Расчет плиты перекрытия, колонны и фундамента для здания с жесткой конструктивной схемой

Размещено на http://www.allbest.ru/

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ

ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО ПО ОБРАЗОВАНИЮ

ГОСУДАРСТВЕННОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ

«РОСТОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ»

Пояснительная записка

к курсовому проекту на тему:

«Расчет плиты перекрытия, колонны и фундамента для здания с жесткой конструктивной схемой»

Выполнила: ст. группы ЭУН-406

Бондаренко А.М.

Шифр 06155

Проверил: Шилов А.В.

Ростов-на-Дону

2010г.

Содержание

1. Исходные данные

2. Компоновка балочного панельного сборного перекрытия

3. Предварительные размеры поперечного сечения элементов

4. Расчет плиты (панели) перекрытия

4.1 Общие сведения

4.2 Статический расчет плиты П1

4.3 Подбор продольной арматуры в ребрах

4.4 Подбор поперечной арматуры в ребрах

4.5 Расчет по прочности на действие поперечной силы по наклонной сжатой полосе

4.6 Статический расчет полки плиты

4.7 Подбор продольной арматуры полки плиты

5. Расчет колонны

5.1 Вычисление нагрузок

5.2 Подбор сечений

6. Расчет фундамента

6.1 Определение размеров

6.2 Расчет нижней ступени на действие поперечной силы

6.3 Расчет фундамента на изгиб по нормальным сечениям

Литература

1. Исходные данные

Длина здания L2 = 30 м, ширина L1 = 21,6 м. Стены кирпичные первой группы кладки толщиной t = 51 см. Сетка колонн l1 х l2 = 5,4 х 6 м. Количество этажей n = 4. Высота этажа Нэт = 4,2 м.

Снеговой район - VI.

Нормативная временная нагрузка Vn, равная 22 кН/м2, по своему характеру является статической. Длительно действующая часть временной нагрузки составляет 60 % (13,2 кН/м).

Класс бетона В15. Бетон тяжелый.

Арматурная сталь класса А-300.

Коэффициент надежности по ответственности гn = 1.

Здание промышленное, отапливаемое; влажность наружного и внутреннего воздуха - менее 75 %.

2. Компоновка балочного панельного сборного перекрытия

При заданной сетке колонн компоновка перекрытия включает в себя определение направления ригелей и раскладку панелей. Принимаем пролет ригеля равным l1 = 5,4 м, пролет плит перекрытия равным l2= 6 м. В крайних пролетах ригеля используется одна приколонная плита шириной 1,5 м, три плиты шириной 1,2 м и одна доборная плита шириной 0,85 м. Компоновка приведена на чертеже.

3. Предварительные размеры поперечного сечения элементов

Размеры сечения элементов определяют по расчету. Однако в начале проектирования для определения нагрузки от собственного веса элементов и значений расчетных пролетов необходимо предварительно задаться как размерами поперечного сечении элементов, так и размерами площадок опирания.

Рекомендуемая высота сечения ригеля h = (1/10...1/14) l1, ширина сечения b=(0,3...0,4)h. Принимаем h = (1/10) l1 = (1/10)*5,4 м = 0,54 м. Т. к. высоту сечения ригеля необходимо принять кратной 50 мм при h ? 600 мм, то принимаем h = 0,55 м. Ширина сечения b = (0,165…0,22) м. Принимаем ширину сечения ригеля b = 0,2 м.

Поперечное сечение колонны принимаем квадратным с размером стороны 0,3м.

Расчетные сопротивления бетона:

По п.5.1.10 [1] коэффициент гb1 (учитывающий влияние длительности действия нагрузки) следует принять равным 0,9. При этом значении коэффициента гb1 классу бетона В15 соответствует:

Rb = 7,7MПa = 770 Н/см2; Rbt = 0,67 Мпа = 67 Н/см2.

Расчетные сопротивления арматуры:

Арматуре класса A-III соответствуют:

Rs = Rsc = 270 Мпа = 27000 Н/см2

Rsw = 215 Мпа = 21500 Н/см2.

4. Расчет плиты (панели) перекрытия

4.1 Общие сведения

Плиты (панели) являются изгибаемыми элементами. Уменьшение их собственного веса достигают удалением возможно большего количества бетона из растянутой зоны. Образовавшиеся при этом ребра должны обладать шириной, достаточной для размещения сварного каркаса и обеспечения прочности по наклонным сечениям.

