Вычислим максимальную высоту консоли

И минимальную высоту консоли

Тогда назначим из 2-х условий рабочую высоту консоли кратно 50мм h_о=90 см.

Полная высота сечения консоли h= h_о+а=90+5=95см, где а=5см - защитный слой бетона.

Из конструктивных требований (как для короткой консоли) должно выполнятся следующее условие l₁=25см<0,9•h_о=0,9•95=85,5 см.

Требование удовлетворяется.

Высоту свободного конца консоли h₁ определим из 2-х соотношений:

h₁=h-l₁•tg45°=950-250=700 мм; h₁>h₁/3=950/3=316,6 мм.

Кроме того, необходимо учесть конструктивное требование для h₁ в зависимости от грузоподъемности крана Q=32т. Следовательно, h₁ должно быть не менее 700мм.

Принимаем высоту свободного конца консоли h₁=300 мм, кратно 50 мм.

Расчетный изгибающий момент в сечении у грани колонны:

М=1,25 Q_с•а^/=1,25•929,11•0,2=232,2 кН•м.

Для определения рабочей арматуры в консоли колонны вычислим коэффициенты:

1. б_m=

2 о=1-

3 ж=1-0,5?о=1-0,5?0,048=0,976

4 Требуемая площадь сечения рабочей продольной арматуры равна

А_S=

По сортаменту принимаем 2 Ш22 А-III с А_S=7,60 см²

Эту арматуру приваривают к закладным деталям консоли, на которые потом устанавливают и крепят подкрановую балку.

Сделаем выбор армирования консоли. Для этого сравним

H=950мм и 2,5 а^/ =2,5•200=500мм

Из анализа видно, что h=950>2,5а₁=500

Тогда предусматриваем армирование консоли в виде горизонтальных хомутов и отогнутых стержней.

Исходя из выбранной схемы армирования, назначим конструктивно:

Диаметр наклонных хомутов с шагом s₁=150 мм - 6 Ш12 А-I;

Диаметр отогнутых стержней (с учетом конструктивных требований) принимается не более 25мм и не более 1/15 l_inc (длины отгиба) - 2Ш16 А-III.

Тогда суммарная минимальная площадь сечения отгибов

А_inc=2•201=402 мм² и хомутов составит А_w=6•78,5 =471,0мм² составит

?А=А_inc +А_w=402+471,0=873 мм².

Сравним с 0,002•b_{колонны}•h_{консоли}=0,002•400•950=760 мм².

?А=873мм².>760 мм² - условие выполняется.

Следовательно, назначим: диаметр горизонтальных хомутов Ш10 А-I. Диаметр отогнутых стержней Ш16 А-III. Армирование консоли колонны на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной сжатой полосе между грузом и опорой по формуле

Q_с?0,8R_bb•l_sup•sin²и(1+5бм_w);

Где Q_c=929,11 кН; l_sup=340мм - длинна площадки опирания нагрузки вдоль вылета консоли; b=400мм - ширина консоли (колонны);

синус угла наклона расчетной сжатой полосы к горизонтали;

коэффициент армирования хомутами, расположенными по высоте консоли; s_w=s=150мм - расстояние между хомутами, измеренное по нормали к ним; коэффициент

Тогда сравним данные по условию прочности

Q_с=929,11кН?0,8R_bb•l_sup•sin²и(1+5бм_w)=

=0,8•17,0•10³•0,4•0,34•0,928(1+5•7,78•0,00785)=2240,56кН

Условие выполняется.

Расчет верхнего торца колонны на местное сжатие.

На верхний торец колонны опирается балка покрытия, которая передает нагрузку.

Расчет на местное смятие производим по алгоритму табл. 4.прил. 7

Площадь смятия

Расчетная площадь смятия . Здесь b - ширина колонны; - ширина площадки опирания; - длина опирания балки на колонну.

Коэффициент

2,5.

Уточненное расчетное сопротивление бетона сжатию , где



для бетона класса В30.

Проверяем условие

.

Где ш - коэффициент, принимаемый равным 0,75 при неравномерном распределении местной нагрузки на площадке смятия (допустим, под концами стропильной конструкции).

Условие выполняется.

Таким образом, косвенное армирование по расчету не требуется. Предусматриваем косвенную арматуру в виде четырех сварных сеток из арматурной проволоки класса Вр-I, диаметром 5 мм с ячейкой 90х90 мм и шагом S=100 мм конструктивно.

3. Расчет и конструирование предварительно напряженной безраскосной фермы пролетом 24 м

Исходные данные

Опалубочный чертеж фермы, ее геометрическая и расчетная схема представлены на листе.

