Размещено на http://www.allbest.ru

Министерство ОБРАЗОВАНИЯ и науки рф

Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение высшего профессионального образования «Алтайский государственный технический университет им. И.И. Ползунова»

Кафедра «Строительные конструкции»

ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА К КУРСОВОМУ ПРОЕКТУ

по курсу «Железобетонные конструкции»

тема: Проектирование элементов конструкций многоэтажного промышленного здания с неполным каркасом

КП 08.03.01.05.000 ПЗ

Проект выполнила А.С. Григорян

Проект проверила О.В. Лобанова

Барнаул 2017

СОДЕРЖАНИЕ

1. Исходные данные

2. Расчет снеговой нагрузки

3. Расчет монолитной плиты перекрытия

4. Расчет второстепенной балки

5. Расчет и конструирование многопустотной плиты перекрытия

5.1 Расчет плиты по предельным состояниям первой группы

5.2 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы

6. Расчет и конструирование однопролетного ригеля

6.1 Расчет ригеля по прочности нормальных сечений при действии изгибающего момента

6.2 Расчет ригеля по прочности нормальных сечений при действии поперечных сил

7. Расчет и конструирование колонны

7.1 Расчет колонны по прочности

8. Расчет и конструирование фундамента

8.1 Определение размера стороны фундамента

8.2 Определение высоты фундамента

8.3 Расчет на продавливание

8.4 Определение площади арматуры подошвы

9. Расчет и конструирование простенка

9.1 Проверка несущей способности простенка

Список используемой литературы

1. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ

Размер здания в плане - 18 х 54 м;

Шаг колонн - 6 м, пролет - 6 м;

Количество этажей (надземных) - 6;

Высота этажей - 3.9 м, подвального - 3.3 м;

Материал пола - бетонные полы толщиной 30мм;

Материал стен здания - кирпич + утеплитель снаружи;

Материал стен подвала - сплошные бетонные блоки ФБС-24.6.6.т;

Размер оконных проемов - 1.6 х 1.6(h) м

Временная нагрузка на перекрытие q_пол - 5,3 кН/м²;

Характеристика грунтов основания - R₀=0,3 МПа;

Город строительства - г. Челябинск (3 климатический р-н, снеговая нагрузка S₀=180кг/м²)

плита перекрытие ригель колонна фундамент простенок

2. Расчет снеговой нагрузки

S_н= S₀*µ*К,

где µ- коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие, т.к. 0є?б?25є, то µ=1.

К=1-0,2(1-b/90)(h/10-1),

К=0,7 т.к. 10?h?20.

S_н= 180*1*0.7=126 кгс/м²

S_р= S_н*г_f , где г_f=1,4

S_р=126*1,4=176,4 кгс/м²

3. РАСЧЕТ КОНСТРУКЦИИ МОНОЛИТНОЙ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ

Монолитная плита монтируется на каждом этаже. Под ней располагаются главные (поперек здания с шагом 6м) и второстепенные балки (опираются на главные балки шаг 2м)

Высота главной балки

Ширина главной балки

Высота второстепенной балки

Ширина второстепенной балки

Монолитная плита объединяет главную и второстепенную балки по верху в единый диск перекрытия.

Таблица 1 - Сбор нагрузок на монолитную плиту

№ п/п	Наименование нагрузки	Нормат Н/м2	Коэф-т	Расчетная Н/м2
Покрытие
а ) Временная
1. Снеговая	1285,7	1,4	1800
б) Постоянная
1. Четыре слоя рубероида на битумной мастике	100	1,2	120
2. Цементная стяжка д=2 см, г=18000 Н/м3	360	1,2	432
3. Утеплитель д=18 см, г=4000 Н/м3	720	1,2	864
4. Пароизоляция 50	50	1,2	60
5. Железобетонная плита толщиной 6 см	1633	1,1	1796
ИТОГО:г 3670	4148,7		5072
Перекрытие
а) Временная
1. Полезная (в том числе длиительнодействующая)	5300	1,3	6890
б) Постоянная
1. Конструкция пола (плитка керамическая)	540	1,2	648
2. Железобетонная плита	1633	1,1	1796
ИТОГО: qп=	7437		9334

