Железобетонный каркас здания. Лаборатория

Размещено на http://www.allbest.ru/

Министерство образования Республики Беларусь

Минский индустриально - педагогический колледж

Специальность 1202

КУРСОВОЙ ПРОЕКТ

По предмету: Строительные конструкции

Тема: Железобетонный каркас здания. Лаборатория

Выполнил: учащийся гр. 3К Жуковский Д.Н.

Руководитель: Яронский Б.Л.



Содержание

Введение. Расчетно-пояснительная записка

1. Расчет и конструирование панелей

1.1 Выбор конструкций перекрытия

1.2 Расчет нагрузки

1.3 Выбор материалов и определение их расчетных характеристик

1.4 Расчет прочности нормальных сечений по изгибающему моменту

2. Расчет и конструирование колонн первого этажа

2.1 Расчет нагрузки на колонну первого этажа

2.2 Расчет стержня колонны

3. Расчет и конструирование фундамента

Список литературы



Введение. Расчетно-пояснительная записка

Приложение: графическая часть на одном листе

Данные:

1) Назначение помещения - Лаборатория

2) Пролет l1 = 7.4 м

3) Шаг колонн l2 = 6.1 м

4) Класс бетона - В25

5) Класс арматуры - А- 2

6) Высота этажа Нэ = 3.2 м

7) Количество этажей пэ =3

8) Глубина заложения фундамента Н = 1.2 м

9) Расчетное сопротивление грунта R = 0.26 мПа

10) Район строительства - Минск



1. Расчет и конструирование панелей

Схема перекрытий

Рис. 1

1.1 Выбор конструкций перекрытия

Для здания под лабораторию принимаем пол - линолеум, в качестве звукоизоляции принимаем керамзитобетон, несущим элементом является 6 - пустотная панель с круглыми пустотами

с номинальной шириной bн = 1.2 м и конструктивной шириной bк = 1.19 м.



Рис. 2

Примечание: Плотности ? материалов приняты по таб. 3 приложения 4 [4]

Определение расчетного пролета панели.

Для определения расчетного пролета необходимо знать размеры сечения ригеля, принимаем сечение ригеля b*h = 30*70 см. При опирании панели на ригели сверху как показано на рис.3 расчетный пролет определяется по формуле:

Рис.3

L0 = l2 - b/2 - a1 =610 - 30/2 - 1 = 594 см.

Lk = l2 - 2*a1 = 610 - 2*1 = 608 см.

1.2 Расчет нагрузки

Нагрузки на 1 м3 перекрытия

Вид нагрузки	Расчет нагрузки	Нормативная Нагрузка, кН/м2	Коэффициент Надежности по нагрузке, гf	Расчетная нагрузка, кН/м2
1 Постоянная -линолеум -Цементно-песчаная стяжка -керамзитобетон -железобетонная панель	1*1*0,005*11 1*1*0,025*20 1*1*0,050*15 1*1*0,22*25*0,5*	0,055 0,5 0,75 2,75	1,2 1,3 1,3 1,1	0,066 0,65 0,975 3,025
Итого				g=4.7
2 Временная -полная В том числе: -длительная кратковременная		2 1 1	1,2 1,2	1,2 1,2
Итого				p=2,4
Суммарная				Q=7,1

Примечания:0,5* - коэффициент, учитывающий пустотность панелей

Коэффициенты надежности по нагрузке для постоянной нагрузки приняты по таб.1[5]

Нормативная временная нагрузка принята по таб.3[5]

Коэффициенты надежности по нагрузке для временных нагрузок приняты по п.3.7[5]

Расчетная нагрузка 1 погонного метра панели.

Q n= q*bн = 7.1*1.2 = 8.52 кН/м



Составление расчетной схемы.

