Проектирование 4-х этажного промышленного здания из сборных железобетонных конструкций

Проектирование 4-х этажного промышленного здания из сборных железобетонных конструкций

КУРСОВАЯ РАБОТА

по дисциплине: Железобетонные конструкции

на тему: Проектирование 4-х этажного промышленного здания из сборных железобетонных конструкций

Содержание

Задание

1. Составление разбивочной схемы

2. Разбивка осей поперек здания

3. Расчет разрезного ригеля Р - 2

4. Расчет колонны

5. Расчет и конструирование фундамента

Литература

Задание

4-х этажное здание из сборочных железобетонных конструкций с размерами в плане между внутренними стенами:

· Длина L = 38 м.

· Ширина В = 25,1 м.

· Толщина кирпичных стен = 510 мм.

· Высота этажа между отметками чистого пола h_эт= 4,2м.

^· Временная нагрузка на перекрытие V_n = 13,5кН/м²

· Расчетное сопротивление грунта R_o = 0,28 МПа.

1. Составление разбивочной схемы

Разбивка осей здания (или определение номинальной длины плиты с учетом заделки плиты в торцевые стены на глубину 120мм):

. Разбивка осей вдоль здания.

L= 38 м =38 000 мм.

Длина плиты = (L+2×120) /n= (38 000+2×120) /6 = 6373 мм (см. лист 1,2);

где: n=6 - количество пролетов в вдоль здания.

Номинальная длина плиты  = 6373 мм. Конструктивная длина плиты  = 6350 мм. (без учета шва между торцами плиты) (см. лист 3,4).

 = - а, а = 20 мм - ширина шва (10÷30).

здание железобетонная конструкция колонна

2. Разбивка осей поперек здания

При ширине В = 25,1 м, принимаем 4 пролета, при ширине плиты в пределах 1,0÷1,5 м. Принимаем в средних пролетах 4 плиты, а в крайних по 3,5.

Номинальная ширина плиты:

=В/ (3,5+4,0+4,0+3,5) =25100/15=1673 мм. (см. лист 1).

Конструктивные размеры плиты = 1660 мм. (см. лист 3,4).

. Разбивка осей здания (см. приложение лист 1 и 2).

Средние номинальные пролеты ригеля равны~ 6700 мм (лист 1,2).

 = 1673×4~ 6700 мм (см. лист 1,2).

Плиты марок П-2 и П-3 являются плитами распорками, устанавливаемые по продольным осям колонн, в них предусматриваются вырезы для пропуска колонн.

В плитах при ширине более 1,2 м устраиваются поперечные ребра жесткости.

2. Расчет прочности плиты П-1

Расчет прочности плиты перекрытия состоит из расчета полки плиты и расчета продольных ребер.

2.1 Расчет полки плиты

Для упрощения расчета полка рассчитывается как неразрезная плита, работающая в коротком направлении, опорами которой служат продольные ребра. За расчетный пролет принимаются номинальная ширина плиты = 1673 мм, за вычетом двух сечений продольных ребер = 90 мм.

 = - 2 ×  = 1673 - 180=1493 мм. (см. рис.1)

Сбор нагрузок:

Нагрузка на полку распределяется на условную ширину плиты b=1000 мм, высотой h =50 мм, т.е. в данном случае принимаем плиту шириной 1000 мм, высотой 50 мм и пролетом  =1493 мм.

Рис.1. Расчетная схема

где, q - полная расчетная нагрузка; М - пролетный изгибающий момент

(М=);

М - опорный изгибающий момент.

Полная расчетная нагрузка: q=g+V_n= 1,855+16,2 =18,055 кН/м²

Полная расчетная нагрузка на 1,0 п. м.: q=18,055×1,0= 18,055 кН/м.

Изгибающие моменты (пролетный, опорный):

М_пр= - М_оп= (q×1₀²) /12= (18,055×1,493²) /12=3,354 кН×м = 3354000 Н×мм.

Принимаем исходные данные для расчета:

R_b= R_b ×γ_b; R_bt= R_bt×γ_bl; γ_bl = 0,9 - коэффициент условия работы.

