Статический расчет поперечной рамы.
Расчет поперечной рамы производился с помощью ПК RAMPO. Результаты расчета приведены в таблице 2.
ИCXOДHЫE ДAHHЫE
KOЛИЧECTBO ПPOЛETOB - 3
ПOЛOЖEHИE KOЛOHHЫ - 1
ЧИCЛO ПAHEЛEЙ KOЛOHHЫ - 4
ДЛИHA ПPOЛETA - 18.0 M
ШAГ KOЛOHH - 12.0 M
EB=27000.0 MПA
PAЗMEPЫ CEЧEHИЙ:B=0.50 M; H1=1.40 M;H2=0.60 M; BЫCOTA BETBИ - 0.30 M; EP=-0.10 M; ED=-0.70 M
OTMETKИ KOЛOHHЫ: Y=12.60 M; YT=9.50 M; YK=8.10 M
OTMETKИ CTEH: YV=14.40 M; Y2= 9.60 M;YO=1.20 M; Y1=8.40 M; OTMETKA KOHЬKA YF=14.33M;
УД. BEC CTEH GA=29.35 KH/M3;
HAГPУЗKИ:
ПOCT. - G=3.35 KПA; GC=94.3 KH; GF=0.00 KH; GB=114.70H; GR=1.5 KH/M; GO=0.5 KПA;
BPEM. - CHEГ. V=1.2 KПA;
- BETP. WO=0.48 KПA;
- KPAH. Q=196.0 KH; PM=184.0 KH; GK=22.5 T;
GT= 7.0T; BC=5.6 M; AC=4.4 M.
Таблица 2 – Расчетные усилия в крайней колонне.
| Номер нагружения | При Gf>1 | При Gf=1 | ||||||||||
| M1 | N1 | M2 | N2 | M3 | N3 | M4 | N4 | Q4 | M4 | N4 | Q4 | |
| 1. Постоянная | -41.11 | 411.08 | 113.10 | 429.81 | -97.24 | 517.06 | 92.79 | 605.23 | 23.03 | 84.36 | 550.21 | 20.94 |
| 2. Снеговая | -17.24 | 172.37 | 15.50 | 172.37 | -53.44 | 172.37 | 6.58 | 172.37 | 7.28 | 4.70 | 123.12 | 5.20 |
| 3. Снеговая x0.9 | -15.51 | 155.13 | 13.95 | 155.13 | -48.10 | 155.13 | 5.92 | 155.13 | 6.55 | 4.23 | 110.81 | 4.68 |
| 4. Крановая D | 0 | 0 | 90.73 | 0 | -260.12 | 501.21 | -93.79 | 501.21 | 20.16 | -85.26 | 455.65 | 18.33 |
| 5. Кран. Dx0.9 | 0 | 0 | 81.65 | 0 | -234.11 | 451.09 | -84.41 | 451.09 | 19.15 | -76.74 | 410.08 | 16.50 |
| 6.Крановая T | 0 | 0 | 13.07 | 0 | -13.07 | 0 | -65.38 | 0 | 9.51 | -59.44 | 0 | 8.65 |
| 7. Кран. Tx0.9 | 0 | 0 | 11.77 | 0 | -11.77 | 0 | -58.84 | 0 | 8.56 | -53.5 | 0 | 7.78 |
| 8. Ветр-я Л. WL | 0 | 0 | 14.51 | 0 | 14.51 | 0 | 456.14 | 0 | 86.08 | 325.81 | 0 | 61.49 |
| 9. WLx0.9 | 0 | 0 | 13.06 | 0 | 13.06 | 0 | 410.53 | 0 | 77.47 | 293.23 | 0 | 55.34 |
| 10. Ветр. П. WP | 0 | 0 | -33.71 | 0 | -33.71 | 0 | -406.77 | 0 | -69.63 | -290.55 | 0 | -49.74 |
| 11.WPx0.9 | 0 | 0 | -30.34 | 0 | -30.34 | 0 | -366.1 | 0 | -62.67 | -261.5 | 0 | -44.76 |
|
|
|
Таблица 3 – Расчетные сочетания усилий в крайней колонне.
