Проектирование несущих конструкций многоэтажного каркасного здания

Размещено на http://www.allbest.ru/

Министерство образования и науки Российской Федерации

Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение высшего образования

«Национальный исследовательский московский государственный строительный университет»

Институт «Строительства и архитектуры»

Кафедра «Железобетонных и каменных конструкций»

Курсовой проект

по дисциплине: «Железобетонные и каменные конструкции»

Проектирование несущих конструкций многоэтажного каркасного здания

Выполнил

студент ИЭУИС III-8

Тарасова А.А.

Руководитель проекта

доц. к.т.н. Глаголев А.В.

г. Москва 2016 г.



Оглавление

перекрытие арматура фундамент ригель

1. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

2. Расчет и конструирование однопролетного ригеля

2.1 Исходные данные

2.2 Определение усилий в ригеле

2.3 Расчет ригеля по прочности нормальных сечений при действии изгибающего момента

2.4 Расчет ригеля по прочности при действии поперечных сил

2.5 Построение эпюры материалов

3. Расчет и конструирование колонны

3.1 Исходные данные

3.2 Определение усилий в колонне

3.3 Расчет колонны по прочности

4. Расчет и конструирование фундамента под колонну

4.1 Исходные данные

4.2. Определение размера стороны подошвы фундамента

4.3 Определение высоты фундаменты

4.4 Расчет на продавливание

4.5 Определение площади арматуры подошвы фундамента

Библиографический список

1. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

В состав сборного балочного междуэтажного перекрытия входят плиты и ригели, опирающиеся на колонны (рис. 1).

Сетка колонн назначаем в зависимости от размеров плит и ригелей. Рас- стояние между колоннами должно быть кратно 100 мм и принимается в пределах (4,8 …7,2) м.

Здание с размерами в плане 26,4х40,2м.

Принимаем следующие показатели:

? связевая конструктивная схема здания с поперечным расположением ригилей и сеткой колонн размерами в плане 6,7х6,6 м (рис. 1);

? число этажей - 11, без подвала;

? высота надземного этажа - 3,6 м;

? высота подземного этажа - 2,9 м;

? ригель таврового сечения шириною b_b = 20 см и высотой 60 см без предварительного напряжения арматуры;

? плиты многопустотные предварительно напряженные высотой 22 см (ширина рядовых плит 1,5 м);

? колонны сечением 40х40 см;

? величина временной нагрузки v = 5 кН/м², в том числе длительная v_д=1,75 кН/м².



Рис. 1. Конструктивная схема перекрытия. Разрез 1 - 1

Рис. 2. Конструктивная схема здания



2. Расчет и конструирование однопролетного ригеля

2.1 Исходные данные

Таблица 1. Нагрузки на 1 м² перекрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке гf	Расчетная нагрузка, кН/м2
1	2	3	4
Постоянная:
Полы - паркет штучный д=0,015м Мастики клеящие д=0,004м Слой звукоизоляции д=0,02м Цем.-песч. стяжка д=0,04м Плита перекрытия д=0,22м	0,105 0,056 0,008 0,72 3,4	1,2 1,3 1,2 1,3 1,1	0,126 0,0728 0,0096 0,936 3,74
Итого постоянная нагрузка g	4,289		4,884
Временная: Перегородки д=0,12м	0,5 5 3,25 1,75	1,2	0,6
Полезная (из задания) кратковременная Vsh		1,2 1,2	6 3,9
длительная Vlon		1,2	2,1
Итого временная нагрузка V	5,5		6,6
Временная нагрузка без учета перегородок V0	5		6
Полная нагрузка g + V	9,789		11,484

Ригель шарнирно оперт на консоли колонны, h_b = 60 см. Расчетный пролет (рис. 3)

l₀ = l_b - b - 2Ч20 - 130 = 6600 - 400 - 40 - 130 = 6030 мм = 6,03 м

где l_b - пролет ригеля в осях;

b - размер колонны;

20 - зазор между колонной и торцом ригеля;

130 - размер площадки опирания.

