Xreferat.com » Рефераты по строительству » Проектирование сборных железобетонных элементов каркаса одноэтажного промышленного здания

Проектирование сборных железобетонных элементов каркаса одноэтажного промышленного здания

(As = As` = 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 eа=Н/600=1,13см


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

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


1. δl = еа/h = 1,13/60 = 0,0188 > δe,min = 0,5 – 0,01l0/h – 0,01Rb = 0.2835

2. φl =1

MiL=ML+NL(h0-a)/2=0+907.5*0,2213=200.8

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


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

4. Условная критическая силапри 4Ш18 АIII As = As` = 10,18 см2


Ncr = ((1,6Ebbh)/(l0/h)2[((0,11/(0,1 + δe) + 0,1)/3φl) + μαs((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. ξR = ω/(1 + (Rssc,u)·(1 – ω/1,1)) = 0,749/(1 + (365/400)(1 – 0,749/1,1) = 0,58,


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

σsc,u = 400 МПа при γb2 > 1.

2. αn = N/(Rbbh0) = 2082*1000/1,1*11,5∙50∙46*100 = 0,72.

3. αs = αn (e/h0-1+ αn /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 αs <0 требуемая площадь сечения симметричной арматуры принимается конструктивно.

Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней, перпендикулярных плоскости изгиба по 4Ш18 АIII (As = As` = 10,18 см2).


Расчет промежуточной распорки

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

As = As` = Mds /(h0-a)Rs = 6000000/36500(41-4) = 4.5 см2 ,

Принимаем 3Ш14 АIII (As = As` = 4,62 см2).

Поперечная сила в распорке

Qds=2 Mds/c=2*60/0.9=130 кН<= φb4γb2Rbtbh0=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 γm = 17 кН/м3. Бетон фундамента В 15 с расчетными характеристиками γb2 = 1,1; R = 1,1∙8,5 = 9,74 МПа; Rbt =0,88 МПа.

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


Таблица 7

Усилия от колонны в уровне обреза фундамента

Вид усилия

Величина

усилий


+Mmax расч +Mmax норм
М, кН∙м -381 -331,3
N, кН 2082 1810,4
Q, кН -60 -52,2

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/мІ



Остекление проемов 37,6 41,4

∑h = 4,8м, γ = 2,15 кН/мІ



Итого 95,5 Gw = 105,1

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


Мw = Gw∙ew = -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 рn,max ≤ 1,2R; pn,min ≤ 0; pn,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 рn,max и наименьшее рn,min краевые давления и среднее pn,m давление под подошвой. Принятые размеры под подошвой должны обеспечивать выполнение следующих условий:

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


рn,max ≤ 1,2R; pn,min ≤ 0; pn,m ≤ R.


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


рn = Nf/A ± Mf/W + γmd,


где Nf = Nn + Gnw; Mf = Mn + Qn∙Hf + Mmax – усилие на уровне подошвы фундамента от нагрузок с коэффициентом γf = 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 Nmax


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

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

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


В обеих комбинациях давление рn 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:


lcf = hc + 2t1 + 2δ1 = 1000 + 2∙250 + 2∙100 = 1700 мм;

bcf = bc + 2t2 + 2δ2 = 500 + 2∙250 + 2∙100 = 1200 мм,


где t1,t2, и δ12 – 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 hcf=0,75м.

Рис 6. Геометрические размеры фундамента по оси А.


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


bh = 500 + 2∙50 = 600 мм;

lh = 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/Af0) Rbtbmh01,


Так как hb=Hf - hh = 1.65-0.9=0.75<H+0.5(lct-hc)=0.6+0.5(1.7-1)=0.95

И hb=Hf - hh = 1.65-0.9=0.75<H+0.5(bct-bc)= 0.95, товыполняют расчет на продавливание фундамента колонной от дна стакана, а также на раскалывание фундамента колонной.

Рабочая высота дна стакана h0b = 0,75-0,08 = 0,67м; средняя ширина bm=0.6+0.67=1.27 площадь Аf0 = 0,5b(l – hn – 2h0b) – 0,25(b – bn – 2h0b)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:


Afb=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

Afl=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 Afb/Afl=0,79>bc/hc=0.5 – прочность на раскалывание проверяют из условия : N≤0.975(1+ bc/hc) AflRbt=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:


As,i = Mi-i/(0,9Rsh0i),


где Mi-i и h0i – момент и рабочая высота в i–ом сечении.

Рис 7. К подбору арматуры подошвы фундамента.