Покрытие -- бесфонарное, из панелей размером 3 х 6 м. Кон-струкция покрытия обеспечивает узловую передачу нагрузки на ферму. Ферма проектируется для здания, относящегося к II классу no-назначению. В этом случае расчетные значения нагру-зок умножаются на коэффициент надежности по назначению г_n= 0,95. Коэффициент условия работы бетона г_b2= 0,9.

3.1 Материалы для изготовления фермы:

- бетон класса В25 (R_b,ser = 18,5М0,9 = 16,65 МПа; R_b = 14,5М0,9 = 13,05 МПа; R_bt,ser = 1,6М0,9 = 1,44 МПа; R_bt = 1,05М0,9 = 0,945 МПа; Е_b =27М10³ МПа);

- арматура верхнего пояса, стоек и узлов из стержней класса A-III (R_s= R_sc=365 Мпа - для стержней > 10 мм; R_sщ= 285 МПа; для стержней < 10 мм R_s,ser =390 МПа; R_s= R_sc==355 МПа; R_sщ = 285 МПа);

- арматура предварительно напрягаемая для нижнего пояса класса A-V (R_s = 680 МПа; R_s,ser=785 МПа; R_sc=400 МПа; R_sw= 545 МПа; Е_s = 19 . 10⁴ МПа).

Ферма бетонируется в металлической опалубке с механическим натяжением арматуры на упоры стенда. Передаточная прочность бетона нижнего пояса, согласно [10] п. 2.6, должна быть не менее 11 МПа и не менее 50 % от класса бетона.

Принимаем R_bp= 0,6В = 0,6М25 = 15 МПа > 11 МПа.

К трещиностойкости конструкции предъявляются требования 3-й категории (a_crc1 = 0,4 мм; a_crc2= 0,3 мм).

Определене нагрузки на ферму и усилий в стержнях

При определении нагрузок на ферму принимаем во внимание, что расстояние между узлами по верхнему поясу (панель фермы) составляет 3 м. Плиты покрытия имеют ширину 3м, что обеспечивает передачу нагрузки от ребер плиты в узлы верхнего пояса и исключает влияние местного изгиба.

Нагрузки на покрытие даны в табл. 9.

Таблица 9

Нагрузки	Нормативная нагрузка, Н/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, Н/м2
Постоянная: Собственный вес кровли (см. п.1.3.3.) Собственный вес ребристых плит Собственный вес ферм 142/12*24 = 0,493 Итого:	0,750 3,600 0,493 4,843	1,2 1,1 1,1	0,9 3,960 0,542 5,402
Временная снеговая : Кратковременная	1,680	0,7	2,400

Здесь г_f = 1.1 --коэффициент надежности по нагрузке. Значения равномерно распределенной и узловой нагрузок при-ведены в табл. 10.

Таблица 10.

Вид нагрузки	Равномерно распределённая нагрузка, кН/м2	Узловая нагрузка, кН
	гf = 1	гf > 1	гf = 1	гf > 1
Длительно действующая	3,88	4,44	Gn=3,88М3М6=69,84	G=4,44М3М6=79,92
Кратковременно действующая (снеговая)	1	1,4	Sn=1М3М6=18	S=1,4М3М6=25,2
Итого			F= Gn+ Sn= 69,84+18=87,84	F= G+ S= 79,92+25,2=105,12

Согласно табл. 5 [9] при уклонах кровли бесфонарных зданий б < 25° рассматривается только один вариант загружения снеговой равномерно распределенной нагрузкой.

Определение усилий в элементах фермы от узловых нагрузок для двух схем загружения выполнено по программе «SCAD» на ЭВМ и сведено в табл. 11.

Номер стержня	Усилия при загружении
	по схеме 1	по схеме 2
Верхний пояс
1	2,710-2	-7,081	0,610-2	-6,010-3	-9,510-3	-2,010-3
2	32,710-2	-7,001	18,610-2	-3,010-3	-2,510-3	-0,610-3
3	20,810-2	-7,087	11,710-2	-2,010-3	-1,410-3	-0,110-3
4	10,810-2	-7,106	3,610-2	-2,010-3	-1,110-3	-0,0510-3
Нижний пояс
9	1,910-2	6,161	0,910-2	-9,010-3	-99,110-2	-3,010-3
10	-39,010-2	6,626	22,910-2	-4,010-3	-99,710-2	-0,210-3
11	24,610-2	6,954	12,910-2	-3,010-3	-99,910-2	-0,110-3
12	14,210-2	7,091	3,810-2	-2,010-3	-99,910-2	-0,0210-3
Стойки
17	-40,910-2	0,219	46,510-2	6,010-3	3,010-3	-6,710-3
18	-43,710-2	-0,099	32,710-2	1,510-3	0,110-3	-1,310-3
19	-21,910-2	-0,091	13,710-2	0,510-3	0,110-3	-0,310-3

Примечание. Усилия в остальных стержнях фермы не анализируются в силу симметрии фермы.

