Проектирование опор под трубопроводы (к СНиП 2.09.03-85), часть 3

• часть 1
• часть 2
• часть 3
• часть 4
• часть 5

где S _ан - расчетная сейсмическая нагрузка на анкерную опору (или на соответствующий ее ярус) ; b - длина траверсы , м.

Рис. 25. Распределение интенсивности сейсмической нагрузки при расчете траверс анкерных отдельно стоящих опор

Траверсы и пролетные строения эстакад на сейсмическую нагрузку не рассчитываются.

4.42. Распределение сейсмической нагрузки по поперечному сечению трассы : при расчете колонн и фундаментов отдельно стоящих опор принимается по рис. 26 , при расчете колонн и фундаментов эстакад - по рис. 27.

Рис. 26. Распределение сейсмической нагрузки по поперечному сечению трассы при расчете колонн и фундаментов отдельно стоящих опор

Рис. 27. Распределение сейсмической нагрузки по поперечному сечению трассы при расчете колонн и фундаментов эстакад

При q £ 10 кН/ м а =0 , 65 ; при q =10-30 кН/ м а =0 , 6 ; при q > 30 кН/ м а =0 , 55. Состав нагрузки q указан в п. 4.4.

Горизонтальные нагрузки поперек трассы

4.43. Сейсмическая нагрузка в поперечном направлении определяется для участка трассы длиной L , равного расстоянию между соседними опорами эстакад или отдельно стоящими опорами.

Расчетная сейсмическая нагрузка S принимается приложенной на высоте Н и определяется по формуле (5). Вес Q _к определяется как сумма расчетных нагрузок (см. п. 4.36) , действующих на участке длиной l , от веса трубопроводов с изоляцией и транспортируемым продуктом , от веса строительных конструкций (пролетных строений , траверс , площадок) от ¹ / ₄ веса колонн.

4.44. Период основного тона собственных колебаний Т определяется по формуле (6) , в которой Q _к - вес , определяемый по п. 4.43 ; d = d _j - перемещение промежуточной опоры эстакады или промежуточной отдельно стоящей опоры на высоте Н ₁ от единичной силы , приложенной на высоте Н , определяемое методами строительной механики.

4.45. Между ярусами сейсмическая нагрузка распределяется в соответствии с п. 4.39. Сейсмические нагрузки считаются приложенными в уровне верхних граней траверс. На сейсмические нагрузки рассчитываются все промежуточные и анкерные опоры эстакад и все отдельно стоящие опоры. Пролетные строения эстакад с пролетами менее 24 м на сейсмические нагрузки допускается не рассчитывать.

5. РАСЧЕТ СТРОИТЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ

5.1. Для расчета строительных конструкций отдельно стоящих опор и эстакад рекомендуется следующая последовательность :

выбор расчетной схемы ;

предварительное назначение размеров конструкций ;

определение нагрузок от собственного веса конструкций (ветровых , снеговых , технологических) ;

статические расчеты конструкций : траверс , пролетных строений , опор ;

составление расчетных комбинаций усилий ;

подбор сечений конструкций , расчет соединений сборных элементов , проверка жесткости и трещиностойкости ;

расчет оснований фундаментов.

5.2. Расчеты строительных конструкций должны производиться в соответствии со СНиП 2.03.01-84 и СНиП II -23-81 с учетом требований настоящего раздела.

5.3. Расчет строительных конструкций отдельно стоящих опор и эстакад следует производить , как расчет плоских конструкций. При необходимости проведения уточненных расчетов и учета дополнительных факторов расчет отдельно стоящих опор и эстакад следует производить как пространственных систем с учетом их совместной работы с трубопроводами.

5.4. При прокладке трубопроводов на эстакаде горизонтальная нагрузка , направленная вдоль оси эстакады , от сил трения в подвижных частях трубопроводов воспринимается пролетным строением и при наличии анкерных опор на промежуточные опоры не передается. Расчет опор эстакад производят на действие разности температур от климатических воздействий , ветровую нагрузку , нагрузку от ответвлений трубопроводов , вертикальную нагрузку от собственного веса конструкций , трубопроводов и снега.

