144162 (620424), страница 3

Просмтор этого файла доступен только зарегистрированным пользователям. Но у нас супер быстрая регистрация: достаточно только электронной почты!

Текст из файла (страница 3)

M_1l=N_l·(h₀—а')/2+М_l=248,89(0,36-0,04)/2+3,12=43,07 кН·м;

M_l=N(h₀—a')/2+M=324,49(0,36-0,04)/2+4,325=56,2434 кНм;

φ_l=1+(1·43,07)/56,2434= 1.7658<2;

μ=(A_s+А'_s)/(bh)=(509+509)/(600·400)=0,00424;

так как e_a/h=13,33/400=0,0333<δ_emin=0,5-0,01·14,625–0,01·19,5=0,158, принимаем δ_e=δ_emin=0,156.

Тогда:

е=е_аη+(h₀—а')/2= 13,33 · l,0521+(360—40)/2= 174,0245 мм.

Проверку прочности сечения выполняем по формулам пп. 3.61 и 3.62 [3]. Определяем x=N/(R_bb)=324,49·10³/(19,5-600)=27,73 мм. Так как x<ξ_R·h₀=0,519·360=186,84 мм, то прочность сечения проверяем по условию (108) [3]:

R_bbx(h₀–0,5х)+R_sc·A´_s(h₀-а')=19,5·600·27,73(360–0,5·27,73) +280·509 (360-40) = =157,9·10⁶ Н·мм =157,9 кНм > Ne = 324,42·0,174 = 56,47 кН·м, т. е. прочность надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена

При проверке прочности подкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной плоскости изгиба, учитываем только угловые стержни по 2 ø20 А-III (A_s=A'_s=628мм²). В этом случае имеем размеры сечения: h=700мм, a=400мм и расчетную длину l₀=6,6 м (см. табл. 2.1). Так как l₀/h=6600/400=16,5>4, то необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность, а расчетными усилиями в сечении 6 — 6 будут: N=851,25 кН; N_l=397,6 кН; N_sh=385,62 кН.

Находим значение случайного эксцентриситета: е_а>h/30=400/30=13,33 мм; е_а>H₂/700=7560/700=10.08 мм; е_а>10 мм. Принимаем е_а=13,33 мм. Тогда соответствующие значения изгибающих моментов будут равны:

М=N·е_а=922,6·10³ ·13,33=12,29·10⁶ Нмм= 12,29 кНм;

М_l=N_l·e_а=468,94 ·10³·13,33=6,25·10⁶ Нмм=6,25кНм.

Для определения N_cr вычисляем:

M_1l=N_l·(h₀-а')/2+М_l=468,94(0,36-0,04)/2+6,25=81,3кНм;

M_l=N(h₀-a’)/2+M=922,6(0,36-0,04)/2+12,29=160 кНм;

φ_l=1+(1·81,3)/160= 1,51<2;

μ=(A_s+А'_s)/(bh)=(509+509)/(800·400)=0,00477; так как

e_a/h=13,33/400=0,0333<δ_emin=0,5-0,01·18.9–0,01·19,8=0,113, принимаем δ_e=δ_emin=0,113.

Тогда:

' .

е=е_аη+(h₀—а')/2= 13,33·1,148+(360—40)/2= 175,3 мм.

Проверку прочности сечения выполняем по формулам пп. 3.61 и 3.62 [3]. Определяем

x=N/(R_bb)=922,6·10³/(19,8·800)=58,2мм.

Так как x<ξ_R·h₀=0,582·360=209,5мм, то прочность сечения проверяем по условию (108) [3]:

R_bbx(h₀–0,5х)+R_sc·A´_s(h₀-а')=19,8·800·58,2(360-0,5·58,2) +365·763(360-40)=394,17·10⁶Нмм =394,17 кНм > Ne = 922,6·0,1753 = 161,7 кНм, т. е. прочность надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена.

Расчет прочности подкрановой консоли производим на действие нагрузки от собственного веса подкрановых балок и максимального вертикального давления от двух сближенных мостовых кранов с учетом коэффициента сочетаний ψ=0,85, или Q = G₆+D_maxψ = 48,4+504,1·0,85 = 476,89 кН (см. раздел 2.1).

