Несущие конструкції одноповерхового промислового будинки бруківками кранами середнього режиму роботи (в doc-е вставка CorelDraw11)

| | | | | | | | | | | | | | |крани з однією | | | | | | | | |гаком | | | | | |грузоп|пролет | Основні | |тиск| |Тип | |од. | |габарити | | |масса, т | | |крана,|крана, L|ширин|база,| | |колеса |тележк|крана |подкра| |Qт |до м |а, | | | |на |і |з |зв. | | | |У |До |М |В1 |подкран.| |тележк|рельса| | | | | | | | | |ой | | | | | | | | |рейок, | | | | | | | | | | |F, кН | | | | | |10,5 |500 |3500 | | |70 | |13,6 | | | |16,5 | | | | |82 | |18,1 | | |5 | | | |1650 |230 | |22 | |КР70 | | |22,5 |6500 |5000 | | |101 | |25 | | | |28,5 | | | | |115 | |31,2 | | | |10,5 | |4400 | | |115 | |17,5 | | | |16,5 | | | | |125 | |21 | | |10 | |6300 | |1900 |260 | |4 | |КР70 | | |22,5 | |5000 | | |145 | |27 | | | |28,5 | | | | |170 | |34,8 | | | |10,5 | |4400 | | |145 | |20 | | | |16,5 | | | | |165 | |25 | | |15 | |6300 | |2300 |260 | |5,3 | |КР70 | | |22,5 | |4400 | | |185 | |31 | | | |28,5 | | | | |210 | |41 | | | | | | | | | | | | | | | | |крани з цими двома | | | | | | | | |гаками | | | | | | |10,5 | |4000 | | |155 | |22,5 | | | |16,5 | | | | |175 | |26,5 | | | 15/3 | |6300 | |2300 |260 | |7 | |КР70 | | |22,5 | |5000 | | |190 | |24 | | | |28,5 | | | | |220 | |43,5 | | | |10,5 | |4400 | | |175 | |23,5 | | | |16,5 | | | | |195 | |28,5 | | |20/5. | |6300 | |2400 |260 | |8,5 | |КР70 | | |22,5 | |5000 | | |220 | |36 | | | |28,5 | | | | |255 | |46,5 | | | |10,5 | |5000 | | |255 | |35 | | | |16,5 | | | | |280 | |42,5 | | |30/5. | |6300 | |2750 |300 | |12 | |КР70 | | |22,5 | |6760 | | |315 | |52 | | | |28,5 | | | | |345 | |62 | | | |10,5 | | | | |365 | |47 | | | |16,5 | | | | |425 | |56.5 | | |50/10.| |6760 |5250 |3150 |300 | |18 | |КР70 | | |22,5 | | | | |465 | |66.5 | | | |28,5 | | | | |900 | |78 | |.

1. Компановка поперечної рами. 1.1. Визначення висоти здания.

Висота (розмір) від рівня верхи фундаменту до низу несучою конструкції покрытия.

М = Нв + Нt.

Висота подкрановой частини колони (від рівня верхи фундаменту догори консолі) Нв = Н1 — hr — hсв +а1.

Маючи через, що Н1 = 8,12 м; hr = 0,12 м; hсв = 1 м, а1 = 0,15 м; одержимо Нв = 8,12 — 0,12 — 1,0 + 0,15 = 7,15 м. Висота надкрановой частини колони (від рівня верхи консолі до низу несучою конструкції) Нt = hп.б. + hr + hсв +А2, маючи через, що hп.б.=1,0 м; А2 = 0,20 м (т.к. при суцільному прольоті 36м) Нt = 1,0 + 0,12 + 2,4 + 0,20 = 3,72 м; одержимо М = 7,15 + 3,72 = 10,87 м. Позначка низу несучою конструкції покриття М — а1 = 10,87 — 0,15 = 10,72 м. З урахуванням модуля кратності 0,6 м.принимаем оцінку низу несучою конструкції покриття (позначка верхи колони) 10,800. оскільки база голівки рейки задана технологічними вимогами, коригуємо висоту подкрановой частини колони М = 10,72 + а1 = 10,72+0,15=10,87 м 10,800 — 10,72 = 0,08 Нtфак = Нt + 0,08 = 3,72 + 0,08 = 3,8 м. Нф = 3,8 + 7,15 = 10,95 м. Призначаємо висоту ферми Нф = 1/8*36 = 4,5 м Прийнявши товщину покриття 0,6 м одержимо оцінку верхи будинки урахуванням парапетной плити: Нобщ = 10,80 + 4,5 + 0,6 + 0,2 = 16,100 м. 1.2 Визначення розмірів перерізу колон каркаса.

Прив’язка межі крайньої колони до координаційної осі будинку, а = 250 мм (т.к. крок колон — 12,0 м (6,0 м, вантажопідйомність крана Q = 20/5т (30т) — надкрановая частина: ht = 60 см. оскільки прив’язка а=250мм; в=50см. так як крок 12 м.; - подкрановая частина з умови hв = (1 — 1)*Нв hв = 0,715 — 0,511,.

10 14 приймаємо hв = 800 мм. — глибина закладення до фундаменту визначається з умов: hз (0,5 + 0,33 hв; hз = 0,5 + 0s, 33*0,8 = 0,764 hз (1,5b; hз = 1,5*0,5 = 0,750 hз (1,2 м. приймаємо hз = 800 мм.

2. Визначення навантажень на поперечну раму.

2.1. Визначення нагрузок.

|№№ | |Нормативна |Коэф. |Розрахункова | |п/п |Вигляд навантажень |навантаження, Н/м|надеж.п|нагрузка, | | | | |про | | | | | |нагруз-|Н/м2 | | | | |кі | | | 1| 2 | 3 | 4 | 5 | | |I.Постоянные | | | | |1. |Ж/б ребристі плити покриття |1350 |1,1 |1485 | | |площею плані 3×6м з урахуванням | | | | | |заливання швів: | | | | |2. |Обмазочная пароизоляция: |50 |1,3 |65 | |3. |Утеплювач (готові плити): |400 |1,2 |480 | |4. |Асфальтова стяжка завтовшки 2см: |350 |1,3 |455 | |5. |Рулонний килим: |150 |1,3 |195 | | |Разом: | | |2680 | |7. |Власний вагу стін. панелей з |2250 |1,1 |2500 | | |отм.12,6−16,2((=25см), (=2,5кН/м3: | | | | | |0,25*3,6*1,0*2,5=2,25кН/м=2250Н/м | | | | |8. |Власний вагу стін. панелей з |2730 |1,1 |3000 | | |отм.7,8−12,6 з урахуванням ваги віконних | | | | | |томів з отм. 11,4−12,6, | | | | | |(п=2,5кН/м3, (о=0,4кН/м2: | | | | | |0,25*3,6*1,0*2,5+1,2*1,0*0,4=2,73 | | | | |9. |Власний вагу стін. панелей з |3520 |1,1 |3900 | | |отм.0,0−7,8 з урахуванням ваги віконних | | | | | |томів з отм. 1,8−7,8, | | | | | |(п=2,5кН/м3, (о=0,4кН/м2: | | | | | |0,25*1,8*1,0*2,5+0,6*1,0*0,4=3,52 | | | | | |Разом: | | |9400 |.

