Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий

Размещено на http://www.allbest.ru/

Министерство образование и науки Российской Федерации

Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение высшего профессионального образования

"Томский государственный архитектурно-строительный университет"

(ТГАСУ)

Факультет строительный

Кафедра "Железобетонные и каменные конструкции"

ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

к курсовому проекту

на тему: "Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий"

Томск - 2015

СОДЕРЖАНИЕ

1. Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок

2. Проектирование сегментной фермы

3. Проектирование колонны

4. Конструирование продольной и поперечной арматуры в колонне и расчёт подкрановой консоли

5. Расчет и проектирование монолитного внецентренно нагруженного фундамента под колонну

Список литературы



1. КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ И ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК

Компоновку поперечной рамы производим в соответствии с требованиями типизации конструктивных схем одноэтажных промышленных зданий. Находим высоту надкрановой части колонн, принимая высоту подкрановой балки 0,8 м (по приложению XII) [1], а кранового пути 0,15 м с учетом минимального габарита приближения крана к стропильной конструкции 0,1 м и высоты моста крана грузоподъемностью 32/5 т.

Нк = 2,75 м (см. приложение XV) [1]:

H₂ >2,75+ 0,8 + 0,15 + 0,1 = 3,8 м

С учетом унификации размеров колонн серии 1.424.1 (приложение V) [1] назначаем Н ₂ = 3,9 м. Высоту подкрановой части колонн определяем по заданной высоте до низа стропильной конструкции 10,8 м и отметки обреза фундамента - 0,150 м при Н ₂ = 3,9 м:

Н ₁ = 10,8 ? 3,9 + 0,15 = 7,05 м.

Расстояние от верха колонны до уровня головки подкранового рельса соответственно будет равно у = 3,9-0,8 ? 0,15 = 2,95 м.

Для назначения размеров сечений колонн по условию предельной гибкости вычислим их расчетные длины в соответствии с требованиями таблицы IV.9 приложения IV [1]. Результаты представлены в таблице 1.1.

Таблица 1.1. Расчётные длины колонн(l₀)

Часть колонны	При расчёте в плоскости поперечной рамы	В перпендикулярном направлении
	При учёте нагрузок от крана	Без учёта нагрузок от крана
Подкрановая H1 = 7,05 м	1,5H1 = 1,5*7,05 = 10,575 м	1,2(H1+H2)=1,2(7,05+3,9)= =13,14м	0,8H1 = 5,64 м
Надкрановая H2 = 3,9 м	2H2 = 2*3,9 = 7,8 м	2,5H2 = 9,75 м	1,5H2 = 5,85 м

Согласно требованиям п.10.2.2 [5], размеры сечений внецентренно сжатых колонн должны приниматься так, чтобы их гибкость l₀/r (l₀/h) в любом направлении, как правило, не превышала 120 (35). Следовательно, по условию максимальной гибкости высота сечения подкрановой части колонн должна быть не менее 13,14/35 = 0,375 м, а надкрановой Ї 9,75/35 = 0,278 м.

С учетом требований унификации принимаем поперечные сечения крайних и средних колонн в надкрановой части 400Ч600 мм. В подкрановой части для крайних колонн назначаем сечение 400Ч700 мм, а для средней - 400Ч800 мм. В этом случае удовлетворяются требования по гибкости и рекомендации по назначению высоты сечения подкрановой части колонны в пределах (1/10... 1/14) Н 1 =(1/10... 1/14) 7,05 = 0,705... 0,502 м.

В соответствии с таблицей габаритов колонн (приложение V) [1] и назначенными размерами поперечных сечений принимаем для колонн крайнего ряда по оси А номер типа опалубки 4, а для колонн среднего ряда по оси Б номер типа опалубки 9.

Стропильную конструкцию по заданию принимаем в виде сегментной фермы типа ФС-18.

По приложению VI [1] назначаем марку фермы ФС 18 III с номером типа опалубочной формы 3 с максимальной высотой в середине пролета 2,725 м (объем бетона 3,11 м ³).

По приложению XI [1] назначаем тип плит покрытия размером 3Ч6 м (номер типа опалубочной формы 1, высота ребра 300 мм, приведенная толщина с учетом заливки швов бетоном 65,5 мм).

Толщина кровли (по заданию тип 1) согласно приложению XIII [1] составляет 170 мм.

По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей.

В соответствии с приложением XIV [1] принимаем панели из ячеистого бетона марки по плотности D800 толщиной 200 мм. Размеры остекления назначаем по приложению XIV [1] с учетом грузоподъемности мостовых кранов.

Определяем постоянные и временные нагрузки на поперечную раму. Постоянные нагрузки. Распределенные по поверхности нагрузки от веса конструкции покрытия заданного типа приведены в таблице 1.2. С учетом шага колонн в продольном направлении 6 м и коэффициента надежности по назначению здания г_n= 0,95 (класс ответственности II) расчетная постоянная нагрузка на 1 м ригеля рамы будет равна:

G = 4,205·6,0·0,95 = 23,96 кН/м.



