На головну    

 Проектування залізобетонного промислової будівлі - Будівництво

Зміст

1. Ескізне проектування

1.1. Вихідні дані для проектування

1.2. Параметри мостового крана.

1.3. Прив'язка колон до базису осях.

1.4. Вибір типу колон, розміри цеху по вертикалі, перевірка наближення габаритів мостового крана.

1.5. Призначення довжини температурного блоку, прив'язка колон торцевих рам блоку в поздовжньому напрямку.

1.6. Стеновое огорожу

2. СТАТИЧНИЙ РОЗРАХУНОК ПОПЕРЕЧНОЇ РАМИ

2.1. Розрахункова схема

2.2. Збір навантажень на колону.

2.2.1. Постійне навантаження від власної ваги покриття

2.2.2. Постійне навантаження від власної ваги стіни.

2.2.3. Навантаження від ваги підкранової частини колони і підкранової балки

2.2.4. Навантаження від снігу.

2.2.5. Кранові навантаження.

2.2.6. Вітрове навантаження

3. Розрахунок каркаса на ПЕОМ.

4. РОЗРАХУНОК КОЛОНИ.

4.1. розрахунок надкрановой частини колони.

4.1.1. Розрахункові поєднання зусиль.

4.1.2. Визначення коефіцієнта поздовжнього вигину і підбір перерізу арматури надкрановой частини колони

4.1.3. Перевірка надкрановой частини колони на стійкість з площини рами.

4.1.4. Призначення і розстановка поперечної арматури.

4.2. Розрахунок підкранової частини колони.

4.2.1. Розрахункові поєднання зусиль.

4.2.2. Визначення коефіцієнта поздовжнього вигину і підбір перерізу арматури підкранової частини колони

4.2.3. Перевірка підкранової частини колони на стійкість з площини рами.

4.2.4. Призначення і розстановка поперечної арматури.

4.3. Розрахунок консолі колони.

4.4. Проектування стику робочої поздовжньої арматури.

5. РОЗРАХУНОК безраскосние ФЕРМИ.

5.1. Геометричні розміри ферми і поперечних перерізів елементів.

5.2 Статичний розрахунок ферми

5.3. Розрахунок верхнього пояса

5.3.1. Визначення коефіцієнта поздовжнього вигину

5.3.2. Визначення перерізу арматури при симетричному армуванні.

5.3.3. Призначення поперечної арматури.

5.4. Розрахунок нижнього пояса

5.4.1. Визначення перерізу арматури

5.4.2. Призначення попереднього напруження

5.4.3. Втрати попереднього напруження

5.4.4. Розрахунок на утворення тріщин

5.4.5. Розрахунок на розкриття тріщин

5.4.6. Призначення поперечної арматури.

5.5. Розрахунок стійок

5.5.1. Розрахунок позацентрово стиснутої стійки.

5.5.2. Поперечна арматура стислій стійки

5.5.3. Розрахунок розтягнутій стійки

5.5.2. Поперечна арматура розтягнутій стійки

5.6. Проектування опорного вузла ферми

5.6.1. Конструювання опорного вузла

5.6.2. Розрахунок опорного вузла.

5.6.2.1 Розрахунок з умови відриву нижнього пояса.

5.6.2.2 Розрахунок з умови вигину опорного вузла

6. РОЗРАХУНОК ФУНДАМЕНТА

6.1 Визначення розмірів підошви фундаментів

6.1.1. Вибір типу фундаменту

6.1.2. Призначення розмірів підошви фундаменту

6.1.3. Перевірка напружень під підошвою фундаменту

6.2. Призначення розмірів подколонніка.

6.3 Визначення максимальних крайових напружень на грунт від розрахункових навантажень

6.4 Визначення висоти плитної частини фундаменту

6.5 Розрахунок висоти і вильоту нижньому ступені

6.6 Розрахунок арматури підошви фундаменту

6.7. Розрахунок подколонніка

6.7.1. Розрахунок поздовжньої арматури подколонніка

6.7.2 Перевірка ширини розкриття тріщин в перетині 2 - 2 подколонніка.

6.7.3 Розрахунок поперечної арматури подколонніка.

6.7.4 Розрахунок на місцевий стиск дна склянки подколонніка.

Список використаної літератури.

1. Ескізне проектування

1.1 Вихідні дані для проектування

1. Будівля промислове, одноповерхова і однопрогоновий, опалювальне.

2. Проліт рами - 24 м.

3. Крок поперечних рам - 6 м.

4. Довжина будівлі - 96 м.

5. Висота приміщення - 12 м.

6. поперечний переріз колон прямокутне.

7. Вантажопідйомність мостового крана 50 т (режим роботи 6К).

8. Місце будівництва: Комсомольськ-на-Амурі.

9. Клас бетону: звичайного колони - В20, фундамент - В15;

преднапряжённогого В25.

10. Клас арматури: звичайної А-III; преднапряжённой А-IV (А-III).

11. Натяг арматури на упори.

12. Розрахунковий опір грунту основи - 0,25 МПа.

1.2 Параметри мостового крана

За вихідними даними (вантажопідйомність Qkr = 50 т, проліт рами - 24 м) з [1, прил.1] приймаємо кран з наступними параметрами:

1. Проліт крана 22,5 м.

2. База крана А = 5600.

3. Ширина крана В = 6860.

4. Звис опори крана В1 = 300.

5. Габарит крана Нкр = 3150.

6. Максимальна нормативне навантаження на колесо Fmax = 380 кН.

7. Маса крана з візком Gкр = 48,5 т.

8. Маса візка Gт = 13,5 т.

1. 3. Прив'язка колон до базису осях

Оскільки крок поперечних рам дорівнює 6 м, то висоту перерізу надкрановой частини колони приймаємо рівною h2 = 600 мм. Визначимо відстань від осі обпирання крана до зовнішньої грані колони:

В1 + h2 + З = 300 + 600 + 60 = 960 мм.

де З - це відстань від внутрішньої частини колони до торця крана, яке повинно бути не менше 60 мм.

Приймаємо прив'язку зі зрушенням на 250мм.

1.4. Вибір типу колон, розміри цеху по вертикалі, перевірка наближення габаритів мостового крана

Залежно від висоти цеху Н = 12 м, кроку колон В = 6м і вантажопідйомності крана Qкр = 50 т встановлюються розміри колон по серії 1.424. 1-5 [1, дод. 2, табл. 1]. Дані наведені в табл. 1.1.

Таблиця 1.1 - Характеристики прийнятої колони.

 Н,

м

 Крок,

м

 Q кр,

т

 А,

 мм

 В,

 мм

 С,

 мм

 D,

 мм

 Е,

 мм

 Н 2,

 мм

 Н 3,

 мм

 G до,

т

 12 6 50 600 700 700 600 700 4300 8450

Висота верхньої частини колони:

Н2 = Нcr + Hcr, b + hr ++ ? = 3,15 + 0,8 + 0,12 ++ 10 = 4266

де Нcr = 3,15м - висота крана, Нcr, B = 0,8 м - висота підкранової балки при кроці колон В = 6 м; hr = 0,12 м - висота підкранової рейки КР70 для мостових кранів вантажопідйомністю до 50 т, ? = 0,1м - зазор, що враховує можливий прогин ферми.

Приймаємо Н2 = 4300м.

Висота нижньої частини колони (до обрізу фундаменту) буде дорівнює:

H1 = H - H2 + 0,15 = 12 - 4,3 + 0,15 = 7,85 м.

Де значення 0,15 м є відстань від відмітки підлоги до верхнього обріза фундаменту

Уточнюємо розмір колони:

Н * = Н1 + Н2 = 4,3 + 7,85 = 12,15 м, Т.к висота колони при висоті більше 10,8м повинна бути кратна 1,8м, приймаємо висоту колони рівній 12,6 м

Тоді Н * = 12,6 + 0,15 = 12,75м

Н1 = 12,75 - 4,3 = 8,45м

Габаритні розміри прийнятої колона наведена на рис. 1.1.

Відмітка головки підкранової рейки дорівнює:

ОГР = Н * - Н2 + Нcr, B + hr = 12,6- 4,3 + 0,8 + 0,12 = 9,22 м

Перевірка зазорів:

Перевірка зазору ?1- між краном і низом кроквяної конструкції (?1> 100 мм):

?1 = Н2- hr- Нcr- Нcr, B- = 4300 - 120 - 3150 - 24000/250 = 934 мм.

Умова ?1 = 934 мм> 100 мм виконується.

Перевірка зазору ?2- між торцем крана і колоною (?2> 60 мм):

?2 = ? + 250мм - А - В1 = 750 + 250 - 600 - 300 = 100мм> 60мм.

1.5. Призначення довжини температурного блоку, прив'язка колон торцевих рам блоку в поздовжньому напрямку

Тому довжина будівлі за завданням становить 96 м, то призначаємо два температурних блоку по 48м. Колони торцевих рам блоку зміщуються всередину будівлі з розбивочних осей на 500 мм з метою усунення добірних елементів в покритті. В середині кожного температурного блоку володіємо вертикальні хрестові зв'язку жорсткості (рис. 1.2).

Рис. 1.2 - Поздовжня рама і елементи жорсткості.

1.6. Стеновое огорожу

Розбиваємо висоту Н = 12,6 м кратно ширині панелі рівною 1,8 м [1, табл.2]: 12,6 / 1,8 = 7 шт. (Рис. 1.3). Призначаємо стінові панелі товщиною ? = 30 см, масою 4,9 т. Нижня цокольна панель встановлюється на фундаментну балку. Вище влаштовується віконний отвір висотою 1,83 = 5,4 м. Далі йде пояс з перших панелі, що закриває підкранових балку, потім пояс скління в 2-е панелі. Верхню частину стіни закінчують дві парапетні панелі по 1.2м, що закривають торці ферм і плити покриття з утеплювачем і покрівлею. Приймаємо висоту ферми на опорі - 800 мм; висоту плити покриття - 300 мм при прольоті 6 м; товщину покрівлі з утеплювачем 150 мм. Разом: 1250 мм.

