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 №2

«Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий»

Выполнил:

Студент СФ гр. 111/5

Гуломайдаров С.Д.

Проверил:

Уткин Д.Г.

Томск 2014

Содержание

1. Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок

2. Проектирование безраскосной фермы

3. Оптимизация стропильной конструкции

4. Проектирование колонны

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

6. 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 1,2 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 10 т Нк = 1,9 м (см. приложение XV)[1]:

H₂ > 1,2 + 1.9 + 0,15 + 0,1 = 3,35 м

С учетом унификации размеров колонн серии 1.424.1 (приложение V) [1] назначаем Н₂ = 3,5 м. Высоту подкрановой части колонн определяем по заданной высоте до низа стропильной конструкции 10.80 м и отметки обреза фундамента - 0,150 м при Н₂ = 3,5 м: Н₁ = 10.80 ? 3,5 + 0,15 = 7,45 м.

Расстояние от верха колонны до уровня головки подкранового рельса соответственно будет равно у = 3,5 ? 1,2 ? 0,15 = 2,15 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 = 7,45 м	1,5H1 = 1,5*7,45 = 11,175 м	1,2(H1+H2) = =1,2(7,45+3,5) = 13,14 м	0,8H1 = 5,96 м
Надкрановая H2 = 3,5 м	2H2 = 2*3,5 = 7 м	2,5H2 = 8,75 м	1,5H2 = 5,25 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 8,75/35 = 0,25 м.

С учетом требований унификации принимаем поперечные сечения крайних колонн в надкрановой части 400Ч600 мм, а средних колонн - 400Ч600 мм.

В подкрановой части для крайних колонн назначаем сечение 400Ч800 мм, а для средней - 400Ч900 мм. В этом случае удовлетворяются требования по гибкости и рекомендации по назначению высоты сечения подкрановой части колонны в пределах (1/10... 1/14)Н1 =(1/10 ... 1/14) 7,45 = 0,745 ... 0,532 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 безраскосной фермы типа 4ФС18.

Рис 1. Поперечный разрез и фрагмент плана одноэтажного двухпролётного промышленного здания

По приложению VI[1] назначаем марку балки 4ФС18 с номером типа опалубочной формы 4 с максимальной высотой в середине пролета 2,735 м (объем бетона 3,75 м³).

По приложению XI[1] назначаем тип плит покрытия размером 3Ч12 м (номер типа опалубочной формы 9, высота ребра 300 мм, приведенная толщина с учетом заливки швов бетоном 89,7 мм).

Толщина кровли (по заданию тип 2) согласно приложению XIII[1] составляет 160 мм.

По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей.

В соответствии с приложением XIV[1] принимаем панели из ячеистого бетона марки по плотности D900 толщиной 300 мм. Размеры остекления назначаем по приложению XIV[1] с учетом грузоподъемности мостовых кранов.

Результаты компоновки поперечной рамы здания представлены на рисунке 1.

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 12 м и коэффициента надежности по назначению здания г_n = 0,95 (класс ответственности I I) расчетная постоянная нагрузка на 1 м ригеля рамы будет равна

G = 4,673·12,0·0,95 = 53,27 кН/м.

Нормативная нагрузка от 1 м² стеновых панелей из ячеистого бетона марки D900 при толщине 300 мм составит 9,9·0,3 = 2,97 кН/м², где 9,9 кН/м³ - плотность ячеистого бетона, определяемая согласно п. 2.13[15].

Таблица 1.2. Постоянная нагрузка от 1 м² покрытия

Элементы кровли	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надёжности по нагрузке, гf	Расчётная нагрузка, кН/м2
Кровля:
Слой гравия, втопленный в битум	0,16	1,3	0,208
Гидроизоляционный ковёр - 2 слоя "Техноэласт"	0,12	1,3	0,156
Цементная стяжка(д = 20 мм, с = 18 кН/м3)	0,45	1,3	0,585
Утеплитель - пенобетон(д = 110 мм, с = 5,0 кН/м3)	0,55	1,3	0,715
Обмазочная пароизоляция	0,05	1,3	0,065
Ребристые плиты покрытия 3х12 м с учётом заливки швов	2,2425	1,1	2,467
Решетчатая балка (Vb = 3,75 м3, пролёт 18 м, шаг колонн 12 м) 3,73*25/(18*12) = 0,434 кН/м2	0,434	1,1	0,477
Итого:			4,673

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

Расчетные нагрузки от стен и остекления оконных переплетов:

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

G₁ = 2,4·12,0·2,97·1,1·0,95 = 89,38 кН;

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

G₂ = (1,2·12,0·2,97 + 1,2·12,0·0,5)1,1·0,95 = 52,21 кН;

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

G₃ = (1,2·12,0·2,97 + 5,96·12,0·0,5)1,1·0,95 = 76,1 кН.

