Проектирование несущих конструкций здания
Разработка технологичных конструктивных решений проектирования железобетонного каркаса многоэтажного здания, обеспечивающих несложное и экономичное изготовление, транспортирование и монтаж конструкций, которые будут надежны и безопасны в эксплуатации.
| Рубрика | Строительство и архитектура |
| Вид | курсовая работа |
| Язык | русский |
| Дата добавления | 10.03.2013 |
| Размер файла | 706,2 K |
Отправить свою хорошую работу в базу знаний просто. Используйте форму, расположенную ниже
Студенты, аспиранты, молодые ученые, использующие базу знаний в своей учебе и работе, будут вам очень благодарны.
В качестве рабочей высоты сечения принимается фактическое значение h0 в крайнем пролёте из табл.4.1.
Если Q < Qb,min, то поперечная арматура по расчёту не требуется.
Фактически бетон может воспринимать большее усилие, чем Qb,min, поэтому уточним значение Qb. В общем случае расчета принимается, что поперечное усилие распределяется поровну между бетоном и поперечной арматурой:
Qb = Qsw = Q / 2 = 470,27 / 2 = 235,14 кН.
Параметр, характеризующий сопротивление бетона образованию наклонных трещин:
Mb = b2 Rbt b2 bh02 = 2,000,1050,92565,752 = 20 426 кНсм;
здесь b2 - коэффициент, учитывающий вид бетона; для тяжелого бетона b2 = 2,00.
Длина проекции опасной наклонной трещины на продольную ось элемента из ф-лы (76) СНиП [2]:
Величина с0 принимается в пределах h ? с0 ? 2h0 = 2·65,75 = 131,5 см.
Указанное условие выполняется, и мы оставляем с0 без изменения.
Когда условие не выполняется, то с0 принимается равным верхнему или нижнему пределу (например, если получается с0 > 2h0, то следует принимать с0 = 2h0).
Поперечное усилие, воспринимаемое бетоном:
Получили Qb < Q, значит бетон не может воспринять всё усилие и поперечная арматура требуется по расчёту.
2-й этап. Найдём шаг поперечной арматуры, необходимой по расчёту.
Необходимая интенсивность поперечного армирования из ф-лы (82) СНиП [2]:
.
В соответствии с ф-лой (33) СНиП [2] величина qsw принимается не менее:
,
qsw = 2,707 кН/см > 0,709 кН/см,
условие выполняется.
Требуемый диаметр поперечных стержней из формулы (81) СНиП [2]:
.
В поперечном сечении ригеля устанавливается два каркаса с поперечной арматурой, поэтому принимаем по сортаменту 214 А 400 (А-III), (Аsw = 3,08 см2). Условие d ? D / 3 выполняется: d = 14 мм > 36 / 3 = 12 мм. Максимально допустимый шаг, свыше которого трещины появляются между поперечными стержнями и усилия полностью передаются на бетон:
;
условие S ? Smax выполняется.
3-й этап (проверочный). Найдём несущую способность наклонного сечения с принятым армированием. Интенсивность поперечного армирования (усилие в поперечных стержнях, отнесённое к единице длины элемента):
.
Длина проекции опасной наклонной трещины по ф-ле (80) СНиП [2]:
.
Поперечное усилие, воспринимаемое бетоном:
.
Поперечное усилие, воспринимаемое арматурой:
Qsw = qsw с0 = 3,57375,61 = 270,15 кН.
Как уже отмечалось,
Qb = Qb + Qsw = 270,15 + 270,15 = 540,30 кН > Q = 470,27 кН.
Таким образом, прочность элемента на действие поперечной силы по наклонной трещине обеспечена. Проверка: поперечные усилия, воспринимаемые бетоном и арматурой, примерно равны, что подтверждает правильность принятой ранее предпосылки.
4.4.3 Проверка прочности на действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами
Коэффициент, учитывающий вид бетона:
b1 = 1 - Rb b2 = 1 - 0,0114,50,9 = 0,870.
Здесь в = 0,01 для тяжелого бетона; Rb следует брать в МПа.
Коэффициент приведения площади сечения арматуры к площади сечения бетона (отношение модулей упругости):
Коэффициент поперечного армирования сечения:
.
Коэффициент, учитывающий влияние поперечной арматуры:
; .
Условие проверки (ф-ла (72) СНиП [2]):
.