| Сечение | Вид усилия | Основные расчетные сочетания усилий | |||||||
| Первое (γс=1) | Второе (γс=0.9) | ||||||||
| Mmax | Mmin | Nmax | Mmax | Mmin | Nmax | ||||
| При γf>1 | |||||||||
| I-I | №№ усилий | - | 1+2 | 1+2 | - | - | - | ||
| M, кН·м | - | -58 .35 | -58.35 | - | - | - | |||
| N, кН | - | 583 .45 | 583.45 | - | - | - | |||
| II-II | №№ усилий | 1+4+6 | - | 1+2 | 1+3+5+7+9 | - | - | ||
| M, кН·м | 216.9 | - | 128.6 | 233.53 | - | - | |||
| N, кН | 429.81 | - | 602.18 | 475.09 | - | - | |||
| III-III | №№ усилий | - | 1+4+6 | 1+4+6 | - | 1+3+5+7+11 | 1+3+5+7 | ||
| M, кН·м | - | -370.43 | -370.43 | - | -421.56 | -391.22 | |||
| N, кН | - | 1018.27 | 1018.27 | - | 1123.28 | 1123.28 | |||
| IV-IV | №№ усилий | 1+8 | 1+10 | 1+4+6 | 1+3+9 | 1+5+7+11 | 1+3+5+7 | ||
| M, кН·м | 548.93 | -313.98 | -66.38 | 509.24 | -457.23 | -44.54 | |||
| N, кН | 605.23 | 605.23 | 1106.44 | 760.36 | 1056.32 | 1211.45 | |||
| Q, кН | 109.11 | -46.6 | 52.7 | 107.05 | -12.93 | 56.29 | |||
| При γf=1
| |||||||||
| IV-IV | №№ усилий | 1+8 | 1+10 | 1+4+6 | 1+3+9 | 1+5+7+11 | 1+3+5+7 | ||
| M, кН·м | 410.17 | -206.19 | -66.28 | 381.82 | -307.38 | -41.65 | |||
| N, кН | 550.21 | 550.21 | 1005.86 | 705.34 | 1001.3 | 1156.43 | |||
| Q, кН | 82.43 | -28.8 | 47.92 | 80.96 | 0.46 | 49.9 | |||
Расчет колонны.
Расчетные характеристики материалов:
для бетона класса В20 Rb=10.5 МПа; Rbt=0.8 МПа;
Rb,ser=15.0 МПа; Rbt,ser=0.8 МПа; Eb=27000 МПа;
для арматуры класса A-III Rs=Rsc=365 МПа; Es=200000 МПа;
для арматуры класса Вр-I Rs=Rsc=360 МПа; Es=170000 МПа.
Надкрановая часть колонны. Размеры прямоугольного сечения надкрановой части: b=0.5 м; h=0.6 м; Для продольной арматуры принимаем a=a'=0.04 м; Рабочая высота сечения h0=0.6-0.04=0.56 м.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба: при учете крановых нагрузок l0=2H2=2·4.5=9 м; без их учета l0=2.5H2=2.5·4.5= =11.25 м. Так как l0/h=9/0.6=15>10, необходимо учитывать влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы.
Расчет необходимо выполнять для трех комбинаций:
1). Mmax=233.53 кН·м; Ncorr=475.09 кН;
2). Mmin=-58.35 кН·м; Ncorr=583.45 кН;
3). Nmax=602.18 кН; Mcorr=128.6 кН·м.
|
|
|
Последовательность расчета показана на примере первой комбинации. Расчетные усилия:
от всех нагрузок (с учетом ветровой нагрузки малой суммарной продолжительности) M=233.53 кН·м; N=475.09 кН;
от всех нагрузок, но без учета ветровой M'=127,05 кН·м; N'=475.09 кН;
от постоянной продолжительно действующей нагрузки Ml=233.53 кН·м; Nl=475.09 кН.
Находи моменты внешних сил относительно центра тяжести сечения растянутой арматуры СС учетом и без учета ветровой нагрузки:
MII=M+N(0.5h-a)=233.53+475.09(0.5·0.6-0.04)=357.1 кН×м;
MI=M'+N'(0.5h-a)=127.05+475.09(0.5×0.6-0.04)=250.57 кН×м;
MI<0.77MII=0.77×357.1=274.93 кН×м.
