Slm=1.3*N/0.85*Rw*hw=1.3*220*103/0.35*150*106*0.01=220 кН,

где N=M/h0*?=94.96*103/0.89*0.485=220 кН.

Коэффициент [1,3] вводим для обеспечения надежной работы сварных швов

в случае перераспределение моментов вследствие пластических деформаций.

При двух стыковых стержнях и двусторонних швах длина каждого шва будет

равна :

lw=Slw/4+0.01=0.22/4+0.01=0.06 m.

Конструктивное требование: lw=5d=5*0.02=0.1 m.

Принимаем l=0.1m

Площадь закладной детали из условия работы на растяжение:

A=N/Rs=220*103/210*106=10.5*10-4 m2.

Принимаем 3 Д в виде гнутого швеллера из полосы g=0.008 m длиной 0,15 м;

A=0.008*0.15=12*10-4 m2>A=10.5*10-4 m2.

Длина стыковых стержней складывается из размера сечения колонны, двух

зазоров по 0,05 м и l=0.25+2*0.05+2*0.1=0.55 m.

3. Расчет внецентренно сжатой колонны.

1. Определение продольных сил от расчетных усилий.

Грузовая площадь средней колонны при сетке колонны 6х52, м равна

Агр=6*5,2=31,2 м2.

Постоянная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом jn=0.95:

Qперекр=3920*31,2*0,95=116,2 кН, от ригеля Qbm=(2.61*103/5.2)*31.2=15.66

кН; от колонны: Qcol=0.25*0.25*4.2*25000*1.1*0.95=6,86 кН., Итого:

Gперекр=138,72 кН.

Временная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом jn=0.95:

Qвр=4800*31,2*0,95=142,27 кН, в точности длительная:

Qврдл=3000*31,2*0,95=88,92 кН, кратковременное Qвркр=1800*31,2*0,95=53,35

кН.

Постоянная нагрузка при весе кровли и плиты 4 КПа составляет:

Qпок=4000*31,2*0,95=118,56 кН, от ригеля : Qвш=15,66 кН; от колонны:

Qcol=6,86 кН;

Итого: Gпокр=141,08 кН.

Снеговая нагрузка для города Москвы – при коэффициентах надежности по

нагрузке jf=1.4 и по назначению здания jn=0.95: Qcн=1*31,2*1,4*0,95=41,5

кН, в точности длительная:

Qснl=0.3*41.5*103=12.45 кН; кратковременная : Qснкр=0,7*41,5*103=29,05 кН.

Продольная сила колонны I этажа от длительных нагрузок :

Nl=((141.08+12.45+(138.72+88.92)*2)*103=608.81 кН; то же от полной нагрузки

N=(608.81+29.05+53.35)*103=691.21 кН.

2. Определение изгибающих моментов колонны от расчетных нагрузок.

Определяем максимальный момент колонн – при загружении 1+2 без

перераспределения моментов. При действии длительных нагрузок:

М21=(?*g+?*?)*l2= - (0.1*27.36+0.062*17.1)*103*5.22= - 102.65 кН*м.

N23= - (0,091*27,36+0,03*17,1)*103*5.22= - 81.19 кН*м.

При действии полной нагрузки: М21= - 102,65*103-0,062*10,26*103*5,22= -

119,85 кН*м;

М23= - 81,19*103-0,03*10,26*103*5,22= - 89,52 кН*м.

Разность абсолютных значений опорных моментов в узле рамы: при

длительных нагрузках

?Мl=(102.65-81.19)*103=21.46 кН*м;

?М=(119,85-89,52)*103=30,33 кН*м.

Изгибающий момент колонны I этажа: М1l=0.6*?Мl=0.6*21.46*103=12.88

кН*м; от полной нагрузки: М1=0,6*?М=0,6*30,33*103=18,2 кН*м.

Вычисляем изгибающие моменты колонны, соответствующие максимальным

продольным силам; для этого используем загружение пролетов ригеля по

схеме 1.

От длительных нагрузок : ?Мl=(0,1-0,091)*44,46*103*5,22=10,82 кН*м;

Изгибающий момент колонны I этажа: М1l=0.6*10.82*103=6.5 кН*м.

От полных нагрузок: ?М=(0,01-0,091)*52,31*103*5,22=12,73 кН*м;

изгибающий момент колонны I этажа: М1=0,6*12,73*103=7,64 кН*м.

3. Характеристики прочности бетона и арматуры.

Бетон тяжелый класса В20; Rb=11.5 МПа; jb2=0.9; Eb=27000 МПа.

Арматура класса А-III, Rs=365 МПа; Es=200 000 МПа.

Комбинация расчетных усилий: max N=691.21 кН, в точности от длительных

нагрузок Nl=608.81 кН и соответствующий момент М1=7,64 кН*м, в точности от

длительных нагрузок M1l=6.5 кН*м.

