Главная Учебники - Разные Лекции (разные) - часть 61
|
МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ
ПУТЕЙ СООБЩЕНИЯ (МИИТ)
Кафедра «Строительные конструкции»
по дисциплине
«Строительные конструкции»
ПРОЕКТИРОВАНИЕ НЕСУЩИХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ МНОГОЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
Разработал: ст.гр. СЖД-311
Валера И.С.
Руководитель проекта: Меднов А.Е.
МОСКВА – 2010
1. Компоновка конструктивной схемы каркаса здания. 3
1.1.
Объёмно-планировочные параметры здания
. 3
1.2.
Состав и работа каркаса здания
. 3
1.3.
Колонны и наружные стены
.. 3
1.6.
План и поперечный разрез здания
. 4
2. Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса. 5
2.1.
Статический расчёт панели перекрытия
. 5
3. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия. 7
3.1.
Характеристики прочности бетона и арматуры
.. 7
3.2.
Эквивалентное поперечное сечение панели
. 8
3.3.
Подбор продольной рабочей арматуры панели
.
4
3.4.
Конструирование поперечной рабочей арматуры панели
. 10
4. Расчет и конструирование ригеля перекрытия. 11
4.1.
Прочностные и деформативные характеристики бетона и арматуры
.. 11
4.2.
Обрыв продольной арматуры в пролёте
. 13
4.3.
Конструктивное армирование ригеля, опорный узел
. 13
5. Расчёт и конструирование колонны.. 13
5.1.
Подбор продольной арматуры
.. 13
6. Расчёт и конструирование фундамента. 14
6.2.
Определение площади подошвы фундамента
. 15
6.3.
Определение основных размеров фундамента
. 15
6.4.
Подбор арматуры подошвы фундамента
. 16
Приложение: Таблица 1.1 Расстояние между продольными разбивочными осями L
по заданию
6,6м
Количество пролётов поперек здания n
по заданию 3 Ширина здания (в осях) L
0
L·n
23,4м
Расстояние между поперечными разбивочными осями l
по заданию
6,6 м
Количество пролетов вдоль здания m
по заданию 10 Длина здания (в осях) l
0
l
·
m
3,6м
Высота этажа H
по заданию 4,2 м
Количество этажей по заданию 5 Продольные и поперечные разбивочные оси образуют сетку
, в узлах которой устанавливаются колонны. Расстояние между продольными разбивочными осями принято называть пролётом здания
, между поперечными – шагом колонн
. Колонны по высоте имеют выступающие части – консоли
, на которые устанавливаются балки – ригели
. Сверху на ригели укладываются панели перекрытия
. На панели действуют вертикальныенагрузки
(эксплуатационные), которые передаются затем через ригели на колонны, а с них через фундаменты на грунт основания. Горизонтальные нагрузки
(ветровые) воспринимаются наружными стенами здания, которые выполняются из кирпича. На них передается также и часть вертикальных нагрузок. Конструктивная система здания с использованием колонн и несущих стен носит название неполного каркаса
. Сечение колонн обычно принимают квадратным со стороной 300, 350, 400, 450мм
(в соответствии с требованиями унификации). С увеличением нагрузки увеличивается и сечение колонн. Толщина наружной стены принимается кратной размерам кирпича (250
´
120
мм
, высота 65
мм
), с учётом 10
мм
на вертикальный шов: 380 мм
= 120+10+250 мм
(1,5 кирпича) 510 мм
= 250+10+250 мм
(2 кирпича) 640 мм
= 250+10+120+10+250 мм
(2,5 кирпича) · Принимаем сечение колонн 450
´
450
мм
, толщину кладки наружных стен 51
0
мм
(постоянной на всех этажах).
Принимаем поперечное направление ригелей
, т.е. располагаем ригели поперёк здания. Сечение ригеля принимаем прямоугольным (оно простое в расчёте, но это плохо отражается на эстетических качествах помещений). Назначаем размеры сечения ригеля · высота h
r
= (1/10)×L
= 6600/10= 660мм
; принимаем h
r
= 650 мм
(кратно 50
мм
);.