Расчетная нагрузка:Q=9334 Н/м²

Вырезаем условно в плите полосу шириной 1 м поперек второстепенных балок, рассчитываем монолитную плиту как многопролетную неразрезную балку условной шириной 1 м, толщиной 6 см с промежуточными опорами - второстепенными балками с шагом 2 м.

Рис. 2 Расчетная схема монолитной плиты, эпюра изгибающих моментов.

Требуется: Рассчитать требуемую площадь сетчатой арматуры на опорах и в пролетах.

Решение: Определяем величины максимальных изгибающих моментов (рис. 2 при раздельном армировании:

В первом пролете:

На первой опоре:

Во втором и последующих пролетах:

Рассчитываем сетчатую пролетную и опорную арматуру. Сечение арматуры назначается в зависимости от изгибающего момента, действующего на данном участке плиты.

Сетка С1 (в крайних пролетах):

.

Принимаю:

- короткая рабочая арматура: 5 В500, шаг 200;

- длинная конструктивная арматура: 3 В500, шаг 250.

факт= 1,178 см²



Масса сетки С1: .

Сетка С2 (над крайними опорами):

.

Принимаю:

- короткая рабочая арматура: 5 В500, шаг 200;

- длинная конструктивная арматура: 3 В500, шаг 250.

факт =0,982 см²



Масса сетки С2: .

Сетка С3 (в последующих пролетах):

;

.

Принимаю:

- короткая рабочая арматура: 4 В500, шаг 140;

- длинная конструктивная арматура: 3 В500, шаг 250.

факт=0,829 см²



Масса сетки С3:

Сетка С4 (над последующими опорами):

;

.

Принимаю:

- короткая рабочая арматура: 4 В500, шаг 140 ;

- длинная конструктивная арматура: 3 В500, шаг 250.

факт=0,829 см²



Масса сетки С4: .

4. РАСЧЕТ ВТОРОСТЕПЕННОЙ БАЛКИ

Расчет прочности второстепенной балки по нормальным сечениям

h_b=40см

b_b=20см

Бетон В-15 (Rb=8.5 МПа)

Арматура А400 (Rs=350 МПа)

Таблица 2 - Сбор нагрузок на балку

Наименование нагрузки	Расчетная, H/м2	Расчетная Н/мп
Временная
Кратковременная (50% от всей временной нагрузи. П.1.9 в задании*коэф*2)	6890
Постоянная
-конструкция пола	648	1296
-ж/б плита	1796	3592
-второстепенная балка		1080
Длительная	3445	6890

Находим коэффициент для заданного варианта загружения:

v/p = 6890/(6890+3592+1080+1296) = 0,536

1. Определяем значения положительных пролетных моментов в точках 1, 2 …

М_i = _i(p+v)l² = _i664,39 кНм

М₁=₁(p+v)l²=0.065*664,39 =43,186 кНм

М₂=₂(p+v)l²=0,090*664,39 =59,8 кНм

М_max=_max(p+v)l²=0.091*664,39 =60,46 кНм

М₃=₃(p+v)l²=0.075*664,39 =49,83 кНм

М₄=₄(p+v)l²=0.018*664,39 =11,96 кНм

Эпюры пролетных моментов во всех пролетах обращаются в ноль на расстояниях 0.15l от граней главных балок

М₆=₆(p+v)l²=0.018*664,39 =11.96 кНм

М₇=₇(p+v)l²=0.058*664,39 =38,5 кНм

М_max =М₈=₈(p+v)l²=0.0625*664,39 =41,5 кНм

М₉=₉(p+v)l²=0.058*664,39 =38,5 кНм

Достаточно определить величины изгибающих моментов в двух крайних пролетах и на двух крайних опорах, т.к. в остальных пролетах и на опорах значения моментов повторяются.

