- •1.1. Компоновка поперечной рамы.
- •1.2 Определение постоянных и временных нагрузок на поперечную раму.
- •2. Проектирование стропильных конструкций. Безраскоснаяферма.
- •3. Оптимизация стропильной конструкции.
- •4.Проектирование колонны.
- •5. Расчёт и конструирование монолитного внецентренно нагруженного фундамента под колонну.
5. Расчёт и конструирование монолитного внецентренно нагруженного фундамента под колонну.
Вычисленные ЭВМ три комбинации усилий N, M и Q для расчёта основания и тела фундамента представлены в табл. 1.7.
Для предварительного определения размеров подошвы фундамента находим усилия Nf и Mf на уровне подошвы фундамента для комбинации усилий.
Анализируя значения в таблицы 1.7. Находим, что наиболее неблагоприятной комбинацией для предварительного определения размеров подошвы фундамента по условию максимального момента эксцентриситета (отрыва фундамента) является вторая комбинация усилий. В этом случае получим следующие значения усилий на уровне подошвы фундамента:
Nnf =Nn=882,66 кН;
Mnf=Mn+Qnhf= -283,6 кНм;
Ео=Mnf/Nnf=283,6/882,66=0,321 м.
С учётом эксцентриситета продольной силы воспользуемся формулами табл. XII.I. [9] для предварительного определения размеров подошвы фундамента по схеме1:
Принимаем предварительно размеры подошвы фундамента а=3,2 м, b=2,5м. Уточняем расчётное сопротивление песчаного грунта оснований согласно приложения 3 [10]:
R = Ro[1+k1(b-bo)/bo]+k2m(d-do)=200[1+0.125(2.5-1)/1]+0.2520(3,15-2) = 296,5 МПа, где k1=0.125 и k2 = 0,25 принято для песчаных грунтов по [10].
Определим усилия на уровне подошвы фундамента принятых размеров от нормативных нагрузок и соответствующие им краевые давления на грунт по формулам: Nninf=Nn+abdmn; Mninf=Mn+Qnhf; pnл(п)=Nninf/AfMninf/Wf; где n = 1.0- для класса ответственности здания I; Af=ab=3,2·2.5=7.2 м; Wf=ba2/6=2.5·3²/6=3.6 м3.
Результаты вычисленных усилий, краевых и средних давлений на грунт основания
приведен в табл. 1.4
Комбинация усилий от колонны |
Усилия |
Давления | |||
Nninf , кН
|
Mninf , кН·м
|
Рnл
|
Рnп
|
рnm
| |
Первая Вторая Третья
|
617.3 743.0 842.9 |
214.6 -270.5 -228.3 |
20.5 278.4 278.2 |
226.5 18.8 59.0 |
123.5 148.6 168.6 |
Рис8. К определению размеров подошвы фундамента.
Так как вычисленные значения давлений на грунт основания рnmax =293.44< 1.2·R=1.2·296.5=355.8 МПа; pnmin=117.55 кПа >0 и pnm=245.45 кПа <296.5 кПа, то предварительно назначенные размеры подошвы фундамента удовлетворяют предъявляемым требованиям по деформации основания и отсутствия отрыва части фундамента от грунта при краевых нагрузках. Таким образом, оставляем окончательно размер подошвы фундамента, а=2.5 м, b=2.0 м.
Расчёт тела фундамента выполняем для принятых размеров ступени и стакана согласно рис 6. Глубина стакана назначаем в соответствии с типом опалубки колонны по приложению V, а поперечное сечение подколонника имеет размеры типовых конструкций фундаментов под колонны промышленных зданий.
Расчёт на продавливание ступеней фундамента не выполняем, т. к. размеры их входят в объём пирамиды продавливания.
Для расчёта арматуры в подошве фундамента определяем реактивное давление грунта основания при действии наиболее неблагоприятной комбинации расчётных усилий (третье) без учёта собственного веса фундамента и грунта на его обрезах. Находим соответствующие усилия на уровне подошвы фундамента: Ninf=Nc=1631.14 кН; Minf=Mc+Qchf= 154.73+18.32·2,4= 198.69 кН.
