Ирина Эланс

Автор который поможет с любыми образовательными и учебными заданиями

Расчет железобетонной рамы здания

Архангельский государственный технический университет

Факультет: строительный

Кафедра: ИК и архитектуры

Специальность: 2903

Пояснительная записка к курсовому проекту № 2 по железобетонным конструкциям.

Выполнил : Копосов А.Е.

Студент СФ V-3

Проверил:Вешняков А.В.

Архангельск

2003

Компоновка конструктивной схемы поперечной рамы здания.

Выбор элементов рамы.

Размеры сечения надкрановой части колонны:

Ширина b=500 мм ; высота h=380 мм , то же , подкрановой части b=500 мм ; h=1000 мм крайней колонны , h=1600 мм средней колонны .

Высота сечения одной ветви hв=250мм , высота подкрановой распорки hр=1050мм остальные hрас=2*250=500 мм.

Высота подкрановой балки 1200 мм , привязка 250 мм .

1.1 Установка размеров элементов рамы

Грузоподъемность крана Q=30 т КР-70 hрел=120 мм qр=63,25кг/мп Нв=1+0,12+2,75+0,2=4,1м=4100мм

Нн=ук+150=10,2-0,12-1+0,15= 9,2 м Ук=угкр-hр-hпб=10,2-1-0,12=9,08 м УВК=УГКР+Нкр+∆в=10,2+2,75+0,2=13,15 м

при Q =30т Нкр =2750 мм. Н=9,2+4,1=13,3м

Стеновые панели самонесущие. 5 панелей высотой 2,4м и одна высотой1,2м

Высота плит покрытия 300мм.

-4 слоя пароизоляции

-стяжка 30 мм

-утеплитель 200 мм

2.Сбор нагрузок на раму.

2.1 Постоянные нагрузки

а) Gп= (Gр*γf /2 + qп*l*B/2) *γn Gр- собственный вес ригеля

qп- вес от плит и конструкций на них опирающиеся

Нагрузки	qн кН/м2	γf	qр кПа
Собственный вес ребристой ж/б плиты 3*6 ( 2,8 т)	1,5	1,1	1,65
2. Один слой рубероида	0,05	1,3	0,065
3.Теплоизоляця- пенобетон ( h=200 ρ=670 кг/м3	2,01	1,3	2,61
4.Стяжка цементно-песчанная g=1800 кН/м²	0,54	1,3	0,7
5. Водоизоляционный ковер четыре слоя рубероида	0,15	1,3	0,195
ИТОГО	4,25		5,22

Gп = ( 91*1.1/2 + 5,22*18*6 /2)*0,95=315,3 кН Мп = 315,3*( 1-0,38) /2= 105,4кН*м

б) Нагрузки от колонны

σкв=Нв*b*d*γ*γf*γn = 0,38*0.5*4,1*1,1*0.95*25=20,3 кН Мкв = 20,3*(1-0,38)/2 = 6,3 кН*м

σкн= (3,07*1,1*0,95*25= 80,2кН Мкн=0

в) Нагрузка от веса подкрановой конструкции ( епк=0,75м )

σпк=( σпб*γf + qрел*γа*В) *γn = (35,3*1.1 + 0,032*1.05*6 ) *0.95 = 37,1кН Мпк=37,1*0,75=27,8

г) От веса стеновых панелей

σпв= (4,1+0,89+0,5)*0,3*6*13,2*1,2*0,95 =148,7 кН Мпв = 148,7*0,34=50,5 кН*м

епв=0,34м hп=300мм γ=1320 кг/м3 керамзита бетон

σпн = 8,2*0,3*6*13,2*1,2*0,95 = 222,1кН Мпн = 222,1* (0,3+1 )/2 = 144,3 кН*м

σн= σпк+σкн+σпн= 37,1+80,2+222,1 =339,4 кН

Мн=Мпк+Мпн+Мвк+Мп = 27,8+50,5+6,3+105,4 = 190кН*м

σв= 315,3+ 20,3+148,7 = 484,3 кН Мв = Мпв = 50,5 кНм

2.2 Временные нагрузки.

а) Снеговая ( только для крайней колонны) снеговой район I

Рсн=S0*μ*L*B*γf*γn/2 : μ-учитывает профиль кровли, при α<25 и менее μ=1 , γf=1,4

Рсн = 0,5*1*18*6*1.4*0.95/2 = 35,9 кН Мсн = 35,9* (1-0,38)/2=11,1 кНм

Для средней колонны не делим на 2 и Мсн=0.

б) Ветровая нагрзка

ω= ω0*В*к*с*γfγn ; Скоростной напор ветра для Астрахани ω0=0,38 кПа , аэродинамический коэффициент с наветренной стороны с=0,8 , с заветренной с=0,6 . Коэф. надежности по нагрузке для ветра γf=1.4.

