2. Расчет и конструирование панелей перекрытия
2.1 Выбор конструкции перекрытия
Для служебного помещения принимаем полы (№ 3) из паркета. Несущим элементом перекрытия принимаем шестипустотную панель с круглыми пустотами с номинальной шириной В = 1,2 м. Конструктивная ширина панели В к = 1,19 м.
рис.3.
2.2 Определение расчетного пролета панелей
Для определения расчетного пролета панелей перекрытия (L 0 ) ориентировочно задаемся сечением ригеля
h = (1/10ч1/15) L 1 = 1/10L1 = 1/10*580 = 58 см.
Принимаем h = 58 см.
b = (0,3ч0,5) h = 0,5h = 0,5*58 = 29 см.
Окончательно b*h = 29*58 см.
Расчет панелей перекрытия
Выбор конструкции перекрытия
Определение пролета панелей
Расчетный пролет панели определяем по формуле
L 0 = L2 -b/2-a1 = 5900−290/2−10 = 5,74 м
Определяем конструктивную длину панели
L к = L2 -2*a1 = 5900−20 = 5,88 м
рис.4.
2.3 Определение нагрузки на 1 погонный метр панели
Нагрузку на 1 м 2 перекрытия сводим в табл. № 1
|
Вид нагрузки |
Расчет нагрузки |
Нормативная нагрузка кН/м 2 |
г f |
Расчетная нагрузка кН/м 2 |
|
|
ПОСТОЯННАЯ |
|||||
|
— паркет |
1*1*0,018*8 |
0,144 |
1,2 |
0,173 |
|
|
— мастика |
1*1*0,02*10 |
0,02 |
1,3 |
0,026 |
|
|
— цементная стяжка |
1*1*0,02*20 |
0,4 |
1,3 |
0,52 |
|
|
— шлакобетон |
1*1*0,06*14 |
0,84 |
1,3 |
1,092 |
|
|
— ж/б плита |
1*1*0,22*25*0,5 |
2,75 |
1,1 |
3,025 |
|
|
ИТОГО |
; |
g н = 4,154 |
; |
g = 4,836 |
|
|
ВРЕМЕННАЯ |
|||||
|
— полная нормативная |
по табл.3 СНиП |
P н = 1,5 |
1,3 |
1,95 |
|
|
— длительная |
— // ; |
0,3 |
1,3 |
0,39 |
|
|
— кратковрем |
— // ; |
1,2 |
1,3 |
1,56 |
|
|
ИТОГО |
; |
P н = 1,5 |
; |
P = 1,95 |
|
|
ПОЛНАЯ |
; |
q н = 5,654 |
; |
q = 6,786 |
|
Расчетная нагрузка на 1 погонный метр панели
q n = q*Bн = 6,786*1,2 = 8,143 кН/мп Определение нагрузки на 1 погонный метр панели
2.4 Расчетная схема панелей
Панель рассчитываем как шарнирно опертую балку на двух опорах с расчетным пролетом L 0 = 5,74 м, нагруженную равномерно распределенной нагрузкой qn = 8,143 кН/м
рис.5.
2.5 Статический расчет панели
Определяем расчетный изгибающий момент по формуле
M = q n *L0 2 /8 = 8,143*5,742 /8 = 33,54 кН*м
Определяем расчетную поперечную силу по формуле
Q = q n *L0 2 /2 = 8,143*5,74/2 = 23,37 кН
2.6 Выбор материалов и определение их расчетных характеристик
Для изготовления панели, колонны и фундамента принят тяжелый бетон класса В30 с расчетными характеристиками:
А — R В (расчетное сопротивление бетона сжатию) = 17 МПа (СНиП табл.13)
Б — R В t (расчетное сопротивление бетона растяжению) = 1,2 МПа (СНиП табл.13)
В — г В2 (коэф. условия работы бетона) = 0,9 (СНиП табл.15)
Г — Е В (модуль упругости бетона) = 32,5*103 МПа (СНиП табл.18)
Для армирования плиты, колонны, фундамента рабочая арматура принята класса А-III с расчетными характеристиками:
А — R S (расчетное сопротивление арматуры растяжению) = 365 МПа (СНиП табл.22)
Б — R SC (расчетное сопротивление арматуры сжатию) = 365 МПа (СНиП табл.22)
В — Е С (модуль упругости стали) = 20*104 МПа (СНиП табл.29)
Для плиты, колонн, и фундамента монтажная и поперечная арматура принята класса A-I с расчетными характеристиками:
А — R S = 225 МПа (СНиП табл.22)
Б — R SW (расч. сопр. растяжению поперечной арматуры) = 175 МПа
Расчетная схема панелей
Статический расчет панели
Выбор материалов
2.7 Вычисление размеров эквивалентного (двутаврового) сечения плиты
Высота плиты принята равной h 0 = 220 мм.
