краны с одним
крюком
грузоппролет Основные давление Тип
од. габариты масса,т
крана,крана,Lширинбаза, колеса тележккрана подкра
Qт к м а, на и с н.
В К Н В1 подкран. тележкрельса
ой
рельс,
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
краны с двумя
крюками
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 поперечной рамы.
1.1. Определение высоты здания.
Высота (размер) от уровня верха фундамента до низа несущей конструкции покрытия
Н = Нв + Нt
Высота подкрановой части колонны (от уровня верха фундамента до верха консоли) Нв = Н1 – hr – hсв +а1
Имея ввиду, что Н1 = 8,12м; hr = 0,12м; hсв = 1м, а1 = 0,15м; получим
Нв = 8,12 – 0,12 – 1,0 + 0,15 = 7,15м.
Высота надкрановой части колонны (от уровня верха консоли до низа несущей конструкции)
Нt = hп.б. + hr + hсв +а2, имея ввиду, что hп.б.=1,0м; а2 = 0,20м (т.к. при пролете 36м) Нt = 1,0 + 0,12 + 2,4 + 0,20 = 3,72м; получим
Н = 7,15 + 3,72 = 10,87м.
Отметка низа несущей конструкции покрытия
Н – а1 = 10,87 – 0,15 = 10,72м.
С учетом модуля кратности 0,6м.принимаем отметку низа несущей конструкции покрытия (отметка верха колонны) 10,800. так как отметка уровня головки рельса задана технологическими требованиями, корректируем высоту подкрановой части колонны
Н = 10,72 + а1 = 10,72+0,15=10,87м 10,800 – 10,72 = 0,08
Нtфак = Нt + 0,08 = 3,72 + 0,08 = 3,8м.
Нф = 3,8 + 7,15 = 10,95м.
Назначаем высоту фермы Нф = 1/8*36 = 4,5м
Приняв толщину покрытия 0,6м получим отметку верха здания с учетом парапетной плиты: Нобщ = 10,80 + 4,5 + 0,6 + 0,2 = 16,100м.
1.2 Определение размеров сечения колонн каркаса.
Привязка грани крайней колонны к координационной оси здания а = 250мм
(т.к. шаг колонн – 12,0м ( 6,0м, грузоподъемность крана Q = 20/5т ( 30т)
- надкрановая часть: ht = 60см. так как привязка а=250мм; в=50см. так как шаг 12м.;
- подкрановая часть из условия hв = (1 – 1 )*Нв hв = 0,715 –
0,511,
10 14 принимаем hв = 800мм.
- глубина заделки в фундамент определяется из условий: 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 ( 1,2м. принимаем hз = 800мм.
2. Определение нагрузок на поперечную раму.
2.1. Определение нагрузок
№№ Нормативная Коэф. Расчетная
п/п Вид нагрузок нагрузка, Н/мнадеж.пнагрузка,
о
нагруз-Н/м2
ки
1 2 3 4 5
I.Постоянные
1. Ж/б ребристые плиты покрытия 1350 1,1 1485
размером в плане 3х6м с учетом
заливки швов:
2. Обмазочная пароизоляция: 50 1,3 65
3. Утеплитель (готовые плиты): 400 1,2 480
4. Асфальтовая стяжка толщиной 2см: 350 1,3 455
5. Рулонный ковер: 150 1,3 195
Итого: 2680
7. Собственный вес стен. панелей с 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. Собственный вес стен. панелей с 2730 1,1 3000
отм.7,8-12,6 с учетом веса оконных
переплетов с 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. Собственный вес стен. панелей с 3520 1,1 3900
отм.0,0-7,8 с учетом веса оконных
переплетов с 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
Итого: 9400
2.2 Расчетные нагрузки на элементы поперечной рамы.(при (n = 0,95)
На крайнюю колонну
Постоянные нагрузки. Нагрузки от веса покрытия приведены в табл.1.
Расчетное опорное давление фермы: от покрытия 3,45*12*36/2=745,2кН; от фермы (180/2)*1,1=99кН, где 1,1- коэффициент надежности по нагрузке (f.