2.2 Розрахункові навантаження на елементи поперечної рамы.(при (n = 0,95).

На крайню колону Постійні навантаження. Навантаження ваги покриття наведені у табл.1. Розрахунковий опорне тиск ферми: від покриття 3,45*12*36/2=745,2кН; від ферми (180/2)*1,1=99кН, де 1,1- коефіцієнт надійності за навантаженням (f. Розрахункова навантаження ваги покриття з урахуванням коефіцієнт надійності по призначенню будинку (п (0,95 на крайню колону F1=(745,2+99)*0,95=802кН., на середню F2 = 2F1 =1604 кН. Розрахункова навантаження ваги стінових панелей і засклення, передана на колону вище від позначки 6,6м: F=(2,5*5,4+0,4*1,2)*12*1,1*0,95=175,31кН; Розрахункова навантаження ваги стінових панелей і засклення, передана безпосередньо на фундаментную балку: F=3,52*6*1,1*0,95=22,07кН; Розрахункова навантаження ваги подкрановых балок F=115*1,1*0,95=120,2кН, де Gn =115кН-вес подкрановой балки; Розрахункова навантаження ваги колон. Крайні колони: надкрановая частина F=0,5*0,6*3,8*25*1,1*0,95=32,9кН; подкрановая частина F=0,5*0,7*6,75*25*1,1*0,95=61,72кН. Середні колони відповідно: F=0,5*0,6*3,8*25*1,1*0,95=32,9кН; F=[0,5*0,25*10,05*2+(0,9+3*0,4)0,5(1,2−2*0,25)]25*1,1*0,95=84,84кН. Тимчасові навантаження. Снігова навантаження. Вага снігового покриву на 1 м² площі горизонтальній проекції покриття для III району, відповідно до главі СниП 2.01.07−85 «Навантаження і впливу», sо=1,0кПа, середня швидкість вітру упродовж трьох найбільш холодних місяці V=4м/с (2м/с знижують коефіцієнт переходу (=1 множенням на коефіцієнт (=1,2−0,1V=1,2−0,1*4=0,8, тобто. ((=0,8. Розрахункова снігова навантаження при ((=1*0,8, (f =1,4, (п =0,95; на крайні колони: F= sо*(*(*а ((/ 2) (f*(п= =1,5*0,8*12*(36/2)*1,4*0,95=344,7кН.; на середні колони F=2*344,7=689,4кН. Кранові навантаження. Спочатку будуємо лінію впливу реакції опор подкрановой балки і визначаємо суму ординат У.

К=500 М=6300.

а = 12 000 а = 12 000.

1,3.

Вага порушуваного вантажу Q=200кН. Проліт крана 36−2*0,85=34,3 м. Відповідно до стандарту, на мостові крани база крана М=630см, відстань між колесами К=500см, вагу візки Gп=8,5кН; Fn, max=220кН; Fn, min=60кН.

Расчетное максимальне тиск на колесо крана при (f =1,1;(п =0,95 Fmax=220*1,1*0,95=229,9кН;

Fmin=60*1,1*0,95=62,7кН. Розрахунковий поперечна гальмівна сила одне колесо: Нmax=Нmin=200+85*0,5*1,1*0,95=7,45кН.

20 Вертикальна кранова навантаження колони від двох зближених кранів з коефіцієнтом поєднань (і =0,85; Dmax=229,9*0,85*2,95=576,47кН; Dmin=62,7*0,85*2,95=157,22кН., где (у=2,95-сумма ординат лінії впливу тиску двох подкрановых балок на колону; те від чотирьох кранів на середню колону з коефіцієнтом поєднань (I=0,7 дорівнює 2Dmax = 2*229,9*0,7*2,95=949,49кН. Горизонтальна кранова навантаження колону від двох кранів при поперечному гальмуванні Н=7,45*0,85*2,95=18,7кН. Вітрова навантаження. Нормативне значення вітрового тиску з главі СниП 2.01.07−85 «Навантаження і впливу» для II району, місцевості типу Б (о=0,23кПа (230Н/м2). За умов Н/2L=16,8/(3*36)=0,156(0,5 значення аеродинамічного коефіцієнта для зовнішніх стін прийнято: — з навітряного стороною се= 0,8, — з подветренной боку се= -0,5 Нормативне значення середньої складової вітрової навантаження (m з навітряного боку одно: — частині будинку заввишки до 5 м від землі при коефіцієнті, що враховує зміна вітрового тиску з висоті, при К=0,5: (m1=.

300*0,5*0,8=120Н/м2; - те заввишки до 10 м, при К=0,65: (m2= 300*0,65*0,8=156Н/м2; - те заввишки до 20 м, при К=0,85: (т3= 300*0,85*0,8=204Н/м2; - На висоті 16,8 м відповідно до лінійної интерполяцией з навітряного боку: (m4=(m2+(((m3-(m2)/10)(Н1−10)= 156+((204−156)/10*(16,8;

10)=189Н/м2; - те в розквіті 10,8м: (m5=(m2+(((m3-(m2)/10)(Н1−10)= 156+((204;

156)/10*(10,8−10)=160Н/м2; Зміну за висотою вітрову навантаження з навітряного боку заміняють рівномірно розподіленої, еквівалентній по моменту в заделке консольної балки довжиною 10,8:

(m=2Масt = {2*[120*5І + 120+156 *(10−5)(10−5 + 5)+ 156+160(10,8−10).

НоІ 2 2 2.

*(10,8−10 +10)]}/10,8І =140,5Н/м2;

2 З подветренной боку (ms=(0,45/0,8)*140,5=79Н/м2. Розрахункова рівномірно розподілена вітрова навантаження колони до позначки 13,8 м при коефіцієнті надійності за навантаженням (f =1,4, коефіцієнті надійності за призначенням будинку (п=0,95: — з навітряного боку р=140,5*12*1,4*0,95=2242,4Н/м; - з подветренной боку рs=79*12*1,4*0,95=1260,8Н/м. Розрахункова зосереджена вітрова навантаження вище отм.10,8м: W=(m4-(m5(Н1-Но)а (f (п (се-сеs)=0,189+0,160(16,8−13,8)*6*1,4*0,95(0,8+0,5)=21.

2. 2 кН.

Комбінація навантажень і розрахункові зусилля у сечениях.