Розмір двох прийнятих панелей 1,2х2 = 2,4> 1,25 м.

2. СТАТИЧНИЙ РОЗРАХУНОК ПОПЕРЕЧНОЇ РАМИ

2.1. Розрахункова схема

Наводимо конструктивну схему рами до розрахункової (рис. 2.1).

Розрахунок рами зводиться до визначення зусиль М, N і Q в трьох перетинах колони при жорсткості ригеля EIp.

2.2. Збір навантажень на колону

2.2.1. Постійне навантаження від власної ваги покриття

Склад покриття і навантаження від нього зведені в табл. 2.1.

Таблиця 2.1 Власна вага намету

 № Склад покриття Нормативна навантаження, кПа

 Розрахункове навантаження, кПа

 1 Гідроізоляція 0,1 1,1 0,11

2

 Цементна стяжка 0,4 1,3 0,52

3

 Утеплювач - фибролит плитний

 0,5 1,2 0,60

 4 Пароізоляція 0,05 1,2 0,06

5

 Ж.б. ребристі плити

 3х6 м, 1,32 1,1 1,45

6

 Ж.б. безкаркасні ферми

 L = 24 м, при кроці рам 6м: 0,68 1,1 0,75

 Разом 3,05 3,49

 З урахуванням коеф. надійності 2,9 3,32

Вантажна площа покриття (намету) Ашдля крайньої колони:

Аш === 72 м2

Навантаження від власної ваги шатра і надкрановой частини колони:

Gш = qшAш + = qшAш + =

= 3,32 · 72 + 0,95 · 1,1 · 25 · 0,6 · 0,4 · 4,3 = 239,04 + 26,96 = 266 кН

де р = 25кН / м3-об'ємна вага залізобетону.

2.2.2. Постійне навантаження від власної ваги стіни

За прийнятою конструкції стіни визначаємо її вага:

GСТ = В (qCThCTbCT + 1,75 · q0h0b0) =

GCT = 0.95 · 1.1 · 6 · (29 · 6 · 0.3 + 1.75 · 25 · 1,2 · 0.008) = 330 кН,

де qCT- об'ємна вага матеріалу стіновий панелі:

qCT == 29кН / м3;

q0 = 25 кН / м3-питома вага скла; b0 = 8 мм - товщина подвійного скління; 1,75 - коефіцієнт, що враховує вагу віконної коробки і палітурок; hCT- сумарна висота стінових панелей без цокольній панелі в м; h0- висота верхньої смуги скління в м.

2.2.3. Навантаження від ваги підкранової частини колони і підкранової балки

Розрахункове навантаження від підкранової частини колони дорівнює:

0,95 · 1,1 · 25 · 0,4 · 0,7 · 8,45 = 61,8 кН.

Розрахункове навантаження від підкранової балки при кроці колон 6 м дорівнює:

Gпб == 0,95 · 1,1 · 35 = 36,58 кН.

2.2.4. Навантаження від снігу

Розрахункове снігове навантаження на 1 м2горізонтальной поверхні землі визначається за формулою:

S == 0,95 · 1,4 · 1 · 1,5 = 2 кН / м2 [2, п.5.1]

де S0- нормативне значення ваги снігового покриву на 1 м2горізонтальной поверхні, прийняте за [2, табл.4] залежно від снігового району. За завданням місцем будівництва є м Комсомольськ-на-Амурі: IV сніговий район, S0 = 1.5 кН / м2; - коефіцієнт конфігурації покрівлі. Відповідно до [2, прил.3 *] = 1; yf = 1.4 - коефіцієнт надійності за навантаженням.

Навантаження від снігу на колону:

Sш = S · АШ = 2 · 72 = 144 кН.

2.2.5. Кранові навантаження

Максимальний вертикальний нормативний тиск колеса крана

Fmax.n = 380 кН (п. 1.2).

Мінімальна вертикальний тиск колеса крана при двох колесах по одному рейковому шляху:

== 112,5кН.

Горизонтальне нормативний тиск колеса крана на рейку при поперечному гальмуванні візка

Ткол, п = кН. [2, п. 4.4]

Розрахункові кранові навантаження на колесо:

Fmax = Fmax, n = 380 · 0.85 · 1.1 · 0.95 = 338кН;

Fmin = Fmin, n = 112,5 · 0.85 · 1.1 · 0.95 = 60 кН;

Ткол = Ткол, n = 15,9 · 0.85 · 1.1 · 0.95 = 14,1 кН,

де = 0.85 - коефіцієнт поєднання при режимі крана 6К [2, п. 4.17]; = 1.1 [2, п. 4.8].

Розрахункові вертикальні навантаження Дmaxі Дmin, а так само горизонтальне навантаження Т на колону визначаються при розрахунку крайньої колони від несприятливого впливу двох зближених кранів [2, п. 4.11].

Лінія впливу опорної реакції R на колоні при завантаженні сусідніх прольотів балки ходовими колесами двох кранів для отримання Rmax (Дmax, Дmin, T) зображена на рис. 2.1.

Рис. 2.1-Розміщення коліс двох кранів на лінії впливу опорної реакції.

Дmax == 338 · (0,067 + 1 + 0,79) = 627,7 кН

Дmin = 60 · (0,067 + 1 + 0,79) = 111,4 кН

T == 14,1 · (0,067 + 1 + 0,79) = 26,2 кН

2.2.6. Вітрове навантаження

Вітрове навантаження прикладається до рами у вигляді рівномірно розподіленим по висоті колони навантаження і зосередженого навантаження в рівні верху колони W діючої на ділянці площею hnB, де hn-висота парапету.

Нормативне значення середньої складової вітрового нагрузкіопределяется за формулою:

[2, п.6.3]

де де- нормативне значення вітрового тиску. За завданням місцем будівництва є м Комсомольськ-на-Амурі: III вітрової район, = 0,38 кН / м2 [2, табл.5]; k - коефіцієнт, що враховує зміну вітрового тиску по висоті; с - аеродинамічний коефіцієнт; = 1.4 - коефіцієнт надійності за навантаженням.

Аеродинамічний коефіцієнт активного тиску з навітряного боку Се = 0.8; коефіцієнт пасивного тиску з підвітряного боку Се3определяется по [2, дод. 4]: при відношенні висоти цеху до його ширини Н / L = 12,6 / 24 = 0.525 і відносно довжини будинку до його ширини ВЗД / L = 96/24 = 4; Се3 = -0,5.

Коефіцієнт k визначається інтерполяцією по нормативним значенням [2, табл.6] і наведено в таблиці 2.2:

Таблиця 2.2 - Нормативні та розраховані коефіцієнти k.

 Висота, м k Висота, м k

 10 0,65 12,6 0,702

 20 0,85 15 0,75

Знайдемо нормативне значення вітрового тиску на кожній висоті без урахування аеродинамічного коефіцієнта (рис. 2.2):

= 0,38 · 0,5 · 0,95 · 1,4 = 0,253 кН / м2;

= 0,38 · 0,65 · 0,95 · 1,4 = 0,329 кН / м2;

= 0,38 · 0,702 · 0,95 · 1,4 = 0,355 кН / м2;

= 0,38 · 0,75 · 0,95 · 1,4 = 0, 379кН / м2;

Рис. 2.2 -Епюра вітрового тиску.

Знайдемо площі отриманих трапецієподібних епюр і їх середнє значення, що є еквівалентним навантаженням:

S1 = 0.253 · 5 = 1,265 кН / м;

S2 = (0.253 + 0.329) · 0,5 · 5 = 1,455 кН / м;

S3 = (0.329 + 0.355) · 0,5 · 2,6 = 0,889кН / м;

?ср = (1,256 + 1,455 + 0.889) /12,6=0.285 кН / м2;

Отримуємо тиску з навітряного і підвітряного боку при кроці 6 м:

?Н = ?ср · СеB = 0.285 кН / м2 · 0,8 · 6 м = 1,368 кН / м;

?П = ?ср · Се3В = 0.285 кН / м2 · (-0,5) · 6 м = -0,855кН / м.

Вітрове навантаження W, діюча вище верху колони, прикладається в рівні низу ригеля рами. Визначаємо площу епюри вітрового тиску в межах висоти парапету:

S пр = (0.355 + 0.379) · 0,5 · 2,4 = 0,881 кН / м;

Тоді W1 = SпрВ = 0,881 · 6 = 5,286 кН - розрахунковий тиск без урахування аеродинамічних коефіцієнтів.

Сумарний тиск вітру на парапет з навітряного і підвітряного сторін:

= 5,286 · (0,7 + 0,5) = 6,343кН.

3. Розрахунок каркаса на ПЕОМ

Необхідні вихідні дані:

1 рядок

1. Розрахункова висота колони:

Нр = Н + 0.15 = 12,6 + 0,15 = 12,75 м.

2. Висота верхньої частини колони: Н2 = 4.3 м.

3. Відстань від підкранової балки до низу ферми:

Н2-НПБ = 4.3 - 0,8 = 3,5 м.

4. Число рам в температурному блоці - 9.

2 рядок

5. Ставлення жорсткостей розглянутої колони (ЕI2- верхня частина колони, EI1- нижня частина колони): для крайньої колони:

=

6. Ставлення жорсткостей сусідній колони. Тому будівлю однопрогоновий, то: == 0,629.

7. Ставлення нижній частині сусідньої колони до нижньої частини розглянутої колони. Тому будівлю однопрогоновий, то: = 1.

3 рядок

8. Ексцентриситет осі верхньої частини колони (рис. 3.1):

е1 = -0,5 (В-А) = -0,5 (0,7-0,6) = -0,05м;

9. Ексцентриситет стіни

е2 = -0,5 (В +) = -0,5 (0,7 + 0,3) = -0,5 м;

10. Ексцентриситет підкранової балки при нульовій прив'язці:

є3 = - 0,5 В = 0,75 - 0,5 · 0,7 = 0,4 м.

Рис. 3.1 - До визначення ексцентриситетів.