Расчетная нагрузка на 1 м длины ригеля определяется с грузовой полосы, равной шагу рам, в данном случае шаг рам 6,7 м. (табл. 1)

Постоянная (g):

- от перекрытия с учетом коэффициента надежности по ответственности здания г_п = 1,0:

g_fl =g·l_n·д_n= 4,884·6,7·1,0 = 32,723 кН/м,

где l_n - шаг рам

- от веса ригеля:

g_bn = (0,2·0,4 + 0,2·0,6) ·2500·10^-2 = 5,0 кН/м,

где 2500 кг/м³ - плотность железобетона.

С учетом коэффициента надежности по нагрузке г_f = 1,1 и по ответственности здания г_п = 1,0,

g_b = 5,0·1,1·1,0 = 5,5 кН/м.

Итого постоянная нагрузка погонная, т.е. с грузовой полосы, равной шагу рам:

g₁=g_fl+ g_b = 32,723 + 5,5 = 38,223 кН/м;

Временная нагрузка (V) с учетом коэффициента надежности по ответственности здания г_п = 1,0 и коэффициента сочетания:

где А₁ = 9 м²для помещений, указанных в поз. 1,2,12[1];

А - грузовая площадь ригеля; А = 6,6х6,7= 44,22 м²;

На коэффициент сочетания умножается временная нагрузка

V₁=(V_р+· V₀)·д_n·l_n

V₁= (0,6+0,671·6)·1,0·6,7 = 30,99 кН/м.

Полная погонная нагрузка:

g₁ + V₁ = 38,223+30,99 = 69,22 кН/м.



2.2 Определение усилий в ригеле

Расчетная схема ригеля - однопролетная шарнирно опертая балка пролетом l₀. Вычисляем значение максимального изгибающего момента М и максимальной поперечной силы Q от полной расчетной нагрузки:

314,6 кН;

,

Характеристики прочности бетона и арматуры:

- бетон тяжелый класса В40, расчетное сопротивление при сжатии R_b = 22,0 МПа, при растяжении R_bt= 1,4 МПа (табл. 6.8[2], приложение 4), г_b1 = 0,9 (6.1.12[2]);

- арматура продольная рабочая класса А500С диаметром 10-40 мм, расчетное сопротивление R_s = 435 МПа=43,5Кн/см², поперечная рабочая арматура класса А400 диаметром 6-8 мм, R_sw = 280 МПа=28,0 кН/см² (табл. 6.15[2]).

2.3 Расчет ригеля по прочности нормальных сечений при действии изгибающего момента

Определяем высоту сжатой зоны х = о·h₀,

где h₀ - рабочая высота сечения ригеля;

о - относительная высота сжатой зоны, определяемая в зависимости от _т.

h₀ = (h_b - 5) = 60 - 5 = 55 см,



,

где

М = 314,6кН·м = 31460кН·см;

R_b = 22 МПа = 2,2 кН/см²;

b - ширина сечения ригеля, b = 20 см.

высота сжатой зоны х = h₀ = 0,31155 = 17,104 см.

Граница сжатой зоны проходит в узкой части сечения ригеля, следовательно, расчет ведем как для прямоугольного сечения.

Расчет по прочности нормальных сечений производится в зависимости от соотношения относительной высоты сжатой зоны бетона и граничной относительной высоты о_R, при которой предельное состояние элемента наступает по сжатой зоне бетона одновременно с достижением в растянутой арматуре напряжения, равного расчетному сопротивлению R_s.

Значение о_R определяется по формуле:

,

где е_s,el - относительная деформация растянутой арматуры при напряжениях, равных R_s;

, R_s = 435 МПа, Е_s = 2·10⁵МПа;

е_b2 - относительная деформация сжатого бетона при напряжениях, равных R_b, принимаемая равной 0,0035 (п. 6.1.20 [2])

;

,

значение о_R можно определить по табл. 3.2 [4] или по Приложению 11, т.к. о<о_R,

площадь сечения растянутой арматуры определяется по формуле:

Если о>о_R, следует увеличить сечение ригеля или повысить класс бетона, или запроектировать в сжатой зоне сжатую рабочую арматуру с площадью А_s^/.

