Сборные железобетонные конструкции одноэтажного промышленного здания

= 1,2 х 1 х 1 (115,84/200000) 20 (3,5 - 100 х 0,02) = 0,0609 мм.

С учётом влияния жёсткости узлов раскрытие трещин у наиболее растянутых граней будет в 2 раза больше

a_crc1 = 2 х 0,0609 = 0,122 мм < [a_crc1] = 0,2 мм.]

Расчёт растянутого раскоса

Растягивающее усилие в крайнем нисходящем раскосе Р1: нормативное от постоянной и снеговой нагрузок N_n = 73,0 кН; нормативная от постоянной нагрузки N_nl = 41,8 кН; расчётное значение усилия от постоянной и снеговой нагрузок N = = 91,8 кН (табл. 8.1.1.).

Требуемая площадь арматуры раскоса

A_s = N/R_s = 91,8 х 10/365 = 2,52 см².

Принимаем 410 А400 с A_s = 3,14 см².

Усилие воспринимаемое сечением при образованием трещин:

N_crc = R_btn(A + 2A_sE_s/E_b) = 1,8 х 10^-1 (15 х 15 + 2 х 3,14 х 200000/29000) = 48,3 < < 1,15 х N_n = 1,15 х 73,0 = 83,95,

где 1,15 - коэффициент учитывающий снижение трещиностойкости вследствие жесткости узлов фермы.

Так как условие трещиностойкости сечения не соблюдается, необходим расчёт по раскрытию трещин.

Приращение напряжения в растянутой арматуре от полной нормативной нагрузки

у_s = N_n/A_s = 73,0 х 10/3,14 = 232,48 МПа.

Приращение напряжения в растянутой арматуре от длительной нагрузки

у_s = N_nl/A_s = 41,8 х 10/3,14 = 133,12 МПа.

Коэффициент армирования сечения

м = A_s/A_b = 3,14/225 = 0,0139555.

Ширина раскрытия трещин от кратковременного действия полной нагрузки на уровне оси раскоса:

a_crc1' = д ц_l з (у_s/E_s) 20 (3,5 - 100м) = 1,2 х 1 х 1 (232,48/200000) х 20 х (3,5 - 100 х 0,0139555) = 0,126 мм.

Ширина раскрытия трещин от кратковременного действия постоянной нагрузки на уровне оси раскоса:

a_crc2' = 1,2 х 1 х 1 (133,12/200000) х 20 х (3,5 - 100 х 0,0139555) = 0,0724 мм.

Ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной нагрузки на уровне оси раскоса:

a_crc2 = 1,2 х 1,39 х 1 (133,12/200000) х 20 х (3,5 - 100 х 0,0139555) = 0,0100 мм,

где ц_l = 1,6 - 15м = 1,6 - 15 х 0,0139555 = 1,39.

Тогда непродолжительное раскрытие трещин при полной нагрузке

a_crc1 = 0,126 - 0,0724 + 0,01 = 0,0636 мм.

С учётом влияния жёсткости узлов раскрытие трещин у наиболее растянутых граней будет в два раза больше

a_crc1 = 2 х 0,0636 = 0,127 мм < [a_crc1] = 0,4 мм,

a_crc2 = 2 х 0,01 = 0,02 мм < [a_crc2] = 0,3 мм.

Расчёт опорного узла

Расчёт опорного узла выполняем для обеспечения прочности на изгиб наклонного сечения с проекцией с₀ = l_уз - l_оп = 115 - 36 = 79 см (рис. 8.2.1.). В растянутой зоне этого сечения работает слабо заанкерованная напрягаемая арматура, воспринимающая усилие N_xp = R_sA_spl_op/l_p, где l_p - длина зоны передачи напряжений по п. 2.29 [2]

l_p = ((w_pу_sp/R_bp) + л_p) d = ((0,25 х 750/21) + 10) х 25 = 473 мм,

Рис. 4.2.1. К расчёту опорного узла фермы

здесь w_p и л_p - коэффициенты по табл. 28 [2].