Примечания : 1. При длине железобетонных (комбинированных) конструкций температурных блоков эстакад 48 м и менее и стальных менее 100 м , а также всех типов эстакад с шарнирным опиранием колонн на фундамент воздействие температур от климатических воздействий допускается не учитывать.

2. Для эстакад с железобетонными опорами без анкерных опор к усилиям на опоры от действия разности температур от климатических воздействий должны быть добавлены усилия от горизонтальных технологических нагрузок , приходящиеся на температурный блок.

5.5. Величина горизонтального перемещения верха опор эстакад определяется по формуле

(8)

где D _t - расчетное изменение температуры конструкций , определяемое по СНиП 2.01.07-85 , ° С ; a - коэффициент температурного расширения материала конструкции , принимаемый равным : a =10·10^-6 °С^-1 для железобетонных конструкций и a =12·10^-6 °С^-1 для стальных конструкций ; у - расстояние от неподвижной точки продольной рамы , не смещающейся при температурных воздействиях , до рассматриваемой опоры эстакады (см. рис. 28).

Рис. 28. Расчетная схема эстакады в продольном направлении

1 - пролетное строение ; 2 - вставка ; 3 - промежуточная опора ; 4 - анкерная промежуточная опора

5.6. Усилия в опорах эстакад рекомендуется определять с учетом неупругих деформаций конструкций (пластических деформаций , наличия трещин , ползучести) , а также с учетом в необходимых случаях деформированного состояния.

5.7. При расчете опор эстакад на действие вертикальной нагрузки допускается принимать жесткость пролетного строения бесконечно большой.

5.8. Расчет анкерных опор эстакад производится на действие вертикальных нагрузок и горизонтальных технологических нагрузок как консольного стержня , защемленного в уровне верха фундамента.

5.9. Стальные и железобетонные конструкции траверс рассчитываются на действие изгибающих моментов и поперечных сил от вертикальных и горизонтальных нагрузок с проверкой сечений на действие крутящих моментов , возникающих вследствие того , что горизонтальные нагрузки вдоль трассы приложены к верхней грани траверсы.

5.10. Балки пролетного строения следует рассчитывать на действие вертикальных и горизонтальных нагрузок по схеме однопролетной балки.

5.11. Пролетное строение эстакад в виде ферм расчленяется на вертикальные фермы пролетного строения и горизонтальные связевые фермы.

Работу каждой из этих систем под нагрузкой допускается принимать независимой.

5.12. Вертикальные фермы пролетного строения следует рассчитывать на действие вертикальных и горизонтальных нагрузок с учетом неравномерности их распределения по поперечному сечению эстакады. Определение усилий в стержнях производится в предположении шарнирного сопряжения стержней в узлах. Траверсы следует располагать в местах узлов ферм.

5.13. Расчет связевых ферм следует производить на действие ветровых нагрузок , нагрузок от поперечных ответвлений и поворотов трубопроводов.

5.14. Определение усилий в плоских или пространственных опорах производят как в стержневых системах по расчетным схемам , показанным на рис. 29 и 30. Подбор сечений колонн опоры производится на внецентренное сжатие.

Рис. 29. Расчетные схемы железобетонных опор

а - опора без связей ; б - опора со связями

Рис. 30. Расчетные схемы стальных многоярусных опор

а - промежуточная опора ; б - анкерная опора

5.15. Расчетную длину колонны промежуточных опор при проверке устойчивости допускается принимать :

в плоскости , перпендикулярной оси трубопроводов , по рис. 31 , а ;

в плоскости оси трубопроводов при наличии анкерной опоры в температурном блоке по рис. 31 , б ;

в плоскости оси трубопровода при отсутствии анкерной опоры в температурном блоке , равной удвоенной высоте колонны от верха фундамента до низа пролетного строения.

Расчетную длину анкерных опор следует принимать равной удвоенной высоте опоры.

Расчетную длину ветви многоригельных опор (см. рис. 30) в плоскости , перпендикулярной оси трубопроводов , следует принимать равной удвоенной высоте опоры от низа защемления ветви до верха опоры. В направлении оси трубопроводов расчетная длина ветви многоригельных опор принимается в зависимости от условий закрепления ее концов (см. рис. 31 , б ).

