Размещено на http://allbest.ru

1

Исходные данные к проектированию

конструкция железобетонный перекрытие

- Временная нагрузка (полезная, по заданию):	9 кн/м2
- Кратковременная часть	1.5 кн/м2
- Длительная часть	7.5 кн/м2
- Расчетное сопротивление грунта (по заданию)	0.34 мпа
- Количество этажей	3
- Район строительства	Ангарск
- Длина здания	48 м
- Ширина здания	21 м
- Высота этажа здания	4.4 м

1. Монолитное ребристое перекрытие

1.1 Расчет плиты

Необходимо определить арматуру монолитной балочной плиты для перекрытия при следующих нагрузках:

- Временная (полезная, по заданию) - 9 кн/м²;

Для определения расчетных пролетов плиты и второстепенных балок, а также нагрузок от их собственной массы производят предварительное назначение основных геометрических размеров сечений перекрытия:

- Толщина плиты - 70 мм;

- Сечение второстепенных балок

мм

B_pb = (0,3 ч 0,5) h_pb = 0,5 400 = 200 мм

мм

B_mb = (0,4 ч 0,5) h_mb = 0,5 600 = 300 мм

- Заделка плиты в стену принимается не менее высоты ее сечения и в кирпичных стенах кратной размеру кирпича (а = 120 мм).

Вычисление расчетных пролетов плиты

L_{0f, 1} = l_{f 1} - 0,5 b_pb - 250 + 0,5a = 2100 - 0,5 · 200 - 250 + 0,5 ·120 = 1810 мм

L_{0f, 2} = l_{0f, 3} = … = l_{f 2} - b_pb = 2400 - 200 = 2200 мм;

Расчетный пролет плиты в перпендикулярном направлении

L_{0f, 2} = l_р - b_pb = 6000 - 300 = 5700 мм

Проверяем соотношение расчетных пролетов плиты

5700 : 2200 = 2,59 > 2, т.е. Плита рассчитывается как балочная.

Нагрузки на плиту перекрытия

Согласно рис. 2.2 расчетная схема плиты представляется многопролетной балкой шириной b = 100 см. Принимаем толщину плиты равной h_pl = 70 мм и расчет нагрузок представляем в таблице 1.1

Таблица 1.1 Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м² плиты

№ пп	Вид нагрузки	Подсчет	Нормативное значение, кн/м2	Коэффициент надежности гf	Расчетная нагрузка, кн/м2
1	Постоянная, gf
	- Вес пола
	(толщина - 0,02 м,	0,02 · 1,0 · 1,0 · 18	0,36	1,2	0,43
	Объемная масса - 18 кн/м3)
	- Изоляция из шлакобетона
	(толщина - 0,05 м,	0,05 · 1,0 · 1,0 · 14	0,7	1,2	0,84
	Объемная масса - 14 кн/м3)
	- Собственный вес плиты
	(толщина - 0,07 м,	0,07 · 1,0 · 1,0 · 25	1,75	1,1	1,925
	Объемная масса - 25 кн/м3)
	Итого, постоянная gf	-	2,81	-	3,09
2	Временная, v (по заданию)		9,0	1,2	10,8
	Полная, q = gf + v	-	Qn = 11,81		Q = 13,89

Определение усилий в расчетных сечениях

Момент от расчетных значений нагрузок

а) В крайних пролетах и на первых промежуточных опорах

кнм

б) В средних пролетах и на средних промежуточных опорах

кнм

Уточнение высоты сечения плиты

Целесообразно (по экономическим критериям), чтобы относительная высота сжатой зоны плиты о находилась в диапазоне значений 0,1 ч 0,2. Принимаем: бетон класса в20, тяжелый, естественного твердения, арматура класса в500 (вр-i), о = 0,15. По сп 52-101-2003 для принятых материалов находим нормируемые характеристики сопротивляемости и условий работы

R_b = 11,5 мпа; r_bt = 0,9 мпа; е_b = 27,5 мпа 10^-3; г_b1 = 0,9

(с учетом длительности действия нагрузок, п. 5.1.10 сп 52-101-2003)

R_s = 415 мпа; r_sw = 300 мпа; е_s = 2,0 · 10⁵ мпа;

О_r = 0,502 (по сп 52-101-2003)

Для о = 0,15 находим б_m = о (1 - 0,5 о) = 0,139. Тогда рабочая высота плиты

мм

H_pl = h_0f + a = 54 + 15 = 69 мм

Окончательно принимаем h_pl = 7,0 см; h_{0 f} = 5,5 см.