Таблица 1.2. Постоянная нагрузка от 1 м² покрытия

Элементы кровли	Нормативная нагрузка, кН/м 2	Коэффициент надёжности по нагрузке, гf	Расчётная нагрузка, кН/м 2
Кровля:
Слой гравия, втопленный в битум	0,16	1,3	0,208
Гидроизоляционный ковёр - 2 слоя "Унифлекс"	0,09	1,3	0,117
Цементная стяжка(д = 20 мм, с = 18 кН/м 3)	0,36	1,3	0,468
Утеплитель - керамзит(д = 120 мм, с = 5,0 кН/м 3)	0,60	1,3	0,78
Пароизоляция -1 слой "Бикроэласт"	0,03	1,3	0,039
Ребристые плиты покрытия 3х 6 м с учётом заливки швов (д = 65,5 мм; с = 25 кН/м 3)	1,638	1,1	1,802
Ферма (Vb = 3,11 м 3, пролёт 18 м, шаг колонн 6 м) 3,11*25/(18*6) = 0,719 кН/м 2	0,719	1,1	0,791
Итого:			4,205

Нормативная нагрузка от 1 м² стеновых панелей из пористого заполнителя марки D800 при толщине 200 мм составит 8,8·0,20 = 1,76 кН/м², где 8,8 кН/м³ - плотность ячеистого бетона, определяемая согласно п. 2.13 [15]. проектирование ферма колонна арматура

Нормативная нагрузка от 1 м² остекления в соответствии с приложением XIV [1] равна 0,5 кН/м ².

Расчетные нагрузки от стен и остекления оконных переплетов:

-на участке между отметками 12,6 и 10,2:

G₁ = 2,4·6,0·1,76·1,1·0,95 = 26,48 кН;

-на участке между отметками 10,2 и 6,6:

G₂ = (1,2·6,0·1,76 + 2,4·6,0·0,5)1,1·0,95= 20,76 кН;

-на участке между отметками 6,6 и 0,0:

G₃ = (1,2·6,0·1,76+ 5,4·6,0·0,5)1,1·0,95 = 30,17 кН.

Расчетные нагрузки от собственного веса колонн.

Колонна по оси А:

- подкрановая часть с консолью:

G₄₁ = (0,7·7,05 + 0,6·0,6 + 0,5·0,6·0,6)0,4 · 25· 1,1 · 0,95 = 57,21 кН;

- надкрановая часть:

G₄₂ = 0,4 · 0,6 · 3,9 ·25 ·1,1· 0,95 = 24,45 кН;

- итого:

G₄ = G₄₁ + G₄₂ = 57,21 + 24,45 = 81,66 кН;

Колонна по оси Б:

- подкрановая часть с консолями:

G₅₁ =(0,8·7,05 + 2·0,6 · 0,65 + 0,65·0,65)0,4 ·25· 1,1· 0,95 = 71,5 кН;

- надкрановая часть:

G₅₂ = 0,4·0,6·3,9·25·1,1·0,95= 24,45 кН;

- итого:

G₅ = G₅₁ + G₅₂= 71,5+ 24,45 = 95,95 кН

Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановых балок (по приложению XII) [1] и кранового пути (1,5 кН/м) будет равна:

G₆ = (35 + 1,5·6,0)1,1·0,95 = 46 кН.

Временные нагрузки. Снеговая нагрузка для расчета поперечной рамы принимается равномерно распределенной во всех пролетах здания.

Нормативное значение снеговой нагрузки на 1 м² покрытия определяем по формуле (10.1) [12]:

S₀ = 0,7c_ec_tмS_g= 0,7?1?1,0?1,0?2,4= 1,68 кН/м²,

где с_е= 1 - коэффициент, учитывающий снос снега от ветра, принят по формуле (10.4) [12];

с_t= 1,0 - термический коэффициент, принят по формуле (10.6) [12];

м = 1,0 - коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке, принят в соответствии с п. 10.2 [12];

S_g= 2,4 кПа - вес снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности земли для г. Самары (IV снеговой район) в соответствии с таблицей 10.1 [12].

Расчетное значение снеговой нагрузки будет равно:

S = S₀г_f= 1,68?1,4 = 2,352 кН/м²,

где г_f= 1,4 - коэффициент надежности по снеговой нагрузке согласно п. 10.12 [12].

При этом длительная составляющая будет равна 0,7·2,352 = 1,646 кН/м²,

где коэффициент 0,7 принят по п. 10.11 [12].

Тогда расчетная нагрузка от снега на 1 м ригеля рамы с учетом шага колонн в продольном направлении и класса ответственности здания будет равна:

Р_sn= 2,352 · 6,0 · 0,95 = 13,41 кН/м.