Коэф. учитывающий изменение ветрового давлении по высоте к=0,65 до 10м , к=0,85 до 20м

ω10=0,38*6*0,65*0,8*1,4*0,95=1,57кН/м ω20=0,38*6*0,85*1,4*0,95=2,06кН/м

ω_13,84 = 1,76 кН/м ω_12,3 =1,68 кН/м

W = ωа + ωб / 2 *Нпокр = 2,65 кН

W¹ = 2,65*0,6/0,8=1,98 кНм

W∆=0,15 кН H∆ =12,6 м ωэкв =Мзад *2 /Н*Н = 120,6*2/12,3*12,3= 1,59кН/м

ωэкв¹=1,59*0,6/0,8=1,2 кН/м

в) Крановые нагрузки

Принимаем в каждом пролете по 2 крана которые могут сходиться в одном месте.

Расчетное вертикальное максимальное давление от двух сближенных кранов на колонну определяют по линии влияния давления на нее Dmax = Pmax*∑yi*γf*γn*nc

Gт = 8,7 т = 85,3кН ; Pmax = 280 кН ; Рmin = 82 кН Q=30т = 294кН

В=6,3 м К= 4,4м

∑yi= 0.3+0.789+1+0.511 = 2.6 , γf=1,2 , nc=0.85 для двух кранов

Dmax = 28*1,95*1.2*0.95*0.85 = 529,1кН Dmin = 82*1,95*1,2*0,95*0,85 = 154,9 кН

Мmax = Dmax*eкр = 529,1*0,75 = 396,8 кНм Mmin = 154,9*0,75 = 116,2 кНм

Расчетные тормозные горизонтальные нагрузки на колонну определяют по тем же линиям влияния

Тn=к*Gт+Q/n = 0.05*(30+12)/2 = 10,5 кН к=0,05 для гибкого подвеса

Т=Tn*∑yi* γf*γn*nc = 10,5*1,95*1,2*0,95*0,85 = 19,8 кН

3.Статический расчет.

Рама статически неопределима , расчет ведем методом перемещений. В основной системе ограничиваем перемещение верхней части колонны. Ригель представляем в виде абсолютно жесткого стержня , который соединяет колонны по верху.

r11*∆ + Rp=0 для всех нагрузок кроме крановых

для крановых Скр*r11*∆+ Rp=0

Для расчетов используем справочные данные и коэффициенты

α = 4,1/12,3=0,33 к= α³ (Iн/Iв – 1) Iв = 0,5*0,38³/12 = 0,0023 м4

Iн = Ав*с²/2 = 2*0,2*0,5*0,8²/2 = 0,064м4 к=0,22

для сквозного сечения к1 = (1-α)² *Iн/ 8n²*Is n – количество панелей для нижней части колонны

Is – момент инерции ветви = 0,0003 м4 к1=0,21

Определяем реакции от единичного смещения верха колонны

R∆1 = 3*Ев*Iв /Н³( 1+к+к1) = 0,000072*Ев

r11=∑R∆1= R∆1л+R∆1пр = 0,000144*Ев

а) Усилия от постоянных нагрузок

Rв= 3Мв ( 1+к/α) / 2Н ( 1+к+к1) Rн = 3Мн(1-α²) / 2Н(1+к+к1)

Мв=105,4кНм Мн=216,5кНм

Rн=16,1кН

для правой стойки

Rв = 16,1кН Rн = 12,9 кН

Rp=∑R = 0 ; r11*∆ = 0 ; ∆ = 0

упругая реакция

Rl = ∆*R∆+ R = R ; Rlл =Rвл + Rнл

R_l = Rвп + Rнп ; R_l= 29кН

б) Снеговая нагрузка .

Rнл = 3Мсн( 1-α²) / 2Н (1+к+к1) ; Рсн=35,9кН ; Мсн = 11,1 кНм Rlл=Rнл = 0,71 кН

в) Ветровая нагрузка

r11 ∆ + Rp =0 Rω= 3*ω*Н( 1+α*к + 1,33(1+α) +к1) /8*(1+к+к1) = -7,7кН

Rw¹ = -5,8 кН

Rp = ∑R = (-2,65 + 1,95-5,8-7,7) = - 8,93 кН <0 ∆ = - Rp / r11 >0 ; ∆ = -8,93 / 0,000144*Ев>0

Крановые нагрузки

Rлев = 3Мmax( 1-α²) / 2H(1+к+к1)<0; Mmax=396,8кНм

Rлев = 3*396,8*(1-0,33²) / 2*12,3*1,43 = -25.3кН

Mmin = 116,2кНм

Rпр = 3*116,2 ( 1- 0,33²) / 2*12,3*1,43 = 7,4кН

Спр*r11*∆ + Rp = 0

Cпр – коэф. учитывающий пространственную работу каркаса

Спр = 4,7

Rp = -25,3+7,4 = -17,9 кН ∆ = - 17,9 / 4,7*3320 =0,0011>0

Rlлев = Rл + ∆R∆1 = -25,3+0,0011*1660 = -23,5кН Rlпр = Rпр + ∆R∆1 = 9,3кН

горизонтальные нагрузки

На левую стойку действует Dmax на правую Dmin , Т=0.

