Проектирование колонны, Подкрановой Балки и Фундамента

A1_ЖБК_recover.dwg

Главный корпус АЭС с реакторм ВВЭР-1000
Железобетонные конструкции
Колонна К-1 по ряду А турбинного отделения АЭС
Примечания: 1. Для изготовления колонны принять бетон класса В30 2. Для изготовления подкрановой балки принять бетон класса В353. Для изготовления фундамента принять бетон класса В15
Спецификация арматуры на колонну К-1
Арматурный каркас колонны К-1 (М 1:50)
Подкрановая балка М 1:50

ПЗ_Кисетова.docx

САНКТ-ПЕТЕРБУРГСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ПОЛИТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ
ИНЖЕНЕРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ ФАКУЛЬТЕТ
Пояснительная записка
к разделу комплексного проектирования
по дисциплине «Железобетонные конструкции»
Расчет и конструирование внецентренно - сжатой железобетонной колонны4
1. Исходные данные для проектирования. Назначение основных габаритных размеров4
2. Расчет армирования колонны6
3Конструирование арматуры15
Расчет и проектирование преднапряженной железобетонной подкрановой балки17
1. Предварительное определение размеров подкрановой балки и усилий М и Q17
2. Проверка размеров сечения18
3. Определение приведенных геометрических характеристик20
4. Определение и расчет нормальных напряжений в бетоне от предварительного напряжения в арматуре21
5. Определение потерь предварительного напряжения23
6. Расчет прочности по нормальным сечениям24
7. Расчет прочности по наклонным сечениям27
8. Расчет трещиностойкости по нормальным сечениям28
Расчет и проектирование отдельностоящих железобетонных фундаментов32
1. Определение площади подошвы и глубины заложения фундамента32
2. Расчет прочности фундамента. Подбор арматуры34
2.1. Проверка прочности по наклонным сечениям35
2.2. Обеспечение прочности при действии изгибающего момента36
Список использованной литературы:38
Настоящий проект выполнен в соответствии с действующими строительными нормами и заданием на проектирование и расчет следующих железобетонных элементов главного корпуса АЭС: колонны по ряду А фундамента под эту колонну и подкрановой балки.
В промышленных зданиях каркасного типа несущим элементом является пространственная жесткая железобетонная рамная конструкция.
Основой несущего каркаса одноэтажного промышленного здания служит система плоских поперечных рам образованных колоннами заделанными в фундаменты и ригелями которые опираются на колонны. В свою очередь плоские поперечные рамы в продольном направлении связаны между собой панелями покрытия стеновыми ограждениями а в некоторых случаях специальными продольными связями что обеспечивает пространственную работу всего каркаса здания при действии на него нагрузок и воздействий.
Особенностью промышленных зданий является оборудование их мостовыми кранами. Для обеспечения работы кранов каркас имеет подкрановые балки которые являются одновременно продольными связями каркаса.
В поперечном направлении жесткость каркаса обеспечивается поперечными рамами состоящими из колонн и ригелей а в продольном направлении — продольными рамами образованными теми же колоннами и элементами покрытия подкрановыми балками и связями.
Расчет и конструирование внецентренно - сжатой железобетонной колонны
1. Исходные данные для проектирования. Назначение основных габаритных размеров
Исходными данными для разработки данного проекта послужили результаты высотной компоновки а также статического расчета из раздела комплексного проекта по дисциплине «Каркасные здание и сооружения» где был произведен расчет этой же колонны в металлическом исполнении. На рис.1.1 представлен поперечный разрез здания.
Назначение размеров сечений колонны:
Сечения колонны принимаются максимально приближенными к сечениям рассчитанной металлической колонны. При этом принимаются унифицированные размеры двутавровых и прямоугольных сечений жб колонн. Привязка колонны к координационным осям остается прежней. Также должно выполняться условие свободного прохода моста крана.
Для определения напряженно деформируемого состояния сооружения использовался метод конечных элементов (МКЭ) в форме метода перемещений. Он используется во всех имеющихся в настоящее время программах автоматизированного расчета сооружений на ПК. Этот метод расчета позволяет быстро выполнить расчет данного сооружения а также учесть в расчетной схеме большее количество факторов влияющих на конечный результат расчета.
