Розрахунок армування та конструювання колони

Результати розрахунку

Навантаження на колони та стіни

Після виконання попереднього розрахунку схеми з жорсткою основою отримуємо зібрані навантаження на колони та діафрагми на рівні перекриття першого поверху від постійного навантаження (рис. 2.2). Навантаження на колони нерівномірне, змінюється від 56,6 до 162,0 кН. Навантаження на діафрагми жорсткості (стіни) розподілене нерівномірно в межах від 9,0 до 70,1 кН/м. Максимальне навантаження припадає на стіну по осі «А» між осями «1»-«2».

 

Рис. 2.2. Зібрані навантаження на колони та діафрагми жорсткості

 

Внутрішні зусилля в діафрагмі

Отримані в результаті розрахунку різних варіантів схеми внутрішні силові фактори, які виникають в діафрагмі жорсткості (стіні) вздовж осі «8» між осями «Г»-«Д» для нижніх трьох поверхів, показані на рис. 2.3. Значення зусиль приведені для відмітки низу кожного поверху. Для схеми на пружній основі спостерігаються найбільші значення нормальних сил (N_max=104.4 кН) та згинаючих моментів (M_max=104.4 кН∙м), а для схеми на пальовому полі – перерізуючи сил (Q_max=104.4 кН).

 

а)	б)	в)

Рис. 2.3. Внутрішні зусилля в діафрагмі для схеми з жорстким закріпленням (а), з пружною основою (б) та на пальовому полі (в)

 

Деформації схеми

В результаті виконання розрахунку МСЕ отримано горизонтальні переміщення будівлі вздовж осі Y від постійного навантаження для схем з різними варіантами основи (рис. 2.4).

 

а)

б)

Рис. 2.4. Горизонтальні переміщення для схеми з фундаментною плитою на пружній основі (б) та на пальовому полі (а)

 

а)

б)

в)

Рис. 2.5. Прогини плити перекриття першого поверху для схеми з жорстким закріпленням (а), з пружною основою (б) та на пальовому полі (в)

Максимальні переміщення для схеми з фундаментною плитою на пружній основі спостерігаються для плити перекриття 4-го поверху в районі осей «А»-«4» та для стін верхніх поверхів вздовж осі «8» (рис. 2.4 а).

Для схеми з фундаментною плитою на пальовому полі максимальні переміщення спостерігаються для стін верхніх поверхів вздовж осі «8» (рис. 2.4 б). При цьому значення переміщень на 39,8% менші порівняно з схемою на пружній основі, що свідчить про більшу жорсткість схеми на пальовому полі.

Розглянемо прогини монолітної плити перекриття першого поверху від постійного навантаження для різних варіантів розрахункової схеми (рис. 2.5). У всіх випадках найбільші прогини виникають в основному прольотах плити, рідше пов’язані з нерівномірним осіданням колон.

Максимальні прогини для схеми з жорстким закріпленням становлять 2,3 мм, для схеми на пружній основі – 3,1 мм, на пальовому полі – 2,5 мм. При переході від жорсткої до пружної основи прогини в плиті перекриття зростають в 1,35 разів.

Осідання для фундаментної плити на пружній основі та на пальовому полі від постійного навантаження показані на рис. 2.6. Їх максимальні значення для фундаментної плити на пружній основі становлять 2,4 мм і досягаються на перетині осей «А»-«4». Для фундаментної плити на пальовому полі – 3,7 мм на перетині осей «Е»-«4».

 

 

 

 

а)

б)

Рис. 2.6. Осідання для фундаментної плити на пружній основі (а) та на пальовому полі (б)

 

Напруження в елементах конструкції

Для порівняння розглянемо напруження в плиті перекриття першого поверху від згинаючих моментів М_х (рис. 2.7). Для всіх варіантів розрахункової схеми вони досягають екстремальних значень в районі осей «Г», «Д» – «4»-«6». При цьому для схеми на пальовому полі дані напруження до 2 разів більші, ніж для схеми на пружній основі та в 1,5 рази менші, ніж для схеми з жорсткою основою.

 

а)

б)

в)

Рис. 2.7. Напруження від М_х для плити перекриття першого поверху для схеми з жорстким закріпленням (а), з пружною основою (б) та на пальовому полі (в)

 

Напруження під підошвою фундаментної плити на пружній основі від постійного навантаження показані на рис. 2.8. Їх максимальні значення становлять 2,1 МПа і досягаються на перетині осей «А»-«4».

 

Рис. 2.8. Напруження під підошвою фундаментної плити

 

Мозаїка зусиль в палях від постійного навантаження для випадку фундаментної плити на пальовому полі приведена на рис. 2.9. Зусилля у всіх палях однакові і рівні 3,8 МН.

Рис. 2.9. Мозаїка зусиль в палях

 

2.3. Модальний аналіз

Для виконання вимог ДБН [2] за сумою модальних мас комп’ютерна модель будівлі була розрахована на 6 форм власних коливань від сейсмічного навантаження. Динамічні параметри будівлі при цих коливаннях наведені в табл. 2.3.