Rл = Т* ( 1-α ) / 1+к+к1 < 0 Rл = - 2,37кН

Rp = Rл = -2,37 кН ∆ = Rp/ Cпр*r11 = -2,37/4,7*1660=0,0003

Определяем упругие реакции Rlл = Rл + ∆R∆1 = -1,87 кН Rlпр=0,49 кН

Таблица нагрузок

Таблица комбинаций расчетных усилий

Нагруз-

ка

номер нагружения

коэф. сочетания

I-I

М-I

I-I

N-I

II-II

М-II

II-II

N-II

III-III

М-III

III-II

N-III

IV-IV

М-IV

IV-IV

N-IV

IV-IV

Q-IV

Постоянная

-105,4

-484,3

13,5

-823,7

-203

-823,7

34,8

823,7

Снеговая полная

0,9

-35,9

-32,3

2,9

2,6

-35,9

-32,3

-8,2

-7,4

-35,9

-32,3

2,4

2,2

-35,9

-32,3

0,7

0,6

Ветровая слева

0.9

-48,4

-43,5

-48,4

-43,5

-225,4

-202,8

-22,8

-20,5

Ветровая справа

3٭

0.9

31,6

28,4

31,6

28,4

155,3

139,8

16,1

14,5

Крановая Dmax

0,9

-96,3

-86,7

300,7

270,6

-529,4

-476,2

-107,7

-96,9

-529,4

-476,2

23,5

21,1

Крановая

Dmin

4٭

0,9

-38,1

-34,3

-78,1

-70,3

-154,9

-139,4

-1,87

-1,6

-154,9

-139,4

-9,3

-8,4

Т на лево

0.9

±7,7

±6,9

±7,7

±6,9

±83,5

±75,1

±9,2

±8,3

Т на право

5٭

0.9

±2,1

±1,9

±2,1

±1,9

±6,1

±5,5

±0,49

±0,4

M N M N M N M N Q

Mmax

1+2

16,4

1+2

-859,6

1+3

-97,1

1+3

735

1+2

37,2

1+2

-859,6

1+2

29,7

Nсоотв

0,9

1+2+3

44,5

1+2+3

-856

1+2+3

176,8

1+2+3

-856

1+2+3

44,1

Mmin

1+4+5

-90,5

1+4+5

-823,7

1+3

-68,7

1+3

-823,7

1+3

-190,6

1+3

-823,7

1+3

6,2

Nсоотв

0,9

1+3+4+5

-124,4

1+3+4+5-823,7

1+2+4+5

-169

1+2+4+5

-995,4

1+3+4+5

-340

1+3+4+5

-1299,9

1+3+4+5

37,9

Nmax

1+2

-105,4

1+2

520,2

1+2+5

16,4

1+2+5

-859,6

1+2+5

105,4

1+4+5

-1352,8

1+4+5

1388,7

1+4+5

61,7

Mсоотв

0,9

1+2

16,1

1+2

-856

1+2+5+4

67,1

1+2+5+4

-1332,2

1+2+5+4

-135

1+2+5+4

-1332,2

1+2+5+4

Мℓ и Nℓ

-105,4

-484,3

13,5

-823,7

-20,3

-823,7

34,8

-823,7

4. Расчет колонны.

4.1 Характеристики материалов.

Бетон тяжелый В15 ; Rb = 8,5 МПа ; Rbt = 0,75 МПа ; Rb,ser = 11МПа ; Rbt,ser = 1,15МПа ;

Продольная арматура класса А_т-IVC ; Rsc = 400 МПа ; Rs = 510 МПа ; Es = 19*04 МПа.

4.2 Верхняя часть колонны.

4.2.1 Расчет в плоскости изгиба.

Расчетное сечение 2-2

М = 124,4 кНм ;Nсоотв = 823,7 кН ;Mℓ = 13,5 кНм; Nℓ=823,7кН

Т.к. A`s<0 , то армирование принимаем конструктивно

В подкрановой части действуют моменты разных знаков

близкие по величине. Принимаем симметричное армирование.

а = ́а` = 40 мм . hо = h – а = 600 – 40 = 560 мм = 0,56 м .

1)Определяем расчетную длину в плоскости изгиба : при

учете крановых нагрузок

ℓо = 2Нв = 2*4,3 = 8,6 м .