Поскольку поставлена задача оценить несущую способность колонны по ряду А то достаточно будет ограничиться рассмотрением четырех сечений (1-1 2-2 3-3 4-4 см.рис.1.2.) . По результатам расчета в программном комплексе SCAD были построены огибающие эпюры М и N (рис.1.3.).
l0н =15Нн = 15 . 328 = 492 м l0в = 2Нв = 2 . 72 = 144 м
Принимаем бетон класса В30.
Арматура класса AIII:
Rs =Rsc =3600 кгссм2
2. Расчет армирования колонны
B = 60см; h = 180см; a = a` = 7см; ho = 180 - 7 = 173см; l о= 4920см.
Mmin = MII = -148 тсм
Определяем комбинацию усилий с которой следует начать расчет:
поэтому расчет будет начинаться с первой комбинации усилий МI и NI
Расчет по первой комбинации с МI и NI
Расчетная схема для первой комбинации усилий представлена на рис. 1.4.
Находим начальный эксцентриситет:
Сравниваем его со случайным эксцентриситетом:
- по высоте сечения cм;
- по геометрической длине см;
Определяем критическую силу для прямоугольных сечений Ncr.:
Вычисляем поправочный коэффициент:
Увеличиваем начальный эксцентриситет и сравниваем его с необходимым условиями:
см > 03h0=03173 = 52 см – Следовательно более вероятен случай больших эксцентриситетов (I случай);
см – Следовательно мы наверняка имеем дело со случаем больших эксцентриситетов (I случай).
Производим расчет сжатой арматуры:
Следовательно сжатый бетон обеспечивает прочность даже без сжатой арматуры.
Определяем минимально допустимое количество арматуры:
Для определения определяем:
Определяем размер сжатой зоны и сравниваем его с двойным расстоянием а:
Находим при данных условиях площадь арматуры:
Для наружной стороны колонны принимаем =2595 см2.
Расчет по второй комбинации с МII и NII
Расчетная схема для второй комбинации усилий представлена на рис. 1.5.
Находим начальный эксцентриситет:
Неравенство выполняется.
Определяем критическую силу для прямоугольных сечени Ncr.:
см > 03h0=03180 = 54 см
Следовательно более вероятен случай больших эксцентриситетов (I случай):
Определяем минимально допустимое колличество арматуры:
По таблице определяем
Таким образом и для внутренней и для наружной стороны колонны в сечении 1-1 принимаем =2595 см2.
b=60см; h=180см; a = a` = 7см; ho = 180 – 7 = 173см; lо = 4920см.
Mmin =MII = -108 тсм
В сечении 2-2 моменты меньше чем в сечении 1-1. Следовательно расчет можно не выполнять а арматуру принять конструктивно.
Следовательно по всей длине нижней части колонны и для внутренней и для внешней сторон колонны принимаем AS = AS =2595 см2.
b=60см; h=80см; a = a` = 7см; ho = 80 – 7 = 73см; lо = 1440см.
Mmin = MII = -30 тсм
поэтому расчет будет начинаться с первой комбинации усилий МI и NI.
см > 03h0 = 0373 = 219 см
Следовательно более вероятен случай больших эксцентриситетов (I случай).
см > h2 – a = 802 – 7 = 33 см
Следовательно мы наверняка имеем дело со случаем больших эксцентриситетов (I случай).
Т.к. 101825 следовательно min = 0002
Расчет по второй комбинации с МII и NII.
см > 03h0=0373 = 21.9 см
Таким образом для внутренней ветви колонны в сечении 3-3 принимаем AS = 25 см2 а для наружной ветви см2.
Так как в сечении 4-4 изгибающий моменты не действуют то будем рассматривать только случай случайных эксцентриситетов. Случайный эксцентриситет назначим исходя из следующих условий:
Сила действующая на колонну в сечении 4-4:
Окончательно для сечения 4-4 с обоих сторон колонны принимаем сечение арматуры
3Конструирование арматуры
В качестве продольной арматуры принимается арматура класса А-III. Для предотвращения выпучивания арматуры и последующего откола защитного слоя предусматривается поперечная арматура d=12 мм с шагом 500 мм для нижней части колонны и 400 мм для верхней ее части.