Плиту проектируем из бетона В15 с расчетными характеристиками:

R_b =8,5×0,9=7,65 МПа, R_bt= 0,75×0,9=0,675 МПа.

Рабочую арматуру для полки используем проволоку класса В500 с расчетным сопротивлением R_s=415 МПа.

При толщине полки плиты 50 мм рабочая высота сечения h_o =50-15=35 мм. (15 мм - защитный слой бетона). Определяем площадь сечения рабочей арматуры на 1 м ширины полки плиты:

α_m= M/ (R_b×b×h_o²) = 3354000/ (7,65×1000×35²) = 0,358

,358 < α_R=0,376 (см. таблицу 3)

Требуемая площадь сечения растянутой арматуры равна:

A_s= R_b × b ×  × (1 - √ (l - 2α_m)) / R_s=

7,65×1000×35× (l - √ l - 2×0,358)) / 415 = 301,4мм²

По сортаменту принимаем сварную сетку 100/100/7/7 с A_s=385 мм². Сетка раскатывается вдоль продольных ребер на всю ширину полки С-3).

Дополнительная сетка С-4 заводится в продольных ребрах на 1/8 высоты ребра (рис.2, лист 3).

Рис.2

.2 Расчет продольного ребра

Высоту продольных ребер ориентировочно принимаем из соотношения

h= (1/10÷1/15) × l=6350: 15 = 423 мм.

Полученное значение высоты округляем в большую сторону с кратностью 50 мм, но ограничиваем h ≤450 мм.

Принимаем h=450 мм.

В качестве опорных конструкций для продольных ребер плиты принимаем ригели прямоугольного сечения шириной 350 мм.

Расчетная схема - поперечное сечение в виде таврового профиля, состоящего из b_f= 1673 мм, h=450 мм, h=50 мм, b_р=90 мм, а=35 мм (рис.3).

Рис.3

Сбор нагрузок, приходящихся на два продольных ребра, b_н=1,673 м (см. стр.3).

Полная расчетная нагрузка: q = g + V = 5,60+27,11= 32,71 кН/м

За расчетную схему для продольных ребер принимаем однопролетную балку таврового сечения со свободным опиранием концов на ригели. Расчетный пролет равен расстоянию между серединами опирания ребер панели на ригели (1_н= 6373 мм, см. стр.3).

_о= 1_н-2×0,5×150= 6373 - 150=6223мм,

где, 150 мм - площадка опирания.

Усилие в двух продольных ребрах от расчетных нагрузок:

изгибающий момент:

М= 12,5×q × 1_о = 0,125×32,71×6,223² = 158,3*10⁶Н×мм

поперечная сила:

Q= 0,5×q × 1_о= 0,5×32,71×6,223 = 101,8×10³ Н

Расчетное сечение двух продольных ребер - тавровое с полкой в сжатой зоне.

Работу бетона в швах замоноличивания в запас прочности условно не учитываем, предполагая, что при неблагоприятных условиях надежная совместная работа бетона замоноличивания с продольными ребрами за счет их сцепления может быть не обеспечена. Поэтому ширина полки, вводимая в расчет при наличии поперечных ребер, принимается без учета шва между ребрами:

b'_f= b_k = 1660мм

Расчетная высота сечения:

h_o=h-a=450-35=415 м

.2.1 Расчет прочности по нормальному сечению

Проверяем условие положения границы сжатой зоны:

M_ceч= R_b× b'_f × h'_f (h₀-0,5×h'_f) = 7,65×1660×50× (415-0,5×50) =

=247,6×10⁶ кН×мм > М = 158,3*10⁶Н×мм

Следовательно, граница сжатой зоны проходит в пределах полки (x< h'_f) и элемент рассчитывается как прямоугольный с шириной полки b'_f=1660мм.

Необходимое количество продольной арматуры класса А400 при

α_m=M/ (R_b× b'_f× h_o²) = 158,3×10⁶/ (7,65× 1660 ×415²) =0,072 < 0,39,

т.е. сжатая арматура по расчету действительно не требуется

A_s= R_b×b'_f ×h₀ (1 - √ (1-2× α_m)) / R_s=

7,65×1660 ×415 (1-√ (1-2× 0,072)) /355 = 1110 мм^2.