Рис. 31. Значение коэффициентов для определения расчетных длин l ₀ = m l колонн опор

а - в плоскости , перпендикулярной оси трубопроводов ; б - в плоскости оси трубопроводов

5.16. При двухшарнирных отдельно стоящих опорах прокладка одновременно нескольких трубопроводов допускается при условии , что один из трубопроводов максимального диаметра шарнирно связывается со всеми траверсами промежуточных опор и анкерной опорой температурного блока. Расчетные схемы двухшарнирных опор принимаются по рис. 32.

Рис. 32. Расчетные схемы двухшарнирных опор

а - одноярусной ; б - двухъярусной ; 1 - трубопроводы с подвижным опиранием ; 2 - трубопроводы с неподвижным закреплением ; 3 - опора

При наклонах опор D l /h ³ 0 , 03 ( где D l - смещение верха опоры относительно ее низа , h - высота опоры) необходимо дополнительно учитывать горизонтальную составляющую вертикальной нагрузки , возникающую вследствие наклона колонн опор.

5.17. Величины предельных вертикальных и горизонтальных прогибов конструкций отдельно стоящих опор и эстакад устанавливаются технологическими требованиями и не должны превышать ¹ / ₁₅₀ пролета и ¹ / ₇₅ вылета консоли.

5.18. Предельные величины деформаций оснований опор устанавливаются технологическими требованиями и не должны превышать следующих величин : относительная разность осадок - 0 , 002 ; крен фундамента - 0 , 002 ; максимальная абсолютная осадка - 15 см.

5.19. Определение размеров подошв отдельных фундаментов допускается производить , принимая величину зоны отрыва , равную 0 , 33 водной площади фундамента.

Наибольшее давление на грунт под краем подошвы не должно превышать давление на грунт при действии изгибающего момента в одном направлении 1 , 2R , а при действии изгибающих моментов в двух направлениях 1 , 5R (где R - расчетное сопротивление грунта). Для фундаментов с прямоугольной подошвой размеры подошвы с учетом отрыва допускается определять исходя из следующих условий: при действии момента в одной плоскости принимают е £ 0,28а ; при действии моментов в двух плоскостях расчет производят на действие момента в каждом направлении, принимают е_х £ 0,23а и е_y £ 0,23b ; наибольшее давление на грунт s _max под подошвой определяют по формуле

(9)

где a - длина фундамента в направлении действия максимального момента;

b - ширина фундамента;

e=M /N; e_x =M_x /N; e_y =M_y /N - эксцентриситеты продольной силы;

N - нормативная вертикальная продольная сила по подошве фундамента, включая собственный вес фундамента и грунта на уступах;

M_x и M_y - изгибающие моменты в плоскостях х и у по подошве фундамента.

5.20. Расчет опор с применением колонн, установленных на односвайные фундаменты из свай-оболочек и буронабивных свай, свай-колонн на совместное действие вертикальных и горизонтальных нагрузок должен включать:

а) определение глубины погружения свай;

б) расчет свай по деформациям, который сводится к проверке соблюдения условия

(10)

где u_p - расчетная величина горизонтального перемещения верха колонн;

u_u - предельная величина горизонтального перемещения верха опоры, устанавливаемая заданием на проектирование и принимаемая не более ¹ /₇₅ расстояния от верха колонны до поверхности грунта :

в) расчет устойчивости грунта основания, окружающего сваю;

г) проверку прочности и трещиностойкости свай и колонн.

При проверке прочности расчетную длину свай-колонн следует определять, рассматривая сваю, как жестко защемленную в сечении, расположенном на расстоянии от поверхности грунта, определяемом в соответствии со СНиП 2.02.03-85 «Свайные фундаменты». Расчетную длину колонн, замоноличенных в буронабивные сваи и сваи-оболочки, допускается принимать, рассматривая колонну, как жестко защемленную в уровне поверхности грунта.

5.21. Глубину погружения свай-колонн, свай-оболочек и буронабивных свай в грунт следует определять из условия обеспечения сопротивления на вертикальную сжимающую или растягивающую нагрузки с учетом глубины промерзания, но не менее 4,5 м для свай-колонн и менее 3,5 для буронабивных свай и свай-оболочек. Расчет несущей способности свай всех видов на вертикальную нагрузку производится в соответствии с требованиями СНиП 2.02.03-85.