крайньої колони |Нагрузка|Эпюра |Номе|Коэф|сечения | | |изгибающих |ра |фици| | | |моментів |загр|ент | | | | |ужен|соче| | | | |ий |тані| | | | | |і | | | | | | |1 — 0 |1 — 2 |2 — 1 | |М, кН*м |155,32 |-93,94 | |N, кН |1386,5 |1041,8 |.

Зусилля від тривалої дії навантаження МL=86,11кН*м; NL=1041,8кН. При розрахунку перерізу на 1-ую і 2-ую комбінації зусиль розрахункове опір Rb слід вводити з коефіцієнтом (b2=1,1, позаяк у комбінації включені стала, снігова, кранова і вітрова навантаження. Розрахунок внецентренно-сжатых елементів прямокутного перерізу з несиметричною арматурою. Необхідно визначити Аs і Аs (.

1. Визначення моментів зовнішніх сил щодо осі, паралельної лінії, яка обмежує стиснуту зону і що проходить через центр найбільш розтягнутого чи найбільш стиснутого стрижня арматури: — від дії повної навантаження: МII=М1=Мtot + Ntot * (h0 -a ()/2=155,32+1386,5*(0,56−0,04)/2 =515,8кН*м — від дії довготривалих навантажень: МI=M1L=ML + NL * (h0-a ()/2=86,11+1041,8*(0,56−0,04)/2=356,98кН*м.

2. Визначення эксцентриситета подовжньої сили щодо центру ваги наведеного перерізу: е0=Мtot? еa, еa — випадковий эксцентриситет:

Мtot еa? 1 * (= 380 = 0,63 см; еa? 1 *h = 60/ 30 = 2 см; еa? 1 см.

600 600 600 е0 = М = 155,32 =11,2 см? еa.

N 1386,5 3. Визначення гнучкості элемента:

(= (про, ((4 (((1) h (про= 2Н2 = 2*3,8? 7,6 м; (= 760 / 60 = 12,7 — 0,2% > до Аs (.

необхідно врахувати вплив прогину елемента з його міцність. 4. Визначення коефіцієнта (е: (е = (про? (е, min=0,5−0,01* (про — 0,01Rв * (b2 =0,5−0,01*760 — 0,01*1,1*8,5= h h.

60 =0,28; (е = 11,2 / 60 = 0,187 ((е, min приймаємо (е = 0,28 5. Визначення коефіцієнта, враховує вплив тривалої дії навантаження на прогин елемента у граничному состоянии:

(l = 1 + (* М1L = 1 + 1*356,98 = 1,69? (1 + () = 2.

М1 515,8 6. З урахуванням гнучкості елемента задаємося відсотком армирования:

(= Аs + Аs (= (1 — 2,5%) = (0,01 — 0,025).

(= 0,004 — перше наближення 7. Визначення коефіцієнта (: (= Еs = 200 000 = 9,77.

Еb.

20 500 8. Обчислення умовної критичної силы:

Ncr = 6,4*Eb (I (0,11 + 0,1(+ (Is (=.

(20 ((l (0,1 + (е (((.

= 6,4*20500(100) (900 000 (0,11 +0,1(+ 9,77*7571,2 (=.

760І (1,69 (0,1 + 0,28 (.

(.

= 63,94*10іН = 6394кН.

Тут I = b*hі = 50 * 60і = 900 000см4;

12 12.

Is = (* b*ho (0,5h — а)І = 0,004 * 50 * 56 (0,5*60 — 4)І = 7571,2см4 9. Визначення коефіцієнта (, враховує вплив прогиба:

(= 1 = 1 = 1,28.

1 — Ntot/ Ncr 1 — 1386,5/6394 10. Визначення значення эксцентриситета докладання подовжньої сили щодо осі, паралельної лінії, яка обмежує стиснуту зону і що проходить через центр найбільш розтягнутого чи найменш стиснутого стрижня арматури, з урахуванням прогину елемента: е = е0 * (+ ho — а (= 11,2 * 1,28 + 56 — 4 = 40,34 см.

2 2 11. Обчислення висоти вузьке зони x = Ntot = 1386,5 =.

Rв * (b2* b 8,5*1,1*50 = 29,66смІ. Відносна висота вузьке зони (= x / ho = 29,66 / 56 = 0,53 Граничну значення відносної висоти вузьке зони бетону (R = (/ (1 + Rs (1 — (((= 0,7752 / (1+ 365 (1 — 0,7752((= 0,611.

(4 (1,1(((400(.

1,1(((= 0,85 — 0,008* Rв * (b2 = 0,85 — 0,008*8,5*1,1 = 0,7752 Оскільки (=0,53 ((R =0,611 — випадок великих эксцентриситетов, то: Аs (= Ntot *е — 0,4* Rв* (b2* b*hоІ = 1386,5*40,34 — 0,4*8,5*1,1*60*56І=.

Rsc (ho — а () 356*(56 — 4) = - 35смІ (0 Аs ((0, приймаємо по конструктивним вимогам, т.к. (о/h =12,7 перебуває у межі значень 10 ((о/h? 24, то приймаємо min % армування 0,2% тобто. 0,002 (до Аs (.

0,002 * b* hо = 5,6 смІ = Аs (приймаємо 3Ш16 АIII з Аs = 6,03 смІ. Аs = 0,55 * Rв* (b2* b*hо — Ntot + Аs (= 0,55*8,5*1,1*50*56 — 1386,5 = 1,5.

Rs.

Перевірка міцності внецентренно стиснутих елементів прямокутного перерізу з несиметричною арматурой.

Необхідно визначити несе здатність перерізу. 1. (факт = Аs + Аs (= 6,03 + 1,57 = 0,0025 b* h 3000 2. Определение висоти вузьке зони бетону: Х=Ntot + Rs*Аs — Rsc*Аs (=1042+365*103 *6,03*10−4 — 365*103*1,57*10−4=.

Rв* (b2* b 1,1 * 8,5*103 * 0,5 Х = 1204,8 = 0,26 см.

4675 2. (R * hо = 0,611* 56 = 34,22 див при Х ((R * hо (0,26 (34,22) — випадок великих эксцентриситетов, міцність перерізу обеспечина за умови: Ntot * е (Rв* (b2* b * Х (hо — 0,5*Х) + Rsc * Аs ((hо — а () єо = Мtot = 94 = 0,09 см.

Ntot 1042 МII=М1=Мtot + Ntot * (h0 -a ()/2= - 94 + 1042 * 0,26 =176,92 кН*м МI=M1L=ML + NL * (h0-a ()/2=86,11+1041,8*(0,56−0,04)/2=356,98кН*м.

(l = 1 + (* М1L = 1 + 1*356,98 = 2,02? (1 + () = 2 (l (2.

М1 176,92 следовател? но приймаємо (l = 2.

Ncr = 6,4*Eb (I (0,11 + 0,1(+ (Is (=.

(20 ((l (0,1 + (е (((.

= 6,4*20500(100) (900 000 (0,11 +0,1(+ 9,77*7571,2 (=.