Q = 470,27 кН < 661,21 кН.
Проверка выполняется, значит прочность сечения на действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.
Все необходимые расчеты теперь выполнены, и мы размещаем стержни арматуры в соответствии с принятым шагом, показывая их на арматурных чертежах. Это пригодится для следующего расчёта, который будет частично графическим.
4.5 Обрыв 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 заделки w, на протяжении которой для гарантии условия прочности наклонных сечений на действие изгибающего момента отсутствие обрываемых стержней компенсируется поперечной арматурой.
А. Построение эпюры материалов. Вычисляем значение изгибающих моментов, воспринимаемых нормальным сечением железобетонного элемента с полным количеством арматуры (4 стержня) и с уменьшенным ее количеством (2 стержня), используя формулу:
Мs = Rs As zb = 36,5As zb,
где zb - плечо внутренней пары сил (расстояние от равнодействующей усилий в продольной арматуре до равнодействующей усилий в сжатой зоне):
zb = h0 - 0,5х,
где х - высота сжатой зоны элемента, определяется из условия равенства равнодействующих усилий в растянутой и сжатой зонах сечения:
.
Результаты расчёта приведены в таблице 4.2.
4.6 Определение несущей способности нормальных сечений ригеля
Таблица 4.2
|
Армирование |
Аs, см2 |
h0, см |
х, см |
zb, см |
Мs, кНсм |
М, кНсм |
|
|
425 |
19,63 |
73,25 |
18,3 |
64,1 |
45927 |
36785 |
|
|
225 |
9,82 |
76 |
9,16 |
71,42 |
25595 |
- |
|
|
422 |
15, 20 |
73,75 |
14,17 |
66,67 |
36989 |
31955 |
|
|
222 |
7,60 |
76,5 |
7,09 |
72,96 |
20239 |
- |
|
|
418 |
10,18 |
74,78 |
9,49 |
70,04 |
26024 |
20676 |
|
|
218 |
5,09 |
77 |
4,75 |
74,63 |
13865 |
- |
В последней графе таблицы приведены расчётные значения изгибающих моментов от внешней нагрузки. Для обеспечения прочности нормального сечения необходимо соблюдение условия: Мs М.
Для дальнейшего продолжения расчёта необходимо уже начертить схему поперечного армирования ригеля и эпюры внутренних усилий.
Найденные значения несущей способности нормального сечения откладываем на эпюре изгибающих моментов от внешних нагрузок. Точки, в которых отложенные ординаты, соответствующие уменьшенному количеству арматуры, пересекаются с эпюрой моментов от внешних нагрузок, являются местами теоретического обрыва продольных стержней.
Измеряем координаты этих точек от опор l, соответствующие им значения поперечных сил Q и шага поперечной арматуры S; заносим эти данные в таблицу 4.3 Наносим штриховку в зонах запаса прочности, в результате получаем так называемую эпюру материалов.
Б. Определение длины заделки арматурных стержней.
Длина стержня w, на которую он должен быть заведён за место своего теоретического обрыва, определяется из условия обеспечения прочности наклонного сечения на действие изгибающего момента:
,
где D - диаметр продольного стержня,
Q - расчётное поперечное усилие в месте теоретического обрыва стержня,
qsw - интенсивность поперечного армирования (частично она определена в п. 4.3.3):
,
Кроме того, из условия обеспечения надежной анкеровки расстояние w принимается не менее 20 диаметров продольного стержня: w 20D.
Определение длины заделки w продольных арматурных стержней производится в табл. 4.3 Принятая в качестве окончательной длины заделки w0 (кратно 50 мм) указывается на эпюре материалов.
Обратите внимание, что величина w0 является минимально необходимой; фактически обрываемый стержень необходимо завести за ближайший продольный стержень на величину не менее диаметра обрываемого стержня D.