При необходимости устройства гладкого потолка применяют многопустотные плиты. Но при агрессивной газовой среде используют или плоские (сплошные) плиты, или ребристые с ребрами вверх. В остальных случаях применяют ребристые плиты с ребрами вниз.

Боковые грани плит имеют продольные пазы или шпонки для обеспечения совместной работы плит после замоноличивания.

Для того чтобы перекрытие могло работать в своей плоскости как горизонтальная балка-стенка, опорные закладные изделия плит приваривают к закладным изделиям ригелей во всех доступных для сварки местах, а зазоры между плитами тщательно заполняют бетоном или раствором на всю высоту плиты.

Если швы между плитами заполнены раствором марки не ниже 50, то для здания с жесткой конструктивной схемой со стенами первой группы кладки расстояние между поперечными стенами не должно превышать 42м (табл.27 [2]). Если же в швы помимо раствора марки не ниже 100 уложена арматура, то такое сборное перекрытие равноценно монолитному; в этом случае упомянутое расстояние не должно превышать 54м.

Высота сечения плит без предварительного напряжения h=(1/15…1/25)l2=45см.

В рассматриваемом случае должны быть плиты с ребрами вниз, так как здание промышленное, а полезная нагрузка очень высока.

Плиты П1 - доборные, они не имеют предварительного напряжения и промежуточных поперечных ребер.

Плита в пролете между ригелями работает на изгиб как однопролетная балка таврового сечения с полкой в сжатой зоне и расчетным пролетом, равным расстоянию между осями ее опор (рис.1,а,б).

Полка плиты помимо совместной работы с ребрами претерпевает еще изгиб между ними. В ребристых плитах расчет прочности верхней полки обязателен. Если расстояние между смежными поперечными ребрами превосходит более чем в три раза соответствующее расстояние между продольными ребрами, то полку рассчитывают как балочную плиту, а в противном случае - как плиту, опертую по контуру.

В балочной плите мысленно перпендикулярно продольным ребрам выделяют полосу шириной 100см и рассматривают ее как балку, частично защемленную на опорах, пролетом, равным расстоянию в свету между ребрами (рис.1,в,г). Защемление на опорах создается благодаря заливке швов, поскольку бетон шва препятствует повороту ребер.

Статический расчет полки производят с учетом перераспределения усилий, принимая момент в пролете М = ql2/11, а опорные моменты вычисляют по формуле М =ql2/8- ql2/11.

Подсчет нагрузок ведем в табличной форме (табл.1).

Таблица 1

Вычисление распределительной нагрузки на 1 м2 плиты

Нагрузка	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициенты	Расчетная нагрузка, кН/м2
		гf	гn
Постоянная:
Собственный вес пола	0,6	1,3	1,0	0,78
Собственный вес плиты	1,31	1,1	1,0	1,44
				Итого: g=2,22
Временная:	22	1,2	1,0	V=26,4
Полная				Всего: q=28,62

4.2 Статический расчет плиты П1

Сначала рассчитываем плиту в пролете между ригелями. Принимаем высоту сечения плиты h = 45 см.

Расстояние с = 100/2+25 = 75 мм, а расчетный пролет плиты:

l = l2 - с = 6000 - 2*75 = 5850 мм (рис.1,а).

Погонную нагрузку на плиту вычисляют путем умножения распределенной нагрузки на ширину плиты q = 28,62*0,85 = 24,33 кН/м.

Внутренние усилия:

М = ql2/8 = 24,33*(5,85)2/8 = 104,08 кНм = 10408000 Нсм;

Q = q1/2 = 24,33*5,85/2 = 71,17 кН = 71170 Н

4.3 Подбор продольной арматуры в ребрах

Задаемся d = 1,8см =18мм.

Тогда аb = 2см, V1 = 4см,

а = ab + 0,5ds+ 0,5V1 = 2+0,5*1,8+0,5*4 = 4,9см,

h0 = h - a = 45 - 4,9 = 40,1см.

Отношение h`f / h=5/45 = 0,11 > 0,1. Поэтому согласно п.6.2.12 [1] ширина свеса полки в каждую сторону от продольного ребра должна быть не более 1/6 пролета плиты и не более 1/2 расстояния в свету между продольными ребрами. То есть должны соблюдаться условия:

b`f ? 20+2(1/6) 585 = 214 см и b`f ? 20+2(1/2)(78 - 20)=78 см.