2. Определяем значения отрицательных моментов в соответствующих точках по таблице для соотношения v/p = 0,52 Эпюра отрицательных моментов в первом пролете обращается в ноль на расстоянии 0.167l слева от точки 5.

М₅=₅(p+v)l²= -0.0715*664,39 = -47,5 кНм

М₆=₆(p+v)l²= -0.010*664,39 = -6,64 кНм

М₇=₇(p+v)l²= +0.022*664,39 = +14,6 кНм

М₈=₈(p+v)l²= +0.024*664,39 = +15,9 кНм

М₉=₉(p+v)l²= -0.004*664,39 = -2.66 кНм

М₁₀=₁₀(p+v)l²= -0.0625*664,39 = -41.5 кНм

3. Определяем максимальные значения поперечных сил на опорах:

В первом пролете

Q=0.6(p+v)l=0.6*114,55=68.73 кН

Во втором и последующих пролетах

Q=0.5 (p+v)l=0.5*114,55=57,275 кН

4. По максимальным значениям пролетных моментов находим максимально требуемую площадь нижней рабочей арматуры в балках:

Для 1 пролета: М_max=60,46 кНм

Высота балки h_b=40см, ширина балки b_b=20см

Защитный слой (от низа балки до центра тяжести растянутой арматуры) а_з=6см, рабочая высота сечения h₀= h_b- а_з=40-6=34cм

Определяем минимальную требуемую величину рабочей высоты сечения

h₀^min =

A_OR=0.29 при =0.35.

Условие выполнено h₀=34>35см; h₀ принимаем 0,35

.

Принимаем 4 стержня 14 А-400, с фактической площадью сечения А_S = 6.16 см².

Находим фактический момент, воспринимаемый фактической площадью арматуры:

M=A_s·з·h₀·R_s=6.16·0.985·0.35·350·10³·10^-4=74,33 кH

Разница, характеризующая перерасход арматуры

В связи с ограниченным сортаментом допускаем перерасход рабочей арматуры на 12%.

Организуем армирование балки 1 пролета двумя вертикальными каркасами, объединенными в пространственный каркас соединительными стержнями 8 А-400, которые располагаются поперек балки через 1м сверху и снизу.

Верхний продольный стержень каркаса ставят конструктивно 10 А-400, для обеспечения проектного положения поперечной арматуры(хомутов).

Кроме того, этот стержень воспринимает часть отрицательного изгибающего момента, действующего в опорной зоне.

Для первой промежуточной опоры:

М₅ = 47,5 кНм

b=S=20см

h₀= h_b- а_з=40-4=36cм

Изгибающий момент на опоре, воспринимаемый 2стержнями 10 А-400, с А_S = 1,57 см².

М_ст= A_s·з·h₀·R_s=1.57·10^-4·0.995·0.36·230·10³=12,99 кН

Остальную часть изгибающего момента М_сет=М_max - М_ст необходимо передать на две одинаковые сетки С-5, укладываемые одна на другую со смещением.

М_сет=47,5-12,99=34,31 КН

Требуемая площадь арматуры 2 сеток из стали В500

Принимаем шаг рабочей арматуры сеток (располагаемой вдоль второстепенных балок) равным 150мм. На расстоянии b=2м потребуется для двух сеток 22 стержней. Площадь одного стержня

f_s=/n=2,75/22=0.125 см²

Расчет прочности наклонных сечений балки

Расчетом прочности наклонных сечений проверяется достаточность принятых размеров поперечного сечения балки и поперечной арматуры вертикальных плоских каркасов. Диаметром поперечной арматуры задаемся исходя из условий свариваемости стержней продольной и поперечной арматуры.