Длительно действующая часть снеговой нагрузки составит:

P_sn,l = 1,646 · 6,0 · 0,95 = 9,38 кН/м.

Крановые нагрузки. По приложению XV [1] находим габариты и нагрузки от мостовых кранов грузоподъемностью Q = 32/5 т (313,92/49 кН):

- ширина крана В_к = 6,3 м;

- база крана A_к = 5,1 м;

- нормативное максимальное давление колеса крана на подкрановый рельс P_max,п = 235 кН;

- масса тележки G_т = 8,7 т;

- общая масса крана G_к = 28 т.

Нормативное минимальное давление одного колеса крана на подкрановый рельс (при 4 колесах):

P_min,n = 0,5(Q + Q_к) - P_max,п = 0,5(32 + 28)*9,81) ? 235 = 59,3 кН.

Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо крана, направленная поперек кранового пути и вызываемая торможением тележки, при гибком подвесе груза будет равна:

Т_п= 0,05*0,5(32 + 8,7)*9,81= 9,98 кН.

Расчетные крановые нагрузки вычисляем с учетом коэффициента надежности по нагрузке г_f = 1,2 согласно п. 9.8 [12].

- максимальное давление на колонну:

D_max = P_max,п г_fУy· г_п = 235 · 1,2 · 1,95 · 0,95 = 522,4 кН,

где Уy - сумма ординат линии влияния, Уy = 1,95;

- минимальное давление на колонну:

D_min= P_min,п г_fУy· г_п= 59,3 · 1,2· 1,95 · 0,95= 131,82 кН;

- тормозная поперечная нагрузка на колонну:

Т = Т_п г_fУy· г_п= 9,98 ·1,2 · 1,95 · 0,95 = 22,18 кН.

Ветровая нагрузка. Самара расположена в III ветровом районе по скоростным напорам ветра. Согласно п. 11.1.4 [12] нормативное значение ветрового давления равно w₀ = 0,38 кПа.

Согласно 11.1.5 [12] эквивалентная высота z_e= h = 13,995 м, где h - высота здания. Коэффициент k(z_e), учитывающий изменение ветрового давления сучетом эквивалентной высоты вычисляем по формуле (11.4) [12]:

k(z_e)=k₁₀ (z_e / 10)^2б= 0,65 (13,995/10)^0,4= 0,743.

где параметры k₁₀= 0,65 и б = 0,20 приняты по таблице 11.3 [12] (см. прил. XVI) [1] для заданного типа местности В.

Нормативные значения средней составляющей ветровой нагрузки w_m определяем по формуле (11.2) [12]:

- для наветренной стены w_m=w₀k(z_e)c_e= 0,38·0,743·0,8 = 0,225 кПа;

- для подветренной стены w_m- = w₀k(ze)c_e- = 0,38·0,743·0,5 = 0,141 кПа;

где аэродинамические коэффициенты се = 0,8 и се- = 0,5 приняты по таблице Д.2 [12].

Пульсационную составляющую ветровой нагрузки будем вычислять по формуле (11.5) [12], следуя указаниям примечания к п. 11.1.8 [12].

Для этого находим коэффициент пульсации давления ветра по формуле (11.6) [12]:

ж(z_e)=ж₁₀ (z_e / 10)- ^б= 1,06 (13,995/10)- ^0,20= 0,991.

где параметры ж₁₀ = 1,06 и б = 0,2 приняты по таблице 11.3 [12] (см. прил. XVI) [1] для заданного типа местности В.

По таблице 11.6 [12] (см. прил. XVI) [1] определяем коэффициент пространственной корреляции пульсаций давления v = 0,741 (при высоте здания h=13,995 м и длине здания равной произведению шага колонн в продольном направлении на число пролетов в продольном направлении по заданию: 6,0 · 6 = 36 м).

Теперь можно вычислить нормативные значения пульсационной составляющей ветровой нагрузки w_p по формуле (11.5) [12]:

-для наветренной стены w_p=w_mж(z_e)v= 0,225 ·0,741·0,991= 0,165 кПа;

-для подветренной стены w_p- = w_m-ж(z_e)v = 0,141·0,741·0,991 = 0,103 кПа.

Тогда, согласно формулы (11.1) [12] с учетом коэффициента надежности по нагрузке г_f = 1,4, шага колонн 6 м и с учетом коэффициента надежности по назначению здания г_n= 1 получим следующие значения расчетных ветровых нагрузок:

- равномерно-распределенная нагрузка на колонну рамы с наветренной стороны:

w₁= (w_m +w_p) г_f L г_n=(0,225+0,165)1,4·6,0·0,95= 3,11 кН/м;

- то же, с подветренной стороны:

w₂= (w_m- +w_p-) г_f L г_n= (0,141 +0,103)1,4·6,0·0,95= 1,95 кН/м;

- расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка от давления ветра на ограждающие конструкции выше отметки 10,80:

W= (w₁+ w₂)?(h?h_нск) = (3,11 + 1,95)?(13,995?10,8) = 16,167 кН.