Определение площади рабочей арматуры

Требуемая площадь рабочей арматуры определяется для расчетного прямоугольного сечения плиты с размерами h_pl Ч b = 7 Ч 100 см. При этом площадь сечения стержней сетки непрерывного армирования с - 1 определяется для м = м₂ = 4,2 кнм, а сетки с - 2 дополнительного армирования не требуется, т.к. М₂ > м₁.

Определяем сетку с - 1

Этому значению б_m соответствуют о = 0,145 < о_r = 0,502

мм².

Принимаем сетку с - 1 - с площадью продольной арматуры а_s = 199,0 мм². L - длина сетки, мм; с₁ и 40 - длина свободных концов продольных и поперечных стержней сетки.

1.2 Расчет второстепенной балки

Исходные данные: необходимо произвести расчет и конструирование второстепенной балки для перекрытия при действии нагрузок, указанных в табл. 1.1.

Определяем расчетные пролеты балки

L₀ = 6000 - 300 = 5700 мм

L₀₁ = 6000 - 250 - 0,5 · 300 + 0,5 · 120= 5660 мм

Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м.п. Второстепенной балки:

· Постоянная нагрузка от собственного веса плиты и пола (см. Табл. 1.1)

G_f b = 3,09 · 2,4 = 7,42 кн/м.

· Постоянная нагрузка от собственного веса ребра балки

G_pr = (h_pb - h_pl) b_pb с г_f = (0,4 - 0,07) · 0,2 · 25 · 1,1 = 1,81 кн/м

· Суммарная постоянная нагрузка на балку

G_pb = 7,42 + 1,81 = 9,23 кн/м;

· Погонная временная нагрузка

V_pb = vb = 9 · 2,4 = 21,6 кн/м

· Полная погонная нагрузка на балку

Q_pb = (9,23 + 21,6) · 0,95 = 29,3 кн/м

(0,95 - коэффициент надежности по уровню ответственности снип 2.01.07-85*).

Определяем значения изгибающих моментов и перерезывающих сил

В расчетных сечениях второстепенной балки:

кнм

кнм

кнм

Q_a = 29,3 · 5,66 · 0,4 = 66,3 кн;

Q^л_в = 29,3 · 5,66 · 0,6 = 99,5 кн;

Q^пр_в = 29,3 · 5,7 · 0,5 = 83,5 кн;

Уточняем размеры поперечного сечения балки, принимая _m = 0,289 (значение б_m = 0,289 соответствует о = 0,35 - граничному значению относительной высоты сжатой зоны сечений элементов, рассчитываемых с учетом перераспределения усилий).

мм

H_pb = h₀ + a = 378 + 35 = 413 > 400 мм,

Т.е. Предварительно принятое значение высоты и ширины сечения балки является достаточным и окончательным.

При этом h₀ = h - a = 400 - 35 = 365 мм.

Определяем размеры расчетных сечений.

- Уточняем ширину свесов, вводимых в расчет для пролетных сечений (см. П. 6.2.12 сп 52-101-2003), имея в виду наличие поперечных ребер (главные балки), установленных с шагом равным расчетному пролету второстепенных балок l₀ = 5700 мм.

0,1; мм

2400 мм

(2400 мм - расстояние между осями второстепенных балок)

Принимаем

- Для пролетных сечений - b'_f = 2100 мм; h₀ = 365 мм; h'_f = 70 мм;

- Для опорных сечений - b h₀ = 200 365 мм.

Расчет площади сечений рабочей арматуры (если класс арматуры не указан в задании, то расчет ведется для арматуры класса а400 (а-iii), r_s = 355 мпа, характеристики прочности бетона и граничной высоты сжатой зоны аналогичны принятым для плиты.

Определяем рабочую арматуру для пролетных (тавровых) сечений при расчетных значениях м₁ = 85,3 кнм и м₂ = 59,5 кнм.