Если о = о_R = 0,493, х = 0,493·40 = 19.7 см, т.е. при о ? о_R граница сжатой зоны всегда проходит в узкой части сечения ригеля.

По найденной площади сечения растянутой арматуры по сортаменту подбираем 2Ш22 А500С и 2Ш25 А500С А_s,ef = 17,42 см²;

2.4 Расчет ригеля по прочности при действии поперечных сил

Расчет ригеля по прочности при действии поперечных сил производится на основе модели наклонных сечений [3].

Ригель опирается на колонну с помощью консолей, скрытых в его подрезке (рис. 5), т.е. имеет место резко изменяющаяся высота сечения ригеля на опоре.

Для ригелей с подрезками на опорах производится расчет по поперечной силе для наклонных сечений, проходящих у опоры консоли, образованной подрезкой. При этом в расчетные формулы вводится рабочая высота h₀₁короткой консоли ригеля.

Таким образом, в качестве расчетного принимаем прямоугольное сечение с размерами , в котором действует поперечная сила Q= 208,7 кН от полной расчетной нагрузки. Рабочая высота сечения ригеля в подрезке составляет , вне подрезки (у опор) , в средней части пролета см.

При диаметре нижних стержней продольной рабочей арматуры ригеля d_s=25мм с учетом требований п. 10.3.12[2] назначаем поперечные стержни (хомуты) Ш8 А400. Их шаг на приопорном участке предварительно принимаем по конструктивным соображениям , что в соответствии с п. 10.3.13[2] не превышает 0,5h₀₁ = 21 см и 30 см. Значения прочностных характеристик бетона класса В40, входящие в расчетные зависимости, принимаем с учетом коэффициента условий работы

Расчет ригеля по бетонной полосе между наклонными трещинами производится из условия:

,

где ? коэффициент, принимаемый равным 0,3. Проверка этого условия дает:

Q=208,7 кН ? 0,3Ч0,9Ч2,2Ч20Ч42=498,96 кН

т.е. принятые размеры сечения ригеля в подрезке достаточны.

Проверяем, требуется ли поперечная арматура по расчету, из условия:



т.е. Q=208,7 кН >Q_b,min=0,5Ч0,9Ч0,14Ч20Ч42=52,92 кН

поэтому расчет поперечной арматуры необходим.

Находим погонное усилие в хомутах для принятых выше параметров поперечного армирования (2Ш8 А400), , ;

Расчет ригеля с рабочей поперечной арматурой по наклонному сечению производится из условия:

(8.56[2])

где ? поперечные силы, воспринимаемые соответственно бетоном и поперечной арматурой в наклонном сечении, которые находятся по формулам:

,

где с ? длина проекции наклонного сечения на продольную ось элемента, ? коэффициент, принимаемый равным 1,5 (п. 8.1.33[2]).

Подставляя эти выражения, из условия минимума несущей способности ригеля по наклонному сечению в виде находим наиболее опасную длину проекции наклонного сечения, равную:



которая должна быть не более 2h₀₁ = 84 см.

С учетом этой величины условие (8.56[2]) преобразуем к виду:

208,7 кН < 237,9 кН

т.е. условие прочности ригеля по наклонному сечению в подрезке при действии поперечной силы соблюдается.

Необходимо также убедиться в том, что принятый шаг хомутов не превышает максимального шага хомутов , при котором еще обеспечивается прочность ригеля по наклонному сечению между двумя соседними хомутами, т.е.

21,3 см

Выясним теперь, на каком расстоянии от опор в соответствии с характером эпюры поперечных сил в ригеле шаг поперечной арматуры может быть увеличен.