Принимаем (по таблице 3 сортамента арматуры) 2Ø28А400

с A_s= 1232мм²>1110мм²

В каждом продольном ребре по одному диаметру 28мм класса А400.

Монтажную арматуру в каркасах продольных ребер принимаем класса А240 диаметром 10 мм с A_s= 78,5*2 157мм²= 0.00016 м²

.2.2 Расчет прочности по наклонному сечению

Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер

При Qmin =Q=101,4×10³ Н

Q=101,4×10³Н>

Q_ceч=0,5×R×b×h₀=0,5×0,675*10×0,18×0,415=25,2×10³H

Принимаем поперечную арматуру в балке класса А240 с R_sw=170 МПа, В двух плоских каркасах при диаметре стержней продольной рабочей арматуры d_s=28 мм поперечные стержни из условия технологии сварки принимаем d_w=l/3×d_s= 10мм_, при A= 2*78,7 = 157мм².

Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор - шаг хомутов S при h_o = 450-35= 415 мм: S< 1/2 h=207 мм, но не более 150мм. Принимаем шаг поперечных стержней в каркасах S=150 мм - на приопорных участках, а на средних S=300мм (0,75 h_o = 0,75*415 = 311мм).

Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями

Расчет производим из условия:

Q<Q_ceч=0,3× R_b ×b×h_0,

где Q принимается на расстоянии не менее h₀ от опоры;

,4 - 32,71*0,415 = 87,83 кН,

т.е. прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.

Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению

Площадь сечения одного хомута d_w = 10мм по сортаменту A_swt =78,5мм²; для двух хомутов A_sw= 157,0 мм. При принятом шаге хомутов S_w =150мм интенсивность хомутов составляет:

q_sw=R_sw × A_sw / s =170 ×1000*0,000157/ 0,15 = 178 кН/м

Так как q_sw= 178 кН/м> 0,25 Rb= 0,25*0,675*10×0,18=30,38 кН/м

M_b=l,5*R_bt×b×h₀²= 1,5 ×0,675*1000×0,18×0,415²=31,4 кН×м

Длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения С от опоры принимаем максимально допустимое:

С= 2 × h_o=2×415= 830 мм

Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производим по условию:

Q < Q_b+Q_Sw,

где, Q - поперечная сила в наклонном сечении;

Q_b - поперечная сила, воспринимаемая бетоном в наклонном сечении:

Q_b=M_b/С,

Q_sw - поперечная сила, воспринимаемая хомутами в наклонном сечении:

Q_sw=0,75 × q_sw × С=0,75*178*0,83=110,81 кН

Q_b = M_b / С = 31,4×10⁶/0,83= 37,83 кН

Q_b+Q_sw= 37,83+110,81=148,64 кН > Q = 101,4 кН.

Прочность наклонных сечений обеспечена.

3. Расчет разрезного ригеля Р - 2

Рис.4. Расчетная схема

_Н - номинальная длина (см. приложение лист 1,2);

_К - конструктивная длина (см. приложение лист 5,6);

_О - расчетный пролет.

Для расчета принимаем ригель как разрезной прямоугольного сечения размерами b×h = 300x650 мм.

.1 Сбор нагрузок

Расчетная нагрузка:

а) От веса перекрытия (q ×1_н) /b_н= (32,71 × 6,373) /1,673= 124,6 кН/м;

q - полная расчетная нагрузка, приходящая на 1п. м плиты (из расчета

продольного ребра).

