жбк2 / МОЙ ЖБК 1

ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО ПО ОБРАЗОВАНИЮ

МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ

Факультет ПГС

Кафедра: Железобетонных и каменных конструкций

Специальность 2903 «Промышленное и гражданское строительство»

КУРСОВОЙ ПРОЕКТ

на тему:

«Проектирование ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ МНОГоэтажного здания»

Проект выполнил

Студент 4 курса З./О. …………………………………..

Руководитель проекта………………………………….

Москва 2012 г.

Содержание

1. Исходные данные для проектирования

2. Компоновка сборного балочного перекрытия

3. Проектирование ребристой плиты перекрытия

1. Конструктивное решение плиты перекрытия

2. Сбор нагрузок на плиту перекрытия

3. Определение конструктивной и расчетной длин плиты перекрытия

4. Определение расчетных усилий

5. Выбор материалов для плиты перекрытия

6. Расчет продольного ребра плиты перекрытия по нормальному сечению (подбор продольной рабочей арматуры)

7. Расчет продольного ребра на действие поперечной силы (подбор поперечной арматуры)

8. Расчет полки плиты перекрытия на местный изгиб

9. Конструирование каркаса продольного ребра

4. Проектирование сборного железобетонного ригеля

1. Конструктивное решение ригеля

2. Сбор нагрузок на ригель

3. Определение конструктивной и расчетной длин ригеля

4. Определение расчетных усилий

5. Выбор материалов для ригеля

6. Расчет ригеля по нормальному сечению (подбор продольной рабочей арматуры)

7. Расчет ригеля по наклонному сечению (подбор поперечной арматуры)

8. Построение эпюры материалов (нахождение точки теоретического обрыва стержней)

9. Конструирование каркаса К-1 ригеля

5. Проектирование средней колонны подвального этажа

1. Определение усилий в колонне

2. Выбор материалов для колонны

3. Определение несущей способности колонны (подбор продольной рабочей арматуры)

4. Подбор диаметра и определение шага поперечных стержней арматуры

5. Конструирование каркаса колонны

5. Расчет сборного фундамента под колонну

6.1. Определение ширины подошвы фундамента.

6.2. Определение высоты фундамента.

6.3. Расчет на продавливание.

6.4. Определение площади арматуры подошвы фундамента.

Список литературы

1. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ

Размеры здания в плане в осях: 21,2 х 30,6м.

Число этажей: 10.

Высота этажа: 3,6м.

Расчетное сопротивление грунта: R_o = 0,38кН/м².

Снеговая нагрузка: S^н = 1,2 кН/м².

Временная нагрузка на перекрытие: 10кН/м².

Тип пола: 2.

2. КОМПОНОВКА СБОРНОГО БАЛОЧНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ

Компоновка конструктивной схемы заключается в размещении колонн и стен здания в плане, выборе схем расположения ригелей и плит перекрытия, назначении размеров колонн, ригелей и плит перекрытия.

Для здания принимаем расположение ригелей – поперечное, расположение плит перекрытия – продольное.

Размер колонн принимаем 0,4 х 0,4м.

Размеры всех элементом принимаются с точностью до 1см (если размеры получаются с десятыми долями сантиметра, то их округляют до целого числа сантиметров в меньшую сторону).

Длину ригелей подбираем из заданной ширины здания, учитывая, что их длина должна находиться в пределах от 5,0 до 6,6м. Принимаем длину ригелей l_р = 5,30м

(4 х 5,30 = 21,2м ≈ b_зд = 21,2м).

Длину плит перекрытия подбираем из заданной длины здания, учитывая, что их длина должна находиться в пределах от 5,0 до 6,6м. Принимаем длину плит перекрытия l_пл = 6,12м (5 х 6,12 = 30,6м = l_зд).

Ширину плит перекрытия подбираем из принятой длины ригеля, учитывая, что их ширина должна находиться в пределах от 1,1 до 1,6м. Принимаем ширину плит перекрытия b_пл = 1,32м (4 х 1,32 = 5,28м = l_р = 5,30м; плиты шириной 1,32м будут укладываться с зазором 5мм).

В левом и правом нижних углах здания плиты не укладываем, оставляя отверстия для устройства лестничных маршей.