Расчетная нагрузка от веса покрытия с учетом коэффициент надежности по назначению здания (п(0,95 на крайнюю колонну F1=(745,2+99)*0,95=802кН., на среднюю F2 = 2F1 =1604 кН.
Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления, передаваемая на колонну выше отметки 6,6м: F=(2,5*5,4+0,4*1,2)*12*1,1*0,95=175,31кН;
Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления, передаваемая непосредственно на фундаментную балку: F=3,52*6*1,1*0,95=22,07кН;
Расчетная нагрузка от веса подкрановых балок F=115*1,1*0,95=120,2кН, где Gn
=115кН-вес подкрановой балки;
Расчетная нагрузка от веса колонн. Крайние колонны: надкрановая часть
F=0,5*0,6*3,8*25*1,1*0,95=32,9кН; подкрановая часть
F=0,5*0,7*6,75*25*1,1*0,95=61,72кН. Средние колонны соответственно:
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.
Временные нагрузки. Снеговая нагрузка. Вес снегового покрова на 1м2 площади горизонтальной проекции покрытия для III района, согласно главе
СниП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия», sо=1,0кПа, средняя скорость ветра за три наиболее холодных месяца V=4м/с(2м/с снижают коэффициент перехода
(=1 умножением на коэффициент (=1,2-0,1V=1,2-0,1*4=0,8, т.е. ((=0,8.
Расчетная снеговая нагрузка при ((=1*0,8, (f =1,4, (п =0,95; на крайние колонны: F= sо*(*(*а (( / 2) (f*(п= =1,5*0,8*12*(36/2)*1,4*0,95=344,7кН.; на средние колонны F=2*344,7=689,4кН.
Крановые нагрузки. Вначале строим линию влияния реакции опор подкрановой балки и определяем сумму ординат У.
К=500 М=6300
а = 12000 а = 12000
1,3
Вес поднимаемого груза Q=200кН. Пролет крана 36-2*0,85=34,3м. Согласно стандарту на мостовые краны база крана М=630см, расстояние между колесами
К=500см, вес тележки Gп=8,5кН; Fn,max=220кН; Fn,min=60кН.
Расчетное максимальное давление 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.
Расчетное поперечная тормозная сила на одно колесо:
Нmax=Нmin=200+85*0,5*1,1*0,95=7,45кН
20
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетаний (i =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 линии влияния давления двух подкрановых балок на колонну; то же от четырех кранов на среднюю колонну с коэффициентом сочетаний (I=0,7 равна 2Dmax =
2*229,9*0,7*2,95=949,49кН.
Горизонтальная крановая нагрузка на колонну от двух кранов при поперечном торможении Н=7,45*0,85*2,95=18,7кН.
Ветровая нагрузка. Нормативное значение ветрового давления по главе СниП
2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» для II района, местности типа Б
(о=0,23кПа (230Н/м2). При условии Н/2L=16,8/(3*36)=0,156(0,5 значения аэродинамического коэффициента для наружных стен принято:
- с наветренной стороной се= 0,8,
- с подветренной стороны се= -0,5
Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки (m с наветренной стороны равно:
- для части здания высотой до 5м от поверхности земли при коэффициенте, учитывающем изменение ветрового давления по высоте, при К=0,5: (m1=
300*0,5*0,8=120Н/м2;
- то же высотой до 10м, при К=0,65: (m2= 300*0,65*0,8=156Н/м2;
- то же высотой до 20м, при К=0,85: (т3= 300*0,85*0,8=204Н/м2;
- На высоте 16,8м в соответствии с линейной интерполяцией с наветренной стороны: (m4=(m2+(( (m3-(m2)/10)(Н1-10)= 156+((204-156)/10*(16,8-
10)=189Н/м2;
- то же на высоте 10,8м : (m5=(m2+(( (m3-(m2)/10)(Н1-10)= 156+((204-
156)/10*(10,8-10)=160Н/м2;
Переменную по высоте ветровую нагрузку с наветренной стороны заменяют равномерно распределенной, эквивалентной по моменту в заделке консольной балки длиной 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)]}/10,8І =140,5Н/м2;
2
С подветренной стороны (ms=(0,45/0,8)*140,5=79Н/м2.