Расчет наклонных сечений производится на действие поперечной силы и изгибающего момента. Расчет на действие изгибающего момента не производится, если обеспечено надежное сцепление бетона и продольной арматуры, обеспечена надежная анкеровка, удовлетворяются условия запусков за теоретические точки обрыва. Максимальное значение поперечной силы находится в приопорных участках l/4, поэтому учащенная постановка хомутов или вертикальной арматуры требуется только в приопорных участках, а в середине шаг хомутов в два раза реже. Поперечную арматуру устанавливаем согласно конструктивным требованиям. Шаг поперечных стержней при опорных участках на расстоянии l/4 примем 150мм, а в середине пролета 400 мм. Диаметр хомутов назначается из условия свариваемости с горизонтальными стержнями. Т.к. горизонтальная 12, то хомут не менее 4 мм.

Прочность элемента по наклонному сечению на действие поперечной силы считается обеспеченной, если соблюдается условие:

Q_D ? Q_SW + Q_b

Q_b = Q_SW = 0.5Q_D

60.75 kH

=> прочность элемента по наклонному сечению обеспечена совместным восприятием нагрузки бетоном и арматуры.

5. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ МНОГОПУСТОТНОЙ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННОЙ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ

Таблица 3 - Сбор нагрузок на многопустотную плиту

Наименование нагрузки	Нормативная, кH/м2	Коэффициент надежности по нагрузке, гf	Расчетная, кН/м2
Временная
Кратковременная	2,65	1,3	3,445
Длительная	2,65	1,3	3,445
Итого g	5,3	1,3	6,89
Постоянная
-конструкция пола	0,540	1,3	0,702
-ж/б плита	3,4	1,1	3,74
Полная нагрузка g+v	9,24		11,332

5.1 Расчет плиты по предельным состояниям первой группы

Расчетный момент и расчетная поперечная сила определяются по следующим формулам

М = ql₀²/8

Q = ql₀/2



l₀=6000-400+2*40=5680мм=5,68м

кН/м, где В-ширина плиты

р М=17*5,68²/8=68,6 кНм

р Q= 17*5,68/2=48,28 кН

1)Расчет по прочности нормального сечения при действии изгибающего момента

При расчете по прочности расчетное поперечное сечение плиты принимается тавровым с полкой в сжатой зоне (свесы полок в растянутой зоне не учитываются).

Исходные данные

=0,9

В20, =11,5 МПа

А600, =520 МПа

Ш7=159 мм

-> з=0.55 о=0.9

Принимаем армирование 6 стержня, с общей фактической площадью А_ф=12,06 см²

2) Расчет прочности при действии поперечной силы

Расчет предварительно напряженных элементов по сжатой бетонной полосе между наклонными сечениями производят из условия:

ц_b1=0,3 =0,9

48,28?0,30,911,510⁶0,3770,19

48,28 кН < 222,4 кН

Расчет предварительно напряженных изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия:

Q_b=(0,5…2,5)R_btb_ph₀

Q_b= 1.5 R_btb_ph₀=1.50.910⁶0.3770.19=96.7 кН

48,28 кН < 96,7 кН

Поперечная арматура по расчету не требуется.

Расчет монтажных петель

4 монтажные петли устанавливаются на расстоянии 65 см от торцов крайних пустот. Рассчитываем массу плиты, воспринимаемую тремя монтажными петлями на динамическую нагрузку при монтаже:

m_пл=S_плg_пл =93,4=30,6

На 1 монтажную петлю

, R_s=210МПа для А240

Принимаем монтажные петли из гладкой арматуры А240 Ш10, с А_ф=0,785

5.2 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы

При расчете по второй группе предельных состояний заменяем отверстие на квадрат с эквивалентной площадью. Расчет по II группе сводится к проверке достаточности арматуры и бетона.

а=159мм*0,9=143,1 мм

h_f'=мм

b_p=b_f-7 Ш0,9=488,3мм

Коэффициент приведения

б=

1. Определяем геометрические характеристики приведенного сечения: А_red, I_red, W_red.