· ширина b
r
= (0,3)×h
r
= 0,3×660 = 198мм
; принимаем b
r
= 200 мм
(кратно 50
мм
); 4 Чем больше высота сечения ригеля, тем лучше он работает на восприятие нагрузки, но строительная высота перекрытия при этом увеличивается. Ригели, находящиеся у продольной наружной стены, опираются одним концом на эту стену, а другим – на консоль колонны. Глубину заделки ригеля в стену примем равной длине кирпича (250
мм
). Схема раскладки панелей.
Принимаем наиболее распространённый вариант раскладки (подходит для любого типа панелей): между колоннами укладываются связевые
панели, которые служат распорками, передающими горизонтальные нагрузки. Рядовые
и связевые панели имеют одинаковую ширину; укладываемые у продольных стен доборные
панели в два раза уже рядовых 4 в продольные стены панели не заделываются; 4 в поперечные стены заделка составляет 130
мм
(половина кирпича с учётом толщины раствора шва: 120 + 10 мм
). Привязка наружных стен к разбивочным осям:
4 к продольной оси: нулевая привязка
(внутренняя грань стены совмещена с разбивочной осью); 4 к поперечной оси: привязка 130
мм
(внутренняя грань стены смещена с разбивочной оси внутрь здания на величину заделки панели в стену). 4 высота h
п
= (1/20)l
= 6600/20= 330 мм
, принимаем h
п
= 350мм
(кратно 50 мм
); 4 ширина панели bn
назначается такой, чтобы ширина панели находилась в пределах 1100…1500 мм
(кратно 100
мм
) и на длине пролёта можно было разместить целое число
панелей .При l
= 6,6 м
ширина панели составляет bn
= 1100 мм
; Компоновка конструктивной схемы каркаса заканчивается изображением плана и поперечного разреза здания (масштаб М 1:200). Колонны здания для удобства изготовления, транспортировки и монтажа разделяются по высоте на отдельные монтажные элементы
. Длина монтажного элемента может составлять 1; 2 и 3 этажа (но не более 18
м
для возможности перевозки). Для удобства выполнения работ по замоноличиванию стыков и сварки выпусков арматуры стык колонн располагается выше пола перекрытия на 800
мм
. Для изображения на поперечном разрезе задают ориентировочные (предварительные) размеры консольного выступа колонн (напр. 250´250 мм, скос под углом 45º) и фундамента (трёхступенчатый, высота ступени 350 мм). Глубина заложения подошвы фундамента df
=1,7. Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса Вид нагрузки
Толщина слоя, м
Объёмный вес, кН/м
3
Нагрузка, кН/м
2
нормативная γf
расчётная Нагрузка на перекрытие:
Постоянная (собственный вес конструкций): Рёбристая панель перекрытия 2,6 1,1 2,86 Стяжка из цем. раствора 0,05 18 0,9 1,3 1,17 Плиточный пол 0,4 20 0,8 1,3 1,04 Временная (по заданию
!) 3,3
1,2 3,3×1,2 = 3,96 Полная (постоянная + временная) Р
0
S
7,6 9,03 2.1.
Статический расчёт панели перекрытия
2.1.1.
Расчётная схема панели
· Расчётной схемой панели перекрытия является балка, свободно лежащая на двух опорах (рис2.1) · Расчётный пролёт панели – это расстояние между центрами её опорных площадок: где b
r
– ширина ригеля 2.1.2.
Расчётная нагрузка
· Панель воспринимает нагрузку, действующую в пределах её номинальной ширины b
п
= 1,1м
. · Полная расчетная нагрузка на панель · q
= Р
0
bn
gn
=
9,03*1,5*×0,95 = 12,868кН
/м
. 2.1.3.