Конструктивная ширина панели b К = 1,19 м.
Остальные размеры панели показаны на рис.6
рис.6.
Условно заменяем круглые пустоты квадратными со стороной h 1
рис.7.
Приравняв площади круглого и квадратного отверстия находим h 1
h 1 2 = п*d2 /4 = vп*d2 /4 = 3,14*15,92 /4 = 14,087 см
Сечение панели показанное на рис. 6 приводим к эквивалентному сечению с размерами, показанными на рис.8
рис.8.
Определяем толщину полок балки
h f = h’f = (h-h1 ) /2 = (220−141) /2 = 39,5 мм
Определяем ширину ребра
b p = b’f — n0 *h1 = 1160−6*141 = 314 мм
Вычисление размеров эквивалентного сечения плиты
Так как нижняя полка работает на растяжение, то работу бетона растянутых свесов полки не учитываем и панель рассчитываем как элемент таврового сечения с расчетной схемой показанной на рис.9 .
рис.9.
b’ f = 116 см bp = 31,4 см
h’ f = 3,95 см h = 22 см
2.8 Расчет прочности панели по нормальным сечениям
Так как h’ f = 3,95 см > 0,1h = 2,2 см, следовательно в расчет вводится вся ширина плиты b’f = 116 см (СНиП п. 3.16 а).
Задаемся величиной, а = 2,5 см, тогда рабочая высота сечения составит h 0 = h-a = 22−2,5 = 19,5 см.
Определяем положение нейтральная ось (Н. О.), для этого определяем момент воспринимаемый бетоном полки балки M f = Rв *гв2 *b’f *h’f * (h0 -0,5h’f ) = 17*0,9*1,16*0,0395* (0, 195−0,5*0,0395) = 0,123 МН*м = 123 кН*м, что больше М = 33,54 кН*м, следовательно нейтральная ось проходит в полке балки и тавровую балку будем рассчитывать как элемент прямоугольного сечения с размерами b’f *h = 116*22 см.
Определяем табличный коэффициент
А 0 = М / Rв *гв2 *b’f *h0 2 = 33,54*10— 3/ 17*0,9*1,16*0, 1952 = 0,0497
По таблице в МУ определяем:
о = 0,05
з = 0,975
о R = 0,568
Так как о = 0,05 < о R = 0,568 следовательно условие применения формул справедливо и панель армируем одиночной арматурой.
Определяем площадь рабочей растянутой арматуры в панели по формуле А S = M / RS *h0 *з = 33,54*10— 3/ 365*0, 195*0,9725 = 0,483 м2 = 4,83 см2
Принимаем 7Ш10 A-III с A S = 5,5 см2 .
Расчет прочности панели по нормальным сечениям
2.9 Расчет прочности панелей на действие поперечной силы Q по наклонной полосе между трещинами
Проверяем условие прочности по формуле
Q? 0,3*ц w 1 *цв1 *Rв *гв2 *bp *h0 = Q1
где h 0 — рабочая высота балки — 19,5 см,
b p — ширина ребра — 31,4 см,
г в2 — коэффициент условия работы — 0,9 см,
R в — расчетное сопротивление бетона сжатию — 17 МПа,
ц в1 — коэффициент учитывающий вид бетона,
ц в1 = 1-в*Rв *гв2 = (в для тяжелого бетона = 0,01) = 1−0,01*17*0,9 = 0,847,
ц w 1 — коэффициент учитывающий влияние поперечных стержней на прочность элемента и определяется по формуле,
ц w 1 = 1+5*б*мw , где б = ES /EB = 20*104 /32,5*103 = 6,154
Для поперечного армирования принимаем конструктивно короткие каркасы, устанавливаемые в приопорных участках панели. Каркасы устанавливаются в крайних ребрах и далее через три пустоты. Количество каркасов с одной стороны для данной панели составляет 3 шт. Диаметр продольных и поперечных стержней каркаса принят из арматуры класса А-I Ш6 мм. Определяем площадь поперечного сечения стержней плиты A SW = n*fSW = 3*0,283 = 0,849. Так как h = 220 мм < 450 мм, то S = h/2 = 220/2 = 110 < 150 следовательно условие соблюдается, принимается S = 100 мм.