760І (2 (0,1 + 0,28 ((.

= 63,94*10іН = кН (Ntot = 1042 кН (= 1 = 1 = 1,2.

1 — Ntot/ Ncr 1 — 1042 / 6394 е = е0 * (+ ho — а (= 0,09 * 1,2 + 56 — 4 = 26,11 см.

2 2 1042 * 0,2611 (8,5 * 103 * 1,1 * 0,5 * 0,003 (0,56−0,5 * 0,003) + 365 * 103 * 0,603 (0,56−0,04) 272,07 кН*м (122,3 кН*м — умова виконується. Розрахунок перерізу 1−0 у площині, перпендикулярній до площині вигину, не робимо, оскільки (про (/ h (= 5,7 / 0,5 = 11,4, де (о (=1,5Н2=1,5*3,8 = 5,7 м ((про / h = 12,7. h (= b — ширина перерізу надкрановой частини колони у площині рамы.

5. Розрахунок внецентренно навантаженого фундаменту під колону. Район будівництва: г. Азнакаево Розрахунковий опір грунту Rо = 0,36 МПа (360кН/мІ) Глибина закладення фундаменту d = 1,7 м (за умовою промерзання грунтів). Бетон фундаменту класу В12,5, арматура сіток зі сталі класу АII. Визначення навантажень й зусиль. На рівні верхи фундаменту від колони в сечении 2 — 1 передаються максимальні усилия:

Мmax = 45,11 кН*м N = 1687,32 кН Q = 26,39 кН.

Мmin = - 163,13 кН*м N = 1484,12 кН Q = 11,9 кН.

Nmax = 2171,65 кН M = - 30,83 кН*м Q = 5,43 кН І це, нормативные:

Мn = 39,23 кН*м Nn = 1467,23 кН Qn = 22,86 кН.

Мn = - 141,85 кН*м Nn = 1290,54 кН Qn = 10,35 кН.

Nn = 1888,4 кН Мn = - 26,81 кН*м Qn = 4,72 кН Від власної ваги стіни передається розрахункове зусилля N (= 74,5 кН з ексцентриситетом е = 0,525 м = 52,5 див М (= - 74,5*0,525 = - 39,11кН*м М (n = - 34,0 кН*м Розрахункові зусилля, діючі щодо осі симетрії підошви фундаменту, не враховуючи маси фундаменту і грунту у ньому: — за першої комбінації зусиль М = М4 + Q4 * hf + М (= 45,11 + 26,29*1,55 — 39,11 = 46,75 кН*м де висота фундаменту за умовою заглубления hf = 1,7 — 0,15 = 1,55 м; N = N4 + N (= 1687,32 + 74,5 = 1761,82 кН — під час другої комбінації зусиль: М = - 163,13 + 11,9*1,55 — 39,11 = - 183,8 кН*м N = 1484,12 + 74,5 = 1558,62 кН — при третьої комбінації зусиль: М = - 30,83 + 5,43*1,55 — 39,11 = - 61,52 кН*м N = 2171,65 + 74,5 = 2246,15 кН те, нормативні значення зусиль: Мn = 39,23 + 22,86*1,55 — 34 = 40,66 кН*м Nn = 1467,23 + 64,78 = 1532 кН Мn = - 141,85 +10,35 *1,55 — 34 = -159,81 кН*м Nn = 1290,54 + 64,78 = 1355,32 кН Мn = -26,81 + 4,72 *1,55 — 34 = -53,49 кН*м Nn = 1888,4 + 64,78 = 1953,18 кН Попередні розміри підошви фундаменту. Орієнтовно площа підошви фундаменту можна визначити по зусиллю Nmax n як центрально завантаженого фундаменту з урахуванням коефіцієнта (n = 0,95 А = Nn * (n = 1953,18 * 0,95 = 5,69 м².

Rо — d*(m 360 — 1,7 * 20 Rо = 360кН/мІ (m = 20 кН/мі Призначаючи ставлення сторін фундаменту b/а = 0,8, обчислюємо розміри сторін підошви: аf =? 5,69 / 0,8 = 2,67 м bf = 0,8 * 2,67 = 2,14 м З огляду на наявність моменту і распора, збільшуємо розміри сторін? на 10- 15%; приймаємо аf x bf = 3,0×2,7 м (кратно 30см); площа підошви, А = 3×2,7 = 8,1 м² Момент опору підошви у площині вигину Wf = 2,7 * 32 / 6 = 4,05 м³ Оскільки заглубление фундаменту менше 2 м, а ширина підошви более1м, необхідно уточнити нормативне опір грунту підстави формою R = R0 (1+k1 (bf — b0((*(d + d0 (= 0,36 (1+0,05 (2,7 — 1((*(1,7+2 (=0,361.

((b0 (((2d0 (((.

1 (((2 * 2 (k1 = 0,05 для глинистих грунтів: b0 = 1 м, d0 = 2 м; d = 1,7 м; bf = 2,7 м.

Визначення крайового тиску основание.

Нормативна навантаження ваги фундаменту і грунту з його обрезах Gnf = af * bf * d * (m = 2,7*3*1,7*20 = 275,4 кН; розрахункова навантаження Gf = Gnf * (f = 302,94 кН. Ексцентриситет равнодействующий зусиль всіх нормативних навантажень, прикладених до підошві фундаменту: — за першої комбінації зусиль е0 = Мn / (Nn + Gnf) = 40,66 / (1532 + 275,4) = 0,022 м — під час другої комбінації зусиль е0 = - 159,81 / (1355,32 + 275,4) = - 0,098 м — при третьої комбінації зусиль е0 = - 53,49 / (1953,18 + 275,4) = - 0,024 м Оскільки е0 = 0,022 м (af / 6 = 3 / 6 = 0,5 м, то крайове тиск обчислюємо за такою формулою — за першої комбінації зусиль Р1 = Nnf*(n (1+ 6 е0 (= 1807,4*0,95 (1 + 6 * 0,022 (= 221,3 кН/м2 аf * bf (аf (2,7* 3 (3 (що менше 1,2R = 421 кН/м2; де Nnf = Nn + Gnf =1532+275,4= 1807,4 кН Р2 = 1807,4*0,95 (1 — 6 * 0,022 (= 202,65 кН/м2 (0,8 R = 281 кН/м2.

2,7* 3 (3 (- під час другої комбінації зусиль Nnf = 1355,32 + 275,4 = 1630,72 кН Р1 = 1630,72*0,95 (1 + 6 * (-0,098) (= 153,77 кН/м2 (1,2 R = 421 кН/м2.

2,7* 3 (3 (Р2 = 1630,72*0,95 (1 — 6 * (-0,098) (= 228,74 кН/м2 (0,8 R = 281 кН/м2.