11. Висота перерізу надкрановой частини колони: А = 0,6 м.

12. Висота перерізу підкранової частини колони: В = 0,7 м.

4 рядок

13. Постійне навантаження від шатра: Gш = 266 кН.

14. Постійне навантаження від стіни: Gст = 330кН.

15. Постійне навантаження від підкранової балки: Gпб = 36,58 кН.

16. Постійне навантаження від нижньої частини колони: G = 61,8кН.

5 рядок

17. Навантаження від снігу: S = Sш = 144кН.

6 рядок

18. Вертикальна кранова навантаження: Дмах = 627,7 кН.

19. Те ж: Дmin = 111,4 кН.

20. Горизонтальна гальмівна сила: Т = 26,2 кН.

7 рядок

Вітрові навантаження вводяться без урахування аеродинамічних коефіцієнтів, так як вони враховані в програмі.

21. Зосереджена вітрове навантаження: W1 = 5,286 кH.

22. Рівномірно розподілене вітрове навантаження: = 1,8кН / м (без урахування аеродинамічних коефіцієнтів).

Отримані вихідні дані зведені в табл. 3.1.

Таблиця 3.1 - Вихідні дані для розрахунку на ПЕОМ.

 12,75 4,3 3,5 9

 0,629 0,629 1

 -0,05 -0,5 0,4 0,6 0,7

 266330 36,58 61,8

 144

 627,7 111,4 26,2

 5,286 1,71

Результати розрахунку на ПЕОМ зусиль М, N, і Q, а також РСУ у трьох перетинах колони наведено в табл. 3.2 і 3.3 відповідно.

Правила знаків прийняті наступні:

+ М (позитивний момент) обертає перетин проти годинникової стрілки (розтягнута внутрішня частина колони);

+ N (позитивна поздовжня сила) направлена ??зверху вниз і стискає колону;

+ Q (позитивна перерізуюча сила) направлена ??справа наліво (зсередини назовні).

Таблиця 3.2 - Результати розрахунку крайньої колони.

 Навантаження У фундаменту Зусилля по перетинах

 Під консоллю Над консоллю

 Постійна М -49,246 92,193 -71,975

 Q = 16,738 N 695,38 633,580 266,00

 Снігова M -2,16 4,043 -3,157

 Q = 0,743 N 144,00 144,00 144,00

 D max M -40,268 -152,822 98,258

 Q = -22,851 N 627,70 627,700 0

 D min M 48,417 -13,203 31,357

 Q = -7,292 N 111,4 111,40 0

 Торм. 1 М -72,034 36,48 36,480

 Q = 12,842 N 0 0 0

 Торм. 2 М 25,575 8,625 8,625

 Q = -2,006 N 0 0 0

 Вітер 1 М -148,099 -25,094 -25,094

 Q = 20,337 N 0 0 0

 Вітер 2 М 140,844 28,860 28,860

 Q = -17,587 N 0 0 0

Шифри тимчасових навантажень

Снігова - (2).

Кранові: DМАХ- (3); DMIN- (4);

DМАХ + ТОРМ - (5); DMIN + TOPM - (7);

DMAX-TOPM - (6); DMIN- TOPM - (8).

Вітрові: Вітер 1 - (13); Вітер 2 - (14).

Таблиця 3.3 - Розрахункові поєднання зусиль

 № стр Грань перетину Момент, кНм

 Сила,

 кН

 М ядр,

 кНм

 Знак

 Шифри В.Н.

 У фундаменту

 Найбільш стиснута:

 1 грань зовнішня 176,64 1389,91 338,8 + 2 6 14

 2 грань внутрішня -213,07 1389,91 -375,22 + 2 5 13

 Найбільш розтягнута:

 3 грань зовнішня -197,35 695,38 -116,22 - 13

 4 грань внутрішня 185,92 795,64 93,09 - 0 14 серпня

 Під консоллю

 Найбільш стиснута:

 5 грань зовнішня 142,76 863,44 243,49 + 2 7 14

 6 грань внутрішня -97,12 1328,11 -252,07 + 2 6 13

 Найбільш розтягнута:

 7 грань зовнішня -100,76 1198,51 39,06 + 0 6 13

 8 грань внутрішня 139,12 733,84 53,5 - 0 14 липня

 Над консоллю

 Найбільш стиснута:

 9 грань зовнішня 72,42 395,6 111,98 + 2 5 14

 10 грань внутрішня -102,01 395,6 -141,57 + 2 8 13

 Найбільш розтягнута:

 11 грань зовнішня -99,17 266,0 -72,57 - 0 13 серпня

 12 грань внутрішня 75,26 266,0 48,66 - 0 14 травня

4. РОЗРАХУНОК КОЛОНИ

4.1. Розрахунок надкрановой частини колони

4.1.1. Розрахункові поєднання зусиль

Для визначення РСР в перетині над консоллю випишемо значення зусиль з таблиці 3.2 в таблицю 4.1:

Таблиця 4.1 - Зусилля над консоллю.

 Найменування навантаження Шифри В.Н. М, кНм N, кН

 Постійна 1 -71,985 266,0

 Снігова 2 -3,157 144,0

 Д m ах 3 98,258 0

 Д min 4 31,357 0

 Д m ах + Торм. зліва 5 134,738 0

 Д m ах - Торм. зліва 6 61,778 0

 Д min + Торм. зліва 7 67,837 0

 Д min - Торм. зліва 8 -5,123 0

 Вітер зліва 13 -25,094 0

 Вітер праворуч 14 28,86 0

Результат підрахунку зусиль представлений в табл. 4.2.

Таблиця 4.2 - Розрахункові поєднання зусиль над консоллю

 № Комбінація зусиль М, кНм N, кН

 М ядр, кНм

 Зовн. грань

 ± Внутріш. грань

±

 I основне сполучення

1

 При + М max (1 + 5) 62,753 266 89,353 + 36,153 -

2

 При -М max (1 + 13) -99,17 266 -72,57 - -123,7 +

3

 При N max (1 + 2) -75,142 410 -34,142 - -116,142 +

 II основне сполучення

4

 При + М max

 [1 + 0,9 (5 + 14)] 75,253 266 101,85 + 48,65 -

5

 При -М max

 [1 + 0,9 (2 + 13)] -102 395,6 -57,84 - -141,57 +

6

 При N max

 [1 + 0.9 (2 + 5 + 14)] 72,41 395,6 111,97 + 32,85 -

Нижче наводяться найбільш небезпечні поєднання зусиль (рис. 4.1), знайдені по найбільшим ядровим моментам (табл. 4.2):

Ядрове відстань: м

1. Найбільш стиснута грань зовнішня (рядок 6):

М = 72,41 кНм; N = 395,6 кН;

Ма = 72,41 + 395,6 · 0,1 = 111,97 кНм

2. Найбільш стиснута грань внутрішня (рядок 5):

М = -102 кНм; N = 395,6 кН;

Ма = -102 - 395,6 · 0,1 = -141,57 кНм

3. Найбільш розтягнута грань зовнішня (рядок 2):

М = -99,17 кНм; N = 266 кН;

Ма = -99,17 + 266 · 0,1 = -72,57 кНм

4. Найбільш розтягнута грань внутрішня (рядок 4):

М = 75,253 кНм; N = 266 кН;

Ма = 75,253 - 266 · 0,1 = 48,65 кНм

Різниця в абсолютних значеннях максимальних ядрових моментів:

Приймаємо симетричне армування.

4.1.2. Визначення коефіцієнта поздовжнього вигину і підбір перерізу арматури надкрановой частини колони

Вихідні дані:

Клас бетону - У 20: RB = 11,5 [3, табл.13]; Єв = 240000 МПа [3, табл.18];

Клас арматури A-III; Rs = 365 МПа; Rsc = 365 МПа [3, табл. 22];

Розміри перетину: h = 0.6 м; b = 0.4 м.

1. Підбираємо арматуру в перетині над консоллю по 2-му поєднанню зусиль (табл. 4.2, 5-й рядок): М = -102 кНм; N = 395,6 кН;

Вільна довжина надкрановой частини колони:

== 2 · 4,3 м = 8,6 м,

де = 2 [3, табл. 32], як для будівлі з мостовими кранами при розрізних підкранових балках, з урахуванням навантаження від кранів (поєднання 2 + 8 + 13).

Визначимо гнучкість:

Тому = 50> 14 то по [3, п. 3.3] потрібно враховувати поздовжній вигин колони.

Ексцентриситет сили:

м,

Випадкові ексцентриситети [3, п. 1.21]:

= 0,00717 м;

м;

Так як система статично невизначена, приймаємо найбільше значення: е0 = 0,258 м.

Критична сила визначається за формулою:

де- враховує вплив тривалої дії навантаження:

?L == 1,78 [3, 21];

де = 1 для важкого бетону [3, табл. 30]; М - момент сили N щодо розтягнутої-менш стиснутої арматури перетину від всіх навантажень (рис. 4.2):

М = N

Рис. 4.2 - Схема завантажена колони.

Беручи а = 0,04 м, отримуємо:

М = 395,6 · (0,258 + 0,30-0,04) = 204,9кНм;

- Те ж, від постійної і тривалої частини снігового навантаження:

= 334,4 · (0,22 + 0,6 / 2-0,04) = 160,5 кН,

где266 + 0,5 · 144 · 0,95 = 334,4 кН;

-71,985 + 0,5 · (-3,157) · 0,95 = - 73,48 кНм,

тут = 0,5 - по [2, п. 1.7 к)] для IV снігового району; = 0,95 - коефіцієнт поєднання [2, п. 1.12];

= 0,22м

Коефіцієнтний не менше:

= 0,5 - 0,01-0,01 · 11,5 = 0,242 [3, 22]

I - момент інерції перерізу бетону:

I == 72 · 10-4м4;

Is- момент інерції перерізу арматури при симетричному армуванні і коефіцієнті = 0,20% (згідно [3, табл. 38] і при> 83):

Is == 0,61 · 10-4м4,

8,3

Обчислимо:

3725 кН

Коефіцієнт поздовжнього вигину визначиться за формулою:

= 1,12 [3, 19]

Визначимо випадок розрахунку по "м'якому" критерію:

Попередньо приймаємо випадок великих ексцентриситетів.

