144364 (620544), страница 4

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

Текст из файла (страница 4)

M_iL=M_L+N_L(h₀-a)/2=40+549*0.52/2=182.7

M_L=176+808*(0.56-0.04)/2=386.1

3. Задаемся в первом приближении коэффициентом армирования μ = 0,004.

4. Условная критическая сила

N_cr = ((1,6E_bbh)/(l₀/h)²[((0,11/(0,1 + δ_e) + 0,1)/3φ_l) + μα_s((h₀ – a)/h)²] =

= ((1,6·24000·500·600)/(15)²[((0,11/(0,1 + 0,37) + 0,1)/3·1.47) + 0,004·7,76((560 – 40)/600)²] = 6550 кН.

5. Коэффициент увеличения начального эксцентриситета

η = 1/(1 – 808/6550) = 1.14.

Расчетный эксцентриситет продольной силы

е = η·е₀ + 0,5·h – а = 1,14*22 + 0,5·60 – 4 = 59cм.

Определим требуемую площадь сечения симметричной арматуры по формулам:

1. ξ_R = ω/(1 + (R_s/σ_sc,u)·(1 – ω/1,1)) = 0,749/(1 + (365/400)(1 – 0,749/1,1) = 0,58,

где ω = 0,85 – 0,008R_b = 0, 85 – 0,008∙12,65 = 0,749;

σ_sc,u = 400 МПа при γ_b2 > 1.

2. Высота сжатой зоны x=N/γRβ=808*1000/1.1*11.5*100*50=12.8

Относительная высота сжатой зоны

ξ=x/h₀=12.8/56=0.228

3. В случае ξ< ξ_R.

A_s = A_s` = N(e-h₀+N/2R_bb)/(h₀-a)R_s = 808*1000(59-56+(808*1000/2*1.1*11.5*100*50))/365*100*52 = 4.1 мм² ,

Окончательно принимаем в надкрановой части колонны у граней, перпендикулярных плоскости изгиба по 3Ø16АIII A_s =6.03 см²

5.3 Расчет подкрановой части колонны

Размеры сечения подкрановой части b = 500 мм; h = h₂ = 1000 мм; а =а`=40 мм; h₀ = 900 – 30 = 870 мм.

Комбинация расчетных усилий для сечений I-I и II-II приведены в таблице 4.

Таблица 6

Комбинация усилий для подкрановой части колонны

Вид усилия	Величина	усилий в	комбинациях
	+Mmax	-Mmax	+Nmax
М, кН∙м	182	-381	-381
N, кН	1250	2082	2082
Q, кН	27	-60	-60

Подбор арматуры выполняется для комбинации +N_max.

Расчет в плоскости изгиба

Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба: при учете крановых нагрузок l₀ = ψH = 1,5∙6,75 = 10,125 м. Приведенный радиус инерции двухветвевой колонны в плоскости изгиба определяем по формуле

Приведенная гибкость сечения λ_red=l₀/r_red=10.125/0.27=37.5>14 – необходимо учитывать влияние прогиба колонны на ее несущую способность.

Вычисляем эксцентриситет e₀=M/N=382/2082=18см

Коэффициента условия работы γ_b2 = 1,1; тогда расчетное сопротивление бетона R_b = 1,1∙11,5 = 12,65 МПа; R_bt = 1,1∙0,90 = 0,99 МПа.

Находим условную критическую силу N_cr и коэффициент увеличения начального эксцентриситета η.

1. δ_е = е₀/h = 18/100 = 0,18 > δ_e,min = 0,5 – 0,01l₀/h – 0,01R_b = 0.27

2. φ_l = 1+β(M_iL/M)=1+1*245.4/554.9=1.44

M_iL=M_L+N_L(h₀-a)/2=-163+907.5*0.9/2=245.4

M_L=-382+2082*45=554.9

3. Задаемся в первом приближении коэффициентом армирования μ = 0,0065.

4. Условная критическая сила

N_cr = ((1,6E_bbh)/(l₀/h)²[((0,11/(0,1 + δ_e) + 0,1)/3φ_l) + μα_s((h₀ – a)/h)²] =

= ((1,6·24000·500·1000)/(10.125)²[((0,11/(0,1 + 0.27) + 0,1)/3·1) + 0,0065·6,3((860 – 40)/1000)²] = 28200 кН

5. Коэффициент увеличения начального эксцентриситета

η = 1/(1 – 2082.5/28200) = 1.08

Усилия в ветвях колонны

N_br=N/2±Mη/c

N_br1=582.85кН N_br2=1499.65кН

Вычисляем M_br=QS/4=-60*2/4=-30 кНм

е₀=30/1500=0,02м

Расчетный эксцентриситет продольной силы

е = η·е₀ + 0,5·h – а = 1,08·2 + 0,5·30 – 4 = 13 см.

