Проектирование производственного здания с мостовыми кранами

ЖБиКК КП Проектирование производственного здания с мостовыми кранами ГЧ 2010 10 10.dwg

АБВГДЕЖЗИКЛМНОПРСТУФХЦЧШЩЬЪЭЮЯ абвгдежзиклмнопрстуфхцчшщьъэюя
б) Сечение 1-1 (конструктивная схема)
в) Расчетная схема настила
ø1В500 ГОСТ6727-80* l=1600
ø5В500 ГОСТ6727-80* l=550
Кафедра СК гр. ПГС-53
ИГАСУ-ИСФ-270102-06076-ЖБиКК-КП2-2010
Проектирование производственного здания с мостовыми кранами
Геометрическая схема фермы 2ФС18-2
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=5530
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=150
Напрягаемая арматура класса
Ведомость расхода стали на элемент
План на отм. 0.000 М 1:200
Каркас пространственный КП1
ø12К1500 ГОСТ 13840-68 l=17940
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=910
ø6А240 ГОСТ 5781-82* l=300
ø6А240 ГОСТ 5781-82* l=400
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=600
Изделие закладное МН1
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=220
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=6000
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=120
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=3870
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=90
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=6580
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=2320
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=1400
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=870
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=1360
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=1140
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=180
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=200
ø6А240 ГОСТ 5781-82* l=200
ø6А240 ГОСТ 5781-82* l=320
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=1600
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=550
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=300
-240х12 ГОСТ82-70* l=300
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=700
ø14А240 ГОСТ 5781-82* l=760
Натяжение канатов поз. 22 выполнить механическим способом на упоры формы. 2. Усилие предварительного натяжения одного каната поз. 22 - 108.8 кН. 3. Отпуск арматуры с упоров формы произвести пи наборе бетоном прочности не менее Rbp = 21 МПа. 4. Сварные сетки и каркасы изготовить с применением контактной точечной сварки по ГОСТ 14098-91. i0
L110х70х8 ГОСТ 8510-72* l=200
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=250
ø10А400 ГОСТ 5781-82* l=210
-240х6 ГОСТ 82-70* l=230
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=150
-140х6 ГОСТ 82-70* l=230
ГОУ ВПО ИГАСУ. Кафедра СК. Курсовой проект №2 по ЖБиКК на тему: ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ С МОСТОВЫМИ КРАНАМИ. Арсенов Н.В. Иваново 2010.
ø16А400 ГОСТ 5781-82* l=4180
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=380
ø16А400 ГОСТ 5781-82* l=15420
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=11840
ø16А400 ГОСТ 5781-82* l=1750
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=360
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=2380
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=400
L63х5 ГОСТ8509-93 l=150
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=350
-200х10 ГОСТ82-70* l=290
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=460
Гайка М20 ГОСТ 5915-70
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=1450
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=1400
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=800
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=2300
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=2900
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=850
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=1450
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=780
ø6А240 ГОСТ 5781-82* l=500
ø16А400 ГОСТ 5781-82* l=11840
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=250
-12х65 ТУ 14-1-3023-80 l=280
-380х8 ГОСТ 82-70* l=590
ø22А240 ГОСТ 5781-82* l=150
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=300
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=1500
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=730
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=370
-210х8 ГОСТ 82-70* l=275
Шайба М20 ГОСТ 11371-78
ø25А240 ГОСТ 5781-82* l=2020
-300х8 ГОСТ 82-70* l=200
ГОСТ14098-91-Т1-Мф- 8
ГОСТ14098-91-Т1-Мф- 10
ГОСТ14098-91-Т1-Мф- 6
ГОСТ14098-91-К1-Кт- 14-
Под подошвой фундамента по уплотненному грунту устроить подготовку толщиной 100 мм из бетона класса В10. 2. Бетонирование колонны в фундаменте производится бетоном класса В35 после монтажа
фиксации с помощью клиновых вкладышей и выверки. 3. Сварные сетки и каркасы изготовить с применением контактной точечной сварки по ГОСТ 14098-91. "

ЖБиКК КП Проектирование производственного здания с мостовыми кранами ПЗ 2010 10 10.doc

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
ГОСУДАРСТВЕННОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ
«ИВАНОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ АРХИТЕКТУРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ»
Кафедра «Строительные конструкции»
Пояснительная записка
к курсовому проекту по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»
на тему: ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ С МОСТОВЫМИ КРАНАМИ
Руководитель: к. т. н. доцент каф. СК
Исходные данные для проектирования4
КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ5
1Определение размеров колонн по высоте5
2Привязка колонн. Выбор типов колонн и назначение размеров поперечных сечений колонн5
3Выбор и компоновка стенового ограждения и покрытия5
ОБЕСПЕЧЕНИЕ ПРОСТРАНСТВЕННОЙ ЖЕСТКОСТИ ЗДАНИЯ6
СБОР НАГРУЗОК НА ПОПЕРЕЧНУЮ РАМУ9
4Расчетная схема поперечной рамы9
5Определение постоянных нагрузок на поперечную раму9
СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ10
6Определение усилий10
7Сочетание усилий в расчетных сечениях крайней колонны12
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ КОНСТРУКЦИИ13
8Исходные данные для расчета13
10Статический расчет13
10.1Нормативные нагрузки13
10.2Расчетные нагрузки13
11Расчет нижнего пояса15
11.1Расчет по первой группе предельных состояний15
11.2Расчет по второй группе предельных состояний15
12Расчет верхнего пояса19
15.1Узел 1 – опорный узел фермы25
15.2Узел 2 – промежуточный верхний узел27
ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОЛОННЫ28
17Расчет прочности нормальных сечений колонны в плоскости рамы28
17.1Определение расчетных длин и минимальной площади продольной арматуры28
17.2Расчет надкрановой части колонны29
17.3Расчет подкрановой части колонны31
18Расчет прочности нормальных сечений колонны из плоскости рамы33
18.1Определение расчетных длин33
18.2Расчет надкрановой части колонны33
18.3Расчет подкрановой части колонны35
19Расчет подкрановой консоли колонны37
20Конструирование колонны сплошного прямоугольного сечения38
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА40
21Исходные данные для расчета40
22Предварительный выбор основных размеров фундамента40
22.1Глубина заложения фундамента40
22.2Размеры стаканной части фундамента40
22.3Размеры подошвы фундамента41
23Расчет и конструирование плитной части фундамента42
23.1Конструирование плитной части фундамента42
23.2Проверка плитной части фундамента на продавливание43
23.3Армирование подошвы фундамента45
24Расчёт и конструирование подколонника46
24.1Проверка прочности подколонника по нормальным сечениям46
24.2Проверка прочности подколонника по наклонным сечениям48
24.3Армирование подколонника48
Список использованных источников49
ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
Исходные данные для проектирования находим по трехзначному шифру который определяем по номеру зачетной книжки.
Номер зачетной книжки – 06076.
Сумма второй и пятой цифр номера зачетной книжки: 6 + 6 = 12 принимаем первую цифру шифра – 2. Вторая и третья цифры равны соответственно двум последним в номере зачетной книжки. Итак шифр – 276.
Исходные данные для проектирования по шифру 276:
- район строительства – г. Хабаровск;
- пролет здания – L = 18 м;
- шаг колонн – a = 6 м;
- грузоподъемность крана – Q = 20 т;
- отметка кранового рельса – Hр = 11 м;
- расчетное сопротивление грунта – R0 = 0.2 МПа;
- плотность утеплителя – ρ0 = 125 кгм3;
- поперечная рама – однопролетная с ригелем в виде сегментной раскосной фермы.
КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
1 Определение размеров колонн по высоте
Высота надкрановой части колонны:
Нв = Нкр + (hп.б. + а1) + а2
где Нкр = 2.4 м – габаритный размер крана;
hп.б. = 0.8 м – высота подкрановой балки;
а1 = 0.15 м – высота кранового рельса;
а2 = 0.15 м – зазор между низом стропильной конструкции и верхом крановой тележки.
Нв = 2.4 + (0.8 + 0.15) + 0.15 = 3.5 м.
Ориентировочно высота помещения определяется по формуле:
Нп0 = 11 + 2.4 + 0.15 = 13.55 м.
Принимаем высоту помещения здания Нп = 14.4 м.
Отметка кранового рельса:
Нр = 14.4 - 2.4 - 015 = 11.85 м.
Высота подкрановой части колонн:
где а3 = 015 м – расстояние от уровня чистого пола до обреза фундамента
Нн = 14.4 - 3.5 + 0.15 = 11.05 м.
Н = 11.05 + 3.5 = 14.55 м.
2 Привязка колонн. Выбор типов колонн и назначение размеров поперечных сечений колонн
Для зданий с шагом колонн a = 6 м при грузоподъемности крана Q = 20 т и при среднем или легком режиме работы принимается привязка колонн 0 м.
При Нп = 14.4 м Q = 20 т и a = 6 м – принимаю марку крайней колонны – К3 с размерами:
hв = 0.38 м hн = 0.8 м bк = 0.4 м.
3 Выбор и компоновка стенового ограждения и покрытия
Стеновое ограждение - стеновые панели из ячеистого бетона класса В2.5 по ГОСТ 11118-73 «Панели из автоклавных ячеистых бетонов для наружных стен зданий».
Толщину стеновых панелей и утеплителя кровли определим из теплотехнического расчета выполним его в программе ТеРеМОК.
Принятая конструкция покрытия приведена на рисунке 1.
Принимаем однослойные стеновые панели из ячеистого бетона толщиной dст = 300 мм.
Ориентировочная высота остекления в надкрановой части здания определяется по формуле:
h20 = HBk - (hп.б. + а1) - 0.6
h20 = 3.5 - (0.8 + 0.15) - 0.6 = 1.95 м.
Принимаю высоту остекления h2 = 1.8 м.
Рисунок 1. Конструкция покрытия
Высота здания от обреза фундамента до верха стенового ограждения:
Hl = Hn + h1 - 0.6 + 0.15
Hl = 14.4 + 3 - 0.6 + 0.15 = 16.95 м.