Для каждой из сторон поперечного сечения нижней части колонны имеем требуемую площадь поперечного сечения арматуры: . Принимаем 7 стержней диаметра 22 мм с общей расчетной площадью поперечного сечения: .
Для верхней части колонны наружной стороны поперечного сечения имеем требуемую площадь поперечного сечения арматуры: . Принимаем 8 стержней диаметра 12 мм с общей расчетной площадью поперечного сечения: .
Для сечения 3-3 внутренней стороны поперечного сечения колонны имеем требуемую площадь поперечного сечения арматуры: . Принимаем 8 стержней диаметра 20 мм с общей расчетной площадью поперечного сечения: .
Для сечения 3-3 внутренней стороны поперечного сечения колонны имеем требуемую площадь поперечного сечения арматуры: . Принимаем 5 стержней диаметра 20 мм с общей расчетной площадью поперечного сечения: As = 1571см2.
Расчет и проектирование преднапряженной железобетонной подкрановой балки
1. Предварительное определение размеров подкрановой балки и усилий М и Q
Подкрановую балку проектируем как разрезную. Для изготовления подкрановой балки применяем бетон марки В35 (Rb = 195 кгсм2) с предварительно напряженной арматурой класса А-VI (Rsp = 8150 кгсм2 и Rsp ser = 9800 кгсм2). Подкрановая балка имеет двутавровое поперечное сечение см. рис. 2.1.
Высоту сечения балки назначаем близкую к принятой высоте сечения балки в рамках курсового проекта «Компоновка главного корпуса электростанции конструирование и расчет элементов каркаса»:
hПБ = 201 см;bf = b`f = 60 см;
b = 20 см;hf = h`f = 30 см;
Для проверки достаточности размеров поперечного сечения подкрановой балки и предварительного назначения площадей напрягаемой и ненапрягаемой арматуры определим максимальные значения изгибающего момента в середине пролета и перерезывающей силы на опоре.
Максимальное значение изгибающего момента можно определить по формуле:
где: γf1 = 11 – коэффициент условия работы;
nс = 085 - коэффициент динамичности для двух кранов;
Р = 496 тс Р1 = 479 тс – давление колеса крана на крановый рельс.
- собственный вес подкрановой балки.
Используя линию влияния по моменту см.рис.2.2. находим максимальное значение момента:
Используя линию влияния см.рис.2.3. находим максимальное значение перерезывающей силы:
Определяем максимальное значение перерезывающей силы:
2. Проверка размеров сечения
Выполним проверку достаточности размеров поперечного сечения подкрановой балки.
Для расчета железобетонной подкрановой балки принимаем бетон марки В35 (Rb=195кгсм2) с предварительно напряженной арматурой класса А-VI (Rsp = 8150 кгсм2 и Rspser=9800 кгсм2; sp=08Rspser=7840кгссм2) и ненапрягаемую арматуру класса А-II (Rs=2800кгссм2).
Считаем что при действии изгибающего момента растягивающее усилие воспринимается только нижним поясом а сжимающее – верхним поясом:
где z – плечо внутренней пары сил.
Площадь сечения арматуры Аsp расположенной в нижнем поясе может быть с некоторым запасом назначена исходя из предположения что все растягивающее усилие в поясе Nраст воспринимается только арматурой Аsp:
Напрягаемая арматура А’sp в верхнем поясе балки ставится обычно в количестве – (015 – 020) Аsp . Предварительное напряжение в ней создается для увеличения трещиностойкости бетона верхнего пояса в период изготовления и монтажа. Назначаем площадь сечения арматуры А’sp верхнего пояса:
А’sр= 02Аsp = 02341 = 68 см2.
Ненапрягаемая арматура нижнего пояса Аs и верхнего пояса А’s играет монтажную роль и может быть запроектирована в количестве (015 – 020) Аsp :
Аs = А’s= 02Аsp = 02341 = 68 см2.
Определим требуемую площадь поперечного сечения верхней полки из условия прочности на сжати:
Фактическая площадь поперечного сечения верхней полки равна:
Таким образом имеем:
Пренебрегая потерями предварительного напряжения в арматуре Аsр можно определить требуемую площадь нижнего пояса:
где Rbp – передаточная прочность бетона; нормы рекомендуют принимать Rbp не менее 155 кгсм2 а также не менее 50% принятого класса бетона. Примем Rbp = 160 кгсм2.