Максимальный момент М=18,2 кН*м, в точности Ml=12.88 кН*м и

соответствующее загружению 1+2 значение N=691.21*103-142.27*103/2=620.1 кН,

в точности Nl=608.81*103-88.92*103/2=564.35 кН.

4. Подбор сечений симметричной арматуры As= As’.

Приведем расчет по второй комбинаций усилий.

Рабочая высота сечения колонны h0=h-a=0.25-0.04=0.21 m; ширина b=0.25 m.

Эксцентриситет силы е0=M/N=18.2*103/620*103=0.029 m. Случайный

эксцентриситет е0=h/30=0.25/30=0.008 m, или е0=l/600=4.2/600=0.029m>

случайного, его и принимаем для расчета статически неопределимой системы.

Находим значение моментов в сечении относительно оси, проходящий через

ц.т. наименее сжатой (растянутой) арматуры.

При длительной нагрузки: : М1l=Мl+Nl(h/2-

a)=12.88*103+564.35*103(0.25/2-0.04)=60.85 кН*м; при полной нагрузки:

М1=18,2*103+620,1*103*0,085=70,91 кН*м.

Отношение l0/?=4.2/0.0723=58.1>14

Расчетную длину многоэтажных зданий при жестком соединении ригеля с

колоннами в сборных перекрытиях принимаем равной высоте этажа l0=l. В

нашем случае l0=l=4,2 м.

Для тяжелого бетона: ?l=1+M1l/Ml=1+60.95*103/70.91*103=1.86. Значение

j=l0/h=0.029/0.25=0.116<jmin=0.5-0.01*l0/h-0.01*Rb=0.5-0.01*4.2/0.25-

0.01*0.9*11.5=0.229 – принимаем j=0.229. Отношение модулей упругости

?=Es/Eb=200*109/27*109=7.4.

Задаемся коэффициентом армирования ?1=2*As/A=0.025, вычисляем критическую

точку :

Ncr=6.4Eb*A/l2* [r2/ ?l*(0.11/(0.1+j)+0.1)+??1*(h/2-

a)2]=6.4*27*109*0.252/4.22*[0.07232/1.86*(0.11/(0.1+0.229)+0.1)+7.4*0.0025

(0.25/2-0.4)2]=

1566 кН.

Вычисляем : ?=1/(1-N/Ner)=1/(1-620.1*103/1566*103)=1.66

Значение эксцентриситета равно: e=e0*?+h/2-a=0.029*1.66+0.25/2-0.04=0.13

m.

Определяем границу относительную высоту сжатой зоны:

?r=w/1+65R/500*(1-w/1.1)=0.77/1+365*103/500*(1-0.77/1.1)=0.6.

где w=0,85-0,008*Rb=0.85-0.08*0.9*11.5=0.77 – характеристика

деформированных свойств бетона.

Вычисляем :

1) ?n=N/Rb*b*h0=620.1*103/0.9*11.5*103*0.25*0.21=1.14>?R.

2) ?S= ?n(e/h0-1+ ?n/2)/1-S’=1.14*(0.13/0.21-1+1.14/2)/1-0.19=0.27>0

j’=a’/h0=0.04/0.21=0.19.

3) ?= ?n(1- ?R)+2* ?S* ?R /1- ?R+2* ?S=(1.14*(1-0.6)+2*0.27*0.6)/1-

0.6+2*0.27=0.83> ?R

Определяем площадь сечения арматуры:

As=As’=N/Rs*(e/h0- ?*(1- ?/2)/ ?n)/1-j’=620.1*103/365*103*(0.13/0.21-

0.83*(1-0.83)/1.14)/1-0.19=

=4.05*10-4 m2.

Принимаем 2ш18 А-III с As=5.09*10-4 m2.

Проверяем коэффициенты армирования: ?=2*As/A=2*5.09*10-

4/0.252=0.016<0.025. Следовательно, принимаем армирование колонны по

минимальному коэффициенту:

2As/A=0.025

As=A*0.025/2=0.0252*0.025/2=7.81*10-4 m2.

Принимаем 2Ф25 А –III с As=9.82*10-4 m2.

5. Расчет и конструирование короткой консоли.

Опорное давление ригеля Q=156,8 кН.

Принимаем бетон класса В20; Rb=11.5 МПа, jbr=0.9

Арматура класса А-III, Rs=365 МПа, принимает длину опорной площади

l=0.2m при ширине ригеля bbm=0.2 m и проверим условие:

Q/0.75*l*bbm=156.8*103/0.75*0.2*0.2=5.23МПа < Rb=11.5 МПа.

Вылет консоли с учетом зазора 0,05 м составляет l1=0.25 m, при этом

расстояние а=l1-l/2=0.25-0.2/2=0.15 m.

Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной

h=(0.7/0.8)*hbm=0.75*0.5=0.4m; при угле наклона сжатой грани j=450

высота консоли у свободного края h1=h-l1=0.4-0.25=0.15m;

Рабочая высота сечения консоли h0=h-a=0.4-0.03=0.37m; Поскольку

l1=0.25m<0.9h0=0.9*0.37=0.33m - консоль короткая.

Консоль армируем горизонтальными хомутами Ф6А-I с As=2*0.283*10-

4=0.586*10-4 m2 с шагом S=0.1m и отгибами 2ФА-III с As=4.02*10-4 m2.

Проверяем прочность сечения консоли по условию:

?w1=Asw/bs=0.566*10-4/0.25*0.1=0.023;

?s=Es/Eb=210*109/27*109=7.8; ?w2=1+5*?* ?w1=1+5*7.8*0.0013=1.05;

sin2?=h2/( h2+l21)=0.42/(0.42+0.252)=0.72, при этом

Qb=0.8* ?w2*Rb*b*sin2 ?=0.8*1.05*0.9*11.5*106*0.25*0.2*0.72=313 кН.

Правая часть этого условия принимается не более

3,5Rbt*h0*b=3.5*0.9*0.9*106*0.25*0.37=262.24 кН.

Следовательно, Qmax=156.8 кН<Qb=262.24 кН. – прочность обеспечена.

Изгибающий момент консоли у грани колонны по ф:

М=Q*a=156.8*103*0.15=23.52 кН*м.

Площадь сечения продольной арматуры при ?=0,9.

As=1.25*M/Rs*h0* ?=1.25*23.52*103/365*106*0.9*0.37=2.42*10-4 m2.

Принимаем 2Ф14 А-III с As=3.08*10-4 m2.

6. Конструирование арматуры колонны. Стык колонн.

Колонна армируется пространственным каркасом, образованным из плоских

сварных каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре продольной

арматуры ш25 мм равен ш8 мм. Принимаем ш8 А-I с шагом S=0.25m – по

размеру стороны сечения колонны, что менее 20*d=20*0.025=0.5m

Стык колонн выполняем на ванной сварке выпусков стержней с

обетонированием.

В местах стыка концентрируется напряжения, поэтому торцевые участки

усиливаем косвенным армированием. Последнее препятствует поперечному

расширению при продольном сжатии.

Косвенное армирование представляет собой пакет поперечных сеток.

Принимаем 6 сеток с шагом S=0.05m – на расстоянии 0,25 м – по размеру

стороны сечения колонны. Первая сетка располагается на расстоянии 0,015м

от наружной поверхности элемента.

Рисунок___ Стык колонн Рисунок ___ Сетка С-

4

4. Расчет центрально-нагруженного фундамента.

Сечение колонны принимаем 0,25*0,25 м. Усилие колонны у заделки в

фундаменте:

1. N=691.21 кН*м, М=7,64*103/2=3,82 кН*м, эксцентриситет –

е0=M/N=3,82*103/691,21*103=0,006м;

2. N=620.1 кН, М=18.2*103/2=9.1 кН*м; е0=M/N=9.1*103/620.1*103=0.01m.

Ввиду относительно малых значений эксцентриситетов фундамент колонны

рассчитываем как центрально нагруженный.

Расчетное усилие N=691.21 кН; усредненное значение коэффициента надежности

по нагрузке jf=1.15, нормативное усилие Nn=N/jf=691.21*103/1.15=601.05 кН.

Принимаем бетон для фундамента класса В12,5; Rbt=0.66 МПа, jb2=0.9.

Арматура класса

А-II, Rs=280 МПа. Расчетное сопротивление грунта – R0=0.2 МПа.

Вес единицы объема бетона фундамента и группа на его обрезах j=20 кг/м3.

Высоту фундамента предварительно принимаем равной H=0.5 m; глубину

заложения H1=1.05m.

Площадь подошвы фундамента определяем предварительно без поправок R0

на ее ширину и заложения:

A=Nn/R0-j*H1=601.05*103/0.2*103-20*103*1.05=3.36 m2.

Сторона квадратной подошвы а=?A=?3.36=1.87 m.

Принимаем a=2.1m (кратно 0,3).

Давление на грунт от расчетной нагрузки p=N/A=691.21*103/2.1*2.1=156.74

кН/м2.

Рабочая высота фундамента из условия продавления:

h0= - (hcol+bcol)/4 + 1/2?N/Rbt+p= - (0.25+0.25)/4 +

Ѕ(?691.21*103/0.9*0.66*106+156.74*103)=0.35m.

Полную высоту фундамента устанавливаем из условий:

- продавления : H=0.35+0.04=0.39 m.

Страницы: 1, 2, 3, 4, 5