143878 (Несущие конструкции одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами среднего режима работы (в doc-е вставка CorelDraw11)), страница 4

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 * z_х

= 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; z_х – сумма расстояний от обреза фундамента до плоскости каждой сетки в пределах расчетной высоты, равная:

z_х = 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

М_1-1 = р_м1*а₁²* bf / 2 = 243,1*0,8²*2,7/2 = 210 кН*м = 210*10⁵ Н*см

р_м1= 0,5(р₁ + р_1-1) = 0,5(246,94 + 239,24) = 243,1 кН/м²

р_1-1= 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,

М_2-2 = рм2* а2² * bf = 247,89*0,2² * 2,7 = 13,4 кН*м

1. 2

рм2 = 0,5 (р₁ + р_2-2) = 0,5 (246,94 + 248,84) = 247,89 кН/м²

р_2-2= 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

1. 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, прикладываемых к узлам верхнего пояса.

Нагрузки на покрытие.

Узловые расчетные нагрузки по верхнему поясу фермы, кН:постоянная F1=g*a*b*n = 3,908*12*3*0,95=133,65; кратковременная (полная) снеговая F2 = 1,68*1,2*3*0,95 = 57,46; длительная снеговая

F3 = 0,504*12*3*0,95 = 17,24

Узловые нормативные нагрузки соответственно, 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.

Определение усилий в элементах фермы.

Железобетонная ферма с жесткими узлами представляет собой статически неопределимую систему. На основании опыта проектирования и эксплуатации установлено, что продольные усилия в элементах пояса и решетки слабо зависит от жесткости узлов. Изгибающие моменты, возникающие в жестких узлах, несколько снижают трещиностойкость в элементах фермы, что учитывается в расчетах трещиностойкости путем введения опытного коэффициента

i = 1,15. Усилия в элементах фермы от единичных загружений сведены в таблице; знаки усилий « + » при растяжении, « - » при сжатии.

Усилия от нагрузок получают умножением единичных усилий на значения узловых нагрузок Fi. Эти усилия определяют от нормативных и расчетных значений постоянной и снеговой нагрузок.

Усилия в элементах фермы от единичных нагрузок.

Расчет сечений элементов фермы.