Фактическая площадь поперечного сечения нижнего пояса:
Размеры балки удовлетворяют необходимым условиям.
3. Определение приведенных геометрических характеристик
Приведенное сечение включает сечение бетона и сечение всей продольной арматуры замененной эквивалентной площадью сечения бетона. Исходя из равенства деформаций бетона и арматуры при совместной работе приведение арматуры к бетону выполняют с помощью коэффициента приведения:
Площадь приведенного сечения можно определить по формуле:
Аred = А + α(Аsp + А`sp + Аs + А`s) = 6000 + 551(341 + 3 · 68) = 6000 + 300 = 6300 см2
где А - площадь сечения бетона.
Статический момент приведенного сечения относительно наиболее растянутой грани сечения балки (ось 0-0 см. рис.2.5) будет равен:
где S - статический момент бетонной части сечения относительно оси 0-0.
Принимаем для упрощения расчета расстояние от границы сечения верхней и нижней напрягаемой и ненапрягаемой арматуры (защитный слой):
Расстояние от наиболее растянутой грани до центра тяжести приведенного сечения:
Момент инерции бетонного сечения:
сi – расстояние от центральной оси части до оси Рис. 2.5
проходящей через центр тяжести всего сечения.
Таким образом момент инерции бетона:
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести:
Момент сопротивления приведенного сечения для растянутой грани:
4. Определение и расчет нормальных напряжений в бетоне от предварительного напряжения в арматуре
Нормальные напряжения в бетоне обусловленные воздействием предварительного напряжения определяются в предположении справедливости закона Гука и гипотезы плоских сечений. Предполагаем что элемент находится под действием некоторых условных внешних сил – сил обжатия эквивалентных по своему действию на бетон внутренним усилиям в арматуре.
Величина силы обжатия создаваемая напрягаемой арматурой в нижней полке:
Р1 = Аspsp = 341 · 7840 = 267344кгс
Величина силы обжатия создаваемая напрягаемой арматурой в верхней полке:
Р’1= А’sp ’sp = 68 · 7840 = 53469кгс
Силами обжатия создаваемыми напрягаемой арматурой обуславливается появление сжимающих усилий в ненапрягаемой арматуре которыми мы пренебрегаем в данной работе.
Равнодействующая сил обжатия равна:
Равнодействующая сил обжатия приложена внецентренно с эксцентриситетом относительно центра тяжести сечения:
где уsp y’sp – расстояние от центра тяжести приведенного сечения до точки в которой определяют напряжения (см рис. 2.5).
Нормальные напряжения от усилий обжатия определяем как для внецентренно сжатого элемента:
где у - расстояние от центра тяжести приведенного сечения до точки в которой определяют напряжения.
Напряжения на самой нижней грани поперечного сечения балки:
Напряжения на самой верхней грани поперечного сечения балки:
Напряжение на уровне арматуры A’sp:
Напряжение на уровне арматуры Asp:
Эпюра нормальных напряжений представлена на рис. 2.6.
5. Определение потерь предварительного напряжения
Предварительное напряжение в арматуре с течением времени постепенно уменьшается на величину потерь вследствие постепенного уменьшения начальноего удлинения арматуры.
Потери предварительного напряжения разделяют на две группы:
а) - первые потери происходящие до и во время обжатия бетона: от деформации анкеров от релаксации напряжений в арматуре деформации форм (при натяжении арматуры на формы) от «быстронатекающей» ползучести бетона;
б) вторые потери происходящие после обжатия: от усадки и ползучести бетона.
Во всех случаях величину полных потерь принимают не менее 1000 кгссм2.
-потери от релаксации напряжений в стержневой арматуры вызванные ползучестью стали:
= 01ssp – 20 = 01 · 784 – 20 = 584 МПа = 584 кгсм2
-потери от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств:
= = 317 МПа = 317 кгсм2
l – длина натягиваемого стержня принимаем равной длине ригелямм
-потери от деформации стальной формы при изготовлении предварительно напряженных железобетонных конструкций. При отсутствии данных о технологии изготовления и конструкции формы потери от ее деформации принимаются равными
-потери от «быстронатекающей» ползучести бетона происходят в процессе обжатия элемента усилиями в арматуре:
- потери вызванные усадкой бетона принимаются равными
= 40 МПа = 40 кгссм2.