Вычисляем величины:

бm = M / (Rb b`f h02) = 10408000/(770*78*40,12) = 0,1077;

о = 1 - v1 - 2 бm = 1 - v1 - 2*0,1077 = 0,114.

Так как высота сжатой зоны х = о h0 = 0,114*40,1 = 4,5 см меньше толщины полки h`f = 5см, нейтральная ось проходит в полке. Следовательно, сечение рассчитываем как прямоугольное с шириной b`f .

Площадь сечения продольной арматуры:

As = Rbbf' о h0/ Rs = 770*78*0,114*40,1/27000 = 10,16 см2.

Принимаем 4Ш18AII, As.fact = 10,18 см2.

4.4 Подбор поперечной арматуры в ребрах

Для этого расчета принимаем b = 17см.

Тогда Qb.min = 0,5/Rbtbh0 = 0,5*67*17*40,1 = 22836,95 Н.

Так как Q > Qb.min, требуется расчет поперечной арматуры. Вычисляем значения минимальной и требуемой по расчету интенсивности поперечного армирования:

qsw.min = 0,25Rbtb = 0,25*67*17 = 284,75 Н/см;

qsw = Q2 /(4цb2цswRbtbh02) = 711702 /(4*1,5*0,75*67*17*40,12) = 614,57 Н/см.

Большее из этих значений принимаем для дальнейших расчетов.

Smax = Rbtbh02/Q = 67*17*40,12/71170 = 25,7 см

(Принимаем S1=20 см, S2=30 см).

asw = qswS1/(Rswnsw) = 614,57*20/(17000*2) = 0,362 см2

Принимаем 1Ш8AI, asw.fact = 0,503 см2. Поскольку принятый диаметр не менее указанного во второй строке прил.6, опасности пережога поперечных стержней при изготовлении каркасов нет.

4.5 Расчет по прочности на действие поперечной силы по наклонной сжатой полосе (п.6.2.33 [1])

Определяем рабочую высоту сечения, требуемую для обеспечения прочности по бетонной полосе между наклонными сечениями:

h0 = Q/(0,3Rbb) = 71170/(0,3*770*17) = 18,12 см.

Полученное значение в два раза меньше фактического. Следовательно, прочность продольных ребер обеспечена.

4.6 Статический расчет полки плиты

Поскольку расстояние между поперечными ребрами более чем в три раза превышает расстояние между продольными ребрами, полку рассчитываем как балочную плиту. Вычислим нагрузку на 1 квадратный метр полки плиты (табл. 2).

Таблица 2

Вычисление нагрузки на 1 м2 полки плиты

Нагрузка	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициенты	Расчетная нагрузка, кН/м2
		гf	гn
Постоянная:
Собственный вес пола	0,6	1,3	1,0	0,78
Собственный вес полки плиты g=1*1*h`f*с	1,25	1,1	1,0	1,38
				Итого: g=2,16
Временная:	22	1,2	1,0	V=26,4
Полная				Всего: q=28,56

Перпендикулярно продольным ребрам мысленно вырежем полосу шириной 1м (см.рис.1,в).

Погонная нагрузка на полосу q' = q*1м = 28,56 кН/м.

Расчетная схема полки плиты и эпюра изгибающих моментов от действия погонной нагрузки q приведены на рис.2,г.

Пролетный момент:

Мпр = q'l2/11 = 28,56*0,582/11 = 0,873 кНм = 87300 Н см

Значение опорного момента определяем из условия, что полу сумма опорных моментов плюс пролетный момент - величина постоянная, равная моменту в однопролетной свободно опертой балке:

Moп =q'l2/8 - Mnp =q'l2/8 - q'l2/11 =28,56*0,582*(1/8 - 1/11) =0,328 кНм=32800Н см

Поперечная сила Q = q'l/2 = 28,56*0,58/2 = 8,282 кН = 8282 Н

4.7 Подбор продольной арматуры полки плиты

Расчетное сечение представляет собой прямоугольник шириной 100см и высотой h=h`f =5cм. Подбор арматуры выполняем по формулам для прямоугольного сечения с одиночной арматурой. Полку армируем сварными сетками из арматурной проволоки класса В500.