Проверяем условие, определяющее принципиальное (в полке или ребре) положение нейтральной оси в расчетном сечении при действии вышеупомянутых усилий.

Максимальный момент, воспринимаемый при полностью сжатой полке расчетного сечения (х = h'_f), равен

кнм

Так как, м_f м₁ (и тем более м₂), то фактически нейтральная ось во всех пролетных сечениях находится в пределах полки и расчет производится как для прямоугольных сечений с размерами b h₀ = b'_f h₀ = 2100 365 мм.

При этом:

- В первом пролете

_{m r} = 0,390

мм²;

- Во всех средних пролетах

_r = 0,390

мм²;

Для промежуточных опор (с обеих сторон) м_с = м_в = 67,03 кн, а расчетное сечение - прямоугольное b h₀ = b'_pb h₀ = 200 365 мм.

_r = 0,390

Для _m = 0,243

мм²

Усилие, воспринимаемое сеткой над опорами в (с) r_sa_sв = 355 602,6 = 213,9 кн.

Назначение количества и диаметра стержней рабочей арматуры

Исходными данными для принятия решений по данному вопросу являются:

а) Расчетные значения требуемой площади для каждого расчетного сечения;

б) Требования сп 52-101-2003 по предельному армированию железобетонных элементов (п.8.3.4), относящиеся к минимально допустимому армированию сечения, минимальному (предпочтительному) диаметру стержней, расстоянию между стержнями, их числу в сечении и др.;

в) Армирование надопорных зон осуществляется 2-мя сетками, площадь сечения поперечной арматуры которых составляет 50 % требуемой, например, (а_sb), смещаемые друг относительно друга на расстояние в каждую сторону, т.е. Требуемая ширина сетки составит м;

г) Возможность размещения продольной арматуры в один (максимум два) ряда по высоте сечения балки.

Для полученных значений а_si по сортаменту подбираем требуемое количество стержней

А_s1 = 668,3 мм² - принимаем 2 22 а400 (а_s1 = 760 мм²)

А_s2 = 463,8 мм² - принимаем 2 18 а400 (а_s2 = 509 мм²)

А_sв = 602,6 мм² - принимаем 2 сетки № 54

(2a_s = 670,6 мм²); в = 3,56 м.

Таким образом, в сечениях балки будет размещено по два каркаса, что удовлетворяет требованиям норм, а над опорами - по две взаимно сдвинутых сетки.

Расчет поперечной арматуры

Исходные данные

· Расчет ведется для наиболее опасного наклонного сечения на действие максимальной поперечной силы ;

· В качестве поперечной арматуры принимаются стержни из проволоки b500 (вр-i) (r_sw = 300 мпа);

· Диаметр поперечной арматуры d_sw принимается по условиям свариваемости для максимального диаметра продольной рабочей арматуры; (принимаем d_sw = 5 мм, число каркасов - 2; площадь сечения поперечной арматуры а_sw = 2 · 19,6 = 39,3 мм²); е_s = 2,0 · 10⁵ мпа;

· Шаг поперечных стержней в первом приближении должен соответствовать требованиям пп. 8.3.11 сп 52-101-2003. S_w = 150 мм ? 0,5 h₀=182,5 мм и не более 300 мм;

Предварительные проверочные расчеты

· Условие обеспечения прочности по наклонной полосе между двумя наклонными трещинами (п. 6.2.33 сп 52-101-2003)

 кн,

Где .

Q > = 99,5 кн (и следовательно, это условие выполняется для всех приопорных участков).

· Проверяем необходимость постановки поперечной арматуры из условия обеспечения прочности по наклонному сечению

,

кн < 99,5 кн

Так как q_b,min < , то требуется расчет прочности арматуры по условию обеспечения прочности сечения на действие поперечных сил.

· Принимаем по требованиям конструирования шаг и диаметр поперечной арматуры слева от опоры в (d_sw = 5 мм, s_w = 150 мм, а_sw = 2 ш 5) = 39,3 мм²

Усилие в поперечной арматуре на единицу длины элемента

кн/м (или н/мм)

Проверяем условие учета поперечной арматуры

кн/м

И, следовательно, коррекции значения q_sw не требуется.

