144309 (620496), страница 5

Просмтор этого файла доступен только зарегистрированным пользователям. Но у нас супер быстрая регистрация: достаточно только электронной почты!

Текст из файла (страница 5)

где 695,38+0,5·144·0,95 = 763,78 кН;

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

здесь =0,5 - по [2, п. 1.7 к)] для IV снегового района; =0,95 - коэффициент сочета­ния [2, п. 1.12];

=0,066м

коэффициент но не менее:

= 0,5 - 0,01 -0,01·11,5 = 0,2 [3, 22]

I - момент инерции сечения бетона:

I = = 114·10^-4 м⁴;

I_s - момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте = 0,20 % (согласно [3, табл. 38 ] и при > 83):

I_s = =1,01·10^-4 м⁴,

8,3

Вычислим:

2908 кН

Коэффициент продольного изгиба определится по формуле:

= 1,92 [3, 19]

Определим случай расчёта по “мягкому” критерию:

Предварительно принимаем случай больших эксцентриситетов.

Так как изгибающий момент отрицательный (-213,1 кНм), то рас­тянутая арматура A_s расположена у внешней грани колонны. Определим сечение арматуры из условия минимального про­цента армирования = 0,002 (при λ=62,3) [3, табл.38]:

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

Принимаем 2 20 (A_s' =6,28·10^-4 м²) [1, прил.3];

Сечение растянутой арматуры получим из условия:

[3 ,26]

При симметричном армировании:

0,458

0,458·(1-0,5·0,458) = 0,353

Площадь арматуры:

-0,72·10 ^-4м².

По расчету арматура не требуется, устанавливаем арматуру из условия минимального армирования 2Ø20: А_S=6,28см². Симметричное армирование надкрановой части показано на рисунке 4.4.

Рис. 4.5 – Схема армирования подкрановой части колонны.

2. Проверяем арматуру, исходя из условия [2.25], в сечении у фундамента по сочетанию усилий (табл. 4.3, 3-я строка): М = -197,35кНм; N = 695,4кН (наиболее растянута внешняя грань),:

Определим коэффициент продольного изгиба:

Свободная длина надкрановой части колонны:

= =1,5·8,45 м = 12,675 м,

где = 1,5 [3, табл. 32], как для здания с мостовыми кранами при однопролетных балках, без учета нагрузки от кранов (сочетание 1+13).

Определим гибкость:

62,3

Т.к. =62,3 > 14 то по [3, п. 3.3] требуется учитывать продольный изгиб колонны.

Эксцентриситет силы:

м,

Случайные эксцентриситеты (е_а = 0,014, е_а = 0,023), принимаем наибольшее значение: е₀ =0,284 м.

Определим критическую силу:

φ_{L =} = 1,25

M’ = М = N

а = 0,03 м, получаем:

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

=695,4·(0,07+0,7/2-0,03) = 105,7кН,

где =695,4кН;

= 49,246кНм,

=0,07м

коэффициент но не менее:

= 0,5 - 0,01 -0,01·11,5 = 0,2

I - момент инерции сечения бетона:

I = 114·10^-4 м⁴;

I_s - момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте = 0,2% :

I_s = =1,2·10^-4 м⁴,

8,3

Вычислим:

3742 кН

Коэффициент продольного изгиба определится по формуле:

= 1,22

м

0.23

0.2

Ne = 695,4·0,669 = 465,2 кНм,

выполняем проверку по условию [2,25]:

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

Условие выполняется 601кНм>465,2кНм.

Окончательно принимаем симметричную арматуру 4Ø20АIII c общей площадью A_S = 12,56см². Согласно конструктивным требованиям принимаем промежуточные стержни 2Ø12АIII c А_S= 2.26 см², (Рис. 4.6).

Рис. 4.6 – Схема армирования подкрановой части колонны.

4.2.3. Проверка подкрановой части колонны на устойчивость из плоскости поперечной рамы

Проверка производится в соответствии с [4, п. 3.64], по N=1328,1кН.

Расчетная длина колонны из плоскости изгиба:

N ≤ φ(R_bA + R_scA_s,tot) [3. 119]

где φ – коэффициент, определяемый по формуле

φ= φ_b + 2(φ_sb - φ_b)α_s [3. 120]

но принимаемый не более φ_sb , здесь φ_b, φ_sb – коэффициенты, принимаемые по [3, табл. 26], для = 18,1, , и тяжелого бетона φ_b = 0,69,

и а=0,02м <0,15·h = 0.15·0.7 = 0.105м , φ_sb = 0,0,79.

α_S = 0,178

φ= 0,69+2(0,79-0,69)0,178 =0,75

φ(R_bA + R_scA_s,tot) = 0,75·(11,5·1,1·10³·0,4·0,7 + 365·10³·14,82·10^-4)= 3062кН > 1328,1кН.

Проверка на устойчивость из плоскости поперечной рамы выполняется.