Так як вигинає момент негативний (-102 кНм), то розтягнута арматура Asрасположена біля зовнішньої грані колони. Визначимо перетин арматури з умови мінімального відсотка армування = 0,002 (при ? = 50) [3, табл.38]:

As, min = bh0 = 0.002 · 0,4 · 0,56 = 4,48 · 10-4м2.

Приймаємо 218 (As '= 5,09 · 10-4м2) [1, прил.3];

Перетин арматури отримаємо з умови:

[3, 26]

При симетричному армуванні:

0,154

0,154 · (1-0,5 · 0,154) = 0,142

Площа арматури:

-0,43 · 10-4м2.

За розрахунком арматура не потрібно. Приймаємо з умови мінімального армування 2O18: АS = 5.09см2. Симетричне армування надкрановой частини показано на малюнку 4.3.

Рис. 4.3 - Арматура надкрановой частини колони розрахована по 2-му поєднанню зусиль.

2. Перевіряємо арматуру, виходячи з умови [2.25], в перетині над консоллю по 1-му поєднанню зусиль (табл. 4.2, 2-й рядок): М = -99,17 кНм; N = 266 кН (найбільш розтягнута зовнішня грань) ,:

Визначимо коефіцієнт поздовжнього вигину:

Вільна довжина надкрановой частини колони:

== 2 · 4,3 м = 8,6 м,

де = 2 [3, табл. 32], як для будівлі з мостовими кранами при розрізних підкранових балках, з урахуванням навантаження від кранів (поєднання 1 + 8 + 13).

Визначимо гнучкість:

Тому = 50> 14 то по [3, п. 3.3] потрібно враховувати поздовжній вигин колони.

Ексцентриситет сили:

м,

Випадкові ексцентриситети (еа = 0,0072, еа = 0,02), приймаємо найбільше значення: е0 = 0,37 м.

Визначимо критичну силу:

?L == 1,93;

М = N

а = 0,029 м, отримуємо:

М = 266 · (0,37 + 0,30-0,029) = 173кНм;

= 266 · (0,22 + 0,6 / 2-0,029) = 160,5 кН,

де = 266кН;

= 71,985кНм,

= 0,27м

Коефіцієнтний не менше:

= 0,5 - 0,01-0,01 · 11,5 = 0,242

I - момент інерції перерізу бетону:

I = 72 · 10-4м4;

Is- момент інерції перерізу арматури при симетричному армуванні і коефіцієнті = 0,2%:

Is == 0,74 · 10-4м4,

8,3

Обчислимо:

3224 кН

Коефіцієнт поздовжнього вигину визначиться за формулою: = 1,09

м

0.1

0.0995

Ne = 266 · 0,67 = 179 кНм,

виконуємо перевірку за умовою [2,25]:

= 0,0995 · 0,4 · 0,5712 · 11,5 · 103 · 1,1 + 365 · 103 · 5,09 · 10-4 · (0,571-0,029) = 265кНм

Умова виконується 265кНм> 179кНм.

Остаточно приймаємо симетричну арматуру 4O18АIII c загальною площею AS = 10.18см2. Згідно конструктивним вимогам приймаємо проміжні стрижні 2O12АIII c АS = 2.26 см2, (Рис. 4.4).

Рис. 4.4 - Арматура надкрановой частини колони

4.1.3. Перевірка надкрановой частини колони на стійкість з площини поперечної рами

Перевірка проводиться відповідно до [4, п. 3.64], по 2-му поєднанню N = 396.5кН.

Розрахункова довжина колони із площини вигину:

N ? ? (RbA + RscAs, tot) [3. 119]

де ? - коефіцієнт, що визначається за формулою

? = ?b + 2 (?sb- ?b) ?s [3. 120]

але що приймається не більше ?sb, тут ?b, ?sb- коефіцієнти, прийняті за [3, табл. 26], для = 14,3 ,, і важкого бетону ?b = 0,811,

і а = 0,029м <0,15 · h = 0.15 · 0.6 = 0.09м, ?sb = 0,866.

?S =

де АS, tot = 12,44см2, площа всієї арматури розташованої в перерізі.

? = 0,811 + 2 (0,866-0,811) 0,15 = 0,646

? (RbA + RscAs, tot) = 0,646 · (11,5 · 1,1 · 103 · 0,4 · 0,6 + 365 · 103 · 12,44 · 10-4) = 2581кН> 395.6кН.

Перевірка на стійкість з площини поперечної рами виконується.

4.1.4. Призначення і розстановка поперечної арматури

З умови зварюваності відповідно до [5, пріл.9] приймаємо поперечну арматуру діаметром 6 мм (АIII). Відповідно до [4, п.5.22] призначаємо крок поперечної арматури 300 мм (<500, <20d = 2018 = 360).

Згідно [4, п.5.46 та п.5.24] у верхній частині колони встановлюємо 4 сітки непрямого армування з кроком 100 мм, що> 60 мм і <150 (400/3 = 133 мм). При цьому сітки розташовуються на довжині 400 мм> 10d = 180 мм. Розміри осередків приймаються рівні 50 мм, що> 45 мм і <400/4 = 100 мм.

4.2. Розрахунок підкранової частини колони

4.2.1. Розрахункові поєднання зусиль

Значення розрахункових сполучень зусиль для розрахунку нижній частині колони випишемо з таблиці 3.3 для розтину у фундаменту (за найбільшим ядровим моментам). Дані внесені в таблицю 4.3.

Таблиця 4.3 - Зусилля в колоні у фундаменту.

 соч-я Грань перетину Момент, кНм

 Сила,

 кН

 М ядр,

 кНм

 Знак

 Шифри В.Н.

 Найбільш стиснута:

 1 грань зовнішня 176,64 1389,91 338,8 + 2 6 14

 2 грань внутрішня -213,1 1389,91 -375,2 + 2 5 13

 Найбільш розтягнута:

 3 грань зовнішня -197,35 695,4 -116,2 - 0 13

 4 грань внутрішня 185,92 795,64 93,1 - 0 14 серпня

Різниця в абсолютних значеннях максимальних ядрових моментів:

Приймаємо симетричне армування.

4.2.2. Визначення коефіцієнта поздовжнього вигину і підбір перерізу арматури підкранової частини колони

Вихідні дані:

Клас бетону - У 20: RB = 11,5 [3, табл.13]; Єв = 240000 МПа [3, табл.18];

Клас арматури A-III; Rs = 365 МПа; Rsc = 365 МПа [3, табл. 22];

Розміри перетину: h = 0,7 м; b = 0,4 м.

1. Підбираємо арматуру по 2-му поєднанню зусиль (табл. 4.3):

М = -213,1 кНм; N = 1389,91 кН;

Вільна довжина підкранової частини колони:

== 1,5 · 8,45 м = 12,675 м,

де = 1,5 [3, табл. 32], як для будівлі з мостовими кранами при розрізних підкранових балках з урахуванням навантаження від кранів (поєднання 2 + 5 + 13).

Визначимо гнучкість:

62,3

Тому = 62,3> 14 то по [3, п. 3.3] потрібно враховувати поздовжній вигин колони.

Ексцентриситет сили:

м,

Випадкові ексцентриситети [3, п. 1.21]:

= 0,014 м;

м;

Так як система статично невизначена, приймаємо найбільше значення: е0 = 0,153 м.

Критична сила визначається за формулою:

де- враховує вплив тривалої дії навантаження:

?L == 1,45 [3, 21];

де = 1 для важкого бетону [3, табл. 30]; М - момент сили N щодо розтягнутої-менш стиснутої арматури перетину від всіх навантажень

М = N

Беручи а = 0,04 м, отримуємо:

М = 1389,91 · (0,153 + 0,35-0,04) = 643,5кНм;

- Те ж, від постійної і тривалої частини снігового навантаження:

= 763,78 · (0,066 + 0,7 / 2-0,04) = 287,2 кН,

где695,38 + 0,5 · 144 · 0,95 = 763,78 кН;

--49,256 + 0,5 · (-2,16) · 0,95 = - 50,28 кНм,

тут = 0,5 - по [2, п. 1.7 к)] для IV снігового району; = 0,95 - коефіцієнт поєднання [2, п. 1.12];

= 0,066м

Коефіцієнтний не менше:

= 0,5 - 0,01-0,01 · 11,5 = 0,2 [3, 22]

I - момент інерції перерізу бетону:

I == 114 · 10-4м4;

Is- момент інерції перерізу арматури при симетричному армуванні і коефіцієнті = 0,20% (згідно [3, табл. 38] і при> 83):

Is == 1,01 · 10-4м4,

8,3

Обчислимо:

2908 кН

Коефіцієнт поздовжнього вигину визначиться за формулою:

= 1,92 [3, 19]

Визначимо випадок розрахунку по "м'якому" критерію:

Попередньо приймаємо випадок великих ексцентриситетів.

Так як вигинає момент негативний (-213,1 кНм), то розтягнута арматура Asрасположена біля зовнішньої грані колони. Визначимо перетин арматури з умови мінімального відсотка армування = 0,002 (при ? = 62,3) [3, табл.38]:

As '= As, min = bh0 = 0.002 · 0,4 · 0,66 = 5,28 · 10-4м2.

Приймаємо 220 (As '= 6,28 · 10-4м2) [1, прил.3];

Перетин розтягнутої арматури отримаємо з умови:

[3, 26]

При симетричному армуванні:

0,458

0,458 · (1-0,5 · 0,458) = 0,353

Площа арматури:

-0,72 · 10-4м2.

За розрахунком арматура не потрібно, встановлюємо арматуру з умови мінімального армування 2O20: АS = 6,28см2. Симетричне армування надкрановой частини показано на малюнку 4.4.

Рис. 4.5 - Схема армування підкранової частини колони.