Определяем коэффициент м w = ASW /b*S = 0,849/31,4*10 = 0,0027. Определяем коэффициент цw 1 = 1+5*б*мw = 1+5*6,154*0,0027 = 1,083.
Проверяем условие прочности сечения по наклонной полосе между трещинами
Q 1 = 0,3*цw 1 *цв1 *Rв *гв2 *bp *h0 = 0,3*1,083*0,87*17*0,9*0,314*0, 195 = 0,257 803 МН = 250,803 кН, что > Qmax = 23,37 кН — прочность обеспечена.
2.10 Расчет прочности панелей на действие поперечной силы Q по наклонной трещине
Проверяем условие необходимости расчета поперечной арматуры
Q? ц B 3 * (1+цf ) *RBt *гв2 *b*h0 = Q2
С учетом п. 3.31 СНиП ширину полки b’ f вводимую в расчет таврового сечения, принимаем равной b’f = b+3*h’f =31,4+3*3,95 = 43,25 см
Определяем коэффициент ц f учитывающий влияние сжатых полок цf = 0,75* (b’f -b) *h’f / b*h0 = 0,75* (43,25−31,4) *3,95/31,4*19,5 = = 0,057, что < 0,5 — условие применения формулы соблюдается. цB 3 для тяжелого бетона = 0,6 (СНиП п. 3.31).
Определяем Q2 . Q2 = цB 3 * (1+цf ) *RBt *гв2 *b*h0 = 0,6* (1+0,057) *1,05*0,9*0,314*0, 195 = = 36,8 кН, что больше Qmax = 23,37 кН — следовательно расчет поперечной арматуры не требуется, армирование производим по конструктивным соображениям (п. 5.27 СНиП) S = 100 мм.
Расчет прочности панелей на действие поперечной силы Q по наклонной полосе между трещинами
2.11 Расчет монтажных петель
Нагрузка от собственного веса панелей с учетом коэффициента динамичности К д = 1,5 составит
N С .В. = Вк *h*Lк *p*0,5*Кд = 1, 19*0,22*5,88*25*0,5*1,5 = 28,86 кН
Учитывая возможный перекос при подъеме, нагрузку от веса плиты распределяем на 3 монтажные плиты. Усилие приходящееся на одну монтажную петлю составит
N = N С .В. /3 = 28,86/3 = 9,62 кН
Требуемая площадь поперечного сечения петли составит
A S тр = N/RS = 9,62*10— 3/ 365 = 0,427 см2
По таблице в МУ принимаем пепли Ш8 A-I с A S = 0,503 см2
Определяем длину анкеровки петли в бетоне
L A = 30*d = 30*8 = 240 мм
Петли проектируем с отогнутыми ветвями для обеспечения требуемой длины анкеровки.
рис10.
2.12 Описание конструирования плиты перекрытия
Рабочие стержни панели приняты из арматуры класса A-III Ш10 мм.
Продольные рабочие стержни устанавливаются в каждое ребро панели.
Продольные стержни объединены в арматурную сетку (С-5) с распределительными стержнями из арматуры класса A-I Ш6 мм с шагом S = = 300 мм. Вверху панель армируется конструктивной сеткой C-II из арматуры класса A-I Ш6 мм. Продольные стержни (8 штук) соединены с распределительными стержнями, шаг которых S = 150 мм. На приопорных участках панель армируем плоскими сварными каркасами КР-I с продольными и поперечными стержнями из арматуры класса A-I Ш6 мм с шагом поперечных стержней S W = 100 мм. Длина каркаса 1540 мм. Панель имеет 4 монтажные петли из арматуры класса A-I Ш8 мм.
Расчет монтажных петель.
Описание конструирования плиты перекрытия
рис.11
2.13 Проверка панели на монтажные нагрузки
Нагрузка от собственного веса на 1 погонный метр панели с учетом К д = 1,5 составит
q с . в . = Кд *ВК *h*L*p*0,5 = 1,5*1, 19*0,22*1*25*0,5 = 4,91 кН/м
Определяем опорный отрицательный изгибающий момент
М ОП = qс . в . *L1 2/ 2 = 4,91*0,52/ 2 = 0,61 кН*м
Определяем требуемую площадь поперечного сечения A S тр = М / RS *h0 *з = 0,61*10— 3/ 225*0, 195*0,9 = 0,15 см2 , что значительно меньше 11Ш6 с AS = 3,12 см2 . Проверка панели на монтажные нагрузки
3. Расчет и конструирование колонны первого этажа
3.1 Конструктивная схема покрытия
рис.12
3.2Определение грузовой площади на колонну
Нагрузка на колонну от покрытия и перекрытий передается с грузовой площади
А г . п . = L1 *L2 = 5,8*5,9 = 34,22 м2 .