Примем, согласно п. 10.3.13[2], шаг хомутов в средней части пролета равным см, что не превышает 500 мм.

Погонное усилие в хомутах для этого участка составляет:

что не меньше минимальной интенсивности этого усилия, при которой поперечная арматура учитывается в расчете:

Очевидно, что условие для опорных участков ригеля соблюдается с еще большим запасом.

При действии на ригель равномерно распределенной нагрузки q=g₁+v₁ длина участка с интенсивностью усилия в хомутах принимается не менее значения , определяемого по формуле:

и не менее ;

где ? то же, что в формуле (2), но при замене на рабочую высоту сечения ригеля в пролете см;

? наиболее опасная длина проекции наклонного сечения для участка, где изменяется шаг хомутов; определяется по формуле (стр. 10) с заменой в ней на , а также на , но не более

Тогда имеем:

Поскольку , то принимаем см

q=g+V=69,22 кН/м=0,692 кН/см, тогда:

В ригелях с подрезками у концов последних устанавливаются дополнительные хомуты и отгибы для предотвращения горизонтальных трещин отрыва у входящего угла подрезки. Эти хомуты и отгибы должны удовлетворять условию прочности:

;

здесь ? рабочая высота сечения ригеля соответственно в короткой консоли подрезки и вне ее.

Для рассматриваемого примера со сравнительно небольшим значением поперечной силы примем дополнительные хомуты у конца подрезки в количестве 2Ш12 А500С с площадью сечения , отгибы использовать не будем. Тогда проверка условия прочности дает:

т.е. установленных дополнительных хомутов достаточно для предотвращения горизонтальных трещин отрыва у входящего угла подрезки.

2.5 Построение эпюры материалов

Продольная рабочая арматура в пролете 2Ш22 А500С и 2Ш25 А500С. Площадь этой арматуры А_s определена из расчета на действие максимального изгибающего момента в середине пролета. В целях экономии арматуры по мере уменьшения изгибающего момента к опорам два стержня обрываются в пролете, а два других доводятся до опор. Если продольная рабочая арматура разного диаметра, то до опор доводятся два стержня большего диаметра.

Площадь рабочей арматуры А_s,ef = 17,42 см². Определяем изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля с полной запроектированной арматурой 2Ш22 А500С и 2Ш25 А500С (А_s = 17,42 см²).

Из условия равновесия:

R_s·A_s = _b1R_b·b·x, х = о·h₀;

R_s = 435 МПа = 43,5 кН/см²; R_b = 22,0 МПа = 2,2 кН/см²;

х = о·h₀ = 0,348·55 = 19,136 см.

Изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля, определяется из условия равновесия:

М = R_s·A_s(h₀ -0,5х);

М_{(2Ш25+2Ш22)}= 43,5·17,42·(55 - 0,5·19,136) = 34427кН·см = 344,3кН·м

344,3кН·м> 314,6кН·м, то есть больше действующего изгибающего момента от полной нагрузки, это значит, что прочность сечения обеспечена.

До опоры доводятся 2Ш25 А500С, h₀ = 60 - 3 = 57 см (см рис. 6), A_s=9,82см².

Определяем изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней, доводимых до опоры

М_(2Ш25) = R_s·A_s(2Ш25) (h₀ -0,5х₁);

М_(2Ш25) = 43,5·9,82·(57 - 0,5·10,79) = 22044,1кН·см =220кН·м.

Откладываем в масштабе на эпюре моментов полученные значения изгибающих моментов М_{(2Ш22+2Ш25)} и М_(2Ш25) и определяем место теоретического обрыва рабочей арматуры - это точки пересечения эпюры моментов с горизонтальной линией, соответствующей изгибающему моменту, воспринимаемому сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней М_(2Ш25) (рис. 7).

Эпюра моментов для этого должна быть построена точно с определением значений изгибающих моментов в , в и в пролета.

Изгибающий момент в любом сечении ригеля определяется по формуле



,

где R_A - опорная реакция, х - текущая координата.