Определим требуемую площадь сечения симметричной арматуры по формулам:

1. ξ_R = ω/(1 + (R_s/σ_sc,u)·(1 – ω/1,1)) = 0,749/(1 + (365/400)(1 – 0,749/1,1) = 0,58,

где ω = 0,85 – 0,008R_b = 0, 85 – 0,008∙12,65 = 0,749;

σ_sc,u = 400 МПа при γ_b2 > 1.

2. α_n = N/(R_bbh₀) = 1500∙10³/11,5∙500∙260 = 0,91.

3. α_s = α_n (e/h₀-1+ α_n /2)/(1-δ) = 0.91(13/2-1+0.91/2)/(1-0.15)<0

4. δ = а/h₀ = 4/26 = 0,15.

При α_s <0 требуемая площадь сечения симметричной арматуры принимается конструктивно

Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней, перпендикулярных плоскости изгиба по 3Ø18 АIII (A_s = A_s` = 7,63 см²).

Расчет из плоскости изгиба

Проверка необходимости расчета подкрановой части колонны перпендикулярной к плоскости изгиба

Расчетная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба: при учете крановых нагрузок l₀ = ψH = 0,8∙6,75 = 5,4 м. Радиус инерции i=14.43см

l₀/i=5.4/14.43=38.6>37.5 – расчет необходим. Т. к. l₀/i=5.4/14.43=38.6>14– необходимо учитывать влияние прогиба колонны на ее несущую способность.

Вычисляем случайный эксцентриситет e_а=Н/600=1,13см

Тогда е = е_а + 0,5(h – а) = 1,13 + 0,5(46 – 4) = 22,13 см.

Находим условную критическую силу N_cr и коэффициент увеличения начального эксцентриситета η.

1. δ_l = е_а/h = 1,13/60 = 0,0188 > δ_e,min = 0,5 – 0,01l₀/h – 0,01R_b = 0.2835

2. φ_l =1

M_iL=M_L+N_L(h₀-a)/2=0+907.5*0,2213=200.8

M_L=0+2082*0,2213=460,8

3. Задаемся в первом приближении коэффициентом армирования μ = 0,0065.

4. Условная критическая сила при 4Ø18 АIII A_s = A_s` = 10,18 см²

N_cr = ((1,6E_bbh)/(l₀/h)²[((0,11/(0,1 + δ_e) + 0,1)/3φ_l) + μα_s((h₀ – a)/h)²] =

= 13200 кН

5. Коэффициент увеличения начального эксцентриситета

η = 1/(1 – 2082.5/13200) = 1.19

Расчетный эксцентриситет продольной силы

е = η·е₀ + 0,5·h – а = 1,13·1,19 + 0,5·50 – 4 = 22,3 см.

Определим требуемую площадь сечения симметричной арматуры по формулам:

1. ξ_R = ω/(1 + (R_s/σ_sc,u)·(1 – ω/1,1)) = 0,749/(1 + (365/400)(1 – 0,749/1,1) = 0,58,

где ω = 0,85 – 0,008R_b = 0, 85 – 0,008∙12,65 = 0,749;

σ_sc,u = 400 МПа при γ_b2 > 1.

2. α_n = N/(R_bbh₀) = 2082*1000/1,1*11,5∙50∙46*100 = 0,72.

3. α_s = α_n (e/h₀-1+ α_n /2)/(1-δ) = 0.72(22,3/46-1+0.72/2)/(1-0.087)<0

4. δ = а/h₀ = 4/46 = 0,087.

При α_s <0 требуемая площадь сечения симметричной арматуры принимается конструктивно.

Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней, перпендикулярных плоскости изгиба по 4Ø18 АIII (A_s = A_s` = 10,18 см²).

Расчет промежуточной распорки

Изгибающий момент в распорке M_ds=QS/2=-60кНм. Сечение распорки прямоугольное: В=50см h=45см h₀=41. так как эпюра моментов двухзначная

A_s = A_s` = M_ds /(h₀-a)R_s = 6000000/36500(41-4) = 4.5 см² ,

Принимаем 3Ø14 АIII (A_s = A_s` = 4,62 см²).

