Главный фасад здания выполнен облицовкой композитными панелями. Со всех сторон магазин окружен цветником.

Цветник - это особое место для размещения различных декоративных растений. Он способен акцентировать внимание на главном здании. Формируя цветники-миксбордеры, учитываются продолжительность жизни цветов (с весны до заморозков), совпадение периодов их цветения, внешние качества: цвет, высота, форма. В результате, миксбордер цветет непрерывно в течение длительного времени, по всей площади насаждений. Украшая миксбордер бордюром, мы получаем необычный по виду цветочный бордюр, а также отдельный яркий элемент ландшафтного дизайна.

3 Расчетно-конструктивная часть

3.1 Расчет сборной железобетонной колонны.

Задание для проектирования: Рассчитать колонну среднего ряда общественного двухэтажного трехпролётного здания при случайных эксцентриситетах (е0а). Высота этажа - 3,3 м. Сетка колонн - 6х6 м. Верх фундамента заглублен ниже отметки пола на 0,3 м. Конструктивно здание решено с полным каркасом, ветровая нагрузка воспринимается каркасом здания. Ригели опираются на консоли колонн.

Класс бетона по прочности на сжатие колонн принимается В30. Продольная арматура класса А-III, хомуты класса А-I. По назначению здание относится ко второму классу. Принимаем gn=0,95.

Таблица 3.1 Сбор нагрузок на 1м2 покрытия

Вид нагрузки Расчет Нормативная γf Расчетная
1 Постоянная
1.1 от веса поликрова 0,002*50*10 0,5 1,2 0,6
1.2 от веса цем.-песч. стяжки 0,025*1800*10 500 1,2 600
1.3 от веса асбестоцементых листов 0,005*600*10 900 1,3 1170
1.4 от веса минераловатных матов 0,3*300*10 0,5 1,2 0,6
1.5 от веса пароизоляции Изоспан-D 0,001*50*10
1.6 от веса Железобетонной плиты 0,12*2500*10 3000 1,1 3300
Итого: 4401 5071,2
2. Временная 3200*0,7 2240 3200
Итого: 2240 3200
Всего 6641 8371,2

Таблица 3.2 Сбор нагрузок на 1м2 перекрытия

Вид нагрузки Расчет Нормативная γf Расчетная
1 Постоянная
1.1 от веса керамической плитки 0,015*2700*10 405 1,2 486
1.2 от веса цементно-песчаного р-ра 0,03*1800*10 540 1,3 702
1.3 от веса г/и Бикрост 0,015*100*10 15 1,2 18
1.4 от веса цементно-песчаного р-ра 0,02*1800*10 360 1,3 468
1.5 от веса утеплителя Rocwool 0,02*200*10 40 1,2 48
1.6 от веса железобетонной плиты 0,12*2500*10 3000 1,1 3300
Итого: 4360 5022
2. Временная 1500 1500 1,3 1950
Итого: 1500 1950
Всего: 5860 6972

2.1 Определение нагрузок и усилий.

Грузовая площадь от покрытий и перекрытий при сетке колонн 6х6 м равна 36 м2. Подсчет нагрузок сведен в табл. 2.1. Площадь сечения ригеля принята Ар=0,19 м2. Вес ригеля на 1 м длины составит:


где п - шаг ригеля, м

Рисунок 2.1 Сетка колонн

Сечение колонн предварительно принимаем bc х hc = 30х30 см. Расчетная длина колонн во втором этаже равна высоте этажа l0=Hf=3,3 м, а для первого этажа с учетом некоторого защемления колонны в фундамент l0=H1=(3,3+1,55)=4,85 м.

Собственный расчетный вес колонн на один этаж:

во втором этаже

Gc = bc·hc·Hf·r·gf = 0,3х0,3х3,3х25х1,1 = 8,17 кН

в первом этаже

Gc = 0,3х0,3х(3,3+1,55)х25х1,1 = 12003,8 кН

Подсчет расчетной нагрузки на колонну сведен в табл. 2.2

Расчет нагрузки от покрытия и перекрытия выполняем умножением их по таблице 2.1 на грузовую площадь Ас = 36 м 2, с которой нагрузка передается на одну колонну:

Nc = (g + p)·Ас

В таблице 2.2 все нагрузки по этажам приведены нарастающим итогом последовательным суммированием сверху вниз.

За расчетное сечение колонн по этажам принимаем сечения в уровне чистого пола, а для пола первого этажа - в уровне отметки верха фундамента.