2,7* 3 (3 (- при третьої комбінації зусиль Nnf = 1953,18 + 275,4 = 2228,58 кН Р1 = 2228,58*0,95 (1 + 6 * (-0,024) (= 248,8 кН/м2 (1,2 R = 421 кН/м2.

2,7* 3 (3 (Р2 = 2228,58*0,95 (1 — 6 * (-0,024) (= 273,9 кН/м2 (0,8 R = 281 кН/м2.

2,7* 3 (3 (Максимальне значення эксцентриситета е0 = 0,022 м (0,1аf = 0,1*3=0,3 м, тому треба вважати, що істотного повороту підошви фундаменту нічого очікувати т защемлення колони забезпечується закладенням їх у склянці фундамента.

Розрахунок тіла фундамента.

Глибина закладення до фундаменту прийняли hз = 800 мм, що задовольняє умовно по заделке арматури hз (30d1 + (= 30 * 18 + 50 = 590 мм (де d1= 18мм — діаметр подовжньої арматури крайньої колонны).

Беручи товщину стінок склянки зверху 225 мм і зазор 75 мм, розміри подколонника у плані будуть: ас = hс + 2*225 + 2*75 = 800 + 450 + 150 = 1400 мм bс = bс + 2*225 + 2*75 = 500 + 450 + 150 = 1100 мм Висота подколонника hз = 800 мм, уступи заввишки по 300 мм. Момент, діючий від розрахункових навантажень лише на рівні низу подколонника М1=М4+Q4*hз — М (= 45,11+26,29*0,8−39,11=27,03кН*м.

Ексцентриситет е01 = М1 = 27,03 = 0,015 м (hс = 0,8 = 0,13 м.

N 1761,82 6.

Розрахунок подовжньої арматури подколонника.

Товщину захисного шару бетону приймаємо щонайменше 50 мм, беремо відстань від зовнішньої межі стінки склянки до центру ваги перерізу арматури аb = аb (= 6cм. Розрахунковий ексцентриситет подовжньої сили щодо арматури Аs е = е01 + ас / 2 — а = 0,015 + 1,4/2 — 0,06 = 0,655 м = 65,5 см Площа перерізу подовжньої арматури Аs = Аs (= (n * N*е- Rb* (b2* S0 = 0,95*1 761 820*65,5 — 7,5(100)*1,1*17,2=.

Rs * z 280(100)*128 де zs = ас — аb — аb (=140 — 6 — 6 = 128 см; для коробчатого перерізу S0 = 0,5 (bс * hо2 — ас * bо * zs) = 0,5 (110*1942 — 90*60*128)=17,2*105 см3 Розміри днища склянки ат = 900, bо = 600 мм; Rb = 7,5 МПа — для бетону класу В12,5; (b2 = 1,1 Аs = Аs (= - 365,3 (0. З конструктивних міркувань приймаємо мінімальну площа перерізу подовжньої арматури при (= 0,001: Аs = Аs (= 0,001 Аb = 0,001(140*110 — 90*60) = 10 см².

Приймаємо 7 (14 А II, Аs = 10,77 см².

Розрахунок поперечного армування подколонника.

Поперечне армування проектуємо як горизонтальних сіток С-3 з арматури класу А-I, крок сіток приймаємо S=150 мм (hс / 4 = 800 / 4 = 250 мм. У межах висоти подколонника розташовується шість сіток С-2 і ще дві С-3 конструктивно під днищем стакана.

При е = е01 = 0,015 м (hс / 2 = 0,8 / 2 = 0,4 м відстань У від осі колони до умовну вісь повороту колони приймають У=0,015 м, площа перерізу поперечної арматури стінок склянки Аsw визначають по формуле:

Аsw = 0,8 [М + Qhз (- Nhc/2 — Gw (е + у)] (n =.

Rs * (zх = 0,8 [45,11+26,29*0,75−1761,82*0,4−74,5(0,525+0,015)]*0,95 (0.

225*103*2,8 де hз (= hз — (= 800 — 5 = 95 див; Rs = 225 МПа = 225*103 кН/м3 — для арматури класу А-I; (zх — сума відстаней від обрізу фундаменту до площині кожної сітки не більше розрахункової висоти, рівна: (zх = 0,05+0,25+0,4+0,55+0,7+0,85 = 2,8 м.

По конструктивним міркувань приймають для сіток поперечні стрижні (8 мм зі сталі класу А-I.

Розрахунок частині фундамента.

Визначаємо напруги в граніті під підошвою фундаменту при поєднаннях від розрахункових навантажень не враховуючи маси фундаменту і грунту з його уступах. Розрахунок ведемо на дію третьої комбінації зусиль, коли він від нормативних навантажень отримано великі напруги у ґрунті, аніж за першої та другої комбінаціях: Р1 = (N + М ((n = (2228,58 + (-61,52) (*0,95 = 246,94 кН/м2;

(Аf Wf ((8,1 4,05 (Р2 = (N — М ((n = (2228,58 — (-61,52) (*0,95 = 275,8 кН/м2;

(Аf Wf ((8,1 4,05 (Робочу висоту плити біля підніжжя подколонника з умови міцності на продавлювання обчислюємо по формуле:

hо (- bс + ас + 1 N + (bс + ас (2.

4 2 (k*Rbt*(b2+psf (2 (де psf = р1 = 247 кН/м2 k = 1; Rbt*(b2 = 1,1*0,66 = 0,726 МПа = 726 кН/м2; N = р1(аf * bf — ас* bс) = 247 (3*2,7 — 1,1*1,4) = 1620 кН hо (- 1,2 + 1,4 + 1 1620 + (1,1 + 1,4 (2 = 0,25 м.

4 2 (1*726+247 (2 (з конструктивних міркувань прийнята загальна висота плити h=60см, уступи по 30 див, hо = h — а = 60 — 5 = 55 см.

Розрахунок робочої арматури сітки нижньої плити в напрвление довгою боку аf.

Розрахунковий изгибающий той час у сечении 1−1, що проходить межею bс подколонника М1−1 = рм1*а12* bf / 2 = 243,1*0,82*2,7/2 = 210 кН*м = 210*105 Н*см рм1= 0,5(р1 + р1−1) = 0,5(246,94 + 239,24) = 243,1 кН/м2 р1−1= р1 — (р1 — р2) а1 / аf = 246,94 — (246,94 — 275,8) * 0,95 / 3=239,24 кН/м2 Необхідну перетин арматури Аs = М1 = 210*105 = 15,2 см².

0,9 Rs * bо 0,9*280(100)*55 призначаючи крок стрижнів P. S = 200 мм, на ширині bf = 2,7 м укладаємо 14 стрижнів; приймаємо 16 (12 А-II, Аs = 15,83 см².

Відсоток армирования:

(= 15,83 * 100 = 0,11% ((min = 0,1%.

270*55 Изгибающий той час у сечении 2−2, що проходить через точку перетину межі призми продавлювання з арматурою нижньої сітки плити, М2−2 = рм2* а22 * bf = 247,89*0,22 * 2,7 = 13,4 кН*м.