Площадь сечения пролетной арматуры:

h0 = 5-1,5 = 3,5 см;

бm = Mпр / (Rb b`f h02) = 87300/(770*100*3,52) = 0,092;

о = 1 - v1 - 2 бm = 1 - v1 - 2*0,092 = 0,097;

As = Rbbf' о h0/ Rs = 770*100*0,097*3,5/41500 = 0,63 см2.

Площадь сечения опорной арматуры:

бm = Mоп / (Rb b`f h02) = 32800/(770*100*3,52) = 0,035;

о = 1 - v1 - 2 бm = 1 - v1 - 2*0,035 = 0,036;

As = Rbbf' о h0/ Rs = 770*100*0,036*3,5/41500 = 0,234 см2.

As.min = мminb h0 = 0,001*100*3,5 = 0,35 см2

В качестве пролетной арматуры принимаем сетку С1. Ее условное обозначение 200/400/4/3. Первое число - шаг рабочих стержней, второе - шаг распределительных. Первая цифра - диаметр стержней рабочей арматуры, вторая - диаметр стержней распределительной арматуры. Суммарная площадь рабочих стержней составляет As.fact=0,63 cм2. Шаг и диаметр стержней сетки подобраны по табл.3 (методич.).

В качестве опорной арматуры принимаем сетки С2 (200/400/3/3). Суммарная площадь рабочих стержней этой сетки по табл.3 (методич.) составляет Asfact=0,35cм2 (по минимальному проценту армирования).

5. Расчет колонны

Поскольку здание имеет жесткую конструктивную схему, усилия в колонне возникают только от вертикальных нагрузок. Вследствие незначительности изгибающего момента в колонне, возникающего от поворота опорного сечения ригеля, им пренебрегают и колонну рассчитывают как элемент, сжатый со случайным эксцентриситетом.

5.1 Вычисление нагрузок

В VI-м снеговом районе расчетное значение веса снегового покрова Sg=4кH/м2 (табл.4* [3]). Коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие м равен 1,0 (схема 3, прил.3 [3]), так как угол наклона покрытия а меньше 25°.

Нагрузка на 1 м2 покрытия: S = Sg* мгn = 4*1*1 = 4 кН/м2.

Вес колонны длиной в четыре этажа:

bк*bк*Нэт*с*гf*гn*n = 0,3*0,3*4,2*25*1,1*1*4 = 41,58 кН

Вес ригеля длиной L = l1 - bk = 5,4 - 0,3 = 5,1 м

hp*bp*L*с*гf*гn = 0,55*0,2*5,1*25*1,1*1 = 15,43 кН.

Усилие в колонне (табл. 3) подсчитывают с использованием нагрузок на 1 м2 перекрытий и покрытия, которые нужно умножить на грузовую площадь колонны Ак = l1 х l2 (см. рис.1).

В условиях курсового проекта подсчет нагрузок можно вести в предположении, что все перекрытия имеют одинаковую массу.

Таблица 3

Вычисление расчетной продольной силы в колонне на уровне верха фундамента

Нагрузка	Расчетная нагрузка, кН/м2	Грузовая площадь, м2	Число перекрытий, передающих нагрузку (включая покрытие), шт.	Расчетная продольная сила, кН
Длительная:
вес перекрытия	2,22	5,4х6	4	287,7
вес колонн	-	-	-	41,58
вес ригелей	-	-	4	61,72
Временная (длительная)	0,6*26,4	5,4х6	3	1539,65
			Итого: N1 = 1930,65
Кратковременная:
полезная	0,4*26,4	5,4х6	3	1026,43
снеговая	4	5,4х6	1	129,6
			Итого: Nsh = 1156,03
Полная			N = N1+Nsh = 3086,68

5.2 Подбор сечений

Колонну рассчитывают как сжатый элемент со случайным эксцентриситетом:

N ? ц(RbAb + RscAs.tot),

где ц- коэффициент продольного изгиба, принимаемый в зависимости от гибкости и длительности действия нагрузки.