Расчетные нагрузки от собственного веса колонн.

Колонна по оси А:

- подкрановая часть с консолью:

G₄₁ = (0,7·7,45 + 0,6·0,6 + 0,5·0,6·0,6)0,4 · 25· 1,1 · 0,95 = 60,14 кН;

- надкрановая часть:

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

- итого:

G₄ = G₄₁ + G₄₂ = 60,14 + 24,45 = 84,59 кН;

Колонна по оси Б:

- подкрановая часть с консолями:

G₅₁ =(0,9·7,45 + 2·0,6 · 0,65 + 0,65·0,65)0,4 ·25· 1,1· 0,95 = 74,85 кН;

- надкрановая часть:

G₅₂ = G₄₂= 24,45 кН;

- итого:

G₅ = G₅₁ + G₅₂= 74,85 + 24,45 = 99,3 кН

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

G₆ = (101 + 1,5·12,0)1,1·0,95 = 124,4 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_t м S_g = 0,7?1,0?1,0?1,0?0,8 = 0,56 кН/м²,

где с_е = 1,0 - 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 = 0,8 кПа - вес снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности земли для г.Чита (I I I снеговой район) в соответствии с таблицей 10.1 [12].

Расчетное значение снеговой нагрузки будет равно:

S = S₀ г_f = 0,56?1,4 = 0,784 кН/м²,

где г_f = 1,4 - коэффициент надежности по снеговой нагрузке согласно

п. 10.12 [12].

При этом длительная составляющая будет равна 0,7·0,784 = 0,5488 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= 0,784 · 12,0 · 0,95 = 8,94 кН/м.

Длительно действующая часть снеговой нагрузки составит:

P_sn,l = 0,5488 · 12,0 · 0,95 = 6,256 кН/м.

Крановые нагрузки. По приложению XV[1] находим габариты и нагрузки от

мостовых кранов грузоподъемностью Q = 10т (98 кН):

- ширина крана В_к = 5,4 м;

- база крана A_к = 4,4 м;

- нормативное максимальное давление колеса крана на подкрановый рельс P_max,п = 85 кН;

- масса тележки G_т = 2,4 т;

- общая масса крана G_к = 13 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(98 + 13·9,81) ? 85 = 27,76 кН.

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

Т_п = 0,5 ·0,05(Q + Q_т) = 0,5·0,05(98 + 2,4·9,81) = 3,04 кН.

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

Определим расчетные нагрузки от двух сближенных кранов по линии влияния (рис. 2) без учета коэффициента сочетания ш:

Рис 2. Линии влияния давления на колонну и установка крановой нагрузки в невыгодное положение

- максимальное давление на колонну:

D_max = P_max,п г_f Уy· г_п = 85 · 1,2 · 3,1 · 0,95 = 300,4 кН,

где Уy - сумма ординат линии влияния, Уy = 0,55 + 0,916 + 1 + 0,63 = 3,1;

- минимальное давление на колонну:

D_min = P_min,п г_f Уy· г_п= 27,76 · 1,2· 3,1 · 0,95= 98,2 кН;

- тормозная поперечная нагрузка на колонну:

Т = Т_п г_f Уy· г_п = 3 ·1,2 · 3,1 · 0,95 = 10,6 кН.

Ветровая нагрузка. Чита расположена в I I ветровом районе по скоростным напорам ветра. Согласно п. 11.1.4 [12] нормативное значение ветрового давления равно w₀ = 0,3 кПа.

Согласно 11.1.5 [12] эквивалентная высота z_e = h = 14,09 м, где h - высота здания. Коэффициент k(z_e), учитывающий изменение ветрового давления с учетом эквивалентной высоты вычисляем по формуле (11.4) [12]:

k(z_e)=k₁₀ (z_e / 10 )^2б = 1 (14,09/10)^0,3 = 1,108,

где параметры k₁₀ = 1 и б = 0,15 приняты по таблице 11.3[12] (см. прил.XVI)[1] для заданного типа местности А.