Принятая схема каркаса здания указана на рис. 2.1.

Рис. 2.1. Схема каркаса многоэтажного здания.

3. ПРОЕКТИРОВАНИЕ РЕБРИСТОЙ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ

3.1. Конструктивное решение плиты перекрытия

Конструктивное решение плиты принимается в зависимости от принятой ширины плиты. Поперечное сечение плиты принимаем коробчатое (рис. 3.1).

Конструктивная ширина плиты принимается на 0,5см (0,005м) меньше номинальной ширины, равной по величине принятой ширине b_пл = 1,32м. Высоту плиты принимаем равной 300 мм.

Толщину полки плиты принимаем равной 50мм.

Толщину боковых продольных ребер плиты принимаем равной 70мм. Уклон внутренних граней ребер плиты принимаем 1:10. Высоту утолщения нижних граней ребер плиты принимаем равной 90мм.

Рис. 3.1. Конструктивное решение плиты перекрытия.

3.2. Сбор нагрузок на плиту перекрытия

Состав перекрытия указан на рис.3.2. Сбор нагрузок произведем в табличной форме

Рис. 3.2. Состав перекрытия.

Таблица 3.1

3.3. Определение конструктивной и расчетной длин плиты перекрытия

Конструктивная длина плиты определяется из условия ее опирания на ригели (рис.3.3). Для удобства монтажа между плитой и стенками ригелей с обеих сторон оставляется зазор по 10мм.

Рис. 3.3. Схема опирания плиты перекрытия на ригели.

Учитывая размер ригеля и величину номинальной длины плиты, определим конструктивную длину плиты по формуле:

,

где – номинальная длина плиты, принятая в разделе 2; = 6120мм;

мм.

По центру площадок опирания плиты на ригели действуют опорные реакции. Расстояние между этими реакциями – это расчетная длина плиты. Длина площадки опирания плиты на ригель равна 90мм. Следовательно, опорные реакции будут находиться в 45мм (90мм/2) от ее краев с обеих сторон. Расчетная длина плиты перекрытия будет определяться по формуле:

мм = 5,81м.

3.4. Определение расчетных усилий

Расчетная нагрузка на 1 м длины при ширине плиты 1,32 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n=0.95;

• расчетная постоянная

• расчетная полная

• нормативная постоянная

• нормативная полная

• нормативная постоянная и длительная .

Расчетные усилия в плите перекрытия определяются как для однопролетной шарнирно опертой балки по формулам:

; ,

где (g + υ) – полная расчетная нагрузка на плиту перекрытия; (g + υ) = 19,58кН/м²;

b_пл – номинальная ширина плиты перекрытия; b_пл = 1,32м;

l_о – расчетная длина плиты перекрытия; l_о = 5,81м;

γ_н – коэффициент надежности по назначению; γ_н = 0,95;

Усилия от расчетной полной нагрузки составляют:

— изгибающий момент в середине пролета:

— поперечная сила на опорах:

Усилия от нормативной нагрузки:

— полной:

— постоянной и длительной:

3.5. Выбор материалов для плиты перекрытия

Для плиты перекрытия принимаем следующие материалы:

Плита изготавливается из тяжёлого бетона класса В25; коэффициент условий работы бетона ;

.

Арматура продольных рёбер из стали класса А.500 ()

Полка плиты армируется рулонными сетками из арматурной проволоки периодического профиля, укладываемыми между продольными рёбрами понизу и над ними поверху полки.

В плите перекрытия допустимо образование трещин, к ней предъявляется 3-я категория по трещиностойкости. Плиты изготавливаются по поточно-агрегатной технологии с электротермическим способом натяжения арматуры на упоры формы.

Плита используется при строительстве здания, относящегося ко II классу, поэтому коэффициент надёжности по назначению

3.6. Расчет продольного ребра плиты перекрытия по нормальному сечению

(подбор продольной рабочей арматуры)

Схема армирования продольного ребра плиты перекрытия указана на рис.3.4.

Рис. 3.4. Схема армирования плиты перекрытия

Коэффициент α_m определяется по формуле: ,

где M – расчетный момент; M = 82,6кН∙м;

R_b – расчетное сопротивление бетона; R_b = 14,5МПа;

– ширина плиты поверху; = 128см;

h_o – расстояние от оси арматуры до верха плиты (рабочая высота); h_o = 27см;

γ_b1 – коэффициент, учитывающий длительность нагрузки; γ_b1 = 0,9;

.