Определение давления на грунт


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


Сечение I – I


p1 = pmax – (pmax – pmin)(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

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

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

Сечение II – II

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

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

Сечение III – III

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

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

Сечение IV – IV

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

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


Определение требуемой площади арматуры и подбор сечения.


Сечение I – I

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

Сечение II – II

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

Сечение III – III

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

Сечение IV – IV

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


Принимаем в направлении длиной стороны 5Ш18 А-II (As = 12,72 см2> As,III) с шагом 200 мм.

Подбор арматуры в направлении короткой стороны Расчет ведем по среднему давлению по подошве pm = 112 кПа. Учитываем, что стержни этого направления будут во втором верхнем ряду, поэтому рабочая высота h0i = hi – a – (d1 + d2)/2. Полагаем, что диаметр стержней вдоль короткой стороны будет не более 12 мм.


Сечение I` - I`

M`I-I = 0,125pm(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`

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

Сечение II` - II`

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

Сечение III` - III`

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

Сечение IV` - IV`

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


Принимаем в направлении короткой стороны 5Ш14А-II As = 7,69 см2>As,III с шагом 200 мм.

6.3 Расчет подколонника и его стаканной части


При толщине стенок стакана поверху t1 = 250 мм < 0,75hd = 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:

bf` = bf = bcf = 1200 мм; hf` = hf =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.> еa=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 < Rbbf`hf` = 9.74∙1.2∙0.3 =3.5 MН – нейтральная линия проходит в полке поэтому арматура подбирается как для прямоугольного сечения шириной b = bf = 1200 мм=1.2м и рабочей высотой h0 = h – a = 1700 – 40 = 1660 мм=1,66м.

Вспомогательные коэффициенты:


φn = N/(Rbbh0) = 2,571/(9,74∙1,2∙1,66) = 0,133 < ξR = 0,65;

φm1 = (N·e)/(Rbbh02) = 2,571/9,74∙1,2∙1,662 = 0,08;

δ = а`/h0 = 40/1660 = 0,024.


Требуемая площадь сечения симметричной арматуры


Аs = As` = (αm1 - αn(1 – αn/2)/(1 – δ) = (0,08 – 0,133∙(1 – 0,08/2)/(1 – 0,024) <0.


По конструктивным требованиям минимальная площадь сечения продольной арматуры составляет


Аs,min = 0,0005∙bсf∙hcf = 0,0005∙1,2∙1,7 = 10 см2


Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней, перпендикулярных плоскости изгиба по 5Ш16 АII (As = As` = 10,05см2s,min).

Корректировку расчета не производим.

У широких граней предусматриваем по 3Ш10 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 Ш > 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 0,5hc=0.5м> е0=0.19> hc/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;

Σzi=0.8+0.65+0.5+0.35+0.2+0.05=2.55м


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


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

е0 = 1,09 мм > hc/2 = 900/2 = 450 мм.


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


Аs = 0,164/225*2,55=2,86см2


При четырех рабочих стержнях в сетке требуемая площадь сечения одного стержня Aw = 2,86/4 = 0,75см2. Принимаем стержни Ш10А-I (Asw1 = 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 γn = 0,95. Ферма проектируется с предварительно напряженной арматурой нижнего пояса и закладной решеткой.

Бетон тяжелый класса В 40, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении: Rb = 22,0 МПа; Rb,ser = 29,0 МПа; Rbt = 1,40 МПа; Rbt,ser = 2,1 МПа; Eb = 32500 МПа. Коэффициент условия работы бетона γb2 =

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

Rs,ser = 1295,0 МПа; Es = 1,8∙105 МПа. Арматура верхнего пояса, узлов и элементов решетки класса А-III: при Ш ≥ 10 – Rs = Rsc = 365 МПа и

Rsw = 290 МПа; при Ш < 10 - Rs = Rsc = 355 МПа и Rsw = 285 МПа;

Es = 2∙105 МПа. Хомуты из арматуры класса А-I. Натяжение арматуры механическим способом на упоры стенда. Обжатие бетона производится при его передаточной прочности Rbp = 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/мІ

по нагрузке

Н/мІ

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

Рис 8. Геометрическая схема фермы.