Тогда реактивное давление грунта будут равны:
Pmax=1631.14/7.2+198.698/3.6=281.74 кПа:
Pmin=171.35 кПа;
P1=pmax – ((pmax-pmin)/а) ·a1=281.74 – ((281.74-171.35)/3,2) ·0,3=279.7 кПа; Р2=259.66кПа
Расчётные изгибающие моменты в сечениях 1-1 и 2-2 вычисляем по формуле:
Mi-i=ba²i(2pmax+pi)/6;
M1-1=2.5·0.3²(2·281.74+270.7)/6=30.03 кН·м;
M2-2=2.5·0.6²(2·281.74+259.66)/6=118.5 кН·м;
Требуемое по расчёту сечение арматуры составит:
As,1-1=M1-1/(Rs·0.9h01)=30.03·106/(280·0.9·260)=458.3 мм², As,2-2=M2-2/(RS·0.9·h01)=839.71 мм²
Принимаем минимальный диаметр арматуры для фундамента при а >3 м равным 12 мм. Для основного шага стержней в сетке 200 мм на ширине b=2.5 м будем иметь в сечении 2-2 12 A-II, As=1413.5мм²839.79мм2. Процент армирования будет равна =As·100/(bh02)= 1413.5·100/(2500·560)=0.06%>min=0.05%.
Расчёт рабочей арматуры сетки плиты фундамента в направлении короткой стороны выполняем на действие среднего реактивного давления грунта pm=226.55кПа, соответственно получим:
M3-3=pmab²1/2=226.55·0.3²·3/2=30.6 кН·м;
As,3-3=M3-3/(Rs·0.9h0)=30.6·106/(280·0.9·250)=485 мм².
По конструктивным требованиям принимаем минимальное армирование 10 A-III, с шагом 200 мм (As =2548.8 мм2 >485 мм2).
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=650; h=1500; bf= bf'=1200;
ho=1450.
Вычислим усилия в сечении 4 – 4 от второй комбинации усилий в колонне с максимальным изгибающим моментом:
N=Nс+асbсdсγγfγn=1256.17+1,5·1,21.05·25·1,1·0,95=1301.1 кН;
М=Мс+Qсdс=300.73+17.19·1.05=318.78 кНм;
ео=М/N=0.245=245 мм > еа=h/30=1500/30=50 мм
Находим эксцентриситет силы N относительно центра тяжести растянутой арматуры:
е=ео+(hо - а')/2=245+(1450-50)/2=945 мм.
Проверяем положение нулевой линии. Т.к. Rbbf'h'f=11,5·1200·275=3795 кН>1301.1 кН, то нулевая линия – в полке и сечение следует рассчитывать как прямоугольное с шириной b= bf'=1200 мм. Расчет прочности сечения для случая симмитричного армирования выполняем согласно п. 3.62 [3].
αn=N/(Rbbho)=1301.1·103/(11,5·1200·1450)=0,065< ξŖ=0,623
αm1= Nе/(Rbbho2)=1301.1·3·945/11,5·1200·14502=0,0424, δ=а'/ho=50/1450=0,0345;
Аs=Аs'= (Rbbho/Rs)·[ αm1- αn(1- αn/2)]/(1-δ)=(11,5·1200·1450/280)·[0,0424-0,065(1- 0,065/2)]/(1-0,0345)= -1516 мм2.
Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0,05% площади подколонника: Аs=Аs'=0,0005·1200·1500=900мм2. Принимаем Аs=Аs'=1005 мм2 ( 12 A- III).
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 ео=Мс/Nс= 300.73/1256.17=0,239м.
Поскольку ео=0,239м > hс/6=0,133 м, то поперечная арматура стакана требуется по расчету. Т.к. ео=0,239м < hс/2=0,4 м, то момент внешних сил в наклонном сечении 6 – 6 вычисляем по формуле:
М6-6=Мс+ Qсdс -0.7 Nс ео =300.73+171.9·1.05-0.7·1256.17·0,239= 108.6 кНм.
Тогда площадь сечения одного стержня поперечной арматуры стакана фундамента будет равна: Аs= М6-6/(4RsΣzi)=108.6·103/[4·225(1000+800+600+400+200)]=40.22 мм2.
Принимаем Аs= 50,3 мм2 (10 A- III).
№7
\
\6.Список использованной литературы:
1. Бородачев Н. А. Автоматизированное проектирование железобетонных и каменных конструкций: учеб. Пособие для вузов – М.: стройиздат, 1995
2. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. — М..: Стройиздат, 1985.
3. СНиП 2.03.01—84. Бетонные и железобетонные конструкции.
4. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тя- желых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01—84). — М.: ЦИТП, 1986.
5. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01—84). Часть I. — М.: ЦИТП, 1986.
5. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01—84). Часть II. — М.:ЦИТП, 1986.
6. СНиП П-22-81. Каменные и армокаменные конструкции.
7. СНиП 2.01.07—85. Нагрузки и воздействия.
8. СНиП 2.01.07—85. Нагрузки и воздействия. Дополнение. Раздел 10. Прогибы и перемещения Госстрой СССР. — М.: ЦИТП, 1989.
9. СНиП 2.02.01—83. Основания зданий и сооружений.