Материал: Проект каркаса здания

Усилия от длительно действующей нагрузки:

M_l = 0 кН м;

N_l = 859,1 кН.

Расчетная длина подкрановой части колонны:

l₀ = 1,5H₁ = 1,54,65 = 6,975 м (СНиП 2.03.01-84, табл.32).

i = √h²/ 12 = √70²/ 12 = 20,21 см;

λ = l₀/ i = 697,5/ 20,21 = 34,5 > 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.

Эксцентриситет центра тяжести приведенного сечения:

,

(СНиП 2.03.01-84, п.3.2, 1.21),

следовательно, случайный эксцентриситет в расчете не учитываю.

(СНиП 2.03.01-84, 1.21), где

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

момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения, создаваемый длительно действующей частью силы N от постоянных и временных длительных нагрузок;

 - момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения, создаваемый силой N;

δ_e = е₀/ h = 4/ 70 = 0,06 (СНиП 2.03.01-84, п.3.6), но не менее

δ_e.min = 0,5- 0,01* (е₀/ h)- 0,01* R_b* γ_b2 =

= 0,5- 0,01* (4/ 70)- 0,01* 8,5* 1,1 = -0,04.

Принимаю δ_e = 0,06.

φ_p = 1 - коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жесткость элемента;

Коэффициент, учитывающий влияние прогиба на значение эксцентриситета продольного усилия:

(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 = 4 1,06+ 0,570- 4 = 32,1 см.

При условии, что А_s = A_s^/, высота сжатой зоны:

X = N/ (γ_b2 R_b b) = 1526,91000/ (1,18,510050) = 32,7 см.

Относительная высота сжатой зоны:

ξ = X/ h₀ = 32,7/ 66 = 0,5 (СНиП 2.03.01-84, п.3.16).

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

(СНиП 2.03.01-84, ф.25),

где ω - характеристика сжатой зоны бетона,

ω = α- 0,008R_b = 0,85- 0,0088,5 = 0,782 (СНиП 2.03.01-84, ф.26);

σ_sc.u = 400 МПа;

σ_sR = R_s = 365 МПа;

ξ = 0,45< ξ_R = 0,62 (СНиП 2.03.01-84, п.3.20);

Следовательно, арматура по расчету не требуется и берем ее по конструктивным требованиям

Принимаю 3Ø18 А400 с А_s = 7,63 см².

Поперечная арматура  мм,  мм.

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

,

где

2.2.4 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:

,

где γ = 25 кН/ м³ - удельный вес железобетона;

k_дин = 1,6 - коэффициент динамичности (СНиП 2.03.01-84, п.1.13);

Требуемое количество арматуры в сечении II - II при изгибе в плоскости грани h (при γ_b2 = 0,9) (СНиП 2.03.01-84, табл. 15).

X = N/ (γ_b2 R_b b) = 742,021000/ (0,98,510050) = 19,4 см.

Относительная высота сжатой зоны:

ξ = X/ h₀ = 19,4/ 56 = 0,35 (СНиП 2.03.01-84, п.3.16).

η = 0,825;

Принимаем 3Ø16А400 с А_s = 6,03 см².

2.2.5 Расчет подкрановой консоли

Достаточность размеров консоли проверяем из условия:

Q_c≤ 0,8φ_ω2R_bbl_bsinθ (СНиП 2.03.01-84, ф. 85);

l_b = l_supsinθ (СНиП 2.03.01-84, ф. 85)._c = 0,85N_max+ G_cb = 0,85301,2+130,6 = 368,62кН.

Размеры консоли:

h = 1,1м; h₀ = 1,05 м; h₁ = 0,4 м;

l₁ = 0,7 м; b_b = 0,34 м; а = 0,4 м; α = 45°.

Проверяем возможность смятия бетона в месте передачи нагрузки на консоль:

l_sup = Q_c/ (γ_b2R_bb_b) = 368,6210³/ (0,98,510⁶0,34) = 0,15 м;

σ_loc = Q_c/ (bl_sup) = 368,62/ (0,50,15) = 4915 кПа = 4,92МПа< 8,5 МПа.

Следовательно, прочность бетона на смятие обеспечена.

Проверяем условие

Q< 3,5R_btbh₀;

,62 кН< 3,50,755077 = 10106,25 кН, т.е. размеры сечения консоли удовлетворяют условиям прочности на действие поперечной силы.

Проверяем условие

Q_c≤ 0,8φ_ω2R_bbl_bsinθ,

где φ_ω2 = 1+5αμ_ω1 = 1+58,30,006 = 1,25 - коэффициент, учитывающий влияние хомутов, распложенных по высоте консоли;

tgθ = h₀/ (a+ ½l_sup) = 105/ (40+ ½15) = 2,21;

sinθ = 0,91;_c = 368,62 кН< 0,81,25 8,550140,91 = 5414,5кН.

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

М_c = 1,25Q_c(а+ 0,8- 0,6) = 1,25368,620,6 = 276,5 кНм

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

А_s = М_с/ (R_s (h₀- а^/)) = 276,510⁵/ (365100(105- 5)) = 7,6 см²;

из конструктивного минимума имеем:

А_s = 0,002b_ch₀ = 0,00250105 = 10,5 см².

Принимаем продольную арматуру 4Ø20А400 с фактической А_s = 12,56 см².

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

А_{inc, min} = 0,002b_ch₀ = 0,00250105 = 10,5 см²

Принимаем 4Ø20А400 с А_s = 12,56 см².

Поперечная арматура  мм,  мм.

Рис. 12. Схема армирования консоли колонны по оси Б

Рис. 13. Схема армирования колонны по оси Б

3. Расчет фундамента под колонну по оси А

3.1    Определение усилий

Фундамент выполнен из тяжелого бетона класса В15, R_b = 8,5 МПа, R_bt = 0,75 МПа, арматура - из горячекатаной стали класса А300 с R_с = 270 МПа.

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

·  1,8×0,3×12,0 весят 60 кН;

·        1,2×0,3×12,0 весят 40 кН.

До отметки +10.200 м укладываются 5 панелей высотой 1,8 м и 1 панель высотой 1,2 м.

Суммарная высота двух оконных проемов 3,6 м (0,5 кН/ м²). Вес фундаментной балки 51 кН. Нормативная нагрузка от веса стены:

G_n = 605+401+51+ 3,6120,5 = 412,6 кН

Расчетная нагрузка:

G = 412,61,1 = 454 кН

е₀₁ = 0,5 (0,3+ 0,8) = 0,55 м

Усилия, действующие на уровне подошвы фундамента:

где M_IV, Q_IV и N_IV - усилия от колонн в сечении IV-IV на уровне обреза фундамента. H_f = 1,45 (высота фундамента назначается на стадии эскизного проектирования).

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

Таблица 8