Панель работает как свободнолежащая балка на 2-х опорах с расчетным пролетом l0 = 5.94 м, нагруженная равномерно распределенной нагрузкой qn = 8.52 кН/м

Рис.4

Определение усилий панелей. Расчетный изгибающий момент:

М =(qn*lo2)/8 =(8.52*5.942)/8 = 37.5 кН*м

Расчетная поперечная сила:

Q = (qn*l0)/2 = (8.52*5.94)/2 = 25.3 кН

1.3 Выбор материалов и определение их расчетных характеристик

Для изготовления панелей принят тяжелый бетон класса - В25 с расчетными характеристиками:

Расчетное сопротивление бетона при сжатии (т.13[1])

Rb = 14.5 мПа

Расчетное сопротивление бетона при растяжении (т.13[1])

Rbt = 1.05 мПа

Коэффициент условия работы бетона (т.15[1])

гb2 = 0.9

Модуль упругости бетона (т.18[1])

Eb = 30000 мПа

Продольная рабочая арматура принята класса А-2 с расчетными характеристиками:

Растянутая арматура (т.22[1])

Rs = 280 мПа

Модуль упругости арматуры (т.29[1])

Es = 210000 мПа

Монтажная и поперечная арматура принята класса А-1 с расчетными характеристиками:

Растянутая арматура (т.22[1])

Rs = 225 мПа

Поперечная арматура (т.22[1])

Rsw = 175 мПа

1.4 Расчет прочности нормальных сечений по изгибающему моменту

В целях унификации конструкции принимаем высоту сечения элемента h = 220 мм, конструктивная ширина bk = 1190 мм. Остальные размеры сечения панели показаны на рис.5

Рис.5



Сечение панели приводим к эквивалентному двутавровому сечению. Для этого условно заменяем круглые пустоты квадратными со стороной квадрата h1 и приравниваем их к площади круга

Рис.6

H12 = (П*d2)/4; h1 = v (П*d2)/4 = v(3.14*15.92)/4 = 14.1 см

Сечение панели показано на рис.6 приводим к эквивалентному двутавровому сечению с размерами, показанными на рис.7

Рис.7

Толщина полок двутавра:

Hf1 = hf = (h - h1)/2 = (22 - 14.1)/2 = 3.95 см

Ширина ребра:

B = bf1 - h1*nпуст = 116 - 14.1*6 = 31.4 см

т.к. нижняя полка двутавра работает на растяжение, то работу бетона растянутых свесов полки не учитываем и панель рассчитываем как элемент таврового сечения с размерами, показанными на рис.8

Рис.8

Решение.

1)Задаемся величиной

а = 2.5 см

2)Определяем рабочую высоту сечения:

H0 = h - a = 22 -2.5 = 19.5 см

3)Определяем положение нейтральной оси, для определения изгибающего момента Мf1, который может быть воспринят бетоном полки и сравниваем с расчетным изгибающим моментом:

Мf1 = Rb*гb2*bf1*hf1*(h0 - 0.5*hf1) = 14.5*0.9*1.16*0.0395*(0.195 - 0.5*0.0395) = 0.104 мН*м = 104 кН*м > M = 37.5 кН*м

т.е. нейтральная ось расположена в полке сечения, поэтому площадь сечения арматуры Аs определяем как для элемента прямоугольного сечения.

4)Определяем табличный коэффициент:

A0 = M/Rb*гb2*bf1*h02 = 37.5*10-3/14.5*0.9*116*10-2*19.52*10-4 = 0.065

5)По таб. 3.1[2] определяем коэффициенты:



о = 0.068 з = 0.966

6)Определяем относительную высоту условной сжатой части сечения элемента:

щ = 0.085 - 0.008*Rb*гb2 = 0.85 - 0.008*14.5*0.9 = 0.75

7)Для арматуры класса А-2- уsr = Rs = 280 мПа

Т.к. гb2 = 0.9 < 1-уscu = 500 мПа

8)Определяем граничное значение относительной высоты сжатой части сечения:

уr = щ/1+(уsr/уscu)*(1-(щ/1.1)) = 0.75/1+(280/500)*(1-(0.75/1.1)) = 0.64

9) Проверяем условие:

о = 0.068 < оr = 0.64

т.е. панель армируется одиночной арматурой

10)Определяем площадь сечения растянутой арматуры:

Аs = M/Rs*h0*з = 37.5*10-3/280*19.5*10-2*0.966 = 0.00071 м2 = 7.1 см2

11)По таб. Приложения 2[2]принимаем: 7?12 (As = 7.92 см2)

Расчет прочности на действие поперечной силы Q по наклонной полосе между трещинами.