3.3 Снеговая нагрузка
Определяется в зависимости от снегового района (устанавливаем по карте № 1) — г. Ижевска, устанавливаем район №IV.
Нормативное значение веса снегового покрова на 1 м 2 горизонтальной поверхности земли определяем по табл.4 СНиП (стр.8)
S 0 = 1,5 кН/ м2
м — коэффициент перехода = 1 (СНиП, приложение 3, п.1).
Коэффициент надежности для снеговой нагрузки (п. 5,7)
г f = 1,4
Конструктивная схема покрытия. Определение грузовой площади на колонну. Снеговая нагрузка
3.4 Расчет нагрузки на колонну
Подсчет нагрузки от покрытия и перекрытия на колонну сводим в табл. № 3
|
Вид нагрузки |
Расчет нагрузки |
Нормативная нагрузка, кН |
г f |
Расчетная нагрузка, кН |
|||
|
кратко врем. |
длител. |
кратко врем. |
длител. |
||||
|
от покрытия |
|||||||
|
постоянная |
|||||||
|
трехслойный рубероидный ковер |
0,15*34,22 |
—-; |
5,13 |
1,2 |
—-; |
6,16 |
|
|
цем. — песч. стяжка |
1*1*0,03*18*34,2 |
—-; |
18,48 |
1,3 |
—-; |
24,02 |
|
|
шлакобетон |
1*1*0,2*7*34,22 |
—-; |
47,91 |
1,3 |
—-; |
62,28 |
|
|
пароизоляция |
0,05*34,22 |
—-; |
1,71 |
1,2 |
—-; |
2,05 |
|
|
ж/б панель |
2,75*34,22 |
—-; |
94,1 |
1,1 |
—-; |
103,5 |
|
|
ж/б ригеля |
0,3*0,6*5,8*25 |
—-; |
26,1 |
1,1 |
—-; |
28,71 |
|
|
временная снеговая нагрузка |
|||||||
|
кратковрем. |
0,75*34,22 |
25,66 |
—-; |
1,4 |
35,92 |
—-; |
|
|
длительная |
0,75*34,22 |
—-; |
25,66 |
1,4 |
—-; |
35,92 |
|
|
Итого |
—-; |
—-; |
—-; |
-; |
35,92 |
262,7 |
|
|
от перекрытия |
|||||||
|
постоянная |
|||||||
|
от пола и пенели |
4,836*34,22 |
—-; |
—-; |
-; |
—-; |
165,5 |
|
|
ж/б ригель |
0,3*0,6*5,8*25 |
—-; |
26,1 |
1,1 |
—-; |
28,71 |
|
|
временная |
|||||||
|
кратковрем. |
1,56*34,22 |
—-; |
—-; |
-; |
53,38 |
—-; |
|
|
длительная |
0,39*34,22 |
—-; |
—-; |
-; |
—-; |
13,55 |
|
|
Итого |
—-; |
—-; |
—-; |
-; |
53,38 |
207,6 |
|
Предварительно задавшись сечением колонны b*h = 30*30 см, определяем расчетную нагрузку на колонну 1-ого этажа Длительная — N дл = Nдл покрытия + Nдл перекрытия * (nэ -1) + Nдл колонн =
= N дл покрытия + Nдл перекрытия * (nэ -1) + b*h*Hэ *p*гf *nэ =
= 262,65 + 207,55* (6−1) +0,3*0,3*2,7*25*1,1*6 = 1340,495 кН Кратковременная — N кр = Nкр покрытия + Nкр перекрытия * (nэ -1) =
= 35,92 + 53,38 * (6−1) = 302,82 кН Полная — N = N дл + Nкр = 1340,495+302,82 = 1643,315 кН Расчет нагрузки на колонну.
Определяем требуемую площадь сечения колонны по расчету, предварительно задавшись величинами m = 1, ц = 1, м% = 1%
А в = N / m*ц* (RB + м*Rsc ) = 1643,315*10— 3/ 1*1* (17+0,01*365) = 0,0795 м2 = 795 см2 ___, b = h = vАв = v795 = 28,19 см Окончательно принимаем b*h = 30*30 см.
3.5 Расчетная схема колонны
рис. 13.
Расчетная длина колонны при шарнирном опирании как показано на рис.13 равна
L 0 = м*Hэ = 1*2,7 = 2,7 м.
