- •Содержание
- •Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий с мостовыми кранами
- •2.1. Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок
- •2.2 Проектирование стропильных конструкций
- •2.2.1 Двухскатная решетчатая балка
- •2.3 Проектирование колонны
- •2.3.1 Определение расчетных комбинаций усилий и продольного армирования
- •2.3.2 Конструирование продольной и поперечной арматуры и расчет подкрановой консоли
- •2.4 Расчет и конструирование монолитного внецентренно нагруженного фундамента под колонну
2.4 Расчет и конструирование монолитного внецентренно нагруженного фундамента под колонну
ПРОЕКТИРУЕМАЯ КОЛОННА ПО ОСИ………………….. …………..<Б>
ГЛУБИНА ЗАЛОЖЕНИЯ ФУНДАМЕНТА…………………..………….2,55
КЛАСС БЕТОНА МОНОЛ. КОНСТР. И ФУНДАМЕНТА….………….В20
КЛАСС АРМ-РЫ МОНОЛ. КОНСТР. И ФУНДАМЕНТА….………….A-I
УСЛ. РАСЧЕТНОЕ СОПРОТИВЛЕНИЕ ГРУНТА, МПА.……………..0,25
ВЛАЖНОСТЬ ОКРУЖАЮЩЕЙ СРЕДЫ………………………………..55%
КЛАСС ОТВЕТСТВЕННОСТИ ЗДАНИЯ…………………….………….I
Для предварительного определения размеров подошвы фундамента находим усилия ина уровне подошвы фундамента для комбинаций усилий с максимальным эксцентриситетом с учетом нагрузки от ограждающих конструкций.
Значения усилий на уровне подошвы фундамента:
С учетом эксцентриситета продольной силы воспользуемся формулами табл. XII.I. [1] для предварительного определения подошвы фундамента по схеме 1:
Принимаем предварительно размеры подошвы фундамента a = 2,4 м, b = 1,8 м. Уточняем расчетное сопротивление песчаного грунта основания согласно прил. 3 [9]:
R = R0[1 + k1(b – b0)/b0] + k2γm(d – d0) = 250[1 + 0,125(1,8 – 1)/1] + 0,25*20(2,4 – - 2) = 300 кПа.
Определим усилия на уровне подошвы фундамента принятых размеров от нормативных нагрузок и соответствующие им краевые давления на грунт:
Результаты вычислений усилий, краевых и средних давлений на грунт основания приведены в табл. 2.5.
Таблица 2.5 Усилия и давления на грунт под подошвой фундамента
Комбинация усилий |
Усилия |
Давления, кПа | |||
от колонны |
Ninf, кН |
Minf, кН*м |
pл |
pп |
pm |
Первая |
820,21 |
113,098 |
124,41 |
225,31 |
189,86 |
Вторая |
820,21 |
-113,098 |
255,31 |
124,41 |
189,86 |
Третья |
1042,25 |
73,146 |
198,93 |
283,59 |
241,26 |
Так как вычисленные значения давлений на грунт основания pmax = 283,59 кПа < < 1,2R = 1,2*300 = 360 кПа; pmin = 124,41 кПа > 0 и pm = 241,26 кПа < R = 300 кПа, то предварительно назначенные размеры подошвы фундамента удовлетворяют требованиям по деформациям основания и отсутствию отрыва части фундамента от грунта при крановых нагрузках. Т. о., оставляем окончательно размеры подошвы фундамента a = 2,4 м и b = 1,8 м.
Для расчета арматуры в подошве фундамента определяем реактивное давление грунта основания при действии наиболее неблагоприятной комбинации расчетных усилий без учета собственного веса фундамента и грунта на его обрезах. Находим соответствующие усилия на уровне подошвы фундамента:
Ninf = Nc = 960,12 кН;
Minf = Mc ++ Qchf = 68,52+6,12*2,4 = 83,208 кН*м.
Тогда реактивные давления грунта будут равны:
pmax = 960,12/4,32 + 83,206/1,728 = 270,40 кПа;
pmin = 174,1 кПа; pm = 222,25 кПа;
Расчетные изгибающие моменты в сечениях 1—1 и 2—2 вычисляются по формуле: Mi—i = bai2(2pmax + pi)/6;
M1—1 = 1,8*0,32(2*270,4 + 258,36)/6 = 21,58 кН*м;
M2—2 = 1,8*0,62(2*270,4 + 252,34)/6 = 85,66 кН*м.
Требуемое по расчету сечение арматуры составит:
As,1—1 = M1—1/(Rs*0,9h01) = 21,58*106/(225*0,9*260) = 410 мм2;
As,2—2 = M2—2/(Rs*0,9h02) = 85,66*106/(225*0,9*560) = 756 мм2.
Для основного шага стержней в сетке 200 мм на ширине b = 1,8 м, будем иметь в сечении 2—2 1010 A-I, As = 785 > 755мм2. μ = As*100/(bh02) = =785*100/(1800*560) = 0,11 % > μmin = 0,05 %.
