144163 (Одноэтажное промышленное здание с железобетонным каркасом), страница 3

9. Эксцентриситет стены

10. Эксцентриситет подкрановой балки:

при наличии сдвижки

11. Высота сечения надкрановой части колонны: А=0,38 м.

12. Высота сечения подкрановой части колонны: В=0,7 м.

4 строка

13. Постоянная нагрузка от шатра: G_Ш=191,30 кН.

14. Постоянная нагрузка от стены: G_CT=161,73 кН.

15. Постоянная нагрузка от подкрановой балки: G_ПБ=36,58 кН.

16. Постоянная нагрузка от нижней части колонны: G_1K=70,9 кН.

5 строка

17. Нагрузка от снега: S=71,82 кН.

6 строка

18. Вертикальная крановая нагрузка: Д_MAX=593,81 кН.

19. То же: Д_MIN=160,82 кН.

20. Горизонтальная тормозная сила: T=26,18 кН.

7 строка

Ветровые нагрузки вводятся без учета аэродинамических коэффициентов, так как они учтены в программе.

21. Сосредоточенная ветровая нагрузка: W₁=5,55 кН.

22. Равномерно распределенная ветровая нагрузка:

Таблица 4 –

Исходные данные к расчету каркаса

Номер строки	Вводимые параметры
1	10,95		4,25				3,45			7
2	0,160								1
3	-0,160	-0,50			0,65			0,38			0,70
4	191,30		161,73				36,58			70,9
5	71,82
6	593,81			160,82					26,18
7	5,55					2,11

IV. Расчет колонны

4.1. Расчет надкрановой части колонны

4.1.1. Расчетные сочетания усилий

Различают два основных сочетания усилий:

I Сочетание: S=S_g+S_v,

где S_g – усилия (M или N) от постоянных нагрузок; s_v – усилия (M и N) от одной из временных нагрузок (крановые вертикальные нагрузки Д и тормозные Т считаются за одну нагрузку).

II Сочетание:

где - сумма усилий от любых временных нагрузок (не менее двух).

В пределах каждого сочетания надо учесть возможность трех комбинаций усилий:

1) Наибольшее значение +М и соответственно N.

2) Наибольшее значение |-М| и соответственно N.

3) Наибольшее значение N и соответственно M.

Таблица 5 –Усилия над консолью

Наименование нагрузки	Шифры В.Н.	М, кНм	N, кН
Постоянная	1	-33,180	+191,300
Снеговая	2	-4,348	+71,820
Дmax	3	+130,822	0
Дmin	4	+54,762	0
Дmax+Торм.	5	+150,62	0
Дmax-Торм.	6	+111,024	0
Дmin+Торм.	7	+74,56	0
Дmin-Торм.	8	+34,964	0
Ветер слева	13	-28,603	0
Ветер справа	14	+31,098	0

Результат подсчета усилий представлен в таблице 6.

Таблица 6

Расчетные сочетания усилий над консолью

№	Комбинация усилий	M, кНм	N, кН	MЯДР, кНм
				Внешняя грань		Внутренняя грань
I Основное сочетание
1	При +Mmax (1+5)	117,44	191,300	129,492	+	105,388	-
2	При - Mmax (1+13)	-61,783	191,300	-49,731	-	-73,835	+
3	При Nmax (1+2)	-37,528	263,120	-20,951	-	-54,105	+
II Основное сочетание
4	При +Mmax (1+0,9(5+14))	130,366	191,300	142,418	+	118,314	-
5	При - Mmax (1+0,9(2+13))	-62,836	255,938	-46,712	-	-78,960	+
6	При Nmax (1+0,9(2+5+14))	126,453	255,938	142,667	+	110,419	-

Значение ядрового момента определяется по формуле:

- при положительном моменте (+М)

- при отрицательном моменте (-М)

Ядровое расстояние:

4.1.2 Определение коэффициента продольного изгиба

Подбираем арматуру в сечении над консолью по сочетанию усилий и проверяем прочность по сочетанию.

Исходные данные: М=126,45 кНм; N=255,94 Кн; класс бетона – В 15; R_B=8,5 МПа; Е_В=20500 МПа; класс арматуры А-II; R_S=280 МПа; размеры сечения: h=0,38 м, b=0,4 м.

Свободная длина надкрановой части колонны:

где как для здания с мостовыми кранами при разрезных подкрановых балках, с учетом нагрузки от кранов.

Так как гибкость

требуется учитывать продольный изгиб колонны.