Эксцентриситет продольной силы
e0=M/N=233.53/475.09=0.492 м > ea=h/30=0.6/30=0.02 м.
Следовательно случайный эксцентриситет не учитываем, так как колонна поперечной рамы – элемент статически неопределимой конструкции.
Находим значение условной критической силы и величину коэффициента η.
;
.
Определяем коэффициент φl, принимая β=1 и вычисляя
кН×м;
.
Принимаем μs=0.005.
;
;
м.
Площадь сечения растянутой арматуры определяем по формуле:
м2<0.
Поскольку As,min<0, величину A's определяем при ω=0.85-0.008·10.5= =0.766 по формуле
Арматура в сжатой зоне по расчету не нужна, поэтому ее сечение назначаем в соответствии с конструктивными требованиями
|
|
|
см2.
Принимаем 3ø16A-III A's=6.03 см2.
Определяем армирование растянутой зоны
;
Принимаем 4ø16A-III A's=8.04 см2.
Расчетная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба l0=1.5H2=1.5·4.5=6.75 м. Так как гибкость из плоскости изгиба (l0/h=6.75/0.5=13.5) меньше, чем в плоскости изгиба (l0/h=15), расчет из плоскости изгиба можно не выполнять.
Результаты расчета для каждой комбинации приведены в табл. 4.
Таблица 4 – Результаты расчета надкрановой части колонны.
| Вычисляемые величины | Единица измерения | Значения величин при комбинации усилий | ||
| I (Mmax) | II (Mmin) | III (Nmax) | ||
| M | кН·м | 233.53 | -58.35 | 128.6 |
| N | кН | 475.09 | 583.45 | 602.18 |
| M' | кН·м | 127.05 | -58.35 | 128.6 |
| N' | кН | 475.09 | 583.45 | 602.18 |
| Ml | кН·м | 113.1 | -41.11 | 113.1 |
| Nl | кН | 429.81 | 411.08 | 429.81 |
| MII | кН·м | 357.1 | -210.05 | 285.17 |
| 0.88MII | кН·м | 314.25 | -184.84 | 250.95 |
| MI | кН·м | 250.5 | -147.99 | 250.5 |
| Rb | МПа | 10.5 | 10.5 | 12.5 |
| e0 | м | 0.492 | -0.1 | 0.214 |
| l0 | м | 9.0 | 9.0 | 9.0 |
| δ | - | 0.82 | 0.245 | 0.356 |
| M1,l | кН· | 250.57 | -210.05 | 250.5 |
| φl | - | 1.72 | 2.0 | 2.0 |
| αs | - | 7.41 | 7.41 | 7.41 |
| Ncr | кН | 4052 | 5624 | 4879 |
| η | - | 1.133 | 1.116 | 1.141 |
| e | - | 0.817 | -0.372 | 0.504 |
| As' (вычислено) | см2 | -20.55 | -50.14 | -37.58 |
| As' (принято) | см2 | 6.03 | 6.03 | 6.03 |
| S' (принято) | - | 3ø16A-III | 3ø16A-III | 3ø16A-III |
| α0 | - | 0.166 | 0.034 | 0.096 |
| ξ | - | 0.183 | 0.035 | 0.101 |
| As (вычислено) | см2 | 7.75 | 7.14 | -0.78 |
| As (принято) | см2 | 8.04 | 8.04 | 6.03 |
| S (принято) | - | 4ø16A-III | 4ø16A-III | 3ø16A-III |
Подкрановая часть колонны. Сечение колонны в подкрановой части состоит из двух ветвей. Высота его сечения h=1.4 м. Сечение ветви bb=0.5 м, hb=0.3 м, a=a'=0.03 м, h0=0.27 м, δ=a'/h0=0.03/0.27=0.111. Расстояние между осями ветвей c=1.1 м. Расстояние между осями распорок s=H1/n=8.1/4=2.03 м.
Арматуру подбираем по наибольшим расчетным усилиям в сечении IV-IV. Так как колонна жестко заделана в фундаменте, при расчете принимаем η=1 (в опорном сечении эксцентриситет продольной силы не зависит от прогиба колонны).