3.6 Расчет стержня колонны
N? m*ц* (R B *AB +Rsc *As ‘)
Коэффициент m = 1, так как h min = 30 см > 20 см.
Определяем отношение
N дл / N = 1340,495/1643,315 = 0,816
L 0/ h = 2,7/0,3 = 9
По приложению в МУ — ц В = 0,9; цR = 0,905.
Приняв ц = ц R = 0,905 определяем требуемую площадь сжатой рабочей арматуры
A S ‘ = (N / m*ц*Rsc ) — ( RB *b*h*гВ 2/ Rsc ) =
= (1643,315*10 — 3/ 1*0,9*365) — (17*0,3*0,3*0,9/365) =
= 0,1 197 м 2 = 11,97 см2 .
Принимаем 4Ш20 А-III с A s ‘= 12,56 см2 .
Определяем значение коэффициента ц по формуле
ц = ц В + 2* (цR — цB ) *RSC *As ‘ / RB *гВ2 *b*h =
= 0,9+2* (0,905−0,9) *365*12,56*10 — 4/ 17*0,9*0,3*0,3 = 0,903, что меньше цR = 0,905, принимаем ц = 0,903.
Проверяем несущую способность по формуле
N = m*ц* (R B *AB +Rsc *As ‘) = 1*0,903* (17*0,9*0,3*0,3+365*0,1 256) =
= 1,657 МН = 1657 кН, что > N = 1643 кН следовательно несущая способность обеспечена.
Расчетная схема колонны
Расчет стержня колонны
Поперечную арматуру принимаем конструктивно — Ш поперечных стержней из условия сварки принимаем Ш = 6 мм.
Шаг поперечных стержней принимаем равным S W = 20*d = 20*20 = 400 мм. Принимаем SW = 400 мм, что < 500 мм.
3.7 Расчет стыка колонны
Для соединения колонн по высоте, верхний конец колонны имеет закладную деталь — оголовок. Оголовок состоит из торцевого горизонтального листа с центрирующей прокладкой. К торцовому листу приварены вертикальные листы, к вертикальным листам приварены рабочие стержни колонны.
Концы стыков колонн армируют конструктивно сварными сетками. Конструкция стыка показана на рис.14 .
Расчет стыка колонны
рис.14.
В стыке колонны действует расчетная сила N ст равная нагрузке в уровне пола второго этажа (см. рис.2)
N ст = N — Nдл перекр . — Nкр перекр . — Nкол =
= N — N дл перекр . — Nкр перекр . — b*h*Hэт *p*гf =
= 1643,315 — 207,55 — 53,38 — 0,3*0,3*2,7*25*1,1 = 1375,702 кН
Определяем длину сварного шва L w
L w = (bкол -2) *4 = (300−20) *4 = 112 см
Определяем толщину сварного шва t
K f = t = Nст / Lw *Rwy = 1375,702/1,12*230*103 = 0,534 м,
где R wy для ст. 235 = 230 МПа.
Принимаем K f = 6 мм.
Размеры центрирующей прокладки
b ц . п . = hц . п . = bкол / 3 = 100 мм
Толщина t ц . п . = 4 мм.
Размер горизонтального листа b г . л . = hг . л . = bкол — 2 = 30−2 = 28 см
Толщина горизонтального листа t г . л . = 10 мм.
Длину вертикального листа принимаем 150 мм, а толщину 10 мм (20, «https:// «).
Колонну у оголовка армируем конструктивно сварными сетками. Принимаем 4 сварные сетки из арматуры класса А-I Ш6 мм, с размером ячеек сетки C = 45 мм, с шагом сеток S = 80 мм.
3.8 Расчет консоли колонны
Консоль колонны проектируем постоянного по длине сечения, заармированную двумя каркасами-балками. Размеры консолей принимаем:
длина консоли
L К = 15 см;
высота консоли h К = 15 см; ширина консоли bК = 30 см;
Расчет стыка колонны
рис.15.
Расчет консоли колонны
Определяем нагрузку на консоль колонны
Q констр = Nдл перекр . — Nкр перекр . / 2 = (207,55+53,38) / 2 = 130,465 кН
Принимаем величину а 1 = 20 мм, а величину защитных слоев арматуры а2 =а3 = 30 мм. Определяем длину опоры ригеля на консоль
L оп = Lконстр — а1 = 15−2 = 13 см.
Расстояние от нагрузки до боковой грани колонны
С = (L оп / 2) +а1 = (13/2) +2 = 8,5 см.