2. Перевіряємо арматуру, виходячи з умови [2.25], в перетині у фундаменту по поєднанню зусиль (табл. 4.3, третій рядок): М = -197,35кНм; N = 695,4кН (найбільш розтягнута зовнішня грань) ,:

Визначимо коефіцієнт поздовжнього вигину:

Вільна довжина надкрановой частини колони:

== 1,5 · 8,45 м = 12,675 м,

де = 1,5 [3, табл. 32], як для будівлі з мостовими кранами при однопрогонових балках, без урахування навантаження від кранів (поєднання 1 + 13).

Визначимо гнучкість:

62,3

Тому = 62,3> 14 то по [3, п. 3.3] потрібно враховувати поздовжній вигин колони.

Ексцентриситет сили:

м,

Випадкові ексцентриситети (еа = 0,014, еа = 0,023), приймаємо найбільше значення: е0 = 0,284 м.

Визначимо критичну силу:

?L == 1,25

M '= М = N

а = 0,03 м, отримуємо:

М = 695,4 · (0,284 + 0,35-0,03) = 420 кНм;

= 695,4 · (0,07 + 0,7 / 2-0,03) = 105,7кН,

де = 695,4кН;

= 49,246кНм,

= 0,07 м

Коефіцієнтний не менше:

= 0,5 - 0,01-0,01 · 11,5 = 0,2

I - момент інерції перерізу бетону:

I = 114 · 10-4м4;

Is- момент інерції перерізу арматури при симетричному армуванні і коефіцієнті = 0,2%:

Is == 1,2 · 10-4м4,

8,3

Обчислимо:

3742 кН

Коефіцієнт поздовжнього вигину визначиться за формулою:

= 1,22

м

0.23

0.2

Ne = 695,4 · 0,669 = 465,2 кНм,

виконуємо перевірку за умовою [2,25]:

= 0,2 · 0,4 · 0,672 · 11,5 · 103 · 1,1 + 365 · 103 · 6,28 · 10-4 · (0,67-0,03) = 601кНм

Умова виконується 601кНм> 465,2кНм.

Остаточно приймаємо симетричну арматуру 4O20АIII c загальною площею AS = 12,56см2. Згідно конструктивним вимогам приймаємо проміжні стрижні 2O12АIII c АS = 2.26 см2, (Рис. 4.6).

Рис. 4.6 - Схема армування підкранової частини колони.

4.2.3. Перевірка підкранової частини колони на стійкість з площини поперечної рами

Перевірка проводиться відповідно до [4, п. 3.64], по N = 1328,1кН.

Розрахункова довжина колони із площини вигину:

N ? ? (RbA + RscAs, tot) [3. 119]

де ? - коефіцієнт, що визначається за формулою

? = ?b + 2 (?sb- ?b) ?s [3. 120]

але що приймається не більше ?sb, тут ?b, ?sb- коефіцієнти, прийняті за [3, табл. 26], для = 18,1 ,, і важкого бетону ?b = 0,69,

і а = 0,02м <0,15 · h = 0.15 · 0.7 = 0.105м, ?sb = 0,0,79.

?S = 0,178

? = 0,69 + 2 (0,79-0,69) 0,178 = 0,75

? (RbA + RscAs, tot) = 0,75 · (11,5 · 1,1 · 103 · 0,4 · 0,7 + 365 · 103 · 14,82 · 10-4) = 3062кН> 1328,1кН .

Перевірка на стійкість з площини поперечної рами виконується.

4.2.4. Призначення і розстановка поперечної арматури

З умови зварюваності відповідно до [6, пріл.9] приймаємо поперечну арматуру діаметром 6 мм (АIII). Відповідно до [4, п.5.22] призначаємо крок поперечної арматури 400 мм (<500, <20d = 2020 = 400).

Сітки непрямого армування в нижній частині колони не встановлюються.

4.3. Розрахунок консолі колони

Основні розміри консолі показані на малюнку 4.8.

Рис. 4.8 - Розрахункова схема консолі.

Вихідні дані: hв = 600мм; с = 800мм; hн = 700мм; d = 600мм;

е = 700мм; lsup = 250мм (для балки прольотом 6 м);

кН;

Клас бетону - У 20: RB = 11,5 МПа, RBt = 0,90 МПа [3, табл.13];

Ев240000 МПа [3, табл.18];

Клас арматури A-III; Rs = 365 МПа; Rsc = 365 МПа [3, табл. 22];

Тому виліт консолі з = 800мм менше 0,9 · hк = 0,9 · (700 + 600) = 1170мм, то розрахунок ведеться як для короткої консолі.

Розрахунок оздоблюють стрижнів:

З малюнка 4.8 випливає:

0,956, звідси ? = 73о;

де hк = d + l = 700 + 600 = 1300мм; f = 600 -100 = 500мм;

N0 = Q · ctg? = 664.28 · ctg73o = 195.9кН

5.4 · 10-4м2

Приймаємо 2o20 AIII (As = 6,28 · 10-4м2).

Необхідна довжина анкерування:

мм,

але не менше 12 · 20 = 240 мм і = 200 мм.

Приймаємо довжину анкерування l = 300 мм.

Розрахунок хомутів.

Умова міцності: [3, (85)]

З умови зварюваності з o20 [5, пріл.9] приймаємо хомути ?6 AIII (Asw = 0.283см2).

Крок призначаємо з умов:

150мм. Але Sw?150мм. Приймаємо Sw = 150мм:

Тогда9,43 · 10-4

lb = lsupSin? = 250 · 0,956 = 239мм;

1,04 [3, (87)]

тоді Q ? 0.8 · 1.04 · 11.5 · 103 · 1.1 · 0.4 · 0.239 · 0.956 = 961.9 кН [3, (85)]

Права частина умови (85) приймається:

1. Не більше 3.5Rbtbh0 = 3.5 · 0.9 · 103 · 1.1 · 0.4 · (1.3 - 0.03) = 1760кН;

2. Не менш меншого з 2-х значень:

2.5Rbtbh0 = 2.5 · 0.9 · 103 · 1.1 · 0.4 · (1.3 - 0.03) = 1257кН;

2104кН.

Приймаємо праву частину [3, (85)] рівній 961.9 кН, тоді умова міцності

Q = 664.28кН <961.9кН виконується.

4.4. Проектування стику робочої поздовжньої арматури

Відповідно до [3, п. 5.38] довжина перепуску. По [3, табл.37] для стиків арматури в розтягнутому бетоні при діаметрі 20 мм:

740 мм,

але не менее20 · 20 = 400 мм і = 250 мм. Приймаємо довжину перепуску l = 750 мм.

Відповідно до [3, п. 5.22] відстань між хомутами по довжині перепуску має становити не більше 10dmin = 10 · 20 = 200 мм. У місцях нахлеста арматури приймаємо хомути діаметром 6 мм (АIII) і кроком 160 мм.

Армування консолі показано на малюнку 4.9.

Рис. 4.9 - Армування консолі.

5. РОЗРАХУНОК безраскосние ФЕРМИ.

5.1. Геометричні розміри ферми і поперечних перерізів елементів

За проектом розраховується безраскосние ферма прольотом 18 м.

Сітка колон 24 · 6 м, навантаження на 1 м2покритія становить:

Повна 3,32 + 2 = 5,32 кН / м2, в тому числі сніг 1,33 кН / м2.

Відповідно до [1, табл.12], цьому навантаженні відповідає 1-й тип опалубки. Розміри поперечних перерізів елементів ферми для 1-го типу опалубки складають (bh) [1, табл.13]:

1) Верхній пояс - 0,240,20;

2) Нижній пояс - 0,240,22;

3) Стійки - 0,240,25

Ферма з нанесеними розмірами елементів показана на малюнку 5.1.

Рис. 5. -. Геометрична схема безраскосние ферми.

5.2 Статичний розрахунок ферми

Статичний розрахунок безраскосние ферм виробляється на ЕОМ за програмою MKEG для статично невизначених систем.

Вихідні параметри розрахунку стрижневий системи (ферми):

1. Кількість елементів - 23;

2. Кількість закріплених вузлів - 2;

3. Всього вузлів - 16;

4. Шифр ??ферми - KGK24-1;

5. Кількість завантажених вузлів - 7;

6. Величина вузловий навантаження - кН:

95,76 кН

Зусилля в елементах ферми наведені в таблиці 14.

Результати розрахунку ферми на ЕОМ (зусилля в елементах ферми) наведені в таблиці 5.1.

Для зручності обчислення ядрових моментів і вибору РСУ зусилля в елементах зведені в таблицю 5.2 (Розглядається половина ферми через її симетрії).

Таблиця 5.2 - Розрахункові поєднання зусиль.

 Елемент h, см r = h / 6, м М, кНм N, кН

 , КНм

 верхній пояс 0.2 0.033 12.856 -861.268 41.56

 -25.27 -817.695 52.53

 4.312 -778.494 30.26

 3.231 -770.184 28.9

 стійка 0.22 0.0367 12.414 -23.961 13.29

 12.625 20.121 13.36

 -4.588 -2.651 4.685

 0 -1.753 0.064

 нижній пояс 0.25 0.0417 20.929 796.461 54.11

 -32.633 776.692 65

 6.082 765.784 37.99

 4.122 768.748 36.15

5.3 Розрахунок верхнього пояса

Вихідні дані:

Клас бетону: В25, Rb = 14,5 МПа; ?b2 = 0.9, EB = 27000 МПа.

Клас арматури: A-III; Rs = 365 МПа; Rsc = 365 МПа ES = 20000МПа

Перетин 24'20 см.

Розрахункові зусилля: М = -25.27 кНм, N = -817.695 КН.

Навантаження на вузол ферми: повна Р = 95.76 кН;

тривала Pl = (g + ?S) Aгр = (3,32 + 0,5 · 2) 18 = 77,76кН

де = 0,5 за [2, п.1.7 к)] для III снігового району.

Зусилля від тривалого навантаження

-20,52кН;

кН.

Ексцентрісітетм.