_{н -} номинальная длина плиты;

b_н - номинальная ширина плиты;

б) от веса ригеля: 25 ×0,3 × 0,65 ×1,1 = 5,36кН/м

Суммарная нагрузка: q= 124,6+ 5,36 = 130 кН/м

Изгибающий момент:

М= (q × 1_о²) /8= (130×5,98²) /8=581,1 кН×м

Q= (q × 1_о) /2 = (130 × 5,98) /2= 388,7 кН

Для расчета принимаем:

Бетон класса В20 с R_B= 11,5 МПа, R_B= γ_в1 × R_B=0,9 × 11,5 = 10,35 МПа

R_Bt= 0,9 МПа, R_Bt= γ_Bt ×R_Bt= 0,9 × 0,9= 0,81 МПа.

γ_Bt - коэффициент условия работы - учитывает длительность действия нагрузки,.

Продольная арматура класса А400 с R_s= 355 МПа; Поперечная арматура класса А240 с R_sw= 170 МПа.

.2 Расчет прочности по нормальному сечению

h_o= h-a= 650-35=615 мм, b=300 мм

α_m=M/ (R_b × b× h_о²) =588,1×10⁶ / (10,35×300 ×615²) =0,500 > α_R=0,39

Поскольку расчетом получен α_m = 0,500 > α_R=0,39, необходимо изменить размеры ригеля и осуществить новый расчет прочности по нормальному сечению.

Для расчета принимаем ригель размерами b×h = 350x900 мм.

Сбор нагрузок

Расчетная нагрузка:

а) От веса перекрытия (q ×1_н) /b_н= (32,71 × 6,373) /1,673= 124,6 кН/м;

q - полная расчетная нагрузка, приходящая на 1п. м плиты (из расчета

продольного ребра, стр.7).

_{н -} номинальная длина плиты;

b_н - номинальная ширина плиты;

б) от веса ригеля: 25 ×0,35 × 0,9 ×1,1 = 8,66кН/м

Суммарная нагрузка: q= 124,6+ 8,66 = 133,26 кН/м

Изгибающий момент:

М= (q × 1_о²) /8= (133,26 ×5,98²) /8=595,68 кН×м

Q= (q × 1_о) /2 = (133,26 × 5,98) /2= 398,45 кН

Для расчета принимаем:

Бетон класса В20 с R_B= 11,5 МПа, R_B= γ_в1 × R_B=0,9 × 11,5 = 10,35 МПа

R_Bt= 0,9 МПа, R_Bt= γ_Bt ×R_Bt= 0,9 × 0,9= 0,81 МПа.

γ_Bt - коэффициент условия работы - учитывает длительность действия нагрузки,.

Продольная арматура класса А400 с R_s= 355 МПа; Поперечная арматура класса А240 с R_sw= 170 МПа.

.2 Расчет прочности по нормальному сечению

h_o= h-a= 900-35=865 мм, b=350 мм

α_m=M/ (R_b × b× h_о²) = 595,68×10⁶ / (10,35×350 ×865²) = 0,22 < α_R=0,39

A_s= R_b × b×h₀ (1 - √ (l-2×α_m)) /R_s= 10,35×350×865 (l-√ (1-2×0,22)) /355= 2221мм²

По сортаменту принимаем 6 Ø 22 А400 с A_s= 2281мм², d_s= 22 мм, (лист 6,7).

М= A_s/ А_ь= 2281/350 × 865= 0,0075= 0,75% > M_smin=0,l%

.3 Расчет прочности по наклонному сечению

В наклонном сечении действует поперечная сила Q = 398,45 кН (см. стр.10). Условие прочности:

Q < Q_b+Q_sw

Принимаем диаметр хомутов в сечении. Диаметр одного d_w= 1/3 d_s= 1/3×22= 7,3 мм, d_w= 8,0 мм с A_sw= 50,3 мм².

В сечении располагается три хомута с A_sw= 151 мм².

1) Шаг хомутов, учитываемых в расчете, не должен превышать S_w,_max= R_bt ×b × h_o²/Q= 0,81 × 350×865^2/398,45×10³= 532мм

Принимаем шаг хомутов S= 150 мм.

q_sw= (R_sw ×A_sw) / S= (170*1000×0,000151) /0,15= 171 кН/м

Так как q_sw= 171кН/м> 0,25 Rb= 0,25*0,675*10×0,35=59 кН/м

М_в= 1,5 R_bt × b × h_o= 1,5×0,81×0,35×0,865²= 318,2 кН×м

Длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения С от опоры принимаем максимально допустимое:

С= =1,21м, но не более

h_o=3×865= 2595мм. Принимаем С =1,21м.