4.7 Определение длины заделки арматурных стержней
Таблица 4.3
|
l, мм |
Q, кH |
S, см |
qsw, кH / см |
D, см |
w, cм |
20D, см |
w0, см |
||
|
1 |
1250 |
110 |
25 |
1,172 |
2,5 |
59,4 |
50 |
60 |
|
|
2 |
2975 |
110 |
25 |
1,172 |
2,5 |
59,4 |
50 |
60 |
|
|
3 |
500 |
240 |
25 |
1,172 |
2,2 |
113,4 |
44 |
115 |
|
|
4 |
500 |
200 |
25 |
1,172 |
2,2 |
96,3 |
44 |
100 |
|
|
5 |
2375 |
100 |
25 |
1,172 |
1,8 |
51,7 |
36 |
55 |
4.8 Определение экономического эффекта от снижения расхода арматуры
Таблица 4.4
|
Расположение |
D, мм |
Длина сэкономленной арматуры, мм |
Масса сэкономленной арматуры |
Общее кол-во ригелей в здании, шт. |
Масса сэкономленной арматуры в здании, т |
||||
|
ригеля |
арматуры |
ед. дл., кг/м |
общей длины, кг |
итого на ригель, кг |
|||||
|
крайний ригель |
верхняя |
22 |
2 (200 + 2508 + 5008 + 2504) = 14400 |
2,984 |
42,97 |
64,17 |
1014 = 140 |
8,984 |
|
|
нижняя |
25 |
2 (200 + 2503) + 2 (2507 + 60) = 5520 |
3,840 |
21, 20 |
|||||
|
средний ригель |
верхняя |
22 |
22 (2504 + 5003) = 10000 |
2,984 |
29,84 |
42,31 |
1014 = 140 |
5,923 |
|
|
нижняя |
18 |
22 (60 + 2506) = 6240 |
1,998 |
12,47 |
|||||
|
Итого на здание, т: |
14,907 |
||||||||
|
Стоимость 1 т арматуры: 15500 руб. |
Всего экономия, руб.: |
231059 |
4.9 Конструктивное армирование ригеля, опорный узел
В соответствии с п. 5.21. СНиП [2] 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.
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.
При действии значительных изгибающих моментов М колонна является внецентренно сжатой с расчётным эксцентриситетом e = M/N.
Подбор продольной арматуры достаточно провести для наиболее нагруженной колонны 1-го этажа, а в колонных остальных этажей принять его таким же. Расчётное продольное усилие в колонне 1-го этажа: Nk = 2175 кН (п.2.4.4).
Расчётная длина колонны принимается равной высоте этажа: l0 = Нэ = 4,2 м. Классы бетона и арматуры для колонны принимаются такими же, как и у ригеля перекрытия (п.4.1). Коэффициент длительности действия нагрузки b2 = 0,9. Продольное армирование колонны назначается из условия прочности, которое имеет вид:
Nk (Rb b2 A + Rsc As,tot),
где - коэффициент, учитывающий влияние продольного изгиба; принимается по справочной таблице в зависимости от отношения расчётной длины колонны к её ширине: l0/hk = 4,2/0,45 = 9,33; тогда коэффициент = 0,9.
|
l0/hk |
6…12 |
16 |
20 |
|
|
0,9 |
0,8 |
0,7 |
А - площадь поперечного (бетонного) сечения колонны: A = (bk) 2 = 452 = 2025 см2.
Rsc - расчётное сопротивление продольной арматуры сжатию; для арматуры класса A-III (А400) Rsc = 365 МПа.
As,tot - суммарная площадь продольной арматуры колонны, которую необходимо определить в результате расчёта.
Требуемая площадь продольной арматуры As,tot назначается из двух условий:
- из условия прочности:
.
из условия обеспечения минимального коэффициента армирования
min = 0,002 (0,2%): As,tot 2A min = 220250,002 = 8,1 см2.
Принимаем по сортаменту As,tot = 10,18 см2 (418 A 400).
Устанавливаем 4 арматурных стержня по углам колонны (рис.5.1).
Допускается применять для армирования колонны 6 стержней, однако в данном случае этот вариант является менее выгодным.
5.2 Конструирование поперечной арматуры колонны
Поперечная арматура в колоннах устанавливается в целях:
Образования пространственных каркасов.
Предотвращения выпучивания продольных стержней.
Сдерживания поперечных деформаций бетона.
Диаметр поперечной арматуры d назначается из условия свариваемости с продольными арматурными стержнями диаметром D:
d 0,25D = 0,2518 = 4,5 мм. Принимаем поперечную арматуру 5 A 400.
Шаг поперечных арматурных стержней не должен превышать
s 20D = 2018 = 360 мм; s 500 мм. Принимаем s = 350 мм (кратно 50 мм).
