:

c = 2*h₀ = 2 * 615 = 1230 мм

Из трех значений принимаем наименьшее значение шага хомутов S_w = с = 216 мм. Окончательно принимаем S_w = 200 мм.

Q_b = М_b / S_w = 137,8 * 10⁶ / 200 = 689 кН,

где М_b = 1,5 * R_bt * b * ho = 1,5 * 0,81 * 300 * 615² = 137,8 * 10⁶ H * мм

Погонное усилие:

q_sw = (R_sw * A_sw) / S_w = (170 * 150,9) / 200 = 128,3 Н/мм

Q_sw = 0,75 * q_sw * с = 0,75 * 128,3 * 200 = 19245 H = 19,2 кН

Qb + Qsw = 689 + 19,2 = 708,2 кН > Q = 264,8/** кН

Прочность по наклонному сечению достаточна.

4. Расчет колонны

4.1 Исходные данные для расчета

Принимаем к расчету наиболее нагруженную колонну среднего ряда. Расчет прочности колонны производим в наиболее нагруженном сечении - у обреза фундамента. Нагрузку на колонну с учетом ее веса определяем от опирающихся на нее ригелей трех вышележащих междуэтажных перекрытий. При этом неразрезность ригеля условно не учитывается. Поскольку усилия в ригеле определены без учета влияния жесткости колонны, то в качестве расчетной схемы колонны условно принимаем сжатую стойку со случайным эксцентриситетом, защемленную в уровне обреза фундамента и шарнирно закрепленную в уровне середины высоты ригеля.

Расчетная длина колонны первого этажа:

1₀ = м * 1 = 1 * (h_эт+ 0,7 - h_a- 0,5 * h_р) = 1 * (4,8 + 0,7 - 0,45 -0,5 * 0,65) = 4,73 м,

где: м = 1 - коэффициент закрепления опор колонны

h_эт - высота этажа по заданию

0,7 м - расстояние от обреза фундамента до уровня чистого пола

h_a - высота плиты

h_р - высота сечения ригеля

Принимаем колонну сечением 400 х 400 мм.

h_сol = 400 x 400 мм, a = 40 мм, ho = 360 мм

Бетон класса В25 с R_B = 0,9 * 14,5 = 13,05 МПа

Арматура класса А400 с R_s = 355 МПа

Хомуты из стержней класса В500 с Rs_W = 300 МПа

Расчетная нагрузка на колонну в уровне обреза фундамента:

N = q * 1_ср * n + G_сol = 85,43 * 6,92 * 3 + 66,44 = 1840 кН,

где: q - расчетная нагрузка при расчете ригеля

1_ср - расстояние между осями 2-3

n = 3 -- число перекрытий

G_сol - собственный вес колонны

G_сol = г * h_сol² * г _f* (h_эт * n + 0,7) = 25 * 0,4² * 1,1 * (4,8 * 3 + 0,7) = 66,44 кН

4.2 Расчет и конструирование

Расчетная формула колонны на центральное сжатие со случайным эксцентриситетом:

N < ц * (Rb * hcol² + Rsc * Asc),

где: ц - коэффициент продольного изгиба, принимаемый в зависимости от гибкого элемента

л = l₀ /h _сol= 4730 /400 = 11,83 < 14, ц = 0,9

Сечение арматуры колонны определяется по нижеприведенной формуле:

A_sc ⁼ ((N/ ц)-R_B * h_col²) /R_sc ⁼ ((1840 *10³ / 0,9) - 13,05 * 400²) / 355 = -122,7 мм²

м = A_sc / h _сol * h₀= -122,7 / 400 * 360 < 0

Из расчета следует, что при данном сечении колонны арматура не требуется, а назначается по конструктивным требованиям.

Ms min = 0,2% при 10 < 10 / h <25,

As = Ms min * hcol * h0 = 0,002 * 400 * 360 = 288 мм²

h0 = 400 - 40 = 360 мм,

4?10 с As = 314 мм², однако в соответствии с п.5.17 диаметр продольных стержней должен быть не менее 16 мм.

Принимаем 4?16 А400 с A_s = 804 мм² (лист 9).

Хомуты принимаем диаметром 5 мм класса А500 с шагом 200 16 мм

S_w = 20* 16 = 320

4.3 Расчет консоли колонны

Рис.5

Принимаем ширину консоли равной ширине колонны h_сol = 400 мм. Бетон класса В25. Арматура класса А400 и А240. Наибольшая нагрузка на консоль колонны Q = 264,8 кН (опорная реакция ригеля).

При классе бетона колонны В25 необходимую длину опирания ригеля на консоль колонны определяем из условия обеспечения прочности ригеля на местное сжатие (смятие) при классе бетона в ригеле В20 с R_b = 10,35 МПа, Rbt⁼ 0,81 МПа и ширине ригеля Ь_р = 300 мм.

Минимальный вынос консоли с учетом зазора между колонной и торцом ригеля 60 мм, в соответствии с типовым решением в проектах многоэтажных зданий каркасного типа 1 = 250 мм и высоту консоли ригеля h = 400 мм фактическая длина площадки опирания ригеля и консоли колонны под концом ригеля.

L_supt⁼ 250 - 60 = 190 мм

Напряжение смятия в бетоне ригеля и консоли колонны под концом ригеля:

G_b = Q / (L_supt * b_p) = 264,8 * 10³ / (190 * 300) = 4,65 МПа < R_b = 10,35 МПа

Следовательно, прочность бетона на смятие обеспечена. Высота у свободного края:

h_kp = h -1 * tg 45° = 400 - 250 * 1 = 150 мм > h/3 = 400 / 3 = 133 мм h₀ = 400 - 35 = 365 мм

Прочность консоли по наклонному сечению:

Q_ceч = 3,5 * R_bt* b * h₀ = 3,5 * 0,81 * 400 * 365 = 413910 H = 414 кН > Q = 264,8 кН

Прочность обеспечена.

4.4 Расчет армирования консоли колонны

Рис. 6

Изгибающий момент у грани колонны:

М = Q * С = 264,8* 10³ * 155 = 41044 * 10³ Н*мм,

где С = 60 + 0,5 * L_supt = 60 + 0,5 * 190 = 155 мм

A_s = М / (0,9 * R_s * b * h₀) = 41044 * 10³ / (0,9 * 355 * 400 * 365) = 0

т.е. продольная арматура в консоли не требуется. Принимаем армирование по конструктивным требованиям.

A_{s min} = (м_min* b* h₀ = 0,002 * 400 * 365 = 292 мм²

Выбираем по таблице сортамента арматуру из двух диаметров 14 мм класса А400 (лист 9). Консоль армируем горизонтальными хомутами, при h = 400 мм шаг принимаем h/4 =100 мм из арматуры 06 мм, установленными в двух плоскостях.

5. Расчет и конструирование фундамента

5.1 Исходные данные для расчета

Фундамент под колонну проектируем столбчатым, ступенчатым, прямоугольным в плане. Глубина заложения подошвы от уровня пола Н = 1500 мм принимаем из условия глубины промерзания.

Расчетная нагрузка, передаваемая от колонны, N = 1840 кН (см. стр.11). Условное расчетное сопротивление грунта в уровне подошвы фундамента по заданию:

Ro = 0,28 МПа = 0,28 Н/мм² = 280 кН/м²

Бетон класса В15; R_b = 8,5 МПа; R_bt = 0,9 * 0,75 = 0,675 МПа.

Арматура класса А400; R_s = 355 МПа.

Усредненная плотность тела фундамента и грунта на его ступенях: г_т = 20 кН/м³ = 2 т/м³

5.2 Определение площади подошвы фундамента (2-я группа предельных состояний)

Размеры подошвы фундамента определяем по формуле:

A =Nⁿ / (R₀- г_т * Н) = 1559 / (220 - 20 * 1,5) = 5,2 м²,

где: Nⁿ - нормативная нагрузка

Nⁿ = N/ г_t = 1840 / 1,18 = 1559 кН

Н - глубина заложения фундамента

у_t =1,18 -- усредненный коэффициент надежности по нагрузке

Форму подошвы фундамента принимаем квадратной, размерами сторон кратными 0,2 м (листы 8, 9).

а = b = vA = 2,28 м,

Принимаем а = b = 2,3 м

Вес фундамента и грунта на выступах:

N_ф = а*b*Н* г_t * г_f = 2,3² * 1,5 * 20* 1,2= 190 кН

Фактическое расчетное давление в уровне подошвы фундамента:

Р_ф = (N + N_ф) / а * b = (1840 + 190) / (2,3²) = 383 кН/м² > К = 220 кН/м²

Т.к. габаритные размеры подошвы не удовлетворяют условию прочности грунта, следует увеличить стороны подошвы.

Принимаем а = b = 3,4 м. Вес фундамента и грунта на выступах:

N_ф = а*b*Н* г_t * г_f = 3,4² * 1,5 * 20 * 1,2 = 416 кН

Фактическое расчетное давление в уровне подошвы фундамента:

Р_ф = (N + N_ф) / а * b = (1875 + 416) / (З,4³) = 195 кН/м² < Ro = 220 кН/м²

Габаритные размеры подошвы удовлетворяют условию прочности грунта.

5.3 Определение высоты фундамента

Рабочую высоту фундамента определяем из условия его работы на продавливание, которое происходит по поверхности усеченной пирамиды, боковые стороны которой наклонены к горизонту под углом 45° (1-е условие):

h₀ = (-(h_col + b_col) / 4) + 0.5 v((N + N_ф) / (R_bt + Р_ф))=(-(0,4 + 0,4) / 4) + 0.5 v ((1840 + 416) / (750 + 195))= 0,57 м ~ 570 мм

Высота фундамента также зависит от конструктивных условий, которые должны обеспечить:

Жесткую заделку колонны:

h₀ = h_col + 250 = 400 + 250 = 650 мм

Анкеровку ее продольной арматуры:

h₀ = 20 * d_s + 250 = 20 * 16 + 250 = 570 мм

d_s = 16 мм - продольная арматура колонны

250 мм - высота подколонной части фундамента

Из трех значений принимаем большее

h₀ = 650 мм

h = h₀ + a = 650 + 50 = 700 мм

Фундамент выполняем двухступенчатым высота каждой ступени 350 мм. Профиль уступов конструируем таким образом, чтобы их внутренний угол не пересекал линию естественного давления бетона, наклоненную под углом 45°.

5.4 Проверка прочности нижней ступени против продавливания

Продавливающая сила принимается за вычетом нагрузок, приложенных к противоположной грани плиты в пределах площади с размерами, превышающими размеры площадки опирания на h₀₂ во всех направлениях:

F_н=N-Р_ф* A_н = N- Р_ф *(b_l+2*h₀)² = 1840-383 * (1,4 + 2 *0,3)² = 308 кН

Периметр контура расчетного поперечного сечения пирамиды продавливания на расстоянии 0,5 h₀₂ от границы площадки опирания верхней ступени фундамента:

U_н = 4 * (b_l + 0,5 * h₀₂ + 0,5 * h ₀₂) = 4 * (1,4 + 0,5 * 0,3 + 0,5 * 0,3) = 6,8 м

При R_bt * U_н * h₀ = 0,675 * 6,8 * 0,3 = 1377 кН > F_н = 308 кН, т.е. прочность нижней ступени против продавливания обеспечена.

5.5 Расчет армирования подошвы фундамента

Арматуру подошвы фундаментов рассчитываем из условия его работы на изгиб консольного элемента от реактивного давления грунта:

Р_ф = 195 кН/м²

Изгибающий момент у грани колонны М_I-I и у грани верхней ступени М_II-II:

М_I-I = 0,125 * Р_ф * а * (b - h_col)² = 0,125 * 195 * 3,4 * (3,4 - 0,4)² = 746 кН*м

М_II-II = 0,125 * Р_ф * а * (b-h_coi)² = 0,125 * 195 * 3,4 * (3,4 - 1,4)² = 332 кН*м

Необходимая площадь продольной арматуры класса А400 у подошвы фундамента в продольном и поперечном направлениях определяется по приблизительной формуле:

A_s1 = М_I-I / 0,9 * R_s * h₀₁ = 746*10⁶ / 0,9 * 355 * 650 = 3592 мм²

A_s2 = М_II-II / 0,9 * R_s * h₀₂ = 332* 10⁶ / 0,9 * 355 * 300 = 3464 мм²

Принимаем нестандартную сварную сетку из стержней диаметром 18 мм с шагом 200 мм в центре и 150 мм по краям в обоих направлениях 17? 18 А400 с A_s = 254,5 * 17 = 4326,5 мм² > A_s1 = 3592 мм²

Литература

1. СНиП 52-01-2003 - Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. М. 2004г.

2. СП 52-101-2003 - Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. М. 2004г.

3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения (КСП 52-101- 2003), НИИЖБ. М. 2005г.

4. СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. М. 2004г

Размещено на Allbest.ru

...