Определяем изгибающий момент в консоли у грани колонны
М К = QК *С*1,25 = 130,465*0,085*1,25 = 13,86 кН*м.
Определяем плечо внутренней пары сил
Z = h констр — а2 — а3 = 15−3-3 = 9 см.
Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры консоли в двух каркасах балки
А S = МК / RS *Z = 13,86*10— 3/ 365*0,09 = 0,421 м2 = 4,21 см2 .
По таблице в МУ принимаем 2Ш18 A-III с А S = 5,09 см2 .
Стержни каркаса балки соединяем между собой стальными листами толщиной t = 4 мм.
3.9 Определение длины колонны первого этажа
Высота колонны первого этажа принята равной Н К = 4650 мм = 4,65 м.
Расчет консоли колонны. Определение длины колонны первого этажа
рис.16.
3.10 Расчет монтажных петель
Нагрузка от собственного веса колонны с учетом коэффициента динамичности К д = 1,5 будет равна
N с . в . = Кд *bкол *hкол *Lкол *p = 1,5*0,3*0,3*4,65*25 = 15,7 кН
Определяем усилие приходящееся на одну монтажную петлю
N = N с . в . / 2 = 15,7/2 = 7,85 кН
Зная усилие можно найти площадь монтажной сечения петли
A S = N / RS = 7,85*10— 3/ 225 = 0,35 м2 = 0,35 см2
По таблице в МУ принимаем монтажные петли Ш8 A-I с A S = 0,503 см2
Длина анкеровки петли в бетоне
L а = 30*d = 30*8 = 240 мм
Принимаем L а = 250 мм.
Петли принимаем с не отогнутыми ветвями как показано на Рис.17 .
Расчет монтажных петель
рис.17.
4. Расчет и конструирование фундамента под колонну
4.1 Исходные данные
нагрузка на фундамент (в уровне пола 1-ого этажа) N = 1643,315 кН;
сечение колонны b*h = 30*30 см;
расчетное сопротивление грунта R = 0,27 МПа;
бетон класса В30, тяжелый с расчетными характеристиками:
R B = 17 МПа; — RBt = 1,2 МПа; — гB 2 = 0,9 МПа;
рабочая арматура класса А-III с R s = 365 МПа;
конструктивная и монтажная арматура класса А-I с R s = 225 МПа;
4.2 Конструкция фундамента
Расчет и конструирование фундамента под колонну
рис.18.
Исходные данные. Конструкция фундамента
4.3 Расчет основания
Плотность ж/б фундамента p = 25 кН/м 3 . Плотность грунта на уступах фундамента p = 15 кН/м3 . Средняя плотность материала фундамента и грунта на его уступах составит
p ср = (pф + pгр ) / 2 = (25+15) /2 = 20 кН/м3 .
Принимаем г f ср (коэффициент надежности по нагрузке) = 1,2.
Определяем нормативную нагрузку на основание (под подошвой фундамента) с коэффициентом надежности по нагрузке г f ср = 1,2
N n = N / гf ср = 1643,315/1,2 = 1369,429 кН
Определяем требуемую площадь подошвы фундамента
А ф тр = Nn / (R — pср *d) = 1369,429/ (0,27−0,02*17) = 5,8 м2
Тогда требуемый размер квадратной стороны подошвы фундамента
а ф тр = vАф тр = 2,4 м
Принимаем сторону квадратного фундамента в плане а ф = 2,4 м.
Определяем фактическую площадь подошвы фундамента
А ф = аф * аф = 2,4*2,4 = 5,76 м2
Среднее давление в грунте на поверхность основания от нормативной нагрузки составит
P ср = Nn /Аф + pср *d = 1369,429/5,76+20*1,7 = 271,75 кН*м2 = 0,27 175 МПа что? R=0,27 МПа, следовательно прочность грунта обеспечена.
Глубина заделки колонны в фундамент
h зад = 1,5*bкол = 0,45 м
Минимальная толщина дна стакана t дн = 20 см.
4.4 Расчет тела фундамента
Определяем давление на поверхность основания от расчетной нагрузки
P гр = N / Аф = 1643,315*10— 3/ 5,76 = 0,2853 МПа
Определяем рабочую высоту фундамента h 0 из условия продавливания его колонной по боковой поверхности пирамиды продавливания, наклоненной под углом б=450 _____
h 0 = — bкол /2 + v N/ (RBt +Pгр ) /2 =____ _
= — 0,3/2 + v1643,315*10 -3 / (1,2+0,2853) / 2 = 0,4 м
Задаемся величиной, а = 5 см.