Рис 8. Схема приложения узловых постоянных нагрузок

От веса кровли


qкр = q*a=3.220*6=19.32кН/м

Сосредоточенная узловая нагрузка от распределенной


Узел 5(9) F=61,4 кН

Узел 6(8) F=58,5 кН

Узел 7 F=58,2 кН


Снеговая нагрузка


qcn=12 кН/м

Узловые нагрузки от снега по рис.8:

Узел 5(9) F=36 кН

Узел 6(8) F=36 кН

Узел 7 F=36 кН


Собственный вес - узловые нагрузки


Узел 2(3) F=13,55 кН

Узел 5(9) F=6,0 кН

Узел 6(8) F=5,7 кН

Узел 7 F=7,12 кН


7.3 Определение усилий в стержнях фермы

Длительно действующая часть снеговой нагрузки, составляет 50% от полного нормативного значения.


Управление

Тип

Наименование

Данные

1 Шифр задачи ЖБК ферма Вова
2 Признак системы 1
39 Имена загружений

1: постоянная

2: Снеговая

33 Единицы измерения

Линейные единицы измерения: м;

Единицы измерения размеров сечения: см;

Единицы измерения сил: кН;

Единицы измерения температуры: ;


Элементы

Номер

элемента

Тип

элемента

Тип

жесткости

Узлы

1 1 1 4 9
2 1 1 9 8
3 1 1 8 7
4 1 1 7 6
5 1 1 6 5
6 1 1 5 1
7 1 1 5 2
8 1 1 2 6
9 1 1 2 7
10 1 1 7 3
11 1 1 3 8
12 1 1 3 9
13 1 1 1 2
14 1 1 2 3
15 1 1 3 4

Координаты и связи

Номер

узла

Координаты

Связи


X

Z

X

Z

1 0, 0, # #
2 5,97 0,

3 11,97 0,

4 17,94 0,
#
5 3,04 1,45

6 5,97 2,1

7 8,97 2,45

8 11,97 2,1

9 14,9 1,45


Типы нагрузок

Номер

строки

Номер

узла или

элем.

Вид

нагрузки

Направление

нагрузки

Номер

нагрузки

Номер

нагру-

жения

1 5 0 3 1 1
2 5 0 3 7 1
3 9 0 3 1 1
4 9 0 3 7 1
5 6 0 3 2 1
6 6 0 3 5 1
7 8 0 3 2 1
8 8 0 3 5 1
9 7 0 3 3 1
10 7 0 3 6 1
11 2 0 3 4 1
12 3 0 3 4 1
13 5 0 3 8 2
14 6 0 3 8 2
15 7 0 3 8 2
16 8 0 3 8 2
17 9 0 3 8 2

Величины нагрузок

Номер

нагрузки

Величины

1 6,
2 5,7
3 7,12
4 13,55
5 58,5
6 58,2
7 61,7
8 36,

Загружения

Номер

Наименование

1 постоянная
2 Снеговая

Максимальные усилия элементов расчетной схемы, kН, м

Наиме-

нование

MAX+

MAX-


Значение

Номер

эл-та

Номер

сечения

Номер

загру-

жения

Значение

Номер

эл-та

Номер

сечения

Номер

загру-

жения

N 393,035 14 3 1 -421,897 5 3 1
M 0, 15 3 2 0, 15 3 2
Q 0, 15 3 2 0, 15 3 2

Усилия и напряжения элементов, kН, м

Номер

эл-та

Номер

сечен.

Номер

загруж.