Примечание. Усилия в остальных стержнях фермы не анализируются в силу симметрии фермы.

Анализ данных этой таблицы показывает, что наибольшие значе-ния усилий N, М и Q получены в стержнях нижнего пояса 12, верхнего пояса 1 (8) и в стойке 17 (23).

Усилия в сечениях фермы складываются из усилий от обжатия нижнего пояса предварительно напрягаемой арматурой и усилий от всех видов длительно и кратковременно действующих нагрузок.

Расчетные усилия в наиболее нагруженных сечениях элементов фермы (табл.12) при y_f = 1 = 1 и y_f > 1 определены умножением наи-больших значений единичных усилий (табл.11).

Таблица 12.

Элемент	Вид усилия и единицы измерения	Усилия в стержнях от единичных нагрузок	Усилия в стержнях от действующих нагрузок
		По схеме	По схеме	Расчётная комбинация	гf = 1	гf > 1
Нижний пояс Стержень 12	М, НМм	14,210-2	-2,010-3		10,2 8,4	12,1 -
	N, кН	7,091	-99,910-2		506,7 421,2	606,0 -
	Q, кН	3,810-2	-0,0210-3		-	3,2
Верхний пояс Стержень 1	М, НМм	2,710-2	-6,010-3		-0,04 -0,37	0,34 -
	N, кН	-7,081	-9,510-3		502,9 417,5	-602,0 482,5
	Q, кН	0,610-2	-2,010-3		-	0,51
Стойки Стержень 17	М, НМм	-40,910-2	6,010-3
	N, кН	0,219	3,010-3
	Q, кН	46,510-2	-6,710-3

При расчете прочности сечений нижнего пояса как внецентренно растянутого элемента усилия в нем определяются без учета сил предварительного обжатия, так как условно предполагается, что к мо-менту наступления предельного состояния эффект от предваритель-ного обжатия полностью пропадает.

3.2 Расчет элементов фермы по первой группе предельных состояний

Нижний пояс. Сечение пояса 240 х 280 (h) мм; М = 12,1 кНм; N = 606,0 кН;

е₀ = M/N = 12,1/606,0 = 0,019м = 19мм;

е = 0,5h - e_o - a = 0,5280 - 19 - 50 = 71мм;

e = 0,5h + e_o - a = 0,5 . 280 + 19 - 50 = 109мм;

h_o = h - a = 280 - 50 = 230мм.

При соблюдении условия е' < h_o - а', то есть 109 < 230 - 50 = 180мм,

Сечение нижнего пояса армируем арматурой, состоящей из 614 А V общей площадью 923 мм².

3.3 Определение напряжений в арматуре нижнего пояса

Уровень начального предварительного напря-жения в арматуре нижнего пояса определяем из условий:

_sp + _sp < R_s,ser ; _sp = -_sp 0,3R_s,ser; _sp=0,0_sp

После постановки значения _sp в приведенные выше неравенст-ва получим:

_sp,max = R_s,ser/1,05 = 785/1,05 = 747,6 МПа;

_sp,min = 0,3R_s,ser/(1-0,05) = 0,3785/0,95= 247,9 МПа.

Принимаем _sp = 650 МПа.

Коэффициент точности натяжения арматуры определяют по фор-муле

_sp = 1 ± _sp.

Согласно п.1.27 [10], при механическом способе натяжения

_sp= 0,1

Тогда _sp = 1- 0,1 = 0,9.

Для проверки прочности нижнего пояса в стадии обжатия и его трещиностойкости в стадии эксплуатации вычислим потери предварительного напряжения при _sp = 1. Найдем первые потери (до окончательного обжатия бетона).

2. От релаксации напряжений в арматуре

₁=0,1_sp-20=0,1650-20=45 МПа.

4. От перепада между температурой арматуры и натяжных устройств

₂ = 1,25t = 1,2565=81,25 МПа.

6. От деформаций анкеров

₃=l/lE_s=(21910⁴)/19000=20МПа,

где l = 2 мм (табл. 5 [10]).

13. Напряжение в арматуре после потерь ₁, ₂ и ₃.

_sp1 = _sp -₁ -₂ -₃ =503,75 МПа.

