Проектирование строительных конструкций

Реферат

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 *L02 /8 = 8,143*5,742 /8 = 33,54 кН*м

Определяем расчетную поперечную силу по формуле

Q = q n *L02 /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 Вt (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 12 = 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 = Rвв2 *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 / Rвв2 *b’f *h02 = 33,54*103/ 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*103/ 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 w1в1 *Rвв2 *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*Rвв2 = (в для тяжелого бетона = 0,01) = 1−0,01*17*0,9 = 0,847,

ц w1 — коэффициент учитывающий влияние поперечных стержней на прочность элемента и определяется по формуле,

ц w1 = 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 цw1 = 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*цw1в1 *Rвв2 *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 B3 * (1+цf ) *RBtв2 *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. цB3 для тяжелого бетона = 0,6 (СНиП п. 3.31).

Определяем Q2. Q2 = цB3 * (1+цf ) *RBtв2 *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 Sтр = N/RS = 9,62*103/ 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. = КдК *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. *L12/ 2 = 4,91*0,52/ 2 = 0,61 кН*м

Определяем требуемую площадь поперечного сечения A Sтр = М / RS *h0 *з = 0,61*103/ 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 = Nдлпокрытия + Nдлперекрытия * (nэ -1) + Nдлколонн =

= N длпокрытия + Nдлперекрытия * (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 = Nкрпокрытия + Nкрперекрытия * (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*103/ 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*гВ2/ 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 ‘ / RBВ2 *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 — Nдлперекр. — Nкрперекр. — Nкол =

= N — N длперекр. — Nкрперекр. — 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 = Nдлперекр. — Nкрперекр. / 2 = (207,55+53,38) / 2 = 130,465 кН

Принимаем величину а 1 = 20 мм, а величину защитных слоев арматуры а23 = 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*103/ 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*103/ 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; — гB2 = 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 fср (коэффициент надежности по нагрузке) = 1,2.

Определяем нормативную нагрузку на основание (под подошвой фундамента) с коэффициентом надежности по нагрузке г fср = 1,2

N n = N / гfср = 1643,315/1,2 = 1369,429 кН

Определяем требуемую площадь подошвы фундамента

А фтр = Nn / (R — pср *d) = 1369,429/ (0,27−0,02*17) = 5,8 м2

Тогда требуемый размер квадратной стороны подошвы фундамента

а фтр = vАфтр = 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 = Nnф + 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*103/ 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 ств = bкол +2*7,5 = 30+15 = 45 см

Размер стакана в плане внизу а стн = 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 стст = (a1 аств ) /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* tстст — 2*h01 ) / 2 = (2400−300−150−2*325−2*250) / 2 = 0,4 м = 40 см.

Определяем требуемую рабочую высоту нижней ступени

h 01тр = Pгр *С/RBtВ2 = 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 IIII = 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 SIIII = МIIII /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 SI-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 = ASIIII = 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 S1 = AS / n = 17,7/24 = 0,74

Принимаем стержни Ш10 A-III с A S1 = 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 = афф *h1 + a1 *a1 *h2 — ((аствстн ) /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.;

Н. П. Сугробов