Компоновка поперечной рамы представлена на рисунке поперечного разреза здания (рисунок 2).
ОБЕСПЕЧЕНИЕ ПРОСТРАНСТВЕННОЙ ЖЕСТКОСТИ ЗДАНИЯ
Пространственная жесткость одноэтажного промышленного здания и диска покрытия обеспечивается защемлением колонн в фундаментах и устройством специальных связей.
В поперечном направлении жесткость здания обеспечивается поперечными рамами образованными колоннами жестко защемленными в фундаментах и ригелями шарнирно связанными с колоннами.
В продольном направлении жесткость здания частично обеспечивается продольными рамами (колонны и шарнирно связанные с ними подкрановые балки и плиты покрытия). Для повышения пространственной жесткости здания в продольном направлении и обеспечения устойчивости колонн при действии крановых тормозных и ветровых сил в подкрановой части колонн устанавливаются (рисунки 2 3 4):
) вертикальные крестовые связи ВС1 из двух уголков
) горизонтальные связевые фермы ГС1 в уровне консолей из двух швеллеров №16 соединённых распорками из швеллеров №6.5.
Рисунок 2. Поперечный разрез здания
СБОР НАГРУЗОК НА ПОПЕРЕЧНУЮ РАМУ
1 Расчетная схема поперечной рамы
Принимаем жесткое защемление колонн в фундаментах. Крайняя колонна в расчетной схеме заменяется стержнем ломаного очертания. Стропильную ферму ввиду её большой жесткости в плоскости рамы считаем абсолютно жесткой. Соединение стропильной конструкции с колонной считаем шарнирным. Расчетная схема поперечной рамы изображена на рисунке 5.
Рисунок 5. Расчетная схема поперечной рамы
2 Определение постоянных нагрузок на поперечную раму
Нагрузка от веса покрытия определена в таблице 1 (конструкция покрытия - рисунок 1).
Нагрузка от веса покрытия
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент надежности по нагрузке
Расчетная нагрузка кНм2
Слой изопласта К qк1 = 50 кгм2 (ТУ 5774-005-05766480-95)
qк1 * q * 10-3 * γn = 5.0 * 9.81 * 10-3 * 0.95 = 0.047
Слой изопласта П qк2 = 55 кгм2 (ТУ 5774-005-05766480-95)
qк2 * q * 10-3 * γn = 5.5 * 9.81 * 10-3 * 0.95 = 0.051
Цементно-песчаная стяжка dст = 002 м rст = 1800 кгм3
rст * dст * q * 10-3 * γn = 1800 * 0.02 * 9.81 * 10-3 * 0.95 = 0.336
Минераловатные плиты dо = 014 м rо = 125 кгм3 (ГОСТ 9573-96)
rо * dо * q * 10-3 * γn = 125 * 0.14 * 9.81 * 10-3 * 0.95 = 0.163
Слой рубероида qр = 50 кгм2 (ГОСТ 10923-93)
qр * q * 10-3 * γn = 5 * 9.81 * 10-3 * 0.95 = 0.047
Жб ребристые плиты покрытия размером 3 * 6 м qпл = 157 кгм2 (с заливкой швов) (ГОСТ 28042-89)
qпл * q * 10-3 * γn = 157 * 9.81 * 10-3 * 0.95 = 1.463
Массу стропильной фермы пролетом 18 м при шаге колонн 6 м примем Gр = 6000 кг.
Нормативное значение снеговой нагрузки на 1 м2 горизонтальной поверхности земли:
где S0 - расчетное значение снеговой нагрузки на 1 м2 горизонтальной поверхности земли город Хабаровск находится во II снеговом районе S0 = 120 кгм2;
γf = 0.7 - коэффициент надежности по снеговой нагрузке.
Sn = 120 * 0.7 = 84 кгм2.
Хабаровск находится в III ветровом районе нормативное значение ветрового давления - w0 = 38 кгм2.
Максимальное и минимальное давления колеса крана Fmax = 170 кН Fmin = 71.5 кН.
СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
1 Определение усилий
Статический расчет поперечной рамы проведем в программе «Poperechnik» исходные данные для которой собраны в таблице 2.
Исходные данные для расчета программы «Poperechnik»
Исходная величина для расчета
Обозначение и размерность
Фамилия и номер варианта
Пристройка слева здания
Пристройка справа здания
Высота сечения надкрановой части крайней колонны
Высота сечения подкрановой части крайней колонны
Высота надкрановой части крайней колонны
Высота подкрановой части крайней колонны
Ширина сечения крайней колонны
Высота сечения надкрановой части средней колонны
Высота сечения подкрановой части средней колонны
Высота надкрановой части средней колонны
Высота подкрановой части средней колонны
Ширина сечения средней колонны
Расчет усилий в расчетном сечении средней колонны
Модуль упругости бетона колонн
Расчетная нагрузка от веса покрытия и кровли
Масса снегового покрова на 1 м2 поверхности земли
Напор ветра на высоте 10 м
Грузоподъемность основного крюка крана
Максимальное давление колеса крана
Минимальное давление колеса крана
Шаг крайних колон здания
Высота здания до верха стенового ограждения
Суммарная высота остекления в надкрановой части
Суммарная высота панелей в надкрановой части
2 Сочетание усилий в расчетных сечениях крайней колонны
Сочетание усилий в расчетных сечениях крайней колонны однопролетной рамы
Коэффициент сочетания
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ КОНСТРУКЦИИ
1 Исходные данные для расчета
Пролет фермы – L = 18 м;
Шаг колонн – a = 6 м;
Плиты покрытия – 3 * 6 м;
Район строительства – г. Хабаровск.
Принимаем в качестве предварительно напрягаемой арматуры канаты класса К1500 в качестве ненапрягаемой арматуры горячекатаную стержневую арматуру класса А400 и бетон класса В30. В качестве конструктивной арматуры принимаем стержневую арматуру А240 и проволочную арматуру В500.
Характеристики напрягаемой арматуры - канатов класса К1500:
Rsp.ser = 1500 МПа; Rsp = 1250 МПа; Esp = 180000 МПа.
Характеристики ненапрягаемой арматуры класса А400:
Rs = 355 МПа; Rsc = 355 МПа; Rsw = 285 МПа; Es = 200000 МПа.
Характеристики бетона класса В30:
Rbt.ser = 1.75 МПа; Rb.ser = 22 МПа; Rbt = 1.15 МПа; Rb = 17 МПа; γb2 = 0.9; Eb = 32500 МПа.
3 Статический расчет
3.1 Нормативные нагрузки
Нормативная нагрузки от веса покрытия рассчитана в таблице 1 и равна qn = 2.11 кНм2.
Принимаем ферму марки 2ФС18-2.
Нагрузка от собственного веса фермы:
qф.ser = Gр * g (L * a)
qф.ser = 6000 * 10-3 * 9.81 (18 * 6) = 0.55 кНм2.
Нормативная кратковременная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности покрытия:
где 1 = 1 – коэффициент.
Sser = 1.2 * 0.7 * 1 = 0.84 кНм2.
Нормативная длительная снеговая нагрузка:
Slser = 0.84 * 0.5 = 0.42 кНм2.
3.2 Расчетные нагрузки
Расчетная нагрузки от веса покрытия рассчитана в таблице 1 и равна q = 2.43 кНм2.
Расчётная нагрузка от собственного веса фермы:
qф = 0.55 * 1.1 = 0.61 кНм2.
Расчётная нагрузка от снегового покрова:
S = 1.2 * 1 = 1.2 кНм2.
Расчётная длительная снеговая нагрузка:
Sl = 1.2 * 0.5 = 0.6 кНм2.
Узловые (сосредоточенные) нагрузки:
Рnser = 2.11 * 6 * 3 = 37.98 кН;
Рфser = 0.55 * 6 * 3 = 9.90 кН;
Рsser = 0.84 * 6 * 3 = 15.12 кН;
Рn = 2.43 * 6 * 3 = 43.74 кН;
Рф = 0.61 * 6 * 3 = 10.98 кН;
Рs = 1.2 * 6 * 3 = 21.6 кН;
Рsl = 0.6 * 6 * 3 = 10.8 кН.
Нормативная и расчетная нагрузки от собственного веса покрытия с учётом веса фермы:
Рser = Рnser + Рфser
Рser = 37.98 + 9.90 = 47.88 кН
Р = 43.74 + 10.98 = 54.72 кН.
Геометрическая схема фермы изображена на рисунке 6 расчёт усилий в элементах фермы от постоянной и временной (снеговой) нагрузок приведен в таблице 4.
Рисунок 6. Геометрическая схема фермы
Расчёт усилий в элементах фермы от постоянной и временной нагрузок
Усилия от единичной нагрузки
Усилия от нагрузки кН
Усилия от сочетаний нагрузок кН
односторонней (слева)
собственного веса 54.72
Нормативные полное и длительное усилия определяем только в наиболее растянутых элементах для расчёта по второй группе предельных состояний:
U2ser = Nser = (37.98 + 9.90 + 15.12) * 5.33 = 335.79 кН
D2ser = Nser = (37.98 + 9.90 + 15.12) * 0.78 = 49.14 кН
D2lser = Nlser = (37.98 + 9.90 + 7.56) * 0.78 = 43.24 кН.
4 Расчет нижнего пояса
4.1 Расчет по первой группе предельных состояний
Сечение нижнего пояса h * b = 200 * 250 мм.
Наибольшее расчётное усилие в нижнем поясе U2 = N = 406.79 кН.
Изгибающий момент возникающий от собственного веса рассчитываемого пояса:
М2 = 0.02 * (Р + Рs)
М2 = 0.02 * (54.72 + 21.6) = 1.53 кН*м.
Эксцентриситет силы N относительно центра тяжести сечения:
е0 = 1.53 406.79 = 0.00376 м.