По приложению 10 находим значения ζ и ξ, соответствующие найденному значению α_m­ = 0,068 (или ближайшему по величине к найденному). Для α_m = 0,068 значения этих величин будут равны: ζ = 0,965; ξ = 0,07 Для арматуры A.500

ξ_R = 0,493. Проверяем выполнение условия ξ < ξ_R. Данное условие выполняется (0,07 < 0,493).

Находим требуемое сечение арматуры по формуле:

,

где R_s – расчетное сопротивление стали; R_s = 435МПа;

.

По приложению 12 подбираем ближайшее большее значение к требуемой площади для двух стержней. Принимаем арматуру 2ø22A.500 с фактической площадью сечения A_s = 7,60см².

3.7. Расчет продольного ребра на действие поперечной силы

(подбор поперечной арматуры)

В курсовом проекте расчет на действие поперечной силы не производим. Поперечную арматуру принимаем только по конструктивным требованиям.

Диаметр поперечной арматуры принимаем из условия сварки с продольной рабочей арматурой.

Для продольной рабочей арматуры ø22A500 (≤ø22) принимаем поперечную арматуру ø8A400.

Шаг поперечной арматуры:

- в близи опор (1/4 l_o) шаг будет равен:

см; принимаем шаг 10см, округляя в меньшую сторону кратно 5см;

- в средней части плиты шаг будет равен:

см; принимаем шаг 20см.

3.8. Конструирование каркаса продольного ребра

Каркас К-1 конструируем исходя из принятых сечений стержней арматуры, а также из принятых величин шага поперечной арматуры в разных частях пролета (Рис.3.5).

Рис. 3.5. Каркас Кр-1 продольного ребра.

3.7. Расчет полки плиты на местный изгиб

Расчётный пролёт между осями опор:

Нагрузка на 1м² полки может быть принята (с несущественным прерыванием) такой же, как и для плиты g = 3,62 - 2,75/2 = 3,62 - 1,375 = 2,245кН∙м

Временная нагрузка υ=12 кН∙м

Полная расчетная g + υ = 2,245 + 12 = 14.245 (для полки плиты)

Изгибающий момент для полосы шириной 1 м определяется с учетом частичной заделки в ребрах;

Расчет полки по нормальному сечению (подбор сетки)

где M – расчетный момент; M = 1,683 кН∙м;

R_b – расчетное сопротивление бетона; R_b = 14,5МПа;

– ширина; = 100см;

h_o – расстояние от верха плиты; h_o = 3,5см;

γ_b1 – коэффициент, учитывающий длительность нагрузки; γ_b1 = 0,9;

По приложению 10 находим значения ζ и ξ, соответствующие найденному значению α_m­ = 0,105 (или ближайшему по величине к найденному). Для α_m = 0,104 значения этих величин будут равны: ζ = 0,945; ξ = 0,11 Для арматуры В-500 ξ_R = 0,502. Проверяем выполнение условия ξ < ξ_R. Данное условие выполняется (0,11 < 0,502).

Находим требуемое сечение арматуры по формуле:,

где R_s – расчетное сопротивление стали; В-500 R_s = 415МПа;

Из сортамента сеток принимаем сетку

.

>

Вблизи опор сетка располагается в верхней части плиты, в центе пролета

в нижней части плиты.

4. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СБОРНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО РИГЕЛЯ

4.1. Конструктивное решение ригеля

Поперечное сечение ригеля принимаем тавровое (рис. 4.1).

Рис. 4.1. Конструктивное решение ригеля.

4.2. Сбор нагрузок на ригель

Постоянная распределенная нагрузка от перекрытия на ригель:

,

где g_п – постоянная расчетная нагрузка на перекрытие g_п = 3,62кН/м²;

l_пл – номинальная длина плиты; l_пл = 6,12м;

γ_п – коэффициент надежности по нагрузке; γ_п = 0,95;

Собственный вес погонного метра ригеля: g_риг = 6,0кН/м.