5.22. Расчет свай-колонн и колонн, замоноличенных в сваю по деформациям основания, включающий в себя определение перемещения сваи на уровне поверхности грунта и перемещения верха колонны от совместного действия вертикальных и горизонтальных нагрузок, а также расчеты по устойчивости грунта основания, окружающего сваю, и определение величин изгибающих моментов, поперечных и продольных сил, действующих в различных сечениях сваи, допускается производить, рассматривая грунт как упругую линейно деформируемую среду (прил. 2).

Примечание. Расчет устойчивости грунта основания, окружающего сваю, не требуется для свай размером поперечного сечения d £ 0,6 м, погруженных в грунт на глубину более 10d , за исключением случаев погружения свай в ил или глинистые грунты текучепластичной и текучей консистенции (здесь d - наружный диаметр круглого или сторона квадратного или большая сторона прямоугольного сечения сваи).

5.23. Расчет прочности и трещиностойкости железобетонных свай-колонн производится на косое внецентренное сжатие или растяжение. При этом предельная ширина раскрытия трещин принимается для надземной части сваи-колонны - 0,3 мм, для подземной части - 0,2 мм.

5.24. Статический расчет рамно-свайных опор допускается производить раздельно в двух плоскостях: в плоскости оси трассы и плоскости, перпендикулярной этой оси. При этом определение усилий допускается производить на основании упругой работы конструкции по недеформированной схеме.

5.25. Расчет опор с крестовыми связями производится в соответствии с расчетной схемой рис. 33 в следующей последовательности:

а) определяются изгибающие моменты М_В и М_С в сечениях сопряжения связей с колонной по формулам:

(11)

(12)

(13)

где j ₁ и j ₂ - коэффициенты, принимаемые по табл. 6 в зависимости от k ₁ =h ₁ /(h ₁ +h ₂ );

б) определяется изгибающий момент М ₀ в уровне поверхности грунта

(14)

в) определяются горизонтальные перемещения u ₀ и угол поворота y ₀ сваи-колонны как одиночной сваи без связей в уровне поверхности грунта от действия горизонтальной нагрузки Н /2 и изгибающего момента М ₀ , приложенных в уровне поверхности грунта (см. рис. 33, в ) по прил. 2;

г) определяется горизонтальное перемещение верха опоры

(15)

(16)

где h - коэффициент, принимаемый в зависимости от значений k ₂ =h ₂ /(h ₂ + h ₃ );

E_b - начальный модуль упругости бетона, кН/м² ;

I - момент инерции сечения сваи-колонны, м;

д) определяется расчетный изгибающий момент М_z и поперечная сила Q _z , действующие на глубине z в сечениях сваи (прил. 2);

е) определяется усилие в раскосах S_p :

(17)

где a - угол наклона раскоса к горизонтали.

Рис. 33. Расчетные схема опоры с применением свай-колонн

а - схема опоры ; б - расчетная схема опоры ; в - расчетная схема сваи при расчете на горизонтальную нагрузку

Таблица 6

Таблица 7

5.26. Расчет опор с применением свайного ростверка производится сначала для верхней части опоры выше ростверка как рамы с закрепленными в уровне верхней поверхности ростверка стойками, затем для нижней части опоры как свайного ростверка.

Ростверк следует считать жестким, когда отношение наибольшей стороны плиты ростверка a к ее толщине t , a /t £ 4. При этом расчет жесткого ростверка сводится к определению величин перемещения и угла его поворота, что позволяет определять усилия, действующие в головах свай, как расчет одиночных свай.

Все нагрузки, действующие на ростверк в рассматриваемой плоскости, следует привести к трем силовым факторам, приложенным к центру тяжести подошвы ростверка (точка О на рис. 34): горизонтальной силе F_h , вертикальной силе F _u и моменту М_х .