5.3.1. Визначення коефіцієнта поздовжнього вигину

Вільна довжина елемента верхнього пояса ферми при розрахунку в площині ферми при е0 = 0,031 Обчислюємо випадкові ексцентриситети:

м, м.

Приймаємо найбільше значення: eo = 0.031 м.

кНм.

= 664 ·· (0.031 + 0.01 - 0.04) = 60,42 кНм

= 817.695 · (0.031 + 0.1 - 0.04) = 74.4 кНм

== 1.812;

, Але не менше:

,

приймаємо ?e = 0,2345;

м-4;

, Откуда0,2% [3, табл. 38];

= 0.023 · 10-4м-4;

Критична сила при втраті стійкості:

1413 кН

Коефіцієнт поздовжнього вигину:

5.3.2. Визначення перерізу арматури при симетричному армуванні

Ексцентриситет з урахуванням поздовжнього вигину:

е0 · ? = 0,031 · 2,374 = 0,0725м, що більше 0,3h = 0.3 · 0.2 = 0.06м

Попередньо приймаємо випадок "великих" ексцентриситетів.

1. Задаємо перетин арматури (4 ?20 з AS = A'S = 12.56см2) [1, прил.3].

2. Визначаємо (граничну висоту перерізу).

0,605 [3, (25)],

де ? = 0,85 - 0,08 · RB = 0.85 - 0.08 · 17 · 0.9 = 0.7456 [3, (26)]

для арматури A-IV: ?SR = RSC + 400 - ?SP- ??SP = 510 + 400 = 910МПа,

?SP = 0, ??SP = 0, тк. відсутня попереднє напруження.

3. Визначимо необхідну відносну висоту стиснутої зони перерізу:

1,47> 0.605

- Випадок "малих" ексцентриситетів.

Визначимо необхідну відносну висоту стиснутої зони перетину для випадку "малих" ексцентриситетів:

0,651

4. Визначаємо

0,439

5. Перевіряємо несучу здатність за формулою:

[3, (36)],

де:

Ne = N817.695 · (0,031 · 2,374 + 0.2 / 2 - 0.03) = 117.42 кНм

=

= 0,439 · 0,24 · 0,172 · 14,5 · 103 · 0,9 + 365 · 103 · 12.56 · 10-4 · (0,17-0,03) = 104Нм

Умова не виконується 117,42кНм> 104кНм.

Збільшимо перетин арматури, приймаємо (4 ?20 з AS = A'S = 15,2см2)

0,754

Ne = N817.695 · (0,031 · 2,374 + 0.2 / 2 - 0.031) = 116,6 кНм

=

= 0,47 · 0,24 · 0,1692 · 14,5 · 103 · 0,9 + 365 · 103 · 12.56 · 10-4 · (0,169-0,031) = 118,6Нм

116,6 кНм <118,6Нм

Умова [3, (36)] виконується. Перетин показано на малюнку 5.2.

Рис. 5.2 - Перетин верхнього пояса.

5.3.3. Призначення поперечної арматури

Згідно [3, п.5.22] приймаємо поперечну арматуру з кроком 400, що менше 20d = 2022 = 440 і 500 мм. Діаметр арматури призначаємо з умови зварюваності [4, пріл.9] і наявності в сортаменті. Приймаємо o6AIII.

5.4. Розрахунок нижнього пояса

Вихідні дані:

Клас бетону: В25, Rb = 14,5 МПа; ?b2 = 0.9, EB = 27000 МПа.,

Rb, ser = 18,5 МПа, Rbt, ser1,6 МПа;

Клас арматури A-IV; Rs = 510 МПа; Rsc = 450 МПа; Rs, ser = 590МПа;

ES = 19000МПа

Перетин 24'22см.

Розрахункові зусилля: М = - 32,63 кНм, N = 776,7 кН.

a = a '= 0,05 м.

5.4.1. Визначення перерізу арматури

Армування симетричне AS = A'S

Ексцентриситет сили N (рис. 5.3):

м;

Ріс.5.3 - Розрахункова схема нижнього пояса.

Так як е0 <0,06 м, то сила N знаходиться між арматурами й це випадок "малих" ексцентриситетів, розрахунок ведеться за формулами:

Ne ? A'SRS (h0-a ') [3, (61)]

Ne '? ASRS (h0-a') [3, (62)]

При симетричному армуванні отримаємо:

е0 = 0.018м;

е '= 0.102м.

Вибираємо більшого значення і отримаємо:

10.6 · 10-4м2

де ?S6 = ? = 1.2 для арматури класу A-IV [3, п.3.13].

Приймаємо 3?22 AS = A'S = 11,4м2 [1, прил.3].

Сумарна арматура: AS + A'S = 22,8 м2.

Відсоток армування перерізу:

Перевірка розміщення стрижнів в перерізі:

b> 3 · 2,2 + 2 · 5 + 2 · 2,5 = 21см.

Розміщення стрижнів показано на малюнку 5.4.

Рис. 5.4 - Розміщення поздовжньої напруженої арматури.

5.4.2. Призначення попереднього напруження

Відповідно до [3, п. 123] повинні задовольнятися умови:

?sp + p ? Rs, ser; ?sp- p ? 0.3Rs, ser; [3, (1)]

Величина р при механічному способі натягу арматури приймається рівною p = 0.05?sp [2, п.1,23], тоді:

МПа.

Призначаємо ?sp = 550МПа.

5.4.3. Втрати попереднього напруження

Натяг арматури проводиться на упори [за завданням] .Перші втрати

1) Від релаксації напруги при механічному способі натягу стрижневої арматури:

?1 = 0.1?sp-20 = 55 - 20 = 35МПа;

2) Від перепаду температур для бетону В25:

?1 = 1.25?t = 1.25 · 65 = 81МПа;

3) Від деформації анкерів:

16МПа;

4) Від позиції 4 [3, табл.5] втрат немає (натяг на упори);

5) Від позиції 5 [3, табл.5] втрат немає (стрижнева арматура);

6) Втрати від швидко натекает повзучості:

Зусилля в арматурі з урахуванням втрат (позиції 1 - 5):

P1 = [? - (?1 + ?2 + ?3)] Asp = [550 - (35 + 81 + 16,1)] 22,8 · 10-4 · 103 = 953 кН;

Стискають напруги в бетоні від сили Р1:

де Ared = Ab + ?AS = 0.24 · 0.22 + 7.04 · 22.8 · 10-4 = 0.069 м2

Передавальна міцність бетону приймається по [3, п.2.6].

Для арматури класу А-IV:

Rbp? 11МПа крім того, Rbp? 0,5B = 0,5 · 25 = 12,5МПа.

Приймаємо Rbp = 12,5МПа;

? = 0,25 + 0,025Rbp = 0.25 + 0.025 · 12.5 = 0.563 <0.8;

? = 5.25-0.185 Rbp = 5.25 - 0.185 · 12.5 = 2.94 (але не більше 2.5), приймаємо ? = 2,5;

Тому що> ?, то

117МПа

Підсумовуємо, перші втрати напруг:

?los1 = 35 + 81 + 16 + 0 + 0 + 117 = 249МПа

Зусилля в арматурі з урахуванням перших втрат:

P1 = (?sp-?los1) As = (550 - 249) 22.8 · 10-4 · 103 = 682.3кН.

Другі втрати

7) Втрати релаксації напруг арматури враховані в 1) пункті;

8) Втрати напруг від усадки бетону при класі бетону В25 і тепловій обробці ?8 = 35 МПа.

9) Повзучість бетону:

Стискають напруги в бетоні з урахуванням перших втрат:

МПа. Так як> 0.75, то:

106МПа.

? = 0,85 -коефіцієнт приймається для бетону підданого тепловій обробці при атмосферному тиску.

Повні втрати:

?los = ?los1 + ?los2 = 249+ (35 + 106) = 390МПа

МПаМПа.

Зусилля попереднього обтиснення з урахуванням повних втрат напруг:

кН.

5.4.4. Розрахунок на утворення тріщин

Середній коефіцієнт надійності за навантаженням визначаємо за [табл.2.1] з урахуванням снігового навантаження:

;

Нормативні зусилля рівні (перша панель нижнього пояса):

8,502 кНм;

324,6 кН.

Нормативні зусилля від тривалих навантажень (див. Розділ п.5.3):

7,262 кНм;

277,3 кН.

Перевірка на утворення тріщин проводиться за формулою

[3, (124)]

де- момент від зовнішніх сил щодо осі паралельної нульової лінії і проходить через ядрову точку найбільш віддалену від розтягнутої зони, тріщиностійкість якої перевіряється:

кНм;

кНм,

гдем,

де

- Момент, що сприймається перерізом при утворенні тріщин.

[3, (125)]

- Ядерна момент від сили.

кНм [3, (129)]

гдекоеффіціент точності натягу арматури при механічному способі натягу [3, п.1.27].

55,58 кНм.

Так як при повному завантаженні нормативним навантаженням умова [3, (124)] не виконується (= 66,87> = 55,58), а так само при дії тривалої частини навантаження умова [3, (124)] не виконується (= 57 , 12> = 55,58), тріщини утворюються і необхідно перевірити їх розкриття.

5.4.5. Розрахунок на розкриття тріщин

Ферма знаходиться в закритому приміщенні і тому відноситься до 3-ї категорії тріщиностійкості, для якої допускається обмежене по ширині нетривалий (= 0,4 мм) і тривале (= 0,3 мм) розкриття тріщин [3, п.1.16, табл.2 ].

Розкриття тріщин визначається за формулою:

[3, (144)]

гдедля позацентрово розтягнутих елементів; - коефіцієнт тривалості дії навантаження. Для нетривалого дії навантаження = 1. Для важкого бетону природної вологості при тривалій дії навантаження, де-коефіцієнт армування перерізу:; - для стержневої арматури періодичного профілю; d = 14 - діаметр арматури в мм; - приріст напружень в арматурі від дії зовнішнього навантаження [3, п.4.15].