Постоянная распределенная нагрузка на ригель: g_пост = g + g_риг ;

g_пост = 21,0 + 6,0 = 27 кН/м.

Временная распределенная нагрузка на ригель: ,

где υ_п – временная расчетная нагрузка на перекрытие υ_п = 12 кН/м²;

l_пл – номинальная длина плиты; l_пл = 6,12м;

γ_п – коэффициент надежности по нагрузке; γ_п = 0,95;

кН/м.

Понижающий коэффициент для временной нагрузки определяется по формуле:

,

где A – грузовая площадь ригеля, определяемая по формуле: ,

где l_р – номинальная длина ригеля; l_р = 5,3м;

l_пл – номинальная длина плиты; l_пл = 6,12м;

.

Полная распределенная нагрузка на ригель: ,

4.3. Определение конструктивной и расчетной длин ригеля

Конструктивная длина ригеля определяется из условия ее опирания на колонны (рис.4.2). Для удобства монтажа между колонной и ригелем с обеих сторон оставляется зазор по 20мм.

Рис. 4.2. Схема опирания ригеля на колонны.

Учитывая размеры колонны и величину номинальной длины ригеля, определим конструктивную длину плиты по формуле:

,

где – номинальная длина ригеля, принятая в разделе 2; = 5300мм;

По центру площадок опирания ригеля на колонны действуют опорные реакции. Расстояние между этими реакциями – это расчетная длина ригеля. Длина площадки опирания плиты на ригель равна 130мм. Следовательно, опорные реакции будут находиться в 65мм (130мм/2) от краев ригеля с обеих сторон. Расчетная длина ригеля будет определяться по формуле:

4.4. Определение расчетных усилий

Расчетные усилия в ригеле определяются как для однопролетной шарнирно опертой балки по формулам: ; ,

где q – полная распределенная нагрузка на ригель; q = 77,2кН/м;

l_о – расчетная длина ригеля; l_о = 4,73м;

4.5. Выбор материалов для однопролётного ригеля

Для железобетонного ригеля принимаем следующие материалы:

Бетон тяжёлый класса В25, расчётное сопротивление при сжатии , при растяжении ; коэффициент работы бетона ; модуль упругости .

Арматура продольная рабочая класса А-400, расчётное сопротивление , модуль упругости

4.6. Расчет ригеля по нормальному сечению

(подбор продольной рабочей арматуры)

Схема армирования ригеля указана на рис.4.3.

Рис. 4.3. Схема армирования продольного ребра.

Коэффициент α_m определяется по формуле: ,

где M – расчетный момент; M = 215,90 кН∙м;

R_b – расчетное сопротивление бетона; R_b = 14,5МПа;

b – ширина ригеля поверху; b = 20см;

h_o – расстояние от оси арматуры до верха ригеля (рабочая высота); h_o = 55см;

γ_b1 – коэффициент условий работы бетона; γ_b1 = 0,9;

.

По приложению 10 находим значения ζ и ξ, соответствующие найденному значению α_m­ = 0,273 (или ближайшему по величине к найденному). Для α_m = 0,276 значения этих величин будут равны: ζ = 0,835; ξ = 0,33. Для арматуры A400 ξ_R = 0,531

Проверяем выполнение условия ξ < ξ_R.Данное условие выполняется(0,33 < 0,531)

Находим требуемое сечение арматуры по формуле: ,

где R_s – расчетное сопротивление стали; R_s = 355МПа;

см².

По приложению 12 подбираем ближайшее большее значение к требуемой площади для четырех стержней. Принимаем арматуру 4ø22 A400 с фактической площадью сечения A_s = 15,2 см².

4.7. Расчет ригеля по наклонному сечению

(подбор поперечной арматуры)

В курсовом проекте расчет ригеля по наклонному сечению не производим. Поперечную арматуру принимаем только по конструктивным требованиям.

Диаметр поперечной арматуры принимаем из условия сварки с продольной рабочей арматурой.

Для продольной рабочей арматуры ø22 A400 (≤ø22) принимаем поперечную арматуру ø8 A400.

Шаг поперечной арматуры:

- в близи опор (1/4 l_o) шаг будет равен:

см; принимаем шаг 20см;

- в средней части плиты шаг будет равен:

см; принимаем шаг 40см.