е0 h 2 - a = 0.2 2 - 0.05 = 0.05 м > 0.00376 м следовательно сила N приложена между равнодействующими усилий в арматуре S и S’.
Требуемая площадь сечения арматуры:
Asp = N * e (γsb6 * Rsp * (h0 - a))
где γsb6 – коэффициент условий работы арматуры равный 1.15
e = h 2 - a - е0 = 20 2 - 5 - 0.376 = 4.62 cм
e = h 2 - a + е0 = 20 2 - 5 + 0.376 = 5.38 cм
h0 = h - a = 20 - 5 = 15 cм
Asp = 406.79 * 10 * 4.62 (1.15 * 1250 * (15 - 5)) = 1.31 см2
Asp = 406.79 * 10 * 5.38 (1.15 * 1250 * (15 - 5)) = 1.52 см2.
Принимаем 12 К1500 Asp = Asp = 0.906 см2 тогда число канатов:
n' = 1.31 0.906 = 1.46
n = 1.52 0.906 = 1.68.
Принимаем 2 12 К1500 с площадью поперечного сечения арматуры Asp = Asp = 1.812 см2.
4.2 Расчет по второй группе предельных состояний
a) Определение предварительного напряжения напрягаемой арматуры расчётных усилий в нижнем поясе площади приведённого поперечного сечения
Предварительные напряжения в напрягаемой арматуре класса К1500:
3 * Rspser ≤ sp ≤ 0.8 * Rspser
3 * 1500 = 450 МПа ≤ sp ≤ 0.8 * 1500 = 1200 МПа.
Принимаем sp = 1200 МПа.
Передаточная прочность бетона в момент отпуска арматуры назначается из условий:
Rвр ≥ 0.5 * 30 = 15 МПа.
Принимаем Rвр = 0.7 * 30 = 21 МПа.
Расчётные усилия в нижнем поясе:
U2ser = Nser = 335.79 кН
М2ser = 0.02 * (37.98 + 9.90 + 15.12) = 1.26 кН*м
М2lser = 0.02 * (37.98 + 9.90 + 7.56) = 1.09 кН*м.
Площадь приведённого поперечного сечения:
Ared = Ab + α * Asp + α * Asp’
где Ab – площадь сечения бетона;
α – коэффициентом приведения арматуры к бетону:
Asp Asp’ – площадь сечения напрягаемой арматуры.
α = 180000 32500 = 5.54.
Ared = 25 * 20 + 5.54 * 1.812 + 5.54 * 1.812 = 520.08 см2.
) Потери от релаксации напряжения арматуры для арматуры класса К1500 при механическом способе натяжения:
= (0.22 * sp Rspser - 0.1) * sp
= (0.22 * 1200 1500 - 0.1) * 1200 = 91.20 МПа.
) Потери от температурного перепада t = 65 при тепловой обработке бетона:
= 1.25 * 65 = 81.25 МПа.
) Потери от деформации стальной формы (упоров) при неодновременном натяжении арматуры на форму:
) Потери от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств:
= 2 * 180000 18000 = 20 МПа.
Сумма первых потерь:
Δsp(1) = 1 + 2 + 3 + 4
Δsp(1) = 91.20 + 81.25 + 30 + 20 = 222.45 МПа.
) Потери от усадки бетона:
где bsh - деформация усадки бетона принимаемая равной для бетона класса В35 и ниже равной 0.0002.
= 0.0002 * 180000 = 36 МПа.
) Потери напряжений в рассматриваемой напрягаемой арматуре (S или S') от ползучести бетона:
Ds6 = 0.8 * jbcr * a * sbp [1 + a * msp * (1 + e0p1 * asp * Аred Ired) * (1 + 0.8 * jbcr)]
где φbсr =2.3 – коэффициент ползучести для бетона класса B30 при нормальной влажности воздуха;
sp – коэффициент армирования равный:
где А и Аsp – площади поперечного сечения соответственно элемента и рассматриваемой напрягаемой арматуры (Asp и Asp');
sp = 3.624 (20 * 25) = 0.00724.
bp – напряжение в бетоне на уровне центра тяжести рассматриваемой напрягаемой арматуры определяемое по приведенному сечению согласно формуле:
sbp = P(1) Ared + P(1) * е0р1 * уs Ired
где P(1) – усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь:
P(1) = (Asp + A'sp) * (sp - Δsp(1))
P(1) = (1.812 + 1.812) * (1200 - 222.45) 10 = 354.26 кН.
e0p1 – эксцентриситет усилия P(1) относительно центра тяжести приведенного сечения элемента равный 0 так как ysp = y'sp.
sbp = 354.26 *10 520.08 = 6.81 МПа 0.9 * Rbp = 0.9 * 21 = 18.9 МПа.
Ds6 = 0.8 * 2.3 * 5.54 * 6.81 [1 + 5.54 * 0.00724 * 1 * (1 + 0.8 * 2.3)] = 62.32 МПа.
Сумма вторых потерь:
Δsp(2) = 36 + 62.32 = 98.32 МПа.
г) Определение усилия обжатия бетона
Суммарные потери напряжения:
Δsp = Δsp(1) + Δsp(2)
Δsp = 222.45 + 98.32 = 320.77 МПа.
Проверим выполнение условия:
0 (МПа) Δsp 0.35 * sp
0 МПа Δsp = 320.77 МПа 0.35 * 1200 = 420 МПа => Δsp = 320.77 МПа.
Усилие обжатия бетона с учётом всех потерь:
P(2) = (Asp + A'sp) * (sp - Δsp)
P(2) = (1.812 + 1.812) * (1200 - 320.77) 10 = 318.63 кН.
С учётом γsp = 0.9 усилие обжатия бетона:
P(2) = 0.9 * 318.63 = 286.77 кН.
д) Расчёт по образованию трещин
Расчёт внецентренно растянутых элементов по образованию трещин производится из условия:
где М - изгибающий момент от внешней нагрузки:
e0 = 1.26 335.79 = 0.0037 м
r - расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки:
Wred - момент сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого волокна определяемый как для упругого тела по формуле:
Ired = b * h3 12 + α * Is
Ired = 25 * 203 12 + 5.54 * 2 * 1.812 * 52 = 17168.59 cм4
Wred = 2 * 17168.59 20 = 1716.86 cм3
r = 1716.86 520.08 = 3.30 cм
M = 335.79 * (0.0037 + 0.033) = 12.32 кН*м;
Mcrc изгибающий момент воспринимаемый нормальным сечением элемента при образовании трещин:
Mcrc = γ * Wred * Rbtser + P(2) * (e0p + r)
γ – коэффициент равный 1.3 для прямоугольного сечения;
e0p - эксцентриситет усилия обжатия P(2) относительно центра тяжести приведенного сечения e0p = 0.
Mcrc = 1.3 * 1716.86 * 1.15 1000 + 318.63 * 0.033 = 13.08 кН*м.
M = 12.32 кН*м Mcrc = 13.08 кН*м => трещины в сечениях нижнего пояса не образуются.
5 Расчет верхнего пояса
Сечение верхнего пояса h * b = 180 * 250 мм.
Наибольшее сжимающее усилие:
Расчётная длина в плоскости и из плоскости фермы:
l0 = 0.9 * 301 = 271 см.
При гибкости пояса l0 h = 271 18 = 15 см > 4 см следует учитывать влияние прогиба пояса на величину изгибающего момента.
) Изгибающие моменты относительно оси арматуры:
М1 = М3 + 0.5 * N * (h0 - a)
М1l = М3l + 0.5 * Nl * (h0 - a)
h0 = 0.18 - 0.045 = 0.135 м
М1 = 0 + 0.5 * 503.71 * (0.135 - 0.045) = 22.67 кН*м
М1l = 0 + 0.5 * 432.43 * (0.135 - 0.045) = 19.46 кН*м.
l0 h = 271 18 = 15 > 10.
) Изгибающие моменты М1 и М1l одного знака.
) Коэффициент φl учитывающий влияние длительного действия нагрузки на прогиб пояса:
φl = 1 + 19.46 22.67 = 1.86 2.
) Пояс является статически определимой конструкцией.
) Случайные эксцентриситеты:
еа = 271 600 = 0.45 см
еа = 25 30 = 0.6 см.
Принимаем е0 = еа = 0.6 см.
emin = 0.5 - 0.01 * l0 h - 0.01 * γb2 * Rb
emin = 0.5 - 0.01 * 271 18 - 0.01 * 0.9 * 17 = 0.196
Принимаем e = 0.196.
) α1 = 200000 32500 = 6.15.
) φр = 1 так как в верхнем поясе отсутствует напрягаемая арматура.
) Определим жесткость при коэффициенте армирования = 0.01:
D = Eb * b * h3 * [0.0125 (φl * (0.3 + e)) + 0.175 * * α1 * ((h0 - a’) h)2]
D = 32500 * 25 * 183 * [0.0125 (1.86 * (0.3 + 0.196)) + 0.175 * 0.01 * 6.15 * ((13.5 - 4.5)18)2] 100000 = 769.53 кН*м.
Условная критическая сила:
Ncr = 2 * 769.53 2.712 = 1034.16 кН.
N = 503.71 кН Ncr = 1034.16 кН.
= 1 (1 - 503.71 1034.16) = 1.95.
) Расстояние от усилия N до арматуры:
е = * е0 + 0.5 * (h0 - a)
е = 1.95 * 0.6 + 0.5 * (13.5 - 4.5) = 5.67 см.
) Относительная величина продольной силы:
αn = N (γb2 * Rb * b * h0)
αn = 503.71 *10 (0.9 * 17 * 25 * 13.5) = 0.98.
) Граничная относительная высота сжатой зоны бетона:
xR = 0.8 (1 + Rs 700)
xR = 0.8 (1 + 355 700) = 0.531.
) αn = 0.98 > xR = 0.531.
) = a h0 = 4.5 13.5 = 0.333.
