МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ

ПУТЕЙ СООБЩЕНИЯ (МИИТ)

Кафедра «Строительные конструкции»

КУРСОВАЯ РАБОТА

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

Содержание

1. Компоновка конструктивной схемы каркаса здания

   1. Объёмно-планировочные параметры здания

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)

L₀

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)

l₀

l·m

3,6м

Высота этажа

H

по заданию

4,2 м

Количество этажей

по заданию

5

2. Состав и работа каркаса здания

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.

1.3 Колонны и наружные стены

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120мм, высота 65мм), с учётом 10мм 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450мм, толщину кладки наружных стен 510мм (постоянной на всех этажах).

1.4 Ригели

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);

• 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).

1.5 Панели перекрытия

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

Заделка панелей в стены:

• в продольные стены панели не заделываются;

• в поперечные стены заделка составляет 130мм

(половина кирпича с учётом толщины раствора шва: 120 + 10 мм).

Привязка наружных стен к разбивочным осям:

• к продольной оси: нулевая привязка

(внутренняя грань стены совмещена с разбивочной осью);

• к поперечной оси: привязка 130мм

(внутренняя грань стены смещена с разбивочной оси внутрь здания на величину заделки панели в стену).

Размеры сечения панели перекрытия:

• высота h_п = (1/20)l = 6600/20= 330 мм,

принимаем h_п = 350мм (кратно 50 мм);

• ширина панели b_n назначается такой, чтобы ширина панели находилась в пределах 1100…1500 мм (кратно 100мм) и на длине пролёта можно было разместить целое число панелей .При l = 6,6 м ширина панели составляет b_n = 1100 мм;

1.6 План и поперечный разрез здания

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 18м 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 d_f =1,7.

Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса

Вид нагрузки

Толщина слоя, м

Объёмный вес, кН/м³

Нагрузка, кН/м²

нормативная

γ_f

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) Р₀



7,6

9,03

2.Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса

1. Статический расчёт панели перекрытия

   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

1. Расчётная нагрузка

• Панель воспринимает нагрузку, действующую в пределах её номинальной ширины b_п = 1,1м.

• Полная расчетная нагрузка на панель

• q = Р₀ b_n_n = 9,03*1,5*0,95 = 12,868кН/м.

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)

4. Расчётная схема поперечной рамы

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.

1. 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:

q_r = b_rh_r_b_f = 0,20,65251,1 = 3,575 кН/м,

где

b_r, h_r – размеры поперечного сечения ригеля (п. 1.5);

γ_b = 25 кН/м³ – объёмный вес конструкций из тяжелого бетона;

γ_f = 1,1 – коэффициент надёжности по нагрузке

• Продольная расчетная линейная нагрузка на ригель

q = (P₀l + q_r)_n = (9,036,6 + 3,575)0,95 = 60кН/м.

6. Внутренние усилия в ригеле

Значения ординат огибающей эпюры моментов в ригеле обычно не превышают следующих величин:

• в крайнем пролёте:

• на опоре:

M₂₁ = M₂₃ = 0,07qL² = 0,0760(6,6)² = 182,952 кНм,

• в среднем пролёте:

M₂₂ = 0,055 qL² = 0,055606,6² = 143,748 кНм,

1. Продольные усилия в колонне 1-го этажа

• 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=g_покр*F +g_сн*F+g_пер*F*(n_э – 1)+b_r*h_r*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

3. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия

1. Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон

• Применяем тяжелый бетон класса В30 (по заданию), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.

• Расчётное сопротивление сжатию R_b= 17,0 МПа.

Арматура

• Продольная рабочая арматура панели – предварительно напрягаемая, класса А-V

Сопротивление растяжению:

• нормативноеR_sn = 785МПа

• расчётноеR_s = 680 Мпа

• Полка панели армируется сеткой из проволочной арматуры класса А-3.

Расчётное сопротивление растяжению Rs = 390 МПа

1. Основные габаритные размеры панели

а) номинальные – в осях. Эти размеры установлены в процессе компоновки конструктивной схемы каркаса здания:

• длина l_n = 6600 мм

• ширина b_n = 1100 мм

• высота h_n = 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 = l_n – Δ = 6600– 30 =6570 мм,

• ширина b_k = b_n– 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.

1. Ширина продольного ребра панели

• внизу (b₁) принимается из условия обеспечения требуемой толщины защитного слоя бетона b₁ ≥ 70…80 мм, принимаем b₁ = 85мм.

• вверху (b₂) принимается из условия обеспечения уклона граней ребра, равного 1/10:

• b₂=125мм;

• средняя ширина:

1. Размеры полки (плитной части)

• ширина (расстояние в свету между продольными рёбрами):

.

• толщина принимаем h_f = 50 мм.

2. Эквивалентное поперечное сечение панели

При расчете фактическое поперечное сечение панели заменяется эквивалентным тавровым сечением. Оно имеет ту же площадь и те же основные размеры.

• Полная высота сечения равна высоте панели: h = h_n = 350 мм.

