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. 3

1.1. Объёмно-планировочные параметры здания . 3

1.2. Состав и работа каркаса здания . 3

1.3. Колонны и наружные стены .. 3

1.4. Ригели . 3

1.5. Панели перекрытия . 4

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

6.1. Общие соображения . 14

6.2. Определение площади подошвы фундамента . 15

6.3. Определение основных размеров фундамента . 15

6.4. Подбор арматуры подошвы фундамента . 16

Список литературы.. 17

Приложение:

Графическая часть

1. Компоновка конструктивной схемы каркаса здания

1.1. Объёмно-планировочные параметры здания

Таблица 1.1

1.2. 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 ´ 120 мм , высота 65 мм ), с учётом 10 мм на вертикальный шов:

· Принимаем сечение колонн 450 ´ 450 мм , толщину кладки наружных стен 51 0 мм (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 );

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 ).

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:

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).

Размеры сечения панели перекрытия:

4 высота h _п = (1/20)l = 6600/20= 330 мм ,

принимаем h _п = 350мм (кратно 50 мм );

4 ширина панели b_n 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 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 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 d_f =1,7.

Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса

2 .Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса

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 b_n g_n = 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):

.

2.1.4. 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.

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:

q_r = b_r h_r g_b g_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/м ³ – объёмный вес конструкций из тяжелого бетона;

γ_f = 1,1 – коэффициент надёжности по нагрузке

· Продольная расчетная линейная нагрузка на ригель

q = (P ₀ l + q_r )×g_n = (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:

2.1.7. 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

3.1. Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон

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

4 Расчётное сопротивление сжатию R_b = 17,0 МПа .

Арматура

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

Сопротивление растяжению:

· нормативноеR_sn = 785МПа

4 расчётноеR_s = 680 Мпа

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

Расчётное сопротивление растяжению Rs = 390 МПа

3.1.1. Основные габаритные размеры панели

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

4 длина l_n = 6600 мм

4 ширина b_n = 1100 мм

4 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.

3.1.2. Ширина продольного ребра панели

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 :

3.1.3. Размеры полки (плитной части)

4 ширина (расстояние в свету между продольными рёбрами):

.

4 толщина принимаем h ¢ _f = 50 мм .

3.2. Эквивалентное поперечное сечение панели

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

4 Полная высота сечения равна высоте панели: h = h_n = 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 = 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_ef ограничивается 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 b ₂ + 2 b_ef = 2·10 + 2·53 = 131

3.3. Подбор продольной рабочей арматуры панели

· 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 γ_{s 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 .

3.4. Расчет полки панели на местный изгиб

3.4.1. 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 = P ₀ b γ_n = 9,03·1,0·0,95 = 8,578.

3.4.2. Расчётная схема полки, внутренние усилия

· Расчётный изгибающий момент:

4 в рёбристой панели (с учётом перераспределения усилий):

;

3.4.3. 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 Æ5Вр-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 h ₀ = h ¢ _f – a = 5 –1,5 = 3,5 см .

3.4.4. Подбор рабочей арматуры

· 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.Расчет и конструирование ригеля перекрытия

4.1. Прочностные и деформативные характеристики бетона и арматуры

Бетон

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

4 Расчетные сопротивления бетона:

· сжатию R_b = 11,5 МПа ,

· растяжению R_bt = 1,05 МПа .

4 Коэффициент условий работы, учитывающий длительность действия нагрузки γ_{b 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 R_s = 365 МПа

Модуль упругости арматуры E_s = 200 000 МПа

4 Поперечная рабочая арматура – также класса А- III .

Расчетное сопротивление растяжению поперечной арматуры:

R_sw = 285 МПа (Æ6…8 мм), R_sw = 290 МПа (Æ10…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:

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

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.

4.3. 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 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 .

5. Расчёт и конструирование колонны

5.1. 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.

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: N_k = 2360,05кН

· Расчётная длина колонны принимается равной высоте этажа: l ₀ = Н_э = 4,6мм .

· Классы бетона и арматуры для колонны принимаются такими же, как и у ригеля перекрытия. Коэффициент длительности действия нагрузки g_{b 2} = 0,9.

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

N_k £j (R_b g_{b 2} A + R_sc A_s,tot ),

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

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

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:

4 из условия прочности:

24,53

4 из условия обеспечения минимального коэффициента армирования

m_min = 0,002 (0,2%): A_s,tot ³ 2A×m_min = 2×1225×0,002 = 4,9 см ² .

· Принимаем по сортаменту A_{s , tot} = 6,16 см ² (4 Æ 14 A - III ) .

· Устанавливаем 4 арматурных стержня по углам колонны

6. Расчёт и конструирование фундамента

6.1. Общие соображения

· 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) d_f = 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: h_f = d_f – 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: g_m = 20 кН /м ³ .

· Классы бетона и арматуры для фундамента принимаются такими же, как и у ригеля перекрытия Коэффициент длительности действия нагрузки g_{b 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 N_{k . n} = 2360кН ; расчётное усилие N_k = 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 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} .

6.2. 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 R ₀ :

.

· 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 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:

0,022

6.3. 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 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 = h_f – 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 .

6.4. 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 = 0,9h ₀ . Тогда требуемая площадь сечения арматуры составит:

,

где для арматуры класса А-III расчётное сопротивление R_s = 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 a_f /100 = 3900/100 = 39 стержней.

· Требуемая площадь одного стержня: A_{s ,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 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 Æ8A-I, устанавливаемых с шагом s = 150 мм , причём верхняя сетка находится на расстоянии s ₀ = 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.