4.8. Построение эпюры материалов

(нахождение точки теоретического обрыва стержней)

Для построения эпюры материалов необходимо в первую очередь построить эпюру моментов, возникающих ригеле и нанести на нее максимальное и промежуточные значения моментов. Промежуточные значения величин моментов определяем по формулам:

; ; ,

где Q – поперечная сила; Q = 182,58 кН;

l_o – расчетная длина ригеля; l_o = 4,73м;

q – полная распределенная нагрузка на ригель; q = 77,2 кН/м;

Определим фактическое усилие, которое сечение ригеля может выдержать.

Для этого найдем значение ξ по формуле: ,

где – фактическая площадь рабочей арматуры; для 4ø22 A400 = 15.2см²;

R_s – расчетное сопротивление арматуры; R_s = 355МПа;

b – ширина ригеля поверху; b = 20см;

h_o – расстояние от оси арматуры до верха ригеля (рабочая высота); h_o = 55см;

γ_b1 – коэффициент, учитывающий длительность нагрузки; γ_b1 = 0,9;

R_b – расчетное сопротивление бетона; R_b = 14,5МПа;

.

По приложению 10 находим значение ζ, соответствующее найденному значению ξ = 0,375 (или ближайшему по величине к найденному). Для ξ = 0,38 значения этой величины будет равно ζ = 0,81.

Максимальный момент, воспринимаемый сечением, определяется по формуле:

;

Т.к. изгибающий момент в ригеле не постоянен (уменьшается к краям), то ближе к раю ригеля сечение будет недогружено (будет перерасход арматуры). Следовательно, часть рабочей арматуры можно до конца не доводить.

Т.к. арматура принята одинаковой, то не доводим до конца верхние стержни рабочей арматуры. В данном сечении фактическая площадь будет равна = 7,60см². Расстояние от оси арматуры до верха ригеля (рабочая высота) будет равна h₀₁ = 57см (рис.4.4).

Рис. 4.4. К определению усилий, воспринимаемых сечением.

Для этого сечения найдем значение ξ по формуле: ,

.

По приложению 10 находим значение ζ, соответствующее найденному значению ξ = 0,181 (или ближайшему по величине к найденному). Для ξ = 0,18 значения этой величины будет равно ζ = 0,91.

Максимальный момент, воспринимаемый данным сечением (с двумя стержнями арматуры), определяется по формуле:

;

Значения максимальных моментов М₄ и М₂ наносим на эпюру материалов. В точках пересечения линии М₂ и эпюры моментов М верхние стержни будут обрываться. Но для работы верхних стержней необходима их дополнительная заделка с каждой стороны на величину W, равную 15 диаметрам арматуры:

Рис. 4.5. Эпюра материалов.

4.9. Конструирование каркаса К-1 ригеля

Каркас К-1 конструируем исходя из принятых сечений стержней арматуры, а также из принятых величин шага поперечной арматуры в разных частях пролета (Рис.4.6).

Длину верхнего стержня рабочей арматуры определяем по эпюре материалов. Требуемая длина стержня будет равна: 2750 + 330 ∙ 2 = 3410. Учитывая, что шаг внутренних стержней 400мм, а шаг стержней в приопорных зонах 200мм, принимаем длину верхнего стержня рабочей арматуры 3410мм, оставляя с обоих концов выпуски по 105мм:

l = 105 + 2 ∙ 200 + 6 ∙ 400 + 2 ∙ 200 + 105 = 3410мм.

Рис. 4.6. Каркас К-1 ригеля.

5. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СРЕДНЕЙ КОЛОННЫ ПОДВАЛЬНОГО ЭТАЖА

1. Определение усилий в колонне

Рис. 5.1. Состав покрытия кровли.

Состав покрытия

*– снеговая нагрузка и коэффициент µ=1 при углах наклона ската кровли меньше 25°. принимаются по СНиП 2.01.07-85*[1].

На среднюю колонну подвального этажа действуют следующие нагрузки:

- постоянная нагрузка от перекрытий всех этажей;

- постоянная нагрузка от ригелей каждого этажа;

- постоянная нагрузка от покрытия;

- временная нагрузка от перекрытий всех этажей;

- снеговая нагрузка;

- собственный вес колонны.