-потери от ползучести бетона:
где a - коэффициент принимаемый равным 1 для бетона естественного твердения.
Суммарные потери составляют:
Величины предварительного натяжения с учетом потерь составили:
sp = 7840 – 1801 = 6039 кгссм2 – для арматуры нижней полки
sp`= 7840 – 1313 = 6527 кгссм2 – для арматуры верхней полки
6. Расчет прочности по нормальным сечениям
Предварительное напряжение существенно увеличивает трещиностойкость железобетонных конструкций позволяет использовать высокопрочную арматуру но практически не влияет на несущую способность элемента поэтому расчет прочности преднапряженных конструкций осуществляется также как и обычных. При этом исходят из следующих предпосылок:
Сопротивление бетона растяжению принимается равным нулю Rbt = 0;
Сопротивление бетона сжатию принимается равным Rb = 195 кгсм2 криволинейная эпюра напряжений в сжатой зоне заменяется прямоугольной (рис. 2.7).
Растягивающие напряжения в арматуре Аsp принимаются равными Rsp = 8150 кгссм2 в арматуре Аs – Rs = 2800 кгссм2 сжимающие напряжения в арматуре А’s – Rsc = 2800 кгссм2. Напряжения в арматуре А’sp принимаются равными:
где scu – сжимающие напряжения в арматуре при достижении предельной сжимаемости бетона принимаемой согласно нормам при отсутствии нагрузок малой длительности пр.сж = 25·10-3. Вследствие совместной работы бетона и арматуры вплоть до разрушения элемента и справедливости закона Гука:
sc u = пр.сж ·Еs = 25·10-3 · 19·106 = 4750 кгссм2
γsp – коэффициент точности натяжения арматуры:
γsp = 1 ± Δ γsp = 1 + 01 = 11
(Знак «+» принимают при неблагоприятном воздействии преднапряжения – в данном случае преднапряжение воздействует неблагоприятно т. к. уменьшает несущую способность бетона).
sc = 4750 – 11 · 6527 = -2430 кгссм2
Знак «–» свидетельствует о существовании в предельном состоянии растягивающих напряжений в арматуре Asp окруженной сжатым бетоном.
Перед выполнением расчета балки по нормальным сечениям определим положение нейтральной оси. Граница сжатой зоны проходит в полке если соблюдается условие:
Asp Rsp + As Rs Rb bf hf + As Rsc + Aspssc
Asp Rsp +As Rs = 341 · 8150 + 68 · 2800 = 277915 + 19040 = 296955 кгссм2
Rb bf hf + As Rsc + Aspssc = 195 · 60 · 30 + 68 · 2800 – 68 · 1800 = 355000 кгссм2
6955 кгссм2 355000 кгссм2
Условие выполняется нейтральная ось располагается в полке.
Расчет ведем как для прямоугольного сечения шириной bf.
Высота сжатой зоны определяется из условия проекций всех сил на ось балки:
Аsp·Rsp + Аs·Rs = Rb·bf`х + А`sp·sс + А`s·Rsc
Проверка прочности осуществляется сравнением максимального момента от расченых нагрузок Ммах с предельным моментом всех внутренних усилий в том же сечении:
Мпред = Rb·bf`х(h0 - ) + А`sp·sс(h0 -а`р) + А`s·Rsc(h0 –а’) =
= 195 · 60 · 237 · (186 – 2372) – 68 · 1800 ·(186 – 15) + 68 · 2800 · (186 – 15) =
= 483 · 106 – 21· 106 + 33· 106 = 495· 106 кгс·см = 495 тс·м
Ммах = 475 тс·м Mпред = 495 тс·м
Формулы для определения высоты сжатой зоны и проверки прочности сечения справедливы при выполнении условия = R (в противном случае разрушение обусловлено преждевременным исчерпанием прочности сжатой зоны бетона).
Значение R определяется по формуле:
Подставляя значения в формулу для R получим:
Следовательно элемент не переармирован.
7. Расчет прочности по наклонным сечениям
) Проверка прочности балки по наклонной плоскости между трещинами.