Схема загружения колонны показана на рисунке 2.2


Этаж Нагрузка от покрытия и перекрытия, кН Собствен-ный вес колонн, кН Расчетная суммарная нагрузка, кН
длительная кратко-временная длительная кратко-временная полная
3 (5071,2+1600)*36+112=240275,2 3200*36=115200 373,1 240275,2+373,1=240648,3 115200 240648,3+115200=355848,3
2 240275,2+(5022+840)*36+31350=482657,2 115200+2400*36=201600 373,1+8167,5=8540,6 482657,2+8540,6=491197,8 201600 491197,8+201600=692797,8
1 482657,2+(5022+840)*36+31350=725039,2 201600+2400*36=288000 8540,6+12003,8=20544,4 725039,2+20544,4=745583,6 288000 745583,6+288000=1033583,6

Таблица 2.2 Подсчет расчетной нагрузки на колонну



Рисунок 2.2 Схема загружения колонны среднего ряда

2.2 Расчет колонны первого этажа

Усилия по табл. 2.2 с учетом gn=0,95 составят: N1=1033583,6х0,95 =981904,4Н,

Nld=508,98х0,95 = 484 кН, сечение колонны

bc x hc = 30х30 см,

бетон класса В30, Rb=17 МПа, арматура из стали класса А-III, Rsc=365 МПа, gb2=0,9.

Предварительно вычисляем отношение Nld/N1 = 708304,4\981904,4=0,72;

гибкость колонны l= l0/hc =2,66/0,3=8,9>4 ,

следовательно, необходимо учитывать прогиб колонны;

эксцентриситет ea=hc/30=30/30 = 1 см,

а также не менее l/600=266/600 = 0,44см;

принимаем большее значение ea=1 см;

расчетная длина колонны l=266 см < 20·hc = 20х30 = 600 см,

значит расчет продольной арматуры выполняем по формуле (2.95) [2].

Задаемся процентом армирования m = 1% (коэффициент m = 0,01) и вычисляем

При Nld /N1 = 0,72 и l = l0 /lc = 8,9 по таблице 2.15 [2] коэффициент jb = 0,9 и, полагая, что Ams<1,3(As+As)·jr = 0,915, а коэффициент j по формуле (2.94) [2] j = jb + 2(jr - jb ) a1 = 0,9+2·(0,915-0,9)·0,239= = 0,907 < jr = 0,915; требуемая площадь сечения продольной арматуры определяем по формуле (2.95) [2]:

Принимаем конструктивно 4Æ16 А-III; SАs = 8,04 см2; m = (8,04/900)·100 = 0,89%, что ненамного меньше ранее принятого m = 1%.

Фактическую несущую способность сечения колонны определяем по формуле (2.93) [2]:

Nfc = hj(Rb gb2 A + SAs Rsc ) = 1 ,0,9 (17 ,10 6 , 0,9 ,0,09 +

+ 8,04 ,365 ,10 2) = 1 503 414 H = 1503 кН > N1 = 499 кН

Несущая способность сечения достаточна.


Поперечную арматуру принимаем диаметром 8 мм класса А-I шагом 250 мм < 20d1 = 20 ,16 = 320 мм и меньше hc = 30 см. Армирование колонны первого этажа показано на рисунке 2.3

Рисунок 2.3 Армирование колонны первого этажа

2.3 Расчет консоли колонны


Рисунок 2.4 Схема работы консоли МН-1

Консоль колонны МН-1 принята прямоугольного сечения размером 150 х 150 мм. Ее арматура представляет собой две двутавровые балочки, поясами которых являются стержни. Стойки выполнены из листовой стали. Из-за большого насыщения металлом, консоль рассчитываем не как железобетонную балку, а как металлическую. Так как стенки сквозные и у грани колонны обрываются, в работе сечения не участвуют, и изгибающий момент в сечении будет восприниматься только стержнями консоли.

Расчетные данные:

Бетон класса В30, арматура класса А-III, ширина консоли равна ширине колонны bк = 30 см.

Максимальная расчетная реакция от ригеля перекрытия при gn = 0,95 составляет:

где l0 = 6000 - 300 - 150 = 5,55 м - расчетная длина ригеля.

Расстояние от точки приложения Q до грани колонны

а = 15/2 = 7,5 см

Плечо внутренней пары сил Ns Ns (рисунок 2.5)

z = hk - hз.c. - dпл. - d1 /2 - d2 /2- dкоротыша =


= 150 - 12 - 10 - 25/2 - 20/2 - 12 = 9,35 см

Момент, возникающий на консоли:

Мизг = 1,25 ,Q ,а = 1,25 ,121,21 ,0,075 = 11,36 кН ,м

Требуемая площадь поясов:


Принимаем типовую консоль, в которой верхние стержни 2Æ25 Аs=9,82 см 2, нижние стержни 2Æ20 Аs=6,28 см 2. Толщина листа для стенки принята конструктивно 10 мм. Между собой балочки соединяем поверху закладными пластинами консоли размерами 140х60, понизу - коротышами.

Рисунок 2.6 Консоль МН-1

3 Расчет сборного центрально-нагруженного фундамента

Задание для проектирования: Проверить геометрические размеры фундамента и заармировать его. Бетон фундамента класса В15, арматура нижней стенки из стали класса А-II, конструктивная арматура класса А-I, условное расчетное сопротивление основания (песок крупный) R0 = 0,5 МПа. Глубина заложения фундамента Н1 = 1,25 м. Средний удельный вес фундамента и грунта на его уступах gmf= 20 кН/м3.