Площадь приведенного сечения:

А_red=A_b+ бA_s=1792+7,27*12,06=1879,7 см²

A_b-площадь двутавра(3 прямоугольника)

Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани:

19634,8 см³

Удаление центра тяжести сечения от его нижней грани:

y₀=см

Момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести:

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней грани:

W_red=см³

2. Определяем суммарные потери в напрягаемой арматуре

1 группа потерь (до обжатия бетона)

1) Потери от реакции напряжений в арматуре

2) Потери от температурного перепада между опалубкой и внешней средой

0 МПА

3) Потери от деформации анкерных устройств

4) Потери от деформации анкеров при электро-термическом способе расширения

2 группа потерь

5) Потери от усадки бетона. Зависят от класса бетона. Для бетона В20,

6) Потери от ползучести бетона, для бетона В20

3. Определяем оставшиеся напряжения в арматуре, за вычетом потерь

4. Определяем усилия в напрягаемой арматуре

Р=

5. Определяем момент при образовании трещин

- расчетное сопротивление на растяжение бетона В20

6. Момент от действия длительной нормативной нагрузки



трещины в растянутой зоне от эксплуатационных нагрузок не образуются

7. Определяем прогиб и сравниваем его с допустимым

f[f], где [f]-допустимый прогиб

[f]=

модуль упругости бетона

k- коэффициент при действии равномерно-распределенной нагрузки

1,65см<2,27см прогиб меньше допустимого, следовательно условие выполняется.

6. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ОДНОПРОЛЕТНОГО РИГЕЛЯ

Таблица 4 - Сбор нагрузок на однопролетный ригель

Наименование нагрузки	Нормативная, кH/м2	Коэффициент надежности по нагрузке, гf	Расчетн, кН/м2	Расчетная кН/мп
Временная
Кратковременная	2,65	1,3	3,445
Длительная	2,65	1,3	3,445
Итого v			6,89	6,89*0,9=6,201
Постоянная
-конструкция пола	0,54	1,3	0,702
-ж/б плита	3,4	1,1	3,74
			4,442	4,442*6=26,652
Вес ригеля р=24кН/м, S=0,14 м2	3,36	1,1	3,7	3,7
Итого g				30,352
Полная нагрузка g+v				36,553



Расчетный момент и расчетная поперечная сила определяются по следующим формулам

М = ql₀²/8

Q = ql₀/2

l₀=6000-400-40-130=5430мм= 5,43м

р М=36.553*5,43²/8=134.72 кНм

р Q= 36.553*5,43/2=99.24 кН

р

6.1 Расчет ригеля по прочности нормальных сечений при действии изгибающего момента

Характеристики прочности бетона

Бетон В30

R_b=17МПа

Арматура А500

R_s=435МПа

h₀=(h_b-a)=(45-5)=40cм

b=20см

=0,9

=1

-> з=0.835 о=0.33-относительная высота сжатой зоны бетона

см, т.к. меньше 20см, то граница сжатой зоны бетона проходит в ребре.

Площадь сечения растянутой арматуры

Принимаем армирование 4 стержня Ш18, с общей фактической площадью А_ф=10,18 см²

Коэффициент армирования

A_b=20*20+40*25=1400см²

6.2 Расчёт ригеля по прочности при действии поперечных сил

Расчёт ригеля по прочности при действии поперечных сил производится на основе модели наклонных сечений.

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



1- при расчете по Q

2- при расчете по M

3- при расчете по М вне подрезки

4- горизонтальная трещина отрыва у входящего в угол подрезки

При расчёте по модели наклонных сечений должны быть обеспечены:

-прочность ригеля по бетонной полосе между наклонными сечениями,

-прочность ригеля по наклонному сечению на действие поперечной силы и изгибающего момента.