Условие прочности: Qmax 03bh0Rb.
bh0Rb = 0360186195 = 652тс
Qmax = 227тс 03bh0Rb = 652тс => Прочность обеспечена.
) Назначаем шаг хомутов:
S ≤ bh20RbtQmax=601862130227000=119 см
Назначаем шаг хомутов s=30 см хомуты 12 мм А-III
) определяем усилия в хомутах на единицу длины балки:
qsw = n aswRsws = 4113285030 = 429 кгссм = 429 тсм
n - количество хомутов в расчетном сечении принимаем 4 штуки;
asw – площадь одного хомута
qsw = 429кгссм ≥ 025 Rbtb = 02513060 =195 кгссм.
) Определяем предельную поперечную силу которая может быть допущена при заданном армировании: запас прочности q=0
Mв=15b h02Rbt=1560186213=40477320 кгс см = 405 т м
R’’min=2 +075qsw2h0 = тс
Т.к. R’’min R’min то расчетным является второй случай
Rmin= 120 тс Qmax= 227 тс
Примем хомуты 14 мм А-III и проведем расчет заново начиная с п.3.
qsw = n aswRsws = 4154285030 = 585 кгссм = 585 тсм
qsw = 585кгссм ≥ 025 Rbtb = 02513060 =195 кгссм.
Rmin= 163 тс Qmax= 227 тс
Примем хомуты 16 мм А-III и проведем расчет заново начиная с п.3.
qsw = n aswRsws = 4201285030 = 764 кгссм = 764 тсм
qsw = 764кгссм ≥ 025 Rbtb = 02513060 =195 кгссм.
Примем хомуты 18 мм А-III и проведем расчет заново начиная с п.3.
qsw = n aswRsws = 4254285030 = 965 кгссм = 965 тсм
qsw = 965кгссм ≥ 025 Rbtb = 02513060 =195 кгссм.
Rmin= 269 тс Qmax= 227 тс
Окончательно принимаем хомуты 418 мм А-III с шагом S=30см.
8. Расчет трещиностойкости по нормальным сечениям
Под трещиностойкостью железобетонных конструкций СНиП 2.03.01-84 подразумевает их сопротивление образованию трещин или если они образуются ограничение ширины трещин предельно допустимой величиной.
Расчет по образованию трещин проводится для необходимости расчета по раскрытию трещины а также для необходимости учета трещин при расчете прогибов.
Расчеты по образованию и раскрытию трещин относятся ко второй группе предельных состояний поэтому нагрузки принимают с коэффициентом надежности по нагрузке γf =1.
Расчет железобетонных элементов по образованию нормальных трещин проводится исходя из следующего условия:
где M - момент внешних сил: M =;
Mcrc - момент воспринимаемый нормальным сечением перед образованием трещин;
- расчетное сопротивление бетона растяжению для предельных состояний второй группы ;
Mrp - момент силы обжатия Р относительно оси проходящей через ядровую точку наиболее удаленную от растянутой внешними усилиями грани;
где r – радиус ядра сечения:
где – коэффициент учитывающий неупругие свойства бетона
Подставив выше записанные выражения в (*) и разделив (*) на Wred получим:
Данное неравенство можно записать в другой форме:
где- наибольшее растягивающее напряжение обусловленное изгибающим моментом от внешней нагрузки;
- сжимающее напряжение от сил обжатия определенное для той же грани сечения.
где γsp – коэффициент точности натяжения арматуры:
γsp = 1 ± Δ γsp = 1 - 01 = 09
P = Аspsp + Аsp` sp`=341·6039 + 68·6527=205930 + 44384=250314кгс=250тс;
Проверяем условие образования трещин:
Условие не выполняется следовательно образуются трещины.
Определим ширину раскрытия трещин:
где – коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки. При действии продолжительной нагрузки
– коэффициент учитывающий профиль продольной арматуры. Для арматуры рифленого профиля
– коэффициент учитывающий характер нагружения. Для изгибаемых и внецентренно сжатых элементов
где – площадь всей растянутой арматуры ;
z разрешается приближенно принять
где - диаметр арматуры;
- базовое расстояние между трещинами;
- площадь растянутого бетона. В первом приближении можно взять как площадь нижнего пояса:
Подставляя все найденные значения в формулу для получаем:
Условие не выполнено.