Значение m_b определяем по формуле

 кнм

Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с.

кн/м (н/мм).

Поскольку, мм,

Значение с принимаем равным 1195 мм > 2 h₀ = 730 мм. Тогда, с₀ =2 h₀ = 730 мм и q_sw = 0,9 • 78,54• 730 = 46,44 кн;

кн.

кн

Проверяем условие (6.66) сп 52-101-2003

кн > q = 72,4 кн

Т.е. Прочность наклонных сечений обеспечена.

В заключении необходимо проверить условие, исключающее появление наклонной трещины между хомутами

мм > s_w = 150 мм

Условие выполняется.

2. Расчет ребристой плиты перекрытия

2.1Задание на проектирование

Требуется рассчитать и законструировать ребристую панель перекрытия производственного здания при следующих исходных данных:

- Номинальные размеры плиты в плане 1,8 6,0 м

- Временная нормативная нагрузка на перекрытиеv = 9 кн/м²,

В том числе длительно-действующаяv_l = 7,5 кн/м²

- Бетон тяжелыйкласс в30

- Арматура:напрягаемая класса a800 (а-v)

ненапрягаемая класса a400 (а-iii)

сеток b500 (вр-i)

- Коэффициент надежности по назначению_n = 0,95

Дополнительные исходные данные, вытекающие из задания на проектирование. Прочностные и деформативные характеристики материалов (табл. 2.1) по данным сп 52-101-2003.

Таблица 2.1

Наименование нормируемых параметров	Бетон (в30)	Арматура	Примечание
	Обозначение	Значение, мпа	Значение с учетом b1	Обозначение	Значение, мпа для класса
					А800	А300	В500
Прочность на сжатие	Rb	17,0	15,3	Rsc	400	270	360	b1 = 0,9
	Rb,n	22	-	Rsw	545	215	300
Прочность на растяжение	Rbt	1,15	1,03	Rs	680	270	415
	Rbt,n	1,75	-	Rs,n	785	300	500
Модуль упругости	Еb · 10-3	32,5	-	Еs · 10-3	190	200	200

Граничная высота сжатой зоны бетона (бетон в30, _b1 = 0,9 арматура класса а800 (а-v)

мпа

мпа;

- Нагрузки, действующие на 1 м² перекрытия (табл. 2.2)

Таблица 2.2 Расчет нагрузок на 1 м² перекрытия

Характер нагружения	Вид нагрузки	Обозн	Расчет	Нормативнзначение, кн/м2	Коэффициенадежности f	Расчетн нагрузка, кн/м2	Примеч
Постоянная	Собственн вес плиты	Gpl	25hred*	2,6	1,1	2,86	Hred -
	Нагрузка от массы пола	Gf		0,8	1,2	0,96	Приложен 7
	Всего:	G	Gpl + gf	3,4	-	3,82
Временная	Полезная кратковрем	Vsh	По заданию	1,5	1,2	1,8
	Полезная длительная	V2	По заданию	7,5	1,2	9,0
	Всего:	V	Vsh + v2	9	1,2	10,8
Полная	Полная суммарная	Q	Q = g + v	12,4	-	14,62	Q = 14,62 кпа Qn = 12,4 кпа
	Длительная		Q = g + v2	10,9

2.2 Расчет рабочей арматуры продольных ребер

· Расчетная схема - однопролетная, свободно опертая балка с расчетным пролетом l₀ = l_f - 0,5b_rib и равномерно распределенной нагрузкой:

Q = (g + v)в и q_n = (g_n + v_n )в.

Согласно компоновочному решению в = 1,8 м; l_pl = 6,0 м; l_rib = 7,2 м; мм; b_rib = 250 мм, тогда

L₀ = 6000 - 0,5 · 250 = 5875 мм = 5,87 м.

Распределенная расчетная и нормативная нагрузка (табл. 4.2)

Q = 14,62 · 1,8 = 26,3 кн/м

Q_n = 12,4 · 1,8 = 22,3 кн/м

Q_n,l = 10,9 · 1,8 = 19,6 кн/м

· Определение величин действующих усилий с учетом коэффициента ответственности _n = 0,95:

- От расчетных нагрузок

кнм

кН

- От нормативных нагрузок

кнм

кнм

· Проверим соответствие расчетного таврового сечения требованиям п. 6.2.12 сп 52-101-2003.