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

- для наветренной стены w_m=w₀ k(z_e)c_e= 0,3·1,108·0,8 = 0,266 кПа;

- для подветренной стены w_m-= w₀ k(ze)c_e-= 0,3·1,108·0,5 = 0,166 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 = 0,76 (14,09/10)-^0,15 = 0,721,

где параметры ж₁₀ = 0,76 и б = 0,15 приняты по таблице 11.3[12] (см. прил.XVI)[1] для заданного типа местности А.

По таблице 11.6 [12] (см. прил. XVI)[1] определяем коэффициент пространственной корреляции пульсаций давления v = 0,6398 (при высоте здания h=14,09 м и длине здания равной произведению шага колонн в продольном направлении на число пролетов в продольном направлении по заданию: 12,0 · 6 = 72 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= 0,266 ·0.721·0,64 = 0,123 кПа;

- для подветренной стены w_p-= w_m-ж(z_e)v = 0,166·0,721·0,64 = 0,0766 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 = (0,266+0,123)1,4·12,0·0,95 = 6,21 кН/м;

- то же, с подветренной стороны:

w₂= (w_m- +w_p-) г_f L г_n = (0,166 +0,076)1,4·12,0·0,95 = 3,872 кН/м;

- расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка от давления ветра на ограждающие конструкции выше отметки 12,0:

W= (w₁+ w₂)?(h?h_нск) = (6,21 +3,872)?(14,09?10,8)=33,17 кН.

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

2. Проектирование безраскосной фермы

Для анализа напряженного состояния элементов фермы построим эпюры усилий N, М и Q от суммарного действия постоянной и снеговой нагрузок (снеговая 1), как показано на рисунке 3.

Рис. 3. Схема расположения сечения

Бетон класса В40, R_b = 22 МПа, R_bt=1,4 МПа, E_b = 36000 МПа.

Продольная рабочая напрягаемая арматура класса А800, R_s,n=800 МПа; R_s=695 МПа.

Продольная рабочая ненапрягаемая арматура класса А500, R_s=435 МПа, R_sс=435 МПа, E_s = 200000 МПа. По таблице IV.1 приложения IV[1] для элемента без предварительного напряжения с арматурой класса А500 находим о_R = 0,493 и б_R = 0,372.

Поперечная рабочая арматура класса В500, R_sw=300 МПа.

Назначаем величину предварительного напряжения арматуры:

у_sp = 600 МПа < 0,8 R_s,n = 0,8·800 = 640 МПа, и более 0,3 R_s,n = 0,3·800 = 240 МПа, т.е. требования п. 9.1.1[5] удовлетворяются.

Принимаем у'_sp = у_sp = 600 МПа.

Назначаем передаточную прочность бетона R_bp = 20 МПа, удовлетворяющую требованиям п. 6.1.6 [5].

Расчет элементов нижнего пояса фермы. Сечение 10, нормальное к продольной оси элемента (рис. 4), N = 989,67 кН; М = 11,53 кН · м

Рис.4. К расчету прочности сечения нижнего пояса безраскосной фермы

Требуемая площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры находим по формуле (3,133) [7] с учётом коэффициента г_s3=1,1

A_s,tot=1294,53 мм²

Принимаем по 8Ш16 А800, (A_s.tot = 1608 мм²);

В соответствии с п. 5,10[9] примем поперечное армирование в виде замкнутых хомутов из арматуры диаметром 5 мм класса В500 с максимальным конструктивным шагом s_w= 2b = 2^.300 = 600мм < 600мм

Расчет элементов верхнего пояса фермы. Для сечения 2 имеем усилия от расчетных нагрузок: N = 1012,81 кН; М = 7,75 кН•м. Усилия от постоянной и длительной части снеговой нагрузки вычислим по формулам:

N_l=N_g + 0,7( N - N_g) = 867,3+0,7(1012,81 - 867,3) = 969,157 кН,

M_l=M_g + 0,7( M - M_g) = 3,41+0,7(4,9 - 3,41) = 4,453 кН·м,

где коэффициент 0,7 учитывает долю длительной составляющей снеговой нагрузки.