Эксцентриситет силы

Случайные эксцентриситеты:

Так как система статически неопределима, принимаем наибольшее значение: е₀=0,494 м. Критическая сила определяется по формуле:

где - учитывает влияние длительного действия нагрузки:

где М – момент силы N относительно растянутой или менее сжатой арматуры сечения от всех нагрузок:

- то же, от постоянной и длительной части снеговой нагрузки:

здесь

где - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района; - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

- коэффициент, принимаемый равным но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35< <83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

4.1.3 Подбор сечения арматуры надкрановой части колонны

Надкрановая часть колонны имеет несимметричное армирование. Так как изгибающий момент положительный (М=126,45 кНм), то растянутая арматура А_s расположена у внутренней грани колонны. В связи с тем, что считаем, что имеет место случай больших эксцентриситетов. h₀=h-a=0,38-0,04=0,34 м, e₀=0,494 м.

Из условия минимального процента армирования:

Минимальный диаметр арматуры в сборных колоннах составляет 16 мм.

Принимаем 225 с

Также принимаем 336 с

Рис. 10 - Схема армирования надкрановой части колонны для 1-го сочетания усилий

Исходные данные: М=-62,84 кНм; N=255,94 Кн; класс бетона – В 15; R_B=8,5 МПа; Е_В=20500 МПа; класс арматуры А-II; R_S=280 МПа; размеры сечения: h=0,38 м, b=0,4 м.

Свободная длина надкрановой части колонны:

где как для здания с мостовыми кранами при разрезных подкрановых балках, без учета нагрузки от кранов.

Так как гибкость

требуется учитывать продольный изгиб колонны. Эксцентриситет силы

Случайные эксцентриситеты:

Так как система статически неопределима, принимаем наибольшее значение: е₀=0,246 м.

Критическая сила определяется по формуле:

где - учитывает влияние длительного действия нагрузки:

где М – момент силы N относительно растянутой или менее сжатой арматуры сечения от всех нагрузок:

- то же, от постоянной и длительной части снеговой нагрузки:

здесь

где - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района; - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

- коэффициент, принимаемый равным но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при >83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

Подбор сечения арматуры надкрановой части колонны

Надкрановая часть колонны имеет несимметричное армирование. Так как изгибающий момент отрицательный (М=-62,84 кНм), то растянутая арматура А_s расположена у внешней грани колонны. В связи с тем, что считаем, что имеет место случай больших эксцентриситетов.

h₀=h-a=0,38-0,04=0,34 м.

e₀=0,246 м.

Из условия минимального процента армирования:

Принимаем 216 с

Принимаем 236 с

Окончательно принимаем армирование надкрановой части по следующей схеме:

Рис. 11 – Схема армирования надкрановой части колонны для 2-го сочетания усилий

Рис.12 – Схема армирования надкрановой части колонны

Проверим несущую способность надкрановой части колонны по комбинации усилий с максимальным ядровым моментом:

- наиболее сжата внешняя грань колонны

M=126,45 кНм, N=255,94 кН.

требуется учитывать продольный изгиб колонны.

Случайные эксцентриситеты:

, е₀=0,494 м.

где - учитывает влияние длительного действия нагрузки:

где М – момент силы N относительно растянутой или менее сжатой арматуры сечения от всех нагрузок:

здесь

где - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района; - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

- коэффициент, принимаемый равным но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

Условие удовлетворяется.

Рис.13 – Схема армирования надкрановой части колонны

4.2 Расчет арматуры подкрановой части колонны

Наибольшие ядровые моменты находятся у фундамента. Так как разница между их значениями меньше 20 %, то армирование подкрановой части колонны будет симметричным.

- наиболее сжата внутренняя грань.

Исходные данные: М=-245,85 кНм; N=1059,58 Кн; класс бетона – В 15; R_B=8,5 МПа; Е_В=20500 МПа; класс арматуры А-II; R_S=280 МПа; размеры сечения: h=0,7 м, b=0,4 м.

Свободная длина подкрановой части колонны:

где как для здания с мостовыми кранами при разрезных подкрановых балках, с учетом нагрузки от кранов.

Так как гибкость

требуется учитывать продольный изгиб колонны. Эксцентриситет силы

Случайные эксцентриситеты:

Так как система статически неопределима, принимаем наибольшее значение: е₀=0,232 м.

здесь

где - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района; - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

- коэффициент, принимаемый равным но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35< <83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

Подбор сечения арматуры подкрановой части колонны.

Подкрановая часть колонны имеет симметричное армирование. Так как изгибающий момент отрицательный (М=-245,85 кНм), то растянутая арматура А_s расположена у внешней грани колонны. В связи с тем, что считаем, что имеет место случай больших эксцентриситетов. h₀=h-a=0,38-0,04=0,34 м, e₀=0,232 м.

Из условия минимального процента армирования:

Принимаем 220 с

Проверка несущей способности:

h₀=h-a=0,70-0,03=0,67 м

е₀=0,232 м.