2) Определяем случайный эксцентриситет

℮а > h/30 = 60/30=2 см ℮а > ℓо/600 = 8600/600 = 14,3 мм = 1,4см ℮а >1см принимаем ℮а= 2 см

3) Определяем статический эксцентриситет относительно ц.т. сечения

℮о=M/N=211,3/961,3=0,19м = 19 см >℮а

4) λm = ℓо/i ; i = 0.289h = ; λm = 8.6 / 0.289*.6 = 51.3 >14

λn = 8.6 / 0.6 = 14.3 > 4 необходимо учитывать продольный изгиб элемента .

5) Определяем величину критической силы Ncr. Для этого находим моменты от полной длительнодействующей нагрузки относительно оси , проходящей через ц.т. растянутой арматуры.

Мℓ1 = Мℓ+Nℓ*( ho-a`/2) = 65,1+447,7*( 0,56-0,04/2)=181,5 кНм

М1 = М+N *(ho-a`/2) = 211,6+961,3*(0.56-0.04/2)=461,5кНм

коэф. учитывающий длительную составляющую нагрзки

φℓ=1+β*(Мℓ/М1) = 1 + 1*(181,5/461,5) = 1,39<2 (β=1 для тяжелого бетона)

δe,min = 0,5-0,01*ℓo/h – 0,01Rb = 0,5-0,01*8,6/0,6 – 0,01*11,5 =0,24 (δe=0,19/0,6=0,32<δ e,min=0.24)

α = Es/Eb = 7.41 ; задаемся μ = 0,005-0,012 . принимаем μ= 0,01

Ncr = 1,6Eb*b*h/λ²n [ (0,11/0,1+δe) + 0,1 /3φℓ +μ λ (ho-a`/h)²] = 1,6*27*03*0,6*0,5 / 14,3² *

*[ (0,11/0,1+0,32) / 3*1,39 + 0,01*7,41 ( 0,56-0,040/0,6)²] = 8591 кН

6) Определяем коэф. продольного изгиба.

η = 1 / ( 1 – N/Ncr) =1,13 < 2.5

7) ℮ = ℮о*η + 0,5h-a` = 0.19*0,13+0,5*0,6-0,04 = 0,45м

8) ξr = ω / 1+σsr/ σsc,u ( 1- ω/1.1) = 0,758 / 1+365/400(1-0,758/1,1) = 0,59

ω= 0,85 – 0,008Rb = 0.758 ; σsr = Rs ; σsc,u = 400 МПа при γb2 >1

9) Определяем высоту сжатой зоны

As=A`s ; x=N/Rb*b = 961,3/11,5[03]*0,5 = 0,16 м.

10) ξ = x / ho = 0,16 / 0,56 = 0,29 ; ξ = 0,29 <ξ r = 0.59 ; x –найдено верно

Из условия прочности определим требуемую площадь арматуры.

Nе < Rb*b*x*(ho-0.5x) + Rsc*A`s (ho-a`) ; As=A`s= Nе – Rb*b*x*(ho-0.5x) / Rsc( ho-a`) ;

As = 0,961*0,45 – 11,5*0,5*0,16*( 0,56-0,08) / 365( 0,56-0,04) = -4,8*(-05) м² = -0,48см²

Т.к. A`s<0 принимаем армирование конструктивно

При b=500мм принимаем 2 каркаса по 3 продольные арматуры As = 0,002*50*56= 5,6 см²

принимаем 3Ø18 A – III As,факт. = 7,63см²

μфакт. = 2*Asфакт/bh = 2*7,63 / 60*50 = 0,00508

В соответствии со СНиП μmin = 0,002 ; μфакт = 0,00508 > μmin = 0,002

μфакт – μ = / 0,00508 – 0,01 / = 0,00491<0,05

4.2.2 Расчет в плоскости изгиба .

Расчет выполняется на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом

Определяем расчетную длину из плоскости изгиба

ℓ`o = 1,5 Нв = 1,5*4,27 = 6,4 м λ` = 6,4 / 0,289*0,5 = 44,3

λв = ℓ`о / b = 6,4 / 0,5 = 12,8 < λn = 14,3

Прочность в рассматриваемой плоскости обеспечивается

4.3 Подкрановая часть колоны.

4.3.1 Расчет в плоскости изгиба.

К расчету принимаем сечение 4 - 4 , т.к. усилие в нем

больше чем в сечении 3 - 3 .М = 567кНм N=1305кН

Mℓ=175кНм Nℓ = 791,6кН

Определяем расчетную длину

ℓо = 1,5*Нн = 1,5*7,83 = 11,7 м .

℮о = 567/1305= 0,43 м .

Определяем приведенную гибкость подкрановой части

как для составного решетчатого стержня ,

λ² = 4*ℓ²о/с² + 12S² / h²в = 4*11,7² / 1,05² + 12*2,5² / 0,25² = 1697 ; λ = √ 1697 = 41

η = 1 / ( 1 – N/Ncr) = 1 / ( 1- 961,/77903) = 1,01 = 1

5) Определяем усилия в ветвях

Nb1 = N/2 + M*η / c = 1305/2 + 567*1 / 1,05 = 1193 кН ( сжатие)

Nb2 = N/2 – M*η / c = 1305/2 – 567*1 / 1.05 = 112,5кН ( сжатие) Обе ветви сжаты.