Следовательно увеличиваем арматуру до Аs = 55 см2.
Расчет и проектирование отдельностоящих железобетонных фундаментов
Наиболее распространенной конструкцией фундамента под сборные колонны несущих каркасов промышленных зданий являются монолитные отдельно стоящие ступенчатые фундаменты стаканного типа.
1. Определение площади подошвы и глубины заложения фундамента
Глубину заложения фундаментов здания назначаем Нз = 3 м.
Размеры фундамента в плане определяем по усилиям от нормативных нагрузок.
Принимаем бетон класса В125; рабочую арматуру класса АIII. Расчетное сопротивление грунта Rгр = 3 кгссм2 = 30 тсм2.
Изгибающие моменты продольные и поперечные силы по подошве фундамента:
МI = γср =115 = -148 115 = -129 тсм;
NI = γср = 115= -320 115 = -278 тс;
QI = γср = 115= -92 115 = -8 тс;
МII = γср = 115 = 173 115 = 150 тсм;
NII = γср = 115 = -238 115 = -207 тс;
QII = γср = 115 = 55 115 = 5 тс.
Площадь подошвы фундамента определяем из условия что средние напряжения по подошве не должны превышать расчетного сопротивления грунта:
Следовательно площадь подошвы:
где – максимальная продольная сила по подошве фундамента;
γср = 2 тсм3 – осредненный объемный вес фундамента и грунта на его уступах;
Hзал – глубина заложения подошвы фундамента Hзал = 3м;
Rгр – расчетное сопротивление грунта.
Заранее можно увеличить Аф на 40% Аф =162 м2
Назначаем площадь фундамента из условий:
Выразим аф через bф:
Краевые напряжения в грунте под подошвой фундамента определяют для двух рассчитанных комбинаций усилий в сечении 1-1:
где Nф = N + Аф · Нзал · γгр – Нагрузка на фундамент от сооружения и вес фундамента с грунтом на его уступах;
Mф = M + Q · Нзал - момент всех сил действующих на фундамент относительно центра тяжести его подошвы.
Необходимо выполнение условий:
Краевые напряжения от действия Мmax(N) составляют:
2. Расчет прочности фундамента. Подбор арматуры
Расчет будем вести по первой группе предельных состояний.
Площадь сечения арматуры укладываемой по подошве фундамента определим расчетом нормальных сечений 1-1 2-2 3-3 и 4-4 на действие изгибающих моментов в этих сечениях вызываемых реактивным давлением грунта от расчетных усилий. Нагрузки от собственного веса фундамента и веса грунта на его уступах не учитываются так как реакция грунта определена без учета этих нагрузок.
Нагрузка на фундамент от сооружения:
Пересчитаем краевые напряжения по подошве фундамента:
2.1. Проверка прочности по наклонным сечениям
Должно выполняться условие:
q - распределенная нагрузка;
Условие трещиностойкости бетона по наклонным сечениям выполняется.
2.2. Обеспечение прочности при действии изгибающего момента
Произведем расчет армирования подошвы фундамента. Для этого найдем изгибающие моменты в характерных сечениях и площадь сечения арматуры воспринимающую эти моменты:
Выбираем арматуру класса А-III с Rs=3650 кгссм2 = 365 104 тсм2;
По найденным площадям сечения арматуры подбираем диаметр арматуры:
параллельно длинной стороне фундамента ставим 1414 с Аs = 215 см2 с шагом 245мм;
параллельно короткой стороне фундамента ставим 2112 с Аs = 2375 см2 с шагом 240 мм.
Список использованной литературы:
)Проектирование подкрановых балок колонн и фундаментов несущих железобетонных каркасов одноэтажных промышленных зданий. Методические указания. ЛПИ 1985 г.
)Проектирование предварительно напряженных железобетонных ригелей балочного типа. Методические указания ЛПИ 1990 г.
)СНиП 52-01-2003 Бетонные и железобетонные конструкции. «ГУП НИИЖБ» Госстроя России М. 2004 г.
)Соколов В.А. Страхов Д.А. Синяков Л.Н. Каркасные здания и сооружения. Конструирование и расчет производственных зданий каркасного типа. Учебное пособие. Спб.: Изд-во Политехн. у-та-2007.