| | | | | | | | | | |
| | | | Крани з одним | | | | |
| | | | Крюком | | | | |
| вантаж | проліт | Основні | | тиск | | Тип |
| од. | | Габарити | | | маса, т | |
| крана, | крана, L | ширин | база, | | | колеса | візка | крана | подкра |
| QТ | к м | а, | | | | на | та | з | н. |
| | | В | К | Н | В1 | підкрався. | | Візка | рейки |
| | | | | | | | | 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 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. Компановки поперечної рами.
1.1. Визначення висоти будівлі.
Висота (розмір) від рівня верху фундаменту до низу несучої конструкціїпокриття
Н = Нв + Нt
Висота підкранової частини колони (від рівня верху фундаменту до верхуконсолі) Нв = Н1 - hr - hсв + а1
Маючи на увазі, що Н1 = 8,12 м; hr = 0,12 м; hсв = 1м, а1 = 0,15 м; отримаємо
Нв = 8,12 - 0,12 - 1,0 + 0,15 = 7,15 м.
Висота надкрановой частини колони (від рівня верху консолі до низу несучоїконструкції)
Нt = hп.б. + Hr + hсв + а2, маючи на увазі, що hп.б. = 1,0 м; а2 = 0,20 м (тому що припрольоті 36м) Нt = 1,0 + 0,12 + 2,4 + 0,20 = 3,72 м; отримаємо
Н = 7,15 + 3,72 = 10,87 м.
Відмітка низу несучої конструкції покриття
Н - а1 = 10,87 - 0,15 = 10,72 м.
З урахуванням модуля кратності 0,6 м.прінімаем позначку низу несучої конструкціїпокриття (відмітка верху колони) 10,800. тому що при відмітці рівня головкирейки задана технологічними вимогами, корегуємо висотупідкранової частини колони
Н = 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 отримаємо відмітку верху будівлі з урахуваннямпарапетний 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 будівлі а = 250мм
(тому що крок колон - 12,0 м (6,0 м, вантажопідйомність крана Q = 20/5т (30т)
- надкрановая частина: ht = 60см. тому що прив'язка а = 250мм; в = 50см. такяк крок 12м.;
- підкранових частина з умови hв = (1 - 1) * Нв hв = 0,715 -
0,511,
10 14приймаємо hв = 800мм.
- глибина закладення у фундамент визначається з умов:hз (0,5 + 0,33 hв; hз = 0,5 + 0s, 33 * 0,8 = 0,764hз (1,5 b; hз = 1,5 * 0,5 = 0,750hз (1,2 м. приймаємо hз = 800мм.
2. Визначення навантажень на поперечну раму.
2.1. Визначення навантажень
| № № | | Нормативна | Коеф. | Розрахункова |
| п/п | Вид навантаження | навантаження, Н/м | надеж.п | навантаження, |
| | | | О | |
| | | | Навантаж-| Н/м2 |
| | | | Ки | |
| 1 | 2 | 3 | 4 | 5 |
| | I. Постійні | | | |
| 1. | Ж/б ребристі плити покриття | 1350 | 1,1 | 1485 |
| | Розміром в плані 3х6 м з урахуванням | | | |
| | Заливання швів: | | | |
| 2. | Обмазочна пароізоляція: | 50 | 1,3 | 65 |
| 3. | Утеплювач (готові плити): | 400 | 1,2 | 480 |
| 4. | Асфальтова стяжка товщиною 2см: | 350 | 1,3 | 455 |
| 5. | Рулонний килим: | 150 | 1,3 | 195 |
| | Разом: | | | 2680 |
| 7. | Власна вага стін. панелей з | 2250 | 1,1 | 2500 |
| | Отм.12 ,6-16, 2 ((= 25см), (= 2,5 кН/м3: | | | |
| | 0,25 * 3,6 * 1,0 * 2,5 = 2,25 кН/м = 2250Н/м | | | |
| 8. | Власна вага стін. панелей з | 2730 | 1,1 | 3000 |
| | Отм.7 ,8-12, 6 з урахуванням ваги віконних | | | |
| | Палітурок з отм. 11,4-12,6, | | | |
| | (П = 2,5 кН/м3, (о = 0,4 кН/м2: | | | |
| | 0,25 * 3,6 * 1,0 * 2,5 +1,2 * 1,0 * 0,4 = 2,73 | | | |
| 9. | Власна вага стін. панелей з | 3520 | 1,1 | 3900 |
| | Отм.0 ,0-7, 8 з урахуванням ваги віконних | | | |
| | Палітурок з отм. 1,8-7,8, | | | |
| | (П = 2,5 кН/м3, (о = 0,4 кН/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 рами. (При (n = 0,95)
На крайню колону
Постійні навантаження. Навантаження від ваги покриття наведено в табл.1.