15. Усилия в арматуре A_sp с учетом потерь ₁, ₂ и ₃,

P=_sp1A_sp=503,75923 = 46510³ H.

17. Напряжения в бетоне на уровне центра тяжести предвари-тельно напрягаемой арматуры с учетом потерь ₁, ₂ и ₃ при l_op1=0 и A_sp=A_sp

_bp=P/A_red=46510³/240280=6,92 МПа.

При определении _bp принято условно A=A_red.

18. 19, 20. Так как _bp = _bp >0, то коэффициент :

= 0,25 + 0,025R_bp= 0,25 + 0,02515 = = 0,625 < 0,8.

21. Проверяем условие

_bp/R_bp 6,92/15 = 0,461<= 0,625.

Условие выполняется, поэтому потери от быстро натекающей ползучести

₆ = 400,85_bp /R_bp = 400,850,461 = 15,68МПа.

26. Первые потери

_l1=₁+₂+₃+₆ =45+81,25+20+15,68=161,93 МПа.

Вторые потери

27. Потери от усадки бетона ₈ = 35 МПа.

29. Усилие в предварительно напрягаемой арматуре с учетом первых потерь при _sp = 1

P₁= (_sp - _l1)(A_sp+ A_sp) = (650 - 161,93)923 =450489H =450,5кН.

31. Напряжения в бетоне от предварительного натяжения арматуры с учетом потерь _l1 на уровне центра тяжести сечения:

_bp1 =P₁/A=450,510³/240280 = 6,7 МПа > 0.

32. Проверяем условие _bp1/R_bp < = 0,75

6,7/15 = 0,45 < 0,75 (п. 9а табл. 5 [10]).

33. Потери от ползучести бетона при = 0,85

₉ = 150_bp1/R_bp = 1500,850,45 = 57,4 МПа.

35. Вторые потери

_l1=₈+₉ =35 + 57,4 = 92,4 МПа.

36. Суммарные потери предварительного напряжения

_l=_l1+_l2 =161,93 + 92,4 = 254,33 МПа > 100 МПа.

Усилие в преднапряженной арматуре с учетом всех потерь при _sp< 1

P₂=_sp(_sp - _l)(A_sp+A_sp)=0,9(650-254,33)923=328,710³ H.

Проверка нижнего пояса по прочности в стадии изготовления

Как следует из расчетов, наихудшее сочетание усилий М и N при передаче усилий с упоров на бетон возникает в панели 9:

М₉ = M₉P₁ = 9,010^-3450,5=4,05 кНм;

N₉= N₉ P₁ = 99,110^-2450,5= 446,4 кН,

где М₉ и N₉ - усилия в панели 9 от единичной нагрузки, приложенной вдоль оси нижнего пояса ; Р₁ -- усилие предварительного напряжения в арматуре нижнего пояса с учетом первых потерь.

Эксцентриситет продольной силы в панели 9

e_o = М₉ / N₉ = 4,05/446,4 = 0,0091 1 см, что близко к значениям

h/30 = 28/30 = 0,93 см и l_o/600 = 0,9160/600 = 0,24 см,

здесь l_o - длина панели 9, см (см. лист 2).

При этих условиях расчет нижнего пояса выполняется как сжа-того элемента со случайным эксцентриситетом при прочности бетона, равной его передаточной прочности R_bp =15 МПа. Коэффициент условия работы бетона в момент обжатия нижнего пояса у_b8 = 1,2. Так как арматура натягивается на упоры, то влияние прогиба нижнего пояса на его несущую способ-ность в стадии обжатия не учитывается, а его прочность обеспечи-вается только прочностью бетона согласно условию

Р₁ = 450,5 кН < R_bbh_b8 = 152402801,2 = 1210 кН.

Так как условие выполняется, то прочность сечений нижнего пояса в стадии изготовления обеспечена.

3.4 Проверка прочности наклонных сечений нижнего пояса по поперечной силе

Максимальная поперечная и соответствующая ей продольная силы от совместного воздействия длительных и кратковременных нагрузок при _f> 1 действуют в сечениях панели 10 :

Q₁₀= QF + QP₂= 2,310^-2 85,46 + 0,210^-3328,7= 2 кН;

N₁₀ = N₁₀F= 6,62685,46 = 566,26 кН. -

Проверяем условие Q_b < _b3(1+_n)R_btbh_o выполнение которого свидетельствует о том, что поперечная сила воспринимается бетоном, а поперечная арматура нижнего пояса назначается по конструктив-ным требованиям.

Для растянутых элементов

Согласно п. 3.31 [10], _b3 = 0,6 и < _n= -0,8. Минимальная поперечная сила, воспринимаемая бетоном,

 Q₁₀

Поперечная арматура 5 Вр1 с шагом 400 мм ставится по кон-структивным требованиям.