Рис. 34. Расчетные схема свайного ростверка

5.27. Расчет рамно-свайных опор с применением жесткого ростверка производят в следующей последовательности:

а) определяют по прил. 2 коэффициенты деформации а _e и перемещения d _НН , d _НМ = d _МН и d _ММ для одиночной сваи;

б) вычисляются характеристики жесткости

(18)

где А - площадь поперечного сечения сваи, м² ;

E_b - начальный модуль упругости бетона, кН/м² ;

величина l_N принимается для забивных свай

для буронабивных свай и свай-оболочек

где l ₀ и l , м, - длины свай (см. рис. 34);

F_d - несущая способность сваи по грунту на действие вертикальной нагрузки, кН;

А ₀ - площадь поперечного сечения подошвы сваи, м² ;

С ₀ - коэффициент постели под подошвой сваи, кН/м³ , принимается равным:

но не менее

где K - коэффициент пропорциональности для свай, кН/м⁴ , определяемый по прил. 2; d ₀ - диаметр поперечного сечения подошвы сваи, м;

(19)

где

в) вычисляются горизонтальное перемещение ростверка а , м, вертикальное перемещение центра тяжести ростверка w , м, и угол поворота ростверка i , рад, при симметричной расчетной схеме по формулам:

(20)

где

n - количество свай в ростверке;

n_i - количество свай в ряду, который на плоскую расчетную схему ростверка проектируется как одна i -я свая;

y_i - координата свай i -го ряда, м;

n_r - количество рядов свай в направлении действия F_h и М_х .

Определяются усилия, приложенные к головам свай:

(21)

где N_i , H, M - соответственно продольная сила, кН, поперечная сила (кН) и изгибающий момент кН·м, действующие в i -той свае в месте заделки голов сваи в плите ростверка.

По найденным по прил. 2 N_i , H, M вычисляется: давление на грунт по контакту с боковой поверхностью сваи, изгибающий момент, продольная и поперечная силы для любого сечения сваи

г) определяется горизонтальное перемещение u_h верха рамно-свайной опоры по формуле

(22)

где u_f - горизонтальное перемещение верхней части опоры, находящейся выше ростверка и определяемое так же, как для рамы с защемленными в ростверк стойками;

l_f - расстояние от верха опоры до верха ростверка.

ПРИЛОЖЕНИЕ 1

ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА ОТДЕЛЬНО СТОЯЩИХ ОПОР И ЭСТАКАД

Пример 1. Рассчитать отдельно стоящую промежуточную железобетонную опору (рис. 1, опора № 1) на технологические трубопроводы. Характеристика трубопроводов приведена в табл. 1. Подвижные опорные части трубопроводов - стальные , скользящего типа. Вес снегового покрова р ₀ =1000 Па. Нормативная ветровая нагрузка qⁿ =230 Па.

Коэффициент надежности по назначение g _n =1 *.

Рис. 1. К примеру расчета отдельно стоящих опор

а - схема трубопроводной трассы ; б - раскладка трубопроводов на опоре ; 1 - опора с подвижным опиранием трубопроводов ; 2 - опора с неподвижным опиранием трубопроводов

Таблица 1

РЕШЕНИЕ

НАГРУЗКИ

Нормативная снеговая нагрузка на трубопроводы учитывается только для трубопроводов с температурой ниже +30 ° С (трубопроводы № 2 , 3 , 4) рⁿ =р ₀ с =1000·0 , 2=200 Па , где с =0 , 2 принимается для трубопроводов при диаметре трубопровода d £ 600 мм.

Расчетная снеговая нагрузка на 1 м длины траверсы р_с =р_с ⁿ · g ₁ ·L =1·0 , 2·1 , 4·12=3 , 4 кН/ м , где L - шаг опор.

Высота ветровой полосы , учитываемая в расчете , принимается равной диаметру наибольшего трубопровода d =0 , 53 м. Расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка от трубопроводов на одну колонну опоры р_н = =qⁿ g ₁ dL ·0 , 5=0 , 23·1 , 4·0 , 53·12·0 , 5=1 кН , где g ₁ =1 , 4 - коэффициент надежности по нагрузке ; 0 , 5 - коэффициент распределения нагрузки между колоннами опоры.

