Лекции.Орг


Поиск:




Надкрановая часть колонны




 

Ширина сечения b= 50 см, высота h= 60 см, а= а/= 4 см, полезная высота сечения:

h0= h- a= 60- 4= 56 см.

Подбор сечения арматуры произведу по наибольшим расчетным усилиям в сечении II – II, в котором наиболее опасными являются комбинации усилий, приведенные в таблице:

 

Усилия Комбинации усилий
IIa (Mmin) I (Nmax)
М, кН м -29,76 65,2
N, кН -572 -934,9

;

Комбинация усилий IIa (Mmin)

Расчетная длина надкрановой части колонны:

l0= 2* H1= 2* 3,050= 6,1 м (СНИП 2.03.01-84, табл.32).

 

В комбинации расчетных усилий учитывается крановая нагрузка:

i= √h2/ 12= √602/ 12= 17.32 см;

λ= l0/ i= 610/ 17,32= 35,22> 14 (СНИП 2.03.01-84, п.3.3),

следовательно, необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

 

Условная критическая сила:

(СНИП 2.03.01-84, ф.58).

 

Ориентировочно назначаю коэффициент армирования μ= 0,004.

α= Еs/ Еb=20* 104/ 20,5* 103= 9,8.

 

Эксцентриситет центра тяжести приведенного сечения:

е0= М/ N= 2976/ 572= 5,2 см> еа= h/ 30= 2 см (СНИП 2.03.01-84, фп.3.2, 1.21),

следовательно, случайный эксцентриситет в расчете не учитываю.

 

I= b* h3/ 12= 50* 603/ 12= 900000 см4.

φl= 1+ β* Мl1/ M1 (СНИП 2.03.01-84, ф.21), где

β= 1 – коэффициент, принимаемый по табл. 30 СНИП 2.03.01-84;

Мl1= Ml+ Nl* (h0- a/)/ 2= 30+ 572* (0,56- 0,04)/ 2= 178,72 кН м – момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения, создаваемый длительно действующей частью силы N от постоянных и временных длительных нагрузок;

M1= M+ N* (h0- a/)/ 2= 29,76+ 572* (0,56- 0,04)/ 2= 178,48кН м – момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения, создаваемый силой N;

φl= 1+ 1* 178,72/ 178,48= 2.

 

δe= е0/ h= 5,2/ 60= 0,086 (СНИП 2.03.01-84, п.3.6), но не менее

δe.min= 0,5- 0,01* (l0/ h)- 0,01* Rb* γb2=0,5- 0,01* (610/ 60)- 0,01* 8,5* 1,1= 0,3.

Принимаю δe= 0,3.

 

Is= μ* b* h0* (0,5* h2- a)2= 0,004* 50* 56* (0,5* 602- 4)2= 7571,2 см4;

φp= 1 – коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жесткость элемента;

Ncr= 6,4* 20500* 100/ 6102*[900000/ 2*(0,11/{0,1+ 0,3}+ 0.1)+ 9,8*7571,2]= 85,66* 105 Н= 8566 кН.

 

Коэффициент, учитывающий влияние прогиба на значение эксцентриситета продольного усилия:

η= 1/ (1- N/ Ncr)= 1/ (1- 572/ 8566)= 1,07 (СНИП 2.03.01-84, ф.19).

 

Расстояние от точки приложения продольной силы до равнодействующей усилия растянутой арматуре:

е= е0* η+ 0,5* h- a= 5,2* 1,07+ 0,5* 60- 4= 31,56 см.

 

При условии, что Аs= As/, высота сжатой зоны:

X= N/ (γb2* Rb* b)= 572* 1000/ (1,1* 8,5* 100* 50)= 12,24 см.

 

Относительная высота сжатой зоны:

ξ= X/ h0= 12,24/ 56= 0,22 (СНИП 2.03.01-84, п.3.16).

 

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

ξR= ω/ (1+ σsR/ σsc.u* (1- ω/ 1.1)) (СНИП 2.03.01-84, ф.25), где

ω – характеристика сжатой зоны бетона,

ω= α- 0,008* Rb= 0,85- 0,008* 8,5= 0,782 (СНИП 2.03.01-84, ф.26);

σsc.u= 400 МПа;

σsR= Rs= 365 МПа;

ξR= 0,782/ (1+ 365/ 400* (1- 0,782/ 1,1))= 0,62.