здесь

где - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района; - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

- коэффициент, принимаемый равным но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35< <83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

- проверка удовлетворяется.

Проверка по растянутой грани:

Проверяется комбинация с M_ядр=160,65 кНм, M=231,26 кНм, N=605,25 кН.

здесь

Далее находим коэффициент:

- коэффициент, принимаемый равным но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35< <83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

- проверка удовлетворяется.

4.3 Расчет консоли колонны

Основные размеры консоли даны в табл.1

Исходные данные (рис.10):

Рис. 15 – Расчетная схема консоли

h_b=380 мм; с=840 мм; h_н=700 мм; d=600 мм; e=520 мм; l_sup=340 мм.

В15; R_b=8,5 МПа; E_b=20500 МПа; R_bt=0,75 МПа.

Арматура А-II, R_s=280 МПа, E_s=210000 МПа.

Условие прочности:

где

Принимаем хомуты 10 мм (A_sw=0,785 см²) и шаг S_w=150 мм:

( и

Из рис.10 следует:

где f=52 – 5=47см;

тогда

Правая часть условия принимается не более

и не менее меньшего из 2-х значений:

Таким образом, принимаем правую часть равной 1258,95 кН, тогда проверка прочности 1258,95 кН удовлетворяется. Расчет окамляющих стержней:

Принимаем 232 А-II с А_s=16,08 см².

V. Расчет безраскосной фермы

5.1 Геометрические размеры фермы и поперечные сечения элементов

Применяется безраскосная ферма с пролетом 18 м.

Тип опалубки – II

Рис.16 – Геометрическая схема безраскосной фермы пролетом 18 м

Сетка колонн 6х18 м, нагрузка на 1 м² покрытия составляет 3,23+1,33=4,56 кН/м², в том числе снег – 1,33 кН/м². Этой нагрузке соответствует 2-й тип опалубки.

Унифицированные размеры поперечных сечений элементов фермы:

Тип опалубки – II

Размеры сечений b x h, м

Верхний пояс – 0,24х0,25

Нижний пояс – 0,24х0,28

Стойки – 0,24х0,25

5.2 Статический расчет фермы

Статический расчет безраскосных ферм производится на ЭВМ по программе MKEG для статически неопределимых систем. Шифр фермы складывается из величин: обозначения – KGK, пролета фермы и типа опалубки.

Исходные параметры расчета стержневой системы (фермы):

1. Количество элементов - 17;

2. Количество закрепленных узлов – 2;

3. Всего узлов – 12;

4. Шифр фермы – KGK 18-2;

5. Количество загруженных узлов – 2;

6. Величина узловой нагрузки – 82,08 кН.

Величина нагрузки на узлы верхнего пояса, исключая опорные:

где - грузовая площадь;

- постоянная и снеговая нагрузка.

Рис. 17 – Построение эпюры моментов фермы в узлах

Проверка равновесия моментов в узлах:

Узел 1: - 0,708+0,708=0

Узел 2: +6,285-1,625-4,660=0

Узел 3: +10,288-3,618-6,670=0

Узел 4: +2,609-2,647+0,038=0

Узел 5: +3,777-0,187-3,590=0

Узел 6: +0,356-0,000-0,356=0

Узел 7: +0,909-0,908-0,000=0,001=0

Узел 8: +2,648-2,609-0,038=0,001=0

Узел 9: +3,590+0,187-3,777=0

Узел 10: +1,624+4,660-6,285=-0,001=0

Узел 11: +3,617-10,288+6,670=-0,001=0

Узел 12: +0,708-0,708=0

Выбор расчетных усилий

Опасное сочетание усилий определяется подобно расчету в колонне, по максимальным ядровым моментам.

Элемент	h, см		М, кНм	N, кН
Верхний пояс	25	0,042	+6,285 +2,609 -2,647	-441,489 -418,731 -402,488	24,83 20,20 19,55
Стойка	25	0,042	-6,670 -0,187 0,000	-3,612 -0,946 +1,788	6,82 0,23 0,08
Нижний пояс	28	0,047	+10,288 +3,777 -3,590	+392,807 +400,237 +400,298	28,75 22,59 22,40

5.3 Расчет верхнего пояса

Исходные данные:

Класс бетона: В25, R_b=14,5 МПа, E_b=27000 МПа.

Класс арматуры: А-III, R_s=R_sc=365 МПа, E_s=

Сечение 24х25 см. Расчетные усилия: M=6,285 кНм, N=441,489 кН.