Вертикальная расчетная нагрузка от собственного веса трубопроводов с продуктом на опорную часть трубопровода : Р ₁ =(0 , 4 + 0 , 08)1 , 1·12=6 кН ; Р ₂ =Р ₃ =Р ₄ =(2 , 2 + 0 , 05)1 , 1·12=30 кН ; Р ₅ =Р ₆ =(1 + 0 , 55)1 , 1·12=20 кН ; Р ₇ =(0 , 8 +0 , 32)1 , 1·12=15 кН , где 1 , 1 - коэффициент надежности по нагрузке.

Вертикальная расчетная нагрузка на опорную часть трубопроводов при гидравлическом испытании : Р ₁ =(0 , 4·1 , 1 + 0 , 18)12=7 , 4 кН ; Р ₂ =Р ₃ =Р ₄ = =(2 , 2·1 , 1 + 2 , 08)·12=54 кН ; Р ₇ =(0 , 8·1 , 1 + 0 , 35)·12=14 , 8 кН.

Горизонтальная расчетная нагрузка на опорную часть от сил трения трубопроводов при коэффициенте трения в скользящих опорных частях «сталь по стали» , равном 0 , 3 : Р _х1 =6·0 , 3=2 кН ; Р _х2 =Р _х3 =Р _х4 =30·0 , 3=9 кН ; Р _х5 =Р _х6 =21·0 , 3=6 кН ; Р _х7 =15·0 , 3=5 кН.

Принимаем траверсу типовой конструкции сечением 250 ´ 500 мм , длиной 4 , 2 и весом 13 кН.

Расчетная нагрузка от собственного веса траверсы g =13·1 , 1/ 4 , 2=3 , 4 кН/ м.

Расчет траверсы

Расчетная схема и схема приложения расчетных вертикальных нагрузок показаны на рис. 2, а .

Рис. 2. К расчету траверсы на вертикальные нагрузки

а, б, в - схемы вертикальной нагрузки ; г - эпюра изгибающих моментов

Схему загружения одним трубопроводом во время гидравлических испытаний не учитываем, так как в данном случае это приводит к меньшим усилиям в конструкции.

Определяем изгибающие моменты от вертикальной нагрузки для двух схем загружения: пролета и консолей. Загружение пролета траверсы (рис. 2, б ). Опорные реакции: R_A =(21·2,02 + 30·1,37 + 30·0,5 + 3,4·3,3·1,65-3,4·0,9·0,45 + 3,4·1,64·0,82)/2,4=50 кН; R_B =(21·0,38 +30·1,03 + 30·1,9 + 3,4·1,64·1,58 + 3,4·3,3·1,65-3,4·0,9·0,45)/2,4=51 кН.

Изгибающий момент в месте опирания трубопровода № 4 (схема на рис. 2, б ) М=50·1,03-21·0,65-3,4·1,93² /-3,4·0,27² /2=31,5кН·м

Изгибающий момент в месте опоры от вертикальной нагрузки на правой консоли (рис. 2, в ) M =-3,4·0,64² /2-3,4·0,9² /2-6·0,8-30·0,37=18 кН·м.

Опорные реакции при загружении по схеме рис. 2, а : -R_A ·2,4 + 15·3,13 + 21·2,59 + 21·2,02 + 30·1,37 + 30·0,5-30·0,37-6·0,8 + 3·4·3,3·1,65-3,4·0,9·0,45 + 3,4·1,64·0,82-3,4·0,64·0,32=0; R_A =85 кН; -R_B ·2,4 + 21·0,38 +30·1,03 + 30·1,9 +30·2,77 + 6·3,2 + 3,4·2,28·2,06 + 3,4·3,3·1,65-3,4·0,9·0,45-15·0,73-21·0,19=0; R_B =90 кН.

Максимальная поперечная сила Q =90-3,4·0,9-3,4·0,64-6-30= 49 кН.

Определяем усилия от расчетных горизонтальных технологических нагрузок при различных схемах загружения.

Рис. 3. К расчету траверсы на горизонтальные нагрузки

Для схемы загружения по рис. 3, а .

Опорная реакция R_A =(9·0,5 + 9·1,37)/2,4=7 кН.

Максимальный пролетный изгибающий момент M_x =7·1,03=7,2 кН·м.

Максимальная поперечная сила Q_x =R_A =7 кН.