) αm = N * e (γb2 * Rв * b * h02) = 503.71 * 5.67 *10 (0.9 * 17 * 25 * 13.52) = 0.41.
) a = (a m - a n * (1 - 0.5 * an)) (1 - ) = (0.41 - 0.98 * (1 - 0.5 * 0.98)) (1 - 0.333) = - 0.134 0 => принимаем 4 12 А400 As = Asc = 2.26 см2.
) Коэффициент армирования
= (As + As) (b * h0) = (2.26 + 2.26) (25 * 13.5) = 0.013.
) Проверяем условие
Гибкость λ = l0 i = l0 (0.289 * h) = 271 (0.289 * 18) = 52.
λ = 52 83 => min = 0.002.
min = 0.002 ≤ 1 = 0.013 ≤ max = 0.035.
) Диаметр поперечных стержней определяем из условий:
dsw = 0.25 * 12 = 3 мм.
) Шаг поперечных стержней вычисляем из условий:
S ≤ 20 * 12 = 240 мм;
Принимаем S = 200 мм.
Сечение раскоса h * b = 120 * 150 мм.
а) Расчет по прочности
Расчётное растягивающее усилие в раскосе N = D2 = 59.53 кН.
Требуемая площадь сечения рабочей продольной арматуры:
Аs = 59.53 * 10 355 = 1.67 см2.
Принимаем с учётом конструктивных требований 4 12 А400 с Аs = 4.52 см2.
Шаг поперечных стержней:
Диаметр поперечных стержней принимаем из условии: dsw ≥ 0.25 * ds = 0.25 * 12 = 3 мм dsw ≥ 6 мм принимаем 6 А400.
б) Расчет по раскрытию трещин
Коэффициент армирования раскоса:
= 4.52 (15 * 9) = 0.03.
Напряжения в арматуре от непродолжительного и продолжительного действия нагрузок:
s = 49.14 * 10 4.52 = 108.72 МПа
sl = 43.24* 10 4.52 = 95.66 МПа.
Ширина раскрытия нормальных трещин:
acrc = φ1 * φ2 * φ3 * s * i * ls Es
ls - базовое (без учета влияния вида поверхности арматуры) расстояние между смежными нормальными трещинами:
ls = 0.5 * Abt * ds As
s - коэффициент учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами; допускается принимать s = 1;
φ1 - коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки и принимаемый равным:
0 - при непродолжительном действии нагрузки;
4 - при продолжительном действии нагрузки;
φ2 - коэффициент учитывающий профиль продольной арматуры и принимаемый равным 05 - для арматуры периодического профиля (классов А300 А400 А500 В500);
φ3 - коэффициент учитывающий характер нагружения и принимаемый равным 12 - для растянутых элементов.
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки:
acrc1 = 1 * 0.5 * 1.2 * 1 * 108.72 * 119.5 200000 = 0.039 мм.
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок:
acrc2 = 1 * 0.5 * 1.2 * 1 * 95.66 * 119.5 200000 = 0.034 мм.
Ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и временной нагрузок:
acrc3 = 1.4 * 0.5 * 1.2 * 1 * 95.66 * 119.5 200000 = 0.048 мм.
Непродолжительная ширина раскрытия трещин:
acrc = acrc1 - acrc2 + acrc3
acrc = 0.039 - 0.034 + 0.048 = 0.053 0.4 мм.
Продолжительная ширина раскрытия трещин:
acrc = acrc3 = 0.048 мм 0.3 мм.
Условия трещиностойкости выполняются.
Сечение стойки h * b = 120 * 150 мм.
Наибольшие сжимающие усилия:
Nl = V1l = 29.48 кН.
Расчётная длина стойки в плоскости и из плоскости фермы:
l0 = 0.9 * l = 0.9 * 220 = 198 см.
При гибкости стойки l0 h = 198 12 = 16.5 > 4 следует учитывать влияние прогиба стойки на величину изгибающего момента.
М1 = М + 05 * N * (h0 - a)
М1l = Мl + 05 * Nl * (h0 - a)
h0 = 0.12 - 0.03 = 0.09 м
М1 = 0 + 0.5 * 34.34 * (0.09 - 0.03) = 1.03 кН*м
М1l = 0 + 0.5 * 29.48 * (0.09 - 0.03) = 0.88 кН*м.
φl = 1 + 0.88 1.03 = 1.85 2.
) Стойка является статически определимой конструкцией.
еа = 198 600 = 0.33 см
Принимаем е0 = еа = 0.33 см.
emin = 0.5 - 0.01 * 198 12 - 0.01 * 0.9 * 17 = 0.182
e = 0.33 12 = 0.028.
Принимаем e = 0.182.
) φр = 1 так как в стоиках отсутствует напрягаемая арматура.
D = 32500 * 15 * 123 * [0.0125 (1.85 * (0.3 + 0.182)) + 0.175 * 0.01 * 6.15 * ((9 - 3) 12)2] 100000 = 140.75 кН*м2.
Ncr = 2 * 140.75 1.982 = 354.34 кН.
N = 34.34 кН Ncr = 354.34 кН.
= 1 (1 - 34.34 354.34) = 1.11.
е = 1.11* 0.33 + 0.5 * (9 - 3) = 3.37 см.
αn = 34.34 *10 (0.9 * 17 * 15 * 9) = 0.17.
) αn = 0.17 xR = 0.531.
) = as h0 = 3 9 = 0.333.
) αm = N * e (gb2 * Rв * b * h02) = 34.34 * 3.49 *10 (0.9 * 17 * 15 * 92) = 0.06.
) a = (am - an * (1 - 0.5 * an)) (1 - ) = (0.06 - 0.17 * (1 - 0.5 * 0.17)) (1 - 0.333) = - 0.14 0 => принимаем 4 12 А400 As = Asc = 2.26 см2.
= (As + As) (b * h0) = (2.26 + 2.26) (15 * 9) = 0.03.
Гибкость λ = l0 i = l0 (0.289 * h) = 198 (0.289 * 12) = 57
λ = 57 83 => min = 0.002.
min = 0.002 ≤ 1 = 0.03 ≤ max = 0.035
) Диаметр поперечных стержней определяют из условия свариваемости:
8.1 Узел 1 – опорный узел фермы
Опорный узел фермы армируется самоанкерующейся предварительно напряженной арматурой натянутой на упоры.
Рассчитываем: а) нижний пояс на отрыв в месте соединения с опорным узлом б) поперечную арматуру на прочность из условия обеспечения надёжности анкеровки продольной арматуры в) поперечную арматуру на прочность по наклонному сечению на действие изгибающего момента.
а) Расчёт нижнего пояс на отрыв в месте соединения с опорным узлом
Расчётное растягивающее усилие в приопорной панели нижнего пояса N = 376.26 кН. Требуемая площадь поперечного сечения продольных ненапрягаемых стержней:
As = 0.2 * 376.26 * 10 355 = 2.12 см2.
Принимаем с учётом конструктивных требований 4 12 А400 с As = 4.52 см2.
б) Расчёт поперечной арматуры на прочность из условия обеспечения надёжности анкеровки продольной арматуры
Длина заделки напрягаемой арматуры lansp обеспечивающей полное использование расчётного сопротивление для канатов 12 К1500 принимается не менее 1500 мм.
Фактическая величина заделки канатов
l1sp = lузл - l2 = lузл - h1 * tga
где a – угол наклона лини трещины к продольной оси растянутой панели (a = 29º30).
l1sp = 120 - 39 * 1.77 = 50.97 см.
Величина заделки ненапрягаемой арматуры обеспечивающая полное использование её расчётного сопротивления:
lansp = 35 * 1.2 = 42 см.
Фактическая длина заделки ненапрягаемой арматуры:
l2s = lузл - l2 = lузл - h2 * tga
l2s = 120 - 52 * 1.77 = 28 см.
Число поперечных стержней в узле пересекающих линию АВ при двух каркасах n = 10 * 2 = 20Площадь сечения одного поперечного стержня определяем по формуле:
Asw(1) = (N - Rsp * Asp * l1sp laпsp - Rs * As * (l1s lопsp)) (n * Rsw * ctga)
Asw(1) = (376.26 * 10 - 1250 * 4.52 * 50.97 150 - 355 * 4.52 * 28 42) (20 * 285 * 1.77) = 0.077 см2.
в) Расчёт поперечной арматуры на прочность по наклонному сечению на действие изгибающего момента
Усилие в приопорной панели верхнего пояса N = 420.52 кН.
Расстояние от верхней грани узла до центра тяжести напрягаемой и ненапрягаемой арматуры:
hоs = hоsp = hузл - hнп 2
hоs = 78 - 20 2 = 68 см.
Расстояние от торца фермы до точки пересечения осей верхнего и нижнего поясов а = 12 см.
Высота сжатой зоны бетона:
x = (Rsp * Asp * l1sp lопsp + Rs * As) (γb2 * Rb * b)
x = (1250 * 2* 1.812 * 50.97 150 + 355 * 4.52) (0.9 * 17 * 25) = 8.22 см
zх = 0.6 * 82.2 = 49.2 см.
Требуемая площадь поперечного сечения одного стержня:
Аsw(2) = [N * (lузл - a) * sin - Rsp * Asp * (l1sp lопsp) * (hosp - x 2) - Rs * As * (l1s lопs) * (hosp - x 2)] (n * Rsw * zх)
Аsw(2) = [420.52 * 10 * (120 - 12) * 0.5 - 1250 * 2* 1.812 * (50.97 150) * (68 - 8.22 2) - 355 * 4.52 * (28 42) * (68 - 8.22 2)] (20 * 285 * 49.2) = 0.215 см2.
Принимаем Аsw = 0.283 см2. С учётом конструктивных требований назначаем поперечные стержни 8 А400.
Для предотвращения разрушения от растягивающих усилий узел должен иметь поперечные стержни привариваемые к закладной детали с площадью сечения
где 0 – эмпирический коэффициент.
Аso = 0.2 * 420.52 * 10 355 = 2.36 см2.