Грузовая площадь колонны принимается по номинальным длинам плиты

(l_пл = 6,12м) и ригеля (l_р = 5,30м):

Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа определяется по формуле:

,

где g_п – постоянная расчетная нагрузка на перекрытие (берется из табл.3.1);

g_п = 3,62кН/м²;

A – грузовая площадь колонны; A = 32,5м²;

γ_п – коэффициент надежности по нагрузке; γ_п = 0,95;

Постоянную нагрузку от ригеля принимаем равной g_р = 31.8 кН.

Нагрузка от собственного веса колонны в пределах одного этажа определяется по формуле: ,

где A_b –площадь сечения колонны; A_b = 0,4 ∙ 0,4 = 0,16м²;

H_эт – высота этажа; H_эт = 3,6 м;

ρ – объемный вес железобетона; ρ = 25,0кН/м³;

γ_п – коэффициент надежности по нагрузке; γ_п = 0,95;

γ_f – коэффициент; γ_f = 1,1;

Полная постоянная нагрузка с одного этажа на колонну определяется по формуле: ,

где g₁ – постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа; g₁ = 111,8кН;

g_р – постоянная нагрузка от ригеля; g_р = 31.8 кН;

g_к – нагрузка от собственного веса колонны в пределах одного этажа; g_к= 15,05кН;

Постоянная нагрузка от покрытия определяется по формуле:

,

где g_р – постоянная нагрузка от ригеля; g_р = 31.8кН;

g_кр – постоянная нагрузка от конструкции кровли, определяемая по формуле:

,

где g_кр1 – расчётная нагрузка от собственного веса кровли на 1м²; g_кр1 = 5,05кН/м²;

A – грузовая площадь колонны; A = 32,5м²;

γ_п – коэффициент надежности по нагрузке; γ_п = 0,95;

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа определяется по формуле:

,

где υ – временная расчетная нагрузка на перекрытие (берется из табл.3.1);

υ = 12 кН/м²;

A – грузовая площадь колонны; A = 32,5м²;

γ_п – коэффициент надежности по нагрузке; γ_п = 0,95;

Временная нагрузка от покрытия (снеговая нагрузка) определяется по формуле:

,

где S – снеговая нагрузка на покрытия; S = 1,2 кН/м²;

A – грузовая площадь колонны; A = 32,5м²;

γ_п – коэффициент надежности по нагрузке; γ_п = 0,95;

Понижающий коэффициент для временной нагрузки определяется по формуле:

,

где ψ_A1 – понижающий коэффициент для временной нагрузки на один этаж, найденный в п. 4.2; ψ_A1 = 0,73;

n – количество этажей в здании; п = 10;

.

Полная суммарная нагрузка со всех этажей на колонну определяется по формуле: ,

где g_эт – полная постоянная нагрузка с одного этажа на колонну; g_эт = 158,65кН;

n – количество этажей в здании; п = 10;

g_пок – постоянная нагрузка от покрытия; g_пок = 187,7кН;

υ_п – временная нагрузка от перекрытия одного этажа; υ_п = 370,5кН;

ψ_п1 – понижающий коэффициент для временной нагрузки; ψ_п1 = 0,51;

S_пок – снеговая нагрузка на покрытия; S_пок = 37.05кН;

g_к – нагрузка от собственного веса колонны в подвальном этаже;

g_к= 20,7кН;

5.2. Выбор материалов для колонны

Для колонны принимаем следующие материалы:

- бетон: класс В35 (при усилии в колонне N = 3684,4 кН); R_b = 19,5МПа.

- арматура: А500; R_s = 435 МПа.

