Сборные железобетонные конструкции одноэтажного промышленного здания, страница 12

p_{n, min}= (654 + 140,05)/5,46 - 39,62/2,366 =128,7> 0.

2. М_п= 141,7 + 48,7×1,2=200,14  кН∙м;

p_{n, max}=(880 + 140,05)/5,46+ 200,14/2,366 =271,4 > 1,2R₀= 1,2×200 = 240 кН/м²;

p_{n, min}= (880 + 140,05)/5,46 - 200,14/2,366 =102,2 > 0.

3. М_п= 141,7 + 48,7×1,2=200,14  кН∙м;

p_{n, max}=(880 + 140,05)/5,46+ 200,14/2,366 =271,4 > 1,2R₀= 1,2×200 = 240 кН/м²;

p_{n, min}= (880 + 140,05)/5,46 - 200,14/2,366 =102,2 > 0.

Поскольку в сечениях полученные значения превышают расчетные, то необходимы изменения размеров фундамента: увеличим длину до  а=3м.

G_n= 3×2,1×1,35×20×0,95= 161,6кН.

1. M_п= 36,5 +2,6 ×1,2 =39,62 кН∙м;

p_{n, max}=794,05/6,3 + 39,62/3,15 =138,62 < 1,2R₀= 1,2×200 = 240 кН/м²;

p_{n, min}= 794,05/6,3 - 39,62/3,15 = 113,46 >  0.

2. М_п= 141,7 + 48,7×1,2=200,14  кН∙м;

p_{n, max}= 920,05/6,3 + 200,14/3,15 =209,58 < 1,2R₀= 1,2×200 = 240 кН/м²;

p_{n, min}= 920,05/6,3 - 200,14/3,15 =82,5 > 0.

3. М_п= 141,7 + 48,7×1,2=200,14  кН∙м;

p_{n, max}= 920,05/6,3 + 200,14/3,15 =209,58 < 1,2R₀= 1,2×200 = 240 кН/м²;

p_{n, min}= 920,05/6,3 - 200,14/3,15 =82,5 > 0.

Толщину стенки стаканной части по верху примем 200 мм. Тогда при зазоре между ее внутренней гранью и колонной 75 мм высота сечения стаканной части а_с = 275×2 + h_н=550 + 700=1250 мм, а ширина b_c=275×2 + +b_н=550 + 400=950 мм.

Определим напряжения в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны без учета веса фундамента и грунта на его обрезах от расчетных нагрузок для третьего сочетания, в котором при нор­мативных нагрузках мы получили максимальное краевое напряжение:

=1012/6,3+(163+ 56×1,2)/3,15= 233,72 кН/м²;

= 1012/6,3-(163+ 56×1,2)/3,15=87,6 кН/м².

Высоту фундаментной плиты по краю примем 250 мм, а в примыкании к стаканной части – 350 мм.

Расстояние от нижней грани до оси продольных стержней при подготовке из тощего бетона примем, а = 50 мм, тогда полезная высота в сечении 1-1      h₀ =35 – 5 =30 см.

По линейной интерполяции определим в основании в сечении 1-1 р₁ =165,6 кН/м² и на грани пирамиды продавливания p₂ =189 кН/м². Рассматривая полосу шириной 1м, определим погонную силу продавливания

Q = (а – а_c – 2h₀) (р_max + р₂)/4 = 1× (3 – 1,25 – 2×0,3) × (233,72 + 189)/4=121,5 кН

Сопротивление продавливанию полосы без поперечной арматуры

1,5×1,1×0,9×1×0,3²×10³/0,3=445,5 кН > Q=121,5 кН

Принятые размеры фундаментной плиты достаточны.

Погонный изгибающий момент от расчетных нагрузок в сечении 1-1:

M=p₁(a – a_c)²/8+(p_max – p₁)(a – a_c)²/12=1×(165,6×(3 – 1,25)²/8 + (233,72 – 165,6) ×(3 – 1,25)²/12)=80,8 кН∙м.

Требуемое сечение арматуры

A_s=M/0,9h₀R_s=80,8×10³/(0,9×30×365)=8,2 см²

Принимаем Æ16 A-III с шагом s = 200 мм (A_s=10,05 см² на 1 п.м.). Процент армирования m=2,011×100 / (25×30) =0,27 % > m_min=0,05 %.

Арматуру, укладываемую параллельно меньшей стороне фундамента, определим по максимальному по­гонному изгибающему моменту в сечении  2-2:

M=p_max(b – b_c)²/8=1×233,72∙(2,1 – 0,95)²/8=38,64 кН∙м.

Требуемое сечение арматуры

A_s=M/0,9h₀R_s=38,64×10³/(0,9×30×365)=3,92 см²

С учетом повышенной коррозионной опасности принимаем Æ16 A-III с шагом s=250 мм (A_s =8,04 cм² нa 1 п.м.).

Процент армирования m= 2,011×100/(25×30)=0,27 % > m_min= 0,05 %.

В стаканной части фундамента арматуру принимаем из стержней Æ10 A-III с шагом вертикальных стержней не более 400 мм, а горизонтальных – не более 200 мм (20 × 10). При этом суммарная площадь вертикальных стержней в каждой из коротких стенок должна быть не менее A_s колонны.

Список использованной литературы:

1.СНиП 2.01.07-85*.Нагрузки и воздействия.

2.СНиП 2.03.01-84*.Бетонные и железобетонные конструкции.

3.Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84*).-М.:Центр. ин-т типового проектирования, 1989.-506с., 1989.-193с.

4.Байков В.М., Сигалов З.Е. Железобетонные конструкции.Общий курс.-М.:Стройиздат, 1991.-717с.