Корректируем значения изгибающих моментов:

М = 4,9 ·0,7 = 3,43 кН·м , M_l= 4,453·0,7 = 3,12 кН·м;

где 0,7 - коэффициент, учитывающий перераспределение изгибающих моментов в верхнем поясе фермы.

Геометрические размеры сечения и расположение арматуры дано на рис.3.25, а. Расчетная длина элемента в плоскости фермы (см. табл. IV.10 приложения IV)[1], при эксцентриситете е₀ = M/N = 4,9/565,95 =0,008658 м = 8,66 мм < h/8 = 250/8=31,25 мм, будет равна l₀ = 0,9l =0,9·3,224 = 2,9016 м.

Находим случайный эксцентриситет: e_a=h/30 = 8,33 мм; е_а=l/600 = 3224/600 = 5,37 мм; е_а=10 мм; принимаем наибольшее значение е_а = 10 мм.

Согласно п. 3.54[7] определяем коэффициент з. Находим:

ц_l = 1 + M_1l / M₁ = 1 + 48,16/53 = 1,91.

Так как е₀ / h = 8,33 / 250 = 0,052 < 0,15, принимаем д_е = 0,15.

В первом приближении принимаем м = 0,015, находим мб = 0,015·5,405=0,081, где

б =E_s /E_b = 200000/37000 = 5,405.

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

Отсюда:

тогда:

М_з = М_з = 4,9·1,188 = 5,82 кН·м.

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

д =a'/h₀= 40/210 = 0,1905

Так как б_n= 0,4312 > о_R = 0,493 , то требуемое количество симметричной арматуры определим по формуле (3.94)[7], для чего необходимо вычислить значения о₁ б_s и о :

о₁ = (б_n + о_R)/2 = 0,6025

Тогда получим:

Принимаем S и S' по 2Ш10А500 с A_s = A_s' = 157 мм². Тогда:

С учетом конструктивных требований для сжатых элементов принимаем поперечную арматуру для верхнего пояса фермы диаметром 5 мм класса Вр500 с шагом 150 мм = 15d = 15·10 = 150 мм.

Расчет стоек фермы. К элементам решётки относятся стойки и раскосы фермы, имеющие все одинаковые размеры поперечного сечения b = h = 150мм для фермы марки ФС18.

Максимальные усилия для подбора арматуры в элементах фермы с учётом четырёх возможных схем нагружения снеговой нагрузки.

Раскос 13-14, подвергающийся растяжению с максимальным усилием N= 46,15 кН. Продольная ненапрягаемая арматура по индивидуальному заданию класса А500, R_s=R_sc=435 МПа. Требуемая площадь сечения рабочей арматуры по условию прочности составит:

A_s=N/R_s=46.15^.10³/435=106,1 мм².

Принимаем 2 Ш10 А500 (A_s=157 мм²).

Раскосы 11-12, подвергающийся сжатию с максимальным усилиями N=14,38 кН и N₁=Ng+0.5(N-Ng)=12,19 кН. Расчётная длина L₀=0.8L= 0.8^.2.2=1.76 м. Так как L₀/h=1.76/0.15=10.73 < 20. Случайный экцентриситет находим в соответствии с п. 3,49[7] : e_a = h/30 = 150/30 = 5 мм < 46 мм. Принимаем e₀=46 мм.

e = e₀+(h₀-а')/2 = 46+(120-30)/2 = 91 мм.

Расчёт сечения несимметричной продольной арматуры выполняем по формулам (3,102) и (3,107) [7]

Поскольку A'_s < 0, то расчёт ведём без учёта сжатой арматуры

Принимаем : A_s=A'_s=509 мм² 2О18 А500

4. Проектирование колонны

Определение расчетных комбинаций усилий и продольного армирования

Анализ эпюр показывает, что целесообразно при расчете сечений принимать несимметричное армирование, так как моменты разных знаков отличаются по абсолютной величине более чем на 25 %.

Определение неблагоприятные комбинации расчетных усилий в сечении 4 - 4 для основных сочетаний нагрузок с учетом требований [12] представлено в таблице 1.3. рама колонна фундамент нагрузка

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

Расчетные характеристики бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В25, Rb=14,5 МПа, R_bt =1,05 МПа, E_b =30000 МПа. Продольная рабочая арматура класса А500, R_s=R_sc=435 MПа, E_s=200000 МПа. По табл. IV.1 приложения IV[1] для элемента без предварительного напряжения с арматурой класса А500 находим о_R = 0,533 и б_R = 0,391.