Q_в= M_в /С = 318,2/1,21 = 263кН,

Q_sw= 0,75×q_sw×С= 0,75×171×1,21= 188кН

Q_B+ Q_sw= 188 + 263 = 451кН > Q = 398,45 кН.

Прочность по наклонному сечению достаточна.

. Расчет колонны

Исходные данные для расчета

Принимаем к расчету наиболее нагруженную колонну среднего ряда. Расчет прочности колонны производим в наиболее нагруженном сечении - у обреза фундамента.

Нагрузку на колонну с учетом ее веса определяем от опирающихся на нее ригелей трех вышележащих межэтажных перекрытий.

При этом неразрезность ригеля условно не учитывается. Поскольку усилия в ригеле определены без учета влияния жесткости колонны, то в качестве расчетной схемы колонны условно принимаем сжатую стойку со случайным эксцентриситетом, защемленную в уровне обреза фундамента и шарнирно закрепленную в уровне середины высоты ригеля.

Расчетная длина колонны первого этажа:

₀= μ×l=1× (h_эт+ 0,7-h_а-0,5 × h_p) = 1 × (4,2+0,7-0,45-0,9 × 0,5) = 4,0 м

где:

μ=1 - коэффициент закрепления опор колонны;

h_эт - высота этажа по заданию;

,7 м - расстояние от обреза фундамента до уровня чистого пола;

h_а - высота плиты;

h_p - высота сечения ригеля.

Принимаем колонну сечением 400 × 400 мм.

h_col х b_col=400 × 400 мм, а = 40 мм, h_о =360 мм.

Бетон класса В25 с R_B=0,9 × 14,5=13,05 МПа. Арматура класса А400 с R_s =355МПа. Хомуты из стержней класса В500 с R_sw =300 МПа.

Расчетная нагрузка на колонну в уровне обреза фундамента:

N= q × l_ср × n + G_col= 130 × 6,7 ×3 + 58,52 = 2672 кН,

где, q - расчетная нагрузка при расчете ригеля;

l_ср - расстояние между осями 2-3;

n = 3 - число перекрытий; G_col - собственный вес колонны.

G_col = γ×h²_col × γ_f× (h_эт × n +0,7) = 25 × 0,4²×1,1 × (4.2 ×3+0,7) = 58,52 к

Расчет и конструирование. Расчетная формула колонны на центральное сжатие со случайным эксцентриситетом:

N< φ× (R_b ×h_col,²+R_sc × A_sc),

где: φ - коэффициент продольного изгиба, принимаемый в зависимости от гибкости элемента.

Задаемся φ = 0,9, λ= lо/ h_col =4000/400= 10

Сечение арматуры колонны определяется по нижеприведенной формуле:

A_sc= ( (N/φ) - R_B × h²_col) / R_sc= ( (2672 ×/0,9) - 13,05*10³×0,16) /355* 10³ = 2279 мм ²

μ = A_sc / h_col ×h₀=2279/400×360 = 0,016 ≈0

Из расчета следует, что при данном сечении колонны арматура не требуется, а назначается по конструктивным требованиям.

М s min = 0.2% при 10< l0/ h <25,A_s= М s min ×h_col × h0 _col =0,002×400×360=288 мм²₀=400-40=360 мм, 4Ø10 с A_s =314 мм,

однако:

в соответствии с п.5.17 [2] диаметр продольных стержней должен быть не менее 16 мм.

Принимаем 4Ø16А400 с A_s =804 мм² (лист 9). Хомуты принимаем диаметром 5 мм класса А500 с шагом 20*16 мм:

S_w=20×16=320 мм (лист 9).

Расчет консоли колонны

Рис.5.

Принимаем ширину консоли равной ширине колонны h_col =400 мм. Бетон класса В25. Арматура класса А400 и А240. Наибольшая нагрузка на консоль колонны Q= 398 кН (опорная реакция ригеля).