При x =

При x =

При x =



Рис. 7. Эпюра материалов

Длина анкеровки обрываемых стержней определяется по следующей зависимости:

,

где d - диаметр обрываемой арматуры.

Поперечная сила Q определяется графически в месте теоретического обрыва, в данном случае 114,6.

Поперечные стержни Ш8 А400 R_sw = 285 МПа с А_sw = 1,01см² в месте теоретического обрыва имеют шаг 10 см;

что меньше 15d=15*2,5=37,5 cм

Принимаем W=37,5 см.

М_{(2 Ш25)} = 220 кНм

208,7 x - 34,61x² = 220

x² - 6,03x + 6,36=0

x_1,2 = 3,015

x₁ = 1,365 м

x₂ = 4,665 м

Это точки теоретического обрыва арматуры.

Длина обрываемого стержня будет равна

4,665 - 1,365 + 2*0,3 = 3,9 м.

Принимаем длину обрываемого стержня 4 м.

Определяем аналитическую величину поперечной силы:

Графически поперечная сила была принята 114,6 кН с достаточной степенью точности.



3. Расчет и конструирование колонны

Для проектируемого 11-этажного здания принята сборная железобетонная колонна сечением 40Ч40 см.

3.1 Исходные данные

Нагрузка на 1 м² перекрытия принимается такой же, как и в предыдущих расчетах.

Таблица 2. Нагрузка на 1 м² покрытия

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка (гf= 1), кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке гf	Расчетная нагрузка (гf> 1), кН/м2
1	2	3	4
Гидроизоляционный ковер (3 слоя)	0,150	1,3	0,195
Армированная цементно-песчаная стяжка, д = 40 мм, с = 2200 кг/м3	0,880	1,3	1,144
Керамзит по уклону, д = 100 мм, с = 600 кг/м3	0,600	1,3	0,780
Утеплитель - минераловатные плиты, д = 150 мм, с = 150 кг/м3	0,225	1,2	0,270
Пароизоляция 1 слой	0,050	1,3	0,065
Многопустотная плита перекрытия с омоноличиванием швов, д = 220 мм	3,400	1,1	3,740
Постоянная нагрузка (groof)	5,305		6,194
Временная нагрузка -
снеговая* :S = Sg	3,200·0,7 = 2,240	-	3,200
в том числе длительная часть снеговой нагрузки Sl	1,120	-	1,600
Полная нагрузка (groof+ S)	7,545		9,394

* - полная кратковременная снеговая нагрузка и коэффициент м принимаются по СП 20.13330.2011.

* - снеговая нагрузка принимается 3,2 кН/м² для V снегового района, регион строительства г. Киров.



Материалы для колонны:

Бетон - тяжелый класса по прочности на сжатие В25, расчетное сопротивление при сжатии R_b = 14,5 МПа (табл. 6.8[2]).

Арматура:

? продольная рабочая класса А500С (диаметр 16 …40 мм), расчетное сопротивление R_s = R_sc = 435 МПа (табл. 6.14[2]),

? поперечная - класса А240.

3.2 Определение усилий в колонне

Рассчитывается средняя колонна подвального этажа высотой h_fl = 2,9 м. Высота типового этажа h_fl равна 3,6 м.

Грузовая площадь колонны А = 6,6Ч6,7 = 44,22 м².

Продольная сила N, действующая на колонну, определяется по формуле:

N = г_n(g +V_p + ц_зV₀) n·A + g_b(n + 1) + g_col(n + 1) + г_n(g_roof + S)A,

где n - количество этажей.

В нашем случае n = 11;

А - грузовая площадь;

g, V_p,V₀ - соответственно постоянная и временная нагрузки на 1 м² перекрытия по табл. 1.