6)Определяем моменты в ветвях

Мb1.2 = ±Q*S / 4 = 10,2 * 2.5 / 4 = ±6,4кНм

Т.к. моменты одинаковые по величине , но имеют разные знаки принимаем симметрчное армирование ветвей .

A`sb = Asb ; a = a` ; ho = 250 – 30 =220 мм = 0,22 м

7)Расчет армирования внецентренно сжатой ветви . К расчету принимаем наиболее загруженную ветвь: Nb1 = 1193 кН Mb1 = 6,4кНм

7,1) Определяем статический эксцентриситет ℮ob = 6,4 / 1193 = 0,005 м

7.2) Определяем эксц. относительно растянутой арматуры без учета коэф. продольного изгиба ветви η = 1

℮а = ℮оb + 0.5hb – a = 0.005+0.5*0.25 -0.03 = 0.1

7.3) Определяем высоту сжатой зоны х = 1193 / 1,1*11,5* [03]*0,6 = 148.9[03] = 0.157 м.

7.4) ξ = 0,157 / 0,22 = 0,71 ; ξr = 0.749 / [1 + 365 / 400 ( 1 – 0.749 / 1.1 )] = 0.58

ω = 0,85 – 0,08*11,5*1,1 = 0,749 ξ = 0,71>ξr = 0,58 надо уточнить высоту сжатой зоны

ξ = αn ( 1 – ξr) + 2αs*ξr / 1 – ξr + 2αs ; αn = 1193 / 11.5[03]*1.1*0.6*0.22 = 0.677

αs = αn ( ℮a/ho -1 + αn/2 ) / 1- a`/ho = 0.677 ( 0.1/0.22-1+0.677/2 ) /1-0.03/0.22 = -0.105

т.к. αы <0 , то армирование принимаем конструктивно

Asb = A`sb = 0.002bh = 0.002*0.500.6 = 6см² ; принимаем 3Ø16 A-III Asb,факт = 6,03см²

4.3.2 Расчет в плоскости изгиба.

1) Расчетная длина ℓ`о = 0,8*7,83 = 6,26 м .

2) λ`= ℓ`о / i` = 6,26 / 0,289*0,6 = 36,1 < λ = 41

условие соблюдается т.е. прочность обеспечивается

4.4 Расчет промежуточной распорки.

Принятые hp = 500 мм , bp = 600 мм . Наибольшая поперечная сила Q = 45,7кН

Определяем усилия в распорке Мр = ±QS / 2 = 47,2*2.5/2 = 56.5кНм Qp = 47,2*2.5/1.05 = 109кН

Т.к. моменты одинаковы по величине , но разные знаки принимаем симметричное армирование.

a = a` = 40мм ; ho = h-a = 500-40 = 460 ; As = A`s

As = A`s = Mp / Rsc ( ho - a`) = 56.5 / 365[03] ( 0.46 – 0.04) = 3.68 см²

Принимаем 3Ø14 A-III As,факт = 4,62 см²

Расчет по сечениям наклонным к продольной оси

Проверка прочности по наклонной сжатой полосе

Qp < 0.3*φw1*φb1*Rb*b*ho ( φw1 = 1 ; φb1 = 1-0.01Rb = 0.874 )

Qp= 109 < 0,3*1*0,874*11,5[03]*1,1*0,6*0,46 = 896 кН

Определяем необходимость поперечного армирования по расчету

Qp = 109кН < Qb,min = φb3*Rbt*b*ho = 0.6*0.9*1.1*0.6*0.46 = 163.9 кН

Условие соблюдается , арматура по расчету не требуется , арматуру устаналиваем конструктивно.

dsw > d/4 = 14 / 4 = 3.5 см² ; Sw = Sk = 500 / 3 = 164 мм при h > 450мм.

Принимаем шаг Sk = 100 мм , Арматуру 3Ø6 As,факт = 0,85 см²

4.5 Расчет колонны по наклонным сечениям.