• Полезная (рабочая) высота сечения h₀ = h – a, где

а – расстояние от нижней растянутой грани сечения до центра тяжести продольной рабочей арматуры.

Принимаема = 3 см, тогда h₀ = 35 – 3 = 32см.

• Толщина стенки эквивалентного сечения равна суммарной толщине ребер:

b = 2b_m = 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 b_efограничивается двумя условиями она должна быть:

  1. не более 1/6 пролета элемента: b_ef ≤ l/6 = 6600/6 = 1100 мм.

  2. в рёбристой панели, когда расстояние между поперечными ребрами больше, чем между продольными:

• при h_f ≥ 0,1h: b_ef ≤ с/2

• приh_f< 0,1h: b_ef ≤ 6 h_f

• В данной рёбристой панели 0,1h = 0,1·35 = 3,5 см<h_f = 6 см, поэтому

b_ef ≤ c/2 = 1060/2 = 530 мм

Принимаем b_ef = min {l/6; c/2} = min {1100; 530} мм = 530 мм = 53 см,

тогда принимаемая в расчете ширина полки b_f:

b_f = 2 b₂ + 2 b_ef= 2·10 + 2·53 = 131

1. Подбор продольной рабочей арматуры панели

• Определение требуемой продольной рабочей арматуры производят с помощью вспомогательного коэффициента А₀

• По значению коэффициента А₀ находим значения относительной высоты сжатой зоны ξ = x / h₀ и относительного плеча внутренней пары сил η = z₀ / h₀, используя специальную таблицу или предлагаемые аналитические зависимости:

,

η = 1 – 0,5ξ = 0,989.

поэтому принимаем γ_s6 = 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 = 2,26см².

4. Расчет полки панели на местный изгиб

   1. Нагрузки на полку панели

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 = P₀ bγ_n = 9,03·1,0·0,95 = 8,578.

1. Расчётная схема полки, внутренние усилия

• Расчётный изгибающий момент:

• в рёбристой панели (с учётом перераспределения усилий):

;

Рис. 3.4.

Внутренние усилия в полке рёбристой панели (а) и панели типа 2Т (б); условное поперечное сечение полки (в).

Рис. 3.3.

Плиты балочные (а) и опёртые по контуру (б).

3. Поперечное сечение полки

• Условное поперечное сечение полки (рис. 3.4,в) – прямоугольное, шириной b = 100 см, высотой h_f = 5см. Плита армируется сеткой из арматуры 5Вр-I, R_s = 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 h₀ = h_f – a = 5 –1,5 = 3,5 см.

4. Подбор рабочей арматуры

• Параметр А₀: .

• 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 54 равна А_s = 0,63 см², что составляет больше требуемой.

4.Расчет и конструирование ригеля перекрытия

1. Прочностные и деформативные характеристики бетона и арматуры

Бетон

• Используем тяжелый бетон класса В20 (по заданию), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.

• Расчетные сопротивления бетона:

• сжатию R_b = 11,5 МПа,

• растяжению R_bt = 1,05 МПа.

• Коэффициент условий работы, учитывающий длительность действия нагрузки γ_b2 = 0,9.

• Начальный модуль упругости бетона Е_b = 24 000 МПа.

Арматура

• Продольная рабочая арматура – ненапрягаемая, класса А-III(А400), диаметр 10…40 мм.

Расчётное сопротивление растяжению R_s= 365 МПа

Модуль упругости арматуры E_s = 200 000 МПа

• Поперечная рабочая арматура – также класса А-III.

Расчетное сопротивление растяжению поперечной арматуры:

R_sw = 285 МПа (6…8 мм), R_sw = 290 МПа (10…40 мм).

Если диаметр поперечных стержней меньше 1/3 диаметра продольных стержней, значение R_sw = 255 МПа.

Подбор продольной рабочей арматуры ригеля

• Расчетное поперечное сечение ригеля – прямоугольное. Размеры сечения установлены в процессе компоновки конструктивной схемы каркаса:

• высота h = 650 мм,

• 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: h₀ = h – a,

Рис. 4.1. Расчётное поперечное сечение ригеля: а – в пролёте, б – на средних опорах.

• Условный параметр А₀:

• 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 = а₁ + 0,5а₂.

Подбор продольной рабочей арматуры ригеля

Расчётное сечение

в крайнем пролёте

на опоре

в среднем пролёте

М, кН·см

М₁₁ =25 785

M_fr = 18 295

М₂₂ = 14 375

h₀ = h – a, см

65 – 8 = 57

65 – 7 = 58

65 – 6 = 59

η

0,984

0,989

0,992

Требуемая А_s, см²

12,6

8,74

6,73

Принятое армирование

218 +222 А-III

29 +222 А-III

26+ 220 А-III

Фактич. А_s, см²

12,69

8,87

6,85

4.2Обрыв продольной арматуры в пролёте

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.

3. Конструктивное армирование ригеля, опорный узел

• 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 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.

4. Расчёт и конструирование колонны

1. Подбор продольной арматуры

• 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.