Розрахункове опорне тиск ферми: від покриття 3,45 * 12 * 36/2 = 745,2 кН; відферми (180/2) * 1,1 = 99кН, де 1,1 - коефіцієнт надійності по навантаженню (f.
Розрахункова навантаження від ваги покриття з урахуванням коефіцієнт надійності запризначенням будівлі (п (0,95 на крайню колону F1 = (745,2 +99) * 0,95 = 802кН., насередню F2 = 2F1 = 1604 кН.
Розрахункова навантаження від ваги стінових панелей і скління, що передається наколону вище позначки 6,6 м: F = (2,5 * 5,4 +0,4 * 1,2) * 12 * 1,1 * 0,95 = 175,31 кН;
Розрахункова навантаження від ваги стінових панелей і скління, що передаєтьсябезпосередньо на фундаментну балку: F = 3,52 * 6 * 1,1 * 0,95 = 22,07 кН;
Розрахункова навантаження від ваги підкранових балок F = 115 * 1,1 * 0,95 = 120,2 кН, де Gn
= 115кН-вага підкранової балки;
Розрахункова навантаження від ваги колон. Крайні колони: надкрановая частина
F = 0,5 * 0,6 * 3,8 * 25 * 1,1 * 0,95 = 32,9 кН; підкранових частина
F = 0,5 * 0,7 * 6,75 * 25 * 1,1 * 0,95 = 61,72 кН. Середні колони відповідно:
F = 0,5 * 0,6 * 3,8 * 25 * 1,1 * 0,95 = 32,9 кН;
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 = 84,84 кН.
Тимчасові навантаження. Снігова навантаження. Вага снігового покриву на 1м2площі горизонтальної проекції покриття для III району, відповідно до глави
СниП 2.01.07-85 «Навантаження і впливи», Sо = 1,0 кПа, середня швидкість вітруза три найбільш холодних місяця V = 4м/с (2м/с знижують коефіцієнт переходу
(= 1 множенням на коефіцієнт (= 1,2-0,1 V = 1,2-0,1 * 4 = 0,8, тобто ((= 0,8.
Розрахункова снігове навантаження при ((= 1 * 0,8, (f = 1,4, (п = 0,95; на крайніколони: F = Sо *(*(* а ((/ 2) (f * (п = = 1,5 * 0,8 * 12 * (36/2) * 1,4 * 0,95 = 344,7 кН .;на середні колони F = 2 * 344,7 = 689,4 кН.
Кранові навантаження. Спочатку будуємо лінію впливу реакції опор підкрановоїбалки і визначаємо суму ординат У.
К = 500 М = 6300
а = 12000 а = 12000
1,3
Вага вантажу, що піднімається Q = 200кН. Проліт крана 36-2 * 0,85 = 34,3 м. Згідностандарту на мостові крани база крана М = 630см, відстань між колесами
К = 500см, вага візка Gп = 8,5 кН; Fn, max = 220кН; Fn, min = 60кН.
Розрахункове максимальний тиск на колесо крана при (f = 1,1; (п = 0, 95
Fmax = 220 * 1,1 * 0,95 = 229,9 кН;
Fmin = 60 * 1,1 * 0,95 = 62,7 кН.
Розрахункове поперечна гальмівна сила на одне колесо:
Нmax = Нmin = 200 +85 * 0,5 * 1,1 * 0,95 = 7,45 кН
20
Вертикальна кранова навантаження на колони від двох зближених кранів зкоефіцієнтом сполучень (i = 0,85; Dmax = 229,9 * 0,85 * 2,95 = 576,47 кН;
Dmin = 62,7 * 0,85 * 2,95 = 157,22 кН., Де (у = 2,95-сума ординат лінії впливутиску двох підкранових балок на колону; той же від чотирьох кранів насередню колону з коефіцієнтом сполучень (I = 0,7 дорівнює 2Dmax =
2 * 229,9 * 0,7 * 2,95 = 949,49 кН.
Горизонтальна кранова навантаження на колону від двох кранів при поперечномугальмуванні Н = 7,45 * 0,85 * 2,95 = 18,7 кН.