Нагрузка на узел фермы:

- полная P=82,08 кН;

- длительная

Усилия от длительной нагрузки:

Эксцентриситет

5.3.1 Определение коэффициента продольного изгиба

Свободная длина элемента верхнего пояса фермы при расчете в плоскости фермы при ; при

В нашем случае и

Алгоритм расчета коэффициента :

Вычисляем случайные эксцентриситеты:

Принимаем наибольшее значение:

Принимаем

откуда

Критическая сила при потере устойчивости:

Коэффициент продольного изгиба:

5.3.2 Определение сечения арматуры при симметричном армировании

Эксцентриситет с учетом продольного изгиба что меньше Следовательно, можно ожидать 2-й случай расчета на внецентренное сжатие (случай малых эксцентриситетов).

Порядок расчета:

1. Исходя из условия минимального процента армирования находим площадь арматуры Принимаем 210 А-III с A_S=A_S’=1,57 см².

2. Определяем (граничную высоту сечения):

где

3. Определяем требуемую относительную высоту сжатой зоны сечения для 2-го случая внецентренного сжатия при симметричном армировании:

Так как , имеет место второй случай расчета.

4. Определяем коэффициент:

5. Проверяем несущую способность по формуле:

где

и выполняем проверку

Условие прочности выполняется. Принимаем арматуру A_S=A_S’=1,57 см² 210 A-III

5.4 Расчет нижнего пояса

Класс бетона В25, R_b=14,5 МПа, R_b,ser=18,5 МПа, R_bt,ser=1,60 МПа, E_b=27000 МПа.

Класс предварительно напряженной арматуры К – 19, R_s=1175 МПа, R_sc=400 МПа,

R_s,ser=1410 МПа,

Расчетные усилия: M=10,288 кНм, N=392,807 кН.

Размеры сечения: b=0,24 м, h=0,28 м, а=а’=0,05 м.

5.4.1 Определение сечения арматуры

Армирование симметричное Эксцентриситет силы N: . Так как то сила N находится между арматурами. Это 1-й случай внецентренного растяжения (малые эксцентриситеты), и расчет ведется по формулам:

При симметричном армировании получим:

Выбираем большее значение и получаем:

где

Принимаем 214 в верхней и нижней части сечения (проволока К-19 выпускается диаметром 14 мм) с площадью сечения

Рис.18 – Схема армирования нижнего пояса фермы

5.4.2 Назначение предварительного напряжения

В соответствие с п.1.23 СНиП 2.03.01-84* должны удовлетворяться условия:

Величина p при механическом натяжении арматуры принимается равной , тогда

Назначаем

5.4.3 Потери предварительного напряжения

Натяжение арматуры производится на упоры.

Первые потери

1. От релаксации напряжения при механическом способе натяжения проволочной арматуры:

Так как значение потерь оказалось отрицательным, принимаем

2. От перепада температур:

3. От деформации анкеров:

4. Усилие в арматуре с учетом потерь (позиции 1-5):

Сжимающие напряжения в бетоне от силы P₁:

5. Передаточная прочность бетона принимается по п.2.6 СНиП 2.03.01-84*.

Для арматуры класса К-19: кроме того,

Принимаем R_bp=15,5 МПа, тогда:

где

6. Потери от быстро натекающей ползучести определяются по формуле:

7. Суммируем первые потери напряжений:

Усилие в арматуре с учетом первых потерь

Вторые потери

8. Потери напряжений от усадки бетона -

Сжимающие напряжения в бетоне с учетом первых потерь:

Так как принимаем форму расчета потерь от ползучести:

Полные потери:

Полные потери принимаются не менее: Усилие предварительного обжатия с учетом полных потерь напряжений:

5.4.4 Расчет по образованию трещин

Средний коэффициент надежности по нагрузке определяем по таблице 2 с учетом снеговой нагрузки:

тогда нормативные усилия равны (первая панель нижнего пояса):

Нормативные усилия от длительных нагрузок:

Проверка по образованию трещин производится по формуле где M_r – момент от внешних сил относительно оси параллельной нулевой линии и проходящей через ядровую точку, наиболее удаленную от растянутой зоны, трещиностойкость которой проверяется:

где

где ,

M_crc – момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин:

Знак (+) применяется тогда, когда знаки от P и N не совпадают (у нас Р – сжимает сечение, N – растягивает, поэтому знак +). M_гр – ядровый момент от силы P₂.

где =0,9 – коэффициент точности натяжения арматуры.

Тогда

Так как при полном загружении нормативной нагрузкой условие не выполняется (32,073>25,699; 25,525<25,699), трещины образуются и необходимо проверить их раскрытие.

5.4.5 Расчет на раскрытие трещин

Ферма находится в закрытом помещении и поэтому относится к 3-й категории трещиностойкости, для которой допускается ограниченное по ширине непродолжительное a_crc1 и продолжительное a_crc2 раскрытие трещин.