Усилия и напряжения




N

M

Q

1 1 1 -413,718 0, 0,


2 -209,054 0, 0,

2 1 -413,718 0, 0,


2 -209,054 0, 0,

3 1 -413,718 0, 0,


2 -209,054 0, 0,
2 1 1 -421,897 0, 0,


2 -210,627 0, 0,

2 1 -421,897 0, 0,


2 -210,627 0, 0,

3 1 -421,897 0, 0,


2 -210,627 0, 0,
3 1 1 -414,677 0, 0,


2 -207,023 0, 0,

2 1 -414,677 0, 0,


2 -207,023 0, 0,

3 1 -414,677 0, 0,


2 -207,023 0, 0,
4 1 1 -414,677 0, 0,


2 -207,023 0, 0,

2 1 -414,677 0, 0,


2 -207,023 0, 0,

3 1 -414,677 0, 0,


2 -207,023 0, 0,
5 1 1 -421,897 0, 0,


2 -210,627 0, 0,

2 1 -421,897 0, 0,


2 -210,627 0, 0,

3 1 -421,897 0, 0,


2 -210,627 0, 0,
6 1 1 -413,718 0, 0,


2 -209,054 0, 0,

2 1 -413,718 0, 0,


2 -209,054 0, 0,

3 1 -413,718 0, 0,


2 -209,054 0, 0,
7 1 1 42,9195 0, 0,


2 18,8996 0, 0,

2 1 42,9195 0, 0,


2 18,8996 0, 0,

3 1 42,9195 0, 0,


2 18,8996 0, 0,
8 1 1 -20,8795 0, 0,


2 -14,3727 0, 0,

2 1 -20,8795 0, 0,


2 -14,3727 0, 0,

3 1 -20,8795 0, 0,


2 -14,3727 0, 0,
9 1 1 24,3355 0, 0,


2 9,46983 0, 0,

2 1 24,3355 0, 0,


2 9,46983 0, 0,

3 1 24,3355 0, 0,


2 9,46983 0, 0,
10 1 1 24,3355 0, 0,


2 9,46983 0, 0,

2 1 24,3355 0, 0,


2 9,46983 0, 0,

3 1 24,3355 0, 0,


2 9,46983 0, 0,
11 1 1 -20,8795 0, 0,


2 -14,3727 0, 0,

2 1 -20,8795 0, 0,


2 -14,3727 0, 0,

3 1 -20,8795 0, 0,


2 -14,3727 0, 0,
12 1 1 42,9195 0, 0,


2 18,8996 0, 0,

2 1 42,9195 0, 0,


2 18,8996 0, 0,

3 1 42,9195 0, 0,


2 18,8996 0, 0,
13 1 1 373,416 0, 0,


2 188,689 0, 0,

2 1 373,416 0, 0,


2 188,689 0, 0,

3 1 373,416 0, 0,


2 188,689 0, 0,
14 1 1 393,035 0, 0,


2 198,293 0, 0,

2 1 393,035 0, 0,


2 198,293 0, 0,

3 1 393,035 0, 0,


2 198,293 0, 0,
15 1 1 373,416 0, 0,


2 188,689 0, 0,

2 1 373,416 0, 0,


2 188,689 0, 0,

3 1 373,416 0, 0,


2 188,689 0, 0,

7.4 Расчет сечений элементов фермы


По серии ПК01-129/78 принимаем размеры сечения нижнего пояса bxh = 280х200 мм. Расчет нижнего пояса производим по прочности (подбор напрягаемой арматуры) и трещеностойкости (проверка по образованию и раскрытию трещин).

Подбор напрягаемой арматуры

Из таблицы 9 следует, что наибольшее растягивающее усилие действует во второй панели нижнего пояса (N = 632,1 кН).

Требуемая площадь сечения напрягаемой арматуры определяем как для центрально-растянутого элемента:


Asp = N/(γs6∙Rs) = (632.1)/(1,15∙1080*100) = 4.9 cм2,


где γs6 ≈ η = 1,15.

Принимаем 10Ш9 K-7 (Аsp = 5.1 cм2). В нижнем поясе конструктивно предусматриваем 4Ш10 А-III (Аs = 3.14 cм2).


Таблица 10

Расчетные усилия в элементах фермы

Элемент Номер Расчетное усилие
фермы стержня для основного сочетания




1-5 -622,1
Верхний 5-6 -632,1
пояс 6-7 -621,3




1-2 561,5
Нижний 2-3 591,0
пояс





2-6 -35,3
Стойки 3-8 -35,3




5-2 62,0
Раскосы 2-7 33,7




Коэффициент армирования нижнего пояса:

µ = (Asp + As)/b∙h = (4.9+3.14)/28*20 = 0,014 или 1,4%.


Проверка трещеностойкости

Для оценки трещеностойкости предварительно напряженного нижнего пояса фермы необходимо вначале определить потери предварительного напряжения.

При механическом способе натяжение допустимое отклонение р величины предварительного напряжения σsp принимаем p = 0,05∙σsp, тогда σsp + p =σsp + 0,05∙σsp ≤ Rs,ser и σsp = 1295/1,05 = 1233 МПа< Rs,ser=1295 МПа. Принимаем σsp = 1200 МПа.

Коэффициент точности натяжения арматуры


γsp = 1 – Δγsp = 1 – 0,1 = 0,9.


Площадь приведенного нижнего пояса:


Ared = A + α1∙Asp + α2∙As = 28∙20 + 5,1∙5.54 + 3,14∙6.15 = 607.6 cм2,


где α1 = Esp/Eb = 180000/32500 = 5,5;

α2 = Es/Eb = 200000/32500 = 6,15,


Первые потери

1. От релаксаций напряжений в арматуре


σ1 = (0,22∙σsp/Rs,ser – 0,1)∙σsp = (0,22∙1200/1295 – 0,1)∙1200 = 124.6 МПа.


2. От разности температур (Δt = 65єС): σ2 = 1,25∙Δt = 1,25∙65 = 81,25 МПа.