Тогда высота фундамента по расчету составит
h = h 0 + а = 0,4+0,05 = 0,45 м = 45 см
Высота фундамента по конструктивным требованиям из условия защемления колонны в стакане принимается равная
h констр = hзад + tдн + 5 см = 45+20+5 = 70 см
Окончательно принимаем высоту фундамента h = 70 см.
Фундамента проектируется двухступенчатым с высотой ступеней
h 1 = 30 см; h2 = 40 см.
Рабочая высота первой ступени h 01 = h1 -а = 30−5 = 25 см
Рабочая высота фундамента h 0 = h-а = 70−5 = 65 см
Глубина стакана h ст = h-tдн = 70−20 = 50 см
Размер стакана в плане вверху а ст в = bкол +2*7,5 = 30+15 = 45 см
Размер стакана в плане внизу а ст н = bкол +10 = 30+10 = 40 см
Расчет основания
Расчет тела фундамента
Определяем размер второй ступени в плане
a 1 = 2*h2 + bкол = 2*40+30 = 110 см
Определяем толщину стенки стакана
t ст ст = (a1 — аст в ) /2 = (110−45) /2 = 32,5 см, что > 20 см и больше 2/3*h2 = 26,6 см.
Проверяем достаточность высоты нижней ступени в сечении, образованным поверхностью пирамиды продавливания и осью растянутой арматуры фундамента, то есть в сечении расположенном от боковой грани первой ступени на расстоянии величины С.
Определяем длину консоли
С = (a ф — bкол — 2*7,5 — 2* tст ст — 2*h01 ) / 2 = (2400−300−150−2*325−2*250) / 2 = 0,4 м = 40 см.
Определяем требуемую рабочую высоту нижней ступени
h 01 тр = Pгр *С/RBt *гВ2 = 0,2853*0,4/1,2*0,9 = 0,105 м, что < h01 =0,25 м.
Определяем изгибающий момент по грани колонны в сечении II-II.
М II — II = 0,125*Pгр * (aф -bкол ) 2 *aф = 0,125*0,2853* (2,4−0,3) 2 *2,4 = 0,3774 МН*м.
Определяем изгибающий момент в сечении I-I
М I-I = 0,125*Pгр * (aф -a1 ) 2 *aф = 0,125*0,2853* (2,4−1,1) 2 *2,4 = 0,1446 МН*м.
Принимаем табличный коэффициент з = 0,9. Определяем площадь сечения арматуры у грани колонны сечение II-II
A S II — II = МII — II /RS *h0 *з = 0,3774/365*0,65*0,9 = 0,177 м2 = 17,7 см2 .
Определяем площадь сечения арматуры у грани второй ступени сечение I-I
A S I-I = МI-I /RS *h01 *з = 0,1446/365*0,25*0,9 = 0,176 м2 = 17,6 см2
За расчетную площадь принимаем большее значение
A S = AS II — II = 17,7 см2 .
4.5 Конструирование рабочей сетки фундамента С-5
Шаг стержней в сетке С принимается в пределах
С = (100ч200) мм.
Рис. 19
Расчет тела фундамента Конструирование рабочей сетки фундамента
Задавшись шагом стержней в сетке С-5 С = 100 мм, принимаем количество стержней одного направления в сетке
n = ((а ф — 2* (аз ‘+L)) /С) + 1 = ((2400−2* (30+20)) /100) + 1 = 24 стержня.
Определяем требуемую площадь сечения одного стержня
A S 1 = AS / n = 17,7/24 = 0,74
Принимаем стержни Ш10 A-III с A S 1 = 0,785 см2 , а в сетке в каждом направлении принимаем 24Ш10 A-III с AS = 0,785*24 = 18,84 см2 .
4.6 Расчет монтажных петель
Определяем объем бетона фундамента
V ф = аф *аф *h1 + a1 *a1 *h2 — ((аст в +аст н ) /2) 2 *hст =
= 2,4*2,4*0,3 + 1,1*1,1*0,4 — ((0,45+0,4) /2) 2 *0,5 = 2,12 м3
Нагрузка от собственного веса фундамента с учетом К д = 1,5
N с . в . = Кд *V*p = 1,5*2,12*25 = 79,5 кН
Определяем усилие на одну петлю
N = N с . в . / 3 = 79,5/3 = 26,5 кН
Определяем требуемую площадь сечения монтажной петли
A S = N / RS = 26,5*10-3 /225 = 0,115 м2 = 1,15 см2 .
По таблице в МУ принимаем петли Ш12 A-I с A S = 1,131 см2 .