1)Определяем коэффициент учитывающий влияние сжатых полок:

?f = 0.75*((b1f - b)*h1f)/b*h0 = 0.41<0.5

2) Определяем коэффициент:

?b1 = 1 - в*Rb*гb2 = 1-0.01*14.5*0.9 = 0.87

3) Определяем коэффициент (привидения):

б = Еs*Eb = 21*104/30*103 = 7

Для поперечного армирования принимаем конструктивно на приопорных участках 4 каркаса

Диаметр продольных и поперечных стержней принимаем 6 мм арматуру класса А-1

4)Определяем площадь сечения поперечной арматуры для 4 каркасов:

Аsw = 4*0.283 = 1.132 см2

При высоте сечения элемента:

h = 450 мм

шаг поперечных стержней по конструктивным соображениям принимается:

S = h/2 = 220/2 = 110 мм

Принимаем:

S = 100 мм

В средней части длины панели поперечная арматура не устанавливается ( п.5.26 [1])

5)Определяем коэффициент армирования поперечной арматуры:

мw = Asw/b*s = 1.132/31.4*10 = 0.0036

6) Определяем коэффициент учитывающий влияние поперечной арматуры:



?w1 = 1 + 5*б*мw = 1+5*7*0.0036 = 1.12 < 1.3

7)Проверяем условие прочности сечения по наклонной полосе между трещинами:

Q = 0.3*?w1*?b1*Rb*гb2*b*h0 = 0.3*1.12*0.87*14.5*0.9*0.314*0.195 = 0.233 мН = 233 кН > Qmax = 25.3 кН

Расчет прочности панели на действие поперечной силы по наклонной трещине.

Проверяем условие необходимости расчета поперечной арматуры:

Qmax ? цb3(1+цf)*Rbt*гb2*b*h0

Где цb3- коэффициент равный

цb3 = 0.6 - для тяжелого бетона (п.3.31[1])

Q = цb3(1+цf)*Rbt*гb2*b*h0 = 0.6*(1+0.41)*1.05*0.9*0.314*0.195 = 0.048 мН = 48 кН > Qmax = 25.3 кН

Расчет поперечной арматуры не требуется, панель армируем на приапорных участках поперечной арматурой конструктивно.

Расчет панели на монтажные нагрузки.

Расчетная схема панели на монтажные нагрузки показана на рис.9

Рис.9

Определяем нагрузку от собственного веса панели с учетом коэффициента динамичности Кд = 1.5 на 1 м панели:

Qсв. = Кд*bk*h*1*0.5*с =1.5*1.19*0.22*1*0.5*25 = 4.9 кН/м

Определяем опорный изгибающий момент:

Моп = qсв.*l12/2 = 4.9*0.52/2 = 0.6 кН*м

Определяем площадь сечения растянутой арматуры над опорой:

As = M/Rs*ho*з = 0.6*10-3/225*0.195*0.9 = 0.000015 м2 = 0.15 см2

Что значительно меньше площади поперечного сечения принятой конструктивно арматуры

8?6 (As = 2.26 см2)

Следовательно, прочность панели при действии монтажных нагрузок обеспечена.

Расчет монтажных петель.

Определяем нагрузку от собственного веса панели с учетом коэффициента динамичности Кд = 1.5

Nсв. = Кд*lk*bk*h*0.5*с =1.5*6.08*1.19*0.22*0.5*25 = 29.8 кН

Учитывая возможный перекос панели при подъеме, нагрузку от ее веса распределяем на 3 петли, поэтому усилие, приходящееся на 1 петлю определяем по формуле:

N = Nсв./3 = 29.8/3 = 9.93 кН



Определяем площадь сечения одной петли:

As = N/Rs = 9.93*10-3/225 = 0.000044 м2 = 0.44 см2

По таблице принимаем петли ? 8 (As = 0.503 см2)

Петли проектируем с отогнутыми ветвями для обеспечивания требуемой длины заделки (анкеровки) петли в бетоне как показано на рис. 10

La = 30*d = 30*0.8 = 24 см

Рис.10

Рабочие стержни панели приняты из арматуры класса A -2 ?12 мм и установлены в каждое ребро.

Рабочие стержни соединены в несущую рабочую сетку С-1 распределительными стержнями ?6 мм из арматуры класса А - 1 (см. чертеж) с шагом 300 мм. По верху панели устанавливается конструктивная сетка С-2 (см. чертеж) продольные и распределительные стержни которой приняты ? 6 мм из арматуры класса А - 1 с шагом распределительных стержней 150 мм. На приапорных участках установлены по 4 каркаса Кр - 1 с продольными и поперечными стержнями ? 6 мм из арматуры класса А - 1 с шагом поперечных стержней 100 мм (см. чертеж). Панель имеет 4 монтажные петли ? 8 из арматуры класса А - 1.