Расчет в плоскости изгиба. Сначала рассчитываем колонну при комбинации усилий I. Из табл.3 выписываем усилия: от всех нагрузок, включая нагрузи малой суммарной продолжительности (крановую и ветровую), M=548.93 кН×м, N=605.23 кН, Q=109.11 кН; от всех нагрузок, но без нагрузок малой суммарной продолжительности M'=92.79 кН×м, N'=60.23 кН.
Для определения коэффициента условий работы бетона находим моменты внешних сил относительно центра тяжести сечения растянутой арматуры в наружной ветви:
MII=M+N(0.5h-a)=548.93+605.23(0.5·1.4-0.03)=954.43 кН×м;
MI=M'+N'(0.5h-a)=92.79+60.23(0.5×1.4-0.03)=498.29 кН×м;
MI<0.88MII=0.88×954.43=839.9 кН×м.
Расчет ведем при γb2=1.1.
Продольные усилия в ветвях колонны находим по формуле:
;
в подкрановой ветви 
кН;
в наружной ветви 
кН.
Изгибающий момент в ветвях колонны вычисляем по формуле:
кН×м.
Ветви колонны испытывают действие разных по знаку, но одинаковых по величине изгибающих моментов, поэтому подбираем симметричное армирование ветвей.
Рассмотрим вначале подкрановую ветвь колонны: e0=55.37/801.64= =0.069 м; e=0.069+0.5×0.3-0.03=0.189 м.
;
.
Для прямоугольного сечения ветви с симметричным армированием:
;
.
Поскольку 
< 
, то площади арматуры определяем по формуле
Для наружной ветви: e0=0.282 м, e=0.402 м, 
< =0.607; 
; As=A's=0.000076 м2. При комбинации усилий II и III армирование ветвей определяют так же, как и для комбинации усилий I. Результаты вычислений приведены в табл. 5. Из нее следует, что продольную арматуру для подкрановой ветви принимаем, исходя из конструктивных требований 3ø12 A-III As=A's=3.39 см2. Армирование наружной ветви принимаем 3ø25 A-III As=A's=14.73 см2.
Таблица 5. Результаты расчета подкрановой части колонны
| Вычисляемые величины | Единица измерения | Значения величин при комбинации усилий | ||
| I (Mmax) | II (Mmin) | III (Nmax) | ||
| M | кН·м | 548.93 | -457.23 | -44.54 |
| N | кН | 605.23 | 1056.32 | 1211.45 |
| M' | кН·м | 92.79 | 92.79 | 92.79 |
| N' | кН | 60.23 | 60.23 | 60.23 |
| MII | кН·м | 954.43 | 232.5 | 767.13 |
| 0.88MII | кН·м | 839.9 | 204.6 | 675.08 |
| MI | кН·м | 498.29 | 498.29 | 498.29 |
| γb2 | 1.1 | 0.9 | 1.1 | |
| Q | кН | 109.11 | -12.93 | 56.29 |
| Подкрановая ветвь | ||||
| N | кН | 801.64 | 112.0 | 565.23 |
| M | кН·м | ±55.37 | ±6.54 | ±30.02 |
| e0 | м | 0.069 | 0.058 | 0.053 |
| e | м | 0.189 | 0.178 | 0.173 |
| - | 0.343 | 0.048 | 0.242 |
| - | 0.175 | 0.023 | 0.113 |
| α | - | - | - | - |
| ξ | - | - | - | - |
| As=A's | мм2 | -0.000787 | 0.000182 | -0.000719 |
| Наружная ветвь | ||||
| N | кН·м | 196.43 | 943.61 | 646.22 |
| M | кН·м | ±55.37 | ±6.54 | ±30.02 |
| e0 | м | 0.282 | 0.0069 | 0.046 |
| e | м | 0.162 | 0.127 | 0.166 |
|
| - | 0.084 | 0.138 | 0.276 |
|
| - | 0.091 | 0.403 | 0.124 |
| α | - | - | - | - |
| ξ | - | - | - | - |
| As=A's | мм2 | 0.000076 | 0.001326 | -0.000822 |
Определяем армирование промежуточной распорки. Размеры прямоугольного сечения распорки: bs=0.5 м; hs=0.4 м; a=a'=0.04 м; h0=0.36 м.