Поперечная сила в распорке

Q_ds=2 M_ds/c=2*60/0.9=130 кН<= φ_b4γ_b2R_btbh₀=136кН

Поперечную арматуру принимаем d=8 AI S=150мм.

6. Конструирование и расчет фундамента под колонну ряда А

6.1 Данные для проектирования

Глубина заложения фундамента принимается из условия промерзания грунта равной d = 1,8 м. Обрез фундамента на отметке – 0,15 м. Расчетное сопротивление грунта основания R = 100 кПа, средний удельный вес грунта на нем γ_m = 17 кН/м³. Бетон фундамента В 15 с расчетными характеристиками γ_b2 = 1,1; R = 1,1∙8,5 = 9,74 МПа; R_bt =0,88 МПа.

На фундамент в уровне его обреза передается от колонны следующие усилия.

Таблица 7

Усилия от колонны в уровне обреза фундамента

Нагрузка от веса части стены ниже отм. 10,95 м, передающаяся на фундамент через фундаментную балку, приведен в таблице 8.

Таблица 8

Нагрузки от веса части стены

Элементы конструкций	Нагрузка	на
	нормативная	расчетная
Фундаментные балки,	27,4	30,3
l = 10,75 м
Стеновые панели ∑h = 6,15м,	30,4	33,4
γ = 2,15 кН/м²
Остекление проемов	37,6	41,4
∑h = 4,8м, γ = 2,15 кН/м²
Итого	95,5	Gw = 105,1

Эксцентриситет приложения нагрузки от стены е_w = t_w/2 + h_с/2 = 300/2 + 1000/2 = 650 мм = 0,65 м, тогда изгибающие моменты от веса стены относительно оси фундамента:

М_w = G_w∙e_w = -105,1∙0,65 = -68,3 кН∙м.

Определение размеров подошвы фундамента и краевых давлений

Геометрические Размеры фундамента определяем по формуле:

по справочнику проектировщика приниваем axb=5.4x4.8м, тогда площадь подошвы А = 26 м², а момент сопротивления W = bа²/6 =

= 4,8∙5,4²/6 = 23,3 м³. Из условий р_n,max ≤ 1,2R; p_n,min ≤ 0; p_n,m ≤ R.

Уточняем нормативное сопротивление на грунт

R=R₀[1+k(B-b₀)/β₀](d+d₀)/2 d₀=0.1[1+0.05(4.8-1)/1](1.8+2)/4=1.3МПа

Проверка давления под подошвой фундамента

Проверяем наибольшее р_n,max и наименьшее р_n,min краевые давления и среднее p_n,m давление под подошвой. Принятые размеры под подошвой должны обеспечивать выполнение следующих условий:

Рис 5. Расчетная схема усилий для фундамента по оси А.

р_n,max ≤ 1,2R; p_n,min ≤ 0; p_n,m ≤ R.

Давление на грунт определяется с учетом веса фундамента и грунта на нем по формуле

р_n = N_f/A ± M_f/W + γ_md,

где N_f = N_n + G_nw; M_f = M_n + Q_n∙H_f + M_max – усилие на уровне подошвы фундамента от нагрузок с коэффициентом γ_f = 1.

При расчете поперечной рамы за положительное принималось направление упругой реакции колонны слева направо. Тогда положительный знак поперечной силы Q соответствует ее направлению справа налево. Следовательно, момент, создаваемый поперечной силой Q относительно подошвы фундамента. при положительном знаке Q действует против часовой стрелки и принимается со знаком «минус».

Комбинация N_max

p_n,max = 100,5 + 331,3*6/5,4²*4,8 = 116,8 кПа < 1,2R = 1,2∙130 = 156 кПа;

p_n,min = 100,5 - 331,3*6/5,4²*4,8 = 84,4 кПа > 0;

р_n,m = 1810,4/26+17*1,6 = 100,5 кПа < R = 150 кПа.

В обеих комбинациях давление р_n не превышает допускаемых, т.е. принятые размеры подошвы фундамента достаточны.

Определение конфигурации фундамента и проверка нижней ступени

Учитывая значительное заглубление подошвы, проектируем фундамент с подколонником и ступенчатой плитной частью.