H₀ = h - a = 350 - 40 = 310 мм (а = 30 ч 50 мм)

> 0,1, т.е. Можно учитывать в расчетах всю ширину плиты: мм (а_з = 20 - половина ширины зазора между плитами)

· Проверяем принципиальное (в "полке" или "ребре") положение нейтральной оси в расчетном сечении при действии расчетного значения изгибающего момента м = 107,9 кнм

Несущая способность полностью сжатой (х = h'_f) полки сечения

кнм > м = 107,9 кнм

То есть, расчет прочности продольных ребер панели сводится к расчету прямоугольного сечения = 1760 310 мм.

· Вычисляем требуемую площадь рабочей арматуры

< б_r = 0,36

Для полученного значения _m находим:

Находим коэффициент условий работы, учитывающий возможность использование напрягаемой арматуры выше условного предела текучести.

,

Где = 1,15 (для арматуры класса а-800).

При этом должно соблюдаться условие _s6 , и поэтому для дальнейших расчетов принимаем _s6 = 1,15

Требуемая площадь арматуры

мм²

По сортаменту принимаем 2 18 а 800 (а_sp = 509 мм²).

2.3 Расчет рабочей арматуры полки плиты

· Расчетная схема - однопролетная балка с расчетным пролетом l_0f равным расстоянию в свету между продольными ребрами в предположении её жесткого защемления.

Расчетный пролет l_0f = 1760 - 2 · 80 - 40 = 1560 мм.

Рассматривается полоса полки плиты шириной 1 м, а поэтому нагрузка на 1 м² тождественна по величине погонной нагрузке.

кн/м

· Определение расчетного значения изгибающего момента полки ведется с учетом возможности образования пластических шарниров (полка работает по статически неопределимой схеме!) И перераспределения усилий. При этом

 кнм

Расчетное сечение полки при принятых предпосылках является прямоугольным с размерами b_f h = 100 h'_f = 100 5 см; полезная высота сечения полки h_0f = 50 -15 = 35 мм.

· Рабочая арматура сеток с-1, с-2 - проволока 4 ч 5 мм и класса в500 (r_s = 415 мпа). Необходимая площадь арматуры при

, равна

мм²

Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой, шаг стержней s = 150 мм (10 5 в500, а_s = 196 мм²).

2.4 Проверка прочности ребристой плиты по сечениям, наклонным к ее продольной оси

- Расчет ведется на максимальное значение перерезывающей силы, действующей на опорных площадках плиты q_max = 73,4 кн (см. П. 2.2. Настоящей работы) для расчетного сечения;

- Армирование продольных ребер (кроме продольной напрягаемой арматуры) производится плоскими сварными каркасами с продольной монтажной арматурой 2 10 а240 и поперечной (хомутами) в500, шаг и диаметр которых предварительно принимаем равными: d_w = 5 мм, число каркасов - 2, шаг s_w h / 2 = 150 мм;

- Число каркасов в ребрах плит должно соответствовать требованиям п. 8.3.1, а диаметр и шаг поперечных стержней - требованиям п. 8.3.10 сп 52-101-2003;

- Погонное сопротивление хомутов составляет

н/мм

- Принятое сечение плиты (в обязательном порядке!) Должно соответствовать требованию

? q_max,

Где

н = 227,7 кн > q_max = 73,4 кн

Проверяем прочность наклонного сечения при предварительно назначенных параметрах (d_w, s_w) поперечного армирования.

Момент воспринимаемый бетоном в наклонном сечении, определяем по формуле

,

Где

кн

кн

кнм

Определяем длину проекции наклонного сечения

 мм,

Где q - принимается равной погонной расчетной нагрузке q = 25 кн/м (см. П. 3.32 пособие к сп 52-101-2003).

Принимаем с = 1,199 м, > 2h₀ = 0,620 мм, а следовательно с₀ = 2h₀ = 0,620 мм и q_sw = 0,75 • 78,6 • 620 = 36,5 кн;

кн.