Расчетная равномерно распределенная ветровая нагрузка на колонны до отметки
13,8м при коэффициенте надежности по нагрузке (f =1,4, коэффициенте надежности по назначению здания (п=0,95:
- с наветренной стороны р=140,5*12*1,4*0,95=2242,4Н/м;
- с подветренной стороны рs=79*12*1,4*0,95=1260,8Н/м.
Расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка выше 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.
Комбинация нагрузок и расчетные усилия в сечениях
крайней колонны
НагрузкаЭпюра НомеКоэфсечения
изгибающих ра фици
моментов загрент
уженсоче
ий тани
й
1 - 0 1 - 2 2 - 1
М, кН*м 155,32 -93,94
N, кН 1386,5 1041,8
Усилия от продолжительного действия нагрузки МL=86,11кН*м; NL=1041,8кН.
При расчете сечения на 1-ую и 2-ую комбинации усилий расчетное сопротивление Rb следует вводить с коэффициентом (b2=1,1, так как в комбинации включены постоянная, снеговая, крановая и ветровая нагрузки.
Расчет внецентренно-сжатых элементов прямоугольного сечения с несимметричной арматурой. Необходимо определить Аs и Аs(.
1. Определение моментов внешних сил относительно оси, параллельной линии, ограничивающей сжатую зону и проходящей через центр наиболее растянутого или наиболее сжатого стержня арматуры:
- от действия полной нагрузки:
МII=М1=Мtot + Ntot * (h0 -a()/2=155,32+1386,5*(0,56-0,04)/2 =515,8кН*м
- от действия длительно действующих нагрузок:
МI=M1L=ML + NL * (h0-a()/2=86,11+1041,8*(0,56-0,04)/2=356,98кН*м.
2. Определение эксцентриситета продольной силы относительно центра тяжести приведенного сечения: е0=Мtot ? еa, еa – случайный эксцентриситет:
Мtot еa ? 1 * ( = 380 = 0,63см; еa ? 1 *h = 60/ 30 = 2см; еa ? 1см.
600 600 600 е0 = М = 155,32 =11,2см ? еa
N 1386,5
3. Определение гибкости элемента:
( = (о , ( ( 4 (( ( 1) h
(о= 2Н2 = 2*3,8 ? 7,6м; ( = 760 / 60 = 12,7 – 0,2% > к Аs(
необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
4. Определение коэффициента (е:
(е = (о ? (е,min=0,5-0,01* (о - 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 принимаем (е = 0,28
5. Определение коэффициента, учитывающего влияние длительного действия нагрузки на прогиб элемента в предельном состоянии:
(l = 1 + ( * М1L = 1 + 1*356,98 = 1,69 ? (1 + ( ) = 2
М1 515,8
6. С учетом гибкости элемента задаемся процентом армирования:
( = Аs + Аs( = (1 – 2,5%) = (0,01 – 0,025)
( = 0,004 – первое приближение
7. Определение коэффициента (: ( = Еs = 200000 = 9,77
Еb
20500
8. Вычисление условной критической силы:
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.
Здесь I = b*hі = 50 * 60і = 900000см4;
12 12
Is = (* b*ho (0,5h – а)І = 0,004 * 50 * 56 (0,5*60 – 4)І =
7571,2см4
9. Определение коэффициента (, учитывающий влияние прогиба:
( = 1 = 1 = 1,28
1 – Ntot/ Ncr 1 – 1386,5/6394
10. Определение значения эксцентриситета приложения продольной силы относительно оси, параллельной линии, ограничивающей сжатую зону и проходящей через центр наиболее растянутого или наименее сжатого стержня арматуры, с учетом прогиба элемента: е = е0 * ( + ho - а( = 11,2 * 1,28 + 56 – 4 = 40,34см
2 2
11. Вычисление высоты сжатой зоны х = Ntot = 1386,5 =
Rв
* (b2* b 8,5*1,1*50
= 29,66смІ.
Относительная высота сжатой зоны ( = х / ho = 29,66 / 56 = 0,53
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона
(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 как ( =0,53 ( (R =0,611 – случай больших 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, принимаем по конструктивным требованиям, т.к. (о/h =12,7 находится в пределе значений 10 ( (о/h ? 24, то принимаем min % армирования 0,2% т.е. 0,002 ( к Аs(.