Подбор сечения бетона

Гибкость колонны л=l0 /hк=420/30=14. Этому значению при кратковременном действии нагрузки (N=3086,68 кН) соответствует коэффициент продольного изгиба:

ц = (0,875 - 0,9)*4/5+0,9 = 0,88;

b = v(N/(ц(Rb+0.01Rsc)) = v3086680/(0,88(770+0,01*27000)) = 58,07 см

Принимаем b = 50 см. Площадь сечения бетона Ab =50*50 = 2500 см2.

Подбор продольной арматуры

As.tot = (N/ц - RbAb)/Rsc = (3086680/0,88 - 770*2500)/27000 = 58,61 см2.

При расчете на действие длительной нагрузки (N=1930,65 кН) коэффициент продольного изгиба и требуемая по расчету площадь продольной арматуры соответственно:

ц = (0,83 - 0,9)*4/5+0,9 = 0,844;

As.tot = (N/ц - RbAb)/Rsc = (1930650/0,844 - 770*2500)/27000 = 13,43 см2.

Принимаем 6Ш36А300, As.tot=61,07 см2.

Подбор поперечной арматуры

Так как горизонтальная нагрузка не воздействует на рассматриваемую колонну, то в ней не возникают поперечные силы. Поэтому диаметр и шаг поперечных стержней следует принять по конструктивным соображениям (п.8.3.12 [1]). А именно, во избежание потери устойчивости продольной арматуры поперечные стержни устанавливают на расстояниях: не более 500мм и не более 15d (d - наименьший диаметр продольных стержней). Если насыщение сечения колонны продольной арматурой составляет свыше 3%, то поперечные стержни устанавливают на расстояниях не более 10 d и не более 300мм.

Принимаем, поперечные стержни из арматурной стали класса А240, а их диаметр по условиям сварки (строка 2 прил.5) назначаем равным 12мм. Так, как насыщение продольной арматурой:

м=(As.tot/Ab )100%=61,07/2500*100%=2,44%,

что меньше 3%, то шаг поперечных стержней должен быть не более 15d=15*3,6=54 см и не более 50 см. Сопоставляем эти два значения и выбираем из них наименьшее, округляя его в сторону уменьшения с кратностью 5см. Принимаем шаг поперечных стержней равный 50 см.

6. Расчет фундамента

6.1 Определение размеров

Требуется рассчитать монолитный, центрально нагруженный, следовательно, квадратный в плане, фундамент стаканного типа. Отметка обреза (верха) фундамента - минус 0,150.

Задаемся глубиной заложения подошвы фундамента Н3 = 150см. Класс бетона фундамента и бетона замоноличивания В15 (Rb=7,7МПа=770Н/см2, Rbt=0,67MПа=67H/cм2). Класс арматурной стали А300 (Rs=Rsc=270MIIa= =27000Н/см2). Средний удельный вес материала фундамента и грунта, расположенного на его уступах гср=20кН/м=0,02Н/см3. Расчетное сопротивление грунта по заданию Rгр=0,28 Мпа=28 Н/см2.

Геометрические размеры фундамента (рис.2.а) вычисляют в такой последовательности. Определяют размер подошвы фундамента В1 и толщину днища hд. Назначают глубину стакана hст. Вычисляют высоту фундамента Нф=hд +hст. Назначают число ступеней и высоту каждой из них. Подсчитывают длину уступов и попутно длину верхней и средней ступеней.

После того как размеры фундамента определены, производят проверочные расчеты по прочности. В рамках курсового проекта выполняем лишь расчет на изгиб фундамента по нормальным сечениям.

Размер подошвы фундамента определяем от действия нормативной продольной силы N/гf:

В1=vN/(гf(Rгр - гсрНз)) = v3086680/(1,15(28 - 0,02*150)) = 327,7 см.

Принимаем B1=330 см.

Вычисляем напряжение в грунте под подошвой фундамента от расчетной продольной силы:

угр = N/В12 = 3086680/3302 = 28,3 Н/см2

Т.к. угр.>Rгр., принимаем В1=360 см, тогда угр =3086680/3602=23,8 Н/см2

Рабочую высоту днища hод определяют из расчета на продавливание. Предполагают, что продавливание происходит по боковой поверхности усеченной пирамиды, грани которой наклонены под углом 45о к горизонтали (рис.2,б).

Условие прочности имеет вид:

F ? б Rbt Um hод

где F - продавливающая сила;

б = 1,0 (для тяжелого бетона);

Um - среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания (рис.2,б).