ξ= 0,22< ξR= 0,62 (СНИП 2.03.01-84, п.3.20);

Аs= As/= (N* e- Rb* b* X* (h0- 0,6* X))/ (Rsc* (h0- a/))= (572* 1000* 31,56- 8,5* 100* 50* 12,25* (56- 0,6* 12,25))/ (365* 100* (56- 4))= -3,83 см2.

Следовательно арматуры по расчету не требуется и берем ее по конструктивным требованиям

при

Принимаю 3Ø16 с Аs= 6,03 см2.

 

 

Подкрановая часть колонны.

 

Подбор сечения арматуры буду производить по наибольшим расчетным усилиям в сечении IV – IV.

Размеры подкрановой части колонны:

b= 50 см; h= 80 см; а= а/= 4 см; h0= 76 см.

 

В сечении IV – IV действуют комбинации усилий, представленные в таблице:

 

Усилия Комбинации усилий
I (Mmax) IIa (Mmin) IIIa (Nmax)
М, кН м 439,7 -572,68 -151,21
N, кН -857,4 -1401,81 -1401,81

 

Во все комбинации усилий входит крановая нагрузка, поэтому Rb берется с коэффициентом

γb2= 1,1.

Усилия от длительно действующей нагрузки:

Ml= -41,5 кН м; Nl= -857,4 кН.

 

Расчетная длина подкрановой части колонны:

l0= 1,5* H1= 1,5* 10,45= 15,68 м (СНИП 2.03.01-84, табл.32).

i= √h2/ 12= √802/ 12= 23,1 см;

λ= l0/ i= 1568/ 23,1= 67,88 > 14 (СНИП 2.03.01-84, п.3.3),

следовательно, необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

 

Условная критическая сила:

(СНИП 2.03.01-84, ф.58).

 

Ориентировочно назначаю коэффициент армирования μ= 0,004.

α= Еs/ Еb=20* 104/ 20,5* 103= 9,8.

 

Эксцентриситет центра тяжести приведенного сечения:

е0= М/ N= 572,68/ 1401,81= 0,41 м= 41 см> еа= h/ 30= 2,6 см (СНИП 2.03.01-84, фп.3.2, 1.21),

следовательно, случайный эксцентриситет в расчете не учитываю.

 

I= b* h3/ 12= 50* 803/ 12= 21,3* 105 см4.

 

φl= 1+ β* Мl2/ M2 (СНИП 2.03.01-84, ф.21),

где β= 1 – коэффициент, принимаемый по табл. 30 СНИП 2.03.01-84;

Мl2= Ml+ Nl* (h0- a/)/ 2= 41,5+ 857,4* (0,76- 0,04)/ 2= 350,16 кН м – момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения, создаваемый длительно действующей частью силы N от постоянных и временных длительных нагрузок;

M2= M+ N* (h0- a/)/ 2= 572,68+ 857,4* (0,76- 0,04)/ 2= 881,34 кН м – момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения, создаваемый силой N;

φl= 1+ 1* 350,16/ 881,34= 1,40.

 

δe= е0/ h= 41/ 80= 0,51 (СНИП 2.03.01-84, п.3.6), но не менее

δe.min= 0,5- 0,01* (l0/ h)- 0,01* Rb* γb2=0,5- 0,01* (1568/ 80)- 0,01* 8,5* 1,1= 0,21

Принимаю δe= 0,51.

 

Is= μ* b* h0* (0,5* h2- a)2= 0,004* 50* 76* (0,5* 802- 4)2= 19699,2 см4;

φp= 1 – коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жесткость элемента;

Ncr= 6,4* 20500* 100/ 15682*[2130000/ 1,4*(0,11/{0,1+0, 51}+ 0,1)+ 9,8*19699,2]=

= 33,06* 105 Н= 330,6 кН.

 

Коэффициент, учитывающий влияние прогиба на значение эксцентриситета продольного усилия:

η= 1/ (1- N/ Ncr)= 1/ (1- 1401,81/ 3306)= 1,73 (СНИП 2.03.01-84, ф.19).