кн

Проверяем условие 6.66 сп 52-101-2003

кн > q = 48,02 кн,

Т.е. Прочность наклонных сечений обеспечена.

Проверяем условие соответствия принятого шага хомутов (s_w = 150 мм) максимально допустимому значению

мм > s_w = 150 мм

Условие выполняется, и прочность элемента по наклонному сечению обеспечивается.

3.Расчет и конструирование сборной железобетонной колонны

3.1 Исходные данные для проектирования

Требуется запроектировать среднюю колонну 1 этажа многоэтажного промышленного здания при ниже приведенных данных:

- Число этажейn = 3

- Высота этажан = 4,4 м

- Расчетная нагрузка на перекрытие14,62 кн/м² (табл. 2.2)

- Расчетная нагрузка от веса ригеля4,13 кн/м

- Район строительстваг. Ангарск

(ii снеговой район)

- Снеговая расчетная нагрузка1,2 кн/м²

- Расчетная грузовая площадь

При сетке колонн 6 Ч 7,2 м43,2 м²

- Коэффициент надежности по назначению0,95

Определение расчетных усилий

Таблица 3.1 К определению нагрузок на среднюю колонну первого этажа

Характер нагруж	Вид нагрузки	Обознач	Размерн	Исходное расчетн значение	Грузовая площадь, м2 (м)	Расчет усилие, кн
	От собственной массы колонн	Gc	-	-	-	34,3
	От массы плит перекрытия и пола	Gf, pl	Кн/ м2	3,82	2 Ч 43,2	330,05
Постоян	От массы ригелей перекрытия	Grib	Кн/ м	4,13	2 Ч 7,2	59,5
	От массы покрытия *)	Gt	Кн/ м2	3,41	43,2	147,5
	От массы ригеля покрытия	Grib	Кн/ м	4,13	7,2	29,7
	Итого постоянная	Nconst				Nconst =601
	Полная снеговая, В том числе:	Рs	Кн/ м2	1,2	43,2	Ns = 51,84
	- кратковременная	Рs, sh	Кн/ м2	0,84	43,2	Ns, sh = 36,3
Временная	- длительная (30 %)	Рs, l	Кн/ м2	0,36	43,2	Ns, l = 15,5
	Полезная полная, В том числе:	V	Кн/ м2	9	2 Ч 43,2	Nv = 777,6
	- кратковременная	Vsh	Кн/ м2	1,5	86,4	Nv, sh = 129,6
	- длительная	Vl	Кн/ м2	7,5	86,4	Nv, l = 648
	Полная, в том числе:	Nt = nconst + ns + nv =	1430,5
Суммарная	- кратковременная	Nsh = ns, sh + nv, sh =	165,9
	- длительная	Nl = nconst + ns, l + nv, l =	1264,6

Примечание: *⁾ расчетная нагрузка от покрытия принята от веса:

- 3 слоев рубероида - 120 · 1,2 = 144 н / м² = 0,144 кн / м²

- цементно-песчаного выравнивающего

слоя толщиной 0,020 м - 400 · 1,3 = 0,52 кн / м²

- железобетонной ребристой плиты- 2,5 · 1,1 = 2,75 кн / м²

Предварительно задаемся сечением колонн b_с Ч h_с = 30 Ч 30 см;

Определяем полную конструктивную длину колонны н_с = 13,2 + 0,15 + 0,50 = 13,85 м, где h_зад = 0,5 - глубина заделки колонны в фундамент).

Расчетная нагрузка от массы колонны (без учета веса защемляемого участка колонны)

кн

Расчетные усилия с учетом коэффициента надежности по ответственности г_n = 0,95 будет иметь следующие значения:

Полное кн,

Длительное кн,

Кратковременное кн.

Расчет площади рабочей арматуры

Нормируемые характеристики бетона и арматуры

Принимаем: бетон класса в30, г_b1 = 0,9 (г_b1 r_b = 0,9 · 17 = 15,3 мпа)

Арматура класса а400 (r_sc = 355 мпа).

Проводим необходимые поверочные расчеты:

- Расчетная длина колонны 1^го этажа с учетом защемления в фундаменте

м;

- Гибкость колонны

< 20 и, следовательно, расчет ведется в предположении наличия только случайных эксцентриситетов методом последовательных приближений.