Раскрытие трещин определяется по формуле:

где - при внецентренном растяжении; - коэффициент длительности действия нагрузки. Для кратковременного действия нагрузки , а для длительного - , где - коэффициент армирования сечения. В расчете принимается

- коэффициент, учитывающий вид арматуры. Для проволочной арматуры периодического профиля и канатах d – диаметр арматуры в мм; - приращение напряжений в арматуре от действия внешней нагрузки.

Определяем раскрытие трещин от кратковременного действия всех нагрузок a_crc3:

а) напряжение в арматуре:

где e_s – эксцентриситет силы N_n относительно арматуры S (рисунок 19):

(вводится в расчет со знаком минус)

Рис.19 – Приложение силы преднапряжения

б) эксцентриситет силы P₂ относительно арматуры S:

Эксцентриситет равнодействующей продольных сил N_n и P₂ относительно центра тяжести сечения равен:

Так как

то можно в формуле принять z=z_s (z_s – расстояние между арматурой A_s и A_s’). z_s=220 мм.

Определяем a_crc4 – раскрытие трещин от кратковременного действия постоянной и длительной нагрузки. Так как - сечение растянуто.

Определяем a_crc2 – продолжительное раскрытие трещин (от постоянной и длительной нагрузки) при

и

Непродолжительное раскрытие трещин равно:

При арматуре класса К-19, для третьей категории трещиностойкости, допускается непродолжительное раскрытие трещин a_crc1 равное 0,3 мм и продолжительное раскрытие трещин a_crc2=0,2 мм. Как видно из расчетов, раскрытия трещин a_crc1 и a_crc2 не превышают предельных величин, установленных нормами проектирования.

5.5 Расчет стоек

Класс бетона В25, R_b=14,5 МПа, E_b=27000 МПа.

Класс арматуры А-III, R_s=R_sc=365 МПа, E_s=

Размер сечения 0,24х0,25 м.

Расчетные усилия: сжатая стойка 2-3:

M_я=6,82 кНм; M=-6,670 кНм; N=-3,612 кН;

Растянутая стойка: 6-7: M=0 кНм; N=1,788 кН;

5.5.1 Расчет внецентренно сжатой стойки

Определение коэффициента продольного изгиба .

Свободная длина в плоскости фермы:

Гибкость стойки так как необходимо учитывать продольный изгиб.

Эксцентриситет силы

Случайные эксцентриситеты:

Так как система статически неопределима, принимаем наибольшее значение: е₀=1,847 м.

- коэффициент, принимаемый равным но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

следовательно

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

Требуемое сечение арматуры при симметричном армировании:

Принимаем А_s=A_s^’=1,57 см² (210) исходя из требований к минимальному диаметру арматуры в стойках фермы (10 мм).

Рис.20 – Схема армирования сжатой стойки фермы

5.5.2 Расчет растянутой стойки

Так как изгибающий момент в стойке M=0, то расчет ведется по п.3.26 СНиП 2.03.01-84*. При расчете сечений центрально-растянутых железобетонных элементов должно соблюдаться условие:

где A_s,tot – площадь сечения всей продольной арматуры.

Из условия минимального диаметра арматуры в стойке фермы принимаем (210 A-III)

5.6 Проектирование опорного узла фермы

5.6.1 Конструирование опорного узла

Пояса фермы соединяются в опорном узле (рис.21):

Рис.21 – Опорный узел

1. Определение размеров опорного листа

Опорная реакция фермы:

Принимаем l_sup=0,22 м.

2. Определение угла наклона верхнего пояса в опорном узле:

.

3. Для обеспечения надежной анкеровки продольной растянутой арматуры в опорном узле устанавливаются дополнительные ненапрягаемые стержни с площадью сечения:

Принимается минимально возможный диаметр арматуры 12 мм 412 A-III, A_s=4,52 см². Длина анкеровки этой арматуры (растянутая арматура в растянутом бетоне):

принимаем l_an=350 мм.

4. Сечение стержней, окамляющих узел, принимается из условия:

Принимаем 210 A-III с

5. Сетки косвенного армирования ставятся над опорным листом на участке длиной 20 см и , где l_p – длина зоны передачи напряжений

Тогда длина участка, где стоят сетки Диаметр арматуры должен быть В соответствие с п.5.24 СНиП 2.03.01-84* сетки принимаются из арматуры 6 A-III, с ячейками 50х50 мм и шагом 50 мм (12 сеток).

Поперечная арматура ставится по расчету (см. следующий пункт пояснительной записки), шаг – 100 мм.