Согласно табл. 1, g = 4,884 кН/м²; V_p = 0,6кН/м²; V₀ = 6 кН/м²;

g_roof - постоянная нагрузка на 1 м² покрытия по табл. 2 (g_roof = 6,194 кН/м²);

S - полная снеговая нагрузка на 1 м² покрытия по табл. 2;

g_b- собственный вес ригеля с учетом г_f и г_nдлиной (6,6 - 0,4) = 6,2 м;

g_b= 6,2·5,5 = 34,1 кН;

5,5 кН/м - погонная нагрузка от собственного веса ригеля (см. расчет ригеля);

g_col - собственный вес колонны;

g_col = г_n· г_f · с· А_col·h_fl = 1,0·1,1·2500· (10^-2) ·0,4·0,4·2,9 = 12,76 кН; - для подземного этажа;

g_col = г_n· г_f · с· А_col·h_fl = 1,0·1,1·2500· (10^-2) ·0,4·0,4·3,6 = 15,84 кН; - для типового этажа;

ц₃ - коэффициент сочетаний (коэффициент снижения временных нагрузок в зависимости от количества этажей), определяемый по формуле (8.3[1]):

= ;

где ц₁= 0,671 (см. расчет ригеля);

N = 1,0·(4,884 +0,6+ 0,482·6) ·11·44,22+ 34,1· (11 + 1) + 12,76· (11 + 1) + 1,0· (6,194 + 3,2) ·44,22 = 5051,97 кН.

3.3 Расчет колонны по прочности

Расчет по прочности колонны производится как внецентренно сжатого элемента со случайным эксцентриситетом е_а:

см; см; е_а = 1 см.

Однако расчет сжатых элементов из бетона классов В15 …В35 (в нашем случае В25) на действие продольной силы, допускается производить из условия:

N ? N_ult (8.16[2]);

где N_ult - предельное значение продольной силы, которую может воспринять элемент определяемое по формуле:

N_ult ? ?(г_b1R_bA_b + R_scA_s,tot) (8.17[2]);

где A_b - площадь сечения колонны;

A_s,tot - площадь всей продольной арматуры в сечении колонны:

l₀ - расчетная длина колонны подвала с шарнирным опиранием в уровне 1-го этажа и с жесткой заделкой в уровне фундамента;

R_sc- расчетное сопротивление арматуры сжатию.

l₀ = 0,7(h_fl + 15 см) = 0,7(290 + 15) = 213,5 см;

l₀/h_col =213,5/40=5,338<20; A_b=40?40=1600 см².

- коэффициент, принимаемый при длительном действии нагрузки по табл. 8.1.[2], в зависимости от гибкости колонны.

При l₀/h_col =5,34, коэффициент = 0,92.

см².

Из условия ванной сварки выпусков продольной арматуры при стыке колонн, минимальный ее диаметр должен быть не менее 20 мм.

Принимаем 8Ш36 А500С A_s,ef = 81,44 см².

, т.к. l₀/h_col? 5.

Диаметр поперечной арматуры принимаем Ш6 А240 (из условия сварки c продольной арматурой). Шаг поперечных стержней s = 300 мм, что удовлетворяет конструктивным требованиям (п.10.3.14[2]): s ? 10d = 10·36 = 360 мм и s ? 300мм.

Армирование колонны показано на рис. 8.

а)

б)

Рис. 8. К расчету колонны подвального помещения а - опалубка колонны; б - схема армирования



4. Расчет и конструирование фундамента под колонну

4.1 Исходные данные

Грунты основания - глина, условное расчетное сопротивление грунта R₀ = 0,29 МПа = 0,029 кН/см² = 290 кН/м²;

Бетон тяжелый класса В25. Расчетное сопротивление растяжению R_bt = 1,05 МПа, г_b1 = 0,9. Арматура класса А500С, R_s = 435 МПа= 43,5кН/см².

Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах г_m = 20 кН/м³.

Высоту фундамента предварительно принимаем 90см. C учетом пола подвала глубина заложения фундамента Н₁ = 105 см. Расчетное усилие, передающееся с колонны на фундамент, N = 5051,97кН.