Внутренние усилия в панели
Наибольшие внутренние усилия в панели перекрытия при действии полной расчётной нагрузки вычисляются по формулам сопротивления материалов (рис. 2.1, в): · изгибающий момент (в середине пролёта): · поперечная сила (на опоре): Рис. 2.1.
Конструктивная (а) и расчётная (б) схема панели перекрытия; эпюры внутренних усилий (в) Многоэтажная многопролётная поперечная рама каркаса здания является сложной статически неопределимой системой. При расчете её делят на ряд простых, размещая шарниры посередине высоты стоек рамы, и рассматривают отдельно рамы верхнего, первого и типового этажа .Усилия во всех ригелях средних пролетов будут одинаковыми, поэтому достаточно рассматривать трёх пролётные рамы. Расчёт проведём для рамы типового этажа · Средний пролёт рамы равен расстоянию между продольными разбивочными осями L
= 6,6м
. · Величина крайнего пролета рамы – это расстояние от оси крайнего ряда колонн до центра опорной площадки ригеля на стене: гдеа
= 250 – глубина заделки ригеля в стену. 2.1.5.
Нагрузка на ригель поперечной рамы
· Ригель воспринимает нагрузку, действующую на грузовой площади шириной, равной расстоянию между поперечными разбивочными осями l
= 6,6 м
, а также нагрузку от собственного веса. · Расчётная линейная нагрузка на ригель от его собственного веса: qr
=
br
hr
gb
gf
=
0,2×0,65×25×1,1 = 3,575 кН
/м
, где br
, hr
– размеры поперечного сечения ригеля (п. 1.5); γb
= 25 кН/м
3
– объёмный вес конструкций из тяжелого бетона; γf
= 1,1 – коэффициент надёжности по нагрузке · Продольная расчетная линейная нагрузка на ригель q
= (P
0
l
+ qr
)×gn
= (9,03×6,6 + 3,575)×0,95 = 60кН
/м
.
2.1.6.
Внутренние усилия в ригеле
Значения ординат огибающей эпюры моментов в ригеле обычно не превышают следующих величин: 4 в крайнем пролёте: 4 на опоре: M
21
= M
23
= 0,07qL
2
= 0,07×60×(6,6)2
= 182,952 кН
×м
, 4 в среднем пролёте: M
22
= 0,055 qL
2
= 0,055×60×6,62
= 143,748 кН
×м
, · Колонны здания работают в составе поперечной рамы каркаса, поэтому в них возникают продольные силы и изгибающие моменты. Последние обычно невелики, поэтому мы ограничимся только определением продольных усилий. · Наибольшая продольная сила в колонне возникает на уровне пола 1-го этажа · Колонна воспринимает со всех этажей нагрузку, действующую на её грузовой площади размером L
´l
, а также нагрузку от собственного веса. · Продольная сила в колонне на уровне пола 1-го этажа: N=gпокр
*F +gсн
*F+gпер
*F*(nэ
– 1)+br
*hr
*L*25*1,1*n=5,156 кН/м2
*7м*6,6м+1,8 кН/м2
*7м*9м+14,43кН/м2
*7м*6,6м*4+1,2м*0,4м*6,6м*25 кН/м3
*1,1*5+0,45м*0,45м*3,6м*25 кН/м3
*1,1*5==2360,108кН 4 Применяем тяжелый бетон класса В30
(по заданию), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении. 4 Расчётное сопротивление сжатию Rb
= 17,0 МПа
. 4 Продольная рабочая арматура панели – предварительно напрягаемая, класса А-
V
Сопротивление растяжению: · нормативноеRsn
= 785МПа
4 расчётноеRs
= 680 Мпа
4 Полка панели армируется сеткой из проволочной арматуры класса А-3. Расчётное сопротивление растяжению Rs = 390 МПа а) номинальные
– в осях. Эти размеры установлены в процессе компоновки конструктивной схемы каркаса здания: 4 длина ln
= 6600 мм
4 ширина bn
= 1100 мм
4 высота hn