Проверим необходимость поперечного армирования надкрановой части. ( сечение II-II)

Qmax = 60,5кН М = 186,3кНм N = 961,3 кН

Проверим необходимость поперечного армирования по расчету

Qmax < Qb,min = φb3 ( 1 + φn) Rbt*ho*b

φb3 = 0.6 для тяжелого бетона Rbt = 0.9*1.1 = 0.99МПа

φn = 0.1 * 961.3 / 0.99[03]*0.5*0.56=0.34 < 0.5

Qb,min = 0.6 *( 1+0.34) *0.99[03]*0.5*0.56 = 224 кН >Qmax = 60.5кН

Условие выполняется , арматуру устанавливаем конструктивно

dsw = 18/4 = 4,5 принимаем 6мм. Sw = Sk <20d = 160 мм Sk<500 мм

Принимаем 3Ø6 As,факт = 0,85 см² , шаг стержней 150мм

Проверим необходимость поперечного армирования в подкрановой части :

Обе ветви сжаты: Nb1 = 1305 / 2 + 567 / 1.05 = 1193 кН > 0

Nb2 = 1305 / 2 – 567 / 1.05 = 112,5 кН > 0

Поперечная сила в каждой ветви

Qb1.2 = Qmax / 2 = 47.2 / 2 = 23.6 кН

Проверяем необходимость поперечного армирования по расчету по наименее сжатой ветви

Qb2< Qb,min = φb3 ( 1 + φn2 ) Rbt*b*h φn2 = 0.1*112.5 / 0.9[03]*1.1*0.6*0.22 = 0.086 < 0.5

Qb,min = 0.6(1+0.086 ) *0.9[03]*1.1*0.6*0.22 = 85.2 кН >Qb2 = 23.6 кН

Армирование принимается конструктивно

dsw > d/4 = 4см² принимаем 6 см² Sw = Sk < = 20d = 320 мм Sk < 500мм

Принимаем поперечную арматуру 3 Ø 6 А – I с шагом стержней 300 мм.

5. Фундамент

5.1 Характеристики материалов.

Расчетное сопротивление грунта Ro = 0,26 МПа , бетон тяжелый В20 Rbt = 0,9 МПа

Rb = 11,5МПА, арматура класса А-III Rs=365МПа.

Расчетные усилия:

Nmax = 1368кН Qсоот = 2,6кН Мсоот = -295 кНм

Mmax = -567кНм Nсоот = 1305кН Qсоот = 10,2 кН

Нормативные усилия по усредненному коэф. надежности по нагрузке γfm = 1,15

Nn = 1368 / 1,15 = 1189,6 кН Mn = 295 / 1,15 = 256,5 кНм Qn = 2,6 / 1,15 = 2,26 кН

5.2 Определение усилий.

Мnf – момент от крановой нагрузке по подошве фундамента Мnf = Mn + Qn*Hf

Наn>hk Han > 1.5bk = 1.5*0.6 = 0.9 Han>λan*d = 30*20 = 700 = 0,7м ( В20 ; d = 20 )

принимаем Han = 950 Hf = 950 + 250 = 1200мм

Глубина промерзания для Костромы = 1,6 м принимаем Hf = 1800мм

H = 1800+150 = 1950мм

Mnf = 256,5 + 2,56*1,8 = 261,1кНм

Nnf – продольная сил от нормальной нагрузки по подошве фундамента Nnf = Nn+b*a*γm*H

a/b = 0,8 b=0,8а А = a*b = k*Nn / Ro – γm*H = 1,2*1189,6 / 0,26[03] – 20*1,95 = 6,46м²

а = √А / 0,8 = 2,84м b = 0,8*2,84 =2,27 м принимаем а = 3000мм b=2400мм

Nnf = 1189,6 + 3*2,4*20*1,95 = 1516,9кН

ео = 260,5 / 1516,9 = 0,172 ео / а = 0,172 / 3 = 0,057 <1/6 = 0,17

При b>1м требуется уточнить расчетное

сопротивление грунта Н<2м

R = Ro[1 + k1(b-bo) / bo ] (H+Ho)/2Ho

bо = 1м Но = 2м к1 = 0,05

R = 0,26[1 + 0,05(2,4 – 1) / 1](1,95+2)/2*2 = 0,275МПа

Находим краевые напряжения и проверяем условия

Pn <R ; Pn,max<1,2R ; Pn,min>0

Mn = 567 / 1,15 = 493кНм

Qn = 10.2 / 1.15 = 8.89кН

Nn = 1305 / 1.15 = 1135кН

Mnf = 493 + 8,89*1,8 = 509кНм

Pn = Nn / a*b + γm*H = 1135 / 3*2,4 + 20*1,95 = 196,6кН/м² < 275кН/м²

Pn,max = Pn + Mnf*6 / a²*b = 196,6 + 509*6 / 3²*2,4 = 337,99кН/м²>1.2R = 330кН/м²

Условие не соблюдается , увеличиваем размеры подошвы фундамента a = 3,3м b = 2,7 м

R = 0,26[ 1+0,05(2,7-1)/1](1,95+2)/2*2 = 0,279МПа

Pn = 1135 / 3,3*2,7 + 20*1,95 = 166,4кПа<279кПа

Pn,max = 166,4 + 509*6 / 3,3²*2,7 = 270,3кПа <1,2R = 279*1,2 = 334,8кПа

Pn,min = 166.4 – 509*6/3.3²*2,7 = 62,5кПа>0 Условие выполнено.