0,002 * b* hо = 5,6 смІ = Аs( принимаем 3Ш16 АIII с 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
Проверка прочности внецентренно сжатых элементов прямоугольного сечения с несимметричной арматурой.
Необходимо определить несущую способность сечения.
1. (факт = Аs + Аs( = 6,03 + 1,57 = 0,0025 b* h 3000
2.Определение высоты сжатой зоны бетона:
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) – случай больших эксцентриситетов, прочность сечения обеспечина при условии:
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=356,98кН*м
(l = 1 + ( * М1L = 1 + 1*356,98 = 2,02 ? (1 + ( ) = 2 (l ( 2
М1 176,92 следовател?но принимаем (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 = 26,11см
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 – условие выполняется.
Расчет сечения 1-0 в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба, не делаем, так как (о( / h( = 5,7 / 0,5 = 11,4, где (о(=1,5Н2=1,5*3,8 = 5,7 м
( (о / h = 12,7. h( = b – ширина сечения надкрановой части колонны в плоскости рамы.
5. Расчет внецентренно нагруженного фундамента под колонну.
Район строительства : г.Азнакаево
Расчетное сопротивление грунта Rо = 0,36 МПа (360кН/мІ)
Глубина заложения фундамента d = 1,7м (по условию промерзания грунтов).
Бетон фундамента класса В12,5, арматура сеток из стали класса АII.
Определение нагрузок и усилий.
На уровне верха фундамента от колонны в сечении 2 - 1 передаются максимальные 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
То же, 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
От собственного веса стены передается расчетное усилие
N( = 74,5 кН с эксцентриситетом е = 0,525м = 52,5 см
М( = - 74,5*0,525 = - 39,11кН*м М(n = - 34,0 кН*м
Расчетные усилия, действующие относительно оси симметрии подошвы фундамента, без учета массы фундамента и грунта на нем:
- при первой комбинации усилий
М = М4 + Q4 * hf + М( = 45,11 + 26,29*1,55 – 39,11 = 46,75 кН*м где высота фундамента по условию заглубления hf = 1,7 – 0,15 = 1,55м;
N = N4 + N( = 1687,32 + 74,5 = 1761,82 кН
- при второй комбинации усилий:
М = - 163,13 + 11,9*1,55 – 39,11 = - 183,8 кН*м
N = 1484,12 + 74,5 = 1558,62 кН
- при третьей комбинации усилий:
М = - 30,83 + 5,43*1,55 – 39,11 = - 61,52 кН*м
N = 2171,65 + 74,5 = 2246,15 кН то же, нормативные значения усилий:
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
Предварительные размеры подошвы фундамента.
Ориентировочно площадь подошвы фундамента можно определить по усилию Nmax n как для центрально загруженного фундамента с учетом коэффициента (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
Назначая отношение сторон фундамента b/а = 0,8, вычисляем размеры сторон подошвы: аf = ? 5,69 / 0,8 = 2,67 м bf = 0,8 * 2,67 = 2,14 м
Учитывая наличие момента и распора, увеличиваем размеры сторон ? на 10-
15%; принимаем аf х bf = 3,0х2,7м (кратно 30см); площадь подошвы А = 3 х
2,7 = 8,1 м2
Момент сопротивления подошвы в плоскости изгиба
Wf = 2,7 * 32 / 6 = 4,05 м3
Так как заглубление фундамента меньше 2м, а ширина подошвы более1м, то необходимо уточнить нормативное сопротивление грунта основания по форме
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 глинистых грунтов: b0 = 1м, d0 = 2м; d = 1,7м; bf = 2,7м.
Определение краевого давления на основание.
Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах
Gnf = af * bf * d * (m = 2,7*3*1,7*20 = 275,4 кН; расчетная нагрузка
Gf = Gnf * (f = 302,94 кН.