2. 2 рм2 = 0,5 (р1 + р2−2) = 0,5 (246,94 + 248,84) = 247,89 кН/м2 р2−2= р1 — (р1 — р2) А2 / аf = 246,94 — (246,94 — 275,49) *0,2 / 3 = 248,84кН/м2 Необхідна площа перерізу арматури Аs = М2 = 13,4*105 = 2,13 см².

0,9 Rs * bо 0,9*280(100)*25.

Розрахунок робочої арматури сітки плити у бік короткій боку bf.

Середнє тиск у грунті під підошвою фундаменту рм = 0,5 (р1 + р2) = 0,5 (246,94 + 275,49) = 261,2 кН/м2 Изгибающий той час у сечении 3−3, що проходить межею подколонника,.

М3−3 = рм * b12 * аf = 261,2 * 0,82 * 3 = 250,75 кН*м.

2. 2 Необхідна площа перерізу арматури Аs = М3 = 250,75*105 = 18,1 см².

0,9 Rs * bо 0,9*280(100)*55 При кроці стрижнів 200 мм на довжині аf = 3 м приймаємо 17 (12 А-II, Аs = 19,23 см² Відсоток армирования:

(= 19,23 * 100 = 0,12% ((min = 0,1%.

300*55.

6. Проектування стропильной ферми з паралельними поясами.

Ферма проектується попередньо напруженої на проліт 36 м., цільною при кроці ферм 12 м. Геометрична схема показано на рис.

Напрягаемая арматура нижнього пояса та другого раскоса з канатів класу К-7 (15мм з натягом на упоры:

Rs, ser = 12 950 МПа; Rs = 1080 МПа; Еs = 180 000 МПа. Стиснутий пасок і інші елементи грати ферми армируются арматурою класу А-III; Rs = Rsс = 365 МПа (d (10мм);Еs = 200 000 МПа; Хомути класу А-I, Rs = Rsс = 225 МПа; Rsw = 175 МПа. Бетон важкий класу В40; Rb = 22 МПа; Rbt = 1,4 МПа; Rbtn = 2,1 МПа; (b2 = 0,9; Eb = 32 500 МПа.

1. Визначення навантажень на ферму.

При визначенні навантажень до ферми береться до уваги, що відстань між вузлами по верхньому поясу (панель ферми) становить 3 м. Плити покриття мають ширину 3 м., що забезпечує передачу навантаження від ребер плити в вузли верхнього пояса і виключає вплив місцевого вигину. Розглядаємо загружение ферми постійної навантаженням і сніговий в 2-х варіантах: 1) снігова навантаження зі зниженим нормативним значенням з усього прольоту ферми довго діюча (для III снігового району знижуючий коэффициент0,3). Вага ферми 180кН враховують як зосереджених вантажів, прикладываемых до вузлам верхнього пояса.

Навантаження на покриття. |Навантаження |Нормативна |Коефіцієнт |Розрахункова | | |навантаження |надійності по |навантаження, | | |Н/мІ |навантаженні |Н/мІ | | | |(f (1 | | |Постійні: | | | | |Власний вагу покрівлі |950 |1,3−1,2 |1195 | |(см. табл.из пункта2.1) | | | | |Власний вагу плит покрытия|2050 |1,1 |2255 | |3×12 м. | | | | |І це ферм 180/(36*12)кН |417 |1,1 |458 | |Разом |3417 | |3908 | |Тимчасова снігова: | | | | |Короткочасна (повна |1200 |1,4 |1680 | |1500*0,8) | | | | |Тривала з коэффиц 0,3 |360 |1,4 |504 | |(0,3*1500*0,8) | | | |.

Вузлові розрахункові навантаження по верхньому поясу ферми, кН: постоянная F1=g*a*b*(n = 3,908*12*3*0,95=133,65; короткочасна (повна) снігова F2 = 1,68*1,2*3*0,95 = 57,46; тривала снігова F3 = 0,504*12*3*0,95 = 17,24.

Вузлові нормативні навантаження відповідно, кН: Fn1 = 3,417*12*3*0,95 = 116,86; Fn2 = 1,2*12*3*0,95 = 41,04; Fn3 = 0,36*12*3*0,95 = 12,31.

Визначення зусиль у елементах фермы.

Залізобетонна ферма з жорсткими вузлами є статично неопределимую систему. З досвіду проектування й експлуатації встановлено, що подовжні зусилля у елементах пояса і грати слабко залежить від жорсткості вузлів. Изгибающие моменти, що у жорстких вузлах, кілька знижують тріщиностійкість в елементах ферми, що враховується під час розрахунків тріщиностійкості шляхом введення досвідченого коефіцієнта (і = 1,15. Зусилля в елементах ферми від одиничних загружений зведені в таблиці; знаки зусиль «+ «при розтягненні, «- «при сжатии.

Зусилля від навантажень отримують множенням одиничних зусиль на значення вузлових навантажень Fi. Ці зусилля визначають від нормативних і розрахункових значень постійної і сніговий нагрузок.

Зусилля в елементах ферми від одиничних навантажень. | |Позначення стрижня по |Зусилля, кН, в елементах | |Елемент |розрахункової схемою |при загружении силами F=1| | | |всього прольоту | |Верхній пояс: | | | |В1 |2 — 3 |0 | |В2 |3 — 4 |- 6,99 | |В3 |4 — 6 |- 6,99 | |В4 |6 — 8 |- 11,28 | |В5 |8 — 9 |- 11,28 | |В6 |9 — 11 |- 12,7 | |Нижній пояс: | | | |Н1 |1 — 5 |3,78 | |Н2 |5 — 7 |9,49 | |Н3 |7 — 10 |12,35 | |Раскосы: | | | |Р1 |1 — 3 |- 6,66 | |Р2 |3 — 5 |5,53 | |Р3 |5 — 6 |- 4,3 | |Р4 |6 — 7 |3,07 | |Р5 |7 — 9 |- 1,84 | |Р6 |9 — 10 |0,611 | |Стойки: | | | |С1 |1 — 2 |- 0,5 | |С2 |4 — 5 |- 1 | |С3 |7 — 8 |- 1 | |С4 |10 — 11 |- 1 |.

Розрахунок перетинів елементів фермы.

1.Верхний стиснений пояс.

Розрахунок верхнього пояса ведемо по найбільшому зусиллю (елемент В6) N = 2427 кН, зокрема N = 1916 кН. Ширіну верхнього пояса приймають з умови опирания плит покриття прольотом 12м — 300 мм. Визначають ориентировачно необхідну площа перерізу верхнього стиснутого пояса: А = N = 2 427 100 = 920,75 смІ.

0,8(Rb + 0,03Rsс) 0,8(22(100)+0,03*365(100)) Призначають розміри перерізу верхнього пояса b x h = 30×35 див з, А =1050 смІ (920,75 смІ. Випадковий початковий ексцентриситет еa (1 = 300 = 0,5 см;

600. 600.