При классе бетона колонны В25 необходимую длину опирания ригеля на консоль колонны определяем из условия обеспечения прочности ригеля на местное сжатие (смятие) при классе бетона в ригеле В20 с R_b= 10,35 МПа, R_bt= 0,81 МПа и ширине ригеля b _р= 350 мм.

Минимальный вынос консоли с учетом зазора между колонной и торцом ригеля 60 мм, в соответствии с типовым решением в проектах многоэтажных зданий каркасного типа l = 250 мм и высоту консоли ригеля h = 400 мм фактическая длина площадки опирания ригеля и консоли колонны под концом ригеля.

L _sup,t= 250 - 60= 190 мм.

Напряжение смятия в бетоне ригеля и консоли колонны под концом ригеля:

G_b= Q/ (l_sup,f × b_p) = 398×10³/ (190 ×350) = 6 МПа < R_b= 10,35 МПа.

Следовательно, прочность бетона на смятие обеспечена. Высота у свободного края:

h_кр= h-l ×tg 45°= 400-250 × 1= 150 мм > h/3=400/3=133 мм.

h_o= 400-35=365 мм.

Прочность консоли по наклонному сечению:

Прочность обеспечена.

Расчет армирования консоли

Рис.6.

Изгибающий момент у грани колонны:

M=Q ×С=398×10³×155=61690×10³ Н×мм,

где, С=60+0,5×l_sup= 60+0,5×190=155 мм.

A_s= М / (0,9 × R_s ×b × h_o) = 61690×10³/ (0,9 × 355×400 ×365) = 1,32 мм²

т.е. продольная арматура в консоли не требуется. Принимаем армирование по конструктивным требованиям.

A_smin= μ_min в h_o=0,002 × 400×365=292 мм²

Выбираем по таблице сортамента арматуру из двух диаметров 14 мм класса А400. Консоль армируем горизонтальными хомутами, при h=400 мм шаг принимаем h/4=100 мм из арматуры Ø6 мм, установленными в двух плоскостях.

5. Расчет и конструирование фундамента

Исходные данные для расчета

Фундаменты под колонну проектируем столбчатым, ступенчатым, прямоугольным в плане. Глубина заложения подошвы от уровня пола Н=1500 мм принимаем из условия глубины промерзания.

Расчетная нагрузка, передаваемая от колонны, N=2672 кН.

Условное расчетное сопротивление грунта в уровне подошвы фундамента по заданию: R_о=0,28 МПа =280 кН/м².

Бетон класса В15; R_b=8,5 МПа; R_bt =0,9×0,75 =0,675 МПа.

Арматура класса А400; R_s=355 МПа.

Усредненная плотность тела фундамента и грунта на его ступенях:

γ_m=20 кН/м³=2т/м³.

Определение площади подошвы фундамента

Расчетная нагрузка на фундамент при расчете по первой группе предельных состояний с учетом коэффициента надежности по ответственности

N=2672*0,95=2538кН

При расчете по второй группе предельных состояний

N

где  - усредненный коэффициент надежности по нагрузке.

Размеры подошвы фундамента определяем по формуле:

A= N/ (R - γ_m× H) = 2169 / (0,28*1000-20 × 1,5) = 8,7м^2,Н - глубина заложения фундамента.

Форму подошвы фундамента принимаем квадратной, размерами сторон кратными 0,2 м.

а = b = √А = 2,95 м, принимаем а = b = 3,0 м.

Вес фундамента и грунта на выступах:

N_ф= а × b × Н × γ_m × γ_f = 3,0 ²×1,5 ×20 × 1,2=369 кН.

Фактическое расчетное давление в уровне подошвы фундамента:

Р_ф= (N + N_ф) / а × b= (2538 + 369) / (3,2²) = 318кН/м² < R = 280 кН/м²

габаритные размеры подошвы не удовлетворяют условию прочности грунта. Принимаем а = b = 3,4 м.

Вес фундамента и грунта на выступах:

N_ф= а × b × Н × γ_m × γ_f=3,4 ²×1,5 ×20 × 1,2=416 кН.