Для схемы загружения по рис. 3, б .

Максимальный изгибающий момент на опоре M_x =0,37 + 2·0,8=4,9 кН·м.

Опорная реакция R_B =(9·2,77 + 2·3,2)/2,4=13 кН.

Максимальная поперечная сила Q_x = 9 + 2=11 кН.

Для схемы загружения по рис. 3, в -R_A ·2,4 + 0,5·5·3,13 + 0,5·6·2,59 + 0,5·6·2,02 + 0,5·9·1,37 + 0,5·9·0,5-0,5·9·0,37-0,5·2·0,8=0; R_A =11,5 кН.

Максимальный изгибающий момент в пролете M_x =11,5·1,03-0,5·5·1,76-0,5·6·1,22-0,5·6·0,65=1,8 кН·м.

Максимальная поперечная сила Q_x = 11,5-1-4,5=6 кН.

Максимальный крутящий момент (схема загружения, рис. 3, б ) при высоте сечения траверсы 500 мм T =0,5(2 + 9)/2=2,8 кН·м.

На действие максимальных изгибающих моментов M =31,5 кН·м и M_x = =7,2 кН·м производится расчет продольной арматуры 4 диаметром 12 АIII на косой изгиб.

На совместное действие максимальных поперечных сил на опоре Q =49 кН и Q =51 кН производится расчет траверсы по наклонному сечению с проверкой на действие крутящего момента T =2,8 кН·м и поперечной силы Q =49 кН. На действие изгибающего момента от вертикальных нагрузок М =31,5/1,1=28,6 кН·м (коэффициент надежности по нагрузке g _f =1,1) производится расчет траверсы по деформациям и раскрытию трещин. Армирование траверсы показано на рис. 4, а .

Рис. 4. К расчету траверсы

а - армирование траверсы ; б - крепление траверсы к колонне

Расчет крепления траверсы к колонне

Двусторонний сварной угловой шов крепления траверсы к колонне опоры рассчитывается на совместное действие изгибающего момента М = 13·0,5=6,5 кН·м и горизонтальных сил Р_у =1 кН и N =R_B =13 кН (рис. 4, б ) на срез по металлу шва и металлу границы сплавления.

Расчет колонны опоры

Расчетная схема колонны показана на рис. 5, а . Колонна сечением 400 ´ 400 мм выполнена из бетона класса В15. Начальный модуль упругости бетона E_b =25500 МПа. Момент инерции сечения относительно оси у I = (40·40³ )/12=213300 см⁴ . Высота колонны l =550 см. Жесткость опоры на изгиб в направлении оси х (горизонтальная сила, приложенная к верху колонны и вызывающая его смещение на 1 см). В=2·3E_b I /l³ =2·3·2550·213300/550³ =20<600 кН/см, т.е. расчет горизонтальной силы от технологической нагрузки трубопроводов следует производить с учетом коэффициентов неодновременности h по табл. 4. По табл. 4 при шести трубопроводах (трубопроводы тепловой сети № 5, 6 учитываются как один трубопровод) коэффициент h =0,2.

Рис. 5. К расчету колонны опоры

Расчетная горизонтальная длительно действующая нагрузка, передающаяся с траверсы на наиболее нагруженную колонну, Р_х = h S Р_xi =0,2(2 + 9 + 9 + 9 + 6 +5)=9,2 кН.

Расчетная кратковременно действующая (ветровая) горизонтальная нагрузка Р_у =1 кН. Расчетная вертикальная длительно действующая нагрузка (при подсчете снеговая нагрузка Р ввиду малости учтена как длительно действующая)

P=R_B =90 кН.

Максимальный изгибающий момент от длительно действующей расчетной нагрузки по оси х в месте заделки колонны в фундамент М_х =9,2·5,5= =51 кН·м.

Максимальный изгибающий момент от кратковременной нагрузки в месте заделки колонны М_у =1(5,5 + 0,5)=6 кН·м.

Расчетная продольная сила с учетом собственного веса колонны в месте ее заделки N =90 + 1,1·0,4· 0 ,4·5,5·25=114 кН.

Расчетные поперечные силы Q_x =P_x =9 ,2 кН ; Q_y =P_y =1 кН

Расчетные длины колонны относительно осей х и у l _0у = l _0х =2l =2·5,5=11 м.