Эксцентриситет равнодействующий усилий всех нормативных нагрузок, приложенных к подошве фундамента:
- при первой комбинации усилий е0 = Мn / (Nn + Gnf) = 40,66 / (1532 + 275,4) = 0,022 м
- при второй комбинации усилий е0 = - 159,81 / (1355,32 + 275,4) = - 0,098 м
- при третьей комбинации усилий е0 = - 53,49 / (1953,18 + 275,4) = - 0,024 м
Так как е0 = 0,022м ( af / 6 = 3 / 6 = 0,5 м, то краевое давление вычисляем по формуле
- при первой комбинации усилий
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
( что меньше 1,2R = 421 кН/м2; где 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 второй комбинации усилий
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 третьей комбинации усилий
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 (
Максимальное значение эксцентриситета е0 = 0,022 м ( 0,1аf = 0,1*3=0,3 м, поэтому можно считать, что существенного поворота подошвы фундамента не будет т защемление колонны обеспечивается заделкой ее в стакане фундамента.
Расчет тела фундамента.
Глубина заделки в фундамент приняли hз = 800мм, что удовлетворяет условно по заделке арматуры hз ( 30d1 + ( = 30 * 18 + 50 = 590 мм (где d1=
18мм – диаметр продольной арматуры крайней колонны).
Принимая толщину стенок стакана поверху 225мм и зазор 75 мм, размеры подколонника в плане будут: ас = hс + 2*225 + 2*75 = 800 + 450 + 150 = 1400 мм bс = bс + 2*225 + 2*75 = 500 + 450 + 150 = 1100 мм
Высота подколонника hз = 800мм, уступы высотой по 300 мм.
Момент, действующий от расчетных нагрузок на уровне низа подколонника
М1=М4+Q4*hз - М( = 45,11+26,29*0,8–39,11=27,03кН*м
Эксцентриситет е01 = М1 = 27,03 = 0,015м ( hс = 0,8 = 0,13 м
N 1761,82 6
6
Расчет продольной арматуры подколонника.
Толщину защитного слоя бетона принимаем не менее 50мм, берем расстояние от наружной грани стенки стакана до центра тяжести сечения арматуры аb = аb(= 6cм. Расчетный эксцентриситет продольной силы относительно арматуры
Аs е = е01 + ас / 2 – а = 0,015 + 1,4/2 – 0,06 = 0,655м = 65,5см
Площадь сечения продольной арматуры
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 где zs = ас – аb - аb(=140 – 6 – 6 = 128см; для коробчатого сечения
S0 = 0,5 (bс * hо2 – ас * bо * zs) = 0,5 (110*1942 - 90*60*128)=17,2*105 см3
Размеры днища стакана ао = 900, bо = 600 мм; Rb = 7,5 МПа – для бетона класса В12,5; (b2 = 1,1
Аs = Аs(= - 365,3 ( 0.
Из конструктивных соображений принимаем минимальную площадь сечения продольной арматуры при ( = 0,001:
Аs = Аs(= 0,001 Аb = 0,001(140*110 – 90*60) = 10 см2
Принимаем 7 (14 А II, Аs = 10,77 см2
Расчет поперечного армирования подколонника.
Поперечное армирование проектируем в виде горизонтальных сеток С-3 из арматуры класса А-I, шаг сеток принимаем S=150 мм ( hс / 4 = 800 / 4 = 250 мм. В пределах высоты подколонника располагается шесть сеток С-2 и две С-3 конструктивно под днищем стакана.
При е = е01 = 0,015м ( hс / 2 = 0,8 / 2 = 0,4 м расстояние У от оси колонны до условной оси поворота колонны принимают У=0,015 м, площадь сечения поперечной арматуры стенок стакана Аsw определяют 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 где hз( = hз - ( = 800 – 5 = 95 см; Rs = 225 МПа = 225*103 кН/м3 – для арматуры класса А-I; (zх – сумма расстояний от обреза фундамента до плоскости каждой сетки в пределах расчетной высоты, равная:
(zх = 0,05+0,25+0,4+0,55+0,7+0,85 = 2,8м
По конструктивным соображениям принимают для сеток поперечные стержни
(8 мм из стали класса А-I.
Расчет нижней части фундамента.
Определяем напряжения в граните под подошвой фундамента при сочетаниях от расчетных нагрузок без учета массы фундамента и грунта на его уступах.
Расчет ведем на действие третьей комбинации усилий, при которой от нормативных нагрузок были получены большие напряжения в грунте, чем при первой и второй комбинациях:
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 (
Рабочую высоту плиты у основания подколонника из условия прочности на продавливание вычисляем по формуле:
hо ( - bс + ас + 1 N + ( bс + ас (2
4 2 ( k*Rbt*(b2+psf ( 2 ( где 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 = 0,25м
4 2 ( 1*726+247 ( 2 ( из конструктивных соображений принятая общая высота плиты h=60см, уступы по
30 см, hо = h – а = 60 – 5 = 55 см.
Расчет рабочей арматуры сетки нижней плиты в напрвление длинной стороны аf.
Расчетный изгибающий момент в сечении 1-1, проходящем по грани 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
Требуемое сечение арматуры Аs = М1 = 210*105 =
15,2см2
0,9 Rs * bо
0,9*280(100)*55 назначая шаг стержней S = 200 мм, на ширине bf = 2,7 м укладываем 14 стержней; принимаем 16 (12 А-II, Аs = 15,83 см2
Процент армирования:
( = 15,83 * 100 = 0,11% ( (min = 0,1%
270*55
Изгибающий момент в сечении 2-2, проходящем через точку пересечения грани призмы продавливания с арматурой нижней сетки плиты,
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
Требуемая площадь сечения арматуры
Аs = М2 = 13,4*105 = 2,13см2
0,9 Rs * bо 0,9*280(100)*25
Расчет рабочей арматуры сетки плиты в направлении короткой стороны bf.
Среднее давление в грунте под подошвой фундамента рм = 0,5 (р1 + р2) = 0,5 (246,94 + 275,49) = 261,2 кН/м2
Изгибающий момент в сечении 3-3, проходящем по грани подколонника,
М3-3 = рм * b12 * аf = 261,2 * 0,82 * 3 = 250,75 кН*м
2. 2
Требуемая площадь сечения арматуры
Аs = М3 = 250,75*105 = 18,1см2
0,9 Rs * bо 0,9*280(100)*55
При шаге стержней 200 мм на длине аf = 3м принимаем 17 (12 А-II,
Аs = 19,23 см2
Процент армирования:
( = 19,23 * 100 = 0,12% ( (min = 0,1%
300*55
6. Проектирование стропильной фермы с параллельными поясами.
Ферма проектируется предварительно напряженной на пролет 36м., цельной при шаге ферм 12м. Геометрическая схема показана на рис.
Напрягаемая арматура нижнего пояса и второго раскоса из канатов класса К-7 (15мм с натяжением на упоры:
Rs,ser = 12950 МПа; Rs = 1080 МПа; Еs = 180000 МПа.
Сжатый пояс и остальные элементы решетки фермы армируются арматурой класса
А-III; Rs = Rsс = 365 МПа (d ( 10мм);Еs = 200000 МПа;
Хомуты класса А-I, Rs = Rsс = 225 МПа; Rsw = 175 МПа. Бетон тяжелый класса
В40; Rb = 22 МПа; Rbt = 1,4 МПа; Rbtn = 2,1 МПа; (b2 = 0,9; Eb = 32500
МПа.
1. Определение нагрузок на ферму.
При определении нагрузок на ферму принимается во внимание, что расстояние между узлами по верхнему поясу (панель фермы) составляет 3м.
Плиты покрытия имеют ширину 3м., что обеспечивает передачу нагрузки от ребер плиты в узлы верхнего пояса и исключает влияние местного изгиба.
Рассматриваем загружение фермы постоянной нагрузкой и снеговой в 2-х вариантах: 1) снеговая нагрузка с пониженным нормативным значением по всему пролету фермы длительно действующая (для III снегового района понижающий коэффициент0,3). Вес фермы 180кН учитывают в виде сосредоточенных грузов,...
ВНИМАНИЕ!
Текст просматриваемого вами реферата (доклада, курсовой) урезан на треть (33%)!
Чтобы просматривать этот и другие рефераты полностью, авторизуйтесь на сайте:
|
|