5.3. Определение несущей способности колонны

(подбор продольной рабочей арматуры)

Требуемое сечение арматуры для армирования колонны определяется по формуле: ,

где N – полная суммарная нагрузка со всех этажей на колонну; N = 3684,4кН;

φ – коэффициент продольного изгиба; φ = 0,92;

γ_b1 – коэффициент, учитывающий длительность нагрузки; γ_b1 = 0,9;

R_b – расчетное сопротивление бетона; R_b = 19,5МПа;

A_b – площадь сечения колонны; A_b = 0,16м² = 1600см²;

R_s – расчетное сопротивление стали; R_s = 435МПа;

По приложению 12 подбираем ближайшее большее значение к требуемой площади для четырех стержней. Принимаем арматуру 4ø32 A500 с фактической площадью сечения A_s = 32,1 см²

5.4. Подбор диаметра и определение шага поперечных стержней арматуры

Поперечная арматура устанавливается для выдержки защитных слоев бетона для рабочей арматуры при вязке каркаса, а также для исключения выпучивания рабочей арматуры под действием нагрузки.

Диаметр поперечной арматуры принимаем из условия сварки с продольной рабочей арматурой.

Для продольной рабочей арматуры ø32 A500 принимаем поперечную арматуру ø8A240.

Шаг поперечной арматуры принимается не более 15 диаметров продольной рабочей арматуры:

Окончательно принимаем шаг поперечной арматуры S = 40 см, округляя в меньшую сторону кратно 5см.

5.5. Конструирование каркаса колонны

Колонну принимаем составной по высоте здания.

Колонна подвального этажа будет устанавливаться в сборный фундамент стаканного типа (рис.5.1). Расстояние от обреза фундамента до пола подвала принимаем равным 150мм. Глубину заделки колонны в фундамент принимаем равной 600мм. Расстояние от пола первого этажа до верха колонны принимаем равным 600мм.

Определяем высоту верхней части колонны (от верха колонны до верха консоли) и высоту нижней части колонны (от верха консоли до низа колонны) по формулам:

;

,

где H_п – толщина конструкции пола; H_п = 150мм;

H_пл – планировочная высота (расстояние от пола первого этажа до верха колонны); H_пл=600мм;

H_эт – высота этажа здания; H_эт = 3600мм;

δ₁ – расстояние от обреза фундамента до пола подвала; δ₁ = 150мм;

H_з – глубина заделки колонны в фундамент; H_з = 600мм;

мм;

мм.

Полная высота колонны подвального этажа определяется по формуле:

;

мм.

Каркас конструируем исходя из принятых сечений стержней арматуры, а также из принятой величины шага поперечной арматуры (рис.5.2).

В верхней части колонны устанавливается центрирующая прокладка и закладная деталь.

В верхней и нижней частях колонны возникают большие усилия, сдавливающие бетон. Для улучшения работы данных участков колонны, их необходимо армировать пятью сетками с шагом 70мм.

Консольные свесы колонны для опирания ригелей усиленно армируются (рис.5.2).

6. РАСЧЁТ СБОРНОГО ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ

6.1. Определение ширина подошвы фундамента.

Сечение колоны 40×40 см. Ввиду относительно малых значений эксцентриситета фундамент колонны рассчитываем как центрально загруженный. Расчётное усилие ;

усреднённое значение коэффициента надёжности по нагрузке ;

нормативное усилие

По заданию сопротивление грунта основания ;

бетон тяжёлый класса В 35 (; );

арматура класса А500; .

Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах .

Высоту фундамента предварительно принимаем 90 см. С учетом пола подвала глубина заложения фундамента

Предварительно определяем площадь подошвы фундамента без поправок R₀ на её ширину и глубину заложения:

Размер стороны квадратной подошвы .

Принимаем размер (кратно 0,3 м).

Давление на грунт от расчётной нагрузки

6.2. Определение высоты фундамента.

Рабочая высота фундамента из условия продавливания:

Полная высота фундамента устанавливается из условий:

1) продавливания

2) заделки колонны в фундаменте

3) анкеровки сжатой арматуры колонны

Базовая длина анкеровки, необходимая для передачи усилия в арматуре с полным расчетным сопротивлением на бетон, определяется по формуле: ,

где и - соответственно площадь поперечного сечения анкеруемого стержня арматуры и периметр его сечения в моем случае для арматуры Ø32 ; ;

- расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном, принимаемое равномерно распределенным по длине анкеровки: ,

где - коэффициент, учитывающий влияние вида поверхности арматуры. Для горячекатаной арматуры периодического профиля ;

- коэффициент, учитывающий влияние размера диаметра арматуры, принимаемый равным:

1,0 - при диаметре продольной арматуры ;

0,9 - при и .