= 350 мм
. б) конструктивные
– с учётом зазоров, которые необходимы: 1) для возможности свободной укладки сборных элементов при монтаже (зазор не менее 10 мм
); 2) для возможности замоноличивания швов между элементами (зазор не менее 30 мм
при высоте элементов более 250 мм
, ). Устраиваем зазоры: Δ = 30 мм
, Δ1
= 10 мм
, тогда конструктивные размеры панели будут такими: · длина l
k
= ln
– Δ = 6600– 30 =6570 мм
, · ширина bk
= bn
– Δ1
=1 100 – 10 = 1 090 мм
. Принимаем величину уступа в поперечном сечении ребристой панели δ = 15 мм
, тогда зазор Δ2
: Δ2
= Δ1
+ 2δ = 10 + 2 · 15 = 40 мм
>30 мм
, требования СНиП выполнены. 4 внизу
(b
1
) принимается из условия обеспечения требуемой толщины защитного слоя бетона b
1
≥ 70…80 мм
, принимаем b
1
= 85мм
. 4 вверху
(b
2
) принимается из условия обеспечения уклона граней ребра, равного 1/10: 4 b2
=125мм
; 4 средняя ширина
: 4 ширина
(расстояние в свету между продольными рёбрами):
4 толщина
принимаем h
¢
f
= 50 мм
. При расчете фактическое поперечное сечение панели заменяется эквивалентным
тавровым сечением. Оно имеет ту же площадь и те же основные размеры. 4 Полная высота сечения равна высоте панели: h
=
hn
= 350 мм
. 4 Полезная (рабочая) высота сечения h
0
=
h
–
a
, где а
– расстояние от нижней растянутой грани сечения до центра тяжести продольной рабочей арматуры. Принимаема
= 3 см
, тогда h
0
= 35 – 3 = 32см
. · Толщина стенки эквивалентного сечения равна суммарной толщине ребер: b
= 2bm
= 2·10,5 = 21см
. · Толщина полки h
¢
f
=5см
. · Участки полки, удаленные от ребра, напряжены меньше, чем соседние участки. Поэтому ширина свеса полки в каждую сторону от ребра bef
ограничивается двумя условиями она должна быть: 1) не более 1/6 пролета элемента: bef
≤ l
/6 = 6600/6 = 1100 мм.
2) в рёбристой панели, когда расстояние между поперечными ребрами больше, чем между продольными: · при h
¢f
≥ 0,1h
: bef
≤ с
/2 · приh
¢
f
< 0,1h
: bef
≤ 6 h
¢
f
· В данной рёбристой панели 0,1h
= 0,1·35 = 3,5 см
<h
¢
f
= 6 см
, поэтому bef
≤ c
/2 = 1060/2 = 530 мм
Принимаем bef
= min {l
/6; c
/2} = min {1100; 530} мм
= 530 мм
= 53 см
, тогда принимаемая в расчете ширина полки b
¢
f
: b
¢
f
= 2 b
2
+ 2 bef
= 2·10 + 2·53 = 131 · Определение требуемой продольной рабочей арматуры производят с помощью вспомогательного коэффициента А0
· По значению коэффициента А
0
находим значения относительной высоты сжатой зоны ξ = x
/ h
0
и относительного плеча внутренней пары сил η = z
0
/ h
0
, используя специальную таблицу или предлагаемые аналитические зависимости: η = 1 – 0,5ξ = 0,989. поэтому принимаем γs
6
= η0
= 1,10. · Требуемая площадь сечения продольной рабочей арматуры: · По сортаменту арматуры назначаем диаметр стержней так, чтобы он был не менее требуемой величины А
s
. Число стержней – 2, по одному в каждом ребре. Принимаем 2 О 12 А
s
= 2,26см
2
. Равномерно распределённая нагрузка на полку панели с несущественным превышением может быть принята такой же, как и для всей плиты. Линейную расчётную нагрузку определяем сбором поверхностной нагрузки с условной ширины b
= 1 м
: q
= P
0
b
γn
= 9,03·1,0·0,95 = 8,578. · Расчётный изгибающий момент: 4 в рёбристой панели (с учётом перераспределения усилий): 3Рис. 3.4.