Армирование колонны показано на рис. 5, б . По действующим усилиям М_у =5 кН·м, М_х =51 кН·м и N =114 кН на косое внецентренное сжатие производится проверка несущей способности колонны.

Расчет фундамента

Расчетные нагрузки на уровне подколонника фундамента (рис. 6) М_х = 51 кН·м; Q_x =9,2 кН; М_у =6 кН·м; Q_y =1 кН; N =114 кН.

Рис. 6. К расчету фундамента

Расчетные нагрузки в уровне низа подошвы фундамента: М_х =51 +9,2·2 =69,4 кН·м; М_у =6 + 1·2=8 кН·м; N =114 + 60=174 кН, где 60 кН - вес фундамента с грунтом на его обрезах.

Расчет основания под фундаментом производится при коэффициенте надежности по нагрузке g _f =1 и коэффициенте надежности по назначению g _n =1. Нагрузки в уровне низа подошвы фундамента M_x ⁿ =69,4/1,1·1=63 кН·м; M_y ⁿ =8/1,1·1=7 кН·м; Nⁿ =174/1,1·1=158 кН.

Принимаем размеры подошвы фундамента b ´ a =1,5 ´ 2,1 м. Площадь подошвы F =1,5·2,1=3,15 м² .

Расчетное сопротивление грунта основания R =0,2 МПа.

Моменты сопротивления для крайнего волокна относительно осей х и у ; W_y =1,5·2,1² /6=1,1 м³ ; W_х =2,1·1,5² /6=0,8 м³ .

Напряжения по подошве фундамента s ⁿ =158/3,15=50 кН/м² <R =200 кН/м² ; s ⁿ _max =158/3,15 + 63/1,1 + 7/0,8=116 кН/м² <1,5R =1,5·200=300 кН/м² ; s ⁿ _min =158/3,15-63/1,1-7/0,8=-16 кН/м² <0, т.е. расчет напряжений по подошве фундамента следует производить с учетом отрыва подошвы.

Эксцентриситеты е_х =M_x ⁿ /Nⁿ =63/158=0,4<0,23a =0,23·2,1=0,48 м; е_y =M_y ⁿ / / Nⁿ =7/158=0,04<0,23b =0,23·1,5=0,34 м.

Наибольшее давление на грунт под подошвой s ⁿ =4Nⁿ /3b (a -2e _max )=4·158/3·1,5(2,1-2·0,4)=108<1,2R =1,2·200=240 кН/ м² , т.е. размеры подошвы фундамента являются достаточными.

Наибольшее давление на грунт под подошвой от расчетных нагрузок s = s ⁿ · 1,15=108·1,15=124 кН/ м² , s ₁ = s - s a ₁ /0,8a =124-124·0,6/1,68=80 кН/ м² .

Изгибающие моменты на всю ширину подошвы фундамента для сечений 1 и 2 от расчетной нагрузки М ₁ =( s + s ₁ )а ² ₁ b /4=(124+80)0,6² ·1,5/4=27 кН· м ; М ₂ = s ·0 , 8ab ² ₁ /4=124·0,8·1,68·0,3² /4=4 кН·м.

Изгибающие моменты и продольные силы от расчетной нагрузки для сечений 3 и 4 M _3x =51 + 9,2·1,7=67 кН·м ; M _3y =6 + 1·1,7=8 кН·м ; N ₃ =114 + 1,7·0,9·0,9·24·1,1=150 кН ; М _4х =51 + 9,2·1,05=61 кН·м ; М _4у = 6 + 1·1,05= 7 кН·м ; N ₄ =114 + 1, 05·0,9·0,9·24·1,1=1 36 кН.

На действие изгибающих М ₁ =27 кН·м и М ₂ =4 кН·м производится расчет продольной арматуры в сечениях 1 и 2 фундамента. На действие максимальная момента в уровне подошвы фундамента М_х =69 , 4 кН·м и продольной силы N ₃ =150 кН производится проверка нижней ступени фундамента на продавливание подколонником.

• часть 1
• часть 2
• часть 3
• часть 4
• часть 5