Фактическое расчетное давление в уровне подошвы фундамента:

Р_ф= (N + N_ф) / а × b= (2538 + 416) / (3,4²) = 256кН/м² < R = 280 кН/м²

габаритные размеры подошвы удовлетворяют условию прочности грунта.

Определение высоты фундамента

Рабочую высоту фундамента определяем из условия его работы на продавливание, которое происходит по поверхности усеченной пирамиды, боковые стороны которой наклонены к горизонту под углом 45° (1-е условие):

) h₀=-0,5b_col +¹/₂√N/ (R_bt+P_ф) =

= - ( (0.5*0.4) +¹/₂√2538/ (0,675*1000+256) = 0,625 м, принимаем 650 см.

Высота фундамента также зависит от конструктивных условий, которые должны обеспечить жесткую заделку:

2) колонны: h_o= h_col +250= 400+250=650мм;

3) анкеровку ее продольной арматуры: h_o=20×d_s+250=20×16+250=570 мм;

d_s=20 мм - продольная арматура колонны;

мм - высота подколонной части фундамента.

Принимаем h_o= 750 мм.

h=h_o+a=750+50=800 мм

Фундамент выполняем двухступенчатым, полная высота фундамента стаканного типа h=800мм, высота каждой ступени 400 мм с толщиной защитного слоя =40мм при наличии бетонной подготовки в основании и предполагаемом диаметре стержней арматуры d=20мм.

Расчетная высота фундамента:

h800-40-1,5*20= 730мм=0,73м.

Расчетная высота нижней ступени:

h=h400-40-1,5*20=330мм= 0,33м

Профиль уступов конструируем таким образом, чтобы их внутренний угол не пересекал линию естественного давления бетона, наклоненную под углом 45°.

Проверка прочности нижней ступени против продавливания

Продавливающая сила принимается за вычетом нагрузок, приложенных к противоположной грани плиты в пределах площади с размерами, превышающими размеры площадки опирания на h_O2 во всех направлениях:

F_н=N-Р_ф×А_н= N - Р_ф × (b₁+2 × h) ²= 2538 - 256× (1,4+2×0,33) ²=1452кН.

Периметр контура расчетного поперечного сечения пирамиды продавливания на расстоянии 0,5 h_O2 от границы площадки опирания верхней ступени фундамента:

U_H=4 × (b₁+0,5 × h_O2+O,5 × h_O2) =4 × (1,4+0,5 ×0,33+0,5 ×0,33) =6,92 м

При: R_bt ×U_H × h_O2= 0,675*1000×6,92×0,33 =1541кН > F_H= 1452кН,

т.е. прочность нижней ступени против продавливания обеспечена.

Расчет армирования подошвы фундамента

Арматуру подошвы фундаментов рассчитываем из условия его работы на изгиб консольного элемента от реактивного давления грунта:

Р_ф= 256 кН/м²

Изгибающие моменты от реактивного давления грунта в сечениях по граням колонны и уступов фундамента

M_II = 0,125 × Р_ф×А × (В-b_l) ²=0,125×256×3,4× (3,4-l,4) ²= 435 кН×м.

Необходимая площадь продольной арматуры класса А400 у подошвы фундамента в продольном и поперечном направлениях определяется по приблизительной формуле:

А_з1= М _I-I /0,9 × R_s × h₀₁=979×10⁶/0,9 ×355 × 730=4155мм²

A_s2= M_II-II /0,9 × R_s×h_O2= 435× 10⁶/0,9 ×355 ×330= 4125мм²

Принимаем сварную сетку из стержней диаметром 18 мм с шагом 200 мм в обоих направлениях

Ø18А400 с A_s= 254,5 × 17=4326,5мм² > A_s= 4155мм^2.

Литература

1.       СНиП 52-01-2003. - Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения М. 2004 г.

2.       СП 52-101-2003. - Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. М. 2004 г.

.        Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения (КСП 52-101-2003), НИИЖБ, М. 2005 г.

.        СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. М. 2004 г.