Тогда N_xp = 695 х 10^-1 х 19,63 х 36/47,3 = 1038,4 кН. Дополнительно к этой арматуре рекомендуется устанавливать ненапрягаемую, обеспечивающую усилие N_xp = = (0,1 - 0,15) R_sA_sp (от полного усилия в напрягаемой арматуре): 0,1 х 695 х х 19,63/365 = 3,73 см². Принимаем 412 А400 с A_s = 4,52 см². Тогда N_s = 365 х 10^-1 х х 4,52 = 164,98 кН, а высота сжатой зоны в конце наклонного сечения x = (N_xp + + N_s)/R_bb = (1038,4 + 164,98)/(0,9 х 17 х 10^-1 х 25) = 31,46 см.

Плечо внутренней пары z = h_уз - 0,5 (h_нп + х) = 78 - 0,5 (22 + 31,46) = 51,27 см, а момент воспринимаемый наклонным сечением без поперечной арматуры

М_u = (N_хр + N_s) z = (1038,4 + 164,98) х 0,5127 = 616,97 кН•м.

Опорная реакция фермы Q = N_H1 tgб, где N_H1 - усилие в примыкающей к узлу крайней панели нижнего пояса, б - угол наклона оси крайней панели верхнего пояса к оси нижнего. Q = 974,2 х 1348/2900 = 452,8 кН приложена на 170 мм от торца фермы. Тогда внешний момент М = Q(l_уз - 0,17) = 452,8 (1,15 - 0,17) = 443,78 кН, что меньше момента воспринимаемого наклонным сечением, т.о. поперечная арматура по расчету не требуется. Принимаем конструктивно поперечную арматуру 8 А400 с шагом 100 мм.

5. Расчёт и конструирование фундамента под крайнюю колонну

Колонны заделывают в сборные или монолитные (при большой их массе) отдельно стоящие фундаменты с повышенной стаканной частью.

Условное расчётное сопротивление грунта R₀ = 0,25 МПа; бетон тяжёлый класса В20. R_b = 11,5 МПа, R_bt = 0,9 МПа; арматура из горячекатаной стали класса А400, R_s = R_sc = 365 МПа. Вес единицы объёма материала фундамента и грунта на его обрезах г = 20 кН/м³.

С учётом принятой заделки колонны 900 мм глубину стакана фундамента принимаем 950 мм, что не менее Н_ан 0,5 + 0,33h_н = 0,5 + 0,33 х 1 = 0,83 м; Н_ан 1,5b_н = 1,5 х 0,6 = 0,9 м; Н_ан 30d = 30 х 0,016 = 0,48 м, где d = 1,6 см - диаметр продольной арматуры колонны. Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента должно быть не менее 250 мм. Тогда полная высота фундамента составит Н = 950 + + 250 = 1200 мм, а глубина заложения его подошвы Н₁ = 1200 + 150 = 1350 мм.

По верхнему обрезу фундамента (сечение 4-4 колонны) расчётным является сочетание: М = -161 кНм, N = 1394 кН, Q = -55 кН.

Нормативные значения усилий определим делением расчётных усилий на усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке г_f,n = 1,15:

М_n = -140 кНм, N_n = 1212 кН, Q_n = -48 кН.

Предварительно площадь подошвы фундамента с учётом веса грунта на его обрезах определим из выражения:

А = 1,05N_n/(R₀ - гH₁) = 1,05 х 1212/(250 - 20 х 1,35) = 5,71 м²,

где 1,05 - коэффициент учитывающий влияние момента.

Принимая отношение сторон b/a = 0,8, получаем а = 2,6 м, b = 2,2 м, тогда площадь подошвы фундамента А = 2,2 х 2,6 = 5,72 м², момент сопротивления W = 2,2 х х 2,6²/6 = 2,47 м³.

Определим краевое давление на основание:

p_n,max = (N_n + G_n)/A + M_n/W и p_n,min = (N_n + G_n)/A - M_n/W,

учитывая что изгибающий момент в уровне подошвы М_n = М_n + Q_nH = 140 + 48 х х 1,2 = 197,6 кНм, а нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах G_n = = b а H₁ г г_n (здесь г_n - коэффициент надёжности по назначению).

G_n = 2,6 х 2,2 х 1,35 х 20 х 0,95 = 147 кН.

p_n,max = (1212 + 147)/5,72 + 140/2,47 = 294 < 1,2R₀ = 1,2 х 250 = 300 кН/м².

p_n,min = (1212 + 147)/5,72 - 140/2,47 = 181 > 0.