Расчет сечения верхнего пояса

При расчете сечений верхнего пояса необходимо учитывать уси-лия от воздействия длительных и кратковременных нагрузок и, кроме того, усилия, вызванные предварительным напряжением арма-туры нижнего пояса фермы.

Наибольшие усилия действуют в стержне 1. При _f> 1 M₁ = 0,37 кНм; N₁=602,0 кН.

Продольная сила от действия только постоянных и длительных нагрузок при _f > 1 N_l= 482,5 кН.

Сечение верхнего пояса армируем симметричной арматурой класса A-III.

В общем случае сечение верхнего пояса безраскосных ферм рас-считывают на внецентренное сжатие. В данном случаи при е₀ = M₁/ N₁= 0,37/602 =0,6 см < 1 см панель 1 следует рассматривать как сжатый элемент со случайным эксцентриситетом. При известных размерах сечения верхнего пояса его расчет сводится к подбору продольной арматуры последовательными приближениями с окончательной проверкой прочности по уточненным значениям и ). Приняв ==1, получим

0.

Следовательно, сжимающие усилия могут быть восприняты одним бетоном.

Принимая симмет-ричную арматуру А = А =226 мм² (212 A-III) из условий допустимо минимальных диаметров арматуры и минимального про-цента армирования сжатых элементов, находим:

100 % = 0,8 % > 0,005%.

5. Вспомогательные параметры:

длина элемента l= 1,94 м; расчетная длина элемента 1_o = 0,9l =0,91,94 = 1,746 м = 174,6 см; l_o/h = 174,6/25 =6,98; N_l/N = = 482,5 /602 = 0,8.

7. Приведенный коэффициент продольного изгиба

= 0,905 + 2 (0,912 -- 0,905) 0,2 = 0,908 < ц_r

8. Вычисляем

A_s + А_s' = 0.

то есть прочность сечения обеспечена по условию прочности бетона. Несущая способность сечения стержня 1

> 602 кН,

то есть прочность обеспечена.

Расчет нижнего пояса фермы по второй группе предельных состояний

Геометрические характеристики приведенного сечения:

б_s = E_s/E_b = 19М10⁴/29,5М10³ = 6,44;

y_o=0,5h=0,5 280=140мм;

W_red = l_red/y_o = 48724 10⁴/140= 3480,3 10³ мм³;

W_pl = yW_red = 175 3480,3 10³ = 6090,5 10³ мм,

где y-коэффициент, определяемый по табл. 9 прил. 3.

Рассчитываем стержень 12 как наиболее нагруженный.

Расчет по образованию трещин. Расчет производится из условия М_r < М_crc.

Для определения момента внешних сил М_r необходимо вычислить

,

где N₁₂ и М₁₂_в определены при г_f=1 (табл. 11).

Если не соблюдается условие N < Р (а в нашем случае N=506,7 > Р₂ = 328,7кН), расстояние до ядровой точки от центра тяжести определяется по формуле

Момент от внешних сил при г_f=1 относительно той же оси

М_r = N₁₂ (e_о + r) = 506,7 (0,02 + 0,077) = 49,2 кНм.

Так как равнодействующая усилий предварительного напряже-ния приложена в центре сечения, то е_ор =0.

Момент усилия P₂ относительно оси, параллельной нулевой линии и проходящей через ядровую точку,

М_rр = Р₂ (e_o + r) = 328,7М0,097 = 31,9 кНм.

Момент, воспринимаемый сечением, нормальным к продольной оси стержня 12, при образовании трещин

M_crc = R_bt,serW_pl ± M_rp = 1,44М6090,5М10³ + 31,9М10⁶ = 40,7кНм.

Следовательно, в стадии эксплуатации трещины не появятся, так как М_r = 49,2 > M_crc = 40,7 кНм.

Расчет опорного узла фермы

Наклонные сечения опорного узла фермы рассчитываются на действие поперечных сил и изгибающих моментов. Наклонная тре-щина пересекает предварительно напрягаемую арматуру A_sp = 923 мм² (614 AIII) и ненапрягаемую арматуру А_s =314 мм² (412 AIII), установленную в опорном узле на длине анкеровки предварительно напрягаемой арматуры. Из рис. находим:

в = 33°20'; tgв=0,6545; ctgв = 1,53.

Фактическая минимальная длина зоны анкеровки арматуры A_sp и А_s (рис.):

l_1p = 260 + 5/tgв = 336 мм < l_p = 35d = 35М14 = 490 мм;

l_1s = 260 + 6,5/tgв = 359 мм > l_s = 35d == 35М10 = 350 мм.