Внутренние усилия в полке рёбристой панели (а) и панели типа 2Т (б); условное поперечное сечение полки (в). 3Рис. 3.3.
Плиты балочные (а) и опёртые по контуру (б). · Условное поперечное сечение полки (рис. 3.4,в) – прямоугольное, шириной b
= 100 см
, высотой h
¢
f
= 5см
. Плита армируется сеткой из арматуры Æ5Вр-I, Rs
= 355МПа
. · Минимальная толщина защитного слоя бетона в плитах толщиной до 100 мм
составляет а
b
= 10 мм
.Тогда минимально необходимое расстояние от нижней грани сечения до центра тяжести арматуры (диаметром d
= 5 мм
): а
= а
b
+ 0,5d
= 100 + 0,5·5 = 12,5 мм
, принимаема
= 15 мм
. · Рабочая высота сечения h
0
= h
¢
f
– a
= 5 –1,5 = 3,5 см
. · Параметр А
0
: · Относительная высота сжатой зоны: · Относительное плечо внутренней пары сил: η = 1 – 0,5ξ = 0,988. · Требуемая площадь арматуры: · Используем для армирования сетку с минимально допустимым шагом S
= 200 мм
, тогда в пределах условной ширины b
= 1 м
размещается 6 стержней. По сортаменту
определяем, что площадь сечения 5Æ4 равна А
s
= 0,63 см
2
, что составляет больше требуемой. 4 Используем тяжелый бетон класса В20
(по заданию), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении. 4 Расчетные сопротивления бетона: · сжатию Rb
= 11,5 МПа
, · растяжению Rbt
= 1,05 МПа
. 4 Коэффициент условий работы, учитывающий длительность действия нагрузки γb
2
= 0,9. 4 Начальный модуль упругости бетона Е
b
= 24 000 МПа
. Арматура
4 Продольная рабочая арматура
– ненапрягаемая, класса А-
III(А400)
, диаметр Æ10…40 мм. Расчётное сопротивление растяжению Rs
= 365 МПа
Модуль упругости арматуры Es
= 200 000 МПа
4 Поперечная рабочая арматура
– также класса А-
III
. Расчетное сопротивление растяжению поперечной арматуры: Rsw
= 285 МПа
(Æ6…8 мм), Rsw
= 290 МПа
(Æ10…40 мм). Если диаметр поперечных стержней меньше 1/3 диаметра продольных стержней, значение Rsw
= 255 МПа
. · Расчетное поперечное сечение ригеля – прямоугольное. Размеры сечения установлены в процессе компоновки конструктивной схемы каркаса: 4 высота h
= 650 мм
, 4 ширина b
= 200 мм
. · Арматура располагается в растянутой зоне сечения, положение которой определяется по эпюре изгибающих моментов в ригеле: в пролёте – внизу, на опоре – вверху. Арматуру располагаем в два ряда, чтобы иметь возможность не ставить (обрывать) часть стержней там, где они не требуются по расчёту. · Порядок подбора продольной рабочей арматуры в ригеле такой же, как и в панели перекрытия. · Рабочая высота сечения: h
0
= h
– a
,
Рис. 4.1.