Нормативное усилие

N_n = N/г_fm = 5051,97/1,15 = 4393,04кН;

где г_fm = 1,15 - усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке.

4.2 Определение размера стороны подошвы фундамента

Площадь подошвы центрально нагруженного фундамента определяется по условному давлению на грунт R₀ без учета поправок в зависимости от размеров подошвы фундамента и глубины его заложения

м².



Размер стороны квадратной подошвы фундамента:

Принимаем а = 4,2 м (кратно 0,3 м).

Давление на грунт от расчетной нагрузки

5051,97/4,2² = 286,4кН/м². < R₀=290 кН/м².

4.3 Определение высоты фундамента

Рабочая высота фундамента из условия продавливания

м.

Полная высота фундамента устанавливается из условий:

продавливания H_f =(h₀+0,05)=0,813 + 0,05 = 0,863м;

заделки колонны в фундаменте:

H_f = 1,5h_col + 0,25(м) = 1,5·0,4 + 0,25 = 0,85 м;



анкеровки сжатой арматуры колонны H_f = h_an + 0,25(м).

Базовая длина анкеровки, необходимая для передачи усилия в арматуре с полным расчетным сопротивлением R_s на бетон, определяется по формуле [3]:

,

где A_s и U_s - соответственно площадь поперечного сечения анкеруемого стержня арматуры и периметр его сечения (в нашем случае для арматуры Ш36,

A_s = 10,18см²; U_s = рd = 3,14·3,6 = 11,304см);

R_bond - расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном, принимаемое равномерно распределенным по длине анкеровки

R_bond = г_b1·з₁·з₂·R_bt,

где з₁ - коэффициент, учитывающий влияние вида поверхности арматуры. Для горячекатаной арматуры периодического профиля з₁ = 2,5;

з₂ - коэффициент, учитывающий влияние размера диаметра арматуры, принимаемый равным:

1,0 - при диаметре продольной арматуры d_s?32 мм;

0,9 - при d_s = 36 мм и d_s = 40 мм.

R_bond = 0,9·2,5·0,9·1,05 = 2,13 МПа

Требуемая расчетная длина анкеровки арматуры с учетом конструктивного решения элемента в зоне анкеровки определяется по формуле[3]:

,

где A_s,cаlи A_s,ef - площади поперечного сечения арматуры, соответственно требуемая по расчету и фактически

б - коэффициент, учитывающий влияние на длину анкеровки напряженного состояния бетона и арматуры. Для сжатых стержней периодического профиля б = 0,75.Тогда:

см.

Из четырех величин принимаем максимальную длину анкеровки, т.е.

h_an = 132,52 см.

Следовательно, из условия анкеровки арматуры

H_f = 132,52 + 25 = 157,52 см.

Принимаем трехступенчатый фундамент общей высотой 160 см и с высотой ступеней 40 см и 60 см. При этом ширина первой ступени а1 = 1,2 м, а второй а2 =2,4 м.

Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени h₀₃ = 60 - 5 = 55 см условию прочности при действии поперечной силы без поперечного армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого сечения (b = 160 см) должно выполняться условие:

Q = pl ? Q_b,min = 0,5г_b1R_bth₀₃b.

Поперечная сила от давления грунта:

Q = pl= 0,5(а - a₂ - 2h₀₃)р,

где а - размер подошвы фундамента;

h₀₃ = 60 - 5 = 55см;

р - давление на грунт от расчетной нагрузки (на единицу длины).

Q = 0,5(4,2 -2,4 - 2·0,55) ·286,4 = 100,24кН;

Q = 100,24кН<Q_b,min = 0,5·0,9·1,05·10³·0,55 ·1,6 = 415,8кН - прочность обеспечена.

4.4 Расчет на продавливание

Проверяем нижнюю ступень фундамента на прочность против продавливания.

Расчет элементов без поперечной арматуры на продавливание при действии сосредоточенной силы производится из условия (8.87[2])

F ? F_b,ult,

где F_b,ult - предельное усилие воспринимаемое бетоном.