Здесь l_p и l_s - нормируемая минимальная длина анкеровки-соответственно предварительно напряженной и ненапрягаемой арматуры.

На опорный узел действуют следующие усилия: опорная реакция фермы от действия всех видов нагрузок

R_A= Q_max = 0,5= 0,5М7М85,46 = 299,11 кН;

усилие в панели 1 верхнего пояса

N₁ = 602кН (см. табл.11);

усилие в панели 9 нижнего пояса

N₉ = N₉F= 7,08М85,46 = 605,1 кН,

где N₉ - усилие в стержне 9 от единичного нагружения;

предельное усилие в арматуре A_sp:

N_sp = A_spR_sl_1p/l_P = 923М785М336/490= 496,8 кН;

предельное усилие в ненапрягаемой арматуре (410 AIII), пересекаемой трещиной АВ

N_s=A_sR_s= 314М365=114,6 кН;

усилие, воспринимаемое поперечной арматурой, пересекаемой трещиной

<0

Так как < 0, то поперечные силы в наклонных сечениях опор-ного узла полностью воспринимаются бетоном.

Назначаем поперечную арматуру из конструктивных соображений: общее число поперечных стержней на длине проекции сечения АВ п = 22; шаг поперечных стержней s=100 мм, сечение поперечной арматуры 8А III (A_sw = 50,3 мм²).

Для проверки наклонного сечения АВ на действие изгибающего момента вычислим:

высоту сжатой зоны в наклонном сечении АВ

предельное усилие в принятой поперечной арматуре:

N_w = nR_swA_sw=14М285М28,3 = 112,92М10³ Н;

h_op = h_os = h- a = 880-110=770 мм; с₁ = 120 мм; с =260 мм;

l₃= 1260 мм; l₂=l₃-c=1260--260= 1000 мм;

прочность наклонного сечения обеспечена, если выполняется условие

<



то есть условие удовлетворено.

4. Расчет фундамента под колонну крайнего ряда

4.1 Данные для проектирования фундамента

Для расчета и конструирование фундамента под колонну крайнего ряда назначим материалы бетона и арматуры:

-бетон тяжелый класса В15 (

-рабочая продольная арматура класса А-III (

-конструктивная и поперечная арматура класса А-I

Глубина заложения фундамента d=2,25 м. Основание сложено песком пылеватым, плотным, влажным с расчетным сопротивлением грунта R_o=200КПа. Усредненное значение удельной массы грунта и фундамента Под фундаментом предусматривается песчано-гравийная подготовка. Защитный слой бетона-70 мм.

В уровне верха фундамента в сечении 4-4 (колонна крайнего ряда) передаются расчетный усилия:

Первая комбинация (М_max; N_соотв.)

при М_4-4=113,31кН·м; N_4-4=-1564,37кН; ;Q_4-4=10,6кН

при =1 М_4-4=113,31/1,15=98,53·м; N_4-4=1564,37/1,15=1360,32кН;

Q_4-4=10,6/1,15=9,22кН·м;

где 1,15 - усредненный коэффициент по нагрузке.

Вторая комбинация (N_max; M_соотв.)

при М_4-4= -67,49кН·м; N_4-4=1652,07кН; ;Q_4-4= -13,81кН

при =1 М_4-4= -67,49/1,15= -58,69кН·м; N_4-4=1652,07/1,15=1436,38кН;

Q_4-4= -13,81/1,15= -12,01кН·м.

Нагрузка от веса фундаментной балки:

при

где - коэффициент надежности по нагрузке;г_n=0,95- коэффициент по назначению здания; с=25 кН/ м³- плотность железобетона; l=5,35 м- длина балки; 0,5(а+b)h- площадь поперечного сечения трапециевидной балки;

при г_f=1

Момент от веса фундаментной балки при

.

Момент от веса фундаментной балки при г_f=1

Суммарные расчетные усилия, действующие относительно оси симметрии в уровне подошвы фундамента (без учета веса фундамента и грунта на нем):

Первая комбинация (М_max; N_соотв.)

При 1 M = M _4-4 + Q_4-4 ·d - M_{фунд.балки} =113,31 +[10,6· (2,25-0,15)]1 - 14,76 = =120,81кН·м;

N = N_4-4 + G_{фун.балки} = 1564,37 + 26,84 = 1591,21кН.

При М = М _4-4 +Q _4-4 ·d - М _{фун.балки} =98,53 + [9,22·(2,25-0,15)] - 13,42 = =104,47кH·м;

N =N _4-4 +G _{фун.балки} = 1360,32 +24,4 = 1384,72кН.