Проверяем прочность консоли на действие поперечной силы при возможном разрушении по наклонной полосе в соответствии с п. 3.99 [3]. Поскольку 2,5R_bt·b·h₀ = 2,5·1,3·400·1060 = =1378·10³ Н=1378 кН > Q = 476,89 кН, то по расчету не требуется поперечная арматура. По конструктивным требованиям принимаем хомуты диаметром 6 мм класса A-I, устанавливаемые с максимально допустимым шагом 150 мм.

Для обеспечения прочности консоли в вертикальном сечении на действие изгибающего момента определяем площадь сечения продольной арматуры по формуле (208) [3]:

A_s=Ql₁/(h₀R_s)=476,89·10³·450/(1060·280)=723,3мм². Принимаем 3 ø 16 А-III (A₅=763мм²).

1. Проектирование монолитного внецентренно-нагруженного фундамента:

Для предварительного определения размеров подошвы фундамента находим усилия Nⁿ_f и Mⁿ_f на уровне подошвы фундамента для комбинации усилий с максимальным эксцентриситетом с учетом нагрузки от ограждающих конструкций.

Расчетная нагрузка от стеновых панелей и остекления равна G₃=35,7192 кН (см. раздел 2.1), а для расчета основания Gⁿ₃ = G₃/γ_f = 35,7192/1,1 = 32,472 кН. Эксцентриситет приложения этой нагрузки относительно оси фундамента будет равен е₃ = 240/2+400 = 520мм = 0,52м.

Анализируя значения усилий в таблице находим, что наиболее неблагоприятной комбинацией для предварительного определения размеров подошвы фундамента по условию максимального эксцентриситета (отрыва фундамента) является вторая комбинация усилий. В этом случае получим следующие значения усилий на уровне подошвы фундамента:

N_fⁿ= Nⁿ + Gⁿ₃ = 474,56+32,472 = 507,032 кН;

М_fⁿ=М^п + Q·h_f +G₃ⁿ_·е₃ = -225,61-29,36·2,4-32,47·0,52= -312,949 кН·м;

e₀ = | М_fⁿ / N_fⁿ| = 312,1/575,21 = 0,54 м.

С учетом эксцентриситета продольной силы воспользуемся формулами табл. XII.I. [1] для предварительного определения размеров подошвы фундамента по схеме 2:

м

м

м

где γ_m= 20 кН/м — средний удельный вес фундамента с засыпкой грунта на его обрезах; R= R₀ = 0,3 МПа = 300 кПа - условное расчетное сопротивление грунта по индивидуальному заданию.

Принимаем предварительно размеры подошвы фундамента, а =2,7 м и b=2,1 м. Уточняем расчетное сопротивление песчаного грунта основания согласно прил. 3 [9]:

R=R₀[1+k₁(b– b₀)/b₀]+ k₂·γ_m(d -d₀)=250·(1+0,125·(2,1-1)/1)+0,25·20(2,55-2)=287,125кПа,

где k₁ = 0,125 и ki = 0,25 принято для песчаных грунтов по [9].

Определим усилия на уровне подошвы фундамента принятых размеров от нормативных нагрузок и соответствующие им краевые давления на грунт по формулам:

Nⁿ_inf= Nⁿ + Gⁿ₃ +a·b·d·γ_m·γ_n; Мⁿ_inf=М^п + Q·h_f +G₃ⁿ_·е₃; Pⁿ_л(п)= Nⁿ_inf/A_f±Мⁿ_inf/A_f: где γ_m =1 - для класса ответственности здания I; A_f= ab = 2,7·1,8 =5,67 м²;W_f = ba²/6 = 1,8·2,7²/6=2,552 м³.

Таблица 2. Постоянные нагрузки на 1 м² покрытия:

Комбинация усилий от колонны	Усилия		Давление к.Па.
	Мninf	Nninf	Pnл	Pnп	Pnm
Первая	943,522	46,95	148,005	184,807	166,406
Вторая	796,202	-312,949	263,077	17,771	140,424
Третья	1061,862	-212,378	270,514	104,041	187,277

Так как вычисленные значения давлений на грунт основания:

Рⁿ_mах =270,514кПа < l,2R = 1,2·287,125 = 344,55 кПа;

Pⁿ_min = 17,771 кПа > 0;

Pⁿ_m= 187,277 кПа < R = 287,125 кПа;

то предварительно назначенные размеры подошвы фундамента удовлетворяют предъявляемым требованиям по деформациям основания и отсутствию отрыва части фундамента от грунта при крановых нагрузках. Таким образом, оставляем окончательно размеры подошвы фундамента а = 2,7 м и b = 2,1 м.