F_b,ult = г_b1R_btA_b,

где F?продавливающая сила, принимаемая равной продольной силе в колонне подвального этажа на уровне обреза фундамента за вычетом нагрузки, создаваемой реактивным отпором грунта, приложенным к подошве фундамента в пределах площади с размерами, превышающими размер площадки опирания (в данном случае второй ступени фундамента) на величину во всех направлениях; A_b - площадь расчетного поперечного сечения, расположенного на расстоянии 0,5h₀ от границы площади приложения силы Nс рабочей высотой сечения h₀. В нашем случае h₀ = h₀₃ = 0,55м.

Площадь A_b определяется по формуле:



A_b = U·h₀₃

где U - периметр контура расчетного сечения;

U = (а₂ + 2·0,5h₀₃) ·4 = (2,4 + 2·0,5·0,55) ·4 = 11,8 м.

Площадь расчетного поперечного сеченияA_b = 11,8·0,55 = 6,49 м².

Продавливающая сила равна:

F=N-p?A₁=5051,97-286,4*8,703=2559,5кН

здесь p=286,4 кН/м², ? реактивный отпор грунта,

A₁ ? площадь основания продавливаемого фрагмента нижней ступени фундамента в пределах контура расчетного поперечного сечения, равная:

A₁=(a₂+2?0,5?h₀₃)²=(2,4 +2?0,5?0,55)²=8,703м².

Проверка условия (6.97) [3] показывает:

F=2559,5 кН < 0,9?1,05?10³?6,49 = 6133,05 кН,

т.е. прочность нижней ступени фундамента против продавливания обеспечена.

4.5 Определение площади арматуры подошвы фундамента

Подбор арматуры производим в 3-х вертикальных сечениях фундамента, что позволяет учесть изменение параметров его расчетной схемы, в качестве которой принимается консольная балка, загруженная действующим снизу вверх равномерно распределенным реактивным отпором грунта. Для рассматриваемых сечений вылет и высота сечения консоли будут разными, поэтому выявить наиболее опасное сечение можно только после определения требуемой площади арматуры в каждом из них (см. рис. 9).

Сечение I-I

М_I-I = 0,125р? (а - h_col)²· a = 0,125·286,4?(4,2- 0,4)²·4,2 = 2171,2кН·м

Площадь сечения арматуры определяем по формуле:

см².

Сечение II-II

М_II-II= 0,125р?(а- а₁)²·а = 0,125·286,4?(4,2 - 1,2)²·4,2 = 1353,24кН•м

см².

Сечение III-III

М_III-III= 0,125р?(а- а₂)²·а = 0,125·286,4?(4,2 - 2,4)²·4,2 = 487,17кН•м

см².

Из трех найденных значений подбор арматуры производим по максимальному значению, т.е.A_s,max = 35,78 см².

Шаг стержней принимается от 150 мм до 300 мм (кратно 50 мм). При ширине подошвы фундамента а ? 3 м минимальный диаметр стержней d_min = 10 мм, при а>3 м d_min = 12 мм.

Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях арматурой из стержней Ш18 А500с шагом 300 мм.

Имеем 15Ш18 А500С с A_s = 38,1 см²

Процент армирования м:

- в сечении I-I: >0,1%

- в сечении II-II: >0,1%

- в сечении III-III:

Так как во всех сечениях м_i>м_min=0,1 %, количество принятой арматуры оставляем без изменений. Конструкция фундамента приведена на рис. 9.



Библиографический список

1. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85* М.: ГУП ЦПП, 2011.

2. СП 63.13330.2012 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-101-2003 М.: ФГУП ЦПП, 2004.

3. ГОСТ Р 54257-2010 Надежность строительных конструкций и оснований.

4. СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. М.: ФГУП ЦПП, 2005.

5. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 520101-2003). М.: ФГУП ЦПП, 2005.

Размещено на Allbest.ru

...