Расчетная схема поперечной рамы с указанием мест приложения всех нагрузок приведена на листе 1.

2. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СЕГМЕНТНОЙ ФЕРМЫ

Тип стропильной конструкции и пролёт …………………. ФС-18

Вид бетона строп. констр. и плит покрытия ……………... тяжёлый

Класс бетона предв. напряж. конструкций ………………. В 50

Класс арматуры сборных ненапр. конструкций …………. A400

Класс предв. напрягаемой арматуры ………………………А 1000

Влажность окружающей среды …………………………….50 %.

Для анализа напряжённого состояния элементов фермы построим эпюры усилий N, M, Q от суммарного действия постоянной и снеговой нагрузок (снеговая 1).

Нормативные и расчётные характеристики тяжёлого бетона заданного класса В 50, эксплуатируемого в окружающей среде влажностью 50 %: МПа; МПа; МПа; МПа.

Расчётные характеристики ненапрягаемой арматуры: продольной класса A400, МПа; МПа; поперечная арматура класса В 500, МПа; МПа;

Нормативные и расчётные характеристики напрягаемой арматуры класса А 1000: МПа; МПа; МПа.

Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в нижнем поясе фермы МПа. Так как МПа МПа и МПа, то требования п.9.1.1 [5] удовлетворяются.

Усилия в расчетных сечениях фермы получим путем перемножения постоянной нагрузки на ригель рамы на усилие от q = 1 (см. табл. X.3)

Расчёт элементов нижнего пояса фермы. Сечение 8, нормальное к продольной оси элемента, кН; кНм.

Поскольку в предельном состоянии влияние изгибающего момента будет погашено неупругими деформациями арматуры, то расчет прочности выполняем для случая центрального растяжения.

Определяем площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры:

мм².

Принимаем мм² (), или мм².

В соответствии с п.5.10 [9] поперечное армирование принимаем в виде замкнутых двухветвевых хомутов из арматуры диаметром 4 мм класса В 500 с максимальным конструктивным шагом мм.

Расчёт элементов верхнего пояса фермы. Сечение 6, нормальное к продольной оси элемента, кН; кНм;

Усилия от постоянной и длительной части снеговой нагрузки вычислим по формулам:

кН;

кНм;

Расчётная длина в плоскости фермы, при расчетном эксцентриситете:

м = 8,6 мм мм.

будет равна: м.

Находим случайный эксцентриситет мм;

мм; мм; принимаем мм.

Поскольку мм мм, то расчет прочности верхнего пояса фермы выполняем без учета влияния прогиба на значение эксцентриситета продольной силы.

Определим необходимую площадь симметричной арматуры согласно п.3.57 [7]:

;

;

.

Поскольку , то требуемое количество симметричной арматуры вычисляем по формуле (3.94) [7]:

A_s мм².

Принимаем конструктивно м ² (), при этом:

Поперечную арматуру конструируем в соответствии с требованиями п.5.23 [7]из арматуры класса В 500 диаметром 3 мм, устанавливаемую с шагом мм, что менее мм и менее 500 мм.

Расчёт элементов решетки. К элементам решетки относятся стойки и раскосы фермы, имеющие все одинаковые размеры поперечного сечения b=150 мм и h=150 мм для фермы марки 3ФС 18.

Максимальные усилия для подбора арматуры в элементах решетки определяются из таблицы результатов статического расчета фермы с учетом четырех возможных схем нагружения снеговой нагрузкой.

Раскос 13-14, подвергающийся растяжению с максимальным усилием N=31,8 кН. Требуемая площадь сечения рабочей арматуры по условию прочности составит:

мм ². Принимаем (А_s=314 мм ²).

Раскос 15-16, подвергающийся сжатию с максимальными усилиями N=7,39 кН. Расчетная длина м. Так как , то расчет выполняем без учета влияния прогиба на значение случайного эксцентриситета продольной силы.

Определим необходимую площадь симметричной арматуры:

;

;

.

Поскольку , то требуемое количество симметричной арматуры вычисляем по формуле:

A_s мм².

Принимаем конструктивно м² ()/

Аналогично конструктивно армируем остальные сжатые элементы решетки, так как усилия в них меньше, чем в раскосе 15-16.

Расчёт и конструирование опорного узла фермы. Усилие в нижнем поясе в крайней панели кН, а опорная реакция кН.

По формуле (3.78) [9]находим длину зоны анкеровки напрягаемого стержня , принимая

мм,

Выполняем расчёт на заанкеривание продольной арматуры при разрушении по возможному наклонному сечению АВС, состоящему из участка АВ с наклоном под углом к горизонтали и участка ВС наклоном под углом к горизонтали.