Для усиления концевых участков у торцов колонн дополнительно устанавливаем сетки косвенного армирования из арматуры 8 A-I, размер ячеек 5050 мм. Назначаем 5 сеток с шагом 75 мм.
Толщина защитного слоя бетона аb для продольной рабочей арматуры колонны (см. рис.5.1) должна составлять (п.5.5 СНиП [2]):
- не менее диаметра стержня: аb ? D = 18 мм,
- не менее 20 мм: аb ? 20 мм.
Рисунок 5.1 - Размещение арматуры в поперечном сечении колонны
Требуемое расстояние от наружной грани колонны до центра тяжести продольной арматуры: а аb + 0,5D = 21 + 0,5·18 = 29 мм. Принимаем a = 30 мм, тогда фактическая толщина защитного слоя: аb = а - 0,5D = 30 - 0,5·18 = 21 мм > 18 мм.
Толщина защитного слоя бетона аbw для поперечной арматуры колонны должна составлять (п.5.5 СНиП [2]):
- не менее диаметра стержня: аbw ? d = 5 мм,
- не менее 15 мм: аbw ? 15 мм.
Фактическая толщина защитного слоя: аbw = аb - d = 21 - 5 = 16 мм > 15 мм. Таким образом, требования по величине защитного слоя выполнены.
6. РАСЧЁТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА
6.1 Общие положения
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) df = 1,3 м.
Пол 1-го этажа выполняется по грунту. Заглубление обреза фундамента относительно уровня пола 1-го этажа: d0 = 0,15 м.
Высота фундамента: hf = df - d0 = 1,30 - 0,15 = 1,15 м.
Расчётное сопротивление грунта основания (по заданию):
R0 = 0,25 МПа = 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 (п.4.1). Коэффициент длительности действия нагрузки b2 = 0,9.
Под фундаментом предусматривается бетонная подготовка толщиной 100 мм из бетона класса В3,5.
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 (п. 2.4.4): нормативное усилие Nk.n = 1947 кН; расчётное усилие Nk = 2175 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 Af. На втором этапе выполняется расчёт по несущей способности самого фундамента, на основе которого определяются остальные размеры фундамента и площадь рабочей арматуры As,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 pn не должно превышать расчётное сопротивление грунта основания R0:
.
Тогда требуемая площадь подошвы фундамента:
.
Необходимый размер стороны подошвы квадратного в плане фундамента:
,
принимаем af = 3,0 м = 3000 мм (кратно 100 мм).
Фактическая площадь подошвы фундамента: Af = 3002 = 90 000 см2.
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:
.
6.3 Определение основных размеров фундамента
Высота фундамента hf = 1,15 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 (рис.6.1). Указанная прямая определяет границы так называемой пирамиды продавливания.
Определение высоты ступеней. Высота ступеней назначается кратной 50 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 подошвы а = 5 см, тогда рабочая высота фундамента:
Рисунок 6.1 - Основные размеры отдельного фундамента под колонну.
h0 = hf - a = 115 - 5 = 110 см.
Рабочая высота первой и второй ступеней:
h0,1 = h1 - a = 35 - 5 = 30 см; h0,2 = h1 + h2 - a = 35 + 35 - 5 = 65 см.
Определение глубины заделки колонны в фундаменте
Сборные колонны соединяют с фундаментами путём их заделки в специальные гнёзда (стаканы), оставляемые в фундаментах при бетонировании.
Глубина заделки колонны в фундаменте Han должна быть не менее:
Han 1,4hk = 1,4450 = 630 мм; Han 25D = 2518 = 450 мм;
здесь D - диаметр продольной арматуры колонны; при классе бетона фундамента ниже В25 требуется Han 30D.
Принимаем Han = 630 мм, предусматриваем зазор между нижней гранью колонны и дном стакана = 50 мм, тогда глубина стакана:
Hg = Han + = 630 + 50 = 680 мм.
Толщина дна стакана должна быть не менее 200 мм:
tg = hf - Hg = 1150 - 680 = 470 мм > tg,min = 200 мм.
Условие выполняется. Определение размеров ступеней в плане.
Определяем минимальные размеры ступеней из условия работы фундамента на продавливание:
a2 hk + 2h3 = 450 + 2450 = 1350 мм;
a1 hk + 2 (h2 + h3) = 450 + 2 (350 + 450) = 2050 мм.