Расчётное поперечное сечение ригеля: а – в пролёте, б – на средних опорах. · Условный параметр А
0
: · Относительная высота сжатой зоны: · Относительное плечо внутренней пары сил: η = 1– 0,5ξ · Требуемая площадь сечения арматуры: · Тогда расстояние от растянутой грани сечения до центра тяжести продольной рабочей арматуры составит: а
= а
1
+ 0,5а
2
. Подбор продольной рабочей арматуры ригеля
Расчётное сечение в крайнем пролёте на опоре в среднем пролёте М
, кН·см
М
11
=25 785 Mfr
= 18 295 М
22
= 14 375 h
0
= h
– a
, см
65 – 8 = 57 65 – 7 = 58 65 – 6 = 59 η 0,984 0,989 0,992 Требуемая А
s
, см
2
12,6 8,74 6,73 Принятое армирование 2Æ18 +2Æ22 А-III 2Æ9 +2Æ22 А-III 2Æ6+ 2Æ20 А-III Фактич. А
s
, см
2
12,69 8,87 6,85 В целях экономии металла часть продольной арматуры (не более 50% расчётной площади) может не доводиться до опор, а обрываться в пролете там, где она уже не требуется согласно расчету прочности элемента по нормальным стержням. Обрываемые стержни должны быть заведены за место своего теоретического обрыва на некоторую длину заделкиw
, на протяжении которой для гарантии условия прочности наклонных сечений на действие изгибающего момента отсутствие обрываемых стержней компенсируется поперечной арматурой. · В изгибаемых элементах при высоте сечения h
>700 мм
у боковых граней должны ставиться конструктивные продольные стержни с расстояниями между ними по высоте не более 400 мм
. Устанавливаем посередине высоты сечения арматурные стержни Æ
10А-
I
. Плоские сварные каркасы К-1 (2 шт.) объединяем в пространственный каркас с помощью горизонтальных поперечных стержней, устанавливаемых через 1,0...1,5 м
. · Стык ригеля и колонны.
В верхней части стыка выпуски арматуры из колонны и ригеля соединяются вставкой
арматуры на ванной сварке
, затем полость стыка замоноличивается. Вставка арматуры повышает точность монтажного соединения в случае нарушения соосности выпусков арматуры. В нижней части стыка монтажными сварными швами соединяются закладные детали
колонны и ригеля. Температурный зазор между торцом ригеля и гранью колонны может составлять 60…100 мм
. · В колоннах средних рядов здания изгибающие моменты М
незначительны, поэтому можно принять, что колонна воспринимает только продольные усилия N
и работает в условиях внецентренного сжатия со случайным эксцентриситетом. 4 При действии значительных изгибающих моментов М колонна является внецентренно сжатой с расчётным эксцентриситетом e = M/N. · Подбор продольной арматуры достаточно провести для наиболее нагруженной колонны 1-го этажа, а в колонных остальных этажей принять его таким же. Расчётное продольное усилие в колонне 1-го этажа: Nk
= 2360,05кН
· Расчётная длина колонны принимается равной высоте этажа: l
0
= Нэ
= 4,6мм
. · Классы бетона и арматуры для колонны принимаются такими же, как и у ригеля перекрытия. Коэффициент длительности действия нагрузки gb
2
= 0,9. · Продольное армирование колонны назначается из условия прочности, которое имеет вид: Nk
£j (Rb
gb
2
A
+ Rsc
As,tot
), где j – коэффициент, учитывающий влияние продольного изгиба; принимается по справочной таблице в зависимости от отношения расчётной длины колонны к её ширине: l
0
/hk
= 4,6/0,45 = 10; тогда коэффициент j = 0,9. l
0
/hk
6…12 16 20 j 0,9 0,8 0,7 А
– площадь поперечного (бетонного) сечения колонны: A
= (bk
)2
= 352
= 1225 см
2
. Rsc
– расчётное сопротивление продольной арматуры сжатию; для арматуры класса A-III (А400) Rsc
= 365 МПа
. As
,
tot
