Железобетон

ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОНСТРУКЦИЙ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ ОДНОЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ (ПРИМЕР 2)

1. Общие данные

Здание отапливаемое, двухпролетное с открытым тоннелем в средней части пролета глубиной 3,3 м соглас­но конструктивной схеме рис. XVIII.13. Пролеты здания 24 м, шаг колонн 12 м, длина температурного блока 72 м.

14.37 ■

Рис. XVIII.13. Конструктивная схема поперечной рамы

Мостовые • краны среднего режима работы грузоподъ» емностыо 2Q/5 т в каждом пролете. Снеговая нагрузка по III географическому району, ветровая нагрузка для I района, местность открытая. Кровля рулонная, плот­ность утеплителя 400 кг/м3, толщина 10 см.

2. Компоновка поперечной рамы

В качестве основной несущей конструкции покрытия выбираем железобетонные фермы с параллельными по­ясами пролетом 24 м с предварительно напряженным нижним растянутым поясом и первым нисходящим рас­тянутым раскосом. При малоуклонной кровле создаются возможности механизации производства кровельных ра­бот, что дает экономию материалов и снижает трудоем­кость работ. Устройство фонарей не предусматривается, цех оборудуется лампами дневного света. Плиты покры­тия предварительно напряженные железобетонные реб-

Ристые размером 3x12 м. Подкрановые балки железо­бетонные предварительно напряженные высотой 1,4 м. Наружные стены панельные навесные, опирающиеся на опорные столики колонн на отметке 6,6 м. Стеновые па­нели и остекление ниже отметки 6,6 м также навесные, опирающиеся на фундаментную балку. Крайние колон­ны проектируются сплошными' прямоугольного сечения, ступенчатыми; средние колонны при полной высоте зда­ния в средней части более 12 м — сквозные двухветве - вые. !

Отметка кранового рельса 8,15 м. Высота кранового рельса 150 мм.

Колонны крайних рядов имеют длину от обреза фун­дамента до верха подкрановой консоли #1=8,15— (1,4+ +0,15) +0,15=6,75 м; от верха подкрановой консоли до низа стропильной конструкции в соответствии с габари­том мостового крана, согласно стандарту на мостовые краны, высотой подкрановой балки, рельса, размером зазора Я2=2,4+ (1,4+0,15) +0,15=4,1 м.

Окончательно принимаем Ні—4,2 м, что отвечает модулю кратности 1,2 м для длины от нулевой отметки до низа стропильной конструкции.

При этом полная длила Я=Яі+Я2=4,2+6,75 = = 10,95 м.

Колонна средних рядов имеет длину от обреза фун­дамента до верха подкрановой консоли #=8,15+3,3— — (1,'4+0,15)+0,15=10,05 м; от верха подкрановой кон-* соли до низа стропильной конструкции #2=4,2 м. Полная длина колонны #= 10,05+4,2= 14,25 м.

Привязку крайних колонн к разбивочным осям при шаге 12 м, кране грузоподъемностью 20 т (<30 м) при длине 10,05 м (<16,2 м) принимаем 250 мм.

Соединение колонн с фермами выполняется путем сварки закладных деталей и в расчетной схеме попереч­ной рамы считается шарнирным (рис. XVIII.14).

Размеры сечений колонн установлены в соответствии с рекомендациями гл. XIII.

Для крайней колонны в подкрановой части Л = = (1/10)#1=675/10 = 67,5 см, принимаем 80 см; 6 = =50 см (при шаге 12 м); в надкрановой части из усло­вия опирання фермы ft=60 см, 6 = 50 см (рис. XVIII.15).

Для средней двухветвевой колонны в подкрановой ча­сти общую высоту сечения можно назначать так, чтобы ось ветви совпадала с осью подкранового пути. Если

Принять высоту сечения одной ветви 25 см и учесть, ЧТО 2Л,==2-75= 150 см, то Л= 150+25= 175 см. Однако при кранах грузоподъемностью до 20—30 т и отметке голов­ки кранового рельса до 10—12 м в целях уменьшения общей высоты сечения колонны можно допускать сме­щение оси подкрановой балки с оси ветви. Принимаем высоту сечения колонн Л=120 см. Назначаем ширину сечения й = 1/20Я= 1005/20=50,25«50 см; проверяем условие Ь = 1/30 Н= 1425/30=47,5<50 см.

В надкрановой части из условия опирания на колон­ну двух ферм (без устройства консолей) принимаем Л=60 см; Ь=50 см (см. рис. XVIII.15).

3. Определение нагрузок на раму

Постоянная нагрузка

Нагрузка от веса покрытия приведена в табл. XVII 1.5.