2. Расчет и конструирование колонн первого этажа

Схема разреза здания

Рис.11

2.1 Расчет нагрузки на колонну первого этажа

Нагрузка на колонну от покрытия и перекрытий передается с грузовой площади Аг.п. (см. рис 1)

Аг.п. = l1*l2 = 7.4*6.1 = 45.14 м2

Нагрузка от покрытия и перекрытия

Вид нагрузки	Расчет нагрузки	Нормативная нагрузка, кН	Коэффициент надежности по нагрузке гf	Расчетная нагрузка, кН
		Кратко- временная	длительная		Кратко- временная	длительная
От покрытия Постоянная Гидроизоляционный слой(3 слоя рубероида на битумной мастике) Цементно-песчаная стяжка t = 25 мм, с = 20 кН/м3 Керамзитобетон t = 150 мм, с = 15 кН/м3 Пароизоляция Железобетонная панель Железобетонный ригель Временная В том числе: Кратковременная	0.15*Агп= 45.14 0.025*20* *45.14 0.15*15* *45.14 0.05*45.14 2.75*45.14 0.3*0.7* *7.4*25 0.7*45.14	31.60	6.77 22.57 101.56 2.25 124.13 38.85	1.2 1.3 1.3 1.2 1.1 1.1 1.4	44.23	8.12 29.34 132.03 2.70 136.54 42.73
длительная
Итого					44.23	351.46
От перекрытия Постоянная От пола железобетонной панели От железобетонного ригеля Временная В том числе: Кратковременная Длительная	4.7*45.14 1.2*45.14 1.2*45.14				54.16	212.15 42.73 54.16
итого					54.16	309.04

Примечание: Климатический район строительства определен по карте районирования по весу снегового покрова (рис.2.1[2])

Вес снегового покрова с0 определен по (таб. 2.6 [2])

Принимаем сечение колонны

b*h = 30*30 см

Расчетная нагрузка на колонну первого этажа:

Длительная

Nдл = Nпокрдл +Nперкрдл *nперкр +Nколонныдл = 351.46 + 309.04*2 + 23.76 = 993.3 кН

Кратковременная

Nкр = Nкр + Nкр*nперекр = 44.23 + 54.16*2 = 152.55 кН

полная нагрузка (в уровне пола 1 этажа)

N= Nдл + Nкр = 993.3 + 152.55 = 1145.85 кН

Выбор материалов и определение их расчетных характеристик.

Для изготовления колонн принят тяжелый бетон класса В 20 с расчетными характеристиками:

Расчетное сопротивление бетона при сжатии (т.13[1])

Rb = 11.5 мПа

Расчетное сопротивление бетона при растяжении (т.13[1])

Rbt = 0.9 мПа

Коэффициент условия работы бетона (т.15 1 )

гb2 = 0.9

Рабочая арматура принята класса А-2 с расчетными характеристиками:

Растянутая арматура (т.22[1])

Rs = 280 мПа

Сжатая арматура (т.22[1])

Rsc = 280 мПа

Монтажная и поперечная арматура принята класса А-1 с расчетными характеристиками:

Растянутая арматура (т.22[1])

Rs = 225 мПа

Поперечная арматура (т.22[1])

Rsw = 175 мПа

Расчетная схема колонны.

Рис. 12

2.2 Расчет стержня колонны

Расчетная длина колонны при шарнирном опирании, как показано на рис.12 определяется по формуле:

L0 = Hэ = 3.2 м

Принимаем коэффициент

m = 1

Определяем отношение:

Nдл/N = 993.3/1145.85 =0.86 l0/h = 3.2/0.3 = 10.6

Т.к. l0/h =10.6 < 20, то колонну рассчитываем как центрально-сжатую

По таб.4.3[2] определяем коэффициенты

гb = 0.884 гR = 0.897

принимаем

г = гR = 0.897

и определяем требуемую площадь сечения продольной арматуры колонны по формуле:

As = N/m*г*Rsc - Rb*гb2*b*h/Rsc = 1145.85*10-3/1*0.897*280 - 11.5*0.9*0.3*0.3/280 = 0.001235 м2 = 12.35 см2

По таб. Приложение 2[2] принимаем 4?20 (As = 12.56 см2)

Определяем процент армирования:

м = As/A*100 = 12.56/30*30*100 = 1.4%

определяем коэффициент:

г = гb + 2(гR- гb)*Rsc*As/Rb*гb2*b*h = 0.884 + 2*(0.897 - 0.844)*280*12.56*10-4/11.5*0.9*0.3*0.3 = 0.893

принимаем г=0.893 < гR= 0.897

проверяем несущую способность колонны:

m*г*(Rb*b*h + Rsc*As) = 1*0.893*(11.5*0.3*0.3 + 280*12.56*10-4) = 1.2383 мН = 1238.3 кН > N= 1145,85 кН

т.е. несущая способность колонны обеспечена.

Поперечную арматуру принимаем конструктивно, диаметр полученных стержней принимаем dw= 8мм (таб.1.2 приложения 1[4])

Шаг поперечных стержней

S = 20*d = 20*2.0 = 40 см

Принимаем

S = 40 см

Расчет стыка колонны.

Для соединения колонны по высоте, верхний конец колонны имеет закладную деталь (оголовок), оголовок состоит из горизонтального торцевого опорного листа и центрирующей прокладки. К торцевому листу приварены вертикальные листы, в результате чего образуется стальная коробка. К вертикальным листам приварены рабочие стержни колонны, при монтаже торцевые горизонтальные листы в стыкуемых колоннах свариваются по всему периметру оголовка, при такой конструкции стыка обеспечивается передача усилий с арматуры верхней колонны на арматуру нижней колонны. Поэтому у оголовков стыкуемых колонн устанавливаются 4 сварные сетки конструктивно. Конструкция оголовка показана на рис.13

рис.13

в стыке колонны действует расчетная сила Nст. равная нагрузке уровня рола второго этажа:

Nст = N - Nкрперекр - Nдлперекр - b*h*Hэ*с*гf = 1145.85-54.16-309.04-7.92 = 774.73 кН

Длина сварного шва:

lw= 4*(b -2см) = 4*(30-2) = 112 см

толщина сварного шва:

tw = N/lw*Rwy = 774.73*10-3/1.12*210 = 0.0033 см = 3.3 мм

принимаем tw = 6 мм

размеры центрирующей прокладки в плане:

bц.п. =h ц.п. = (1/3)*b = (1/3)*30 = 10 см

принимаем bц.п. = 10 см

толщина центрирующей прокладки принимаем

tц.п. = 4 мм

размеры горизонтальных листов в плане:

bг.л. = hг.л. = b -2 = 30-2 = 28 см

толщина горизонтальных листов принимаем

tг.л. = 10 мм

площадь сечения вертикальных листов должна быть эквивалентна (по прочности) площади сечения приваренных стержней продольной арматуры колонны, т.к. диаметр продольных стержней колонны d= 20 мм, то толщина вертикальных листов:

tв.л. ? 0.3*d = 0.3*20 = 6 мм

принимаем t в.л. = 10 мм, ширина вертикальных листов:

bв.л. = hв.л. = bг.л. -2 = 28 - 2 = 26 см

длина вертикальных листов определяется из условия требуемой длины сварных швов, которыми приварены продольные рабочие стержни колонны к вертикальным листам

lв.л. ? 5*d = 5*20 = 100 мм

принимаем lв.л. = 120 мм

колонну у оголовка армируем конструктивно сварными сетками. Принимаем 4 сварные сетки из арматуры класса А-1 ?6 мм с размером ячейки сетки 50 мм, шаг сетки 60 мм.

Расчет консоли колонны.

Консоль колонны проектируем постоянного по длине сечения заармированную двумя каркасами балками.