мм²,

Где ц = 0,8 - предварительно принятое значение для ориентировочной оценки площади арматуры а_{s, tot} .

Принимаем для поверочных расчетов 4 ш 18 а400 с площадью 1018 мм².

Уточняем расчет колонны с учетом принятого значения а_{s, tot} = 1018 мм² и значение ц = 0,9 (табл. 6.2 пособие к сп 52-101-2003)

Тогда фактическая несущая способность колонны

кн > 1436,8 кн,

То есть, прочность колонны обеспечена.

Проверяем достаточность величины принятого армирования

М_max > > м_min = 0,001,

т.е. Условие удовлетворяется.

Назначение поперечной арматуры

Класс арматуры хомутов а240, диаметр d_w ? 0,25 d = 0,25 • 18 = 4,5 мм.

Принимаем d_w = 6,0 мм. Каркас сварной, поэтому шаг хомутов s_w ? 15 d = 270 мм, s_w = s_max = 250 мм.

4.Расчет и конструирование центрально нагруженного фундамента под колонну

4.1 Исходные данные для проектирования

Расчетное усилие в заделке - n_fun = 1358,9 кн (см. П. 3.2 настоящей работы);

Нормативное усилие- n ⁿ_fun = n_fun : г_fm = 1358,9 : 1,15 = 1181,7 кн;

Условная (без учета района строительства и категории грунта) глубина заложения- н_f = 1,5 м

Расчетное сопротивление грунта (по заданию)- r_гр = 0,34 мпа

Средний вес единицы объема бетона фундамента

И грунта на его уступах- г_m = 20 кн / м³

Фундамент проектируется монолитным, многоступенчатым

Из тяжелого бетона класса в15 (г_b1 = 0,9)- r_bt = 0,675 мпа

Армирование фундамента выполнить арматурой класса а400 (r_s = 355 мпа)

4.2 Определение геометрических размеров фундамента

Требуемая площадь сечения подошвы фундамента

мм² = 4,69 м².

Размер стороны квадратной подошвы

м.

Назначаем а = 2,2 м, тогда давление под подошвой фундамента при действии расчетной нагрузки

кн/м².

Рабочая высота фундамента из условия прочности на продавливание

мм;

мм (а_з = 35 ч 70 мм - толщина защитного слоя)

По условию заделки колонны в фундамент

мм.

По условию анкеровки сжатой арматуры (арматура колонны) диаметром 18 а400 в бетоне класса в30

мм,

Где л _an = 20.

Слагаемые (200 + 50) - первое слагаемое определяет минимальную (по условию продавливания) толщину днища стакана, а второе - зазор между дном стакана и низом колонны.

С учетом удовлетворения всех требований принимаем окончательно двухступенчатый фундамент: мм, мм, высоту нижней ступени h₁ = 350 мм .

Проверяем соответствие рабочей высоты нижней ступени h_{0 1} по условию прочности по поперечной силе, действующей в сечении iii - iii. На 1 м ширины этого сечения поперечная сила равна

кн.

Минимальное значение поперечной силы , воспринимаемое бетоном определяем по формуле;

кн q₁ = 92,7 кн.

То есть, прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.

Ширина второй ступеньки составляет мм.

Проверяем прочность фундамента на продавливание по поверхности пирамиды;

,

Где кн - усилие продавливания;

м² - площадь основания пирамиды продавливания;

м - усредненный периметр сечения пирамиды продавливания;

F = 653,7 кн,

Т.е. Условие прочности на продавливание удовлетворяется.

Определение площади рабочей арматуры

Изгибающие моменты в расчетных сечениях фундамента

79,7 кнм,

287,7 кнм.

Необходимая площадь сечения арматуры для каждого направления на всю ширину фундамента определяется как большее из двух следующих значений

мм²,

мм².

Нестандартную сетку принимаем с одинаковой в обоих направлениях с рабочей арматурой 15 12 а400 (а_s = 1696,5 мм²) и шагом 150 мм.

Проверяем достаточность принятого армирования фундамента

Размещено на Allbest.ru