6. Анкеровка арматуры верхнего пояса

принимаем длину анкеровки арматуры верхнего пояса 210 мм.

5.6.2 Расчет опорного узла

Различают два расчета на прочность опорного узла:

1. Расчет из условия отрыва нижнего пояса по сечению АВ из-за ненадежности анкеровки преднапряженной арматуры и дополнительных стержней.

Рис. 22 – Схема разрушения опорного узла с отрывом нижнего пояса

Для того, чтобы не произошел отрыв нижнего пояса, должно удовлетворяться условие:

где N_w – усилие в поперечной арматуре, пересекающей трещину; N_s и N_sp – усилия, воспринимаемые дополнительной арматурой N_s и преднапряженной арматурой N_sp с учетом уменьшения напряжений на длине анкеровки.

Учитывая, что напряжения в арматуре на длине анкеровки снижаются от R_sp или R_s до нуля по прямой зависимости, получаем:

и при и

где , - расстояния от торца фермы до пересечения рассматриваемого стержня с прямой АВ; - - длины зон анкеровки преднапряженной и обычной арматуры. - для канатов К-19.

Величина принимается максимальной из двух условий:

1)

2) Принимаем

Определяем в масштабе расстояния до линии обрыва (рис.22):

Из условия отрыва требуемое усилие в поперечной арматуре узла:

Принимается в сечении поперечная арматура: 28 А-III с A_s=1,01 см², с шагом 100 мм, тогда

2. Расчет из условия изгиба опорного узла по наклонному сечению АС.

Так как сечения АВ и АС для нижней арматуры практически совпадают, усилия в продольной арматуре не меняются.

Высота сжатой зоны (рис. 23):

Проверка прочности наклонного сечения при действии изгибающего момента производится по формуле

где

Ранее получено усилие N_w=345,42 кН.

Поэтому

Условие прочности по наклонному сечению АС на действие изгибающего момента удовлетворяется.

Рис. 23 – Схема усилий в сечении АС при расчете на прочность на действие момента

VI. Расчет фундамента

Исходные данные:

Заглубление фундамента:

Согласно СНиП 2.02.01-83* "Основания зданий и сооружений" нормативная глубина промерзания определяется по формуле:

где - коэффициент равный сумме отрицательных среднемесячных температур для Хабаровска, как наиболее близко расположенного к г. Мухен (Мухен отсутствует в табл.3 СНиП 23-01-99 Строительная климатология); d₀=0,23 – величина, принимаемая для суглинков.

Расчетная глубина сезонного промерзания грунта d_f определятся по формуле:

- где k_h=0,6 – коэффициент, учитывающий влияние теплового режима сооружения. Принимаем глубину заложения фундамента H_з=1,2 м.

Сечение	Сочетание	Номера нагрузок		Расчетные				Нормативные
				М, кНм	N, кН	Q, кН		М, кНм	N, кН	Q, кН
У обреза фундамента	+Моф -Моф Nmin,оф		2,8,14 2,5,13 0,8,14		+231,52 -245,85 +231,26	+669,89 +1059,58 +605,25	-34,44 +15,42 -35,37
У подошвы фундамента	+Мпф -Мпф Nmin,пф		2,8,14 2,5,13 0,8,14		+267,68 -262,04 +268,40	+669,89 +1059,58 +605,25	-34,44 +15,42 -35,37		+232,77 -227,86 +233,39	+582,51 +921,37 +526,30	-29,95 +13,41 -30,76

Усредненная плотность фундамента и грунта на обрезах расчетное сопротивление грунта R=0,20 МПа; класс бетона В15; R_b=8,5 МПа; R_bt=0,75 МПа; Е_b=20500 МПа. Класс арматуры А-II. R_s=280

МПа; R_sc=280 МПа.

Примечания:

1)

2)

3)Q(N_min)=

(H_ф=1,05 м)

Нормативные усилия получены делением расчетных на усредненный коэффициент надежности по нагрузке

Рис.24 – Схема загружения фундамента

6.1 Определение размеров подошвы фундамента

6.1.1 Выбор типа фундамента

Фундамент проектируется симметричным, если отношение моментов разных знаков , а также если соблюдается условие

В расчете:

Следовательно, фундамент симметричный.

6.1.2 Назначение размеров подошвы фундамента

Принимается отношение ширины подошвы фундамента к длине Первоначально Далее (кратно 0,3 м).

Параметры:

Длина подошвы:

Принимаем (кратно 0,3 м).