Наибольшая поперечная силаQ=109.11 кН действует при комбинации усилий I. Усилия в распорке вычисляем по формулам:
кН×м;
кН×м.
Так как эпюра моментов двузначная, принимаем двойное симметричное армирование распорок. Следовательно,
м2.
Принимаем 3ø22 A-III As=A's=11.73 см2.
Проверяем прочность бетона по сжатой полосе между наклонными трещинами при φw=1, γb2=0.9; Rb=10.5 МПа и φb2=1-0.01×10.5=0.895. Тогда получим Qs=201.36 кН<0.3×1×0.895×10.5×103×0.5×0.36=507.47 кН.
Так как условие выполняется. размеры сечения достаточны.
Проверяем необходимость поперечного армирования. Принимаем пролет распорки равным расстоянию в свету между распорками, т.е. l=0.8 м. При Rbt=0.8 МПа, φn=0 и c=0.25l=0.25×0.8=0.2 м Qbu=1.5(1+0)×0.8×103×0.5×0.362/0.2= =388.8 кН>2.5Rbtbh0=2.5×0.8×0.5×0.36×103=360 кН.
Принимаем Qbu=360 кН и проверяем условие
кН.
Так как оно выполняется, поперечное армирование по расчету не требуется. Верхнюю (подкрановую) распорку армируем в соответствии с конструктивными требованиями.
Расчет из плоскости изгиба.
Расчетная длина и гибкость подкрановой части колонны из плоскости изгиба: l0=0.8H1=0.8×8.1=6.48 м; l0/h=6.48/0.5=12.96; то же в плоскости изгиба: l0=1.5H1=1.5×8.1=12.15 м;l0/h=12.15/1.4=8.67<12.96. Следовательно, необходим расчет из плоскости изгиба. На подкрановую часть колонны в сечении III-III действуют наибольшие продольные силы:
от всех нагрузок N=1123.8 кН;
от постоянных нагрузок Nl=517.06 кН.
Расчет ведется по тем же формулам, что и при расчете надкрановой части.
Эксцентриситет продольной силы
м.
Находим значение условной критической силы и коэффициента η.
;
.
Принимаем δ=δmin=0.3302.
;
кН;
.
С учетом прогиба колонны e=0.0167×1.14+0.5×0.5-0.03=0.239 м.
Высота сжатой зоны
.
Так как x=0.178 м< 
м, прочность сечения проверяем из условия
,
учитывая только арматуру, расположенную у растянутой и сжатой граней колонны.
Прочность колонны из плоскости изгиба обеспечена.
Расчет фундамента.
Расчетные характеристики материалов:
для бетона класса В20 Rb=11.5 МПа; Rbt=0.9 МПа;
Rb,ser=15.0 МПа; Rbt,ser=0.8 МПа; Eb=27000 МПа;
для арматуры класса A-II Rs=Rsc=280 МПа; Es=210000 МПа;
для арматуры класса A-I Rs=Rsc=225 МПа; Es=210000 МПа.
На уровне верха фундамента от колонны в сечении IV-IV передаются расчетные усилия:
при γf>1 M=-457.23 кН×м; N=1056.32 кН; Q=-12.93 кН.
при γf=1 M=-307.38 кН×м; N=1001.3 кН; Q=0.46 кН.
Нагрузка от веса стены до отметки 7,800 приведена в табл. 6. Часть стены выше отметки 7,800 опирается на колонну и нагрузка от нее учтена при расчете поперечной рамы.
Таблица 6. Нагрузки на фундамент от стенового ограждения.
| Элементы конструкции | Нагрузка, кН | Коэффициент надежности по нагрузке γf | Расчетная нагрузка при γf>1, кН | |
| нормативная | расчетная при γf=1 | |||
| Фундаментные балки | 28.9 | 27.5 | 1.1 | 30.3 |
| Стеновые панели подоконной части | 32.0 | 30.4 | 1.1 | 33.4 |
| Заполнение оконных проемов | 39.6 | 37.6 | 1.1 | 41.4 |
| Итого Gw | ||||
| 100.5 | 95.1 | - | 105.1 | |
Расстояние от линии действия нагрузки от стен до ее оси фундамента (совпадающей с осью колонны) ew=-0.5(0.2+1.4)=0.8 м.