Конструирование и расчёт тела фундамента

Толщину стенки стакана поверху примем 200 мм. Тогда при зазоре между её внутренней гранью и колонной 75 мм высота сечения стаканной части а_с = 275 х 2 + + h_н = 550 + 1000 = 1550 мм, а ширина b_c = 275 х 2 + b_н = 550 + 600 = 1150 мм.

Определим напряжения в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны без учёта веса фундамента и грунта на его обрезах от расчётных нагрузок:

p_max = N/A + (M + QH)/W = 1394/5,72 + (161 + 55·1,2)/2,47 = 336 кН/м²;

p_min = N/A - (M + QH)/W = 1394/5,72 - (161 + 55·1,2)/2,47 = 151,8 кН/м².

Увеличиваем длину фундамента до 3,0 м, тогда площадь фундамента А = 3,0 х, х 2,2 = 6,6 м², момент сопротивления W = 2,2 х 3,0²/6 = 3,3 м³.

p_max = N/A + (M + QH)/W = 1394/6,6 + (161 + 55·1,2)/3,3 = 280 кН/м²;

p_min = N/A - (M + QH)/W = 1394/6,6 - (161 + 55·1,2)/3,3 = 142 кН/м².

Высоту фундаментной плиты по краю примем 250 мм, а в примыкании к стаканной части 350 мм.

Расстояние от нижней грани до оси продольных стержней при подготовке из тощего бетона примем а = 50 мм, тогда полезная высота в сечении 1-1 h₀ = 35 - 5 = 30 см.

По линейной интерполяции определим напряжения в сечении 1-1 p₁ = 247 кН/м² и на грани пирамиды продавливания р₂ = 261 кН/м². Рассматривая полосу шириной 1 м, определим погонную силу продавливания Q = (a - a_c - 2h₀) (p_max + p₂)/4 = = (3 - 1,55 - 2·0,3) (280 + 142)/4 = 89,7 кН/м.

Сопротивление продавливанию полосы без поперечной арматуры по п. 3.32 [2]:

ц_b4 г_b2 R_bt b h₀²/c = = 1,5·1,1·0,9·1·0,3²·10³/0,3 = 445,5 > > Q = 89,7 кН.

Принятые размеры фундаментной плиты достаточны.

Погонный изгибающий момент от расчётных нагрузок в сечении 1-1:

Рис. 9.1. К расчёту тела фундамента

М = p₁(a - a_c)²/8 + (p_max - p₁) (a - a_c)²/12 = 247 (3 - 1,55)²/8 + (280 - 247) (3 - - 1,55)²/12 = 70,7 кНм.

Требуемое сечение арматуры:

A_s = M /0,9h₀R_s = 70,7·10³/(0,9·30·365) = 7,17 см²/м.

Принимаем 14 А400, ш. 200 мм (A_s = 7,69 см²/м). Процент армирования µ = = 1,539·100/(25·30) = 0,2052% > µ_min = 0,05%.

Арматуру укладываемую параллельно меньшей стороне фундамента определим по максимальному погонному изгибающему моменту в сечении 2-2:

M = p_max(b - b_c)²/8 = 280 (2,2 - 1,15)²/8 = 38,6 кНм.

Требуемое сечение арматуры:

A_s = M/0,9h₀R_s = 38,6·10³/(0,9·30·365) = 3,92 см²/м.

С учётом повышенной коррозийной опасности принимаем А400, ш. 200 мм (A_s = 7,69 см²/м). Процент армирования µ = = 1,539·100/(25·30) = 0,2052% > µ_min = 0,05%).

В стаканной части арматуру принимаем из стержней А400 с шагом вертикальных и горизонтальных стержней 200 мм (при этом соблюдается условие, что суммарная площадь A_s вертикальных стержней в каждой из коротких стенок должна быть не меньше A_s колонны).

Литература

1. СНиП 2.01.07 - 85*. Нагрузки и воздействия.

2. СНиП 2.03.01 - 84*. Бетонные и железобетонные конструкции.

3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01 - 84*)/ - М.: Центральный институт типового проектирования, 1989. - 506 с., 1989. - 193 с.

4. Байков В.М. Сигалов З.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. М.: - Стройиздат, 1991. - 767 с.

Размещено на Allbest.ru