Координаты точки В будут равны: мм, мм.

Ряды напрягаемой арматуры, считая снизу, пересекают линию АВС при , равном: для 1-го ряда - 60 мм, мм; для 2-го ряда - 240 мм, мм. Усилие, воспринимаемое напрягаемой арматурой в сечении АВС:

273,5 кН.

Из формулы (1) [14] находим усилие, которое должно быть воспринято ненапрягаемой арматурой при вертикальных поперечных стержнях:

кН.

Требуемое количество продольной ненапрягаемой арматуры заданного класса A400 (Rs =350 МПа) будет равно:

мм ².

Принимаем A400, мм².

Определяем требуемую длину анкеровки ненапрягаемой продольной арматуры:

мм.

Ненапрягаемую арматуру располагаем в два ряда по высоте: 1-й ряд - мм, пересечение с линией АВ при мм, мм; 2-й ряд- мм, пересечение с линией ВС при мм, мм.

Следовательно, усилие, воспринимаемое ненапрягаемой продольной арматурой, составит:

Н кН,

т.е. принятое количество ненапрягаемой арматуры достаточно для выполнения условия прочности на заанкеривание.

Выполняем расчёт опорного узла на действие изгибающего момента, исходя из возможности разрушения по наклонному сечению АВ ₁С ₁. В этом случае, при вертикальных хомутах должно удовлетворяться условие:

,

- усилие в хомутах на единицу длины.

Высоту сжатой зоны бетона определим по формуле:

способом последовательных приближений, уточняя значение и по положению линии АВ ₁С ₁ на каждой итерации.

В пером приближении вычислим высоту сжатой зоны при из предыдущего расчёта: мм. Точка В ₁ будет иметь координаты: мм, мм. Так как все ряды напрягаемой и ненапрягаемой арматуры пересекаются с линией АВ ₁, то значение высоты сжатой зоны окончательно составит мм при кН и кН.

Тогда мм.

Из условия прочности на действие изгибающего момента в сечении АВ ₁С ₁ определяем требуемую интенсивность вертикальных хомутов. Поскольку:

q_sw Н/мм < 0

то поперечная арматура по расчету на воздействие изгибающего момента не требуется и устанавливается конструктивно.

Принимаем вертикальные хомуты минимального диаметра 8 мм класса А 240 с рекомендуемым шагом мм.

Определяем минимальное количество продольной арматуры у верхней грани опорного узла: мм². Принимаем A400, мм².

3. ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОЛОННЫ

Класс бетона для сборных конструкций………………………В 30

Класс арматуры сборных ненапрягаемых конструкций……...А 400

Проектируемая колонна по оси………………………………..<А>

Номер расчётного сочетания колонны………………………...3-3

Влажность окружающей среды…………………………………50 %

Определение расчетных комбинаций усилий и продольного армирования. Определение неблагоприятных комбинации расчетных усилий в сечении 3-3 для основных сочетаний нагрузок с учетом требований [12] представлено в таблице 1.3.

Расчет продольной арматуры выполняем согласно требованиям пп. 3.53-3.60 [7].

Расчетные характеристики бетона и арматуры.

Бетон тяжелый класса В 30, Rb=17,0 МПа, R_bt =1,15 МПа, E_b=32500 МПа. Продольная рабочая арматура класса А 400, R_s=R_sc=350 MПа, E_s=200000 МПа. По табл. IV.1 приложения IV [1] для элемента без предварительного напряжения с арматурой класса А 400 находим о_R= 0,533 и б_R= 0,391.

Размеры сечения надкрановой части колонны (для принятого при компоновке типа опалубки 2) b = 400 мм, h = 600 мм. Назначаем для продольной арматуры a = а' = 40 мм, тогда h₀ = h - а = 600-40= 560 мм.

Определим сначала площадь сечения продольной арматуры со стороны менее растянутой грани (справа) при условии симметричного армирования от действия расчетных усилий в сочетании N и М_min: N= 520,11 кН, М=| M_min| = 79,39 кН·м; N_l = 520,11 кН, М_l= -3,39 кН·м.

Расчетная длина надкрановой части колонны при учете нагрузок от кранов равна l₀ = 7,8 м (см. табл. 1.1). Так как l₀/h = 7,8/0,6= 13 > 4, то расчет производим с учетом прогиба элемента.

Находим случайный эксцентриситет: e_a = h / 30 = 600/30 = 20 мм; е_а = l /600 =7800/600 = 13 мм; е_а=10 мм; принимаем наибольшее значение е_а= 20 мм. Вычисляем эксцентриситет е ₀ = M / N = 79,39/520,11 = 0,152 м = 152 мм. Поскольку е ₀ = 152 мм >е_а = 20 мм, то оставляем для расчета е ₀ = 152 мм. Согласно п. 3.54 [7] определяем коэффициент з.

