Расчет сборных железобетонных конструкций промышленного здания, длинна которого равна 144 метрам (место строительства – г. Чита), страница 12

Арматура по расчету не нужна. По принимаем минимально необходимое армирование по 2 20 А111 каждой стороны колонны (А= А’= 6,23 см2). Принятая арматура обеспечивает ц= 12,56 х 10О/(40х77) =0,41 %, что больше минимального по и незначительно отличается от предварительно принятого ц= 0,5%. Г]оперечную арматуру принимаем б А111 с шагом 400 мм.
За высоту сечения принимаем его размер из плоскости изгиба, т. е. = Ь = 0,4 м. Расчетная длина подкрановои части колонны из плоскости изгиба по 1 = 0,8Н= 0,8 х (1095—3,65) = = 584 м. Поскольку 10/Ь = 14,6 13,7 (гибкость в плоскости рамы), требуется поверка прочности из плоскости изгиба. Усилие приложено со случаиным эксцентриситетом е= i / 30 = 0,4 / 30 = 0,013.
В этом расчете размеры прямоугольного сечения подкрановой части: Ь = 800 мм, i = 400 ММ, а = а’ = ЗОмм.
Тогда рабочая высота сечения = 0,4 —0,03 = 037 м.
Сечение проверяем по усилиям в сечении 4—4, поскольку там деиствует наибольшая сила = 784 кН при М =
= !е= 784 х 0,013 = 10,19 кН•м (комбинация 1+3+7+11+13 ). В это сочетание входят усилия от длительно
деиствующеи нагрузки ! = 375 кН (загружение 1 из ), приложенное с тем же случаиным эксцентриситетом е, поэтомум =н е=375х0,013=4,86кН.м.
Так как в сочетание входят крановые нагрузки, коэффициент условии работы бетона 1.1.
В первом приближении влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольнои силы не учитываем. Эксцентриситет продольной силы е0 = е= 0,013 см.
По п. 3.20 высота сжатои зоны
х= Н! Ь = 784х10/(1265х0,8х0,37)=0,21 м < i= 0,581 хО,37=О,215 м. далее определяем несущую способность сечения
= 10х[12,65 хО,8 хО21 (0,37—0,21 /2)+ 365 хб,28 х 10 (0,37 — 0,03)1= 641 кН•м 10,19 кН•м.
Прочность сечения из плоскости изгиба обеспечена с большим запасом. Учет влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольнои силы этого вывода не изменит.
для подкрановои части колонны заведомо выполняется, а поперечное армирование назначают по конструктивным требованиям.
для сплошных колонн армируют конструктивно, поскольку реакции подкрановых балок при нулевои привязке деиствуют в пределах сечения. При ненулевои привязке появляется эксцеНтриситет этих сил относительно внутреннеи грани колонны = 0,25 + 0,75 —0,8 = 0,2м. Однако и при этом консоли армируют практически конструктивно (см. стр. 465 и 468 ).
4

рассчитать и законструировать колонну по оси А с подбором арматуры класса А-III ? =
= 365 МПа (табл. 22 ) и Е = 200000 МПа (табЛ. 29 ).
колонна двухпролетного здания высотси 12,6 М С Н= 4,05 м имеет четыре отверстия в подкрановои части высотои Н= 8,7 м (верх фундамента на 150 мм ниже уровня пола). Размеры прямоугольного сечения надкрановои части: Ь=500 мм, Ь=38О мм. Размеры сечения подкрановои части: Ь=500 мм,/=1О00мм, высота сечения ветви ii= 200 мМ, высота сечения промежуточных распорок I= 400 Мм.
В сечениях колонны деиствуют отличающиеся по величине положительные и отрицательные моменты ( ). Однако для снижения трудоемкости арматурных работ и для повышения надежности получаемых решении также принимаем симметричное армирование по всеи высоте колонны.
Расчет надкрановои части двухветвевои колонны выполняют втом же порядке, что и сплошнои (см пример 6).
При высоте всего сечения 1 м и ветвеи /=О,2 м расстояние между осями ветвеи с = /—I=0,8 м. Расстояние между осями расгiорок $ = 8,7/4 = 2,175 м. для продольыои арматуры принимаем а = а’ = ЗОмм, Тогда рабочая высота сечения ветви = 0,2 —0,03 = 017 м, распорки — = 0,4 —0,03 = 0,37 м.
Сечение арматуры подбираем по усилиям в сечении 4—4, поскольку там деиствует наибольшии по абсолютнси величине момент М = —251 кН.м при Р = 638 кН и ‘?= —25 кН (комбинация 1+5+7+13
и наибольшая сила Н = 996 кН при М = —210 кН•м и ‘?= —32 кН (комбинация 1+3+(-7)+1 1+13 ). Выберем из них основное для расчета. Определим усилия в ветвях ( ).
Ё =Н/2+ТIМ/с.
Принимая временно = 1, получим в сочетании по в левои ветви усилие 638 / 2 + 251 /0,8 = 633 кН, в правои
—638/2-251/0,8=5кН.ВсочетаниипоНвлевоиветвиусилие996/2+210/0,8=760кНвправои—996!2
-210/0,8=2ЗбкН. В обоихсочетанияхобе ветви сжаты, ново втором случае —большими усилиями. Кроме того, в сочетании по болшая по величине , следовательно в ветвях и распорках будут возникать большие моменты. Принимаем его за расчетное. В это сочетание входят усилия от длительно деиствующеи нагрузки М =—91 кН•м при Н =440 кН и’? = —2 кН (загружение 1 из ).
4