Рис.14

Принимаем размеры консоли:

Высота консоли hk= 15 см

Длина консоли lk= 15 см

Ширина консоли bk= 30 см

Нагрузка на консоль колонны

Qk = (Nдлперекр + Nкрперекр)/2 = (309.04 + 54.16)/2 = 181.6 кН

Задаемся

а2 = 2 см

длина опоры ригеля на консоль

lо.п. =lк. - а2 = 15 - 2 = 16 см

расстояние от нагрузки на консоль до боковой грани колонны:

с = lо.п./2 + а2 = 13/2 + 2 =8.5 см

изгибающий момент в консоли у грани колонны:

М = 1.25*Q к*с = 1.25*181.6*0.085 = 19.30 кН*м

Принимаем диаметр стержней каркаса балки

d= 22 мм

Принимаем толщину закладной детали консоли

t= 20 мм

Толщина защитного слоя бетона

а3 = 25 мм

плечо пары внутренних сил в консоли

Z = hк -t - а3 -d = 15 - 2 - 2.5 -2.2 = 8.3 см

Определяем площадь сечения растянутой арматуры консоли в двух каркасах балки:

А = М/Rs*Z = 19.30*10-3/280*0.083 = 0.00083 м2 = 8.3 см2

По таб. 2 приложения 2 [2] принимаем 2?25 (А = 9.82 см2)

Стержни каркаса балки соединяем между собой стальными листами толщиной tw= 4 мм

Расчет монтажных петель.

Определяем нагрузку от собственного веса колонны с учетом коэффициента динамичности Кд = 1.5

Nсв. = Кд*l*b*h*с =1.5*4.65*0.3*0.3*25 = 15.7 кН

Нагрузка на одну петлю:

N = Nс.в. /2 = 15.7/2 = 7.85 кН

требуемая площадь сечения одной петли:

As = N/Rs = 7.85*10-3/225 = 0.000034 м2 = 0.34 см2

По таблице 2 приложения 2 [2] принимаем монтажные петли ? 8 (As = 0.503 см2)

Петли проектируем с отогнутыми ветвями для обеспечивания требуемой длины заделки (анкеровки) петли в бетоне как показано на рис. 15

Минимальная длина анкеровки:

La = 30*d = 30*0.8 = 24 см



Рис.15



3. Расчет и конструирование фундамента

Рисунок 1

Рис.16

Данные для проектирования фундамента:

нагрузка от пола 1 этажа N = 1145.85 кН

сечение колонны b*h = 30*30 см

Глубина заложения фундамента Н = 1.2 м

Расчетное сопротивление грунта R = 0.26 мПа

Для изготовления фундамента принят тяжелый бетон класса - В25 с расчетными характеристиками:

Расчетное сопротивление бетона при сжатии (т.13[1])

Rb = 14.5 мПа

Расчетное сопротивление бетона при растяжении (т.13[1])

Rbt = 1.05 мПа

Коэффициент условия работы бетона (т.15[1])

гb2 = 1

Принята рабочая арматура класса А-2 с расчетными характеристиками:

Rs = 280 мПа

Монтажная и конструктивная арматура принята класса А-1 с расчетными характеристиками:

Rs = 225 мПа

Нормативная нагрузка на фундамент:

Nн. = N/гfср = 1145.85/1.2 = 954.87 кН

Требуемая площадь подошвы фундамента:

Афтр = Nн./R-H*сср = 954.87/260-1.2*20 = 4.04 м2

Требуемая сторона квадратного в плане фундамента:

афтр = vАфтр = v4.04 = 2.01 м

принимаем: аф = 2.10 м, площадь подошвы фундамента:

Аф = аф*аф = 2.10*2.10 = 4.41 м2

Среднее давление в грунте на поверхности основания от нормативной нагрузки:

рср = Nн/Аф+сср*H = 954.87/4.41+20*1.2 = 240.5 кПа < R = 260 кПа

высота фундамента по конструктивным требованиям, для этого определяем глубину заделки колонны в фундамент:

hзад = 1.5*b = 1.5*30 = 45 см

минимальная толщина дна стакана:

tдн = 20 см

Высота фундамента по конструктивным требованиям:

h = hзад+tдн +5см = 45+20+5 = 70 см

Давление на поверхности основания от расчетной нагрузки:

ргр = N/Аф = 1145.85*10-3/4.41 = 0.26 мПа

рабочая высота фундамента h0 из условия продавливания его колонной, по боковой поверхности пирамиды продавливания наклоненной под ?б= 45? конструирование панель перекрытие фундамент

h0 = -b/2+1/2vN/Rbt+pгр = -0.3/2+1/2v1145.85*10-3/1.05+0.26 = 0.31 м = 31 см

задаемся величиной, а = 5 см

высота фундамента

h = h0 + а = 31+5 = 36 см

принимаем h = 70 см

фундамент проектируем двухступенчатый с высотой ступени h1 = 30 см, h2 = 40 см

рабочая высота первой ступени

h01 = h1 - а = 30-5 = 25 см

рабочая высота фундамента

h0 =h - а = 70-5 = 65 см

Глубина стакана

hст=h - hдн = 70-20 = 50 см

размеры стакана в плане вверху

аств = b+ 15см = 30+15 = 45 см

размеры стакана в плане внизу

астн = b+ 10см = 30+10 = 40 см

размеры второй ступени в плане а2 определяем из условия, чтобы грани ступеней не пересекали боковую поверхность пирамиды продавливания

а2 = b+ 2*h2 = 30+2*40 = 110 см

принимаем, а2 = 110 см

толщина стенки стакана

tст =(а2-аств)/2 = (110-45)/2 = 32.5 см > 20 см и > 2/3*h2 = 2/3*40 = 26.6 см

проверку фундамента на продавливание его колонны не выполняется, т.к. высота фундамента определена и по конструктивным требованиям и из условия прочности на продавливание его колонной, проверяем нижнюю ступень фундамента на действие поперечной силы Q в сечении образованном боковой поверхностью пирамиды продавливания и осью растянутой арматуры фундамента, т.е. в сечении расположенном от боковой грани первой ступени на расстоянии величины С которая определяется по формуле:

С = аф- b - 2*h0/2 = 210-30-2*65/2 = 25 см

Поперечная сила:

Q = ргр*аф*С = 0.26*2.10*0.25 = 0.13 мН

Проверяем прочность нижней ступени фундамента:

цb3 = Rbt*aф*h01 = 0.6*1.05*2.10*0.25 = 0.33 мН > Q = 0.13 мН т.е.

прочность нижней ступени обеспечена.

Определяем изгибающий момент в фундаменте у грани колонны (в сечении 2-2):

М2 = ргр/8*(аф-b)2*аф = 0.26*/8*(2.10-0.3)2*2.10 = 0.221 мН*м

изгибающий момент у грани второй ступени (в сечении 1-1):

М1 = ргр/8*(аф-а2)2*аф = 0.26/8*(2.10-1.10)2*2.10 = 0.068 мН*м

Площадь поперечного сечения арматуры у грани колонны (в сечении 2-2):

Аs2 = М2/0.9*Rs*h0 = 0.221/0.9*280*0.65 = 0.00134 м2 = 13.4 см2

Площадь сечения арматуры у грани второй ступени (в сечении 1-1):

Аs1 = М1/0.9*Rs*h01 = 0.068/0.9*280*0.25 = 0.00107 м2 = 10.7 см2

За расчетную площадь сечения арматуры принимаем: As = As2 = 13.4 см2

По таб. Приложения 2 [2] принимаем 12?12 (As = 13.58 см2) в каждом направлении.

Расчет монтажных петель.

Определяем объем фундамента:

Vф. = aф2*h1 + a22*h2 - ((aств+aстн)/2)2*hст. = 2.102*0.3 + 1.102*0.4 - ((0.45+0.40)/2)2*0.50 = 1.7 м3

Нагрузка от собственного веса фундамента с учетом коэффициента динамичности Кд = 1.5

Nсв. = kд.*Vф.*с = 1.5*1.7*25 = 63.75 кН

Нагрузка на одну петлю:

N = Nсв. /3 = 63.75/3 = 21.25 кН

требуемая площадь сечения одной петли:

As = N/Rs = 21.25*10-3/225 = 0.000094 м2 = 0.94 см2

По таблице 2 приложения 2 [2] принимаем монтажные петли ? 12 (As = 1.131 см2)

Петли проектируем без отогнутых ветвей (рис. 17)

Рис.17

Список литературы

1) СНиП 2.03.01-84 Бетонные и Железобетонные конструкции

2) Т.Н. Цай Строительные конструкции т.2 1985г.

3) Т.Н. Цай Строительные конструкции т.1 1984г.

4)А.Н. Кувалдин Примеры, расчет железобетонных конструкций зданий 1976г.

5) СНиП 2.01.07 - 85 Нагрузки и воздействия

6) И.А. Шерешевский "Конструирование гражданских зданий" 1981г.

Размещено на Allbest.ru

...