Вітрова навантаження. Нормативне значення вітрового тиску по чолі СниП
2.01.07-85 «Навантаження і впливи» для II району, місцевості типу Б
(о = 0,23 кПа (230Н/м2). За умови Н/2L = 16,8/(3 * 36) = 0,156 (0,5 значенняаеродинамічного коефіцієнта для зовнішніх стін прийнято:
- з навітряної стороною се = 0,8,
- з подветренной боку се = -0,5
Нормативне значення середньої складової вітрового навантаження (m знавітряної сторони одно:
- для частини будинку висотою до 5м від поверхні землі при коефіцієнті, що враховує зміну вітрового тиску по висоті, при К = 0,5: (m1 =
300 * 0,5 * 0,8 = 120Н/м2;
- те ж висотою до 10м, при К = 0,65: (m2 = 300 * 0,65 * 0,8 = 156Н/м2;
- те ж висотою до 20м, при К = 0,85: (т3 = 300 * 0,85 * 0,8 = 204Н/м2;
- На висоті 16,8 м відповідно до лінійної інтерполяцією з навітряної сторони: (m4 = (m2 + ( ((m3-(m2)/10) (Н1-10) = 156 + ((204-156)/10 * (16,8 -
10) = 189Н/м2;
-- те ж на висоті 10,8 м: (m5 = (m2 + (((m3-(m2)/10) (Н1-10) = 156 + ((204 -
156)/10 * (10 ,8-10) = 160Н/м2;
змінною по висоті вітрове навантаження з навітряної сторони замінюютьрівномірно розподіленим, еквівалентної по моменту у закладенні консольноїбалки довжиною 10,8:
(m = 2Масt = (2 * [120 * 5І + 120 +156 * (10-5) (10-5 + 5) + 156 +160 (10,8-10)
НоІ 2 2 2
2
* (10,8-10 +10)])/10,8 І = 140,5 Н/м2;
2
З подветренной сторони (ms = (0,45/0,8) * 140,5 = 79Н/м2.
Розрахункова рівномірно розподілена вітрове навантаження на колони до позначки
13,8 м при коефіцієнті надійності по навантаженню (f = 1,4, коефіцієнтінадійності за призначенням будівлі (п = 0,95:
- З навітряної сторони р = 140,5 * 12 * 1,4 * 0,95 = 2242,4 Н/м;
- з подветренной боку РS = 79 * 12 * 1,4 * 0,95 = 1260,8 Н/м.
Розрахункова зосереджена вітрове 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. 2кН.
Комбінація навантажень і розрахункові зусилля в перетинах
крайньої колони
| Навантаження | епюр | Номе | Коеф | перетину |
| | Згинаючих | ра | фіці | |
| | Моментів | загр | ент | |
| | | Вудіння | соче | |
| | | Ий | Тані | |
| | | | Й | |
| | | | | 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 = 86,11 кН * м; NL = 1041,8 кН.
При розрахунку перетину на 1-у і 2-у комбінації зусиль розрахунковеопір Rb слід вводити з коефіцієнтом (b2 = 1,1, тому що вкомбінації включені постійна, снігова, кранова і вітрова навантаження.
Розрахунок позацентрено-стиснутих елементів прямокутного перерізу знесиметричної арматурою. Необхідно визначити АS і АS (.
1. Визначення моментів зовнішніх сил відносно осі, паралельної лінії, що обмежує стислу зону і проходить через центр найбільш розтягнутого або найбільш стиснутого стержня арматури:
- від дії повного навантаження:
МII = М1 = Мtot + Ntot * (h0-a ()/2 = 155,32 +1386,5 * (0,56-0,04)/2 = 515,8 кН * м
- від дії довготривалих навантажень:
МI = M1L = ML + NL * (h0-a ()/2 = 86,11 +1041,8 * (0,56-0,04)/2 = 356,98 кН * м .
2. Визначення ексцентрісітета поздовжньої сили щодо центра ваги приведеного перерізу: Е0 = Мtot? еa, еa - випадковий ексцентриситет:
Мtot еa? 1 * (= 380 = 0,63 см ; еa? 1 * h = 60/30 = 2 см; еa? 1см.
600 600 600 Е0 = М = 155,32 = 11,2 см? еa
N 1386, 5
3. Визначення гнучкості елементи:
(= (о, ((4 (((1) h
(о = 2Н2 = 2 * 3,8? 7,6 м; ( = 760/60 = 12,7 - 0,2%> до АS (
необхідно врахувати вплив прогину елемента на його міцність.