Для ригелей с подрезками на опорах производится расчёт по поперечной силе для наклонных сечений, проходящих у опоры консоли, образованной подрезкой. При этом в расчётные формулы вводится рабочая высота h₀₁ короткой консоли ригеля. Таким образом, в качестве расчётного принимаем прямоугольное сечение с размерами b*h₁ = 20х30см, в котором действует поперечная сила Q=99.24 кН от полной расчётной нагрузки.

Рабочая высота сечения ригеля составляет:

h₀₁ = 30-а=30-3=27 см в подрезке

h₀ = 45-а=45-3=42 см вне подрезки (в упор)

h₀= 40 см в средней части пролёта

(а - защитный слой равный 3 см)

При диаметре нижних стержней продольной рабочей арматуры ригеля 22мм с учётом требований СП 52-101-2003. “Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры” назначаем поперечные стержни (хомуты) Ш8 А400. Их шаг на приопорном участке предварительно принимаем по конструктивным соображениям s_w1=10см , что в соответствии с СП 52-101-2003 не превышает 0,5h₀₁=13,5 см и 30 см.

Значения прочностных характеристик бетона класса В30, входящие в расчётные зависимости, принимаем с учётом коэффициента из условий работы г_b1=0,9.

1) Расчёт ригеля по бетонной полосе между наклонными трещинами производится из условия:

Q^р_max ? ц_b1*?_b1*R_b*b*h₀₁

ц_b1 - коэффициент, принимаемый равным 0,3;

b - ширина ребра, b = 20 см;

99.24 кН ? 0,3·0,9·1,7·20·27 = 247,86 кН;

99.24 кН ? 247,86 кН

Условие выполнено, т.е. принятые размеры сечения ригеля в подрезке достаточны.

2) Расчет ригеля на поперечную арматуру выполняют, из условия:

Q ? Q_b+ Q_sw

Q _b - поперечная сила, воспринимаемая бетоном в наклонном сечении;

Q_sw - поперечная сила, воспринимаемая поперечной арматурой в наклонном сечении.

с - длина проекции наклонного сечения на продольную ось элемента должна находится в пределах h₀₁ ? c ? 2h₀₁

27?35,1?54

Условие прочности ригеля по наклонному сечению в подрезке при действии поперечной силы выполняется, и мы оставляем армирование, назначенное конструктивно (Ш 8, А400, S=13cм)

7. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОННЫ

Для проектируемого 5-этажного здания принята сборная железобетонная колонна сечением 40Ч40 см. Для колонн применяется тяжелый бетон класса по прочности на сжатие В25.

-Rb=14,5 МПа (расчетное сопротивление бетона на осевое сжатие для расчетов по I группе предельных состояний);

-гb1=0,9 (коэффициент условий работы бетонных и железобетонных конструкций, вводимый к расчетным сопротивлениям Rb и R bt и учитывающий влияние длительности действия статической нагрузки);

-арматура продольная рабочая класса А500;

-Rs=Rsc=435 МПа (расчетное сопротивление арматуры растяжению для расчетов по I группе предельных состояний);

-поперечная рабочая арматура класса А240;

-Rsw = 170 МПа (расчетное сопротивление поперечной арматуры).

Нагрузка на 1 м² перекрытия принимается такой же, как и в предыдущих расчетах (см. табл. 1).

Таблица 5 - Сбор нагрузок на колонну

Наименование нагрузки	Нормативная, кH/м2	Коэффициент надежности по нагрузке, гf	Расчетная, кН/м2
Покрытие			5,07	5,07*36=182,59
Перекрытие
-конструкция пола	0,54	1,3	0,702
-ж/б плита	3,4	1,1	3,74
временная			6,89
			11,332	11,332*36=407,952
Вес ригеля р=24кН/м, S=0,14 м2	3,36	1,1	3,7	3,7*5,6=20,72
				428,67*6=2572,032
	102,528	1,1		112,78
Продольная сила N, действующая на колонну				2867,4