Размер подколонника в плане:

l_cf = h_c + 2t₁ + 2δ₁ = 1000 + 2∙250 + 2∙100 = 1700 мм;

b_cf = b_c + 2t₂ + 2δ₂ = 500 + 2∙250 + 2∙100 = 1200 мм,

где t₁,t₂, и δ₁,δ₂ – соответственно толщина стенок стакана и зазор между гранью колонны и стенкой стакана в направлении сторон l и b.

Высоту ступеней назначаем h₁=h₂=h₃=0.3м. Высота подколонника h_cf=0,75м.

Рис 6. Геометрические размеры фундамента по оси А.

Глубина стакана под колонну h_d = 0,9м; размеры дна стакана:

b_h = 500 + 2∙50 = 600 мм;

l_h = 1000 + 2∙50 = 1100 мм.

Расчет на продавливание

Высота и вынос нижней ступени проверяются на продавливание и поперечную силу. Проверку на продавливание выполняем из условия:

N≤(bl/A_f0) R_btb_mh₀₁,

Так как h_b=H_f - h_h = 1.65-0.9=0.75ct-h_c)=0.6+0.5(1.7-1)=0.95

И h_b=H_f - h_h = 1.65-0.9=0.75ct-b_c)= 0.95, товыполняют расчет на продавливание фундамента колонной от дна стакана, а также на раскалывание фундамента колонной.

Рабочая высота дна стакана h_0b = 0,75-0,08 = 0,67м; средняя ширина b_m=0.6+0.67=1.27 площадь А_f0 = 0,5b(l – h_n – 2h_0b) – 0,25(b – b_n – 2h_0b)² = 0,5∙4,8∙(5.4 – 0.9 – 2∙0,67) – 0,25(4,8 – 0.6 – 2∙0,67)² = 6.8 м², тогда продавливающая сила 1.810<4.8*5.4*0.88*0.67/6.8=2.25-прочность дна стакана на продавливание обеспечена.

Расчет на раскалывание

Для расчета на раскалывание вычисляют площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях проходящих по осям сечения колонны:

A_fb=0.75*1.2+0.3*4+0.3*4.8-0.9*0.5(0.7+0.6)+0.3*3.2=5.45

A_fl=0.75*1.7+0.3*4.5+0.3*5.4-0.9*0.5(1.2+1.1)+0.3*3.6=6.9

При A_fb/A_fl=0,79>b_c/h_c=0.5 – прочность на раскалывание проверяют из условия : N≤0.975(1+ b_c/h_c) A_flR_bt=0.975(1+0.5)5.8*0.88=7.4

6.2 Подбор арматуры подошвы

Под действием реактивного давления грунта ступени фундамента работают на изгиб как консоли, защемленные в теле фундамента. Изгибающие моменты определяют в обоих направлениях для сечений по граням уступов и по грани колонны.

Площадь сечения рабочей арматуры подошвы определяется по формуле:

A_s,i = M_i-i/(0,9R_sh_0i),

где M_i-i и h_0i – момент и рабочая высота в i–ом сечении.

Рис 7. К подбору арматуры подошвы фундамента.

Определение давления на грунт

p_max=2082/26+17*1,8+3,81*6/5,4*4,8=128,3

Сечение I – I

p₁ = p_max – (p_max – p_min)(c₁/l) = 112 + (16,3*2,3)/1,8 = 132,8 кПа;

Сечение II – II

p₂ = 112 + (16,3*1,8)/1,8 = 128,3 кПа;

Сечение III – III

p₃ = 112 + (16,3*0,85)/1,8 = 119,7 кПа;

Сечение IV – IV

p₄ = 112 + (16,3*0,5)/1,8 = 116,5 кПа

Определение моментов

Сечение I – I

М_I-I = Δа²(2p_max + p₁)/24 = (5,4-4,5)²(132,8+2*128,3)/24 = 10,4 кН∙м;

А_s,1 = 49,1∙10⁶/(0,9∙280∙250) = 780 мм ².

Сечение II – II

М_II-II = (5,4-3,6)²(128,3+2*128,3)/24 = 52 кН∙м;

А_s,II = 215,4∙10⁶/(0,9∙280∙550) = 1554,1 мм ².

Сечение III – III

М_III-III = (5,4-1,7)²(119,7+2*128,3)/24 = 214,6 кН∙м;

А_s,III = 351,5∙10⁶/(0,9∙280∙850) = 1640 мм ².

Сечение IV – IV

М_IV-IV = (5,4-1)²(116,5+2*128,3)/24 = 301,2 кН∙м;

А_s,IV = 527,8∙10⁶/(0,9∙280∙2350) = 891 мм ².