Назначаем ширину выноса b0 всех ступеней примерно одинаковой:
b0 = (af - hk) /6 = (3000 - 450) /6 = 425 мм.
Тогда ширина верхней и средней ступени составит:
a2 = hk + 2b0 = 450 + 2425 = 1300 мм < 1350 мм; a2 = 1350
a1 = hk + 4b0 = 450 + 4555 = 2670 мм > 2050 мм; a1 = 2050
Консольные вылеты ступеней:
l1 = (af - a1) / 2 = (3000 - 2050) / 2 = 475 мм;
l2 = (af - a2) / 2 = (3000 - 1350) / 2 = 825 мм;
l3 = (af - hk) / 2 = (3000 - 450) / 2 = 1275 мм.
Назначаем зазоры между стенками стакана и гранями колонны: поверху = 75 мм, понизу = 50 мм.
6.4 Расчёт фундамента на продавливание
Условие расчёта фундамента на продавливание имеет вид (формула (107) СНиП [2]):
F Rbt b2 um h0,
где - коэффициент, учитывающий вид бетона; для тяжелого бетона = 1,00; umh0 - площадь боковой поверхности пирамиды продавливания; сторона верхнего основания пирамиды равна ширине колонны hk, сторона нижнего основания
a0 = hk + 2h0 = 45 + 2110 = 265 см;
um - среднеарифметическое между периметрами верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания:
um = (4hk + 4a0) / 2 = 2 (hk + h0) = 2 (45 + 110) = 310 см;
F - продавливающая сила, равная разности усилий, приложенных к верхнему и нижнему основаниям пирамиды продавливания:
F = Nk - psf (a0) 2 = 2175 - 0,024 (265) 2 = 489,6 кН > 0.
Если F < 0, то основание пирамиды продавливания выходит за пределы подошвы фундамента и продавливания не происходит.
Предельное усилие, которое может воспринять фундамент из условия работы на продавливание:
Fult = Rbt b2 um h0 = 1,000,1050,9310110 = 3222 кН > F = 489,6 кН.
Проверка выполняется.
6.5 Проверка прочности плиты по наклонному сечению
Рабочая высота нижней ступени фундамента должна соответствовать условию прочности бетона по наклонному сечению на действие поперечной силы при отсутствии поперечного армирования в сечении, начинающемся на нижней границе пирамиды продавливания для первой ступени.
Условие расчёта имеет вид: Q Qb,min, где Q - поперечное усилие в конце наклонного сечения, вызванное реактивным давлением грунта:
Q = psf af (l1 - h0,1) = 0,024300 (47,5 - 30) = 126 кН,
Qb,min - минимальное поперечное усилие, воспринимаемое бетоном в наклонном сечении:
Qb,min = 0,6 Rbt b2 a h0,1 = 0,60,1050,930030 = 510,3 кН > Q = 126 кН,
поэтому прочность плиты по наклонному сечению обеспечена.
6.6 Подбор арматуры подошвы фундамента
Под действием реактивного давления грунта psf ступени фундамента работают на изгиб как консольные элементы (см. рис.6.1). Растягивающие усилия воспринимает продольная арматура, расположенная возле подошвы фундамента. Подбор продольной арматуры производится для сечений, проходящих по грани средней ступени (1-1), по грани верхней ступени (2-2) и по грани колонны (3-3).
Расчётный изгибающий момент в каждом исследуемом сечении определяется как в консоли вылетом li:
.
Плечо внутренней пары сил при расчёте фундамента допускается принимать равным zb = 0,9h0. Тогда требуемая площадь сечения арматуры составит:
,
где для арматуры класса А 400 (А-III) расчётное сопротивление Rs = 36,5 кН/см2. Расчёт требуемой площади арматуры для трёх сечений приведён в табл. 6.1.
Таблица 6.1 - Определение площади арматуры подошвы фундамента
|
Сечение i |
ai см |
h0, I см |
li cм |
Mi кНсм |
As, I см2 |
|
|
1 |
205 |
30 |
47,5 |
8123 |
8,24 |
|
|
2 |
135 |
65 |
82,5 |
24503 |
11,48 |
|
|
3 |
45 |
110 |
127,5 |
58523 |
16, 20 |
Фундаментные плиты армируют по подошве сварными сетками; диаметр арматуры составляет 10…16 мм, шаг стержней s = 100…200 мм [4].