Тогда площадь подошвы равна

Проверяем условие Увеличим b до 2,4 м. Тогда отношение Площадь подошвы равна

6.1.3 Проверка напряжений под подошвой фундамента

I сочетание: N=582,51 кН; M=232,77 кНм;

II сочетание: N=921,37 кН; M=227,86 кНм;

III сочетание: N=526,30 кН; M=227,86 кНм;

Проверка среднего давления:

Условие выполняется с большим запасом, поэтому изменяем размеры подошвы до 2,4 х 3,6 м. Площадь подошвы равна

I сочетание: N=582,51 кН; M=232,77 кНм;

II сочетание: N=921,37 кН; M=227,86 кНм;

III сочетание: N=526,30 кН; M=227,86 кНм;

Проверка среднего давления:

6.2 Назначение размеров подколонника

Конструктивные требования: толщина стенки стакана d_c принимается кроме этого, в плоскости изгиба при при

В нашем случае

Принимаем (в плоскости М) d_c=15 см. Тогда

Принимаем h_п=1,20 м (кратно 0,3 м).рр

Принимаем из плоскости момента d_c=0,15 м, тогда ширина сечения подколонника:

Принимаем b_п=0,9 м (кратно 0,3 м).

Рис.25 – Схема подколонника.

Глубина стакана h_c определяется из двух условий:

1. Глубина стакана должна быть не менее:

при (0,44 м<1,4 м) большего размера сечения колонны плюс 5 сантиметров:

2. Глубина заделки колонны в стакане должна удовлетворять требованию заделки рабочей арматуры колонны:

Из условий анкеровки арматуры:

где

но не менее и

Принимаем большую глубину стакана: h_c=0,75 м.

6.3 Определение максимальных краевых напряжений на грунт от расчетных нагрузок

Краевые напряжения на грунт определяются по формуле:

6.4 Определение высоты плитной части фундамента

Высота плитной части фундамента Н_ПЛ определяется из условия продавливания. При этом возможно два случая:

а) продавливание происходит от подколонника, что возможно при

где Н_п – высота подколонника;

б) продавливание от дна стакана, что возможно при

Так как пока в расчете высота подколонника Н_п неизвестна, предполагаем второй случай расчета.

Требуемая рабочая высота плитной части фундамента Н₀ определяется по формуле:

где P_гр=0,16 МПа.

Вместо b_n и h_n подставляются размеры колонны b_col+0,1=0,5 м и h_col+0,1=0,8 м.

Высота плитной части должна быть не менее:

(модуль 0,3 м).

Принимаем двухступенчатую плиту с высотой нижней ступени 0,45 м и верхней – 0,3 м.

Н_ПЛ=0,75 м, H₀=0,75-0,05=0,70 м.

Проверяем случай расчета:

где

Так как м, имеет место второй случай (продавливание от дна стакана).

6.5 Расчет высоты и вылета нижней ступени

Высота нижней ступени h₁ проверяется расчетом на продавливание, а наибольшая величина с_1max устанавливается расчетом на поперечную силу при отсутствии поперечной арматуры.

Расчет на продавливание производится на действие только расчетной продольной силы N_c, действующей в уровне торца колонны:

на продавливание фундамента колонной от дна стакана;

на раскалывание фундамента колонной.

Расчетная продольная сила N_c, действующая в уровне торца колонны, определяется из условия

N_c=

где - коэффициент, учитывающий частичную передачу продольной силы N на плитную часть фундамента через стенки стакана и принимаемый равным но не менее 0,85,

- площадь боковой поверхности колонны, заделанной в стакан фундамента.

принимаем

Проверка фундамента по прочности на продавливание колонной от дна стакана при действии продольной силы N_c производится из условия

,

где А₀ – площадь многоугольника abсdeg (см. рис.26), равная

h_0,p – рабочая высота пирамиды продавливания от дна стакана до плоскости расположения растянутой арматуры;

b_p, l_p – размеры по низу меньшей и большей сторон стакана.

b_p=0,50 м, l_p=0,80 м.

Рис. 26 – Схема образования пирамиды продавливания в стаканном фундаменте от действия только продольной силы

Проверка фундамента по прочности на продавливание:

- условие не выполняется, увеличим высоту нижней ступени до 60 см.

Пересчитаем усилия, действующие в подошве фундамента.

Таблица 9 –

Сочетание усилий

Сечение	Сочетание	Номера нагрузок	Расчетные			Нормативные
			М, кНм	N, кН	Q, кН		М, кНм	N, кН	Q, кН
У обреза фундамента	+Моф -Моф Nmin,оф	2,8,14 2,5,13 0,8,14	+231,52 -245,85 +231,26	+669,89 +1059,58 +605,25	-34,44 +15,42 -35,37
У подошвы фундамента	+Мпф -Мпф Nmin,пф	2,8,14 2,5,13 0,8,14	+272,85 -264,35 +273,70	+669,89 +1059,58 +605,25	-34,44 +15,42 -35,37		+237,26 -229,87 +238,00	+582,51 +921,37 +526,30	-29,95 +13,41 -30,76

(H_ф=1,20 м)

Нормативные усилия получены делением расчетных на усредненный коэффициент надежности по нагрузке

Проверка напряжений под подошвой фундамента

I сочетание: N=582,51 кН; M=237,26 кНм;

II сочетание: N=921,37 кН; M=229,87 кНм;

III сочетание: N=526,30 кН; M=238,00 кНм;

Проверка среднего давления:

Краевые напряжения на грунт определяются по формуле:

Проверка фундамента по прочности на продавливание:

- условие выполняется.