Таблица 1.3. Определение основных сочетаний расчетных усилий в сечении 3-3 колонны по оси А

№	Загружения и усилия	Расчётные сочетания усилий(силы - в кН, моменты - в кН*м)
		N Mmax	N Mmin	NmaxMmax (Mmin)	NminMmax (Mmin)
1	Усилия	N	520,11	520,11	591,93	520,11
		M	22,91	-76,15	4,01	-76,15
		Nl	520,11	520,11	520,11	520,11
		Ml	-3,39	-3,39	-3,39	-3,39
2	Усилия	N	584,75	520,11	584,75	520,11
		M	29,79	-79,39	-72,73	-3,39
		Nl	520,11	520,11	520,11	520,11
		Ml	-3,39	-3,39	-3,39	-3,39

Находим:

ц_l= 1 + M_1l/ M₁ = 1 + 131,83/214,61= 1,614

Так как е ₀ / h = 152 / 600 = 0,253 > 0,15, принимаем д_е= 0,253. С учетом напряженного состояния сечения (малые эксцентриситеты при больших размерах сечения) возьмем для первого приближения коэффициент армирования м = 0,004, находим мб = 0,004·6,153 = 0,024, где б =E_s /E_b=200000/32500 = 6,154.

По формуле (3.89) [7] определим жесткость D:

Отсюда:

тогда:

М_з= Мз = 79,39 ·1,071= 85,02 кН·м.

Необходимую площадь сечения симметричной арматуры определим согласно п.3.57 [7]. Для этого вычислим значения:

.

д =a'/h₀= 40/560 = 0,071.

Так как б_n= 0,136 < о_R= 0,533, то требуемое количество симметричной арматуры определим по формуле (3.93) [7]:

.

Поскольку по расчету арматура не требуется, то сечение ее назначаем в соответствии с конструктивными требованиями таблицы 5.2 [7] (см. табл. IV.11 приложение IV):

A_s=A'_s=0,002bh₀=0,002•400·560 = 448 мм².

Тогда получим: м=(A_s+A'_s)/(bh)=(448+448)/(400·560)=0,004, что незначительно отличается от предварительно принятого м =0,004, следовательно, расчет можно не уточнять, а окончательно принять A_sп=A_s=448 мм².

4. КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРОДОЛЬНОЙ И ПОПЕРЕЧНОЙ АРМАТУРЫ В КОЛОННЕ И РАСЧЁТ ПОДКРАНОВОЙ КОНСОЛИ

Анализируя результаты расчета всех опасных сечений колонны, целесообразно в надкрановой части принять симметричную продольную арматуру по 2Ш18А 400 (A_sл=A_sп= 509 мм ²>448 мм ²).

В подкрановой части колонны наиболее опасным будет сечение 6-6, для которого у принимаем продольную арматуру 2Ш20А 400 (A_sл = 628 мм ²>608 мм²). Поперечную арматуру в надкрановой и подкрановой частях колонны по условию свариваемости принимаем диаметром 5 мм класса В 500 соответственно, которая должна устанавливаться в сварных каркасах с шагом не более 15d, где d - минимальный диаметр сжатых продольных стержней.

Выполняем проверку принятого продольного армирования на прочность в плоскости, перпендикулярной раме, при действии максимальных продольных сил.

Для надкрановой части колонны имеем: N=584,75 кН; N_l=520,11 кН. Размеры сечения: b=600 мм, h=400 мм. Назначая а=а'=50 мм, получим h₀=h-а=400-50=350 мм.

Расчетная длина надкрановой части колонны l₀=5,85 м (см. табл. 1.1). Так как l₀ /h=5850/400=14,6 < 20 и класс бетона В 30 < B35, то проверку прочности выполним в соответствии с п. 3.58 [7] как для сжатого элемента на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом. Вычисляем:

б_s= R_scA_s,tot/(R_bA) =350·1018/(17·600·400)=0,087,

где A_s,tot = A_sл+A_sп = 509 + 509 = 1018 мм².

При N_l/N = 520,11/584,75=0,889 по таблице IV.3 приложения IV [1] находим значения коэффициентов ц_b = 0,758 и ц_sb = 0,845. По формуле (3.98) [7] находим коэффициент ц=ц_b+2(ц_sb?ц_b) б_s=0,758+2(0,845-0,758) 0,087=0,773<ц_sb= 0,845.

При ц = 0,773 несущая способность расчетного сечения колонны, вычисленная по формуле (3.97) [7] будет равна:

Nu=ц(R_bA+R_scA_s,tot)=0,773(17•600•400+350•1018) = 3429 кН >N = 584,75 кН, следовательно, прочность надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена.