– суммарная площадь продольной арматуры колонны, которую необходимо определить в результате расчёта. · Требуемая площадь сечения продольной арматуры As
,
tot
назначается из двух равноправных условий: 4 из условия прочности: 4 из условия обеспечения минимального коэффициента армирования mmin
= 0,002 (0,2%): As,tot
³ 2A×mmin
= 2×1225×0,002 = 4,9 см
2
. · Принимаем по сортаменту
As
,
tot
= 6,16 см
2
(4
Æ
14
A
-
III
)
. · Устанавливаем 4 арматурных стержня по углам колонны · Проектируем отдельный монолитный фундамент мелкого заложения под колонну. 4 Основные понятия:
обрез фундамента
– это его верхняя грань, подошва фундамента
– это нижняя грань, основание
– это грунт под подошвой фундамента, глубина заложения подошвы фундамента
– это расстояние от наружной поверхности земли до подошвы фундамента. · Глубина заложения подошвы фундамента назначается исходя из инженерно-геологических условий площадки строительства, климатических воздействий на верхние слои грунта (в том числе условий промерзания грунта), а также конструктивных особенностей возводимого и соседних сооружений и составляет (по заданию) df
= 1,7м
. · Пол 1-го этажа выполняется по грунту. Заглубление обреза фундамента относительно уровня пола 1-го этажа: d
0
= 0,15 м
. · Высота фундамента: hf
= df
– d
0
= 1,7 – 0,15 = 1,55 м
. · Расчётное сопротивление грунта основания (по заданию): R
0
= 0,25МПа =
250 кН
/м
2
. · Средний удельный вес фундамента с грунтом на его уступах: gm
= 20 кН
/м
3
. · Классы бетона и арматуры для фундамента принимаются такими же, как и у ригеля перекрытия Коэффициент длительности действия нагрузки gb
2
= 0,9. · Под фундаментом предусматривается бетонная подготовка толщиной 100 мм
из бетона класса В30
. · Фундамент под колонну, сжатую со случайным эксцентриситетом, воспринимает в основном только продольную силу, поэтому его можно считать центрально нагруженным. Продольные усилия на уровне верха фундамента допускается принимать такими же, как на уровне пола 1-го этажа нормативное усилие Nk
.
n
= 2360кН
; расчётное усилие Nk
= 2 514 кН
. Центрально нагруженные фундаменты обычно проектируют квадратными в плане. 4 Внецентренно нагруженные колонны и фундаменты проектируют прямоугольными, при этом широкая сторона располагается в плоскости действия изгибающего момента. · Расчёт фундамента состоит из двух этапов. На первом из них проводится расчёт по несущей способности основания, в результате которого определяется площадь подошвы фундамента Af
. На втором этапе выполняется расчёт по несущей способности самого фундамента, на основе которого определяются остальные размеры фундамента и площадь рабочей арматуры As
,
f
. · Расчёт по несущей способности основания выполняется на действие нормативных нагрузок с учётом веса фундамента и грунта на его уступах. Расчёт производится из условия, что давление под подошвой фундамента pn
не должно превышать расчётное сопротивление грунта основания R
0
:
· Тогда требуемая площадь подошвы фундамента: · Необходимый размер стороны подошвы квадратного в плане фундамента: · Фактическая площадь подошвы фундамента: Af
= 3902
= 152 100см
2
. · Расчёт по несущей способности конструкции самого фундамента выполняется на действие расчётных нагрузок без учёта веса фундамента и грунта на его уступах. Напряжения под подошвой фундамента в этом случае: · Высота фундамента hf
= 1,55 м
>0,90 м