Моменты от веса стены относительно оси фундамента:
при γf>1 Mw=-105.1×0.8=-84.08 кН×м;
при γf=1 Mw=-95.5×0.8=-76.4 кН×м.
Для подбора размеров подошвы фундамента используем усилия при γf=1. Определяем размеры подошвы фундамента для начала как центрально-нагруженного
,
где γm=20 кН/м3.
Высоту фундамента принимаем Hf=1.5 м. Расчетное сопротивление грунта R0=360 кПа.
м2.
Принимаем размеры фундамента b=1.8 м, l=3.0 м, Af=5.4 м2, Wf=2.7 м3.
Проверяем напряжения в основании по условиям
,
,
.
,
,
.
Размеры подошвы фундамента достаточны.
Толщину стенок стакана поверху принимаем 250 мм, а зазор между колонной и стаканом 100 мм. Размеры подколонника в плане lcf=2.1 м, bcf=1.2 м. Высота ступени h1=300 мм. Высота подколонника hcf=1.2 м. Глубину стакана принимаем hh=1.05 м. Размеры дна стакана в плане bh=0.6 м, lh=1.6 м.
Размеры ступени в плане, м: l1=l=3.0; b1=b=1.8.
При отсутствии бетонной подготовки толщина защитного слоя бетона должна быть не менее 70 мм. Принимаем a=80 мм=0.08 м. Рабочая высота фундамента, м:
для ступени h01=0.3-0.08=0.22 м;
для подколонника h02=1.5-0.08=1.42 м.
При расчете тела фундамента по несущей способности используем усилия при γf>1, а расчетные сопротивления бетона с учетом коэффициента условий работы γb2=1.1: Rb=12.5 МПа; Rbt=1.0 МПа.
Рассчитываем тело фундамента на продавливание.
Так как hb=Hf-hh=1.5-1.05=0.45 м<H+0.5(lcf-hc)=0.3+0.5(2.1-1.4)=0.65 м и hb=0.55 м<H+0.5(bcf-bc)=0.3+0.5(1.2-0.5)=0.65 м, выполняем расчет на продавливание фундамента колонной от дна стакана, а также на раскалывание фундамента колонной. При этом учитываем только расчетную нормальную силу N=1056.32 кН, действующую в сечении колонны у обреза фундамента.
Рабочая высота дна стакана h0b0.55-0.08=0.47 м; средняя ширина bm=0.6+0.47 м; Af0=0.5×1.8(3-1.05-2×0.47)-0.25(1.8-0.6-2×0.47)2=0.892 м2.
Проверяем условие
,
кН.
Условие выполняется, прочность дна стакана на продавливание колонной обеспечена.
Для расчета на раскалывание вычисляем площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях, проходящих по осям сечения колонны:
Afb=3×0.3+2.1×0.15+2×0.25×1.05+2×0.05×1.05×0.5=1.79 м2;
Afl=3×0.3+1.2×0.15+2×0.25×1.05+2×0.05×1.05×0.5=1.30 м2.
При Afb / Afl =1.79/1.3=0.724>bc/lc=0.5/1.4=0.357, прочность на раскалывание проверяем из условия
,
кН.
Условие выполняется, прочность фундамента на раскалывание колонной обеспечена.
Подбираем армирование подошвы фундамента. Определяем давление на грунт, кПа:
pmax=1053.32/5.4+307.38/2.7=195.06+113.84=308.90;
pI-I=195.06+113.84×1.05/1.2=294.67;
pII-II=195.06+113.84×0.7/1.2=261.47.
Изгибающие моменты с сечениях I-I и II-II на 1 м ширины фундамента кН×м:
MI-I=(3.0-2.1)2(294.67+2×308.9)/24=30.8;
MII-II=(3.0-1.4)2(261.47+2×308.9)/24=93.79.
Требуемую площадь сечения арматуры класс A-II вдоль длинной стороны фундамента в сечениях I-I, II-II, см2:
;
.
Принимаем на 1 м ширины фундамента 5ø12A-II As=5.65 см2; стержни устанавливаем с шагом 200 мм. В направлении меньшей стороны подошвы фундамента армирование фундамента определяем по среднему давлению на грунт p=185.4 кПа.