Принимаем 8 12 А400 с Аs = 9.05 см2.
8.2 Узел 2 – промежуточный верхний узел
а) Расчёт поперечной арматуры
Фактическая длина заделки продольных стержней раскоса за линию АВС l1 = 27 см.
Длина заделки стержней из условия полного использования расчётного сопротивления арматуры:
l1’ = 16 * ds * N (214 * As) > l1
l1’ = 16 * 1.2 * 59.53 * 10 (214 * 4.52) = 11.82 см l1 = 27 см следовательно соединение продольных стержней верхнего пояса в узле не требуется.
Требуемая площадь поперечного сечения поперечных стержней определяется из условия:
Аsw ≥ [N * (1 - (γ2 * l1 + a) (γ1 * lans))] n * Rsw * cosφ
где γ1 = N (Rs * Аs) = 59.53 * 10 (355 * 4.52) = 0.37;
γ2 – коэффициент условий работы верхнего пояса (γ2 = 1);
φ – угол наклона нисходящего раскоса;
а – условное увеличение длины заделки растянутой арматуры (а = 5 * ds = 5 * 12 = 60 мм)
Аs = [59.53 *·10 * (1 - (1 * 27 + 6) (0.37 * 42))] (2 * 285 * 0.45) = - 2.61 см2 0 следовательно поперечные стержни в узле не требуются.
б) Расчёт окаймляющих стержней
Площадь поперечного сечения окаймляющего стержня:
Аs = k * N (n0 * Rso)
где n0 = 2 – число стержней в узле;
Rso = 90 МПа – расчётное сопротивление арматуры принимаемое из условия ограничения раскрытия трещин в вуте;
k = 0.04 – эмпирический коэффициент.
Аs = 0.04 * 59.53 * 10 (2 * 90) = 0.132 см2.
С учётом конструктивных требований принимаем 2 12 А400 с Аs = 2.26 см2.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОЛОННЫ
Геометрические размеры сечений колонны:
- высота поперечного сечения надкрановой части колонны – hв = 0.38 м;
- высота сечения подкрановой части колонны – hн = 0.8 м;
- ширина сечения колонны – b = 0.4 м.
Размеры колонны по высоте:
- высота надкрановой части колонны Нв = 3.5 м;
- высота подкрановой части колонны Нн = 11.05 м;
Принимаем в качестве ненапрягаемой арматуры горячекатаную стержневую арматуру класса А400 и бетон класса В30.
Сочетания усилий в расчетных сечениях колонны от различных нагрузок представлены в таблице 3.
2 Расчет прочности нормальных сечений колонны в плоскости рамы
Точный расчет прямоугольных колонн сплошного сечения одноэтажных промзданий с мостовыми кранами представляет значительные трудности поэтому для упрощения расчета рассчитываем отдельно подкрановую и надкрановую части. Взаимовлияние этих частей учтем назначением условных расчетных длин подкрановой и надкрановой частям.
2.1 Определение расчетных длин и минимальной площади продольной арматуры
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
- при учете нагрузки от кранов:
- без учета нагрузки от кранов:
l0в = 2.5 * 3.5 = 8.75 м.
Расчетная длина подкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
l0н = 1.5 * 14.55 = 21.825 м.
Минимальная площадь продольной арматуры в надкрановой части колонны определяется:
- по конструктивным требованиям: As.m
- из условия работы на внецентренное сжатие:
s.min = As.min * 100 % (b * h0)
где h0 = hв - a = 0.38 - 0.05 = 0.33 м – рабочая высота сечения надкрановой части колонны;
а = 0.05 м – расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до наружной грани сечения;
s.min – коэффициент при l0в i = 8.75 0.11 = 79.5 > 35 (i = 0.289 * hв = 0.289 * 0.38 = 0.11 м – радиус инерции сечения надкрановой части колонны) s.min = 0.2 %.
Учитывая симметричность армирования получим:
As.min = As.min’ = s.min * b * h0 100 = 0.2 * 0.4 * 0.33 100 = 0.000264 м2.
Принимаем минимальную площадь продольной арматуры в надкрановой части колонны равной: As.min = As.min’ = 0.000402 м2 (2 16 A400).
Минимальная площадь продольной арматуры в подкрановой части колонны определяется:
s.min = As.min * 100 % (b * h0).
Рабочая высота сечения подкрановой части колонны:
h0 = hн - a = 0.8 - 0.05 = 0.75 м
где а = 0.05 м – расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до наружной грани сечения.
При l0н i = 21.825 0.2312 = 94.4 > 83 (i = 0.289 * hн = 0.289 * 0.8 = 0.2312 м – радиус инерции сечения надкрановой части колонны) s.min = 0.25 %.
As.min = As.min’ = 0.25 * 0.4 * 0.75 100 = 0.00075 м2.
Принимаем минимальную площадь продольной арматуры в подкрановой части колонны равной: As.min = As.min’ = 0.000804 м2 (4 16 A400).
2.2 Расчет надкрановой части колонны
Расчетные усилия для расчета надкрановой части - в сечении 2-2 от загружения 1 + 3 + 15:
Расчетные усилия от длительной нагрузки для расчета надкрановой части - в сечении 2-2 от загружения 1 + 3 + 15:
Мl = 14.9 + 3.3 * 0.5 = 16.55 кН*м
Nl = 169 + 76.1 * 0.5 = 207.05 кН.
Случайный эксцентриситет еа:
еа ≥ 3500 600 = 5.8 мм;
еа ≥ 380 30 = 12.7 мм;
Относительный эксцентриситет:
e0 = 41.2 245.1 = 0.168 м.
Принимаем e0 = 0.168 м.
Определяем моменты М1 и М1l относительно растянутой арматуры соответственно от всех нагрузок и длительных нагрузок:
М1 = М + 0.5 * N * (h0 - as’)
M1l = Мl + 0.5 * Nl * (h0 - as’)
М1 = 41.2 + 0.5 * 245.1 * (0.33 - 0.05) = 75.51 кН*м.
M1l = 16.55 + 0.5 * 207.05 * (0.33 - 0.05) = 45.54 кН*м.
Коэффициент приведения арматуры к бетону:
α = 200000 32500 = 6.15.
emin = 0.5 - 0.01 * 7 0.38 - 0.01 * 0.9 * 17 = 0.162
e = 0.168 0.38 = 0.442 > 0.162 => примем e = 0.442.
Коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки на прогиб элемента:
φl = l + М1l М1 но не более 2
φl = 1 + 16.55 41.2 = 1.401.
Коэффициент армирования:
= (As.min + As.min’) (b * h0)
= (0.000402 + 0.000402) (0.4 * 0.33) = 0.0061.
Определим жесткость по формуле:
D = 32500 * 40 * 383 * [0.0125 (1.401 * (0.3 + 0.442)) + 0.175 * 0.0061 * 6.15 * ((75 - 5) 80)2] 100000 = 12163 кН*м2.
Ncr = 2 * 12163 8.752 = 1567 кН.
Коэффициент продольного изгиба:
= 1 (1 - 245.1 1567) = 1.185.
M = 41.2 * 1.185 = 48.82 кН*м.
αn = N (Rb * b * h0) = 245.1 (17 * 103 * 0.4 * 0.33) = 0.109.
Расчет ведем для случая αn ≤ R:
As = As’ = Rb * b * h0 * (αm - αn * (1 - αn 2) (Rs * (1 - ))
где αm = (M + N * (h0 - as’) 2) (Rb * b * h02) = (48.82 + 245.1 * (0.33 - 0.05) 2) (17000 * 0.4 * 0.332) = 0.112.
= as h0 = 5 33 = 0.152.
As = As’ = 17 * 104 * 0.4 * 0.33 * (0.112 - 0.109 * (1 - 0.109 2)) (355 * (1 - 0.152)) = 0.67 cм2.
Принимаем продольную арматуру колонны 2 16 A400 (As = As’ = 4.02 cм2).
2.3 Расчет подкрановой части колонны
Расчетные усилия для расчета подкрановой части - в сечении 4-4 от загружения 1 + 3 + 5 + 7 + 15:
Расчетные усилия от длительной нагрузки для расчета надкрановой части - в сечении 4-4 от загружения 1 + 3 + 5 + 7 + 15:
Мl = 22 + 7.3 * 0.5 - 17.7 * 0.5 = 16.8 кН*м
Nl = 368.7 + 76.1 * 0.5 +289.9 * 0.5 = 551.7 кН.
еа ≥ 11050 600 = 18.42 мм;
еа ≥ 800 30 = 26.67 мм;
e0 = 322.5 734.7 = 0.439 м.
Принимаем e0 = 0.439 м.
М1 = 322.5 +0.5 * 734.7 * (0.75 - 0.05) = 579.65 кН*м.
M1l = 16.8 + 0.5 * 551.7 * (0.75 - 0.05) = 209.89 кН*м.
emin = 0.5 - 0.01 * 21.825 0.8 - 0.01 * 0.9 * 17 = 0.074
e = 0.439 0.8 = 0.549 > 0.074 => принимаем e = 0.549.
φl = 1 + 209.89 579.65 = 1.362.
В первом приближении принимаем коэффициент армирования:
= (0.000804 + 0.000804) (0.4 * 0.75) = 0.0054.
D = 32500 * 40 * 803 * [0.0125 (1.362 * (0.3 + 0.549)) + 0.175 * 0.0054 * 6.15 * ((75 - 5) 80)2] 100000 = 101567 кН*м2.
Ncr = 2 * 101567 16.5752 = 3648 кН.
= 1 (1 - 734.7 3648) = 1.252.
M = 322.5 * 1.252 = 403.77 кН*м.
αn = N (Rb * b * h0) = 734.7 (17 * 103 * 0.4 * 0.75) = 0.144.
где αm = (M + N * (h0 - as’) 2) (Rb * b * h02) = (403.77 + 734.7 * (0.75 - 0.05) 2) (17000 * 0.4 * 0.752) = 0.173.