1. Визначаємо розкриття тріщин від короткочасної дії всіх навантажень. Ексцентриситет рівнодіюча поздовжніх сіліотносітельно центра ваги перерізу дорівнює:

мм.

Т.к.то можна у формулі [3, (148)] прийняти (м відстань між арматуройі).

Тоді напруга в арматурі:

[3, (148)]

де- ексцентриситет сілиотносітельно арматури (рис. 5.5)

м

Рис.5.5 - Додаток сили преднапряжения.

Ексцентриситет сілиотносітельно арматури:

м.

206,6 МПа [3, (148)];

мм [3, (144)];

2. Определяем- розкриття тріщин від короткочасної дії постійної і тривалої навантаження при

Так каксеченіе розтягнуто.

мм.

Т.к.то можна у формулі [3, (148)] прінятьм.

м

м.

159,7 МПа [3, (148)];

мм [3, (144)];

3. Определяем- тривалий розкриття тріщин (від постійної і тривалої навантаження) пріі = 1,311:

мм [3, (144)];

Нетривалий розкриття тріщин одно:

Отримані значення розкриття трещініне перевищують граничних величин, встановлених нормами проектування.

5.4.6. Призначення поперечної арматури

Для кріплення поперечної арматури додатково вводимо в перетин конструктивну поздовжню арматуру 4O10AIII. Згідно [3, п.5.22] приймаємо поперечну арматуру з кроком 500 мм. Діаметр арматури призначаємо з умови зварюваності [4, пріл.9] і наявності в сортаменті. Приймаємо O6AIII.

5.5. Розрахунок стійок

Клас бетону: В25,14,5 (МПа), 27000 МПа.

Клас арматури: A-III,

Перетин 24'28 см.

Розрахункові зусилля:

Стисла стійка 2 - 3: ,, [табл. 5.2];

l = 1,525 м [табл. 5.1].

Розтягнута стійка: 6 - 7:, [табл. 5.2];

l = 2,735 м [табл. 5.1].

5.5.1. Розрахунок позацентрово стиснутої стійки

Визначення коефіцієнта поздовжнього вигину

Вільна довжина в площині ферми [3, табл.33]:

м;

Гнучкість стійки :;

Так як, то необхідно враховувати поздовжній вигин.

Ексцентриситет

Обчислюємо випадкові ексцентриситети:

м, м.

Приймаємо найбільше значення: 1.847 м.

Зусилля від тривалого навантаження:

кН;

кН.

кНм,

кНм.

;

, Але не менше:

;

прінімаем6,596;

м-4;

, Откуда0,05% [3, табл. 38];

0,00576м-4;

7,407.

Критична сила при втрати стійкості:

3702 кН

Коефіцієнт поздовжнього вигину:

Необхідний перетин арматури при симетричному армуванні:

Приймаємо (2?12AIII). Розміщення арматури показано на малюнку 5.6.

Рис. 5.6 - Розміщення арматури стислій стійки.

5.5.2. Поперечна арматура стислій стійки

Згідно [3, п.5.22] приймаємо поперечну арматуру з кроком 200, що менше 20d = 2012 = 240 і 500 мм. Діаметр арматури призначаємо з умови зварюваності [4, пріл.9] і наявності в сортаменті. Приймаємо o6AIII.

5.5.3. Розрахунок розтягнутій стійки

Тому М = 0, то розрахунок ведемо по [3, п.3.26]. Має дотримуватися умова:

[3, (60)];

З [3, (60)] визначимо необхідну сумарну площу арматури:

З умови мінімального діаметра арматури в стійці (?8мм) приймаємо (2?8AIII).

5.5.2. Поперечна арматура розтягнутій стійки

Згідно [3, п.5.22] приймаємо поперечну арматуру з кроком 600. Діаметр арматури приймаємо ?6AIII [4, пріл.9].

5.6. Проектування опорного вузла ферми

5.6.1. Конструювання опорного вузла

Пояса ферми з'єднуються в опорному вузлі (рис.5.7).

1. Визначення розмірів опорного листа.

Опорна реакція ферми:

Приймаємо.

2. Визначення кута нахилу верхнього пояса в опорному вузлі:

.

Рис.5.7 - Опорний вузол.

3. Додаткові ненапружуваних стрижні з площею перерізу:

.

Приймаємо мінімальну арматуру: 4?12,

Довжина її анкерування (розтягнута арматура в розтягнутому бетоні):

[3, (186)]

прінімаем350 мм.

4. Перетин стрижнів, що оздоблюють вузол, приймається з умови:

приймаємо 2?10

5. Сітки непрямого армування ставляться над опорним листом на ділянці длінойі [3, п.5.61], де- довжина зони передачі напружень:

мм [3, (11)].

Тоді 0.6283170 мм = 17 см;

Довжина ділянки, де стоять сітки приймається 200. Діаметр арматури повинен битьмм ІММ. Відповідно до [3, п.5.24] приймаємо сітку з арматури ?10AII, з осередками 50'50 мм з кроком 50 мм (4 сітки).

Поперечна арматура ставиться з кроком 100 мм, а її діаметр призначається по нижченаведеному розрахунком.

6. Анкеровка арматури верхнього пояса:

мм [3, (186)],

але не менеемм і не менее200 мм.

Приймаємо довжину анкерування арматури верхнього пояса 400 мм.

5.6.2. Розрахунок опорного вузла

5.6.2.1 Розрахунок з умови відриву нижнього пояса

Розрахунок з умови відриву нижнього пояса по перетину АВ через ненадійність анкерування переднапружені арматури і додаткових стрижнів (ріс.5.8).

Ріс.5.8 - Схема руйнування опорного вузла з відривом нижнього пояса

Для того, щоб не стався відрив нижнього пояса, повинно задовольняться умова:

гдеусіліе в поперечній арматурі, що перетинає тріщину; и- зусилля, які сприймаються додаткової арматуройі переднапружені арматуройс урахуванням зменшення напружень на довжині анкерування.

Враховуючи, що напруги в арматурі на довжині анкерування знижуються отілідо нуля по прямій залежності, отримуємо:

іпріі

де- відстані від торця ферми до перетину розглянутого стержня з прямою АВ (рис. 5.5);, - довжини зон анкерування переднапружені і звичайною арматури. Для стрижневий арматури = 35d = см;

1) (анкеровка в стислому бетоні) [2, (186)];

2) см; Прінімаемсм.

Відповідно до ріс.5.8 відстані до лінії обриву:

Зусилля в арматурі:

кН;

кН;

кН;

кН;

З умови відриву необхідне зусилля в поперечній арматурі вузла:

кН;

Т.к.отріцательна, то арматура по розрахунку не потрібно. Конструктивно з умови зварюваності приймаємо поперечну арматуру ?8 А-III.

5.6.2.2 Розрахунок з умови вигину опорного вузла

Розрахунок з умови вигину опорного вузла по похилому перерізі АС (рис. 5.9).

Так як кут нахилу перетину АС щодо АВ змінюється незначно, зусилля в поздовжній арматурі не змінюються.

Висота стиснутої зони (рис.5.9):

м.

Рис.5.9 - Схема зусиль у перерізі АС при розрахунку на міцність на дію моменту

Перевірка міцності на дію згинального моменту здійснюється за формулою :,

гдекНм;

кНм;

Умова міцності по похилому перерізі АС на дію згинального моменту виконується.

6. РОЗРАХУНОК ФУНДАМЕНТА

Вихідні дані:

Заглиблення фундаменту:

Нормативна глибина промерзання:

м,

де-коефіцієнт дорівнює сумі негативних середньомісячних температур [6, табл.3]; d0 = 0,23 м - для суглинків.

Розрахункова глибина промерзання:

м,

де kh = 0,6 - коефіцієнт впливу теплового режиму будівлі. Приймаємо глибину закладення = 1,2 м.

Усереднена щільність фундаменту і грунту на обрізах

Розрахунковий опір ґрунту

Клас бетону В15; (), [3, табл.13]; Єв = 205000 МПа;

Клас арматури A-II; Rs = 280 МПа; Rsc = 280 МПа [3, табл. 22];

Таблиця 6.1 - Поєднання зусиль.

 Перетин Поєднання

 N 0 на-

 грузок Розрахункові зусилля Нормативні зусилля

 M, кНм

 N,

 кН

 Q,

 кН

 М,

 кНм

 N,

 кН

 Q,

 кН

 У обріза

 фундаменту

 + М о.ф.

 -М О.ф.

 N min о.ф.

 2, 6, 14

 2, 5, 13

 0, 7, 13

 +193,97

 -234,51

 -205,93

 873,12

 873,12

 540,73

 -26,75

 35,71

 41,94

 У підошви фундаменту

 + М п.ф.

 -М П.ф.

 N min п.ф.

 2, 6, 14

 2, 5, 13

 0, 7, 13

 222,06

 -272,01

 -249,97

 873,12

 873,12

 540,73

 -26,753

 35,71

 41,94

 193,10

 -236,53

 -217,36

 759,23

 759,23

 470,20

 -23,26

 31,05

 36,47

У таблиці 6.1:

кН;

кН;

кН;

Нормативні зусилля отримані розподілом розрахункових на усереднений коефіцієнт надійності за навантаженням

Схема завантажена фундаменту показана на малюнку 6.1.

Рис.6.1 - Схема завантажена фундаменту.

6.1 Визначення розмірів підошви фундаментів

6.1.1. Вибір типу фундаменту

Тому виконуються наступні умови, то фундамент проектується симетричним:

;

м,

гдем ім.

6.1.2. Призначення розмірів підошви фундаменту

Приймається наступне відношення ширини підошви фундаменту до довжини:

Спочатку площа підошви: м2.

Сторона підошви: м.

Приймаємо b = 1,8 м (кратно 0.3м).

Параметри: м2; м.

Довжина підошви: м.

Прінімаемм (кратно 0.3 м). Тоді відношення сторін :. Розвиваємо b до 2,1 м, тоді.

Площа підошви дорівнює:

.

6.1.3. Перевірка напружень під підошвою фундаменту

I поєднання:

;

> 0.