, поэтому проектируем фундамент трёхступенчатым. Размеры ступеней назначаются таким образом, чтобы внутренние грани ступеней не пересекали прямую, проведённую под углом 45° к грани колонны на уровне верха фундамента. Указанная прямая определяет границы так называемой пирамиды продавливания
. · Высота ступеней назначается кратной50 мм
. Принимаем высоту первой (нижней) и второй (средней) ступеней h
1
= h
2
= 350 мм
, а третьей (верхней) ступени h
3
= 450 мм
. · Принимаем расстояние от нижней грани фундамента до центра тяжести растянутой арматуры подошвыа
= 5 см
, тогда рабочая высота фундамента: h
0
= hf
– a
= 155 – 5 = 150 см
. · Рабочая высота первой и второй ступеней: h
0,1
= h
1
– a
= 35 – 5 = 30 см
; h
0,2
= h
1
+ h
2
– a
= 35 + 35 – 5 = 65 см
. · Под действием реактивного). Растягивающие усилия воспринимает продольная арматура, расположенная возле подошвы фундамента. Подбор продольной арматуры производится для сечений, проходящих по грани средней ступени (1-1), по грани верхней ступени (2-2) и по грани колонны (3-3). · Расчётный изгибающий момент в каждом исследуемом сечении определяется как в консоли вылетом li
:
· Плечо внутренней пары сил при расчёте фундамента допускается принимать равнымzb
= 0,9h
0
. Тогда требуемая площадь сечения арматуры составит:
где для арматуры класса А-III расчётное сопротивление Rs
= 36,5 кН
/см
2
. · Фундаментные плиты армируют по подошве сварными сетками; диаметр арматуры составляет 10…16 мм
, шаг стержней s
= 100…200 мм
. · Применим для армирования сетку с ячейками 100´100 мм
, расстояние от вертикальной грани подошвы до первого стержня назначим равным 50 мм
. Тогда в каждом направлении сетка будет состоять из af
/100 = 3900/100 = 39 стержней. · Требуемая площадь одного стержня: As
,1
³ 1,75 см
2
. Принимаем в итоге по сортаменту
34
Æ
16 А
-III
, шаг s
= 200 мм
; А
s
,1
= 68,374 см
2
. · Толщина защитного слоя бетона фундамента ab
должна быть выше минимально допустимой ab
,
min
(при наличии подготовки под фундаментом ab
,
min
= 35 мм
): ab
=a
– 0,5D
= 50 – 0,5×12 = 44 мм
>ab
,min
= 35 мм
. Условие выполняется. · Процент армирования (для сечения 1-1): · В пределах глубины стакана дополнительно предусматриваем 5 сеток конструктивного поперечного армирования из стержней Æ8A-I, устанавливаемых с шагом s
= 150 мм
, причём верхняя сетка находится на расстоянии s
0
= 50 мм
от верха стакана. 1. СНиП 2.01.07 – 85*.
Нагрузки и воздействия. / Госстрой России. – М.: ФГУП ЦПП, 2004. – 44 с. 2. СНиП 2.03.01 – 84*.
Бетонные и железобетонные конструкции. / Госстрой России. – М.: ФГУП ЦПП, 2001. – 76 с. 3. СНиП 52
-01
-2003.
Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. – М.: ФГУП ЦПП, 2004. – 24 с. 4. Строительные конструкции
: Учебник для ВУЗов / Под ред. В.Н. Байкова и Г.И. Попова. – М.: Высш. шк., 1986. – 543 с. 5. Строительные конструкции:
Учебник для ВУЗов / В.П. Чирков, В.С. Фёдоров, Я.И. Швидко, М.В. Шавыкина и др. Под ред. В.П. Чиркова. – М.: ГОУ «Учебно-методический центр по образованию на железнодорожном транспорте», 2007. – 448 с. 6. Байков В
.Н., Сигалов Э.Е.
Железобетонные конструкции. Общий курс: Учебник для ВУЗов. – М.: Стройиздат, 1991. – 767 с. 7. Бондаренко В.М., Римшин В.И.
Примеры расчёта железобетонных и каменных конструкций: Учеб.пособие. – М.: Высш. шк., 2006. – 504 с. 8. Тимофеев Н.А.
Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания: Метод.указания к курсовой работе и практическим занятиям для студентов спец. «Строительство ж. д., путь и путевое хозяйство». – М.: МИИТ, 2004. – 48 с.
| |||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||||