где 1 = 300см — відстань між вузлами ферми; еa (h = 35 = 1,17 см;

30. 30 еa (1 див. При еa (1/8 h = 35/8 = 4,37 див; l0 = 0,9l = 270 див. Найбільша гнучкість перерізу дорівнює l0 / h = 270 / 35 = 7,71 (4. Слід врахувати вплив прогину елемента з його міцність. Умовна критична сила.

Ncr = 6,4 Eb (J (0,11 + 0,1 (+ (Js (= l0І ((е (0,1+((.

(.

6,4*32500(100) (107 187,5(0,11 + 0,1 (+ 6,154*4068 (= 24 100 000Н.

270І (0,79 (0,1+0,225 (.

(=24 100кН, де J = b*hі = 30 * 35і = 107 187,5 см4;

12 12 (е = 1 +? * М1L / М1 = 1 + 1 * 258,66 / 327,65 = 0,79, ?=1(тяжелый бетон) М1L = МL + NL (h0 — а) / 2 = 0 + 1916 (0,31 — 0,04) / 2 = 258,66кН*м; М1 = 0 + 2427 (0,31 -0,04) / 2 = 327,65 кН*м; (е = l0 / h = 1,17 / 35 = 0,03; (е, min = 0,5 — 0,01* (270 / 35) — 0,01*0,9*22 = = 0,225; (е < (е, min приймають (е = 0,225. (= Еs / Еb = 2 000 000 / 32 500 = 6,154; при µ = 0,024 (перше наближення) Js = µ*b*h0 (0,5h — a)І = 0,024 * 30 * 31 (0,5*35−4)І = 4068 см4 Коефіцієнт (= 1 / (1- N / Ncr) = 1/ (1−2427 / 24 100) = 1,11 е = е * (+ 0,5 h — а = 1,17*1,11+0,5*35 — 4 = 14,8 див. Граничну значення відносної висоти вузьке зони бетону при (b2 = 0,9.

(R = 0,6916 / (1 + 365 (1 — 0,6916 ((= 0,544.

(500 (1,1 (((= 0,85 — 0,008 * (b2 — Rb = 0,85 — 0,008 * 0,9 * 22 = 0,6916; (s1 = Rs = 365 МПа (n = N = 2427(100) = 1,318 > (R = 0,544.

Rb*b*h0 0,9*22*100*30*31 (= а / h = 4 / 36 = 0,13 (p.s = 1,318 (14,8 / 31 — 1 + 1,318 / 2) =0,207.

1 — 0,13 (= 1,308 (1 — 0,544) + 2 * 0,207 * 0,544 = 0,948 > (R = 0,544.

1 — 0,544 + 2 * 0,207 армування приймають симетричний Аs = Аs (= 2427(1000)*14,8/36 — (0,948/1,318) (1 — 0,948/2) = 7,49 смІ.

365(100) (1 — 0,13) коефіцієнт армування µ = (Аs + Аs () = 2*7,49 = 0,016 b*h0 30*31 що ні істотно відрізняється від прийнятого раніше значення. З конструктивних міркувань приймаємо: 6 (18 А-III з Аs = 15,27смІ. Розрахунок перерізу пояса із площини ферми роблять, бо всі вузли ферми раскреплены.

Нижній розтягнутий пояс.

Розрахунок міцності виконується на розрахункове зусилля для панелі Н3. Nn = 1950,1 кН; N = 1595,25 кН — від постійної і тривалої навантажень, розрахункове значення від постійної та повної сніговий навантажень N=2360,2кН. Визначають площа перерізу розтягнутої напрягаемой арматуры:

Аsp = N = 2 360 200 = 19 смІ,.

(sb * Rs 1,15*1080(100) приймають 16 канатів (15 класу К-7, А = 22,656 смІ (з умов тріщиностійкості), перетин нижнього пояса 30×35см. Напрягаемая арматура відхилена хомутами. Поздовжня арматура каркасів зі сталі класу А-III (6 (10 А-III з Аs = 4,71 смІ). Сумарний відсоток армування, µ = (Аs + Аs () = 22,656*4,71 * 100% = 2,606% b*h0 30*35 Наведена площа перерізу Аred = А + ?А = 30*35 + 22,656*5,54 + 4,71*6,15 = 1204 смІ, де (1= Еs / Еb = 180 000 /32 500 = 5,54; (2 = 200 000 / 32 500 = 6,15 (для арматури класу А-III).

Розрахунок нижнього пояса на трещиностойкость.

Елемент належить до 3-й категорії. Приймають механічний спосіб натягу арматури. Значення попереднього напруги в арматере (sр при р = 0,05(sр призначають з умови (sр + р? As, ser; (sр + 0,05(sр? 1295 МПа; (sр 1295 / 1,05 = 1233,3 МПа. Прийнято (sр=1200МПа.

Визначають втрати попереднього напруги в арматурі при (sр=1. Перші втрати: від релаксації напруг у арматурі (1=[0,22 ((sр /Rs, ser) — 0,1] (sр = [0,22(1200 / 1295) — 0,1]1200 = 124,6 МПа; від різниці температур напрягаемой арматури і натяжних пристроїв (при ?t = 65? С) (2= 1,25* ?t = 1,25 * 65 = 81,25 МПа; від деформації анкерів (3= Еb * /? = 180 000*0,35 / 2500 = 25,2 МПа; де ?? = 1,25 + 0,15d = 1,25 + 0,15 * 1,5 = 3,5 мм; від быстронатекающей повзучості бетону при (bp / Rbp = 18,23 / 28 = 0,65 < (= 0,75 (6= 40 * 0,85 * (bp / Rbp = 40 * 0,85 *0,65 = 22,1 МПа, де (bp = Р1 / Аred = 2195,3 (1000) / 1204 = 1823,3 Н/смІ = 18,23 МПа; Р1= As ((sр — (1 — (2 — (3) = 22,656 (1200 — 124,6 — 81,25 — 25,2) (100) = =2195,3 кН; 0,85 — коефіцієнт, враховує теплову обробку. Перші втрати становлять (cos1 = (1 + (2 + (3 + (6 = 124,6 + 81,25 + 25,2 + 22,1 = 253,15 МПа Другі втрати: від усадки бетону класу В40, що зазнає теплову обробку, (8=40МПа; від повзучості бетону при (bp / Rbp = 0,65 < 0,75 (9 = 150((bp / Rbp = 150*0,85*0,65 = 82,88 МПа; де (bp = 2145,2(100) / 1204 = 178,17 Н/см2 = 17,82 МПа Р1=22,656 (1200−253,15) (100) = 2145,2 кН, (= 0,85 — для бетону, що зазнає теплову обробку при атмосферному тиску. Другі втрати становлять (cos2 = (8 + (9 = 40 + 82,88 = 122,88 МПа. Повні втрати (co = (cos1 + (cos2 = 253,15 + 122,88 = 376,03 МПа Розрахунковий розкид напруг при механічному способі натяг приймають равным.

??sp = 0,5 Р (1 + 1 (=0,5 0,05 (sp (1 + 1 (= 0,0309.

(sp ((Ін (sp ((18(Тут р = 0,05*(sp, Ін = 18шт (18 (15 К-7). Оскільки ??sp = 0,0309 < 0,1, остаточно приймаємо ??sp = 0,1. Сила обжатия при? sp = 1 — ??sp = 1−0,1 = 0,9; Р = Аsp ((sp — (co)* ?sp — ((6 + (8 + (9)*Аs1 = 22,656 (1200 — 376,03)* 0,9 — (22,1 + 40 + 82,88)* 4,71 = 16 118 МПа*смІ = 1611,8 кН. Зусилля, сприймається перерізом при освіті тріщин; Ncrc = [Rbt, ser (A + 2? Asp) + P] = 0,85 [2,1(10−1)*(105 + 2*5,54*22,656) + 1611,8] = 1433 кН, де ?і = 0,85 — коефіцієнт, враховує зниження тріщиностійкості внаслідок жорсткості вузлів ферми. Оскільки Ncrc = 1433 кН < 1950,1 кН = Nп — умова тріщиностійкості перерізу порушується, то необхідний розрахунок з розкриття трещин.

Розрахунок з розкриття трещин.

Перевіряємо ширину розкриття тріщин з коефіцієнтом, враховує вплив жорсткості вузлів ?і = 1,15 від сумарного дії постійної навантаження і короткочасного дії повної сніговий навантаження. Прирощення напруги в розтягнутої арматурі від повної навантаженні: (p.s = Nп — Р = 1950,1 — 1798,5 = 6,7 кН/смІ = 67 МПа,.

Asp 22,656 Р = ?sp* [((sp — (co)* Asp — ((6 + (8 + (9)*Аs] = = 1*[(1200 — 376,03)*22,656 — (22,1 + 40 + 82,88)*4,71]*(100) = 1 798 500Н = 1798,5 кН.

Прирощення напруги в розтягнутої арматурі від постійної і тривалої навантаження. (si = 1595,25 — 1798,5 (0, отже, тріщини від действия.

9,91 постійної і тривалої навантаження не виникають (Nп1 = 1595,25 кН).

Ширина розкриття тріщин від короткочасного дії повної навантаження: аcrc1 = ?і *20*(3,5 — 100*()*(*(l*(*(s *3(d =.

Еs = 1,15*20*(3,5 — 100*0,022)*1,2*1*1,2* 67 *3(15 = 0,04 мм.

1,8*105 де (- коефіцієнт, який приймає для розтягнуті елементів рівний 1,2; (= 1,2 — для канатів; (= As = 22,656 = 0,022; d = 15мм — діаметр каната К-7. b*h 30 * 35 Тоді acrc = acrc1 — a (crc1 + acrc2 = 0.04 — 0 + 0 = 0,04 (0,15 умова соблюдается.

Розрахунок розтягнутого раскоса Р2.

Растягивающее зусилля в раскосе: нормативне значення зусилля від постійної та повної сніговий навантажень Nп = 873,2 кН, нормативне значення зусилля від постійної і тривалої (50% сніговий) навантажень Nпе = 714,31 кН; розрахункове значення зусилля від постійної та повної сніговий навантажень N = 1056,84 кН. Напрягаемая арматура раскоса 7 (15 класу К-7 (заводиться з нижнього пояса) з, А = 9,912 см². Натяг виконується на упори, спосіб натягу — механічний. Необхідна площа перерізу арматури з умови міцності перерізу As = 1056,84 (1000) / 1,15*1080(100) = 8,51 см² (9,912 см². Прийнятої площі перерізу арматури досить. Перетин раскоса: 30×20 см.

Розрахунок поперечної арматури в опорному узле.

Розрахунковий зусилля з умови міцності в похилому сечении лінією відриву АВ.

N (= N — Nsp — Ns ctg (Nsp = Rsp*Аsp*(1 / (ар = 1080(10−1)*22,656*30 / 92,7 = 791,86 кН де (ар = (р = [(p ((sp / Rbp + (p)]d = [1,25(823,97 / 28 + 25)]*15=926,8 мм — довжина зони анкеровки напрягаемой арматури (sp = 1200 — 376,03 = 823,97 МПа — попереднє напруження як у арматурі з урахуванням втрат Ns = Rs*Аs*(1а / (аз = 365(10−1)*4,71*23 / 16,29 = 242,73 (ар = [.

Розрахунок поперечної арматури в проміжному узле.

Розтягнутий розкіс, навантажений максимальним розрахунковим зусиллям N = 1056,84 кН. Фактична довжина закладення стрижнів витрати Р2 за лінії АВС 28 см, необхідна довжина закладення арматури (25 А-III становить (аз = 35d = 35*2,5 = 87,5 див. Необхідна перетин поперечних стрижнів каркасів визначаємо за такою формулою: Аsw (Nsw = 1056,84*1(1 — 1*28 + 7,5(h*Rsw (1,05*87,5(= 1,44 см².

6 * 290(10−1)*0,8138 Поперечні стрижні призначаємо з дротяною арматури (6 мм А-I через 100 мм (6шт з Аs = 1,7 см2). Площа перерізу щодо стрижня в проміжному вузлі визначається по зусиллю Nоs = 0,04 Д1 Д1 = N = 1056,84 кН Nоs = 0,04*1056,84 = 42,274 кН Площа перерізу окаймляющего стрижня Аs = Nоs = 42 274 = 2,35 см² n*Rso 2*90(100).

Приймаємо (18 А-III з Аs = 2,545 см² Необхідна, А поперечного перерізу поздовжніх ненапрягаемых стрижнів в нижньому поясі не більше опорного вузла Аs = 0,2N = 0,2*596 860 = 3,27 см².

Rs 365(100).

Приймаємо 4 (12 А-III з Аs = 4,52 см².

Список літератури. 1. Байков В. М., Сігалов Э.Е. «Залізобетонні конструкции».

Загальний курс — М., Стройиздат 1991 р. 2. Мандриков О. П. «Приклади розрахунку залізобетонних конструкцій» ;

М., Стройиздат 1989 г. 3. Методические вказівки до практичним занять по курсу.

" Залізобетонні і «кам'яні конструкції» Наб. Челны КамПи 1997 р. 4. Методические вказівки до курсовому проекту № 2 з дисципліни «Залізобетонні і «кам'яні конструкції» Наб. Челны КамПи 1997 р. 5. СНиП 2.03.01−84 «Бетонні і залізобетонні конструкції» — М.1985г.

———————————- [pic].

[pic].