Решение. Расчетные характеристики материалов: для бетона класса В15, Rb = 8,5 MПа; Rbt = 0,75 МПа, gb2 = 0,9; для арматуры класса А-II Rs = 280 МПа.

Расчетная нагрузка на фундамент от колонны первого этажа с учетом gп = 0,95, N1 = 499 кН. Сечение колонны 30х30 см. Определяем нормативную нагрузку на фундамент по формуле

где gf - средний коэффициент надежности по нагрузке (1,15 ¸ 1,2).

Требуемая площадь фундамента

Размеры сторон квадратного фундамента в плане

принимаем размеры подошвы фундамента 1,5х1,5 м Аf=2,25 м 2.

Определяем высоту фундамента. Вычисляем наименьшую высоту фундамента из условия продавливания его колонной по поверхности пирамиды при действии расчетной нагрузки. Используем приближенную формулу

где psf = N1 /Af = 499/2,25 = 221,8 кН/м 2 - напряжение в основании фундамента от расчетной нагрузки; Rbt = 0,75 МПа = 0,75 ,10 3 кН/м 2.

Полная минимальная высота фундамента

Hf, min = h0 + ab = 52 + 4 = 56 см,

где ab = 4 см - толщина защитного слоя бетона.

Высота фундамента из условий заделки колонны в зависимости от размеров ее сечения

H = 1,5hc + 25 = 1,5 ,30 + 25 = 70 см

Из конструктивных соображений, учитывая необходимость надежно заанкерить стержни продольной арматуры при жесткой заделке колонны в фундаменте, высоту фундамента рекомендуется также принимать равной не менее

Hf ³ hgf + 20 = 73 см

где hgf - глубина стакана фундамента, равная 30d1 +d = = 30 ,1,6 + 5 = 53 см; d1 - диаметр продольных стержней колонны; d = 5 см - зазор между торцом колонны и дном стакана.

Принимаем высоту фундамента Hf = 75, число ступеней - одна.

Минимальную рабочую высоту одной ступени определяем по формуле

Конструктивно принимаем h1 = 25 см, h01 = 25 - 4 = = 21 см.

Проверяем прочность фундамента на продавливание по поверхности пирамиды, ограниченной плоскостями, проведенными под углом 45 0 к боковым граням колонны, по формуле 107 [1]:

F £ a Rbt h0 um

где F - продавливающая сила, Н

F = N1 - A0fp psf = 499 ,10 3-2,96 , 221,8 ,10 3 =-157,5 кН

A0fp = (hc + 2h0 ) 2 = (30 + 2 ,71) 2 = 29,58 ,10 3 см 2 = 2,96 м 2 - площадь основания пирамиды продавливания при квадратных в плане колонне и фундаменте; um - среднее арифметическое между параметрами верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания в пределах полезной высоты фундамента h0 , равное: um = 4(hc + h0 ) = 4·(30 + 71) = 404 см.

Так как пирамида продавливания не вписывается в фундамент, то увеличиваем размеры подошвы фундамента.

Принимаем размеры подошвы фундамента 1,8х1,8 м; Аf = 3,24 м 2.

Вычисляем напряжение в основании фундамента:

psf = N1 /Af = 499/3,24 = 154 кН/м 2

Проверяем прочность фундамента на продавливание:

F = 499 ,10 3 - 2,96 ,154 ,10 3 = 43,16 кН;

F = 43,16 кH < 1 ,0,75 ,10 6 ,0,71 ,4,04 = 2151,3 кH,

условие против продавливания удовлетворяется.

При подсчете арматуры для фундамента за расчетные принимаем изгибающие моменты по сечениям 1-1 и 2-2:

МI = 0,125 psf (а - а1 ) 2 b = 0,125 ,154 ,(1,8 - 0,9) 2 ,1,8 = = 28 кН ,м

МII = 0,125 psf (а - hc ) 2 b = 0,125 ,154 ,(1,8 - 0,3) 2 ,1,8 = = 77,96 кН ,м

Подсчет потребного количества арматуры в разных сечениях фундамента в одном направлении:

AsI = МI /0,9 ,h01 ,Rs =28000/0,9 ,0,21 ,280 ,106= 5,29 см2

AsII = МII /0,9 ,h02 ,Rs =77960/0,9 ,0,71 ,280 ,106= 4,36 см2

Принимаем сетку С-1 из 10Æ10 А-II с Аs = 7,86 см 2 по сечению 1-1 с ячейками 20х20 см в одном направлении. Верхнюю горизонтальную сетку С-2 принимаем конструктивно из арматуры Æ8 А-I и устанавливаем через 150 мм по высоте, расположение сеток фиксируем вертикальными стержнями Æ8 А-I.


а)

в)

Рисунок 3.1 а) конструкция центрально-нагруженного фундамента; б) арматурная сетка С-1; в) арматурная сетка С-2





Дата: 2016-10-02, просмотров: 35.