= as h0 = 5 75 = 0.067.
As = As’ = 17 * 104 * 0.4 * 0.75 * (0.173 - 0.144 * (1 - 0.144 2)) (355 * (1 - 0.067)) = 6.06 cм2.
Принимаем продольную арматуру колонны 4 16 A400 (As = As’ = 8.04 cм2).
3 Расчет прочности нормальных сечений колонны из плоскости рамы
3.1 Определение расчетных длин
Рассчитываем отдельно подкрановую и надкрановую части колонны. Взаимовлияние этих частей учтем назначением условных расчетных длин подкрановой и надкрановой частям.
Расчетная длина надкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы:
l0в = 2 * 3.5 = 7 м.
Расчетная длина подкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы:
l0н = 1.2 * 14.55 = 17.46 м.
3.2 Расчет надкрановой части колонны
Надкрановую часть колонны рассчитываем на действие продольных сил N = 253.5 кН и Nl = = 169 +0.5 * 84.5 = 211.3 кН (от сочетания нагрузок 1+2) приложенных с эксцентриситетом:
еа ≥ 3500 600 = 5.83 мм;
еа ≥ 400 30 = 13.3 мм;
Принимаем е0 = еа = 0.0133 м.
M = 253.5 * 0.0133 = 3.37 кН*м.
Ml = 211.3 * 0.0133 = 2.81 кН*м.
Определяем моменты М1 и М1l относительно растянутой арматуры соответственно от всех нагрузок и от постоянных и длительных нагрузок:
М1 = 3.37 + 0.5 * 253.5 * (0.35 - 0.05) = 41.40 кН*м
M1l = 2.81 + 0.5 * 211.3 * (0.35 - 0.05) = 34.51 кН*м.
emin = 0.5 - 0.01 * 7 0.4 - 0.01 * 0.9 * 17 = 0.172.
e = 0.0133 0.4 = 0.033 0.172 => принимаем e = 0.172.
где b = 1 – коэффициент принимаемый в зависимости от вида бетона.
φb = 1 + 1 * 211.3 253.5 = 1.834.
Коэффициент армирования (из расчета надкрановой части в плоскости рамы) = 0.0061.
D = Eb * b * h3 * [0.0125 (φb * (0.3 + e)) + 0.175 * * α1 * ((h0 - a’) h)2]
D = 32500 * 38 * 403 * [0.0125 (1.834 * (0.3 + 0.172)) + 0.175 * 0.0061 * 6.15 * ((35 - 5) 40)2] 100000 = 14332 кН*м2.
Ncr = 2 * 14332 72 = 2886 кН.
= 1 (1 - 253.5 2886) = 1.096.
M = 3.37 * 1.096 = 3.69 кН*м.
αn = N (Rb * b * h0) = 253.5 (17 * 103 * 0.38 * 0.35) = 0.112.
где αm = (M + N * (h0 - as’) 2) (Rb * b * h02) = (3.69 + 253.5 * (0.35 - 0.05) 2) (17000 * 0.38 * 0.352) = 0.053.
= as h0 = 5 35 = 0.143.
As = As’ = 17 * 104 * 0.38 * 0.35 * (0.053 - 0.112 * (1 - 0.112 2)) (355 * (1 - 0.143)) = - 4 cм2.
Прочность обеспечена.
3.3 Расчет подкрановой части колонны
Подкрановую часть колонны рассчитываем на действие продольных сил N = 734.7 кН и Nl = = 368.7 + 76.1 * 0.5 + 289.9 * 0.5 = 551.7 кН (от сочетания нагрузок 1 + 3 + 5 + 7 + 15) приложенных с эксцентриситетом:
Принимаем е0 = еа = 0.0184 м.
M = 734.7 * 0.0184 = 13.52 кН*м.
Ml = 551.7 * 0.0184 = 10.15 кН*м.
М1 = 13.52 + 0.5 * 734.7 * (0.35 - 0.05) = 123.73 кН*м
M1l = 10.15 + 0.5 * 551.7 * (0.35 - 0.05) = 92.91 кН*м.
emin = 0.5 - 0.01 * 13.26 0.4 - 0.01 * 0.9 * 17 = 0.015.
e = 0.0184 0.4 = 0.046 > 0.015 => принимаем e = 0.046.
φb = 1 + 1 * 551.7 734.7 = 1.751.
Коэффициент армирования (из расчета подкрановой части в плоскости рамы) = 0.0054.
D = 32500 * 80 * 403 * [0.0125 (1.751 * (0.3 + 0.046)) + 0.175 * 0.0054 * 6.15 * ((35 - 5) 40)2] 100000 = 39771 кН*м2.
Ncr = 2 * 39771 13.262 = 2232 кН.
= 1 (1 - 734.7 2232) = 1.49.
M = 13.52 * 1.49 = 20.15 кН*м.
αn = N (Rb * b * h0) = 734.7 (17 * 103 * 0.8 * 0.35) = 0.154.
где αm = (M + N * (h0 - as’) 2) (Rb * b * h02) = (20.15 + 734.7 * (0.35 - 0.05) 2) (17000 * 0.8 * 0.352) = 0.078.
As = As’ = 17 * 104 * 0.8 * 0.35 * (0.078 - 0.154 * (1 - 0.154 2)) (355 * (1 - 0.143)) = - 10 cм2.
4 Расчет подкрановой консоли колонны
а) Расчёт продольной арматуры
Рабочая высота консоли колонны:
hok = 0.7 - 0.05 = 0.65 м.
Эксцентриситет усилия Qк относительно грани колонны внизу консоли:
eк = 0.75 - 0.8 = -0.05 м.
Поперечная сила действующая на консоль от постоянных и крановых нагрузок:
Qк = 40 + 322.1 = 362.1 кН.
Изгибающий момент относительно грани колонны внизу консоли:
Мк = 1.25 * 362.1 * (-0.05) = -22.63 кН*м 0 => площадь продольной арматуры консоли колонны определим из условия работы консоли на изгиб:
Ask.min = 0.0005 * b * hok
Ask.min = 0.0005 * 40 * 65 = 1.3 см2.
Принимаем продольную арматуру консоли колонны: 2 16 A400 Ask = 4.02 см2.
б) Расчёт поперечной арматуры
Рассчитываемая консоль колонны относится к типу коротких консолей так как:
lk = 0.25 0.9 * hok = 0.9 * 0.65 = 0.585 м.
Предельное усилие воспринимаемое бетоном наклонной полосы консоли:
Qbk = 0.8 * Rb * gb2 * 1000 * b * bf * sin2q
где sinq = hк (hк2 + (bf 2 + ek)2)0.5 = 0.7 (0.72 + (0.3 2 - 0.05)2)0.5 = 0.99 – синус угла наклона сжатой полосы бетона к горизонтали
Qbk = 0.8 * 17 * 1.1 * 1000 * 0.4 * 0.3* 0.992 = 1759 кН.
5 * Rbt * gb2 * 1000 * b * hok = 2.5 * 1.15 * 1.1 * 1000 * 0.4 * 0.65 = 822.25 кН
5 * Rbt * gb2 * 1000 * b * hok = 3.5 * 1.15 * 1.1 * 1000 * 0.4 * 0.65 = 1151.15 кН.
Принимаем Qbk = 1151.15 кН.
Поперечная арматура в консоли колонны по расчету не требуется так как выполняется условие:
Qk = 362.1 кН Qbk = 1151.15 кН.
Принимаем поперечную арматуру консоли колонны по конструктивным требованиям: 2 8 A400 Ask = 1.57 см2.
5 Конструирование колонны сплошного прямоугольного сечения
Армирование надкрановой и подкрановой частей колонны представлено на рисунке 7.
Рисунок 7. Армирование колонны: а) надкрановая часть; б) подкрановая часть
Надкрановая часть колонны армируется каркасом КР1.
Диаметр поперечных стержней каркаса примем конструктивно из условий:
dsw ≥ 0.25 * ds max (условие свариваемости)
dsw ≥ 0.25 * 16 = 4 мм.
Шаг поперечных стержней примем конструктивно из условий:
S ≤ 15 * 16 = 240 мм
Принимаем поперечную арматуру каркаса из арматуры класса A400 диметром dsw = 6 мм с шагом S = 200 мм.
Длина плоского каркаса КР1 равна:
l = 3500 - 20 + 700 = 4180 мм
где lan – расстояние заглубления каркаса от консоли принятое из условий:
lan ≥ (0.7 * 355 (0.9 * 8.5) + 11) * 16 = 696 мм.
lan ≥ 20 * 16 = 320 мм.
Расстояние от верха каркаса до поперечных стержней:
b 20 + 3 * 70 + 200 = 430 мм.
На всю длину колонны устанавливается каркас КР2.
Длина плоского каркаса КР2:
l = 15450 - 30 = 15420 мм.
В подкрановой части колонны устанавливается плоский каркас КР3. Поперечная арматура каркаса класса A400 диметром dsw = 6 мм с шагом S = 200 мм.
Длина плоского каркаса КР3:
l = 15450 - 3500 - 110 = 11840 мм.
В подкрановой части колонны устанавливается также плоский каркас КР4. Продольная и поперечная арматура каркаса принимается по конструктивным требованиям: ds = 12 мм dsw = 6 мм S = 200 мм.
Диаметр продольных и поперечных стержней горизонтальной сетки С2 и наклонной сетки С3 принимается по конструктивным требованиям 8 A400.
Диаметр поперечных стержней объединяющих плоские каркасы в пространственный назначается из условия свариваемости: dw = 0.25 * 20 = 5 мм dw ≥ 6 мм принимаю dw = 6 мм.
Объем бетона колонны:
V = (hв * Hв + hн * Hн + 0.5 * Lкон * (hкmax + hкmin) * b
где Lкон – вылет консоли от подкрановой части колонны
hкmax – высота консоли у подкрановой части колонны
hкmin – минимальная высота консоли.