3. От деформации анкеров у натяжных устройств

σ3 = Δl∙Esp/l = 0.26∙180000/1900 = 18,7 МПа,


где Δl = 1,25 + 0,15∙d = 1,25 + 0,15∙9 = 2.6 мм – смещение арматуры в инвентарных зажимах; l = 19000 мм – длина натягиваемой арматуры d =9 мм – диаметр арматуры.

4. От быстро натекающей ползучести. Усилия обжатия с учетом потерь по позициям 1,2,3.


P0 = Asp∙(σsp – σ1 – σ2 – σ3) = 510∙(1200 – 124.6 – 81,25 – 18,7) = 497.5 кН.


Сжимающее усилие в бетоне от действия этого усилия


σbp = P0/Ared = 497482/607.6 = 8,19 МПа < Rbp = 28 МПа.


Коэффициент α = 0,25 + 0,025∙Rbp = 0,25 + 0,025∙28 = 0,95 > 0,85,

принимаем α = 0,75.

При σbp/Rbp = 8,18/28 = 0,296 < 0,75 потери от быстро натекающей ползучести по формуле:

σ6 = 40σbp/Rbp = 40*0.85*0.296=10.0 МПа.

Итого первые потери:


σlos1 = σ1 + σ2 + σ3 + σ6 = 124.6+81.25+18.72+10=234.6 МПа.


Вторые потери

1. Осадка бетона класса В40 - σ8 = 40 МПа.

2. От ползучести. Усилие обжатия с учетом первых потерь


Р1 = 510∙(1200 – 234.6) = 492.354 MН;


сжимающие усилие в бетоне

σbp = 492.4*100/607.6 = 8,1 МПа.


При уровне напряжения:


σbp/Rbp = 8,1/28 = 0,29 < α = 0,75 потери от ползучести

σ9 = 0,85∙150∙σbp/Rbp = 0,85∙150∙0,29 = 36,9 МПа.


Итого вторые потери:


σlos2 = 40 + 36,5 = 76,9 МПа.


Полные потери:


σlos = σlos1 + σlos1 = 234.6 + 76,9 = 290 МПа, что больше 100 МПа.


Усилие обжатия с учетом полных потерь и наличия ненапрягаемой арматуры:

при γsp = 0.9


Р2 = γspsp – σlos)∙Asp – (σ6 + σ8 + σ9)∙As = 0.9∙(1200 – 311.5)∙5.1 – (10 + 40 + 36.9)∙3.14 = 380.5 кН;


Усилие трещенообразования определяем при γsp = 0,9 и вводим коэффициент 0,85, учитывающий снижение трещеностойкости нижнего пояса в следствие влияния изгибающих моментов, возникающих в узлах фермы:


Ncrc = 0,85[Rbt,ser∙(A + 2α2∙As) + P2] = 0,85∙[0.21∙(56 + 2∙5,1∙5.54) +380.5]=

= 381.5 кН.

Так как Ncrc = 381.5 кН < N = 454.6 кН, в нижнем поясе образуются трещины и необходимо выполнить расчет по раскрытию трещин.

Приращение напряжений в растянутой арматуре:


σs = (Nn – P2)/Asp = (454.6 – 380.5)/5.1 = 145 МПа.


Ширина раскрытия трещин:


acrc1 = 1,15∙δ∙φl∙η∙σs/Esp∙20∙(3,5 - 100µ)∙3√d = 1,15∙1,2∙1,0∙1,2∙97/180000∙20х

х(3,5 - 100∙0,01)∙3√9 = 0,09 мм.


Непродолжительная ширина раскрытия трещин от действия полной нагрузки


acrc = acrc1 = 0,09 < [acrc1] = 0,15.

Тогда acrc = acrc1- acrc1/ + acrc2=0,09<0.15


Расчет верхнего пояса


Наибольшее сжимающие усилие,

Если Вам нужна помощь с академической работой (курсовая, контрольная, диплом, реферат и т.д.), обратитесь к нашим специалистам. Более 90000 специалистов готовы Вам помочь.
Бесплатные корректировки и доработки. Бесплатная оценка стоимости работы.

Поможем написать работу на аналогичную тему

Получить выполненную работу или консультацию специалиста по вашему учебному проекту
Нужна помощь в написании работы?
Мы - биржа профессиональных авторов (преподавателей и доцентов вузов). Пишем статьи РИНЦ, ВАК, Scopus. Помогаем в публикации. Правки вносим бесплатно.

Похожие рефераты: