Одноэтажное промышленное здание (стр. 5 из 5)

Расчет на продавливание ступеней фундамента не выполняем, так как размеры их входят в объем пирамиды продавливания.

Для расчета арматуры в подошве фундамента определяем реактивное давление грунта основания при действии наиболее неблагоприятной комбинации расчетных усилий (третьей) без учета собственного веса фундамента и грунта на его обрезах. Находим соответствующие усилия на уровне подошвы фундамента:

N_inf= N_c + G₃ = 851,25+35,7192 = 886,9692 кН;

M_inf= М_c + G₃е₃ + Q_ch_t = -142,63-35,7192·0,52-39,23·2,4 = -255,356 кНм.

Тогда реактивные давления грунта будут равны:

р_шах = 886,9692/5,67 + 255,356/2,5515 = 256,5127 кПа

р_шin = 886,9692/5,67 - 255,356/2,5515 = 56,3512 кПа

Р₁ = р_mах – (р_mах – p_min/a)·a₁ = 256,5127 – (256,5127 – 56,3512)/2,7·0,3 = 234,27258 кПа;

Р₂ = 212,0324кПа;

Расчетные изгибающие моменты в сечениях 1 – 1, 2 – 2 и т.д. вычисляем по формуле:

М_1-1 = b·а_i²·(2·р_mах+ p_i)/6 = 2,1·0,3²(2·256,5127+234,2725)/6 = 23,539 кНм;

М _2-2 = 2,1·0,6²(2·256,5127+212,0324)/6 = 91,3572 кНм.

Требуемое по расчету сечение арматуры составит:

A_s,1-1= M_l-1/(R_s·0,9·h₀₁) =23,54·10⁶/(280·0,9·260) = 359,2643 мм²

A_s,2-2= M_2-2/(R_s·0,9·h₀₂) = 91,3572·10⁶/(280·0,9·560) = 647,3724 мм²;

Принимаем минимальный диаметр арматуры для фундамента при а=2,7 м равным 10 мм. Для основного шага стержней в сетке 200 мм на ширине b= 2,1 м будем иметь в сечении 2–2 9ø10, А-III, A_s = 707 мм² > 647,37 мм². Процент армирования будет равен μ=А_s·100/(b·h₀₄) = =647,37·100/(1800·560) = 0,06 % >μ_min = 0,05 %.

Расчет рабочей арматуры сетки плиты фундамента в направлении короткой стороны выполняем на действие среднего реактивного давления грунта р_т = 270,053 кПа, соответственно получим:

М_3–3=p_m·a·b₁²/2=156,43·2,7·0,3²/2 = 19,0062 кНм;

A_s,3–3= M_3–3/(R_s·0,9·h₀) = 19,0062·10⁶/(280·0,9·250) = 301,6857 мм².

По конструктивным требованиям принимаем минимальное армирование 14ø10, А - III, с шагом 200мм.

Расчет продольной арматуры подколенника выполняем в ослабленном коробчатом сечении 4–4 в плоскости заделки колонны и на уровне низа подколонника в сечении 5–5. Размеры коробчатого сечения стаканной части фундамента преобразуем к эквивалентному двутавровому с размерами, мм: b= 650; h= 1500; b_f= b'_f= 1200; h_f= h'_f= 300; а = а´ = 50; h₀ = 1450. Вычислим усилия в сечении 4 –4 от второй комбинации усилий в колонне с максимальным изгибающим моментом по следующим формулам:

N =N_c+G₃+a_c·b_c·d_c·γ·γ_m·γ_п=545,75 + 35,7192+1,5·1,2·0,9·25·1,1·1 = 626,0192 кН

M =M_c+Q_c·d_c+G₃·е₃= 259,45 + 33,76·0,9 + 35,7192·0,52 = 308,408 кН*м.

Эксцентриситет продольной силы будет равен:

e₀=M/N=308,4082/626,0192 = 0,493м = 493 мм > е_а= h/30 = 1500/30 = 50 мм.

Находим эксцентриситет силы N относительно центра тяжести растянутой арматуры:

e = e_о +(h_о – a^´)/2 =493 + (1450 – 50)/2 = 1193мм.

Проверяем положение нулевой линии. Так как R_b·b´_f·h´_f = 11,5·1200·300 = 4140·10³ Н = =4140 кН >N= 626,0192 кН, то указанная линия проходит в полке и сечение следует рассчитывать как прямоугольное с шириной b = b'_f = 1200 мм. Расчет прочности сечения для случая симметричного армирования выполняем согласно п. 3.62 [3]. Вычисляем коэффициенты:

α_n=N/(R_b·b·h₀)=626,0192·10³/(11,5·1200·1450)=0,0313;

α_m1= N·е/(R_b·b·h₀²) = 626,0192·10³·1193/(11,5·1200·1450²) = 0,0257;

δ = а'/h₀ = 0,0345.

Требуемую площадь сечения продольной арматуры вычислим по следующей эмпирической формуле:

Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0,05 % площади подколонника: A_s = A'_s= 0,0005·1200·1500 = 900 мм². Принимаем A_s = A'_s = 1005 мм² (5ø16 А-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 е₀= M_c/N_c= 259,45/545,75 = 0,4754 м. Поскольку е_o= 0,4754 м > h_с/6 = 0,8/6 = 0,1333 м, то поперечная арматура стакана требуется по расчету. Так как е_o= 0,4754 м > h_c/2 = 0,4 м, то момент внешних сил в наклонном сечении 6–6 вычисляем по формуле:

M_6–6=M_c+Q_c·d_c – 0,7·N_c·е_o= 259,45 + 33,67·0,9 – 545,75·0,4 = 71,534 кНм.

Тогда площадь сечения одного стержня поперечной арматуры стакана фундамента будет равна:

А_s= М_6–6/(4·R_s·Σz_i) = 71,534·10⁶/[4·225(850+750+550+350+150)] = 29,9932мм².

Принимаем A_s = 50,3 мм² 5ø8 A-III).

Список используемой литературы.

1. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. М.; Стройиздат, 1985.

2. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. М.; ЦИТП, 1985.

3. 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.

4. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Ч.1. М.; ЦИТП, 1986.

5. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Ч.2. М.; ЦИТП, 1986.

6. СНиП 2.03.01-84.Нагрузки и воздействия. М.; ЦИТП, 1987

7. СНиП 2.03.01-84.Основания зданий и сооружений/Госстрой СССР. М.;Стройиздат, 1985.

8. Бородачев Н.А. Автоматизированное проектирование ЖБК одноэтажных промышленных зданий. Методические указания.