Расчет тела фундамента выполняем для принятых размеров ступеней и стакана согласно рисунку . Глубина стакана назначена в соответствии с типом опалубки колонны по приложению V, а поперечное сечение подколенника имеет размеры типовых конструкций фундаментов под колонны промышленных зданий.

Расчет на продавливание ступеней фундамента не выполняем, так как размеры их входят в объем пирамиды продавливания.

Для расчета арматуры в подошве фундамента определяем реактивное давление грунта основания при действии наиболее неблагоприятной комбинации расчетных усилий (третьей) без учета собственного веса фундамента и грунта на его обрезах. Находим соответствующие усилия на уровне подошвы фундамента:

N_inf= N_c + G₃ = 851,25+35,7192 = 886,9692 кН;

M_inf= М_c + G₃е₃ + Q_ch_t = -142,63-35,7192·0,52-39,23·2,4 = -255,356 кНм.

Тогда реактивные давления грунта будут равны:

р_шах = 886,9692/5,67 + 255,356/2,5515 = 256,5127 кПа

р_шin = 886,9692/5,67 - 255,356/2,5515 = 56,3512 кПа

Р₁ = р_mах – (р_mах – p_min/a)·a₁ = 256,5127 – (256,5127 – 56,3512)/2,7·0,3 = 234,27258 кПа;

Р₂ = 212,0324 кПа;

Расчетные изгибающие моменты в сечениях 1 – 1, 2 – 2 и т.д. вычисляем по формуле:

М_1-1 = b·а_i²·(2·р_mах+ p_i)/6 = 2,1·0,3²(2·256,5127+234,2725)/6 = 23,539 кНм;

М _2-2 = 2,1·0,6²(2·256,5127+212,0324)/6 = 91,3572 кНм.

Требуемое по расчету сечение арматуры составит:

A_s,1-1= M_l-1/(R_s·0,9·h₀₁) =23,54·10⁶/(280·0,9·260) = 359,2643 мм²

A_s,2-2= M_2-2/(R_s·0,9·h₀₂) = 91,3572·10⁶/(280·0,9·560) = 647,3724 мм²;

Принимаем минимальный диаметр арматуры для фундамента при а=2,7 м равным 10 мм. Для основного шага стержней в сетке 200 мм на ширине b = 2,1 м будем иметь в сечении 2–2 9ø10, А-III, A_s = 707 мм² > 647,37 мм². Процент армирования будет равен μ =А_s·100/(b·h₀₄) = =647,37·100/(1800·560) = 0,06 % >μ_min = 0,05 %.

Расчет рабочей арматуры сетки плиты фундамента в направлении короткой стороны выполняем на действие среднего реактивного давления грунта р_т = 270,053 кПа, соответственно получим:

М_3–3=p_m·a·b₁²/2=156,43·2,7·0,3²/2 = 19,0062 кНм;

A_s,3–3= M_3–3/(R_s·0,9·h₀) = 19,0062·10⁶/(280·0,9·250) = 301,6857 мм².

По конструктивным требованиям принимаем минимальное армирование 14ø10, А - III, с шагом 200мм.

Расчет продольной арматуры подколенника выполняем в ослабленном коробчатом сечении 4–4 в плоскости заделки колонны и на уровне низа подколонника в сечении 5–5. Размеры коробчатого сечения стаканной части фундамента преобразуем к эквивалентному двутавровому с размерами, мм: b = 650; h = 1500; b_f = b'_f = 1200; h_f = h'_f = 300; а = а´ = 50; h₀ = 1450. Вычислим усилия в сечении 4 –4 от второй комбинации усилий в колонне с максимальным изгибающим моментом по следующим формулам:

N =N_c+G₃ +a_c·b_c·d_c·γ·γ_m·γ_п=545,75 + 35,7192+1,5·1,2·0,9·25·1,1·1 = 626,0192 кН

M =M_c+Q_c·d_c+G₃·е₃= 259,45 + 33,76·0,9 + 35,7192·0,52 = 308,408 кН*м.

Эксцентриситет продольной силы будет равен:

e₀=M/N=308,4082/626,0192 = 0,493м = 493 мм > е_а = h/30 = 1500/30 = 50 мм.

Находим эксцентриситет силы N относительно центра тяжести растянутой арматуры:

e = e_о +(h_о – a^´)/2 =493 + (1450 – 50)/2 = 1193мм.

Характеристики

Список файлов курсовой работы