Изгибающие моменты на 1 м длины фундамента для сечений, кН×м:
M'I-I=185.4(1.8-1.2)2/8=8.34;
M'II-II=185.4(1.8-0.5)2/8=39.17.
Требуемая площадь сечения арматуры вдоль короткой стороны фундамента, см2:
;
.
В соответствии с конструктивными требованиями принимаем на 1 м длины фундамента 5ø10A-II A's=3.93 см2, шаг стержней 200 мм.
Определяем армирование подколонника и его стаканной части. Расчет на внецентренное сжатие выполняем для коробчатого сечения стаканной части в плоскости заделанного торца колонны.
Размеры коробчатого сечения стаканной части, преобразованного в эквивалентной двутавровое, м: b=0.6 м; h=2.1 м; b'f=bf=1.2 м; hf=h'f=0.3 м; a=a'=0.04 м; h0=2.06 м; δ=0.04/2.06=0.0194.
Расчетные усилия в сечении при γf>1:
M=MIV+QIVhc+Mw=-457.23-12.93×1.4-84.02=-559.35 кН×м;
N=NIV+Gw+Gf=1056.32+105.1+92.01=1253.43 кН.
Эксцентриситет продольной силы
e0=|M|/N=559.35/1253.43=0.446 м>ea=h/30=2.1/30=0.07 м.
Случайный эксцентриситет не учитываем. Расстояние от центра тяжести сечения арматуры до силы N: e=0.446+0.5×2.1-0.04=1.456 м.
Проверяем положение нулевой линии. так как
Rbb'fh'f=12.5×103×1.2×0.3=4500 кН>N=1253.43 кН,
указанная линия проходит в полке и сечение рассчитывают как прямоугольное шириной b'f.
Принимаем симметричное армирование. Тогда
;
;
т.е. продольная арматура по расчету не нужна. Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0.05% площади поперечного сечения подколонника: As=A's=0.0005×1.2×2.1= =0.00126 м2=12.6 см2. Принимаем с каждой стороны подколонника 5ø18A-II As= A's =12.72 см2. У длинных сторон подколонника принимаем продольное армирование 5ø12A-II.
Поперечное армирование подколонника определяем по расчету на момент от действующих усилий относительно оси, проходящей через точку поворота колонны. Так как 0.5hc=0.5×1.4=0.7 м >e0=0.446 м >hc/6=0.7/6=0.117 м, поперечное армирование определяем по формуле
.
По высоте стакана принимаем семь сеток с шагом 150 мм. Верхнюю сетку устанавливаем на расстоянии 50 мм от верха стакана. Расстояние от уровня чистого пола до нижнего торца колонны, т.е до точки ее поворота, y=1.0+0.15=1.15 м.
Момент всех сил относительно точки поворота колонны
Mk1=MIV+QIVy-0.7NIVe0=-457.23-12.93×1.15+0.7×1056.32×0.446= =-142.32 кН×м.
Сумма расстояний от точки поворота колонны до сеток поперечного армирования подколонника
м.
Площадь сечения арматуры класс A-I, расположенной в одном уровне, определяем из уравнения
м2.
Необходимая площадь сечения одного рабочего стержня (при четырех стержнях в каждой сетке): Aw=1.64/4=0.41 см2. Принимаем 1ø8A-I Aw=0.503 см2.
Список использованной литературы.
1. СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Госстрой СССР. М., 1993. 88 с.
2. Пособие по проектированию напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). – М.: Госстрой, 1988.135 с.
3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84). – М.: Госстрой, 1989.192 с.
4. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учебник для вузов. – 5-е изд. – М.: Стройиздат, 1991. 767 с.
5. Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие/ Под ред. Голышева А.Б. – К.: Будивельник, 1990. – 544 с.
6. Полищук В.П. Рабочие чертежи для строительства (правила выполнения)/ Курск. гос. техн. ун-т. Курск, 1999. 171 с.
7. Полищук В.П., Черняева Р.П. Проектирование железобетонных конструкций производственных зданий: Учебное пособие. – Тула: ТПИ, 1983. – 109 с.
Дата добавления: 2019-02-22; просмотров: 341; Мы поможем в написании вашей работы! |
Мы поможем в написании ваших работ!