V = (0.38 * 3.5 + 0.8 * 11.95 + 0.5 * 0.67 * (0.7 + 0.45)) * 0.4 = 4.51 м3.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА
Для проектируемого здания применены отдельные железобетонные фундаменты ступенчатого типа под колонны из бетона класса В20 армированные арматурой класса А400.
Характеристики арматуры класса А400:
Характеристики бетона класса В20:
Rbt.ser = 1.35 МПа; Rb.ser = 15 МПа; Rbt = 0.9 МПа; Rb = 11.5 МПа; γb2 = 0.9; Eb = 27500 МПа.
Расчетное сопротивление грунта – R0 = 0.2 МПа.
Расчетные и нормативные усилия на уровне обреза фундамента (сечение 4-4):
Nо ser = Nсоот 1.15 = 734.7 1.15 = 638.9 кН;
Qser = Qсоот 1.15 = 38.9 1.15 = 33.8 кН.
2 Предварительный выбор основных размеров фундамента
2.1 Глубина заложения фундамента
Нормативная глубина сезонного промерзания грунтов:
где d0 = 0.23 – для суглинков и глин;
Mt = 18.5 + 22.3 + 17.2 = 58 – коэффициент численно равный сумме абсолютных значений среднемесячных отрицательных температур за зиму в данном районе.
dfn = 0.23 * 580.5 = 1.75 м.
Расчетная глубина сезонного промерзания грунта:
где kh = 0.5 – коэффициент учитывающий влияние теплового режима здания без подвалов при температуре внутреннего воздуха +20оС.
df = 0.5 *·1.75 = 0.875 м.
Предварительно принимаем минимальную глубину заложения фундаментов: d = 1.65 м.
2.2 Размеры стаканной части фундамента
Величина заделки сплошной колонны в фундамент:
hс = 0.8 + 0.05 = 0.85 м.
Принимаем hс = 0.95 м тогда hз = 0.9 м.
Минимальная высота фундамента:
Hf min = 0.95 + 0.2 = 1.15 м.
Принимаем для дальнейшего расчета высоту фундамента: Hf = 1.5 м.
Минимальные длина и ширина подоколонника:
lп = hкол + 2 * 0.075 + 2 * lw
bп = bкол + 2 * 0.075 + 2 * bw
где lw = bw = 0.175 м – минимальные толщины стенок стакана расположенные соответственно параллельно и перпендикулярно плоскости действия изгибающего момента.
lп = 0.8 + 2 * 0.075 + 2 * 0.175 = 1.3 м
bп = 0.4 + 2 * 0.075 + 2 * 0.175 = 0.9 м.
Принимаем следующие размеры подоколонника:
Толщина стенки стакана расположенной параллельно плоскости действия изгибающего момента:
lw = (lп - hкол - 0.15) 2
lw = (1.5 - 0.8 - 0.15) 2 = 0.275 м.
Толщина стенки стакана расположенной перпендикулярно плоскости действия изгибающего момента:
bw = (bп - bкол - 0.15) 2
bw = (0.9 - 0.4 - 0.15) 2 = 0.175 м.
2.3 Размеры подошвы фундамента
Расчетное значение момента на уровне подошвы фундамента:
М = Мmax + Qсоот * Hf
М = 322.5 + 38.9 * 1.5 = 380.85 кН*м.
Длина и ширина подошвы:
l = (Nо ser (m * (R0 - g * d))0.5 b = l * m
l = (638.9 (0.6 * (200 - 20 * 1.65)))0.5 = 2.53 м
b = 2.53 * 0.6 = 1.52 м.
Принимаем предварительно размеры подошвы: l = 2.7 м b = 2.1 м.
Для внецентренно нагруженного фундамента должны выполняться следующие условия:
) для среднего давления:
где Р – среднее давление на грунт:
Nser – сила под подошвой фундамента:
Nser = g * b * l * d + Nо ser
Nser = 20 * 2.1 * 2.7 * 1.65 + 638.9 = 826.01 кН.
Р = 826.01 (2.1 * 2.7) = 145.68 кПа R0 = 200 кПа - условие выполняется.
) для максимального краевого давления при эксцентриситете относительно одной главной оси инерции подошвы фундамента:
где Pmax – максимальное давление на грунт:
Pmax = Nser (b * l) + Мser (b * l2 6)
Pmax = 826.01 (2.1 * 2.7) + 280.4 (2.1 * 2.72 6) = 255 кПа.
Pmax = 255 кПа > 1.2 * R0 = 1.2 * 200 = 240 кПа - условие не выполняется принимаем размеры подошвы: l = 3 м b = 2.4 м.
) Сила под подошвой фундамента:
Nser = 20 * 2.4 * 3 * 1.65 + 638.9 = 876.5 кН.
Среднее давление на грунт:
Р = 876.5 (2.4 * 3) = 121.74 кПа R0 = 200 кПа - условие выполняется.
) Максимальное давление на грунт:
Pmax = 876.5 (2.4 * 3) + 280.4 (2.4 * 32 6) = 199 кПа 1.2 * R0 = 1.2 * 200 = 240 кПа - условие выполняется принимаем окончательно: l = 3 м b = 2.4 м.
3 Расчет и конструирование плитной части фундамента
3.1 Конструирование плитной части фундамента
Плитная часть фундамента рассчитывается по двум группам предельных состояний.
Расчет по первой группе включает проверку прочности на продавливание плитной части в целом и по каждой ступени в отдельности а также расчет на изгиб консольных выступов в сечениях по граням ступеней и подколонника.
Расчет по второй группе предельных состояний – на образование и раскрытие трещин в подошве фундамента.
Толщина дна стакана:
hbot = 1.5 - 0.95 = 0.55 м.
Минимальная рабочая высота плитной части:
H0мин = - 0.25 * (hкол + bкол) + 0.5 * (N (0.85 * gb2 * gb9 * Rbt + P))0.5
H0 = - 0.25 * (0.8 + 0.4) + 0.5 * (734.7 (0.85 * 1 * 1 * 900 + 121.74))0.5 = 0.155 м.
Минимальная высота плитной части:
где а – расстояние от подошвы фундамента до центра тяжести рабочей арматуры плитной части.
Hмин = 0.155 + 0.05 = 0.205 м.
Вылет плитной части по длине:
lв = (3 - 1.5) 2 = 0.75 м.
Вылет плитной части по ширине:
bв = (2.4 - 0.9) 2 = 0.75 м.
Принимаем фундамент Ф7-1-3-1 с подошвой 3 * 2.4 м одноступенчатый в двух направлениях с подколонником размером 1.5 * 0.9 м высотой 1.5 м высотой плитной части H = 450 мм:
- по длине фундамента – 1 ступень высотой h1 = 450 мм вылетом l1 = 750 мм
- по ширине фундамента – 1 ступень высотой h1 = 450 мм вылетом l1 = 750 мм.
3.2 Проверка плитной части фундамента на продавливание
где hn – высота подколонника:
hn = 1.5 - 0.45 = 1.05 м.
05 - 0.9 = 0.15 0.175 + 0.075 = 0.25 следовательно необходимо произвести расчет на продавливание фундамента колонной дна стакана и на раскалывание фундамента колонной при действии только расчетной нормальной силой N0’.
а) Расчет на продавливание фундамента колонной дна стакана
Прочность фундамента на продавливание колонной дна стакана обеспечена при выполнении условия:
N0’ ≤ b * l * Rbt (a’ * A0) + Um * hbot0
A0 – площадь многоугольника продавливания:
А0 = 0.5 * b * (l - lс - 2 * hbot.0) - 0.25 * (b - bc - 2 * hbot.0)2
lс bc – длина и ширина стакана:
hbot.0 – рабочая высота дна стакана:
hbot.0 = 0.55 - 0.05 = 0.5 м.
А0 = 0.5 * 2.4 * (3 - 0.9 - 2 * 0.5) - 0.25 * (2.4 - 0.5 - 2 * 0.5)2 = 1.118 м2
N0’ = 1.118 * 199 = 224.48 кН.
Um – средний размер грани и пирамиды образующейся при продавливании в пределах рабочей высоты:
Um = 0.5 + 0.5 = 1 м.
a’ – коэффициент учитывающий частичную передачу продольной силы на плитную часть фундамента через стенки стакана:
a’ = 1 - 0.4×* Rbt * Ащ N0’ ≥ 0.85
Ащ – площадь боковой поверхности колонны заделанной в стакан фундамента:
Ащ = 2 * hз * (bкол + hкол)
Ащ = 2 * 0.9 * (0.4 + 0.8) = 2.16 м2.
a’ = 1 - 0.4 * 900 * 2.16 224.48 = -2 0.85 принимаем a’ = 0.85.
N0’ = 224.48 ≤ 0.4 * 0.8 * 900 (0.85 * 1.118) + 1 * 0.5 = 305.56 кН - условие выполняется следовательно прочность фундамента на продавливание колонной дна стакана обеспечена.
б) Расчет на раскалывание фундамента
Расчет на раскалывание фундамента производим на действие расчетной нормальной силы.
Площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях проходящих по осям колонны параллельно длинной и короткой сторонам подошвы фундамента за вычетом стакана фундамента соответственно (см. рисунок 8):
bкол hкол = 0.4 0.8 = 0.5 Afb Afl = 1.53 2.05 = 0.75 следовательно проверку фундамента по прочности на раскалывание производим из условия:
N ≤ 0.975 * Afl * Rbt * (1 + bкол hкол)
N = 734.7 кН 0.975 * Afl * Rbt * (1 + bкол hкол) = 0.975 * 2.05 * 900 * (1 + 0.4 0.8) = 2698 кН - условие выполняется следовательно прочность фундамента на раскалывание обеспечена.
Рисунок 8. Схема к определению площадей вертикальных сечений фундамента
в) Проверка ступени по прочности на продавливание
Условие прочности ступени на продавливание:
F Rbt * bm1 * gb2 * h01
где bm1 = h01 + bп = 0.4 + 0.9 = 1.3 м
F – расчетная продавливающая сила:
где А0 = 0.63 м2 – площадь многоугольника продавливания (см рисунок 9).