Выполняем проверку плитной части на продавливание (фундамент типа 1)

F<a*b*Rbt*bm*hop / Ao F = α*N ( α – учитывает передачу части силы N на стенки стакана)

α = (1 – 0,4Rbt*Ак / N) = (1 – 0,4*0,825*3,61 / 1135) =0,99>0,85

Rbt = 1,1*0,9 = 0,99 расчетное сопротивление бетона с учетом коэф. γв2 = 1,1

Ак – площадь заделки в стакан боковой поверхности колонны

Ак = (bk + hk)*2Han = (0,6 + 1,3)*2*0,95 = 3,61м²

bст = bk + 100 = 600+100 = 700мм = 0,7м аст = 1,3 + 0,1 = 1,4м

bm = 0,7+0,42 = 1,12м (hop=0.42 рабочая высота плиты)

Ао = 0,5(а – аст – hop*2) - 0,25(b-bст-2hop)² =

= 0,5(3,3 – 1,4 – 2*0,42) –0,25(2,7 – 0,7 – 2*0,42)² =0,194м²

F = 0.99*1135 = 1123,65кН < 3.3*2,7*990*1,12*0,42 / 0,194 =21388кН условие выполнено

5.4 Расчет армирования плитной части.

Стенки стакана допускается не армировать если их толщин не менее 200мм и больше 0,75hст=0,75*0,6 = 0,45м . Принимаем стенки стакана 325мм , армирование стаканной части конструктивно.

Расчет продольной арматуры в плоскости действия

моментов.

Mf = 295 + 2,6*1,8 = 299,7кНм

Mi = N*ci²( 1 + 6eo/a-4e*ci/a²) / 2a

αmi = Mi/Rb*bi*hoi ; Asi=Mi/Rs*η*hoi

eo = 261,1 / 1516,9 = 0,17м<3.3/6 = 0.55

Сечение 1-1

М1 = 1516,9*0,6²(1+6*0,17/3,3-4*0,17*0,6/3,3²)/2*3,3=105,2кНм

αm1 = 105,2 / 11,5[03]*1,1*2,7*0,52 = 0,006 η = 0,995

As1 = 105,2 / 365[03]*0,995*0,52 = 0,00056м²=5,6см²

Сечение 2-2

М2 = 1516,9*0,3² ( 1+6*0,17/3,3 – 4*0,17*0,3/3,3²) / 2*3,3 = 26,7кНм

αm2 = 26,7 / 11,5[03]*1,1*2,7*0,22 = 0,0036 η = 0,995

As2 = 26,7 / 365[03]*0,995*0,22 = 0,00033м² = 3,3см²

Принимаем на ширину подошвы фундамента 13Ø 8 A-III ( As,факт = 6,539см²)

Расчет рабочей арматуры в поперечном направлении.

М1 =118,6 кНм As1 = 6.2см² М2=25,3 кНм As2 = 6.9 см²

Принимаем на всю подошву17Ǿ8 A-III ( As,факт.=8,551 см²)

Прочность по наклонным сечениям проверяем из условия восприятия действия продольной силы только бетоном. Qi<Qbi

Qi – действующая в вершине наклонного сечения сила, определяющаяся по эпюре

Qi = (Pmax + Pi)*ci / 2 ;

Qbi = 2,5*Rbt*bi*hoi ci<2,4hoi

Qbi = 6Rbt*bi*hoi² / ci ci>2,4hoi

При с1 = 0,6м<2,4*0,52 = 1,25м

Qb1 = 2,5*0,9[03]*1,1*2,7*0,52 = 3159кН

При с2 = 0,3м<2,4*0,22 = 0,53м

Qb2 = 2,5*0,9[03]*1,1*2,7*0,22 = 1470кН

Pmax = 1368 / 3,3*2,7 + 299,7 / 3,3²*2,7 = 163кПа

Pmin = 153 – 10,2 = 142,7кПа

P1 = 142,7 + (3,3-0,6)*20,3 / 3,3 = 159,3кН

Р2 = 142,7 + (3,3 – 0,3)*20,3 / 3,3 = 161,2кН

Q1 = (163 + 159,3)*0,6 / 2 = 96,69<3159кНQ2= (163 + 161,2)*0,3 / 2 =48,63<1470кН Условие соблюдается прочность обеспечена.

5.5 Конструирование фундамента.

6.Балка покрытия.

Нагрузка на 1 м² покрытия.

Нагрузки	qн кН/м2	γf	qр кПа
Постоянная: Собственный вес ребристой ж/б плиты 3 *6	1,14	1,1	1,3
Один слой рубероида вес 1м балки	0,05 5,07	1,3 1,1	0,07 5,6
Теплоизоляця- пенобетон ( h=200 ρ=670 кг/м3	1,32	1,3	1,7
Водоизоляционный ковер четыре слоя рубероида	0,2	1,3	0,3
Итого:	7,78	-	8,97
2.Временная (снеговая) : длительная	0,5	1,4	0,74
кратковременная	1,5	1,4	2,1
Итого:	2	-	2,84
3.Полная : продолжительно действующая	8,28	-	9,71
кратковременная	0,6	-	0,84
Итого :	8,9	-	10,55

6.2 Характеристики материалов

Для бетона класса В35 Rb = 19.5 МПа ; Rbt,ser=1.95МПа ; Rbt=1.3МПа ;Eb=34500МПа

Для арматуры касса Ат IV Rs=510МПа ;Rsc=400МПа ;Rsw=405МПа Es = 190000МПа

6.3 Определение нагрузок и усилий.

Максимальный момент в середине пролета от полной расчетной нагрузки γf > 1

Мс=q*lo²/8 = 10,55*17,71²/8=413,6кНм

γf = 1 Мс = 375

Максимальный момент в середине пролета от полной нормативной нагрузки γf > 1

Мсн=qн*lo²/8 = 8.9*17.71²/8= 348.9кНм

γf = 1 Мсн = 317

Наибольшая поперечная сила от полной расчетной нагрузки γf > 1

Q=q*ℓo/2=10.55*17,71/2= 93.4кН

γf = 1 Q = 85

Изгибающий момент в балке от расчетной нагрузки на расстоянии X1=0,37Lo = 6.6м

М1=10,55*6,6(17,71-6,6)/2 = 386.79кНм γf > 1

γf = 1 M1 = 351

6.4 Предварительный расчет сечения арматуры.

Для двускатных балок продольную арматуру подбирают по усилиям, действующим в опасном сечении, расположенном на расстоянии X1=6.6м от опоры. Действительное сечение балки преобразуют в эквивалентное .Размеры поперечного сечения балки :

b = 0,08м bf = 0,4м bf = 0.27м hf`= 0.185м hf = 0,21м

Геометрические характеристики бетонного сечения:

Ab = 0.08*1.32+(0.4-0.08)0.185+(0.27-0.08)0.21=0.02047м²

Sb = 0.1056*0,5*1,32+0,0592(1,32-0,5*0,185)+0,0399*0,5*0,21 = 0,146м³

Уb = 0.146/0,2047 = 0,7155м

У`b = 1,32-0,7155 = 0,6045 м

Ib = 0.08*1,32³/12+0,108(0,5*1,32-0,6045)²+(0,4-0,08)*0,185³/12+0,0592(0,6045-0,5*0,185)²+(0,27-0,08)0,21³/12+0,0399(0,7155-0,5*0,21)² = 0,04637

Wred,b = 0.04637/0.7155 = 0.06481

an,t = 0.06481/0.2047 = 0.317м

φf =(bf –b)hf/ (bh) = (0.27-0.08)0.21 / 0.08*1.32 = 0.378

φ`f = (b`f-b)h`f / (bh) = (0,4-0,08)0,185 / (0,08*1,32) = 0,561

ξcrc = ( 1 + φf) / ( 2 + φf + 2φ`f ) = 0.394

Z = h { 1 – [( h`f / h)*φ`f + ξ²crc ] / [ 2 ( φ`f + ξcrc) ] } = 1.158м

Напрягаемую арматуру располагают только в растянутой зоне. Принимаем а = 0,1м

у sp = 0.7155-0.1=0.6155 м

Находим площадь напрягаемой арматуры из условия надежного закрытия трещин при Мl = 0.811

Zp = 0.61(у sp + а nt ) = 0,61( 0,6155 + 0,317) = 0,569 м

Asp = ( Ml + 0.5*Wred,b) / ( Rs,ser*Zp) = (0.811 + 0.5*0.060481) / (1410*0.569) = 0.001051м² = 10,51см²

Zp = 0.94*z = 0.94*1.158 = 1.089 м Asp = Mr / ( Rs,ser*Zp) = 0.953 / ( 1410*1.089) = 6.21см²

Принимаем 7Ø14 A-IV ( Asp = 7*1.539=10.8 см²)

В верхней сжатой полке на расстоянии 0,03м от верхней грани устнавливаем продольную не напрягаемую арматуру 4Ø 10 АIV (As = 3.14см²)

6.5 Геометрические характеристики приведенного сечения .

Определяем для нескольких сечений по длине балки.

αs = 190000 / 34500 = 5.5 αs = 180000/34500 = 5.2

Приведенная площадь сечения арматуры

αs*Asp = 5.2*0.00108 = 0.0056 м² αs*A`s = 5.5*0.000314 = 0.001727 м²

Площадь приведенного сечения по середине балки

Ared = 40*18.5 + 27*21 + 114.5*8 + 56 + 17.27=2296.27 см² = 0,23 м²

статический момент инерции относительно нижней грани