При проверке прочности подкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной плоскости изгиба, имеем размеры сечения: b=700 мм, h=400 мм и расчетную длину l₀ = 5,64 м (см. табл. 1.1), а расчетными усилиями в сечении 6-6 будут: N= 1084,85 кН; N_l= 724,42 кН.

Поскольку в данном примере отношение l₀/h = 5640/400=14,1 < 17,7 (при расчете сечения 6-6 в плоскости рамы), то проверку можно не выполнять, так как прочность обеспечена и при большей гибкости.

В соответствии с п. Ж.1 [5] производим расчет прочности подкрановой консоли (рис. 6) на действие нагрузки от собственного веса подкрановых балок и максимального вертикального давления от двух сближенных мостовых кранов с учетом коэффициента сочетаний ш=0,85.

Q=G_b+D_max ш=46+522,4·0,85 = 490,04 кН (см. раздел 1.1).

Проверяем прочность консоли на действие поперечной силы при возможном разрушении по наклонной полосе. Поскольку 2,5R_btbh₀= 2,5·1,15·400·660=759,6 кН >Q = 490,04 кН, то по расчету не требуется поперечная арматура. По конструктивным требованиям принимаем хомуты диаметром 6 мм класса A240, устанавливаемые с максимально допустимым шагом 150 мм. Для обеспечения прочности консоли в вертикальном сечении на действие изгибающего момента определяем площадь сечения продольной арматуры по формуле (Ж.2) [5]:

A_s = Ql₁/(h₀R_s) = 490,04·10³·450/(1160·350) = 543,14 мм².

Принимаем 2Ш20А 400 (A_s = 628 мм²).

5. РАСЧЕТ И ПРОЕКТИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО ВНЕЦЕНТРЕННО НАГРУЖЕННОГО ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ

Таблица. Комбинация усилий M, N и Q от колонны по оси А

Случай расчета	Первая	Вторая	Третья
	N	M	Q	N	M	Q	N	M	Q
Основание	638,01	-204,56	-27,53	558,01	120,66	14,97	834,5	-127,63	-30,93
Фундамент	829,25	-265,93	-35,79	724,42	156,86	19,47	1084,85	-166,33	-40,21

Для предварительного определения размеров подошвы фундамента находим усилия N_fⁿ и M_fⁿ на уровне подошвы фундамента для комбинации усилий с максимальным эксцентриситетом с учетом нагрузки от ограждающих конструкций.

Анализируя значения усилий в таблице находим, что наиболее неблагоприятной комбинацией для предварительного определения размеров подошвы фундамента по условию максимального эксцентриситета (отрыва фундамента) является вторая комбинация усилий.

В этом случае получим следующие значения усилий на уровне подошвы фундамента:

.

.

= кН;

=

Тогда получим: e₀ =|/| = 0,4 м.

С учетом эксцентриситета продольной силы воспользуемся формулами для предварительного определения размеров подошвы фундамента по схеме 1:

.

.

.

Принимаем предварительно размеры подошвы фундамента а = 3,0 м и b = 1,8 м. Уточняем расчетное сопротивление песчаного грунта основания с учетом заданной глубины заложения фундамента согласно приложения В [13]:

R кПа.

где и принято для песчаных грунтов по [13].

Определим усилия на уровне подошвы фундамента принятых размеров от нормативных нагрузок и соответствующие им краевые давления на грунт по формулам:

.

.

.

где- для класса ответственности здания II;

м ²;2,7 м³.

Результаты вычисления усилий, краевых и средних давлений на грунт основания приведены в таблице 1.4.

Таблица 1.4. Усилия и давления на грунт под подошвой фундамента

Комбинации усилий от колонны	Усилия	Давления, кПа
Первая	865,5	-266,45	258,96	61,59	160,27
Вторая	785,5	159,94	86,22	204,7	145,46
Третья	1061,99	-195,64	269,12	124,2	196,66

Так как вычисленные значения давлений на грунт основания; и ,то предварительно назначенные размеры подошвы фундамента удовлетворяют предъявляемым требованиям по деформациям основания и отсутствию отрыва части фундамента от грунта при крановых нагрузках. Таким образом, оставляем окончательно размеры подошвы фундамента а = 3,0 м и b = 1,8 м

Расчет тела фундамента выполняем для принятых размеров ступеней и стакана. Глубина стакана назначена в соответствии с типом опалубки колонны по приложению V [1], а поперечное сечение подколенника имеет размеры типовых конструкций фундаментов под колонны промышленных зданий.

Расчет на продавливание ступеней фундамента не выполняем, так как размеры их входят в объем пирамиды продавливания.

Для расчета арматуры в подошве фундамента определяем реактивное давление грунта основания при действии наиболее неблагоприятной комбинации расчетных усилий (третьей) без учета собственного веса фундамента и грунта на его обрезах. Находим соответствующие усилия на уровне подошвы фундамента:

.