Расчет фундамента выполним по алгоритму:

1) Определим предварительно площадь подошвы как центрально-нагруженного фундамента

Принимаем соотношение сторон подошвы фундамента

=0,67.

Тогда

Принимаем унифицированные размеры: l = 3,6м ;b = 2,4м.(кратно 300мм)

Проверим условие е₀?l/d



- условие выполняется.

Тогда А=b·l=2,4·3,6= 8,64м²;

Уточним расчетное сопротивление грунта:

Где R ₀=200 КПа- расчетное сопротивление грунта по заданию; k₁=0,05- коэффициент для пылеватых песков; b=2,4- ширина подошвы фундамента; b₁=2,4-0,30-0,45=1,65м- ширина ступени фундамента; d=2,25м - глубина заложения фундамента; h=2,1м -высота фундамента.

Давление под подошвой фундамента:

.

.

Сравним значения:

р=201,89КПа<- условие удовлетворяется;

р_max=222,05КПа<- условие удовлетворяется;

Р_min=181,73КПа>0- условие удовлетворяется.

Все условия выполняются, поэтому принимаем окончательно размеры фундамента

Окончательно принимаем размеры фундамента l_f = 3,6м ;b_f = 2,4м.

Учитывая то, что фундамент значительно заглублен, принимаем конструкцию фундамента с подколонником стаканного типа.

Установим основные размеры фундамента: толщину стенок стакана поверху назначают d _h=325 мм вдоль ширины фундамента b и d _h=375 мм вдоль длины фундамента l; а зазор между колонной и стаканом 75 мм. Размеры сечения колонны м. Размеры подколонника в плане ; .

Принимаем b _сf· l _cf=1,2·1,7м. Высоту ступеней назначаем . Высота подколонника . Глубину стакана назначают из условия заанкерования колонны и ее рабочей арматуры:

(d-диаметр рабочей продольной арматуры).

Принимаем h_f=0,8 м; h_h=(1,0+0,05)-0,15=0,90 м. Размеры дна стакана в плане l_h=1,0 м; b_h=0,5 м .Размеры ступеней в плане: l= l_f=3,6 м; b=b_f=2,4 м; l₁=2,7 м;

b₁=1,5 м. Толщина защитного слоя бетона а=0,07 м. Рабочая высота фундамента для первой ступени h₀₁=0,3-0,07=0,23 м; для второй ступени h₀₂=0,6-0,07=0,53 м; Для подколонника h_0f=2,10-0,07=2,03 м.

Выполним расчет на продавливание с первоначальной проверкой условий:

=1,5 м= - условие не выполняется.

=2,7 м= 1,5+- условие удовлетворяется.

=1,5 м<= 1,2+- условие удовлетворяется.

=2,4 м>= 1,5+- условие удовлетворяется

Условие прочности на продавливание F?R_bt·b_m·H₀,

где

р_g=

максимальное давление под подошвой фундамента от расчетных нагрузок в уровне обреза верхней ступени, где 1465,72кН=1384,72+1,8·1,2·1,5·25 сила N; 98,94 кНм=98,53+(9,22·1,5)-13,42-изгибающий момент.

Тогда

условие выполняется и считаем размеры фундамента достаточными.

Вычислим давление на грунт у наиболее нагруженной точки (у края фундамента), а также в сечениях I-I, II-II, III-III:

;

;

;

;

Где k_I-I…k_III-III- коэффициенты, определяемые по формуле k_i=1-,сi- длина консоли от края фундамента до расчетного сечения. В частности,

к_I-I=1-

к_II-II=1-

к_III-III=1-

Изгибающие моменты в сечениях I-I, II-II, III-III, на 1 м ширины фундамента (большего размера) определим по формуле:

Вычислим требуемую площадь сечения арматуры класса А-III вдоль длинной стороны фундамента по формуле:

,

где М_i- изгибающий момент в рассматриваемом сечении консольного выступа (по грани колонны или по граням ступеней); h_i- рабочая высота рассматриваемого сечения от верха ступени до центра арматуры; R_s-расчетное сопротивление арматуры.

;

Исходя из анализа полученных результатов, наиболее опасное сечение II-II на грани подколонника. Принимаем на 1 м ширины фундамента 516 А-III () с шагом 200 мм.

Вычислим среднее давление на грунт в направлении короткой стороны:

.

