5.2 Проверка прочности сечений ветвей колонны на эксплуатационные нагрузки из плоскости рамы

Обе ветви рассчитываются на сжатие со случайным эксцентриситетом как сплошные сечения при действии максимальных продольных сил.

Надкрановая ветвь

b=60 см; h=50 см; l₀=1,5H₂=1,5·4,7=7,05 м.

Наибольшее значение продольной силы N^max=903,3 кН (N₁=835,4 кН) имеем при сочетании постоянной и одной временно (снеговой) нагрузок, т.е. при0,9, следовательно,

Случайный эксцентриситет:

см;

Принято: см.

;

см⁴; A_s==6,03 см²(3Ø16 А-III);

см⁴;

=a/h₀=0,11.

N_cr ;

е=1,20·1,7+0,5·50-5=22 см;

.

Армирование по расчёту из плоскости рамы не требуется.

Подкрановая ветвь

N_max=2209,1 кН; N₁=2177,1 кН; h=50 cм; h₀=45 cм; b=2·b_в=2·25=50 см; 0,9;

см; l₀=0,8·H₁=0,8·13,3=10,6 м; A_s==6,03 см²(3Ø16 А-III);

;см⁴;см⁴; =a/h₀₌0,11;

Принято:

N_crкН;

е=12,5·1,7+0,5·50-5=41,25 см;

.

Имеем второй случай внецентренного сжатия:

A_s==.

Армирование по расчёту из плоскости колонны не требуется.

5.3 Проверка прочности нормальных сечений на монтажные нагрузки

Значения нагрузок q₁ и q₂ от собственной массы колонны определяем с учётом динамического коэффициента =1,4:

q₂=0,5·0,6·2500·1,4=1050 кгс/м=10,5 кН/м.

Для определения q₁ вычислим вес подкрановой части колонны как разность между весом всей колонны G=16,3 т и весом надкрановой части G₂=1,05·4,7=4,94 т:

G₁=G-G₂=16,3- 4,94=11,36 т;

q₁=тс/м=10,9 кН/м.

Опорный момент:

M_sup=0,5q₂=0,5·10,5·4,7²=116 кНм.

Пролётный момент:

M₁=кНм.

Момент, воспринимаемый на опоре (A_s==8,04 см², z_s=45-5=40 cм⁾:

M_{сеч sup}=R_sA_sz_s=36,5·8,04·40=11740 кНсм> M_sup=11600 кНcм.

Момент, воспринимаемый пролётным сечением (A_s==12,06 см², z_s=54-6=48 cм):

M_{сеч l}=36,5·12,06·48=25100<23400 кНсм.

Прочность сечений в процессе монтажа обеспечена. Поперечные стержни Ø6 А-I с шагом S_w=150 мм.

6. Проектирование фундамента под крайнюю колонну

6.1 Определение размеров

На верхний обрез фундамента от колонны передаются усилия:

кН; =1586,9 кН;M=- 398,6кНм; Q=3 кН;

=0,4 м.

Кроме этого, на фундамент передается дополнительное вертикальное усилие от массы панелей наружного ограждения, расположенного ниже отметки 13,3 м и массы фундаментных балок G_фб=1,6 т (1600 кг):

=кН;

кН.

Моменты сил и:

-e₁=-242·0,4=-96,8 кНм;

= - e₁= - 266,2·0,4=-106,5 кНм.

Полное значение усилий, передающихся на фундамент:

N_ф=N+=1745,6+266,2=2011,8 кН;

М_ф= M+=- 398,6-106,5= -505,1 кНм;

N_фп=1586,9+242=1828,9 кН;

М_фп= -398,6-96,8=- 495,4 кНм.

Задаваясь отношением ширины фундамента к длине , определяем длину при е_ф расчётных и нормативных значений усилий:

е_ф=м;

е_фп=м.

Принимаем высоту h_ф=1,8 м. Средняя нагрузка от массы фундамента и грунта кН/м;d_ф=h+0,15=1,8+0,15=1,95 м.

Условное расчётное сопротивление грунта принимаем равным:

R_сеч=25тс/м²=250 кН/м²;

К=131,2;

а_ф=e_фп(2+0,271(2+3,7 м.

Принято a_ф=3,7 м; b_ф=

Глубину стакана определяем, исходя из наибольшего размера сечения колонны и необходимой анкеровки её продольной арматуры:

h_ст=h₁+50=1300+50=1350 мм>30d_s=30·16=480 мм.

Толщина стенок стакана (по верху) =275 мм:

а_ст=h₁+2+150=1300+2·275+150=2000 мм;

b_ст=b₁+2+150=500+2·275+150=1200 мм.

Принято две ступени высотой по 300 мм. Вынос верхней ступени принят равным 300 мм, нижней – 500 мм; h_он=25 см; h₀₁=600-50=550 мм.

Проверяем высоту плитной части фкндамента расчётом её на продавливание подколонником (от нагрузок при

кН/м²;

кН/м²<1,2R_сеч=1,2·250=300 кН/м²;

107,4 кН/м².

Размер нижнего основания пирамиды продавливания:

а₁=а_ст+2h₀₁=2000+2·550=3100 мм;

C=мм.

Усилие продавливания:

Р=Cb=0,3·3·255=229,5 кН.

Средний размер грани пирамиды продавливания:

м;

Р=229,5 кН<R_bth₀₁b_m=0,09·0,9·550·210=9355,5 кН.

Условие прочности на продавливание выполняется.