Последнюю величину вычисляют по формуле:

Um = [4bk+4(bk+2hод)]/2

Продавливающую силу принимают равной продольной силе, действующей на уровне обреза фундамента, за вычетом отпора грунта, распределенного по площади нижнего основания пирамиды продавливания, т. е. F=N - угр(bk+2hод)2.

Поскольку величины F и Um содержат в себе hод, то:

hод = -bk/2+0.5v(N+bk2Rbt)/(Rbt+угр) =

= - 50/2+0,5v(3086680+502*67)/(67+23,8) = 69,7 см

Толщина дна стакана hд = hод + а, где величина а (см. рис.2.а) расстояние от нижней грани фундамента (т.е. от подошвы) до центра тяжести верхнего ряда продольной рабочей арматуры.

Следует иметь в виду, что при B1? 3м подошву армируют одной сварной сеткой с рабочей арматурой в двух направлениях. Но при В1 >3м применяют отдельные сетки с рабочей арматурой в одном направлении, укладываемые в двух плоскостях (см. рис.2.а). Причем сетки в каждой из плоскостей укладывают без нахлестки с расстоянием между осями крайних стержней не более 200 мм (п.4.16 [4]). Толщину защитного слоя бетона принимают равной 40мм при наличии бетонной подготовки и равной 70мм при отсутствии подготовки (п.8.3.2 [1], табл.43 [5]). Толщину дна стакана принимают не менее 200мм (п.4.13 [4]).

Так как В1>3м, применяем отдельные сетки с рабочей арматурой в одном направлении, укладываемые в двух плоскостях. Принимаем в каждой плоскости по две сетки. Не предусматриваем под подошвой фундамента подготовку из бетона.

Задаемся толщиной защитного слоя бетона аb =7,0 см. Задаемся диаметром рабочих стержней d= 1,4см. Диаметр конструктивных стержней составляет 5мм. Величина а = 7+0,5+1,4+0,5*1,4=9,6см.

Толщина дна стакана hд=69,7+9,6=79,3 см, что больше минимального конструктивного значения, равного 20 см.

Глубина стакана по условиям минимальной заделки колонны:

hст=50+5=55 см,

а по условиям заделки рабочей арматуры колонны:

hст=15*3,6+1+5=60 см,

из двух значений принимаем большее.

Высота фундамента:

Нф = hд+hст = 79,3+60 = 139,3 см

Принимаем Нф =150 см, а глубину стакана hст=60 см.

Высоту ступеней назначаем:

h1 = 30 cм, h2 = 60 см, h3 = 60 см.

Согласно рис.2,а длина уступов, длина верхней и средней ступеней соответственно:

l3 = h3+10 cм = 60+10 = 70 см;

l2 = h2 = 60 см;

B3 = bk+2l3 = 50+2*70 = 190 см;

B2 = B3+2l2 = 190+2*60 = 310 см;

l1 = (B1 - B2)/2 = (360 - 310)/2 = 25 см.

6.2 Расчет нижней ступени на действие поперечной силы

Для этого рассматривают консоль с вылетом с =l1 - h01 (см.рис.2,б), шириной b=1см и высотой h =h1. Максимальная поперечная сила в пределах консоли Q=угр*с*1.

Если Q?Qb.min=0,5Rbtbh01, то прочность сечения обеспечена и нет необходимости в постановке поперечной арматуры. В противном случае требуется поперечная арматура, устанавливаемая по расчету.

Следует отметить, что поперечную арматуру можно и не устанавливать, но для этого требуется увеличить высоту нижней ступени h1 так, чтобы условие Q?Qb.min выполнялось.

h01 = h1 - a = 30 - 9,6 = 20,4 см;

с =l1 - h01 = 25 - 20,4 = 4,6 см

Qb.min=0,5Rbt bh01 = 0,5*67*1*20,4 = 683,4 Н

Максимальная поперечная сила:

Q=угр*с*1 = 23,8*4,6*1=109,48 Н

Т.к. Q< Qb.min, прочность нижней ступени обеспечена.