Определение требуемой площади арматуры и подбор сечения.

Сечение I – I

А_s,1 = 0,0052*2/(0,9∙280∙0,22) = 2 см ².

Сечение II – II

А_s,II = 0,026*2/(0,9∙280∙0,52) = 4 см ².

Сечение III – III

А_s,III = 0,107*2/(0,9∙280∙0,82) = 10,4 см ².

Сечение IV – IV

А_s,IV = 0,1506*2/(0,9∙280∙1,52) = 7,9 см ².

Принимаем в направлении длиной стороны 5Ø18 А-II (A_s = 12,72 см²> A_s,III) с шагом 200 мм.

Подбор арматуры в направлении короткой стороны Расчет ведем по среднему давлению по подошве p_m = 112 кПа. Учитываем, что стержни этого направления будут во втором верхнем ряду, поэтому рабочая высота h_0i = h_i – a – (d₁ + d₂)/2. Полагаем, что диаметр стержней вдоль короткой стороны будет не более 12 мм.

Сечение I` - I`

M`_I-I = 0,125p_m(b – b₁)² = 0,125∙112∙(4,8 – 4,0)² = 8,96 кН∙м;

Сечение II` - II`

M`_II-II = 0,125∙112∙(4,8 – 3,2)² = 35,84 кН∙м;

Сечение III` - III`

M`_III-III = 0,125∙112∙(4,8 – 1,2)² = 126 кН∙м;

Сечение IV` - IV`

M`_IV-IV = 0,125∙112∙(4,8 – 0,5)² = 191,7 кН∙м;

Требуемая площадь арматуры

Сечение I` - I`

А_s,1` = 0,00896/(0,9∙280∙0,22) = 1,6 см ².

Сечение II` - II`

А_s,II` = 0,03584/(0,9∙280∙0,52) = 2,7 см ².

Сечение III` - III`

А_s,III` = 0,126/(0,9∙280∙0,82) = 6,1 см ².

Сечение IV` - IV`

А_s,IV` = 0,1917/(0,9∙280∙1,57) = 4,8 см ².

Принимаем в направлении короткой стороны 5Ø14А-II A_s = 7,69 см²>A_s,III с шагом 200 мм.

6.3 Расчет подколонника и его стаканной части

При толщине стенок стакана поверху t₁ = 250 мм < 0,75h_d = 0,75∙550 = 413 мм стенки стакана необходимо армировать продольной и поперечной арматурой по расчету.

Подбор продольной арматуры

Продольная арматура подбирается на внецентренное сжатие в сечениях V –V и VI – VI. Сечение V –V приводим к эквивалентному двутавровому:

b_f` = b<sub>f</sub> = b<sub>cf</sub> = 1200 мм; h<sub>f</sub>` = h_f =300 мм; b = 600 мм; h = 1700 мм. Армирование подколонника принимаем симметричным: а = а` = 40 мм.

Усилия в сечении V – V:

М = -381-60*0,9-52,5 = -487,5 кН∙м;

N = 2082+105,1+384=2571,1 кН;

е₀ = M/N = 487,5/2571,1 = 0,19 м.> е_a=h/30=0.055

Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести растянутой арматуры

е = е₀ + 0,5h – a = 0.19 + 0,5∙1.7 – 0.04 = 1м.

Проверяем положение нулевой линии

N = 2.571 MН < R_bb_f`h<sub>f</sub>` = 9.74∙1.2∙0.3 =3.5 MН – нейтральная линия проходит в полке поэтому арматура подбирается как для прямоугольного сечения шириной b = b_f = 1200 мм=1.2м и рабочей высотой h₀ = h – a = 1700 – 40 = 1660 мм=1,66м.

Вспомогательные коэффициенты:

φ_n = N/(R_bbh₀) = 2,571/(9,74∙1,2∙1,66) = 0,133 < ξ_R = 0,65;

φ_m1 = (N·e)/(R_bbh₀²) = 2,571/9,74∙1,2∙1,66² = 0,08;

δ = а`/h₀ = 40/1660 = 0,024.

Требуемая площадь сечения симметричной арматуры

А_s = A_s` = (α_m1 - α_n(1 – α_n/2)/(1 – δ) = (0,08 – 0,133∙(1 – 0,08/2)/(1 – 0,024) <0.