Размеры сечения подкрановой части колонны (для принятого при компоновке типа опалубки 6) b = 400 мм, h = 900 мм. Назначаем для продольной арматуры a = а' = 50 мм, тогда h₀ = h - а = 900 - 50= 850 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=553,81 кН, М=| M_min | =57,01 кН·м; N_l = 553,81 кН, М_l = - 9,48 кН·м.

Таблица 1.3. Определение основных сочетаний расчетных усилий в сечении 4 - 4 колонны по оси Б

№	Загружения и усилия	Расчётные сочетания усилий(силы - в кН, моменты - в кН*м)
		N Mmax	N Mmin	Nmax Mmax (Mmin )	Nmin Mmax (Mmin )
1	Загружения	1+(8+13)	1+(7+11)	1+(8+13)	1+14
	Усилия	N	744,55	744,55	744,55	744,55
		M	111,741	-110,857	111,741	31,63
		Nl	553,81	553,81	553,81	553,81
		Ml	0	0	0	0
2	Загружения	1+4+ +(8+13)+14	1+2+(7+11)+15	1+(2+4)+ +((7+8)+11)+15	1+(6+11)+15
	Усилия	N	820,736	814,544	1014,69	609,953
		M	140,226	-140,9	-34,429	-57,009
		Nl	620,49	620,49	687,17	553,81
		Ml	8,38	-9,48	-1,1	0

Расчетная длина подкрановой части колонны при учете нагрузок от кранов равна l₀ = 16,875 м (см. табл. 1.1). Так как l₀/h = 16,875/0,9= 18,75 > 4, то расчет производим с учетом прогиба элемента.

Рис. 5. К расчету площади сечения продольной арматуры в колонне:

а - схема усилий в расчетном сечении и расположение продольной арматуры;

б - к расчету арматуры А_sп на комбинацию усилий N и M_min; в - к расчету арматуры

А_sп и А_sл на комбинацию усилий N и M_max

Находим случайный эксцентриситет: e_a = h / 30 = 900/30 = 30 мм; е_а = l /600 =11250/600 = 18,75 мм; е_а=10 мм; принимаем наибольшее значение е_а = 30 мм. Вычисляем эксцентриситет е₀ = M / N= 57,01/553,81 = 0,103 м =103 мм. Поскольку е₀ = 103 мм > е_а = 30 мм, то оставляем для расчета е₀ = 103 мм. Согласно п. 3.54[7] определяем коэффициент з.

Находим:

ц_l = 1 + M_1l / M₁ = 1 + 212,044/278,534 = 1,761.

Так как е₀ / h = 103 / 900 = 0,114 < 0,15, принимаем д_е = 0,15. С учетом напряженного состояния сечения (малые эксцентриситеты при больших размерах сечения) возьмем для первого приближения коэффициент армирования м = 0,004, находим мб = 0,004·6,667= =0,02667, где б =E_s /E_b =200000/30000 = 6,667.

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

Отсюда:

тогда:

М_з = Мз = 57,01·1,044 = 59,518 кН·м.

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

д =a'/h₀= 50/850 = 0,0588

Так как б_n= 0,0588 < 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•400·850=680мм².

Тогда получим: м=(A_s+A'_s)/(bh)=(680+680)/(400·900)=0,00377,

что незначительно отличается от предварительно принятого м =0,004, следовательно, расчет можно не уточнять, а окончательно принять A_sп=A_s=680 мм².

5. 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 2 Ш18А500 (A_sл=A_sп=509 мм² > 440 мм²).

В подкрановой части колонны наиболее опасным будет сечение 4 - 4, для которого у левой грани принимаем продольную арматуру 4Ш16А500(A_sл =804 мм² > 680 мм²), у наиболее напряженной грани справа - 4Ш16A500 (A_sп=804 мм² >680 мм²). Схемы расположения стержней в сечениях приведены на рисунке 3.33. Поперечную арматуру в надкрановой и подкрановой частях колонны по условию свариваемости принимаем диаметром 8 мм класса В500, 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=647,52 кН; N_l=552,27 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=4,95 м (см. табл. 1.1). Так как

l₀ /h=4950/400=12,375 < 20 и класс бетона В25 < 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)= =435·1018/(14,5·600·400)=0,12725,где A_s,tot = A_sл+A_sп=509+509=1018 мм².