Рис. 26 – Схема образования пирамиды продавливания в стаканном фундаменте от действия только продольной силы

Проверка фундамента по прочности на раскалывание от действия продольной силы N_c производится из условия:

при

при

- коэффициент трения бетона по бетону, принимаемый равным 0,75;

- коэффициент, учитывающий совместную работу фундамента с грунтом и принимаемый равным 1,3;

А_l, A_b – площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях, проходящих по осям сечения колонны параллельно соответственно сторонам l и b подошвы фундамента, за вычетом площади стакана фундамента (рис.27)

следовательно

- условие выполняется.

Рис.27 – Площади вертикальных сечений А_l и А_b при раскалывании стаканного фундамента от действия только продольной силы

Максимальный вылет нижней ступени С_1max определяем при условии отсутствия поперечной арматуры на ширину b=1 м по формуле:

проверка выполняется.

Рис.28 – К расчету высоты и вылета нижней ступени фундамента

6.6 Расчет арматуры подошвы фундамента

Расчет арматуры подошвы фундамента производится из условия изгиба плиты под воздействием реактивного давления грунта в двух направлениях: в плоскости рамы и из плоскости рамы (рис. 29).

1. В плоскости рамы:

Рис.29 – Расчетная схема работы плиты на изгиб (ступенчатая консоль)

P_гр=0,174 МПа;

Изгибающий момент на один метр ширины фундамента:

Требуемая площадь арматуры на 1 метр ширины фундамента в сечении 1-1:

В сечении 2-2:

В сечении 3-3:

Шаг стержней принимается равным 250 мм. Принимаем по большему значению 414 A-II с A_s=6,16 см²/м.

2. Из плоскости рамы на 1 погонный метр

Площадь арматуры на 1 погонный метр длины фундамента:

В сечении 1’-1’:

В сечении 2’-2’:

В сечении 3’-3’:

Шаг стержней принимается равным 200 мм. Принимаем по большему значению 410 A-II с A_s=3,14 см²/м (минимальный диаметр).

Таким образом, принята сварная сетка с размерами ячеек 250х200 мм из стержней 14 А-II, расположенных вдоль длинной стороны плиты фундамента, и из стержней 10 А-II, расположенных вдоль короткой стороны.

Так как диаметр арматуры класса А-II сетки не превышает 22 мм, в соответствии с п.5.26 пособия к СНиП 2.03.01 – 84* Бетонные и железобетонные конструкции проверку ширины раскрытия трещин в плитной части фундамента производить не требуется.

6.7 Расчет подколонника

Так как высота подколонника составляет 30 см, достаточно только поперечное армирование.

Поперечная арматура устанавливается конструктивно. Расстояние между горизонтальными сетками – 10 см, диаметр стержней – 10 мм.

Рис.30 – Горизонтальная арматура подколонника

Список литературы

1. Гуревич Я.И., Танаев В.А. Расчет железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания: Учебное пособие для курсового и дипломного проектирования. – Хабаровск: Изд-во ДВГУПС, 2001. – 72 с.: ил.

2. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. – М.: Стройиздат, 1991. – 767 с.

3. СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции/Минстрой России. – М.: ГП ЦПП, 1996. – 76 с.

4. СНиП 2.01.07-85* Нагрузки и воздействия/ Минстрой России. – М.: ГП ЦПП, 1996. – 44 с.

5. Карты районирования территории СССР по климатическим характеристикам: Приложение 5 обязательное к СНиП 2.01.07-85*/ Госстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1987. – с.7.

6. Пособие к проектированию фундаментов на естественном основании под колонны зданий и сооружений (к СНиП 2.03.01-84 и СНиП 2.02.01-83) Ленпромстройпроект Госстроя СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989. – 112 с.

7. Пособие по проектированию основания зданий и сооружений (К СНиП 2.02.01-83)/НИИОСП им. Герсеванова – М.: Стройиздат, 1986. – 415 с.

8. СНиП 2.02.01-83 Основания зданий и сооружений/Минстрой России – М.: ГП WGG? 1996.