7.1 Расчет колонны по прочности

Согласно СП 52-01-2003 (п. 4.2.6): при расчете по первой группе предельных состояний (по прочности) бетонных и железобетонных элементов на действие сжимающей продольной силы (в нашем случае именно так, так как на колонну действует сжимающая продольная сила N) следует учитывать случайный эксцентриситет (е_а), принимаемый не менее:

-элемента

-высоты сечения

-элемента

-10 мм

Гибкость элемента

Согласно этому же СП (п. 6.2.17): расчет по прочности прямоугольных сечений внецентренно сжатых элементов с арматурой, расположенной у противоположных в плоскости изгиба сторон сечения, при эксцентриситете продольной силы е_а?1,33 и гибкости ?=??₀/?_сеч?20 допускается производить из следующего условия:

Принимаем армирование 4 стержня Ш20, с фактической площадью А_ф=12,56 см²

Коэффициент армирования

Принимаем поперечную арматуру А240 Ш8, с шагом 300мм.

8. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ

Грунты основания - пески средней плотности, условное расчётное сопротивление грунта R0 = 0,3 МПа.

Бетон тяжелый - класса В25. Расчетное сопротивление растяжению Rbt = 1,05 МПа, гb1 = 0,9.

Арматура класса А500С, Rs = 435 МПа = 43,5кН/см². Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах г_m = 20 кН/м³. Высоту фундамента предварительно принимаем 90 см. Расчетное усилие, передающееся с колонны на фундамент, N = 2867,4 кН.

Нормативное усилие

N_n = N/г_ср = 2867,4/1,15 = 2493,4 кН,

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

8.1 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.

Принимаем а = 2,97 м (не кратно 0,3 м). а=3.

Давление на грунт от расчетной нагрузки

8.2 Определение высоты фундамента

Рабочая высота фундамента из условия продавливания

м

Полная высота фундамента устанавливается из условий:

1) продавливания H_f =(h₀+0,05)= 0,553 + 0,05 = 0,603 м;

2) заделки колонны в фундаменте: H_f = 1,5h_col + 0,25= 1,5·0,4 + 0,25 = 0,85 м;

3)анкеровки сжатой арматуры колонны H_f = h_an + 0,25=0,5+0,25=0,75м

Высоту фундамента принимаем 0,9м.

Примем 3 ступени высотой по 0,3м. При этом ширина первой ступени а₁ = 1,2 м, а второй а₂ = 2,1 м.

Высота нижней ступени h₀₃=0,3-0,05=0,25

Проверяем отвечает ли рабочая высота нижней ступени h₀₃ условию прочности при действии поперечной силы без поперечного армирования.

Прочность обеспечена.

8.3 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:

F ? г_b1R_btA_b , где

F ? продавливающая сила, принимаемая равной продольной силе в колонне подвального этажа на уровне обреза фундамента за вычетом нагрузки р.

F=N-p?A₁

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

A₁=(a₂+2?0,5?h₀₃)²=(2,1+2?0,5?0,25)²=5,5 м².

F=2867,4-318,6?5,5=1115,1 kH

A_b - площадь расчетного поперечного сечения, расположенного на расстоянии 0,5 h₀ от границы площади приложения силы N с рабочей высотой сечения h₀. В нашем случае h₀ = h₀₃ = 0,25 м. Площадь Ab определяется по формуле: Ab = U·h₀₃, где

U - периметр контура расчетного сечения

U = (а₂ + 2·0,5h₀₃) ·4 = (2,1 + 2·0,5·0,25) ·4 = 9,4 м.

Площадь расчётного поперечного сечения

Ab = 9,4·0,25 = 2,35 м².

Проверка условия показывает:

F=1115,1кН ? 0,9?1,05??2,35=2220,75 кН,

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

8.4 Определение площади арматуры подошвы фундамента

Подбор арматуры производим в 3-х вертикальных сечениях фундамента, что позволяет учесть изменение параметров его расчётной 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.