По конструктивным требованиям минимальная площадь сечения продольной арматуры составляет

А_s,min = 0,0005∙b_сf∙h_cf = 0,0005∙1,2∙1,7 = 10 см²

Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней, перпендикулярных плоскости изгиба по 5Ø16 АII (A_s = A_s` = 10,05см²>А_s,min).

Корректировку расчета не производим.

У широких граней предусматриваем по 3Ø10 АII с тем, чтобы расстояние между продольными стержнями не превышали 400 мм.

В сечении V –V усилия незначительно больше, чем в сечении IV – IV, поэтому арматуру оставляем без изменений.

Подбор поперечной арматуры стакана

Стенки стакана армируются также горизонтальными плоскими сетками. Стержни сеток Ø > 8 мм располагаются у наружных и внутренних граней стакана; шаг сеток 100…200 мм. Обычно задаются расположением сеток по высоте стакана, а диаметр стержней определяют расчетом.

Так как 0,5h_c=0.5м> е₀=0.19> h_c/6=0.17 – принимаем 6 сеток с шагом 150мм. Верхнюю сетку устанавливаем на расстоянии 50мм

Расчет производится в зависимости от величины эксцентриситета продольной силы, причем усилия М и N принимабтся в уровне нижнего торца колонны.

М = -381 – 60 ∙1 – 0,7*2082*0,19 =-164,1 кН∙м;

Σz_i=0.8+0.65+0.5+0.35+0.2+0.05=2.55м

Принимаем сетки из арматуры класса А-I (R_s = 225 МПа)

При h_c/6 = 900/6 = 150 мм < е₀ = 1,09 мм;

е₀ = 1,09 мм > h_c/2 = 900/2 = 450 мм.

Расчет ведется для сечения проходящего через точку К. Тогда площадь сечения арматуры одного ряда сеток определяется по формуле:

А_s = 0,164/225*2,55=2,86см²

При четырех рабочих стержнях в сетке требуемая площадь сечения одного стержня A_w = 2,86/4 = 0,75см². Принимаем стержни Ø10А-I (A_sw1 = 0,785см²).

7. Расчет предварительно напряженной сегментной фермы пролетом L = 18 м

7.1 Данные для проектирования

Требуется запроектировать сегментную ферму пролетом 18 м.

Шаг ферм 6 м. Покрытие принято из железобетонных ребристых плит покрытия размером в плане 3х6 м. Коэффициент надежности по назначению γ_n = 0,95. Ферма проектируется с предварительно напряженной арматурой нижнего пояса и закладной решеткой.

Бетон тяжелый класса В 40, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении: R_b = 22,0 МПа; R_b,ser = 29,0 МПа; R_bt = 1,40 МПа; R_bt,ser = 2,1 МПа; E_b = 32500 МПа. Коэффициент условия работы бетона γ_b2 =

= 0,9. Напрягаемые канаты нижнего пояса класса К-7: R_s = 1080 МПа;

R_s,ser = 1295,0 МПа; E_s = 1,8∙10⁵ МПа. Арматура верхнего пояса, узлов и элементов решетки класса А-III: при Ø ≥ 10 – R_s = R_sc = 365 МПа и

R_sw = 290 МПа; при Ø < 10 - R_s = R_sc = 355 МПа и R_sw = 285 МПа;

E_s = 2∙10⁵ МПа. Хомуты из арматуры класса А-I. Натяжение арматуры механическим способом на упоры стенда. Обжатие бетона производится при его передаточной прочности R_bp = 0,7∙В = 0,7∙40 = 28 МПа. К элементам фермы предъявляется 3-я категория по трещиностойкости.

7.2 Определение нагрузок на ферму

Постоянные нагрузки

Состав и величины распределенных по площади нагрузок от покрытия приведены в табл. 9.

Таблица 9

Постоянные нагрузки на стропильную ферму

	Нормативная	Коэффициент	Расчетная
Собственный вес	нагрузка,	надежности	нагрузка,
	Н/м²	по нагрузке	Н/м²
Железобетонных ребристых	2050	1,1	2255
плит покрытия размером в
плане 3х6 м с учетом
заливки швов
Обмазочной пароизоляции	50	1,1	60
Утеплитель (готовые плиты) мин/ват	160	1,2	190
Асфальтовой стяжки толщиной	350	1,3	455
2 см
Рулонного ковра	200	1,3	260
ИТОГО	-	-	3220

Характеристики

Список файлов курсовой работы