4.2.4. Назначение и расстановка поперечной арматуры

Из условия свариваемости в соответствии с [6, прил.9] принимаем поперечную арматуру диаметром 6 мм (АIII). В соответствии с [4, п.5.22] назначаем шаг поперечной арматуры 400 мм (< 500, < 20d = 20 20= 400).

Сетки косвенного армирования в нижней части колонны не устанавливаются.

4.3. Расчет консоли колонны

Основные размеры консоли показаны на рисунке 4.8.

Рис. 4.8 - Расчетная схема консоли.

Исходные данные: h_в = 600мм; с = 800мм; h_н = 700мм; d = 600мм;

е = 700мм; l_sup = 250мм (для балки пролётом 6 м);

кН;

Класс бетона - В 20: R_B=11,5 МПа, R_Bt=0,90 МПа [3, табл.13];

Е_в 240000 МПа [3,табл.18];

Класс арматуры A-III; R_s = 365 МПа; R_sc = 365 МПа [3, табл. 22];

Т.к. вылет консоли с = 800мм меньше 0,9·h_к = 0,9·(700+600)=1170мм, то расчёт ведётся как для короткой консоли.

Расчет окаймляющих стержней:

Из рисунка 4.8 следует:

0,956, отсюда θ =73 ^о ;

где h_к = d+l = 700 + 600 = 1300мм; f = 600 -100=500мм;

N₀=Q·ctgθ = 664.28·ctg73^o = 195.9кН

5.4·10^-4 м²

Принимаем 2ø20 AIII (A_s=6,28·10^-4 м²).

Требуемая длина анкеровки:

мм,

но не менее 12·20 = 240 мм и =200 мм.

Принимаем длину анкеровки l = 300 мм.

Расчёт хомутов.

Условие прочности: [3, (85)]

Из условия свариваемости с ø20 [5, прил.9] принимаем хомуты 6 AIII (A_sw=0.283см²).

Шаг назначаем из условий:

150мм. Но S_w≤150мм. Принимаем S_w = 150мм:

Тогда 9,43·10^-4

l_b = l_supSinθ = 250·0,956=239мм;

1,04 [3, (87)]

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

Правая часть условия (85) принимается:

1. Не более 3.5R_btbh₀ = 3.5·0.9·10³·1.1·0.4·(1.3 – 0.03)= 1760кН;

2. Не менее меньшего из 2-х значений:

2.5R_btbh₀ = 2.5·0.9·10³·1.1·0.4·(1.3 – 0.03)= 1257кН;

2104кН.

Принимаем правую часть [3, (85)]­ ­равной 961.9 кН, тогда условие прочности

Q = 664.28кН < 961.9кН выполняется.

4.4. Проектирование стыка рабочей продольной арматуры

В соответствии с [3, п. 5.38] длина перепуска . По [3, табл.37] для стыков арматуры в растянутом бетоне при диаметре 20 мм:

740 мм,

но не менее 20·20 = 400 мм и =250 мм. Принимаем длину перепуска l = 750 мм.

В соответствии с [3, п. 5.22] расстояние между хомутами по длине перепуска должно составлять не более 10d_min = 10·20 = 200 мм. В местах нахлёста арматуры принимаем хомуты диаметром 6 мм (АIII) и шагом 160 мм.

Армирование консоли показано на рисунке 4.9.

Рис. 4.9 - Армирование консоли.

5. РАСЧЕТ БЕЗРАСКОСНОЙ ФЕРМЫ.

5.1. Геометрические размеры фермы и поперечных сечений элементов

По проекту рассчитывается безраскосная ферма пролётом 18 м.

Сетка колонн 24·6 м, нагрузка на 1 м² покрытия составляет:

Полная 3,32+2=5,32 кН/м², в том числе снег 1,33 кН/м².

В соответствии с [1, табл.12], этой нагрузке соответствует 1-й тип опалубки. Размеры поперечных сечений элементов фермы для 1-го типа опалубки составляют (b h) [1, табл.13]:

1. Верхний пояс – 0,24 0,20;

2. Нижний пояс – 0,24 0,22;

3. Стойки – 0,24 0,25

Ферма с нанесёнными размерами элементов показана на рисунке 5.1.

Рис. 5. - . Геометрическая схема безраскосной фермы.

5.2 Статический расчет фермы

Статический расчет безраскосных ферм производится на ЭВМ по программе MKEG для статически неопределимых систем .

Исходные параметры расчета стержневой системы (фермы):

1. Количество элементов – 23;

2. Количество закрепленных узлов – 2;

3. Всего узлов – 16;

4. Шифр фермы – KGK24-1;

5. Количество загруженных узлов – 7;

6. Величина узловой нагрузки – кН:

95,76 кН

Усилия в элементах фермы приведены в таблице 14.

Результаты расчета фермы на ЭВМ (усилия в элементах фермы) приведены в таблице 5.1.

Для удобства вычисления ядровых моментов и выбора РСУ усилия в элементах сведены в таблицу 5.2 (Рассматривается половина фермы ввиду её симметрии).

Таблица 5.2 – Расчетные сочетания усилий.

5.3 Расчет верхнего пояса

Исходные данные:

Характеристики

Список файлов курсовой работы