Расчет рабочей арматуры сетки плиты ф-та в направлении короткой стороны выполняем на действие среднего реактивного давления грунтаpm = 222,25 кПа, соответственно получим:
M3—3 = pmab12/2 = 222,25*3*0,32/2 = 24 кН*м;
As,3—3 = M3—3/(Rs*0,9h0) = 24*106/(225*0,9*250) = 474 мм2;
По конструктивным требованиям принимаем минимальное армирование 10 A-I, с шагом 200 мм.
Расчет продольной арматуры подколонника выполняем в ослабленном коробчатом сечении 4—4 в плоскости заделки колонны и на уровне низа подколонника в сечении 5—5.
Сечение 4—4. размеры коробчатого сечения стаканной части фундамента преобразуем к эквивалентному двутавровому с размерами, мм: b = 750; h = 1200; bf = = bf’ = 1200; hf =225; hf’ = 325; a = a’ = 50; h0 = 1150.
Вычислим усилия в сечении 4—4 от второй комбинации усилий в колонне с максимальным изгибающим моментом:
N = Nc + acbcdcγγfγn = 704,78 + 1,2*1,2*0,75*25*1,1*1 = 734,48 кН;
M = Mc + Qcdc = 102,02 + 10,99*0,75 = 110,26 кН*м.
Эксцентриситет продольной силы будет равен:
e0 = M/N = 110,26/734,78 = 0,15 м = 150 мм > ea = h/30 = 1200/30 = 40 мм. Находим эксцентриситет силы N относительно центра тяжести растянутой арматуры: e = e0 + (h0 – a’)/2 = 150 + (1150 – 50)/2 = 700 мм.
Проверяем положение нулевой линии. Так как Rbbf’hf’ = 11,5*1200*325 = = 4485 кН > N = 734,48 кН, то указанная линия проходит в полке и сечение следует рассчитывать как прямоугольное с шириной b = bf’ = 1200 мм. Расчет прочности сечения для случая симметричного армирования выполняем согласно п. 3.62 [3].
Вычислим значения коэффициентов:
αn = N/(Rbbh0) = 734,48*103/(11,5*1200*1200) = 0,044;
αm1 = Ne/(Rbbh02) = 734,48*103*725/(11,5*1200*12002) = 0,027;
δ = a’/h0 = 50/1200 = 0,0417.
Требуемую площадь сечения продольной арматуры определяем по формуле:
Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0,05 % площади подколонника:
As = As’ = 0,0005*1200*1200 = 720 мм2. Принимаем As = As’ = 769 мм2 (5 14 A-I).
В сечении 5—5 по аналогичному расчету принято конструктивное армирование.
Поперечное армирование стакана фундамента определяем по расчету на действие максимального изгибающего момента. Вычисляем эксцентриситет продольной силы в колонне от второй комбинации усилий:
e0 = Mc/Nc = 102,02/704,78 = 0,145 мм.
Поскольку e0 = 0,145 м > hc/6 = 0,6/6 = 0,1 м, то поперечная арматура стакана требуется по расчету. Так как e0 = 0,145 м < hc/2 = 0,6/2 = 0,3 м, значит, момент внешних сил в наклонном сечении 6—6 вычисляем по формуле:
M6—6 = Mc + Qcdc – 0,7Nce0 = 102,02 + 10,99*0,75– 704,78*0,145 = 38,72 кН*м.
Тогда площадь сечения одного стержня поперечной арматуры стакана фундамента будет равна:
As = M6—6/(4RsΣzi) = 38,72*106/[4*225(700 + 500 + 300 + 150)] = 26,07 мм2.
Принимаем конструктивно As = 50,3 мм2 ( 8 A-I).
Список литературы
Байков В. Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. – М.: Стройиздат, 1985.
СНиП 2.03.01 – 84. Бетонные и железобетонные конструкции.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01 – 84). – М.: ЦИТП, 1986.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01 – 84). Часть I. – М.: ЦИТП, 1986.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01 – 84). Часть II. – М.: ЦИТП, 1986.
СНиП П-22-81. Каменные и армокаменные конструкции.
СНиП 2.01.07 – 85. Нагрузки и воздействия.
СНиП 2.01.07 – 85. Нагрузки и воздействия. Дополнение. Раздел 10. Прогибы и перемещения. Госстрой СССР. – М.: ЦИТП, 1989.
СНиП 2.02.01 – 83. Основания зданий и сооружений.
Рекомендации по расчету прочности трещиностойкости узлов преднапряженных железобетонных ферм. – М.: НИИЖБ Госстроя СССР, 1987.
Бородачев Н. А. Программная система для автоматизированного обучения по дисциплине “Железобетонные и каменные конструкции” АОС – ЖБК. В 4-х томах / СамАСИ, 1990.
Проектирование железобетонных конструкций: Справ. пос. / А. Б. Голышев, Б. Я. Бачинский и др.; Под ред. А. Б. Голышева. – К.: Будiвельник, 1990.
Бородачев Н. А. Автоматизированное проектирование железобетонных и каменных конструкций: Учеб. пособие для вузов — М.: Стройиздат, 1995.