 

Расстояние от точки приложения продольной силы до равнодействующей усилия растянутой арматуре:

е= е0* η+ 0,5* h- a= 41* 1,73+ 0,5* 80- 4= 106,9 см.

 

При условии, что Аs= As/, высота сжатой зоны:

X= N/ (γb2* Rb* b)= 1401,81* 1000/ (1,1* 8,5* 100* 50)= 30 см.

 

Относительная высота сжатой зоны:

ξ= X/ h0= 30/ 76= 0,39 (СНИП 2.03.01-84, п.3.16).

 

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

ξR= ω/ (1+ σsR/ σsc.u* (1- ω/ 1,1)) (СНИП 2.03.01-84, ф.25),

где ω – характеристика сжатой зоны бетона,

ω= α- 0,008* Rb= 0,85- 0,008* 8,5= 0,782 (СНИП 2.03.01-84, ф.26);

σsc.u= 400 МПа;

σsR= Rs= 365 МПа;

ξR= 0,782/ (1+ 365/ 400* (1- 0,782/ 1,1))= 0,62.

ξ= 0,39< ξR= 0,62 (СНИП 2.03.01-84, п.3.20);

Аs= As/= (N* e- Rb* b* X* (h0- 0,6* X))/ (Rsc* (h0- a/))= (1401,81* 1000* 106,93- 8,5* 100* 50* 30* (76- 0,6* 30))/ (365* 100* (76- 4))= 28,9 см2.

Принимаю 3Ø36 с Аs= 30,54 см2.

 

Расчет колонны в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба, не провожу, так как

λ/= l0/ i= 1568/ 14,4= 108,8> λ= 67,88, где

l0= 1,5* H1= 1,5* 10,45= 15,68 м= 1568 см;

i= √b2/ 12= √502/ 12= 14,4 см.

 

Расчет на усилия, возникающие при транспортировании и монтаже.

 

Под влиянием собственного веса и сил инерции в момент подъема колонны при монтаже и транспортировке в ней возникают изгибающие моменты.

 

Изгибающий момент в опасном сечении а – а:

Ма= b* h* γ* l12/ 2* kдин,

Где γ= 25 кН/ м3 – удельный вес железобетона;

kдин= 1,6 – коэффициент динамичности (СНИП 2.03.01-84, п.1.13);

Ма= 0,5* 0,6* 25* 3,052/ 2* 1,6= 55,81* 105 Н см.

Требуемое количество арматуры в сечении II – II при изгибе в плоскости грани h (при γb2=0,9) (СНИП 2.03.01-84, табл. 15):

 

A0= Ма/ (γb2* Rb* b* h02)= 55,81* 105/ (0,9* 8,5* 100* 50* 562)= 0,046;

η= 0,974;

Аs= Ма/ (η* Rs* h0)= 55,81* 105/ (0,974* 365* 100* 56)= 2,8 см2.

Принимаю 3Ø12АIII с Аs= 3,39 см2.

 

Расчет подкрановой консоли.

 

Размеры консоли показаны на рисунке.

Достаточность этих размеров проверяю из условия:

Qc≤ 0,8* φω2* Rb* b* lb* sinθ (СНИП 2.03.01-84, ф. 85);

lb= lsup* sinθ (СНИП 2.03.01-84, ф. 85).

Qc= 0,85* Dmax+ Gcb= 0,85* 242+ 137,5= 343,2 кН.

 

Размеры консоли:

h= 1,45 м; h0= 1,4 м; h1= 0,9 м; l1= 0,55 м; bc= 0,55 м; а= 0,2 м; α= 45°.

 

Проверяю возможность смятия бетона в месте передачи нагрузки на консоль:

lsup= Qc/ (γb2* Rb* bb)= 343,2* 103/ (0,9* 8,5* 106* 0,27)= 0,17 м;

σloc= Qc/ (b* lsup)= 343,2/ (0,5* 0,3)= 2288 кПа= 2,3 МПа< 8,5 МПа.

Следовательно, прочность бетона на смятие обеспечена.