При N_l/N =552,27/647,52=0,853 по таблице IV.3 приложения IV[1] находим значения коэффициентов ц_b=0,8689 и ц_sb = 0,8962. По формуле (3.98)[7] находим коэффициент ц=ц_b+2(ц_sb?ц_b) б_s = 0,869+2(0,896 - 0,869)*0,12725=0,876< ц_sb = 0,8962.

При ц = 0,876 несущая способность расчетного сечения колонны, вычисленная по формуле (3.97)[7] будет равна:

Nu=ц(R_bA+R_scA_s,tot)= 3436 кН > N = 647,52 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=900 мм, h=400 мм и расчетную длину

l₀=9 м (см. табл. 1.1), а расчетными усилиями в сечении 4 - 4 будут: N=1137,94 кН; N_l=767,56 кН. Поскольку в данном примере отношение

l₀ /h =9000/400=22,5<18,75 (при расчете сечения 4 - 4 в плоскости рамы), то проверку можно выполнять, так как прочность обеспечена и при большей гибкости. б_s=R_scA_s,tot/(R_bA)= =435·1608/(14,5·900·400)=0,134,где A_s,tot = A_sл+A_sп=804+804=1608 мм².

При N_l/N =767,56/1137,94=0,6745 по таблице IV.3 приложения IV[1] находим значения коэффициентов ц_b=0,6716 и ц_sb = 0,7726. По формуле (3.98)[7] находим коэффициент ц=ц_b+2(ц_sb?ц_b) б_s = 0,6716+2(0,7726 - 0,6716)*0,134=0,699< ц_sb = 0,7726.

При ц = 0,699 несущая способность расчетного сечения колонны, вычисленная по формуле (3.97)[7] будет равна:

Nu=ц(R_bA+R_scA_s,tot)= 4138 кН > N = 1137,94 кН,

следовательно, прочность надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена.

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=48,4+217,67·0,85=266,07 кН (см. раздел 1.1).

Рис. 6. К расчёту подкрановой консоли

Проверяем прочность консоли на действие поперечной силы при возможном разрушении по наклонной полосе . Поскольку 2,5R_btbh₀= 2,5·1,05·400·1160=1218 кН > Q=266,07 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) = 266,07·10³·450/(1160·435) = 237,28 мм².

Принимаем 3Ш12А400 (A_s=339 мм²).

6. Расчет и проектирование монолитного внецентренно нагруженного фундамента под колонну

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 (рис.3.35, а).

Расчетная нагрузка от стеновых панелей и остекления равна G₃ = 47,6 (см. раздел 1.1), а для расчета основания .

Анализируя значения усилий в таблице 3.4 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·м.

Тогда получим:

С учетом эксцентриситета продольной силы воспользуемся формулами таблицы IV.12 приложения IV для предварительного определения размеров подошвы фундамента по схеме 2:

Принимаем предварительно размеры подошвы фундамента а = 2,1 м и b = 2,4 м. Уточняем расчетное сопротивление песчаного грунта основания с учетом заданной глубины заложения фундамента согласно приложения В[13]:

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 I; м² ;1,716 м³. Результаты вычисления усилий, краевых и средних давлений на грунт основания приведены в таблице 3.5.

Таблица 3.5. Усилия и давления на грунт под подошвой фундамента

Комбинации усилий от колонны	Усилия	Давления,кПа
Первая	815,82	212,49	38,04	285,698	161,869
Вторая	815,82	-231,73	296,91	26,828	161,869
Третья	1090,31	-170,74	315,83	116,832	216,331

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 = 2,1 м и b = 2,4 м.

Расчет тела фундамента выполняем для принятых размеров ступеней и стакана согласно рисунку 7. 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.

Рис. 7. К расчёту тела фундамента

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:

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 = 2,4 м будем иметь в сечении 2 - 2 арматуру 8Ш10 А500,

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

По конструктивным требованиям принимаем минимальный диаметр арматуры для фундамента при а > 3 м равным мм с шагом 200 мм, тогда в сечении 3 - 3 будем иметь 8Ш10А500, А_s = 628 мм²>525 мм².

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 = 225 мм, 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 мм² (5Ш22А500).

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. 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 мм² (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 и каменных 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 редакция СНиП 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