Петли проектируем без отогнутых ветвей как показано на рис. 20 .
рис. 20
Стакан армируем конструктивно сеткой С-6, уложенной в стенке стакана на расстоянии 200 мм от верха стакана, Ш арматуры 6 мм A-I.
Конструирование рабочей сетки фундамента
Расчет монтажных петель
5. Охрана труда
Техника безопасности при арматурных, опалубочных и бетонных работах.
Арматуру в настоящее время изготавливают, как правило, в хорошо оснащенных механизмами специализированных цехах и доставляют на площадку в готовом виде. При небольших объемах арматурных работ в некоторых случаях заготовку арматуры производят в построечных мастерских, которые должны быть оснащены механизмами и станками. Для безопасности производства работ в арматурной мастерской основные операции отделяют от подсобных, а также расставляют станки с таким расчетом, чтобы исключить возможность пересечения потоков арматуры и разворачивание стержней для обработки другого конца, соблюдая при этом технику безопасности при работе на станках и производстве сварочных работ.
При выполнении работ по заготовке арматуры предусматривается ограждение рабочих мест при разматывании бухт и обработке стержней арматуры, применение приспособлений при резке на станках стержней арматуры на отрезки длиной 0,3 м против их разлета, складирование заготовленной арматуры в специально отведенные места и закрытие торцов стержней в местах общих проходов. При выполнении работ по натяжению арматуры в местах прохода работающих устанавливаются защитные ограждения высотой не менее 1,8 м. Устройство для натяжения арматуры оборудуется сигнализацией, приводимой в действие при включении привода натяжного устройства. В рабочих местах по заготовке арматуры не допускается пребывание людей ближе, чем на 1 м от арматурных стержней, нагреваемых электротоком.
Конструкция опалубки для возведения монолитных конструкций зданий и сооружений должна обладать прочностью и устойчивостью при укладке бетонной смеси. Установку опалубки, состоящей из крупноразмерных щитов, следует производить ярусами, причем каждый последующий ярус устанавливается после закрепления нижнего, при помощи механизмов с надежных рабочих подмостей и лесов.
Перед бетонированием конструкций ежесменно проверяют состояние опалубки, подмостей, ограждений и лестниц. Обнаруженные неисправности устраняют до начала производства работ. Бадьи (бункера) и другие емкости для подачи бетона к месту укладки должны быть оборудованы исправными затворами с замками, не допускающими случайной выгрузки смеси. Перемещение загруженного или порожнего бункера разрешается только при закрытом затворе. Расстояние между бадьей и ранее уложенным бетоном или поверхностью должно быть не более 1 м.
Разборка опалубки может производиться только после приобретения бетоном прочности. Пред разборкой необходимо установить отсутствие нагрузок и дефектов в работе, которые могут привлечь за собой деформации или обрушивание конструкции. При разборке опалубки следует принимать меры против случайного падения элементов опалубки и обрушения лесов и подмостей.
Материалы используемые для приготовления бетонных смесей (цемент и другие составляющие), вредно действуют на организм человека, вызывая заболевания кожи лица и рук. Кроме того, при обработке, транспортировании и прочих операций с цементом и другими вяжущими, образуется значительное количество пыли, вредно действующее на дыхательные пути человека. Отдельные механизмы для приготовления и
Охрана труда
Уплотнения бетонных смесей издают значительный шум, который вредно влияет на органы слуха и нервную систему обслуживающего персонала. В этом случае занятый на производстве персонал обеспечивается средствами индивидуальной защиты: спецодеждой, очками и респираторами и должен соблюдать правила производственной санитарии.
строительная конструкция колонна перекрытие При уплотнении бетонной смеси электровибраторами необходимо перед началом работ тщательно проверить их исправность и принять меры защиты от поражения электрическим током. Не допускается во время работы прижимать руками поверхностные вибраторы, становиться на площадку, подтягивать гайки, проверять исправность вибратора к площадке. Перемещение вибраторов вручную с одной бетонной площадки на другую во время уплотнения разрешается только при помощи гибких тяг. При перерывах в работе, а также при переходах бетонщиков на новое место вибраторы выключают. Через каждые 30−35 мин работы вибратор нужно выключать для охлаждения.
6. Перечень использованной литературы
1. СНиП 2.03.01−84, «Бетонные и железобетонные конструкции»;
2. СНиП 2.01.07−85, «Нагрузки и воздействия»;
Т. Н. Цай
П. Г. Буга
5. Методические указания по выполнению курсового проекта, 1988 г.;