Сечение I-I

М_I-I = 0,125р? (а - h_col)²· a = 0,125·318,6?(3 - 0,4)²·3 = 807,65 кН·м

Площадь сечения арматуры определяем по формуле:

см²

Сечение II-II

М_II-II = 0,125р?(а - а₁)²·а = 0,125·318,6?(3 - 1,2)²·3 = 387,1 кН·м

см²

Сечение III-III

М_III-III= 0,125р?(а - а₂)²·а = 0,125·318,6?(3 - 2,1)²·3 = 96,77 кН·м

см²

Из трёх найденных значений подбор арматуры производим по максимальному значению, т.е. A_s,max = 24,27 см². Шаг стержней принимается от 150 мм до 300 мм (кратно 50 мм). При ширине подошвы фундамента а ? 3 м минимальный диаметр стержней dmin = 10 мм.

Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях арматурой из стержней Ш16 А500 с шагом 200 мм. Имеем

13Ш14 А500 с As = 25,13 см² > A_sI = A_s,max = 24,27 см².

9. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КИРПИЧНОГО ПРОСТЕНКА

Исходные данные:

- Количество этажей 5;

- Толщина стены t=64 см;

- Ширина простенка b=300 см;

- Высота этажа l₀=360см;

- Сетка колонн 6Ч6 м.

1. Нагрузка от покрытия

2. Нагрузка с каждого перекрытия выше первого этажа

3. Нагрузка стены - собственная масса наружной стены всех этажей, приходящихся на простенок.

4. Масса вышележащих балок.

Таблица 6 - Сбор нагрузки на простенок

Наименование нагрузки	Нормативная, кH/м2	Коэффициент надежности по нагрузке, гf	Расчетная, кН/м2
Покрытие			5,07	5,07*9=45,63
Перекрытие
-конструкция пола	0,54	1,3	0,702
-ж/б плита	3,4	1,1	3,74
временная			6,89
			11,33	11,33*9=101.988
Вес ригеля р=24кН/м, S=0,14 м2	3,36	1,1	3,7	3,7*3=11,1
				113,09*4=565,45
Собственный вес m=V*t*p	629,03	1,1		691,93
Продольная сила N, действующая на простенок				1306,01

Определяем расчетную схему

Заменяем расчетную схему

Нагрузка перекрытия =113,09 kH, действует с эксцентриситетом

е_п=27см.

9.1 Проверка несущей способности простенка

m_g принимаем =1

зависит

где

F=1.4*0.64=0.896м²

R- расчетное сопротивление кирпичной кладки

Кирпич М100

Раствор М75

R=1.7МПа

N_стены<N_{сечения} на 89,28 кН

При марке кирпича М100, растворе М75 прочность простенка обеспечена c небольшим запасом.

СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ

1. СП20.13330.2011 Нагрузки и воздействия.

2. СП 63.13330.2012 - Бетонные и железобетонные конструкции.

3. СП 15.13330.2013- Каменные и армокаменные конструкции.

4. ГОСТ 21.501-93 Правила выполнения архитектурно-строительных чертежей.

5. Байков В.Н. Сигалов Э.Е Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов. -5-е изд., перераб. и доп. -М: Стройиздат, 1991-767с: ил.

6. Иванов В.П. Железобетонные и каменные конструкции. Каменные и армокаменные конструкции: Метод. Указания к курсовому проекту №1 для студентов строительных специальностей заочной и вечерней форм обучения/ АлтГТУ им.И.И Ползунова. - Барнаул, 1987.-21с

7. Иванов В.П. Железобетонные и каменные конструкции. Элементы монолитного железобетонного ребристого перекрытия: Метод. Указания к курсовому проекту №1 для студентов строительных специальностей заочной и вечерней форм обучения/ АлтГТУ им.И.И Ползунова. - Барнаул, 1987.-30с.

Размещено на Allbest.ru

...