Требуемая расчетная длина анкеровки арматуры с учетом конструктивного решения элемента в зоне анкеровки определяется по формуле:,

где и - площади поперечного сечения арматуры, соответственно требуемая по расчету и фактически установленная (в моём случая ; ;

- коэффициент, учитывающий влияние на длину анкеровки напряженного состояния бетона и арматуры. Для сжатых стержней периодического профиля . Тогда: .

Кроме того, согласно требованиям, фактическую длину анкеровки необходимо принимать

;

; .

Из четырех величин принимаем максимальную длину анкеровки, т.е. .

Следовательно, из условия анкеровки арматуры:

Принимаем трехступенчатый фундамент общей высотой 105 см и с высотой ступеней 35см.

При этом ширина первой ступени , а второй .

Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени условию прочности при действии поперечной силы без поперечного армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого сечения (b=100 см) должно выполняться условие:

Поперечная сила от давления грунта:

,

где a - размер подошвы фундамента;

- рабочая высота фундамента: ;

p - давление на грунт от расчетной нагрузки (на единицу длины).

- прочность обеспечена.

6.3. Расчет на продавливание.

Проверяем нижнюю ступень фундамента на прочность против продавливания.

Расчет элементов без поперечной арматуры на продавливание при действии сосредоточенной силы производится из условия:

,

где F - продавливающая сила, принимаемая равной продольной силе в колонне подвального этажа на уровне обреза фундамента за вычетом нагрузки, создаваемой реактивным отпором грунта, приложенным к подошве фундамента в пределах

площади с размерами, превышающими размер площадки опирания ( в моем случае второй ступени фундамента ) на величину во всех направлениях; - площадь расчетного поперечного сечения, расположенного на расстоянии от границы площади приложения силы N c рабочей высотой сечения . В моем случае .

Площадь определяется по формуле: ,

где U - периметр контура расчетного сечения (см. рис.);

Площадь расчетного поперечного сечения

Продавливающая сила равна:

здесь Р - реактивный отпор грунта, - площадь основания продавливаемого фрагмента нижней ступени фундамента в пределах контура расчетного поперечного сечения, равная:

Проверка условия дает:

т.е. прочность нижней ступени фундамента против продавливания обеспечена.

4. Определение площади арматуры подошвы фундамента.

Подбор арматуры производим в 3-х вертикальных сечениях фундамента, что позволяет учесть изменение параметров его расчетной схемы, в качестве которой принимается консольная балка, загруженная действующим снизу вверх равномерно распределенным реактивным отпором грунта. Для рассматриваемых сечений вылет и высота сечения консоли будут разными, поэтому выявить наиболее опасное сечение можно только после определения требуемой площади арматуры в каждом из них.

Сечение I-I

Площадь сечения арматуры определяем по формуле:

Сечение II-II

Сечение III-III

Из трех найденных значений подбор арматуры производим по максимальному значению, т.е. .

Шаг стержней принимается от 150 мм до 300 мм (кратно 50 мм). При ширине подошвы фундамента минимальный диаметр стержней ,

при .

Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях арматурой из стержней Ø20 А500 с шагом 250 мм.

Имеем 12Ø20 А500 с

Процент армирования:

– в сечении I-I %%%% = 0.1%,

– в сечении II-II %%%% = 0.1%,

– в сечении III-III %%%% = 0.1%

Так как во всех сечениях , количество принятой арматуры оставляем без изменений.

СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ

1. СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции / Госстрой СССР — М.:ЦИТП Госстроя СССР, 1989. -80 с.

2. СНиП II-22-81. Каменные и армокаменные конструкции / Госстрой СССР — М.: Стройиздат, 1983. -40 с.

3. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. Учебник для вузов. — 4-е изд., перераб. — М.: Стройиздат, 1985. -728 с., ил.

4. Железобетонные конструкции: Курсовое и дипломное проектирование / Под ред. А. Я. Барашикова. — К.: Вища шк. Головное изд-во, 1987. -416 с.

5. Бондаренко В. М., Судницын А. И. Расчёт строительных конструкций. Железобетонные и каменные конструкции: Учеб. пособие для строит. вузов. — М.: Высш. шк., 1984. -176 с., ил.