4. Визначення коефіцієнта (е:
(е = ( о? (е, min = 0,5-0,01 * (о - 0,01 Rв * (b2 = 0,5-0,01 * 760 -
0,01 * 1,1 * 8,5 = hh
60
= 0,28; (е = 11,2/60 = 0,187 ((е, min приймаємо (е = 0,28
5. Визначення коефіцієнта, що враховує вплив тривалого дії навантаження на прогин елемента в граничному стані:
(l = 1 + (* М1L = 1 + 1 * 356,98 = 1,69? (1 + () = 2
М1 515,8
6. З урахуванням гнучкості елемента задаємося відсотком армування:
(= АS + АS (= (1 - 2,5%) = (0,01 - 0,025)
(= 0,004 - перше наближення
7. Визначення коефіцієнта (: (= ЕS = 200000 = 9,77
ЕB
20500
8. Обчислення умовної критичної сили:
Ncr = 6,4 * Eb (I (0,11 + 0,1 (+ (Is (=
(20 ((l (0, 1 + (е (((
= 6,4 * 20500 (100) (900000 (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 = 900000см4;
12 12
Is = (* b * ho (0,5 h - а) І = 0,004 * 50 * 56 ( 0,5 * 60 - 4) І =
7571,2 СМ4
9. Визначення коефіцієнта (, що враховує вплив прогину:
(= 1 = 1 = 1,28 < p> 1 - Ntot/Ncr 1 - 1386,5/6394
10. Визначення значення ексцентрісітета програми поздовжньої сили щодо осі, паралельної лінії, що обмежує стислу зону і проходить через центр найбільш розтягнутого або найменш стиснутого стержня арматури, з урахуванням прогину елемента : Е = Е0 * (+ ho - а (= 11,2 * 1,28 + 56 - 4 = 40,34 см
2 2
11. Обчислення висоти стислої зони х = Ntot = 1386 , 5 =
Rв
* (b2 * b 8,5 * 1,1 * 50
= 29,66 СМІ.
Відносна висота стислій зони (= х/ho = 29 , 66/56 = 0,53
Граничне значення відносної висоти стислій 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
Так як (= 0,53 ((R = 0,611 - випадок великих ексцентриситетом, 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, так як (о/h = 12,7 знаходиться в 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
356
Перевірка міцності позацентрено стислих елементів прямокутного перерізу з несиметричної арматурою.
Необхідно визначити несучу здатність перерізу.
1. (факт = АS + АS (= 6,03 + 1,57 = 0,0025 b * h 3000
2.Определеніе висоти стислій 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 см при Х ((R * Hо (0,26 (34,22) - випадок великих ексцентриситетом, міцність перетину обеспечіна за умови:
Ntot * е (Rв * (b2 * b * Х (Hо - 0,5 * Х) + Rsc * АS ((Hо - а () ео = 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 = 356,98 кН * м
(l = 1 + (* М1L = 1 + 1 * 356,98 = 2,02? (1 + () = 2 (l (2
М1 176,92 слідчий? але приймаємо (l = 2
Ncr = 6,4 * Eb (I (0,11 + 0,1 (+ (Is (=
(20 ((l (0,1 + (е (((
= 6,4 * 20500 (100) (900000 (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 * 0,000603 (0,56-0,04)
272,07 кН * м (122,3 кН * м - умова виконується.
Розрахунок перерізу 1-0 у площині, перпендикулярної до площини вигину, не робимо, тому що (о (/ h (= 5,7/0,5 = 11,4, де (о (= 1,5 Н2 = 1,5 * 3,8 = 5 , 7 м
((о/h = 12,7. h (= b - ширина перерізу надкрановой частини колони в площині рами.
5. Розрахунок позацентрено 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 із сталі класу АII.
Визначення навантажень і зусиль.
На рівні верху фундаменту від колони в перетині 2 - 1 передаються максимальні зусилля:
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
Те ж, нормативні:
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 см
М (= - 74,5 * 0,525 = - 39,11 кН * м М (n = - 34,0 кН * м
Розрахункові зусилля, що діють щодо осі симетрії підошви фундаменту, без урахування маси фундаменту і грунту на ньому:
- при першій комбінації зусиль
М = М4 + Q4 * hf + М (= 45,11 + 26,29 * 1,55 - 39,11 = 46,75 кН * м де висота фундаменту за умовою заглиблення hf = 1,7 - 0,15 = 1,55 м;
N = N4 + N (= 1687,32 + 74,5 = 1761,82 кН
- при другій комбінації зусиль:
М = - 163,13 + 11,9 * 1 , 55 - 39,11 = - 183,8 кН * м
N = 1484,12 + 74,5 = 1558,62 кН
- при третьому комбінації зусиль:
М = - 30,83 + 5,43 * 1,55 - 39,11 = - 61,52 кН * м
N = 2171,65 + 74,5 = 2246,15 кН те ж, 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 для 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 відношення 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 розпору, збільшуємо розміри сторін? на 10 -
15%; приймаємо АF х bf = 3,0 х2, 7м (кратно 30см ); площа підошви А = 3 х
2,7 = 8,1 м2
Момент опору підошви у площині вигину
Wf = 2,7 * 32/6 = 4,05 м3
Так як заглиблення фундаменту менше 2м, а ширина підошви более1м, то необхідно уточнити нормативне опір грунту основи за 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 = 1м, d0 = 2м; d = 1,7 м; bf = 2,7 м.
Визначення крайового тиску на основу.
Нормативна навантаження від ваги фундаменту і грунту на його обріза
Gnf = af * bf * d * (m = 2,7 * 3 * 1,7 * 20 = 275,4 кН; розрахункове навантаження
Gf = Gnf * (f = 302,94 кН.
Ексцентриситет рівнодіюча зусиль всіх нормативних навантажень, прикладених до підошви фундаменту:
- при першій комбінації зусиль Е0 = Мn/(Nn + Gnf) = 40,66/(1532 + 275,4) = 0,022 м
- при другій комбінації зусиль Е0 = - 159,81/(1355,32 + 275,4) = - 0,098 м
- при третьому комбінації зусиль Е0 = - 53,49/(1953,18 + 275,4) = - 0,024 м
Так як Е0 = 0,022 м (af/6 = 3/6 = 0,5 м, то крайове тиск обчислюємо за формулою
- при першій 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 1,2 R = 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 (
- при другій 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 третьому 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 ексцентрісітета Е0 = 0,022 м (0,1 АF = 0,1 * 3 = 0,3 м, тому можна вважати, що істотного повороту підошви фундаменту не буде т защемлення колони забезпечується заробкою її в склянці фундаменту.
Розрахунок тіла фундаменту.
Глибина закладення у фундамент взяли hз = 800мм, що задовольняє умовно по закладенні арматури hз (30d1 + (= 30 * 18 + 50 = 590 мм (де d1 =
18мм - діаметр поздовжньої арматури крайньої колони).
Приймаючи товщину стінок стакана поверху 225мм і зазор 75 мм, розміри подколонніка в 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 подколонніка hз = 800мм, уступи висотою по 300 мм.
Момент, що діє від розрахункових навантажень на рівні низу подколонніка
М1 = М4 + Q4 * hз - М (= 45,11 +26,29 * 0,8-39,11 = 27,03 кН * м
Ексцентриситет Е01 = М1 = 27 , 03 = 0,015 м (HС = 0,8 = 0,13 м
N 1761,82 6
6
Розрахунок поздовжньої арматури подколонніка.
Товщину захисного шару бетону приймаємо не менш 50мм, беремо відстань від зовнішньої грані стінки склянки до центру тяжінняперетину арматури АB = АB (= 6cм. Розрахунковий ексцентриситет поздовжньої сили щодо арматури
АS е = Е01 + ас/2 - а = 0,015 + 1,4/2 - 0,06 = 0,655 м = 65,5 см
Площа перерізу поздовжньої арматури
АS = АS (= (n * N * е-Rb * (b2 * S0 = 0,95 * 1761820 * 65,5 - 7,5 (100) * 1,1 * 17,2 =
Rs * z
280 (100) * 128 де zs = ас - АB - АB (= 140 - 6 - 6 = 128см; для коробчатого перетину
S0 = 0,5 ( bс * hо2 - ас * bо * zs) = 0,5 (110 * 1942 - 90 * 60 * 128) = 17,2 * 105 см3
Розміри днища склянки ао = 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 площу перерізу поздовжньої арматури при (= 0,001: < br> АS = АS (= 0,001 Аb = 0,001 (140 * 110 - 90 * 60) = 10 см2
Приймаються 7 (14 А II, АS = 10,77 см2
Розрахунок поперечного армування подколонніка.
Поперечний армування проектуємо у вигляді горизонтальних сіток С-3 з арматури класу А-I, крок сіток приймаємо S = 150 мм (HС/4 = 800/4 = 250 мм. В межах висоти подколонніка розташовується шість сіток С-2 і два С-3 конструктивно під днищем склянки.
При е = Е01 = 0,015 м (HС/2 = 0,8/2 = 0,4 м відстань У від осі колони до умовної осі повороту колони приймають У = 0,015 м, площа поперечного перерізу арматури стінок стакана Аsw визначають за формулою:
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 * 2,8де hз (= hз - (= 800 - 5 = 95 см; Rs = 225 МПа = 225 * 103 кН/м3 - дляарматури класу А-I; (zх - сума відстаней від обріза фундаменту доплощині кожної сітки в межах розрахункової висоти, що дорівнює:
(zх = 0,05 +0,25 +0,4 +0,55 +0,7 +0,85 = 2,8 м
По конструктивних міркувань приймають для сіток поперечні стрижні
(8 мм із сталі класу А-I.
Розрахунок нижньої частини фундаменту.
Визначаємо напруги в граніті під підошвою фундаменту при сполученняхвід розрахункових навантажень без урахування маси фундаменту і грунту на його виступах.
Розрахунок ведемо на дію третій комбінації зусиль, при якій віднормативних навантажень були отримані великі напруги в грунті, ніж приперша і друга 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 основи подколонніка з умови міцності напродавлювання обчислюємо за формулою:
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 кНHо (- 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 з
30 см, Hо = h - а = 60 - 5 = 55 см.
Розрахунок робочої арматури сітки нижньої плити в напрямках довгої сторони АF.
Розрахунковий вигинає момент в перерізі 1-1 , що проходить по межі bсподколонніка
М1-1 = рм1 * А12 * bf/2 = 243,1 * 0,82 * 2,7/2 = 210 кН * м = 210 * 105 Н * смрм1 = 0,5 (р1 + р1-1) = 0,5 (246,94 + 239,24) = 243,1 кН/м2р1-1 = р1 - (р1 - р2) а1/АF = 246,94 - (246,94 - 275,8) * 0,95/3 = 239,24кН/м2
Необхідна переріз арматури АS = М1 = 210 * 105 =
15,2 см2
0,9 Rs * bо
0,9 * 280 (100) * 55призначаючи крок стержнів S = 200 мм, на ширині bf = 2,7 м укладаємо 14стрижнів; приймаємо 16 (12 А-II, АS = 15,83 см2
Відсоток армування:
(= 15,83 * 100 = 0,11% ((min = 0 , 1%
270 * 55
Вигинає момент в перерізі 2-2, що проходить через точку перетину межіпризми продавлювання з арматурою нижньої сітки плити,
М2-2 = рм2 * А22 * bf = 247,89 * 0,22 * 2,7 = 13,4 кН * м
2. 2рм2 = 0,5 (р1 + р2-2) = 0,5 (246,94 + 248,84) = 247,89 кН/м2р2-2 = р1 - (р1 - р2) а2/АF = 246,94 - (246,94 - 275,49) * 0,2/3 =
248,84 кН/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 в напрямку короткої сторони bf.
Середній тиск в грунті під підошвою фундаменту рм = 0,5 (р1 + р2) = 0,5 (246,94 + 275,49) = 261,2 кН/м2
Вигинає момент в перерізі 3-3, що проходить по межі подколонніка,
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 = 3м приймаємо 17 (12 А-II,
Аs = 19,23 см2
Відсоток армування:
(= 19,23 * 100 = 0,12% ((min = 0,1%
300 * 55
6. Проектування кроквяної ферми з паралельними поясами.
Ферма проектується попередньо напруженої на проліт 36м., цільної при кроці ферм 12м. Геометрична схема показана на рис.
Напружуємо арматура нижнього поясу і другий раскоси з канатів класу К-7 (15мм з натягом на упори:
Rs, ser = 12950 МПа; Rs = 1080 МПа; ЕS = 180000 МПа.
Стиснутий пояс і інші елементи решітки ферми армуються арматурою класу
А-III; Rs = Rsс = 365 МПа (d (10мм); ЕS = 200000 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 = 32500
МПа.
1. Визначення навантажень на ферму.
При визначенні навантажень на ферму приймається до уваги, що відстань між вузлами по верхньому поясу (панель ферми) складає 3м.
Плити покриття мають ширину 3м., що забезпечує передачу навантаження від ребер плити у вузли верхнього поясу і виключає вплив місцевого вигину.
Розглядаємо завантажені ферми постійним навантаженням і сніговий в 2-х варіантах: 1) снігове навантаження з пониженим нормативним значенням по всьому прольоту ферми довгостроково діюча (для III снігового району понижуючий коеффіціент0, 3). Вага ферми 180кН враховують у вигляді зосереджених вантажів, яких докладають до вузлів верхнього поясу.
Навантаження на покриття.
| Навантаження | Нормативна | Коефіцієнт | Розрахункова |
| | Навантаження | надійності за | навантаження, |
| | Н/мІ | навантаженні | Н/мІ |
| | | (F (1 | |
| Постійні: | | | |
| Власна вага покрівлі | 950 | 1,3-1,2 | 1195 |
| (см.табл.із пункта2.1) | | | |
| Власна вага плит покриття | 2050 | 1,1 | 2255 |
| 3 х 12 м. | | | |
| То же 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 коеффіц 0,3 | 360 | 1,4 | 504 |
| (0,3 * 1500 * 0,8) | | | |
Вузлові розрахункові навантаження по верхньому поясу ферми, кН: постійна
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 в елементах ферми. < p> Залізобетонна ферма з жорсткими вузлами є статично невизначена систему. На підставі досвіду проектування і експлуатації встановлено, що поздовжні зусилля в елементах пояси та решітки слабко залежить від жорсткості вузлів. згинальних моментів, що виникають в жорстких вузлах, кілька знижують тріщиностійкість в елементах ферми, що враховується в розрахунках тріщиностійкості шляхом введення досвідченого коефіцієнта
(i = 1,15. Зусилля в елементах ферми від одиничних завантажений зведені у таблиці; знаки зусиль «+» при розтягу, «-» при стиску.
Зусилля від навантажень отримують множенням поодиноких зусиль на значення вузлових навантажень Fi. Ці зусилля визначають від нормативних та розрахункових значень постійної і сніговий навантажень.
Зусилля в елементах ферми від одиничних навантажень.
| | Позначення стрижня по | Зусилля, кН, в елементах |
| Елемент | розрахунковою схемою | при завантажені силами F = 1 |
| | | Усього 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 |
| Розкосий: | | |
| 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 перерізів елементів ферми.
1.Верхній стислий пояс.
Розрахунок верхнього поясу ведемо за найбільшим зусиллю ( елемент В6)
N = 2427 кН, в тому числі N = 1916 кН. Ширину верхнього поясу беруть з умови того, що спирається плит покриття прольотом 12м - 300мм. Визначають оріентіровачно потрібної площа перетину верхнього стислого пояса:
А = N = 2427100
= 920,75 СМІ
0,8 (Rb + 0,03 Rsс) 0,8 (22 (100) +0,03 * 365 (100))
Призначають розміри перетину верхнього поясу b х h = 30 х 35 см з
А = 1050 СМІ (920,75 СМІ.
Випадковий початковий ексцентриситет еa (1 = 300 = 0,5 см;
600. 600
де 1 = 300см - відстань між вузлами ферми; еa (h = 35 = 1,17 см;
30. 30еa (1 см. При еa (1/8 h = 35/8 = 4,37 см; l0 = 0,9 l = 270 см.
Найбільша гнучкість перетину дорівнює l0/h = 270/35 = 7,71 (4.
Необхідно врахувати вплив прогину елемента на його міцність.
Умовна критична сила
Ncr = 6,4 Eb (J (0,11 + 0,1 (+ (Js (= l0І ((е (0,1 + ((
(
6,4 * 32500 (100) (107187,5 (0,11 + 0,1 (+ 6,154 * 4068 (=
24100000Н
270І (0,79 (0,1 +0,225 (
(
= 24100кН, де J = b * Hі = 30 * 35і = 107187,5 СМ4;
12 12
(е = 1 +? * М1L/М1 = 1 + 1 * 258,66/327,65 = 0,79,? = 1 (важкий бетон)
М1L = МL + NL (h0 - а)/2 = 0 + 1916 (0,31 - 0,04)/2 = 258,66 кН * 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 беруть (е = 0,225.
(= ЕS/ЕB = 2000000/32500 = 6,154; при