Изгибающие моменты в сечениях I-I; II-II; III-III на 1 м ширины фундамента (меньшего размера подошвы) определим по формуле:

;

;

Вычислим требуемую площадь поперечного сечения арматуры класса А-III вдоль короткой стороны фундамента по формуле:

,

где М_i- изгибающий момент в рассматриваемом сечении консольного выступа (по грани колонны или по граням ступеней); h_i- рабочая высота рассматриваемого сечения от верха ступени до центра арматуры.

Требуемая площадь арматуры вдоль короткой стороны фундамента:

;

;

.

Принимаем на 1 м длины фундамента 512 А-III () с шагом 200 мм.

Выполним расчет прочности поперечных стержней подколонника. При этом расчет на внецентренное сжатие произведем для коробчатого сечения стаканной части заделанного торца колонны (сечение IV-IV). Преобразуем размеры коробчатого сечения, преобразованного в эквивалентное двутавровое:



Расчетные усилия в сечении IV-IV (при 1):

;

.

Эксцентриситет продольной силы

.

Тогда случайный эксцентриситет не учитываем. Расстояние от растянутой арматуры до N:

.

Проверяем условие условие выполняется, следовательно, нейтральная ось проходит в полке, и сечение рассчитываем как прямоугольное, шириной .

Определим и , принимая симметричное армирование

;

,

где l_осf= l_сf-а₁=1,80-0,04=1,76 м.

Вычислим площадь поперечного сечения рабочей продольной арматуры

Таким образом, продольная арматура по расчету не требуется. Назначаем из конструктивных требований по следующему условию:

.

Принимаем 518 А-III с каждой стороны подколонника.

Проверяем условие е₀=<; е₀=0,063<- условие выполняется.

Поперечное армирование проектируем в виде горизонтальных сеток из арматуры класса А-I, шаг сеток принимаем s=150 мм<h_c/4=0,225 мм.

Определим момент в наклонном сечении, проходящем через сжатое ребро торца колонны и верхнее ребро стакана:

Определим площадь сечения поперечных стержней сетки подколонника

Где - сумма расстояний от каждого ряда поперечной арматуры до нижней грани колонны.

Принимаем конструктивно сетку из стержней 4Ш6А-I с А_sw=1,13 см².

Список литературы

1. СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. /Госстрой России.-М.: ГУП НИИЖБ Госстроя России, 2003. 30с.

2. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования.- М.: ЦИТП Госстроя СССР, 2001. 44с.

3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения (к СНиП 2.03.01.-84^*)/ЦНИИ промзданий, НИИЖБ Госстроя СССР.-М.: ЦИТП Госстроя СССР,1989. 192с.

4. ГОСТ 21.503-80. Конструкции бетонные и железобетонные. Рабочие чертежи.-М.: Изд-во стандартов, 1981, 18с.

5. Свиридов в.М. Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для промышленного строительства: Справочник проектировщика /В.М. Свиридов, В.Т.Ильин, И.С.Приходько, С.Н. Алексеев, Ф.А. Иссерс, В.А. Клевцов, М.Г.Костюковский, Н.М. Ляндерс, В.М. Москвин, Р.И. Рабинович, Н.В.Селиверстова, Г.К.Хайдуков, Б.М.Чкония, А.Н. Королев, В.С. Шейкман, Р.Г.Шишкин, М.С. Шорина, Л.Ш. Ямпольский; Под общ. Ред. Г.И. Бердичевского, 2-е изд., перераб. И доп. М.: Стройиздат, 1981.488с.

6. Голышев А.Б. Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие/ А.Б. Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие/ А.Б. Голышев, В.Я.Бачинский, В.П.Полищук, А.В.Харченко, И.В.Руденко. Под общ.ред. А.Б.Голышева. Киев: Будевельник, 1985.496с.

7. Байков В.Н. Железобетонные конструкции. Общий курс: Учеб. Для вузов.

8. Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций: Учеб. пособие. 2-е изд., репераб. и доп. М.: Стройиздат, 1989. 506с.

9. Примеры расчета железобетонных конструкций многоэтажных промышленных зданий: Методические указания к курсовому проекту 1 для студентов специальностей 290300- «Промышленное и гражданское строительство» заочной формы обучения; Сост. О.П. Медведева. Красноярск: КрасГАСА, 2005. 150с.

10. Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий; Материалы к курсовому проекту для студентов специальности 290300-«Промышленное и гражданское строительство» заочной формы обучения; Сост. О.П. Медведева. Красноярск: КрасГАСА, 2004. 15с.

11. СТП 5055012-94 Стандарт предприятия. проекты дипломные и курсовые. Правила оформления; Сост. В.А. Яров, Г.Ф. Шишканов, В.К. Младенцева / КИСИ, 1994. 35с.

Размещено на Allbest.ru