Применим для армирования сетку с ячейками 100 100 мм, расстояние от вертикальной грани подошвы до первого стержня назначим равным 50 мм. Тогда в каждом направлении сетка будет состоять из af / 100 = 3000 / 100 = 30 стержней.
Требуемая площадь одного стержня: As,1 16, 20/30 = 0,54 см2.
Принимаем в итоге по сортаменту 3810 А 400 (А-III), шаг s = 100 мм; площадь одного стержня Аs,1 = 0,785 см2, всех стержней Аs,f = 38 Аs,1 = 29,83 см2. Толщина защитного слоя бетона фундамента ab должна быть выше минимально допустимой ab,min (при наличии подготовки под фундаментом ab,min = 35 мм):
ab = a - 0,5D = 50 - 0,510 = 45 мм > ab,min = 35 мм.
Условие выполняется.
Процент армирования (для сечения 1-1):
.
В пределах глубины стакана дополнительно предусматриваем 5 сеток конструктивного поперечного армирования из стержней 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. СП 52-101-2003. Свод правил по проектированию и строительству. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. ГУП «НИИЖБ». - М.: ФГУП ЦПП, 2004. - 54 с.
5. СП 52-102-2004. Свод правил по проектированию и строительству. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. ГУП «НИИЖБ». - М.: ФГУП ЦПП, 2005. - 38 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.
Размещено на Allbest.ru
Подобные документы
Проектирование основных несущих конструкций сборного железобетонного каркаса многоэтажного производственного здания. Проектирование железобетонных конструкций, на примере проекта железобетонной плиты перекрытия, неразрезного ригеля, колонны и фундамента.
курсовая работа [2,4 M], добавлен 12.05.2019Знакомство с особенностями и этапами монтажа каркаса одноэтажного четырехпролетного промышленного здания, анализ проблем. Общая характеристика продольного метода монтажа несущих конструкций железобетонного каркаса одноэтажного промышленного здания.
контрольная работа [622,9 K], добавлен 20.12.2014Ведомость объемов работ, потребности в материальных ресурсах. Выбор технических средств (захватывающего устройства, крана), монтаж конструкции каркаса. Транспортирование и складирование сборных конструкций. Геодезическое обеспечение возведения здания.
курсовая работа [34,4 K], добавлен 04.11.2011Компоновка конструктивной схемы каркаса здания. Нагрузки и статический расчёт элементов каркаса. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия, ригеля перекрытия, колонны. Основные размеры фундамента, подбор арматуры подошвы.
курсовая работа [2,0 M], добавлен 11.12.2010Рассмотрение особенностей проектирования монолитного ребристого перекрытия. Геометрические характеристики многоэтажного каркасного здания. Расчет плиты перекрытия, второстепенной балки. Определение требуемого количества арматуры и других материалов.
курсовая работа [249,6 K], добавлен 25.01.2015Проект конструкторского расчета несущих конструкций одноэтажного промышленного здания: компоновка конструктивной схемы каркаса здания, расчет поперечной рамы каркаса, расчет сжатой колонны рамы, расчет решетчатого ригеля рамы. Параметры нагрузки усилий.
курсовая работа [305,8 K], добавлен 01.12.2010Определение объемов производства работ и составление ведомостей расхода материалов, конструкций при монтаже каркаса здания. Выбор и расчет монтажных кранов по двум потоку, их технико-экономическое сравнение. Расчёт машин и оборудования производства работ.
курсовая работа [2,3 M], добавлен 07.12.2012Компоновочная и расчетная схема каркаса одноэтажного промышленного здания в сборном железобетоне, сбор по загружениям. Определение усилий в крайней колонне и комбинация усилий в ее сечениях. Расчет и конструирование отдельно стоящего фундамента и плиты.
курсовая работа [1,7 M], добавлен 10.01.2011Изучение комплексно-механизированного процесса сборки зданий и сооружений из элементов и конструктивных узлов заводского изготовления. Разработка технологической карты на монтаж сборных железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания.
курсовая работа [2,8 M], добавлен 28.01.2014Техническое обследования несущих и ограждающих конструкций здания склада пищевых продуктов с административно-бытовым корпусом. Краткая характеристика здания, заключение о его эксплуатационном состоянии с рекомендациями по дальнейшей эксплуатации.
контрольная работа [1,2 M], добавлен 03.02.2016
