Проектирование одноэтажного промышленного здания (№2)

Проектирование одноэтажного промышленного здания ТюмГАСУ 2009г.doc.dwg

Цеентно-песчаная стяжка
слоя гравия на мастике
Схема расположения основных элементов каркаса
Ведомость к схеме расположения элементов каркаса
Фундамент крайних рядов
Колонна крайнего ряда
Колонна среднего ряда
Фундамент средних рядов
Горизонтальная связь
Вертикальная связь между
Подкрановая балка(6м)
Подкрановая балка(12м)
Ферма подстропильная
Схема расположения элементов каркаса
Спецификация к схеме расположения элементов каркаса
Подстропильная балка
Геометрическая схема подстропильной фермы
Подстропильная ферма
Спецификация элементов колонны (начало)
Спецификация элементов колонны (окончание)
Спецификация элементов фундамента
Спецификация элементов фермы (начало)
Спецификация элементов фермы (окончание)
Спецификация элементов фермы (продолжение)
Подстропильная ферма ФПС-1
Спецификация элементов колонны
Спецификация элементов фундамента. Спецификация элементов ферм
Спецификация элементов ферм

Проектирование одноэтажного промышленного здания ТюмГАСУ 2009г.doc

1. Сбор нагрузок на поперечную раму.6
1. Постоянная нагрузка.6
2. Снеговая нагрузка.7
3. Крановая нагрузка.7
4. Крановая горизонтальная нагрузка.8
5. Ветровая нагрузка.8
Статический расчет рамы здания.10
1. Загружение 1: Постоянная вертикальная нагрузка.11
2. Загружение 2: Усилия от снеговой нагрузки.11
3. Загружение 3: Усилия от ветровой нагрузки12
4. Загружение 4: Усилия от вертикальной крановой нагрузки (Мmax на левой стойке).13
5. Загружение 5: Усилия от вертикальной крановой нагрузки (Мmax на средней стойке).14
6. Загружение 6: Усилия от вертикальной крановой нагрузки (от 4 кранов на средней стойке) .15
7. Загружение 7: Усилия от горизонтальной крановой нагрузки (сила Т на стойке по оси «А»).15
8. Загружение 8: Усилия от горизонтальной крановой нагрузки (сила Т на стойке по оси «Б»).16
9. Комбинации нагрузок17
Расчет двухветвевой колонны крайнего ряда.19
1. Сечение 1-1 на уровне верха консоли колонны.19
2. Сечение 3-3 в заделке колонны.20
3. Расчет промежуточной распорки.22
4. Расчет подкрановой консоли.23
Расчет фундамента под крайнюю колонну.23
Расчет предварительно напряженной подкрановой балки26
Предварительный расчет прочности нормальных сечений.29
Список используемой литературы.37
К проектированию представлено двухпролетное здание. Величина пролета поперечной рамы – 30 м. Шаг колонн крайних рядов вдоль здания 12 м шаг колонн средних рядов – 12 м. Для установки ферм с шагом 6м необходимо применение подстропильных конструкций. Отметка низа стропильных конструкций 108 м. Длина здания принята равной 60 м. Грузоподъемность мостовых кранов составляет 205 т.
В качестве несущей конструкции покрытия выбрана сегментная железобетонная ферма пролетом 30м Подстропильные конструкции – фермы пролетом 12 метров расположенные в средних рядах и крайних рядах колонн. Плиты покрытия - предварительно напряженные железобетонные ребристые размером 36 м. Подкрановые балки железобетонные предварительно напряженные высотой 14 м по среднему и крайнему рядам колонн. Наружные стены панельные навесные. Колонны железобетонные двухветвевые
Привязку крайних колонн к разбивочным осям при шаге 12 м кране грузоподъемностью 205 т принимаем 0 мм.
Поперечник одноэтажного промышленного здания представляет раму состоящую из колонн защемленных в уровне верха фундаментов и шарнирно-связных со стропильными конструкциями по верху. Стропильные несущие конструкции рассматриваются в расчете как абсолютно жесткие (недеформируемые) стержни.
Расчет поперечной рамы цеха может быть выполнен любым методом строительной механики однако наиболее удобным для расчета поперечных рам выполненных из сборного железобетона является метод перемещений. При расчете поперечных рам методом перемещений мы имеем один раз статически неопределимую систему независимо от количества пролетов рамы.
Рассматриваем здание II класса ответственности коэффициент надежности по назначению .
Приступая к расчету рамы необходимо установить размеры высот и сечений колонн. Высота верхней части колонн от низа стропильной конструкции до подкрановой консоли Нв устанавливается в зависимости от габаритов мостового крана и высоты подкрановой балки с рельсом по формуле:
Нв = Нкр +hп.б. +hр +с = 2400+1400+120+200=4120 мм; принимаем 4200мм
где Нкр=2400мм (согласно таб.2 ГОСТ 25711-83 тип крана Н) – габаритный размер крана по высоте;
hп.б.=1400мм – высота подкрановой балки (для шага колонн 12м);
hр=120мм. – высота кранового рельса (согласно прил.4 ГОСТ 25711-83 тип кранового рельса КР-70 );
с – зазор между верхом габарита крана и низом покрытия принимаемый 200 мм. Этот размер учитывает прогиб конструкций покрытия.
Подбираем железобетонную двухветвевую колонну по имеющимся параметрам (грузоподъемность крана шаг колонн отметка низа стропильной конструкции высота надкрановой части колонны и т.д.)
Высота колонн от подкрановой консоли до верха фундамента Нн:
Нн = 10800-4200+150=6750 мм.
где 150 мм – расстояние от уровня чистого пола до верха фундамента при выполнении работ нулевого цикла до установки колонн.
Полная высота колонн Н = Нв + Нн = 4200+6750=10950 мм.
Размеры сечения крайней колонны:
а) надкрановая часть: ширина сечения b = 500 мм (при шаге колонн 6м) высота сечения hв = 600 мм;
б) подкрановая часть: ширина сечения b = 500 мм высота:
hн =1300 мм - из условия надежного опирания подкрановой балки на консоль колонны; hс =250 мм - высота сечения ветви колонны.
Расстояние между осями распорок принимаем 2200 мм тогда расстояние в свету между распорками равно 1800 мм.
Размеры сечения средней колонны:
а) надкрановая часть: ширина сечения b = 600 мм (при шаге колонн 12м) высота сечения hв = 700 мм;
б) подкрановая часть: ширина сечения b = 600 мм высота:
hн =1900 мм - из условия надежного опирания подкрановой балки на консоль колонны; hс =350 мм - высота сечения ветви колонны.
Расстояние между осями распорок принимаем 2150 мм тогда расстояние в свету между распорками равно 1750 мм.
Моменты инерции сечений колонн:
крайняя колонна:надкрановая часть(50·60^3)12=900000см4
подкрановая часть=(50·25^3)12=65104.17см4
·((50·25^3)12+(25·50·52.5^2))=7020833.33см4
средняя колонна:надкрановая часть= (60·70^3)12=1715000см4
·((60·35^3)12+(35·60·77.5^2))=25655000см4
=(60·35^3)12=214375см4
Сбор нагрузок на поперечную раму.
Рама здания воспринимает следующие нагрузки:
а) постоянную состоящую из веса элементов конструкций покрытия стен подкрановых балок и колонн.
б) временные: снеговую крановые – вертикальные давления колес кранов и силы поперечного торможения ветровую.
Нормативная нагрузка кгсм2
Коэффициент перегрузки
Расчетная нагрузка кгсм2
Рулонный ковер – 3 слоя рубероида
Асфальтовая стяжка – 2 см
Плитный утеплитель d = 12 см
Сборные жб плиты покрытия с заливкой швов 3 x 6м
Снеговая нагрузка (5-й снеговой район)
1. Постоянная нагрузка.
Собственный вес стропильной сегментной фермы пролетом 30м равен 192 т.
Вес подстропильной фермы действующий на средние и крайние колонны пролетом 12м равен 113 т.
Вес подкрановой балки пролетом 12м равен 107т
Расчётная продольная сила от нагрузок на покрытие приложенная к верху колонн:
на крайних колонны:
N= (279.221000·12·302)+19.2·1.12+11.3·1.12=67.03тс
на среднюю колонну:
N= ((279.221000)·12·30)+19.2·1.1+11.3·1.12=127.85тс
Расчетная нагрузка от веса подкрановых балок и веса подкранового пути на колонну:
на крайние и средние колонны: Nпб= (10.7+0.053·12)·0.95·1.1=11.85тс
Расстояние от геометрической оси подкрановой части колонны до линии действия нагрузки от подкрановой балки:
для крайних колонн: е21=1000-13002=350мм
для средней колонны:
Расчетная нагрузка от собственного веса колонн:
Расчётная нагрузка на крайние колонны от веса стенового ограждения:
Высота участка стены над консолью составляет + 24м - остекление в металлических переплетах (с нагрузкой 50 кгсм2) и 48м – стеновые пенобетонные панели. Толщина панелей t = 300мм γпб = 600кгм3
2. Снеговая нагрузка.
В соответствии со СНиП 2.01.07-85(2003) «Нагрузки и воздействия» г. Салехард находится в V-м снеговом районе. Расчётное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли равен 320 кгс. =1; γf=14; γn=095.
Сосредоточенная величина снеговой нагрузки приложенная к колоннам равна:
на крайнюю колонну: Pснег= (3201000)·12·(302)·0.95=54.72тс
на среднюю колонну: Pснег= (3201000)·12·30·0.95=109.44тс
Снеговая нагрузка на колонну передается в тех же точках что и постоянная вертикальная нагрузка от покрытия.
3. Крановая нагрузка.
Для заданного мостового электрического крана грузоподъёмностью 205 нормативное давление одного колеса на рельс подкранового пути = 20тс общий вес крана G = 332 тс вес тележки Gт = 63 тс ширина крана В = 6200 мм база крана Ак = 5000 мм.
Нагрузка на среднюю колонну:
Расчётное максимальное давление на колонну от двух сближённых кранов определяем по линии влияния давления на колонну (ymax=297):
*297*11*085=55539 тс
Расчётное максимальное давление на колонну при четырёх кранов:
·2.97·1.1·0.7=45.74тс
Нормативное минимальное давление одного колеса на рельс подкранового пути:
Расчётное минимальное давление на колонну:
от двух сближённых кранов
6·2.97·1.1·0.85=18.33тс
при четырёх сближённых кранов
6·2.97·1.1·0.7=15.09тс
4. Крановая горизонтальная нагрузка.
Нормативная горизонтальная нагрузка от каждого колеса с одной стороны крана направленная поперек кранового пути вызываемая торможением крановой тележки (при гибком подвесе груза):
(20+6.3)(20·2)=0.6575тс
Горизонтальное давление на колонну от двух кранов:
6575·2.97·1.1·0.85=1.83тс
Горизонтальное давление на колонну от четырех кранов:
·0.6575·2.97·1.1·0.85=3.65тс
5. Ветровая нагрузка.
В соответствии со СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» г. Надым находится во III ветровом районе. Нормативное значение ветрового давления wо=38 кгсм2. Примем тип местности В - т.е. высота препятствий не превышает 10м.
Значение расчетной ветровой нагрузки распределенной по вертикальной стойке рамы:
где:k - коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте;
Определим коэффициенты k в зависимости от высоты стены здания по табл.6 (СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия»):
- для части здания высотой до5 м – к = 05
- для части здания высотой от 10 м – к = 065
- для части здания высотой от 138 м – к = 0726
- на уровне верха колонны 108 м по интерполяции к = 0666
- на уровне верха стены 138 м по интерполяции к = 0726
c – аэродинамический коэффициент для вертикальных стен с = 08 с наветренной стороны с = -06 с заветренной стороны.
В = 12м - шаг колонн крайнего ряда.
Расчетная сосредоточенная нагрузка приложенная к верхней части колонны от ветреной нагрузки на парапет:
Для упрощения расчетов используют эквивалентную нагрузку вместо неравномерно распределенной ветровой так чтобы моменты от эквивалентной и фактической нагрузок были равны в заделке консоли равной по длине высоте рамы-блока.
Распределенная ветровая нагрузка на наветренную сторону:
Распределенная ветровая нагрузка на заветренную сторону:
Статический расчет рамы здания.
Каноническое уравнение метода перемещений имеет следующий вид:
где:- коэффициент учитывающий пространственную работу каркаса при действии крановых нагрузок принимаемый равным 34 при шаге колонн 12 м при действии остальных нагрузок =1
- реакция поперечной рамы при перемещении верха её колонн на единицу;
- единичное перемещение верха колонн рамы;
- суммарная реакция связей от конкретной нагрузки.
При расчёте рамы методом перемещений неизвестным является горизонтальное перемещение верха колонн:
для крайней колонны:
(0.384^3)*(7020833.33900000-1)= 0.384
(((1-0.384)^3)*7020833.33)(8*(3^2)*65104.17)= 0.351
= ((3*E* 7020833.3)(1095^3)*(1+0.384+0.351)) =27.827E*10-3
(((1-0.384)^3)*25655000)(8*(3^2)*214375)= 0.389
(((1-0.275)^3)*25655000)(8*(5^2)*214375)= 0.228
= ((3*E* 25655000)(1095^3)*(1+0.788+0.389)) =127.62E*10-3
Суммарная реакция от единичного воздействия:
·27.8273+1·127.62=183.28E*10-3
Cdim-коэффициент учитывающий пространственную работу каркаса (для нагрузок загружающих одновременно все рамы Cdim =1) для крановой нагрузки при В=6м-47. В=12м-35.
r11= Cdim1* 2*Rкр.к+ Cdim2* Rср.к.=2*3.5*27.827+1*3.5*127.62=641.463E*10-3
1. Загружение 1: Постоянная вертикальная нагрузка.
Для крайних колонн в верхней части (сечении I-I) действует нагрузка N1 - от веса кровли и фермы центрально ев = 0 мм
Покрытие: F1кр.к =6703тс
Надкрановая часть колонны: F 3 =329тс
Стеновые панели: F 4 =1166тс
Подкрановая балка: F 2 =1185тс
М2 = 67.03·0.35+3.29·0.35+11.66·0.8–11.85·0.35=29.79тс*м
= 3·29.7925·(1–0.384^2)(2·10.95·(1+0.38+0.351))=2.01тс
т.к. нагрузка симметричная R1p=750+0-750=0 D=0 стойки рассматриваются отдельно
Rм= RМ2+D*Rкр.к =750кг
M 1-1=-Rm*a=–2.01·4.2=-8.44тс*м
М2-2=M 1-1+M2=-8.442+29.7925=21.35тс*м
M 3-3=-Rm*Н+M2=–2.01·10.95+29.7925=7.78см
N1-1=F1+F3=67.03+3.29=70.32тс
N2-2= N1-1+F4+F2=70.32+11.66+11.85=93.83тс
N3-3= N2-2+F5=93.83+6.688=100.52тс
N1-1=F1ср+F3=127.85+4.61=132.46тс
N2-2= N1-1+F2=132.46+2·11.85=156.16тс
N3-3= N2-2+F5=156.16+12.32=168.48тс
2. Загружение 2: Усилия от снеговой нагрузки.
М2=F*e= 54.72·0.35=19.15тс*м
= 3·19.152·(1–0.38^2)(2·10.95·(1+0.38+0.351))=1.3тс
т.к. нагрузка симметричная R1p=0 D=0 стойки рассматриваются отдельно.
M 1-1=-Rm*a=–1.297·4.2=-5.45тс*м
М2-2=M 1-1+M2=-5.4474+19.152=13.7тс*м
M 3-3=-Rm*Н+M2=–1.297·10.95+13.7046=-0.5см
3. Загружение 3: Усилия от ветровой нагрузки
= 3·0.292·10.95·(1+0.38·0.38+1.33·(1+0.38)·0.351)(8·1+0.38+0.351)=1.97тс
Rq2=3·0.219·10.95·(1+0.38·0.38+1.33·(1+0.38)·0.351)(8·1+0.38+0.351)=1.47тс
R1p= -(W1+W2)+Rq1 +Rq2= –(1.0664+0.8)+1.965+1.47=1.57тс
D=-R1pr11 =-(1.57183.275E)*1000= -8.58E
ReA= Rq1+D*Rкр.к =1.965+-8.58E*27.83*E1000=1.726тс
ReБ= D*Rср.к =-8.58E*127.62E1000=-1.095
ReВ= Rq2+D*Rкр.к =1.474+-8.58E*27.83*E1000=1.235тс
M 1-1=(RеА-W1)*a-05*q1*a2=(1.726-1.0664)*4.2-0.5*0.292*4.2^2=0.196
M 3-3=(RеА-W1)*a-05*q1*a2=(1.726-1.0664)*10.95-0.5*0.292*10.95^2=-10.28
Q=RеА-W1-q1*H= 1.726-1.0664-0.292*10.95=-2.537
M 1-1=(RеВ-W2)*a-05*q1*a2=(1.235-0.8)*4.2-0.5*0.219*4.2^2=-0.104
M 3-3=(RеВ-W2)*a-05*q1*a2=(1.235-0.8)*10.95-0.5*0.219*10.95^2=-8.366
Q=RеА-W2-q2*H= 1.235-0.8-0.219*10.95=-1.963
M 1-1=RеБ*a=-1.095*4.2=-4.599
M 2-2=RеБ*h=-1.095*10.95=-11.99
4. Загружение 4: Усилия от вертикальной крановой нагрузки (Мmax на левой стойке).
Моменты для крайней колонны.
Мmax=55.539·0.35=19.44т*м
Мmin=18.33·0.35=6.42т*м
Моменты для средней колонны
Мmax=55.539·0.75=41.65т*м
Мmin=18.33·0.75=13.75т*м
= 3*19.43*(1-0.38^2)(2*10.95*(1+0.38+0.351))=1.316тс
= 3*13.7475*(1-0.38^2)(2*10.95*(1+0.38+0.351))=0.931тс
R1р=RMmax-Rmmin=1.316-0.931=0.385
D=-R1p*r11= =(-0.385(641.463E1000))= -0.601E
ReA= Rq1+D*Rкр.к =1.316+-0.6E*27.83*E1000=1.299тс
ReБ= RМmin+D*Rср.к =-0.931+-0.6E*127.62*E1000=-1.008тс
ReВ= D*Rкр.к =-0.6E*27.83E1000=-0.017
M 1-1=RеА*a=1.299*4.2=5.458
M 2-2= M 1-1+M2=5.458 - 19.43865=-13.981
M 3-3=RеА*Н+M2=1.299*10.95 - 19.43865=-5.209
M 1-1=RеА*a=-1.008*4.2=-4.232
M 2-2= M 1-1+M2=-4.232 +13.7475=9.516
M 3-3=RеА*Н+M2=-1.008*10.95 + 13.7475=2.715
5. Загружение 5: Усилия от вертикальной крановой нагрузки (Мmax на средней стойке).
= = 3*6.4155*(1-0.38^2)(2*10.95*(1+0.38+0.351))=0.434тс
= = 3*41.65425*(1-0.38^2)(2*10.95*(1+0.38+0.351))=2.82тс
R1р=RMmax-Rmmin=-2.82+0.434=-2.386
D=-R1pr11 =(--2.386(641.463E1000))= 3.72E
ReA= RМmin+D*Rкр.к =0.434+3.72E*27.83*E1000=0.538тс
ReБ= RМmax+D*Rср.к =--2.82+3.72E*127.62*E1000=-2.346тс
ReВ= D*Rкр.к =3.72E*27.83E1000=0.104
M 1-1=RеА*a=0.538*4.2=2.259
M 2-2= M 1-1+M2=2.259 - 6.4155=-4.156
M 3-3=RеА*Н+M2=0.538*10.95 - 6.4155=-0.526
M 1-1=RеА*a=-2.346*4.2=-9.852
M 2-2= M 1-1+M2=-9.852 + 41.65425=31.802
M 3-3=RеА*Н+M2=-2.346*10.95 + 41.65425=15.969
6. Загружение 6: Усилия от вертикальной крановой нагрузки (от 4 кранов на средней стойке) .
= 3*6.4155*(1-0.38^2)(2*10.95*(1+0.38+0.351))=0.434тс
M 1-1=RеА*a=0.434*4.2=1.824
M 2-2= M 1-1+M2=1.824 - 6.4155=-4.591
M 3-3=RеА*Н+M2=0.434*10.95 - 6.4155=-1.659
7. Загружение 7: Усилия от горизонтальной крановой нагрузки (сила Т на стойке по оси «А»).
= 1.83*(1-0.38+0.351)(1+0.38+0.351)=1.027
D=-R1pr11= (--1.027(641.463E1000))= 1.6E
ReA= Rн+D*Rкр.к =-1.027+1.6E*27.83*E1000=-0.982тс
ReБ= D*Rср.к =1.6E*127.62*E1000=0.204тс
ReВ= D*Rкр.к =1.6E*27.83E1000=0.045тс
M 1-1=RеА*a+Н*03*а=-0.982*4.2+1.83*0.3*4.2=-1.819тс*м
M 3-3=RеА*L+H*(L-07*а)=-0.982*10.95+1.83*(10.95-0.7*4.2)=3.905тс*м
M 1-1=RеА*a=0.204*4.2=0.858
M 3-3=RеБ*L=0.204*10.95=2.236
8. Загружение 8: Усилия от горизонтальной крановой нагрузки (сила Т на стойке по оси «Б»).
= 3.65*(1-0.38+0.351)(1+0.38+0.351)=2.047
D=-R1pr11 =(-2.047(641.463E1000))= -3.192E
ReA= D*Rкр.к =-3.19E*27.83*E1000=-0.089тс
ReБ = RН+D*Rср.к =2.047+-3.19E*127.62*E1000=1.64тс
ReВ= D*Rкр.к =-3.19E*27.83E1000=-0.089
M 1-1=RеА*a=-0.089*4.2=-0.373
M 3-3=RеА*L=-0.089*10.95=-0.973
M 1-1=RеБ*a-Н*03*а=-1.64*4.2- 3.65*0.3*4.2=2.289
M 3-3=RеБ*L-H*(L-07*а)=1.64*10.95 - 3.65*(10.95-0.7*4.2)=-11.277
9. Комбинации нагрузок
Для крайней колонны.
Сечения крайней колонны
Крановая (от двух кранов) Мmax на левой колонне
Крановая (от двух кранов) Мmax на средней колонне
Крановая от четырех кранов в одном створе
Крановая Н на левой колонне
Крановая Н на средней колонне
Оснновное сочетание нагрузок с учетом крановых и ветровой
То же без учета крановых и ветровой
Для средней колонны.
Сечения средней колонны
Расчет двухветвевой колонны крайнего ряда.
Данные для расчета.
Бетон тяжелый класса В30 Rb=170кгссм2; Rbt=12кгссм2; Еb=306000кгссм2. Арматура А-II Rs=Rsc=2800 кгссм2 Es=21*106 кгссм2.
1. Сечение 1-1 на уровне верха консоли колонны.
Сечение колонны bхh=50х60 см. Защитный слой бетона а=а=4 см; полезная высота сечения hо=56 см. Комбинации расчетных усилий.
Усилия от постоянной нагрузки М Nl= 70320кг.
При расчете сечения на первую и вторую комбинаций усилий расчетное сопротивление Rb вводим с коэффициентом gb2=11 так как в комбинацию включены постоянная снеговая крановая и ветровая нагрузки; на третью – с коэффициентом gb2=09 (постоянная снеговая).
ео=МN=1388940125040=11.108см
lo=2H2=2*4.2=8.4таб.32 СНиП
H2- расстояние от консоли до верха колонны
l= loi=84001732=485>14.
Согласно СНиП п.3.24. условная критическая сила при l>14.определяется по формуле (58):
= (6.4*306000(8.4*100)^2)*((9000001.58)*(0.11(0.1+0.185)+0.1)+6.86*7571.2)=914194.06кг
где I=bh3=(·50^3)12=900000см4
М1L=Мl+Nl(hо-а)2= 8442+70320*(0.56-0.04)2=26725.2кг*м
М1=М+N(hо-а)2= 13889.4+125040*(0.56-0.04)2=46399.8кг*м
jl=1+b(М1lМ1)= 1+1*26725.246399.8=1.57 (21)
для тяжелого бетона b=1;
d= еоh= 11.10860= 0.185 но не менее dmin
dmin=05-001(loh)-001*Rb*gb2= 0.5–0.01·8.4·(10060)–0.01·17010·1.1=0.17 (22)
a=ЕsEb = 2100000306000=6.863
При коэффициенте армирования m=0004
Is=mbho(05h-а)2= 0.004·50·56·(0.5·60–4)^2=7571.2см4
После расчета площади арматуры пересчетать m=AsАb;
AsАb - площадь арматуры и бетона.
jsp=1- без преднапряжения.
h=1(1-NNcr) = 1(1–125040914194.057)=1.16 (19)
е=еоh+05h-а= 11.107·1.158+0.5·60–0.04·100=38.87
При условии что Аs=As высота сжатой зоны
= = 119568(1.1*170*50)=12.788см2
Относительная высота сжатой зоны x=хho=12.788(0.56·100)=0.23xr=05119
= 0.7004(1+((280010)400)·(1–0.70041.1))=0.56
w = 085 – 0008×gb2×Rb = = 0.85-0.008*1.1*17=0.7004
При xR = 05584находим ar =0399
5040·(38.868–0.56·100+(125040(1.1·2·170·50)))(2800·(0.56·100–0.04·100))=-8.970
Принимаем конструктивное армирование Аs=0002bh0=0002*50*60=6см2.
5 с Аs=3.84*2=7.68 см2.
Принимаем конструктивное армирование =0002bh0=0002*50*60=6см2.
5с Аs=3.84*2=7.68 см2.
2. Сечение 3-3 в заделке колонны.
Высота всего сечения двухветвевой колонны 6750мм;
Сечение ветви b hо=21 см; расстояние между осями ветвей с=105 см;
Н1=1185м длина подкрановой части средней колонны n- число панелей колонны.
Высота сечения распорки 40 см. S=2300мм-расстояние между центрами распорок нижней секции
Комбинации расчетных усилий.
Усилия от постоянной нагрузки: М N Ql=2010кг.
Расчетная длина подкрановой части колонны при учете нагрузки от крана во всех комбинациях lo=y*Н1= 15*6.75= 10.125 м таб.31СНиП.
Приведенный радиус инерции сечения двухветвевой колонны в плоскости изгиба определяем по формуле:
= (0.25·105^2)(1+(3·105^2)((1.5^2)·(3^2)·25^2))=762.8 см2; 2762 см.
lred= lorred= 10.125(27.618100)=36.66 > 14
ео=МN= 1413841150503.1=9.394см
I=2[bh312+bh(c2)2]= 2·(50·(25^3)12+50·25·(1052)^2)=7020833.33 см4;
М1= М+N*(с2)= 14138.41+150503.1·(105·0.012)=93152.54 кг*м;
jl= 1+1·(60554.9593152.54)=1.65
d= еоh = 9.394130=0.07
dmin=05-001*(loh)-001*Rb*gb2= 0.5–0.01·(10.125·100130)–0.01·(17010)·1.1=0.24
При коэффициенте армирования m=00065
Is=mbho(05h-а)2= 2·0.0065·50·25·(1302–4)^2=60466.25 см4.
=(6.4·306000((10.125·100)^2))·((7020833.31.65)·(0.11(0.1+0.23)+0.1)+6.862·60466.2)=
h=1(1-NNcr)= 1(1–150503.14273629.021)=1.04 -коэффициент учитывающий гибкость колонны.
Усилия в ветвях колонны:
Nbr=N2±Mhc= 150503.12±1413841*1.037105
Nbr1= 150503.12+1413841*1.037105=89208.21кг
Nbr2= 150503.12-1413841*1.037105=61294.89кг
Mbr=(QS)4= 5709.43·2304=328292.23кг*м
но не менее1см; h30=2530=0833см; L600=230600=03383см где h-высота сечения ветви L-расстояние между распорками.
ео= Mbr Nbr = 328292.2261294.89=5.36 см
е= еоh+05h-а= 5.355·1.036+(0.5·25–4)=14.05см
= 61294.89(1.1·170·50)=6.56см
Относительная высота сжатой зоны x=хho= 6.555(25–4)=0.31 xr=056
=89208.2·(14.051–(25–4)+89208.2(1.1·2·170·50))(2800·(25–4–4))=-4.080
Площадь арматуры Аs=As назначаем по конструктивным соображениям
Аs+As =0004×b×ho=0002×50×21=4.2 см2. Принимаем 414 А-III с Аs=1.539*4=6.156 см2.
3. Расчет промежуточной распорки.
Изгибающий момент в распорке Mds=(QS)2= 5709.43·2302=656584.45кг*см
S=2.3м-расстояние между центрами распорок нижней секции
Сечение распорки: b=50 см; h=40 см; hо=36 см.
Аs=As 656584.45(2800·(36–4))=7.33см2
Принимаем Аs=As=318 А-III с Аs=2.545 см2*3=7.635см2
Поперечная сила в распорке:
Qds=(2Мds)c= 2·656584.45105=12506.37кг
Qb=jb4gb2Rbtbho= 0.4·1.1·12·50·36=9504кг
Т.к. Qds=1250637кг> Q=9504кг
Необходим расчет поперечной арматуры
Применяем поперечную арматуру dw=6 мм класса A-II шаг s=150мм
= (1.5·12·50·36^2)5709.43=204.29см> 15см
= 2250·2·2.83(15010)=849кгсм
= 2·12·50·36^2=1555200кг*см
= (1555200849)^0.5=42.8см
= 9504+849·42.79=45840.82кг
Прочность наклонного сечения распорки достаточна.
4. Расчет подкрановой консоли.
На консоль колонны действует сила N=(Dmax+ Gпб)*γf = (55.539+11.85)·1.2=80.87т
Размеры консоли h=085м; b=05 м; а=05 м.
bb=50х50см - закладная деталь под подкрановую балку.
y= 10 — при равномерном распределении нагрузки коэффициент зависящий от характера распределения местной нагрузки по площади смятия
= 13.5·12170=0.95 т - для бетона классов В40 и выше;
Rbloc — расчетное сопротивление бетона смятию определяемое по формуле
= 0.953*170=162кгссм2 (102)
Проверяем бетон на смятие в месте передачи нагрузки:
= 1*162*50*50= 405000кг> 80870т(101)
Прочность бетона на смятие обеспечена.
Расчет фундамента под крайнюю колонну.
Данные на проектирование.
Грунты основания – Глина е=08;J
Глубина заложения фендамента hd=1.4м
Условное расчетное сопротивление грунта Ro=500 КПа = 5кгссм2 прил3. табл.3 [3];
Бетон тяжелый класса В20 Rb=115кгссм2; Rbt=9кгссм2; Еb=306000кгссм2; арматура класса А-II Rs=2800 кгссм2;
Вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах gm=20 кНм3. Расчет выполняем на наиболее опасную комбинацию расчетных усилий в сечении 3 - 3 М=14138405 кгс×м; N=1505031 кгс; Q=570943 кгс.
Нормативное значение усилий определено делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке gn=115 т. е. Мn=12294265 кгс×м; Nn=130872261кгс; Qn=496472 кгс.
Определение геометрических размеров фундамента:
Глубину стакана фундамента принимаем 1 м
Наn ³ 30×d=30×14=42 см где d=14 мм – диаметр продольной арматуры колонны.
Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принимаем 600 мм. Полная высота Н=1000+500=1500 мм. Глубина заложения фундамента при расстоянии от нулевой отметки до верха фундамента 0 мм Нf 1600мм=15 м. Фундамент одноступенчатый высотой ступеней 450 и подколонника1050 мм.
Предварительно площадь подошвы фундамента определим как для центрально нагруженного фундамента с учетом gn = 095 по формуле:
05·150503.1((5·10000)–2000·1.4)=3.35см2
где 105 – коэффициент учитывающий наличие момента.
Назначая отношение сторон ba=08 получаем м
b=08×205=164 м. Учитывая наличие момента и распора увеличиваем размеры сторон фундамента примерно на 10 – 15%.
Принимаем аb=2819 м.
Площадь подошвы фундамента А= 2.8·1.8=5.04м2 момент сопротивления
W= (1.8·2.8^2)6=2.35м3.
Определяем рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание по формуле:
(1.3+0.5)4+0.5·(150503.1(9+29861.726))^0.5=1.57
где h=13 м – высота сечения колонны; bco
р=NA= 150503.15.04=29861.73 кгсм2; Rbt=90 кгссм2.
Полная высота фундамента Н=157+008=165 > 14 м.
Следовательно принятая высота фундамента не достаточна.
Принимаем высоту фундамента Н=17 м
Определение краевого давления на основание:
Изгибающий момент в уровне подошвы:
Mnf = Mn - Qn×H = 14138.405+5709.43·1.7=23844.44кг*м
Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:
Gn=a×b×Hf×gm×gn= 2.8·1.8·1.7·2000·0.95=16279.2кг
844.436(150503.1+16279.2)=0.14 аb =2818=1.55м
((150503.1+16279.2)5.04)·(1+6·0.14292.8)=43229.67кгм212×Ro=12×40000=48000 кгм2
=((150503.1+16279.2)5.04)·(1–6·0.1422.8)=22953.79>0
Расчет арматуры фундамента. Определяем напряжение в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны а баз учета веса фундамента и грунта на его уступах от расчетных нагрузок:
рmin = 150503.15.04–23844.4362.352=19723.79кгсм2
где Мf = M + QH = 14138.405+5709.43·1.7=23844.44 кгс×м.
Расчетные изгибающие моменты:
аi=065м- расстояние от центра до Р1-1.(от центра колонны до края фундамента)
а=15 м- расстояние от центра до края ступени;
Р1-1= 44117.28–(44117.28–8396.323)·(1.5–0.65)(1.5·2)=33996.35кгм2
М1-1=0125*Р1-1*(а-hc)2*b= 0.125·33996.34·((3–1.3)^2)·2.4=29474.83кг*м
Здесь ахb- размеры всей опорной плиты.
Р2-2= 39999.66–(39999.66–19723.78)·(1.4–0.95)(1.4·2)=36741.04 кгм2
М2-2=0125*Р1-1*(а-а2)2*b=0.125·36741.0429421769·((2.8–1.9)^2)·1.8=6696.06кг*м
Требуемое сечение арматуры:
Аs1=M1-1(Rs*09*h0)= 17500.367·100(2800·0.9·162)=4.29 см2
Аs2=M2-2(Rs*09*h02)= 6696.055·100(2800·0.9·38)=6.99 см2
Принимаем 912 А-II As=1131*9=10179 см2.
Арматура укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента определяется по среднему давлению Ро= (39999.666+19723.785)2=29861.73кгм2
с учетом того что арматура расположена во втором ряду.
М=0125*Р0*(b-b2)2*a= 0.125·29861.726·((2.4–1.1)^2)·2.8=17663.21 кг*м
Аs3=M(Rs*09*h0)= 17663.211·100(2800·0.9·161)=4.35см2
Аs3=M(Rs*09*h02)= 17663.21·100(2800·0.9·38)=18.45см2
Принимаем 1414 А-II As=1539*14=21546 см2.
Расчет арматуры стакана.
N4-4=N+b4*a4*hстак*γж.б*γf= 150503.1+1.1·1.9·1·2500·1.15=156511.85кг
М4-4=М+Q*hстак= 14138.405+5709.43·1=19847.84кг*м
е4-4= М4-4 N4-4= 19847.835156511.85=0.13мhc6=136=021
Армирование стакана не расчитываем так как е hк6
N5-5=N+b4*a4* H стак *γж.б*γf= 150503.1+1.1·1.9·1.25·2500·1.15=158014.04 кг
М5-5=М+Q* H стак = 20704.24158014.03=0.13кг*м
Е5-5= М5-5 N5-5= 20704.2495158014.0375=0.13мhc6=1.36=021
Поперечная арматура из условия свариваемости 5 Вр-I. с шагом s=400мм.
Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 005% площади поперечного сечения подколонника:
Аs=As=00005*110*190=1045 см2.
С каждой стороны подколонника 616 А-II Аs=As=2.011*2=1201 см2.
Расчет предварительно напряженной подкрановой балки
Мостовой электрический кран нормального типа грузоподьемностью Q=205т пролетом 285м .
База крана Ак=5м ширина крана В=62м. Максимальная нагрузка на колесо Pmax=20т.
Горизонтальная поперечная тормозная нагрузка
(20+6.3)(20·2)=0.66т
Напрягаемые канаты класса К19
Ненапрягаемая арматура класса A-II
При ширене опорной части балки 200мм определяем расчетный пролет
l0 =12–0.05–2·0.22=11.75м
Нагрузка от массы подкрановой балки
q1=(0.65*0.2+0.34*0.345+0.855*0.14)*1.1*0.95*2.5=1.55тм
Нагркзка от кранового пути
Равномерно распределенная нагрузка от массы балки и кранового пути:
g =(1.55+0.19)·1.1=1.91тм
Монтажная нагрузка от массы подкрановой балки при коэффициенты динамичности k=1.4
Нагрузка от вертикального давления колеса крана
Горизонтальные поперечные нагрузки
Железобетонные подкрановые балки расчитываются как свободно опертые разрезные.
M1=0.045·1.914·11.75^2+0.85·0.4·0.525·22·11.75=58.03т*м
M2=0.08·1.914·11.75^2+0.85·0.7·0.525·22·11.75=101.89т*м
M3=0.106·1.914·11.75^2+0.85·0.9·0.525·22·11.75=131.83т*м
M4=0.12·1.914·11.75^2+0.85·1·0.525·22·11.75=147.07т*м
M4=0.125·1.914·11.75^2+0.85·1·0.525·22·11.75=148.39т*м
Ординаты огибующих эпюр поперечных сил от вертикальных сил в сечении 0
=0.5·1.914·11.75+2.4·22=64.04т
=–0.1·1.914·11.75+0.5·22=8.75т
Максимальные усилия в сечении
Суммарный изгибающие моменты и поперечные силы в сечении ни расстоянии 115м от оси опоры в месте начала уширения стенки по интерполяции.
Максимальный расчетный изгибающий момент от горизонтального поперечного торможения в середине пролета балки
85·1·0.525·0.72325·11.75=3.79т*м
При расчете на монтажные нагрузки опоры расположены на расстоянии 02l0 от торцов балки. Тогда наибольший отрицательный момент от веса балки совпадающий по знаку с моментом от предварительного обжатия балки при коэффиц-те динамичности л=14
==(2.17·(0.2·11.75)^2)2=5.99т*м
Предварительный расчет прочности нормальных сечений.
0+12·180=2300мм>650 принимаем 650мм
Определяем рабочую высоту сечения балки в предположении что центр тяжести арматуры Asp и As расположены на расстоянии а=150мм от низа балки
Напряжение в арматуре
=0.674(1+(900400)·(1–0.6741.1))=0.36
·0.65·0.18·(1.25–0.5·0.18)·1000=2985.84кН*м>1483.7кН*м
8.387078125·1000·100(220·65·125^2)=0.07
–(1–2·0.066411)^0.5=0.07
8.387·1000·100(0.9655·125·12500)=9.83см2
Для обеспечения трещиностойкости зоны растянутой от предварительного напряжения в стадии изготовления и монтажа предасматриваем арматуру As в количестве 20% от площади арматуры Asp . Учитывая возможное снижение прочности нормальных сечений при наличии напрягаемой арматуры Asp’ а также из условия обеспечения требований по трещиностойкости увеличиваем расчетную площадь напрягаемой арматуры Asp на 10%.
Asp= 9.834·1.1=10.82см2
Asp'=0.2·10.8184764701705=2.16см2
Окончательно принимаем
В нижней зоне 10f14 К19 Asp=10*1.287=1287см2
В верхней зоне 2f14 К19 Asp=4*1.287=2556см2
Задаемся конструктивной арматурой
В нижней зоне4f10A-II As=3.14 см2
В верхней зоне 2f10A-II As=1.57 см2
Геометрические характеристики сечения балки
Сечение в середине пролета балки
А=65·18+34·30+92·14+2·10·92+2·4·25.52=3670см2
Площадь сечения всей продольной арматуры.
As=12.87+2.556+3.14+1.57=20.136см2
При 0008=3670см2*0008=2936см2>As=20.136см2
Статический момент приведенного сечения относительно оси 1 – 1
Sred=650*180*1310+300*340*150+920*140*760+0.5*100*90*2*330+40*255*0.5*2*1207=
Расстояние от крайнего растянутого волокна до оси проходящей через центр тяжести приведенного сечения.
y0= Sred Ared=2817*10^6367*10^3=768 мм
Момент инерции приведенного сечения относительно оси проходящей через центр тяжести
Ired=(650*180^3)12+650*180*(632-90)^2+(340*300^3)12+340*300*(768-150)^2+(140*920^3)12+140*920*(768-760)^2+(2*100*90^3)36+(2*10*902)*(768-330)^2+(2*255*40^3)36+(2*255*402)*(632-193)^2=8719800см4
Момент сопротивления приведенного сечения относительно нижней грани
Wred= Iredy0=871980076.8=113600см3
Момент сопротивления приведенного сечения относительно верхней грани
W’red= Ired(h0-y0)=8719800(140-76.8)=138000см3
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки
r’= WredAred=113539.06253670=30.94см
Сечение у грани опоры балки.
Площадь приведенного сечения
Ared=A=340*1220+650*180=5318см2
Статический момент приведенного сечения относительно оси 1-1
Sred=650*180*1310+340*1220*610=406300см3
Расстояние от крайнего растянутого волокна ось 1-1 до центра тяжести приведенного сечения
y0= Sred Ared=4063005318=764см
Момент инерции приведенного сечения относительно оси проходящей через его центр тяжести.
Ired=650*180^312+650*180*(636-90)^2+340*1220^312+340*1220*(764-610)^2=9648000см4
Определение предварительного напряжения арматуры и его потерь.
Начальное предварительное напряжение ssp и ssp’ арматуры Asp и As’ принимаем наибольшим
Где: Dp=005ssp- при механическом способе натяжения арматуры. Тогда ssp = ssp’= Rs.ser105=150001.05=14285.71кгсм2
От релаксации напряжения в арматуре
s1=s1’=(0.22ssp Rs.ser-0.1) ssp=(0.22·14285.7115000–0.1)·14285.71=1564.63кгсм2
От разности температур натянутой арматуры и упоров стенда при классе бетона В40
s2=s2’=12.5Dt=1.25*65=81.3МПа
От деформации анкеров при натяжении арматуры на упоры стенда и инвернтерных зажимах
s3=s3’=((125+015d)l)*E=((1.25+0.15·14)12500)·2·1000000=536кгсм2
Для определения потерь от быстронатекающей ползучести s6=s6’ вычисляем усилие предварительного обжатия P1 с учетом уже вычесленных потерь.
372.088·12.87+11372.088·2.556=175425.84кг
285.7142–1564.62–813–536=11372.09кгсм2
Экцентриситет приложения усилия P1 относительно центра тяжести приведенного сечения
(11372.0881·12.87·64.8–11372.088·2.556·59.2)175425.83=44.25см
При вычислении sbp для определения потерь от ползучести напряжениями от веса подкрановой балки пренебрегаем т.к по сравнению с напряжениями от усилия предварительного обжатия они незначительны
Напряжения в бетоне на уровне центра тяжести арматуры Asp
5425.835318+(175425.83·44.25(9648000))·64.8=85.13кгсм2
Напряжение в бетоне на уровне центра тяжести арматуры Asp’
5425.835318–(175425.83·44.253(9648000))·59.2=-14.65кгсм2 (растяжение)
(0.25+0.025·36)·10=11.5кгсм2
=34·85.12360=8.04кгсм2
Первые потери с учетом потерь s6
64.6258+813+536+8.039=2921.67кгсм2
64.625+813+536=2913.63кгсм2
Вторые потери ( после обжатия бетона).
От усадки тяжелого бетона класса В40 подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении
Напряжения в напрягаемой арматуре с учетом первых потерь
285.71–2921.665=11364.05кгсм2
285.714–2913.6258=11372.09кгсм2
Напряжения в ненапрягаемой арматуре:
Усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь
364.048·12.87+11372.08·2.556–63·3.14=175124.54кг
Экцентриситет приложения усилия P1
=(11364.04·12.87·64.8–11372.08·2.556·59.2–6.3·3.14·72.8)175124.54=44.28кг
5124.545318+(175124.542·44.2839648000)·64.8=85.02кгсм2
Напряжения в бетоне на уровне центра тяжести арматуры Asp’
5124.545318–(175124.54·44.28359648000)·59.2=-14.65кгсм2
Потери от ползучести
s9=128sbpRbp=128·85.01·10350=310.92кгсм2
Вторые потери напряжения
0+310.92=710.92кгсм2
Суммарные потери напряжения
21.6657+710.9202=3632.59кгсм2>1000кгсм2
13.625+400=3313.63кгсм2>1000кгсм2
Расчет прочности нормальных сечений от горизонтальных нагрузок
Расчет выполняем из условия что момент от горизонтальных сил поперечного торможения воспринимается верхней полкой подкрановой балки армированной только предварительно напрягаемой арматурой Asp=Asp’=2.556см22=1278см2
Высота сжатой зоны бетона
00–1.1·10972.088=-8069.3кгсм2
285.71–3313.625=10972.09кгсм2
(12500·1.278–-8069.297·1.278)(220·18)=6.64см
Относительная высота сжатой зоны бетона
285.7142–3632.5859=10653.13кгсм2
500+4000–0.9·10653.128=6912.18кгсм2
=0.656(1+(6912.184000)·(1–0.6561.1))=0.39
=6.6358=0.11см0.39-прочность сжатой зоны обеспечано
Прочность сечения проверяем по формуле
0·18·6.638·(58–0.5·6.638)+6912.18·1.278·(58–7)=1887948.95кг*см>M=3.79т*м=379000кг*м
Прочность сечения достаточна.
Расчет прочности наклонных сечений по поперечной силе
Для подкрановой балки основной является нагрузка в виде подвижных сосредоточенных сил.
Для тяжелого бетона =2 =06 =15
Вычислим коэффициент учитывающий влияние свесов полок:
=0.75·(650–140)·180(140·(1400–180))=0.4
Вычисляем коэффициент учитывающий влияние предварительного напряжения продольной арматуры
653.12·12.87+10972.08·2.556–700·3.14–400·1.57=162324.42кг
9·(14285.71–3632.585)=9587.82кгсм2
9·(14285.714–3313.62)=9874.88кгсм2
+310.920+400=773.92кгсм2
=0.1·162324.419216891(14·14·128)=0.65
Опорные реакции балки
A=22·(10.8+9.6+4.6)11.75=46.81т
В=22·3+1.914·11.75–58.053=30.44т
Поперечные силы в конце наклонного сечения
Q1= 58.0532–0.5·1.914·1.2=56.9т
Q2= 58.053–0.5·1.914·2.4–22=33.76т
Q3= 58.053–0.5·1.914·7.4–2·22=6.97т
Поперечная сила воспринимаемая сечением 1-1 без учета арматуры.
5·(1+0.647020165883652)·14·14·128^2128=61980.66кг
5·14·14·128^2=8028160кг >Qb=61980.66
Q1=56904кгQb=64980.66кг Поперечная арматура по расчету не требуется и должна устанавливаться конструктивно
Вторая схема загружения .а1=175м Эта схема принята из условия что поперечная сила в сечении 11-1 от внешних нагрузок несколько больше поперечной силы воспринимаемой бетоном т.е Q1>Qb1
A= 22·(10.25+9.05+4.05)11.75+1.914·11.752=54.96т
В= 22·3+1.914·11.75–54.96=33.53т
Q1= 54.963–0.5·1.914·1.75=53.29т
Q2= 54.963–0.5·1.914·2.95–22=30.14т
Сечение 1-1 . a1=1.75м>h0=1.28м
5·(1+0.647)·14·14·128=61980.66кг
5·(1+0.647)·14·14·128^2175=45334.28кг53290кг
Необходим расчет поперечной арматуры.
= 1+0.403103044496487+0.647020165883652=2.05>1.5 k=1.5
·1.5·14·14·128^2=9633792кг*см
= (53.2891489361702·1000–55050.24)55050.24=-0.03см
Минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном железобетонного элемента
= 0.6·1.5·14·14·128=22579.2кг
= 22579.2·175(55050.24·128·2)=0.28
Усилие передаваемое на хомуты на единицу длины балки
= 53.289·10·0.28038((175100)·(0.28+1))=66.68кНм=6668кгсм
-я Схема загружения.
Принятое условие удовлетворяет требованиям
Отсюда a1=2.5h0=320см
А=22·(8.8+7.6+2.6)11.75+1.914·11.752=46.82т
Q1= 46.819–0.5·1.914·3.2=43.76т
Q2= 46.81921–22–0.5·1.914·3.2=21.76т
(1.5·1.5·14·14·128^2)320=22579.2кг Q1=43.76т
Расстояние между поперечными стержнями (хомутами ) по длине элемента
= 22579.2·256(30105.6·256)=0.75
= 43.756·10·0.75((2.65)·(0.75+1))=70.77кНм
= 2250·2·0.78570.7657=49.92см
Принимаем шаг поперечных стержней 2f10A-II s= 400 мм.
Проверка прочности наклонной полосы между наклонными трещинами.
Коэффициент учитывающий влияние прочности бетона
Число приведения =62
Коэффициент учитывающий влияние поперечного армирования
= 1+8·6.2·000280=1.141.3
Поперечная сила воспринимаемая бетоном стенки между трещинами
= 0.3·1.13·0.78·220·14·128=105080.48кг
Qu=105080.48кг > 43760т
Прочность бетона стенки на участке между наклонными трещинами достаточна
Расчет нормальных сечений балки по образованию трещин.
=(10653.128·12.87·64.8–10972.08·2.556·59.2–700·3.14·72.8+400·1.57·60.2)162324.41=43.75кг
Напряжения в сжатом бетоне от усилия предварительного обжатия и изгибающего момента от внешних нагрузок
2324.415318–162324.419216891·43.751·(140–76.8)9648000+(148387.078125·1009648000)·(140–76.8)=81.2кг (сжатие)
Коэффициент учитывающий неупругие деформации бетона сжатой зоны
=1.6–81.2035056730876290=1.32
319·113539.065318=28.18см
2324.41·(43.75+28.1816)=11676576.09кг*см
Изгибающий момент воспринимаемый нормальным сечением при образовании трещин
0·170308.59+11676576.08=61066068.27кг*см
Wpl=1.5·113539.0625=170308.59см3
Проверяем условие трещиностойкости
Mr=14838708кг*мMcrc=610660.68кг*м
Вывод трещины не образуются.
Список используемой литературы.
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкцииГосстрой СССР – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1989. – 80 с.
СНиП 2.01.07-85. "Нагрузки и воздействия". М. СИ 1986г.
СНиП 2.02.01-83. "Основания зданий и сооружений" М. СИ 1984г.
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов. – 5-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1991. – 767 с.: ил.
Улицкий И. И. Ривкин С. А. Самолетов М. В. Дыховичный А. А. Френкель М. М. Кретов В. И. Железобетонные конструкции (расчет и конструирование). Изд. третье переработанное и дополненное. Киев «Будiвельник» 1972 стр. 992.
Железобетонные и каменные конструкции: Учеб. для строит. спец. вузовВ. М. Бондаренко Р. О. Бакиров В. Г. Назаренко В. И. Римшин; Под ред. В. М. Бондаренко. – 3-е изд. исправл. – М.: Высш. шк. 2004. – 876 с.: ил.