Размещено на http://www.allbest.ru/

Содержание

Введение

1. Проектирование монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами

2. Расчет и конструирование балочной плиты

2.1 Расчет балочной плиты

2.2 Определение усилий в расчетных сечениях

2.3 Определение площади рабочей арматуры

3. Расчет и конструирование второстепенной балки

3.1 Определяем расчетные пролеты балки

3.2 Определение расчетных усилий

3.3 Определение размеров расчетных сечений

3.4 Назначение количества и диаметра стержней рабочей арматуры

3.5 Расчет поперечной арматуры

4. Расчет и конструирование сборной железобетонной колонны

4.1 Исходные данные для проектирования

4.2 Определение расчетных усилий

4.3Расчет площади рабочей арматуры

5. Расчет отдельностоящего фундамента под колонну

5.1 Исходные данные

5.2 Расчет основания с определением размеров подошвы фундаментов

5.3 Определение площади рабочей арматуры

Заключение



Введение

Железобетон представляет собой комплексный строительный материал, состоящий из бетона и стальных стержней, работающих в конструкции совместно в результате сил сцепления.

Известно, что бетон хорошо сопротивляется сжатию и значительно слабее растяжению, а стальные стержни имеют высокую прочность как при растяжении, так и при сжатии. Основная идея железобетона и состоит в том, чтобы рационально использовать лучшие свойства составляющих материалов при их совместной работе. Поэтому арматуру располагают так, чтобы возникающие в железобетонном элементе растягивающие усилия воспринимались в большей степени арматурой.

В изгибаемых элементах, например в плитах, балках, настилах и др., основную арматуру размещают в нижней, растянутой зоне сечения, а в верхней, сжатой зоне её либо совсем не ставят, либо ставят совсем небольшое количество, необходимое для конструктивной связи стержней в единые каркасы и сетки. В элементах, работающих на сжатие, например в колоннах, включение в бетон небольшого количества арматуры также значительно повышает их несущую способность.

Курсовой проект предусматривает проектирование основных конструкций многоэтажного здания с неполным каркасом и железобетонными перекрытиями, поддерживаемыми внутренними колоннами.

В проекте выполнены расчет и конструирование плиты сборного перекрытия, железобетонной колонны и фундамента под колонну.

Основные данные для проектирования содержаться в задании на проектирование, а также представлены в пояснительной записке.

1. Требуется выполнить проект многоэтажного промышленного здания с неполным каркасом.

2. Статическому и конструктивным расчётам подлежат: плита и второстепенная балка монолитного ребристого перекрытия, колонна 1ого этажа; монолитный фундамент под колонну.

3. Выполнить рабочие чертежи всех проектируемых конструкций.

Исходные данные для выполнения проекта:

1) Размеры здания в плане: длина 45 м; ширина 22м

2) Количество этажей- 3

3) Высота этажей -3,7 м

4) Район строительства-

5) Полная нормативная временная нагрузка на перекрытие,=7.

6) Нормативное сопротивление грунта = 0,2МПа

Здание с неполным каркасом.



1. Проектирование монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами

Требуется запроектировать плиту и второстепенную балку монолитного ребристого балочного перекрытия при исходных данных (Приложение 1).

Перекрытие-представляет собой систему балок, распределенных в двух взаимно перпендикулярных направлениях и объединенных монолитной плитой.

Назначаем:

направление главных балок перпендикулярно продольным разбивочным осям, что обеспечивает большую жесткость здания в поперечном направлении;

пролеты главных балок (шаг колонн в поперечном направлении)

l_mb=7,3 м;

пролеты второстепенных балок (шаг колонн в продольном направлении) l_pb =5 м;

шаг второстепенных балок (пролет плиты) l_pl =2,4 м;

Компоновка конструкций перекрытия представлена на рис. 1.

Рис. 1. - Конструктивная схема монолитного ребристого перекрытия: 1 - главные балки; 2 - второстепенные балки; 3 - условная полоса шириной 1 м для расчета плиты

Назначение размеров основных конструктивных элементов перекрытия производится из условия минимизации расхода материалов.

а) толщина плиты принимается в зависимости от заданной временной нагрузки и шага второстепенных балок (табл. 1)

Таблица 1 Рекомендуемые минимальные толщины h_pl балочных плит перекрытий, мм

v, кН/м2	Шаг второстепенных балок (м)	Примечание
	2,0	2,4	2,8	3,2	3,6
2,5	50…60	50…60	60…70	70…80	80…90	· плита проектируется как балочная (lp :lf ? 2,0); · промежуточные значения определяются интерполяцией
3,5	50…60	50…60	60…70	70…80	80…90
4,5	50…60	60…70	70…80	70…80	80…90
6,0	50…60	60…70	70…80	80…90	90…100
8,0	60…70	60…70	70…80	80…90	90…100
10,0	60…70	70…80	80…90	90…100	90…100

h_pl=70мм.

б) поперечное сечение балок принимается тавровым с высотой полки h_f = h_pl, общей высотой ориентировочно равной:

для второстепенных балок - =350 мм;

для главных балок - =500 мм.

Ширина ребра b_pb = (0,4…0,5) h_pb=175 мм;

b_mb = (0,3…0,5) h_mb=200 мм.

(Индекс “pb” - для второстепенных балок, а “mb” - для главных балок).

При этом полученные величины округляют до ближайших значений, кратных 50 мм, которые не должны быть меньше величин, указанных в табл. 2.



Таблица 2 Минимальные значения размеров поперечного сечения балок ребристых перекрытий, (мм)

Полная нагрузка (g + v), кН/м	Расчетный пролет, м	Примечание
	5,0	6,0	7,0	8,0
10	200 Ч 350	200 Ч 400	200 Ч 450	200 Ч 500	· нагрузка от собственной массы элементов перекрытия определяется по ориентировочным размерам; · погонная нагрузка равна нагрузке на 1 м2, умноженной на шаг балок
14	200 Ч 400	200 Ч 450	200 Ч 500	200 Ч 550
18	200 Ч 400	200 Ч 450	250 Ч 500	250 Ч 550
20	200 Ч 450	200 Ч 450	250 Ч 500	250 Ч 550
24	200 Ч 450	250 Ч 500	250 Ч 550	250 Ч 600
28	250 Ч 450	250 Ч 500	250 Ч 550	250 Ч 600
32	250 Ч 500	250 Ч 550	250 Ч 600	300 Ч 600
36	250 Ч 500	250 Ч 550	250 Ч 600	300 Ч 600

Поперечное сечение главных балок принимают, как правило, больше поперечных размеров второстепенных: по ширине - не менее 5 см; по высоте - 10…15 см.



2. Расчет и конструирование балочной плиты

2.1 Расчет балочной плиты

Необходимо определить арматуру монолитной балочной плиты для перекрытия, компоновка которого приведена на рис. 1, при следующих нагрузках: балочный фундамент железобетонный

- временная (полезная, по заданию) - 7 кН/м²;

Для определения расчетных пролетов плиты и второстепенных балок, а также нагрузок от их собственной массы производят предварительное назначение основных геометрических размеров сечений перекрытия:

- толщина плиты (см. табл. 2) - 70 мм;

- сечение второстепенных балок (см. табл. 2)

=350 мм

b_pb = (0,3…0,5) h_pb = 0,5 350 = 175 мм;

мм,

b_mb = (0,4…0,5) h_mb = 0,4500= 200 мм;

- заделка плиты в стену принимается не менее высоты ее сечения; вкирпичных стенах - кратной размеру кирпича (а = 120 мм).

Вычисление расчетных пролетов плиты

l_{0f, 1} = l_f1 - 0,5b_pb - 250 + 0,5a = 2400 - 0,5 · 175 - 250 + 0,5 ·120 = 2122,5мм;

l_{0f, 2} =l_{0f, 3} = … = l_f2 - b_pb = 2400 - 175 = 2225мм.

Расчетный пролет плиты в перпендикулярном направлении

l_0р = l_р - b_mb = 5000 - 200 = 4800 мм.

Проверяем соотношение расчетных пролетов плиты

4800 : 2225 = 2,16> 2, т.е. плита рассчитывается как балочная.

Нагрузки на плиту перекрытия

Согласно рис. 2расчетная схема плиты представляется многопролетной балкой шириной b = 100 см. Принимаем толщину плиты, равной h_pl = 70 мм (табл. 2) и расчет нагрузок представим в табл.3

Рис. 2Расчет балочной плитысечения главных балок (см. табл. 2)



Таблица 3 Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м² плиты

№ пп	Вид нагрузки	Подсчет	Нормативное значение, кН/м2	Коэффициент надежности гf	Расчетная нагрузка, кН/м2
1	Постоянная, gf
	- вес пола		0,5	1,2	0,6
	- собственный вес плиты
	(толщина - 0,07 м,	0,07 · 1,0 · 1,0 · 25	1,75	1,1	1,925
	объемная масса - 25кН/м3)
	Итого, постоянная gf	-	2	-	2,525
2	Временная, v (по заданию)		7,0	1,2	8,4
	Полная, q = gf + v	-	qn = 9		q =10,925

2.2 Определение усилий в расчетных сечениях

Момент от расчетных значений нагрузок:

а) в крайних пролетах и на первых промежуточных опорах

кНм;

б) в средних пролетах и на средних промежуточных опорах

кНм.

Уточнение высоты сечения плиты

Целесообразно (по экономическим критериям), чтобы относительная высота сжатой зоны плиты о находилась в диапазоне значений 0,1 … 0,2. Принимаем: бетон класса В15, тяжелый, естественного твердения, арматура класса В500 (Вр-I), о = 0,15. По СП [2] для принятых материалов находим нормируемые характеристики сопротивляемости и условий работы

R_b = 8,5 МПа; R_bt = 0,75 МПа; Е_b= 23000 МПа; г_b1 = 0,9

(с учетом длительности действия нагрузок, п. 5.1.10 [2])

R_s = 415 МПа; R_sw = 300 МПа; Е_s= 2,0 · 10⁵ МПа;

о_R = 0,652.

Для о = 0,15 находим б_m = о (1 - 0,5 о) = 0,139. Тогда рабочая высота плиты

мм

h_pl = h_0f + a = 61,1+ 15 = 76,1мм.

Окончательно принимаем h_pl = 7,0 см; h_{0 f} = 5,5 см.

2.3 Определение площади рабочей арматуры

Требуемая площадь рабочей арматуры определяется для расчетного прямоугольного сечения плиты с размерами h_pl Ч b = 7 Ч 100 см. При этом площадь сечения стержней сетки непрерывного армированияС - 1 определяется для М = М₁ = 3,87кНм, а сеткиС - 2 дополнительного армирования крайних пролетов и над первыми промежуточными второстепенными балками на величину М₁ - М₂ = 3,97 - 3,67 = 0,3кНм

.

Для б_m = 0,013 находим <о_R= 0,502

мм².

Принимаем сетку по сортаменту (Прил. 4). Итак, С - 2 принята как С№ 31 (A_s=48,2 мм²).

Определяем сеткуС - 1

.

Этому значению б_m соответствует о = 0,169<о_R = 0,652

мм².

Принимаем сетку С-1-с площадью продольной арматуры А_s= 171,9 мм² (Прил. 4). L - длина сетки, мм; С₁ и 20 - длина свободных концов продольных и поперечных стержней сетки.

Расположение сеток в плите производится по схеме, представленной на рис. 2.г.



3. Расчет и конструирование второстепенной балки

Исходные данные: необходимо произвести расчет и конструирование второстепенной балки для перекрытия, представленного на рис. 2, при действии нагрузок, указанных в табл. 3.

3.1 Определяем расчетные пролеты балки

l₀₁ = 5000 - 0,5 · 200 - 250 + 0,5 · 120 = 4710 мм;

l_0pb1 = 5000 - 200 = 4800 мм.

3.2 Определение расчетных усилий

Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м.п. второстепенной балки:

· постоянная нагрузка от собственного веса плиты и пола (см. табл. 3)

g_fB = 2,525 · 2,4 = 6,06 кН/м;

· постоянная нагрузка от собственного веса ребра балки

g_pr = (h_pb - h_pl) b_pbгг_f = (0,35 - 0,07) · 0,175 · 25 · 1,1 = 1,35 кН/м;

· суммарная постоянная нагрузка на балку

g_pb= 6,06+ 1,35 = 7,41 кН/м;

· погонная временная нагрузка

v_pb = vB = 7· 2,4= 16,8кН/м;

· полная погонная нагрузка на балку

q_pb = (7,41 + 16,8) · 0,95 = 23 кН/м

(0,95 - коэффициент надежности по уровню ответственности [4]).

Рис. 3.Расчет второстепенной балки монолитного перекрытия

Определяем значения изгибающих моментов и перерезывающих сил в расчетных сечениях второстепенной балки:

кНм;

кНм;

кНм;

Q_A = 23 · 4,71 · 0,4 = 43,3 кН;

Q^Л_В = 23· 4,71· 0,6 = 65 кН;

Q^ПР_В = 23· 4,8 · 0,5 = 55,2кН.

Уточняем размеры поперечного сечения балки, принимая _m = 0,289 (соответствует о = 0,35 - граничному значению относительной высоты сжатой зоны сечений элементов, рассчитываемых с учетом перераспределения усилий).

мм,

h_pb = h₀ + a = 307 + 35 = 342<350 мм,

т.е. предварительно принятое значение высоты и ширины сечения балки является достаточным и окончательным.

При этом h₀ = h - a = 350 - 35 = 365 мм.

3.3 Определение размеров расчетных сечений

Рис. 4. Расчетные сечения второстепенной балки

- уточняем ширину свесов, вводимых в расчет для пролетных сечений (см. п. 6.2.12 [2]), имея в виду наличие поперечных ребер (главные балки), установленных с шагом, равным расчетному пролету второстепенных балок l₀ = 4800 мм.

0,1;мм,

2500 мм

2500 мм - расстояние между осями второстепенных балок.

Принимаем

- для пролетных сечений - b'_f= 1800 мм; h₀ = 365 мм; h'_f = 70 мм;

- для опорных сечений - bh₀ = 200 365 мм.

Расчет площади сечений рабочей арматуры (если класс арматуры не указан в задании, то расчет ведется для арматуры класса А400 (А-III), R_s = 355 МПа, характеристики прочности бетона и граничной высоты сжатой зоны аналогичны принятым для плиты.

Определяем рабочую арматуру для пролетных (тавровых) сечений при расчетных значенияхМ₁ = 46,4кНм и М₂ = 33,2кНм.

Проверяем условие, определяющее принципиальное (в полке или ребре) положение нейтральной оси в расчетном сечении при действии вышеупомянутых усилий.

Максимальный момент, воспринимаемый при полностью сжатой полке расчетного сечения (х = h'_f), равен

Нмм = 371,1 кНм.

Так как, М_fМ₁ (и тем более М₂), то фактически нейтральная ось во всех пролетных сечениях находится в пределах полки и расчет производится как для прямоугольных сечений с размерами bh₀ = b'_fh₀ = 1800 365 мм.

При этом:

- в первом пролете

,

_mR = 0,390;

мм²;

- во всех средних пролетах

_R = 0,390,

мм²;

- для промежуточных опор (с обеих сторон) М_С = М_В = 36,5кНм, а расчетное сечение - прямоугольное bh₀ = b'_pbh₀ = 200 365 мм.

_R = 0,390.

Для _m = 0,18

мм².

Усилие, воспринимаемое сеткой над опорами В(С) R_sA_sВ= 355 314,6 = 111,7кН.

3.4 Назначение количества и диаметра стержней рабочей арматуры

Исходными данными для принятия решений по расчету второстепенной балки являются:

а) расчетные значения требуемой площади для каждого расчетного сечения;

б) требования СП [2] по предельному армированию железобетонных элементов (п.8.3.4), относящиеся к минимально допустимому армированию сечения, минимальному (предпочтительному) диаметру стержней, расстоянию между стержнями, их числу в сечении и др.;

в) армирование надопорных зон осуществляется 2-мя сетками, площадь сечения поперечной арматуры которых составляет 50 % требуемой, например, (А_sB), смещаемые друг относительно друга на расстояние в каждуюсторону, т.е. требуемая ширина сетки составит м;

г) если это целесообразно, обеспечение возможности обрыва части продольной рабочей арматуры в пролете при условии обязательного сохранения симметричности армирования до и после обрыва;

д) возможность размещения продольной арматуры в один (максимум два) ряда по высоте сечения балки.

Для полученных значений А_si по сортаменту (Прил. 5) подбираем требуемое количество стержней

А_s1 = 358,5 мм² - принимаем 2 16 А400 (А_s1 = 402 мм²),

А_s2 = 257,2 мм² - принимаем 2 14 А400 (А_s2 = 308 мм²),

А_sВ=314,6 мм² - принимаем 1 сетку № 54 (Прил.4),

(A_s = 335,3 мм²); В = 3,56 м.

Таким образом, в сечениях балки будет размещено по два каркаса (это следует учитывать при расчете наклонных сечений), что удовлетворяет требованиям норм и упомянутым выше рекомендациям, а над опорами - по одной сетке.

3.5 Расчет поперечной арматуры

Исходные данные

· Расчет ведется для наиболее опасного наклонного сечения на действие максимальной поперечной силы ;

· в качестве поперечной арматуры принимаются стержни из проволокиB500 (Вр-I) (R_sw = 300 МПа) или класса A240 (А-I) (R_sw = 170 МПа);

· диаметр поперечной арматуры d_sw принимается по условиям свариваемости (Прил. 3) для максимального диаметра продольной рабочей арматуры; (принимаем d_sw = 5 мм, число каркасов - 2; площадь сечения поперечной арматуры А_sw = 2 · 19,6 = 39,2 мм²); Е_s = 2,0 · 10⁵ МПа;

· шаг поперечных стержней в первом приближении должен соответствовать требованиям пп. 8.3.11 [2]. s_w = 150 мм ? 0,5 h₀и не более 300 мм;

· поперечная арматура может ставиться по конструктивным требованиям и для обеспечения прочности по наклонным сечениям.

Выполняем предварительные проверочные расчеты

· Условие обеспечения прочности по наклонной полосе между двумя наклонными трещинами

кН,

где .

Q> = 65 кН (и следовательно, это условие выполняется для всех приопорных участков).

· Проверяем необходимость постановки поперечной арматуры из условия обеспечения прочности по наклонному сечению

,

кН <65 кН.

Так как Q_b,min<, то требуется расчет поперечной арматуры по условию обеспечения прочности сечения на действие поперечных сил.

· Принимаем по требованиям конструирования диаметр шаг и поперечной арматуры слева от опорыВ (2 Ш 5, s_w = 150 мм, А_sw = 39,2 мм²).

Усилие в поперечной арматуре на единицу длины элемента

кН/м (или Н/мм).

Проверяем условие учета поперечной арматуры

кН/м

и, следовательно, коррекции значения q_sw не требуется.

Значение M_b определяем по формуле

H мм

Определяем длину проекции опасного наклонного сечения с.

кН/м (Н/мм).

Поскольку, мм,

значение с принимаем равным 1305 мм > 2 h₀ = 730 мм. Тогда, с₀ =2 h₀ = 730 мм и Q_sw = 0,75 • 78,4 • 730 = 42924 H = 42,9 кН;

Н = 20,69кН.

кН.

Проверяем условие [2]

кН >Q= 44.3 кН,

т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.

В заключении необходимо проверить условие, исключающее появление наклонной трещины между хомутами

мм>s_w = 150 мм.

Условие выполняется.

Рис. 5.Конструирование второстепенной балки



4. Расчет и конструирование сборной железобетонной колонны

4.1 Исходные данные для проектирования

Рис. 6.Разрез 1-1

Требуется запроектировать среднюю колонну 1 этажа многоэтажного промышленного здания при ниже приведенных данных:

- конструктивная схема-рисунок 6

- число этажей n = 3

- высота этажа Н = 3,7 м

- расчетная нагрузка на перекрытие 10,9 кН/м² (табл. 4.)

- расчетная нагрузка от веса ригеля 4,13 кН/м

- район строительства г. Иркутск (III снеговой район)

- снеговая расчетная нагрузка 1,2 кН/м² [2]

- расчетная грузовая площадь при сетке колонн 5 Ч 7,3 м36,5 м²

- коэффициент надежности по назначению0,95

- минимальный размер сечений300 мм.



4.2 Определение расчетных усилий

Таблица 4 К определению нагрузок на среднюю колонну первого этажа

Характер нагружения	Вид нагрузки	Обозначение	Размерность	Исходное расчетное значение	Грузовая площадь, м2 (м)	Расчетное усилие, кН
	От собственной массы колонн	gc	-	-	-	40,0
	От массы плит перекрытия и пола	gf, pl	кН/ м2	2,525	2 Ч 36,5	184.3
Постоянная	От массы ригелей перекрытия	grib	кН/ м	4,13	2 Ч 36,5	301.5
	От массы покрытия	gt	кН/ м2	3,41	36,5	124,5
	От массы ригеля покрытия	grib	кН/ м	4,13	5	20,65
	Итого постоянная	Nconst				Nconst =631
	Полная снеговая, в том числе:	рs	кН/ м2	1,2	36,5	Ns =43,8
	- кратковременная	рs, sh	кН/ м2	0,84	36,5	Ns, sh = 30,7
Временная	- длительная (30%)	рs, l	кН/ м2	0,36	36,5	Ns, l = 13,14
	Полезная полная,втом числе:	v	кН/ м2	8,4	2 Ч 36,5	Nv = 613.2
	- кратковременная	vsh	кН/ м2	1,68	2 Ч 36,5	Nv, sh = 122.6
	- длительная	vl	кН/ м2	6,72	2 Ч 36,5	Nv, l = 490.6
	Полная, в том числе:	Nt = Nconst + Ns + Nv =	1288
Суммарная	- кратковременная	Nsh = Ns, sh + Nv, sh =	153.3
	- длительная	Nl = Nconst + Ns, l + Nv, l =	1134.7

Расчетная нагрузка от покрытия принята от веса:

- 3 слоев рубероида - 120 · 1,2 = 144 Н / м² = 0,144 кН / м²

- цементно-песчаного выравнивающего слоя толщиной

0,020 м - 400 · 1,3 = 0,52 кН / м²

- железобетонной ребристой плиты- 2,5 · 1,1 = 2,75 кН / м²

Предварительно задаемся сечением колонн b_с Ч h_с = 30 Ч 30 см;

Определяем полную конструктивную длину колонны Н_с = 11.1+ 0,15 + 0,50 = 11.75м, где h_зад = 0,5 - глубина заделки колонны в фундамент).

Расчетная нагрузка от массы колонны (без учета веса защемляемого участка колонны) 0,3•0,3•(11,1-0,5)•25•1,1=26,2кН

Расчетные усилия с учетом коэффициента надежности по ответственности г_n = 0,95 будет иметь следующие значения:

полное1288=1223,6кН,

длительное1134,7=1078кН,

кратковременное153,3=145,6кН.

4.3 Расчет площади рабочей арматуры

Нормируемые характеристики бетона и арматуры

Принимаем: бетон класса В20, г_b1 = 0,9 (г_b1R_b = 0,9 · 11,5 = 10,35 МПа)

арматура класса А400 (R_sc = 355 МПа).

Проводим необходимые поверочные расчеты:

- расчетная длина колонны 1^го этажа с учетом защемления в фундаменте

м;

- гибкость колонны

< 20 и, следовательно, расчет ведется в предположении наличия только случайных эксцентриситетов методом последовательных приближений.

1205,8мм²,

где ц = 0,9 - предварительно принятое значение для ориентировочной оценки площади арматуры А_{s, tot} .

Принимаем для проверочных расчетов 4 Ш 20 А400 с площадью 1256мм².

Уточняем расчет колонны с учетом принятого значения А_{s, tot} = 1256 мм² и значение ц = 0,9.

Тогда фактическая несущая способность колонны

(10,35•9•10⁴+355•1256)=1377кН >1224кН,

то есть, прочность колонны обеспечена.

Проверяем достаточность величины принятого армирования

м_max> м_max и >м_min = 0,03 и м_max<3%,

т.е. условие удовлетворяется.

Назначение поперечной арматуры

Класс арматуры хомутов А240, диаметр d_sw ? 0,25 d = 0,25 •20 = 5мм.

Принимаем d_sw = 5,0 мм.

Каркас сварной, поэтому шаг хомутов s_w ? 15d_s= 300 мм, s_w = s_max =500мм.



5. Расчет отдельностоящего фундамента под колонну

5.1 Исходные данные

Расчетное усилие в заделке - N_fun = 1223,6 кН

Нормативное усилие- Nⁿ_fun = N_fun :г_fm = 1223,6: 1,15 = 1064 кН;

Условная (без учета района строительства и категории грунта) глубина заложения - Н_f = 1,5 м

Расчетное сопротивление грунта (по заданию)- R_гр = 0,2 МПа

Средний вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его уступах- г_m = 20 кН / м³

Фундамент проектируется монолитным, многоступенчатым из тяжелого бетона класса В15 (г_b1 = 0,9)- R_bt = 0,675 МПа

Армирование фундамента выполнить арматурой класса А400 (R_s = 355 МПа)

5.2 Расчет основания с определением размеров подошвы фундаментов

Требуемая площадь сечения подошвы фундамента

6,26•10⁶мм² = 6,26 м².

Размер стороны квадратной подошвы

2,5 м.

Назначаем а = 2.5 м, тогда давление под подошвой фундамента при действии расчетной нагрузки

Н/мм² = 200 кН/м².

Рабочая высота фундамента из условия прочности на продавливание

мм;

мм

а_з = 35 ч 70 мм - толщина защитного слоя)

По условию заделки колонны в фундамент

мм.

По условию анкеровки сжатой арматуры (арматура колонны) диаметром 20 А400 в бетоне класса В20

мм,

где л _an = 20.

Слагаемые (200 + 50) - первое слагаемое определяет минимальную (по условию продавливания) толщину днища стакана, а второе - зазор между дном стакана и низом колонны.

С учетом удовлетворения всех требований принимаем окончательно двухступенчатый фундамент: мм, мм, высоту нижней ступени h₁ = 450 мм .

Проверяем соответствие рабочей высоты нижней ступени h_{0 1} по условию прочности по поперечной силе, действующей в сечении III - III. На 1 м ширины этого сечения поперечная сила равна

кН.

Минимальное значение поперечной силы , воспринимаемое бетоном определяем согласно

Н = 135 кН Q₁ = 70 кН.

То есть, прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.

Ширина второй ступени определена геометрически (рис. 7) и составляет мм.

Проверяем прочность фундамента на продавливание по поверхности пирамиды

,

где кН - усилие продавливания;

м² - площадь основания пирамиды продавливания;

м - усредненный периметр сечения пирамиды продавливания;

F = 575,6 Н = 2268 кН,

т.е. условие прочности на продавливание удовлетворяется.

5.3 Определение площади рабочей арматуры

Фундамент армируется сеткой по подошве, сетка будет рассчитана на изгиб колонны

Изгибающие моменты в расчетных сечениях фундамента

= 114кНм,

= 302.5кНм.

Необходимая площадь сечения арматуры для каждого направления на всю ширину фундамента определяется как большее из двух следующих значений

мм²,

мм².

Нестандартную сетку принимаем с одинаковой в обоих направлениях с рабочей арматурой 1710А400 (А_s = 1334,5 мм²) и шагом 150 мм.

Проверяем достаточность принятого армирования фундамента

Рисунок 7 - Монолитный фундамент под колонну



Заключение

Совместная работа бетона и стальной арматуры обусловливается выгодным сочетанием физико-механических свойств этих материалов:

Ш При твердении бетона между ним и стальной арматурой возникают значительные силы сцепления, вследствие чего в железобетонных элементах под нагрузкой оба материала деформируются совместно;

Ш Плотный бетон (с достаточным содержанием цемента) защищает заключенную в нем стальную арматуру от коррозии, а также предохраняет арматуру от непосредственного действия огня;

Ш Сталь и бетон обладают близкими по значению температурными коэффициентами линейного расширения, поэтому при изменении температуры в пределах до 100 °С в обоих материалах возникают несущественные начальные напряжения; скольжения арматуры в 6етоне не наблюдается.

Железобетон получил широкое распространение в строительстве благодаря его положительным свойствам: долговечности, огнестойкости, стойкости против атмосферных воздействий, высокой сопротивляемости и динамическим нагрузкам, малым эксплуатационным расходам на содержание зданий и сооружений и др. Вследствие почти повсеместного наличия крупных и мелких заполнителей, в больших количествах идущих на приготовление бетона, железобетон доступен к применению практически на всей территории страны.

По сравнению с другими строительными материалами железобетон более долговечен. При правильной эксплуатации железобетонные конструкции могут служить неопределенно длительное время без снижения несущей способности, поскольку прочность бетона с течением времени в отличие от прочности других материалов возрастает, а сталь в бетоне защищена от коррозии. Огнестойкость железобетона характеризуется тем, что при пожарах средней интенсивности продолжительностью до нескольких часов железобетонные конструкций, в которых арматура установлена с необходимым защитным слоги бетона, начинают повреждаться с поверхности и снижение несущей способности происходит постепенно.

Размещено на Allbest.ru

...