.

Тогда реактивные давления грунта будут равны:

.

.

.

.

.

Выполним проверку условия прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечение I-I. Для единицы ширины этого сечения находим:

.

Поскольку , то прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.

Расчетные изгибающие моменты в сечениях 1-1 и 2-2 вычисляем по формуле:

;

Требуемое по расчету сечение арматуры составит:

Минимальное количество арматуры в расчетных сечениях в соответствии с требованиями таблицы IV.11 приложения IV составляет:

.

.

Принимаем основной шаг стержней в сетке 200 мм, тогда на ширине b = 1,8 м будем иметь в сечении 2-2 арматуру 10Ш12 А 400, .

Расчет рабочей арматуры сетки плиты фундамента в направлении короткой стороны выполняем на действие среднего реактивного давления грунта, соответственно получим:

кН·м;

мм ² <= 780 мм ².

По конструктивным требованиям принимаем минимальный диаметр арматуры для фундамента при а > 3 м равным и с шагом 200 мм, тогда в сечении 3-3 будем иметь 16Ш12А 400, А_s = 1809,6 мм ²>780мм².

Расчет продольной арматуры подколонника выполняем в ослабленном коробчатом сечении 4-4 в плоскости заделки колонны и на уровне низа подколонника в сечении 5-5.

Сечение 4-4. Размеры коробчатого сечения стаканной части фундамента преобразуем к эквивалентному двутавровому с размерами в мм:

b= 650 мм; h =a_c=1500 мм; b_f = b'_f = b_c= 1200 мм; h_f= h'_f=325 мм; а = а' = 50 мм; h₀= 1450 мм.

Вычислим усилия в сечении 4-4 от второй комбинации усилий в колонне с максимальным изгибающим моментом:

.

.

Эксцентриситет продольной силы будет равен:

.

Проверяем положение нулевой линии.

Так как то указанная линия проходит в полке и сечение следует рассчитывать как прямоугольное с шириной b = b'_f = = 1200 мм. Расчет прочности сечения для случая симметричного армирования выполняем согласно п. 3.57 [7].

Для этого вычислим значения:

.

.

о_R = 0,533.

Так как то требуемое количество симметричной арматуры определим по формуле (3.93) [7]:

.

Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0,10 % площади подколонника:

.

Принимаем A_s = A'_s=1900 мм ² (5Ш22А 400).

В сечении 5-5 по аналогичному расчету принято конструктивное армирование.

Поперечное армирование стакана фундамента определяем по расчету на действие максимального изгибающего момента. Вычисляем эксцентриситет продольной силы в колонне от второй комбинации усилий .

Поскольку то поперечная арматура стакана требуется по расчету. Так как то момент внешних сил в наклонном сечении 6-6 вычисляем по формуле*: .

Тогда, площадь сечения одного стержня поперечной арматуры стакана фундамента будет равна:

.

Принимаем A_s= 50,3 мм ² (Ш8B500).



СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ

1. Бородачев Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных конструкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов - М.; Самара, 2013. - 253 с.

2. Кумпяк О.Г., Галяутдинов З.Р., Пахмурин О.Р., Самсонов В.С. Железобетонные и каменные конструкции. Учебник - М. Издательство АСВ. 2011. - 672 с.

3. Бородачев Н.А. Автоматизированное проектирование железобетонных икаменных конструкций: Учеб. пособие для вузов - М.; Стройиздат, 1995. - 211 с.

4. Бородачев Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных конструкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов - Самара: СГАСУ, 2012. - 304 с.

5. СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003. - М.: 2012. - 161 с.

6. СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры (одобрен постановлением Госстроя РФ от 25.12.2003 г. №215). - М.: Госстрой. - 2004.

7. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. - М.: ОАО ЦНИИПромзданий. - 2005. - 214 с.

8. СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. - М.: Госстрой. - 2005. - 15 с.

9. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. - М.: ОАО ЦНИИПромзданий. - 2005. - 158 с.

10. СП 52-103-2007. Железобетонные монолитные конструкции зданий. - М.:Госстрой. - 2007. - 22 с.

11. СП 15.13330.2012. Каменные и армокаменные конструкции. Актуализированная редакция СНиП II-22-81*. - М.: ФАУ "ФЦС", 2012. - 78 с.

12. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакцияСНиП 2.01.07-85*. - М.: ОАО " ЦПП", 2011. - 96 с.

13. СП 22.13330.2011. Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция СНиП 2.02.01-83*. - М.: ОАО " ЦПП", 2011. - 166 с.

14. Рекомендации по расчету прочности и трещиностойкости узлов преднапряженных железобетонных ферм. - М.: НИИЖБ Госстроя СССР, 1987. - 47 с.

15. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения (к СНиП 2.03.01-84), - М.: ЦИТП, 1986.

Размещено на Allbest.ru