II поєднання:

;

> 0.

III поєднання

;

> 0.

Перевірка середнього тиску:

.

Умови виконуються, тому залишаємо розміри підошви: 2,1'3,3 м.

6.2. Призначення розмірів подколонніка

Конструктивні вимоги: товщина стінки склянки (рис. 6.2) прінімаетсясм. Тому у площині вигину прим, тому.

Приймаємо (в площині М) см.

Тоді.

Приймаємо (кратно 0.3 м).

Приймаємо з площини моментатогда ширина перетину подколонніка:

Прінімаемм (кратно 0.3 м).

Рис. 6.2 - Схема подколонніка.

Глибина стаканаопределяется з двох умов:

1. Глибина склянки колони прідолжна бути не менше більшого розміру перерізу колони плюс п'ять сантиметрів:

м;

2. Глибина загортання колони в склянці, крім того, повинна задовольняти вимогу закладення робочої арматури колони:

З умов анкерування арматури [2, п.5.14]

,

де

Але не менш

Приймаємо велику глибину склянки:

6.3 Визначення максимальних крайових напружень на грунт від розрахункових навантажень

Крайові напруги на грунт:

6.4 Визначення висоти плитної частини фундаменту

Висота плитної частини фундаменту Нплопределяется з умови продавлювання. Так як в розрахунку висота подколонніка Нпещё невідома, припускаємо що продавлювання походить від дна склянки (рис. 6.3).

Рис.6.3 - продавлювання фундаменту по периметру колони.

Тоді необхідна робоча висота плитної частини фундаментаопределяется за формулою:

м,

де.

Висота плитної частини повинна бути не менше:

.

Приймаємо двоступеневу плиту з висотою щаблі 0,45 м.

,.

Перевіряємо випадок розрахунку:

,

де

Так як, підтверджується випадок продавлювання плитної частини фундаменту від дна склянки.

6.5 Розрахунок висоти і вильоту нижньому ступені

Висота нижньої ступені h1проверяется розрахунком на продавлювання, а найбільша величина С1maxустанавлівается розрахунком на поперечну силу за відсутності поперечної арматури (рис. 6.4).

Розрахунок на продавлювання нижньому ступені проводиться з умови:

де =

де

Тут- площа багатокутника тиску по підошві (рис. 6.4):

,

де

Так както умова міцності на продавлювання бетону ступені виконується.

Ріс.6.4. До розрахунку висоти і вильоту нижньому ступені фундаменту.

Максимальний виліт нижньому ступені С1maxопределяем за умови відсутності поперечної арматури на ширину b = 1м за формулою [3, п.3.31]:

;

Т.к., то перевірка виконується.

6.6 Розрахунок арматури підошви фундаменту

Розрахунок арматури підошви фундаменту проводиться з умови вигину плити під впливом реактивного тиску грунту в двох напрямках:

1) У площині рами (Рис. 6.5):

Перетин 1-1

(Див. П. 6.3);

Вигинає момент на один метр ширини фундаменту:

Рис.6.5 - Розрахункова схема роботи плити на вигин у площині рами.

Перетин 2-2

Необхідна площа арматури на 1 метр ширини фундаменту:

в перерізі 1-1:

в перетині 2-2:

Крок стержнів приймається рівним 250 мм. Приймаємо по більшому значенню 4?12 А-II на 1 погонний метр ширини фундаменту

2) З площини рами на 1 погонний метр:

Площа арматури на 1 погонний метр довжини фундаменту.

Приймаємо 2?10 А-II (1,57 см2) на погонний метр довжини підошви (з кроком 500 мм).

Таким чином, прийнята зварна сітка з розмірами вічок 200х500мм зі стрижнів ?12 AII в напрямку дії активного моменту і стрижнів ?10 AII в поперечному напрямку.

Оскільки діаметр арматури класу AII сітки не перевищує 22 мм, відповідно до [5, п.2.56] перевірку ширини розкриття тріщин в плитної частини фундаменту проводити не потрібно.

6.7. Розрахунок подколонніка

6.7.1. Розрахунок поздовжньої арматури подколонніка

Робоча вертикальна арматура встановлюється у коротких граней подколонніка (рис. 6.6). Розрахунок арматури проводиться як позацентрово стиснутого елемента по зусиллям в перерізі 1-1 (коробчатое, що приводиться до двотаврової) і по зусиллям в перетині 2-2 (суцільний прямокутний).

Рис.6.6 - Вертикальна арматура подколонніка

Зусилля у обріза фундаменту по найбільшому Ядров моменту [табл.6,1]: M = -234,5 кНм; N = 873,1 кН; Q = 35,71 кН ..

У перетині 1-1:

У перетині 2-2:

Розраховуємо перетин подколонніка із симетричною арматурою в перетині з максимальним моментом М = - 266,6 кНм.

Припускаємо перший випадок позацентрового стиснення: великі ексцентриситети ().

[3, 36]

[3, 37]

Задаємо перетин стиснутої арматури при мінімальному відсотку армування = 0,05% [3, табл.38]:

Приймаємо 5?12 (крок 200 мм,).

Розтягнута арматура по розрахунку не потрібно. Конструктивно приймаємо (2?12 А-II).

6.7.2 Перевірка ширини розкриття тріщин в перетині 2 - 2 подколонніка.

Визначаємо необхідність перевірки ширини розкриття тріщин відповідно до [5, п.2.52].

Напруга по найменш стиснутої грані становить:

Так як напружень, що розтягують, але не перевищують, розрахунок за освітою і розкриттю тріщин не потрібно.

6.7.3 Розрахунок поперечної арматури подколонніка

Під дією моментапроісходіт поворот колони відносно горизонтальної осі, що проходить через точку К. При цьому момент від повороту Мкуравновешівается моментами зусиль у поперечній арматурі, щодо дна склянки (рис.6.7).

Рис.6.7 - Горизонтальна арматура подколонніка

При розрахунку у верхнього обріза подколонніка [табл. 6.1]:

1) за поєднанням (+ М):

Маємо другий випадок повороту;

2) за поєднанням (Nmin):

Маємо третій випадок повороту;

3) за поєднанням (-М):

Маємо другий випадок повороту;

Тому в 1-му і 3-му поєднанні має місце другий випадок повороту, приймаємо до розрахунку поєднання (-М) (з найбільшим ексцентриситетом е0 = 0,27 м):

М = 234,5 кНм; N = 873,1 кН; Q = 35,71 кН.

Визначення перерізу поперечної арматури класу А-II.

Для третього поєднання 3-й випадок повороту:

М = 205,9 кНм; N = 540,73 кН; Q = 41,94 кН.

Тому цей момент менше отриманого раніше, перетин кожного стержня в одній сітці:

.

Приймаємо 4 сітки зі стрижнів ?10AII (0,785 ? 4 = 3.14 см2), що відповідає мінімальному діаметру стрижнів сіток [5, п.4.25]. Тому арматура прийнята з запасом, прибираємо дві сітки (нижніх), тоді:

.

Остаточно приймаємо 2 сітки зі стрижнів ?10AII.

6.7.4 Розрахунок на місцевий стиск дна склянки подколонніка

Розрахунок подколонніка на місцевий стиск дна склянки проводиться відповідно до [5, п.2.48].

При розрахунку на місцевий стиск дна склянки подколонніка без поперечного (непрямого) армування має задовольнятися умова:

Nc ? ylocRb, locAloc 1, [5, (63)]

де Nc- розрахункова поздовжня сила в рівні торця колони, яка визначається за [5, п. 2.20]:

Nc = a N = 0,868873,1 = 757,4 кН [5, (26)]

де a - коефіцієнт, що враховує часткову передачу поздовжньої сили N на плитную частина фундаменту через стінки склянки і приймається рівним:

a = (1 - 0,4RbtAc / N) = [5, (27)]

де Rbt = 0,75 МПа - розрахунковий опір бетону замонолічування склянки і приймається з урахуванням коефіцієнтів умов роботи gb2, gb9 (для В15); Ac = 2 (hcol + bcol) (hc- 0.05) = - площа бічної поверхні колони, забитої в стакан фундаменту;

yloc- коефіцієнт, що дорівнює 0,75 при;

Rb, loc- розрахунковий опір бетону зминанню, яке визначається за формулою: Rb, loc = jlocRb = МПа, [5, (64)]

де jloc = [5, (65)]

Аloc2 == 1,08 м2- площа поперечного перерізу подколонніка;

Аloc1 == 0,28 м2- площа торця колони.

Rb- призмова міцність бетону подколонніка з урахуванням коефіцієнтів умов роботи gb3, gb9;

Nc = 757,4 ? ylocRb, locAloc1 = 0,7510,20,28103 = 2142 кН

Умова [5, (63)] виконується, тому сітки непрямого армування нижче дна склянки встановлювати не потрібно.

Список використаної літератури

1. Я.І.Гуревіч, В.А.Танаев Розрахунок залізобетонних конструкцій одноповерхового промислового будинку. Навчальний посібник для курсового і дипломного проектування. - Хабаровськ, 2001р.

2. СНиП 2.01.07-85 * Навантаження і впливи / Мінбуд Росії. - М .: ДП ЦПП, 1996.-44 с.

3. СНиП 2.03.01-84 * Бетонні і залізобетонні конструкції / Мінбуд Росії. - М .: ДП ЦПП, 1996. - 76 с.

4. Байков В.Н., Сігалов Е.Є. Залізобетонні конструкції, Загальний курс. - 5-е изд., Перераб. І доп. - М. СІ; 1991.

5. Посібник з проектування фундаментів на природному снованіі під колони будинків і споруд (до СНиП 2.03.01-84 і СНиП 2.02.01-83) Ленпромстройпроект Держбуду СРСР. - М .: ЦІТП Держбуду СРСР, 1989. - 112 с.

6. СНиП 23.01-99. Будівельна кліматологія / Мінбуд Росії. - М .: ДП ЦПП, 1999. - 56 с.

© 8ref.com - українські реферати