6.3 Расчет фундамента на изгиб по нормальным сечениям

Последовательность расчета. Определяют нагрузку от отпора грунта на 1 пог. см подошвы фундамента q=угр В1*1. Вычисляют изгибающие моменты в сечениях по граням ступеней и по грани колонны (см.рис.2.в), но без учета нагрузки от собственного веса фундамента и грунта на его уступах (п.2.32 [4]). При этом вылеты фундамента относительно расчетных сечений рассматривают как консоли. Изгибающие моменты в расчетных сечениях соответственно:

M1 = ql12/2; M2 = q(l1+l2)2/2; M3 = q(l1+l2 +l3)2/2.

Затем по формулам, предназначенным для расчета нормальных сечений с одиночной арматурой, производят подбор продольной рабочей арматуры. При этом, вычисляя As, сечение 1-1 рассчитывают по моменту М1, сечение 2-2 по М2, сечение 3-3 по М3 (см. рис.2,в). Из трех значений As принимают наибольшее. Причем принятое As должно быть больше конструктивного минимума As.min.. По сортаменту принимают необходимое количество стержней, исходя из того, что шаг стержней составляет 200 мм, минимальный диаметр стержней при B1?3м равен 10мм, а при В1 >3м составляет 12мм (п.4.16 [4]).

Такое же количество стержней располагают в перпендикулярном направлении (см.рис.2,а).

q=23,8*360*1=8568 Н/см2

Изгибающие моменты:

М1=8568*252/2=2677500 Н см

М2=8568*(25+60)2/2=30951900 Н см

М3=8568*(25+60+70)2/2=102923100 Н см

В сечении 1-1:

рабочая высота h01=h1-a=30-9,6=20,4 см;

бm = M / (Rb b h02) = 2677500/(770*360*20,4 2) = 0,023;

о = 1 - v1 - 2 бm = 1 - v1 - 2*0,023 = 0,023;

As = Rbb о h0/ Rs = 770*360*0,023*20,4/27000 = 4,82 см2.

В сечении 2-2:

рабочая высота h02=(h1+h2) - a=30+60-9,6=80,4 см;

бm = M / (Rb b h02) = 30951900/(770*310*80,4 2) = 0,02;

о = 1 - v1 - 2 бm = 1 - v1 - 2*0,023 = 0,02;

As = Rbb о h0/ Rs = 770*310*0,02*80,4/27000 = 14,22 см2.

В сечении 3-3:

рабочая высота h02=Нф- a=150-9,6=140,4 см;

бm = M / (Rb b h02) = 102923100/(770*190*140,4 2) = 0,036;

о = 1 - v1 - 2 бm = 1 - v1 - 2*0,036 = 0,037;

As = Rbb о h0/ Rs = 770*190*0,037*140,4/27000 = 28,15 см2.

Подбор стержней рабочей арматуры осуществляем по наибольшему значению As=28,15 см2. Назначаем расстояние от конца нижней ступени до оси крайнего стержня равным 5см (рис. 2,а). Тогда расстояние между крайними стержнями 360-10=350см. Принимаем шаг стержней 20см. Следовательно, требуемое количество стержней n=350/20+1=19. Принимаем 19Ш14А300, As.fact=29,24 см2.

Так как В1>3м, принимаем две полосовые сетки с рабочей арматурой в одном направлении. На одной сетке предусматриваем 10Ш14А300, на другой - 9Ш14A300. Такие же сетки располагаем в перпендикулярном направлении, но в другой плоскости (рис. 2,а).

Если толщина стенок стакана поверху составляет не менее 0,75h3, не менее 0,75hст и не менее 200 мм, то стенки стакана не армируют. В противном случае применяют горизонтальное армирование. Расположение горизонтальных сеток по высоте стакана принимают по рис.31[4]. Диаметр стержней принимают не менее 8мм (п.4.25[4]).

Фактическая толщина стенок составляет:

l3-7,5=70-7,5=62,5см, что больше 0,75h3=0,75*60=45см, больше 0,75hcт=0,75*60=45см и больше 20 см, поэтому армировать стенки стакана нет необходимости.

Литература

плита перекрытие колонна фундамент

СП 52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. - М.: ГУП «НИИЖБ» Госстроя России, 2004.

СНиП II-22-81*. Каменные и армокаменные конструкции. Нормы проектирования. -М.: ФГУП, СПП, 2004.

СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования. - М.: ФГУП, СПП, 2004.

Пособие по проектированию фундаментов на естественном основании под колонны зданий и сооружений. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989.

Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры. -М.: 1986.

Размещено на Allbest.ru