 

Таблиця 2.3. Модальний аналіз для жорстко защімленої схеми

Форма	Частота, Гц	Период, с	Сейсмика 1,массы,%	Сейсмика 2,массы,%
	2.95	0.3390	0.0	63.6
	3.11	0.3215	72.0	0.0
	4.94	0.2025	0.0	7.6
	8.66	0.1155	0.0	0.0
	8.76	0.1141	0.0	2.4
	8.79	0.1138	0.0	0.0
Сумма			72.0	73.6

 

Після врахування в розрахунковій схемі спільної роботи з основою динамічні параметри будівлі змінилися (табл. 2.4).

 

Таблиця 2.4. Модальний аналіз схеми на пружній основі

Форма	Частота, Гц	Период, с	Сейсмика 1,массы,%	Сейсмика 2,массы,%
	1.13	0.8874	78.2	0.1
	1.15	0.8696	0.1	71.4
	1.85	0.5415	0.0	6.3
	4.23	0.2367	0.0	0.1
	4.30	0.2323	0.0	0.1
	4.36	0.2292	0.0	0.0
Сумма			78.3	78.0

 

Порівняння результатів вказує на зменшення власної частити коливань конструкції з 2,95 Гц до 1,13 Гц (в 2,6 разів) по першій формі при врахуванні спільної роботи з основою.

 

 

3. Конструювання елементів будівлі

Розрахунок армування та конструювання колони

Виконано автоматизований розрахунок та проектування колони першого поверху К1_1 за першим та другим граничними станами. Переріз колони – прямокутний 40 х 40 см, висота 2,8 м. Матеріал колони – бетон В30, поздовжня арматура А400С, поперечна А240С. Визначені на основі МСЕ розрахунку всієї будівлі навантаження в перерізах колони приведені в табл. 3.1.

Таблиця 3.1. Навантаження в перерізах колони[А.П.2]

	N, тс	Mx, тс*м	My, тс*м	Qx, тс	Qy, тс	T, тс*м	сеч
Постоянная	-0.266	-0.657	-0.873	-0.867	-0.84	-0.0344
	-0.639	0.127	-0.0645	-0.867	-0.84	-0.0344
	1.83	0.114	-0.0605	-0.802	-0.34	0.00901
	1.46	0.432	0.688	-0.802	-0.34	0.00901
	4.46	0.143	-0.274	-0.618	0.191	0.0018
	4.09	-0.0354	0.302	-0.618	0.191	0.0018
Длительная	0.0816	-0.0543	-0.0496	-0.0464	-0.0698	-0.00254
	0.0816	0.0109	-0.00623	-0.0464	-0.0698	-0.00254
	0.203	0.01	-0.00617	-0.0566	-0.0246	0.00216
	0.203	0.033	0.0466	-0.0566	-0.0246	0.00216
	0.407	0.00944	-0.0214	-0.0462	0.0148	9e-005
	0.407	-0.00439	0.0217	-0.0462	0.0148	9e-005
Кр. временная	0.0612	-0.0407	-0.0372	-0.0348	-0.0524	-0.0019
	0.0612	0.00815	-0.00467	-0.0348	-0.0524	-0.0019
	0.153	0.00751	-0.00463	-0.0424	-0.0185	0.00162
	0.153	0.0248	0.0349	-0.0424	-0.0185	0.00162
	0.305	0.00708	-0.016	-0.0346	0.0111	7e-005
	0.305	-0.00329	0.0163	-0.0346	0.0111	7e-005
Ветровая 1	0.00094	-0.00032	-0.00142	-0.00358	0.00067	-0.0001
	0.00094	-0.00095	0.00192	-0.00358	0.00067	-0.0001
	0.00634	-0.00101	0.00199	0.0069	-0.00728	0.00016
	0.00634	0.00578	-0.00445	0.0069	-0.00728	0.00016
	0.00627	-0.00384	-0.00307	-0.00836	-0.00702	-3e-005
	0.00627	0.00271	0.00473	-0.00836	-0.00702	-3e-005
Ветровая 2	0.0099	-0.00644	-0.00222	-0.00274	-0.00671	-0.00018
	0.0099	-0.00017	0.00033	-0.00274	-0.00671	-0.00018
	-0.00334	-0.00015	0.00051	0.00084	-0.00667	0.00082
	-0.00334	0.00607	-0.00027	0.00084	-0.00667	0.00082
	-0.0287	-0.0101	-0.00346	-0.00681	-0.0198	9e-005
	-0.0287	0.00838	0.00289	-0.00681	-0.0198	9e-005
Сейсмическая 2	0.00061	0.00015	5e-005	9e-005	0.00028
	0.00061	-0.0001	-3e-005	9e-005	0.00028

 

Розрахунок армування виконано за розрахунковими сполученнями навантажень (РСН) відповідно до вимог ДБН [4]. Прийнято вважати, що для виключення крихкого руйнування конструкцій, що споруджуються в сейсмічних районах, армування не повинно перевищувати 5% [2]. Армування колони симетричне, поздовжня арматура – кутова 4Æ28, А=24.63 см². Відсоток армування перерізу 1,54%. Поперечна арматура – 5Æ8 крок 250 мм в зоні анкерування та 3Æ8 крок 400 мм в основній зоні.

Робоче креслення колони зі специфікацією та відомістю деталей наведено в додатку А.