• 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: N_k = 2360,05кН

• Расчётная длина колонны принимается равной высоте этажа: l₀ = Н_э = 4,6мм.

• Классы бетона и арматуры для колонны принимаются такими же, как и у ригеля перекрытия. Коэффициент длительности действия нагрузки _b2 = 0,9.

• Продольное армирование колонны назначается из условия прочности, которое имеет вид:

N_k (R_b_b2 A + R_scA_s,tot),

где  – коэффициент, учитывающий влияние продольного изгиба; принимается по справочной таблице в зависимости от отношения расчётной длины колонны к её ширине: l₀/h_k = 4,6/0,45 = 10; тогда коэффициент  = 0,9.

l₀/h_k

6…12

16

20



0,9

0,8

0,7

А – площадь поперечного (бетонного) сечения колонны: A = (b_k)² = 35² = 1225 см².

R_sc – расчётное сопротивление продольной арматуры сжатию; для арматуры класса A-III (А400) R_sc = 365 МПа.

A_s,tot – суммарная площадь продольной арматуры колонны, которую необходимо определить в результате расчёта.

• Требуемая площадь сечения продольной арматуры A_s,tot назначается из двух равноправных условий:

• из условия прочности:

24,53

• из условия обеспечения минимального коэффициента армирования

_min = 0,002 (0,2%): A_s,tot 2A_min = 212250,002 = 4,9 см².

• Принимаем по сортаментуA_s,tot = 6,16 см²(414A-III).

• Устанавливаем 4 арматурных стержня по углам колонны

5. Расчёт и конструирование фундамента

   1. Общие соображения

• Проектируем отдельный монолитный фундамент мелкого заложения под колонну.

  • 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) d_f = 1,7м.

• Пол 1-го этажа выполняется по грунту. Заглубление обреза фундамента относительно уровня пола 1-го этажа: d₀ = 0,15 м.

• Высота фундамента: h_f= d_f– d₀ = 1,7 – 0,15 = 1,55 м.

• Расчётное сопротивление грунта основания (по заданию):

R₀= 0,25МПа = 250 кН/м².

• Средний удельный вес фундамента с грунтом на его уступах: _m = 20 кН/м³.

• Классы бетона и арматуры для фундамента принимаются такими же, как и у ригеля перекрытия Коэффициент длительности действия нагрузки _b2 = 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 N_k.n = 2360кН; расчётное усилие N_k = 2 514 кН.

Центрально нагруженные фундаменты обычно проектируют квадратными в плане.

• 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 A_f. На втором этапе выполняется расчёт по несущей способности самого фундамента, на основе которого определяются остальные размеры фундамента и площадь рабочей арматуры A_s,f.

1. Определение площади подошвы фундамента

• 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 p_n не должно превышать расчётное сопротивление грунта основания R₀:

.

• Тогда требуемая площадь подошвы фундамента:

15,34

• Необходимый размер стороны подошвы квадратного в плане фундамента:

3,9 принимаем a_f = 3,9м = 3900 мм (кратно 100 мм).

• Фактическая площадь подошвы фундамента: A_f = 390² = 152 100см².

• 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:

0,022

1. Определение основных размеров фундамента

• Высота фундамента h_f= 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.

Определение высоты ступеней

• Высота ступеней назначается кратной50 мм. Принимаем высоту первой (нижней) и второй (средней) ступеней h₁ = h₂ = 350 мм, а третьей (верхней) ступени h₃ = 450 мм.

• Принимаем расстояние от нижней грани фундамента до центра тяжести растянутой арматуры подошвыа = 5 см, тогда рабочая высота фундамента:

h₀ = h_f – a = 155 – 5 = 150 см.

• Рабочая высота первой и второй ступеней:

h_0,1 = h₁ – a = 35 – 5 = 30 см; h_0,2 = h₁ + h₂ – a = 35 + 35 – 5 = 65 см.

1. Подбор арматуры подошвы фундамента

• 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 l_i:

.

• Плечо внутренней пары сил при расчёте фундамента допускается принимать равнымz_b = 0,9h₀. Тогда требуемая площадь сечения арматуры составит:

,

где для арматуры класса А-III расчётное сопротивление R_s = 36,5 кН/см².

• 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 a_f/100 = 3900/100 = 39 стержней.

• Требуемая площадь одного стержня: A_s,1 1,75 см².

Принимаем в итоге по сортаменту3416 А-III, шаг s = 200 мм;

А_s,1 = 68,374 см².

• Толщина защитного слоя бетона фундамента a_b должна быть выше минимально допустимой a_b,min (при наличии подготовки под фундаментом a_b,min = 35 мм):

a_b =a – 0,5D = 50 – 0,512 = 44 мм>a_b,min = 35 мм. Условие выполняется.

• Процент армирования (для сечения 1-1):

.

• В пределах глубины стакана дополнительно предусматриваем 5 сеток конструктивного поперечного армирования из стержней 8A-I, устанавливаемых с шагом s = 150 мм, причём верхняя сетка находится на расстоянии s₀ = 50 мм от верха стакана.

Список литературы

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.

18