 

Проверяю условие

Q< 3,5* Rbt* b* h0;

343,2 кН< 3,5* 0,75* 100* 50* 140= 1837,5 кН, т.е. размеры сечения консоли удовлетворяют условиям прочности на действие поперечной силы.

 

Проверяю условие

Qc≤ 0,8* φω2* Rb* b* lb* sinθ,

Где φω2= 1+ 5* α* μω1= 1+ 5* 9,8* 0,006= 0,29 – коэффициент, учитывающий влияние хомутов, распложенных по высоте консоли;

α= Еs/ Еb=20* 104/ 20.5* 103= 9,8;

μω1= А/ b* sω= 15,2/ 50* 50= 0,006;

lb= lsup* sinθ= 0,17* 0,97= 0,17 м= 17см;

tgθ= h0/ (a+ ½* lsup)= 140/ (20+ ½* 17)= 4,9;

sinθ= 0,97;

Qc= 343,2 кН< 0,8* 0,29* 8,5* 100* 50* 17* 0,97= 1625,9 кН.

 

Определю площадь сечения продольной рабочей арматуры Аs из условия прочности на действие изгибающего момента по грани примыкания консоли к колонне:

Мc= 1,25* Qc* (а+ 0,8- 0,6)= 1,25* 343,2* 0,4= 171,6 кН м

 

Принимая во внимание, что в сжатой зоне консоли имеется большое количество сжатой арматуры, определяю площадь растянутой арматуры:

Аs= Мс/ (Rs* (h0- а/))= 171,6* 105/ (365* 100* (140- 5))= 3,48 см2;

из конструктивного минимума имею:

Аs= 0,002* bc* h0= 0,002* 50* 140= 14,0 см2,

что больше Аs= 3,48 см2.

Принимаю продольную арматуру 4Ø22АIII с фактической Аs= 15,2 см2.

Суммарная площадь отогнутых стержней и наклонных хомутов, пересекающих верхнюю половину линии длиной l, соединяющей точки приложения силы Qc и сопряжение нижней грани консоли и колонны, должна быть не менее:

Аinc, min= 0,002* bc* h0= 0,002* 50* 140= 14,0 см2.

Принимаю 4Ø22АIII с Аs= 15,2 см2.


Расчет фундамента под колонну по оси А.

 

Определение усилий.

 

На фундамент передаются усилия от колонны (сечение IV – IV), веса стены и фундаментной балки, веса фундамента и грунта на его обрезах. Стеновые панели из легкого бетона размерами 1,2×0,3×12,0 весят 40 кН; до отметки 15,6 м укладываются 6 панелей высотой 1,2 м.

Суммарная высота двух оконных проемов 8,4 м (0,5 кН/ м2). Вес фундаментной балки 51 кН. Нормативная нагрузка от веса стены:

Gn=40* 6+51+ 8,4* 12* 0,5= 341,4 кН.

 

Расчетная нагрузка:

G= 341,4* 1,1= 375,54 кН.

е01= 0,5* (0,3+ 0,8)= 0,55 м.

Усилия, действующие на уровне подошвы фундамента:

Mf= M3+ Q3* Hf+ G* е01,

N= N3+ G,

где M3, Q3 и N3 – усилия от колонны в сечении IV – IV на уровне обреза фундамента. Hf= 1,55 (высота фундамента назначается на стадии эскизного проектирования).

Нормативные усилия получаю путем деления расчетных усилий на усредненный коэффициент перегрузки γ= 1,15.

Основные сочетания нагрузок Комбинации усилий Усилия в сечении IV – IV колонны по оси А, кН м, кН Усилия от стены кН м, кН Суммарные усилия на уровне подошвы фундамента кН м, кН
    M N Q Q* Hf G G* е01 M N
Расчетные значения   439,7 -509,8 -572,7   857,4 857,4 1401,8   43,7 -54,1 -65,6   67,7 -83,9 -101,7   375,5 -206,6 300,8 -800,3 -881   1232,9 1232,9 1777,3  
Нормативные значения   382,4 -443,3 -498   745,6 745,6 1218,9   -47 -57   58,9 -73 -88,4   341,4 -187,8 253,5 -704,1 -774,2   1560,3  

 

Определение размеров подошвы фундамента.