F = 0.63 * 199 = 125.37 кН.
F = 125.37 кН Rbt * bm1 * gb2 * h01 = 900 *1.3 * 0.9 * 0.4 = 421.2 кН - условие выполняется следовательно прочность ступени на продавливание обеспечена.
Рисунок 9. Схема к определению площади продавливания
3.3 Армирование подошвы фундамента
Армирование подошвы фундамента размером 3 м * 2.4 м производится одной сеткой С1 с рабочими стержнями с шагом S = 200 мм в продольном и поперечном направлениях.
Площадь сечения арматуры на всю ширину (длину) подошвы фундамента:
Asl(sb) = Mbi(li) (0.9 * Rs * h0i)
где Mbi(li) – изгибающий момент в i - ом сечении фундамента проходящий через центр тяжести сечения и параллельный стороне b (l):
Mbi = Nсоот * cli2 (2 * l) * (1 + 6 * e0 l - 4 * (e0 * cli l2))
Mli = Nсоот * cbi2 (2 * b)
cli (cbi) – расстояние от наиболее нагруженного края до рассматриваемого сечения
е0 – эксцентриситет:
е0 = (Mmax + Qсоот * d) (Nсоот + 20 * b * l * d)
h0i – рабочая высота плитной части фундамента в i - ом сечении.
Сечение на границе первой ступени и подколонника:
е0 = (322.5 + 38.9 * 1.65) (734.7 + 20 * 2.4 * 3 * 1.65) = 0.398 м
Mb1 = 734.7 * 0.752 (2 * 3) * (1 + 6 * 0.398 3 - 4 * (0.398 * 0.75 32)) = 114.567 кН
Ml1 = 734.7 * 0.752 (2 * 2.4) = 86.098 кН
Asl1 = 114.57 (0.9 * 0.355 * 0.4) = 896 мм2
Asb1 = 86.098 (0.9 * 0.355 * 0.4) = 674 мм2.
Количество стержней в сетке по длине и ширине:
nl = 2400 200 = 12 шт
nb = 3000 200 = 15 шт.
Минимальный диаметр стержней в сетке по длине и ширине:
dsl(b) = (4 * Asl1(sb1) ( * nl(b))0.5
dsl = (4 * 896 ( * 12)0.5 = 9.8 мм.
dsb = (4 * 674 ( * 15)0.5 = 7.6 мм.
Принимаем сетку С1 – .
4 Расчёт и конструирование подколонника
4.1 Проверка прочности подколонника по нормальным сечениям
Проверка прочности подколонника проводится по двум сечениям: в уровне плитной части (сечение 1-1) и в уровне торца колонны (сечение 2-2) (см. рисунок 9).
Случайный эксцентриситет:
ea = 1.5 30 = 0.05 м.
Приведенный момент в сечении:
M1 = Мmax + Ncooт * ea + Qcooт * hп
M1 = 322.5 + 734.7 * 0.05 + 38.9 * 1.05 = 400.08 кН*м.
Эксцентриситет продольного усилия:
е1 = 400.08 734.7 + 0.05 = 0.595 м.
Площадь сжатой зоны:
Аbc = bп * lп * (1 - 2 * h * е1 lп)
Аbc = 0.9 * 1.5 * (1 - 2 * 1 * 0.595 1.5) = 0.279 м2.
Проверяем условие прочности подколонника в уровне плитной части:
Nсоот gb3 * gb9 * Rb * Abc
gb3 * gb9 * Rb * ABC = 0.85 * 0.9 * 11500 * 0.279 = 2454 кН.
Nсоот = 734.7 кН gb3 * gb9 * Rb * Abc = 2454 кН - условие выполняется следовательно подколонник между сечениями 1-1 и 2-2 армируется конструктивно.
Сечение 2-2 в уровне торца колонны коробчатое приводим его к эквивалентному двутавровому с высотой полки толщиной стенки и шириной стенки:
b = 2 * bw1 = 2 * bw = 2 * 0.175 = 0.35 м;
bf = bf’ = bп = 0.9 м.
Площадь боковой поверхности колонны заделанной в стакан фундамента: Ащ = 2.16 м2.
Коэффициент учитывающий частичную передачу продольной силы на плитную часть фундамента через стенки стакана: a’ = 0.85.
Продольная сила передаваемая через бетон замоноличивания на стенки стакана:
Nc = 0.4 * Rbt * gb2 * Aщ
Nc = (1 - a’) * Nсоот
Nc = 0.4 * 900 * 0.9 * 2.16 = 699.84 кН
Nc = (1 - 0.85) * 734.7 = 110.21 кН.
Nс = 110.21 кН Rb * bf’ * hf’= 1150 * 0.9 * 0.275 = 284.625 кН - условие выполняется следовательно граница сжатой зона проходит в полке и сечение рассчитывается как прямоугольное с шириной b = 0.9 м.
M2 = Мmax - Nc * ea + Qcooт * hс
M2 = 322.5 + 110.21 * 0.05 + 38.9 * 0.8 =359.13 кН*м.
е1 = 359.13 110.21 + 0.05 = 3.309 м.
Аbc = 0.9 * 1.5 * (1 - 2 * 1 * 3.309 1.5) = -4.6 0 следовательно сила приложения находится за пределами сечения подколонника.
αn = Nсоот (Rb * b * h0) = 734.7 (11500 * 0.9 * 1.45) = 0.049.
αm = (M2 + Nс * (h0 - as’) 2) (Rb * b * h02) = (359.13 + 110.21 * (1.45 - 0.05) 2) (11500 * 0.9 * 1.452) = 0.02.
= as h0 = 5 145 = 0.035.
As = As’ = 11.5 * 104 * 0.9 * 1.45 * (0.02 - 0.154 * (1 - 0.154 2)) (355 * (1 - 0.035)) = - 53 cм2.
каркаса КР1 4 12 А400 с Аs’ = Аs = 0.000452 м2> 0.0004 * Aп = 0.0004 * 1.03 = 0.000412 м2
каркаса КР2 4 12 А400 с Аs’ = Аs = 0.000452 м2> 0.0004 * Aп = 0.0004 * 1.03 = 0.000412 м2.
4.2 Проверка прочности подколонника по наклонным сечениям
Проверку прочности подколонника проводим по одному из двух наклонных сечений: 3-3 или 4-4 в зависимости от величины расчетного эксцентриситета.
Расчетный эксцентриситет:
е’ = (Мmax + Qсоот * hc) Nсоот
е’ = (322.5 + 38.9 * 0.95) 734.7 = 0.489 м.
е’ = 0.489 м > hкол 2 = 0.8 2 = 0.4 м тогда расчетное сечение 4-4 с расчётным моментом:
МВ = Мmax + Qсоот * hc - 0.7 * Nсоот * е’
МВ = 322.5 + 38.9 * 0.95 - 0.7 * 734.7 * 0.489 = 107.97 кН*м.
Площадь рабочей арматуры одной сетки С2:
где zi – расстояние от каждого ряда сетки С2 до торца колонны.
Szi = z1 + z2 + z3 + z4 + z5 = 0.2 + 0.4 + 0.6 + 0.8 = 2 м.
Аs = 107.97 (35.5 * 2) = 1.52 см2.
Так как полученная по расчету площадь меньше предельно допустимой то принимаем минимально допустимое армирование на одну сетку C2 – 4 8 А400 с Аs = 2.01 см2.
4.3 Армирование подколонника
Подколонник фундамента армируется четырьмя вертикальными каркасами КР1 КР2 образующих пространственный каркас и пятью горизонтальными сетками С2 (рисунок 10).
Сетки С2 располагаются горизонтально по высоте от верха фундамента с шагом 200 мм. Стержни сеток С2 расположены с таким расчетом что стержни продольной арматуры каркасов КР1 КР2 подколонника проходят внутри ячеек сетки. Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры подколонника 50 мм в поперечном и продольном направлениях.
Рисунок 10. Изделия для армирования подколонника
СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ
ГОСТ 11118-73. Панели из автоклавных ячеистых бетонов для наружных стен зданий. Технические требования. Москва.
ГОСТ 13840-68*. Канаты стальные арматурные 17. Технические условия. Издательство стандартов. Москва.
ГОСТ 14098-91. Соединения сварные арматуры и закладных изделий железобетонных конструкций типы конструкции и размеры.
ГОСТ 23279-85. Сетки арматурные сварные для железобетонных конструкций и изделий. Москва. Госстрой СССР. 1985.
ГОСТ 5781-82. Сталь горячекатаная для армирования железобетонных конструкций. Технические условия.
ГОСТ 6727-80*. Проволока из низкоуглеродистой стали холоднотянутая для армирования железобетонных конструкций. Технические условия. Госстрой СССР. Москва. 1994.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). ГУП НИИЖБ Госстроя России. Москва. 2005.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ГУП НИИЖБ Госстроя РФ.
Серия 1.412.1-16. Фундаменты монолитные железобетонные на естественном основании под типовые железобетонные колонны одноэтажных и многоэтажных зданий.
Серия 1.424.1-5. Колонны железобетонные прямоугольного сечения для одноэтажных производственных зданий высотой 84-144 м оборудованных мостовыми опорными кранами грузоподъемностью до 32 тонн.
Серия 1.463.1-16. Фермы стропильные железобетонные сегментные для покрытий одноэтажных производственных зданий пролетами 18 и 24 м.
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Минстрой РФ. Москва. 1996.
СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции Основные положения. ГУП НИИЖБ Госстроя России. Москва. 2004.
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. ГУП НИИЖБ Госстроя России.
СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. ГУП НИИЖБ Госстроя России.
Железобетонные конструкции. Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Москва. Стройиздат. 1985.
Строительные конструкции. Учебное пособие. Малбиев С.А. Телоян А.Л. Лопатин А.Н. Иваново. 2006.