 

Размеры подошвы фундамента определяю по наибольшему усилию для расчета по II группе предельных состояний (комбинация 6) по формуле:

Af= 1,05* Nser/ (R0- γm* H1), где

1,05 – коэффициент, учитывающий влияние момента;

R0= 240 кН/ м2 – условное расчетное давление на грунт основания;

γm= 20 кН/ м3 – вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах;

H1= 1,7 м – глубина заложения фундамента.

Af= 1,05* 1560,3/ (240- 20* 1,7)= 7,95 м2.

 

Задаюсь соотношением сторон подошвы фундамента:

a/ b= 0,8;

а= √ 7,95/ 0,8= 3,15 м.

Размеры подошвы фундамента в плане рекомендуется брать кратными 300 мм, в связи с чем принимаю размеры фундамента а= 3,3 м, тогда b= 0,8* 3,3= 2,64, с условием кратности 300 мм принимаю b= 3,0м.

Фактическая площадь подошвы фундамента:

Af= 3,3* 3,0= 9,9 м2.

 

Принятые размеры подошвы фундамента проверяю на действие комбинаций усилий для расчета по II группе предельных состояний из следующих условий:

max Pser< 1,2 R,

min Pser> 0,

Pser≤ R.

 

Комбинация усилий 4.

Эксцентриситет силы Мser, веса фундамента и грунта на его уступах:

е0= Мser/ (Nser+ γm* H1* a* b)= 253,5/ (1087+ 20* 1,7* 3,3* 3,0)= 0,18 м< а/6= 0,55 м.

Следовательно, сила лежит в пределах ядра сечения.

Вычислю краевые значения давления на грунт:

max Pser= (Nser+ Gser)/ А* (1+ 6* е0/ а),

max Pser= (1087+20* 1,7* 3,0* 3,3)/ 9,9* (1+ 6* 0,18/ 3,3)= 190,8 кН/ м2< 1,2 R= 288 кН/ м2.

 

min Pser= (Nser+ Gser)/ А* (1- 6* е0/ а),

min Pser= (1087+20* 1,7* 3,0* 3,3)/ 9,9* (1- 6* 0,18/ 3,3)= 96,7 кН/ м2> 0.

 

Pser= (max Pser+ min Pser)/ 2,

Pser= (190,8+ 96,7)/ 2= 143,75 кН/ м2< R= 240 кН/ м2.

 

Комбинация усилий 5.

Эксцентриситет силы Мser, веса фундамента и грунта на его уступах:

е0= Мser/ (Nser+ γm* H1* a* b)= 704,1/ (1087+ 20* 1,7* 3,0 * 3,3)= 0,49 м< а/6= 0,55 м.

Следовательно, сила лежит в пределах ядра сечения.

Вычислю краевые значения давления на грунт:

max Pser= (Nser+ Gser)/ А* (1+ 6* е0/ а),

max Pser= (1087+20* 1,7* 3,0* 3,3)/ 9,9* (1+ 6* 0,49/ 3,3)= 271,9 кН/ м2< 1,2 R= 288 кН/ м2.

 

min Pser= (Nser+ Gser)/ А* (1- 6* е0/ а),

min Pser= (1087+20* 1,7* 3,0* 3,3)/ 9,9* (1- 6* 0,49/ 3,3)= 15,68кН/ м2> 0.

 

Pser= (max Pser+ min Pser)/ 2,

Pser= (271,9+ 15,68)/ 2= 143,8 кН/ м2< R= 240 кН/ м2.

 

Таким образом принятые размеры фундаментов достаточны.

 

Расчет прочности тела фундамента.

 

Фундамент выполнен из тяжелого бетона класса В12,5; Rbt= 0,66 МПа= 6,73 кгс/ см2= 673 кН/ м2, арматура из горячекатаной стали класс АII с Rs= 280 МПа.





Поделиться с друзьями:


Дата добавления: 2016-07-29; Мы поможем в написании ваших работ!; просмотров: 494 | Нарушение авторских прав


Поиск на сайте:

Лучшие изречения:

В моем словаре нет слова «невозможно». © Наполеон Бонапарт
==> читать все изречения...

769 - | 717 -


© 2015-2024 lektsii.org - Контакты - Последнее добавление

Ген: 0.008 с.