Расчетное опорное давление фермы: от покрытия 3,45-12-24/2=1 =496,8 кН; от фермы (120/2) 1,1 =66 кН, где 1,1 — коэффициент на. дежности по нагрузке у/.

681

Расчетная нагрузка of веса покрытия с учетом коэффициента на­дежности по назначению здания у»=0,95: на крайнюю колонну Fi = = (496,8+66)0,95 = 534,66 кН; на среднюю £,=2/^= 1069.32 кН.

48—943

Расчетная нагрузиа от веса стеновых панелей и остекления, пе­редаваемая иа колониу выше отметки 6,6 м, F(g{2.h+g2h)ayfyn= = (2,5-5,4+0,4-2,4) 12-1,1 -0,95= 181,33 кН; то же передаваемая не­посредственно иа фундаментную балку, F= (2,5-1,2+0,4-5,4) 12Х X 1,1 -0,95=64,71 кН, где gi=2,5 кН/м2--вес 1 м2 стеновых паиелей; 2ft — суммарная высота полос стеновых панелей выше отметки 6,6 м; gi=0,4 кН/м2 — вес 1 м2 остекления; h — высота остекления, Расчетная нагрузка от веса подкрановых балок F=GnY/Yn=" = 115-1,1-0,95=120,2 кН, где G„=115 кН —вес подкрановой балки, Расчетная нагрузка от веса колоин. Крайние колонны: иадкра - иовая часть F=0,5-0,6-4,2-25-1,1 -0,95=32,9 кН; подкрановая часть F=0,5-0,8-6,75-25-1,1-0,95=70,54 кН. Средние колонны соответст­венно: F=0,5-0,6-4,2-25-1,1 -0,95=32,9 кН; F = [0,5-0,25-10,05-2+ + (0,9+3 • 0,4) 0,5 (1,2—2 • 0,25) ] 25 • 1,1 • 0,95 = 84,84 кН.

Временные нагрузки

J

Снеговая нагрузка. Вес снегового покрова на I мг площади го­ризонтальной проекции покрытия для III района, согласно главе СНнП «Нагрузки и воздействия», s„=1000 Н/м2. Расчетная снего­вая нагрузка при с= 1, у/= 1,4: на крайние колонны F=s„ca(l/2)X XY/Yn=l-M2-24/2-l,4-0,95 = 191,52 кН; на средние колонны F=> =2-191,52=383,04 кН.

Крановые Нагрузки. Вес поднимаемого груза Q=200 кН. Пролет крана 24-2-0,75=22,5 м. Согласно стандарту на мостовые краны, база крана М=630 см, расстояние между колесами К=440 см, вес тележки Gn=8,5 кН, F„,max=220 кН, Fn, min =60 кН. Расчетное цдк - симальное давление на колесо крана при Y/= М'- Fmax=Fn, maxYfYn= = 220-1,1-0,95=229,9 кН, Fmi„=60-1,1 -0,95 = 62,7 кН. Расчетная по­перечная тормозная сила на одно колесо

Нтах = 0,5y, yn = 2QQ0n 85 0,5-1,1-0,95= 7,45 кН.

Вертикальная крайовая нагрузка на колонны от двух сближен­ных кранов с коэффициентом сочетаний у>=0,85: Отаі=^таіу(2у= =229,9-0,85-2,95=576,47 кН; £>т(п=62,7-0,85-2,95= 157,22 кН, где Ну=2,95 — сумма ординат линии влияния давления двух подкрано­вых балок на колонну (рис. XVIII.16); то же, от четырех кранов на среднюю колонну с коэффициентом сочетаний Vj=0,7 2Dmax~ =2-229,9-0,7-2,95=949,49 кН.

Горизонтальная крановая нагрузка на колонну от двух кранов при поперечном торможении Я=//та*у<2^='7,45-0185-2,95= 18,7 кН.

Ветровая нагрузка. Скоростной иапор ветра по главе СНиП «На­грузки и воздействия» для I района, местности типа А для части здания высотой до 10 м от поверхности землн и>„і=270 Н/м2; то же, высотой до 20 м прн коэффициенте, учитывающем изменение скоростного напора по высоте А= 1,25, wn2=kwnl= 1,25-270= =337,5 Н/м2. В соответствии с линейной интерполяцией на выооте 14,37 м имеем:

А>пз = wm + [(®п2 — и>пі)/Щ(Ні — Ю) = = 270 + [(337,5 — 270)/10](14,37 —10) =299,5 Н/м»; то же, на высоте 10,8

Wnt = 270+ [(337,5 — 270)/10](10,8 — 10) = 275,4 Н/м2.

Переменный по высоте скоростной иапор ветра заменяем равно­мерно распределенным, эквивалентным по моменту в заделке кон­сольной балки длиной 10,8 м:

„„ _2J*. _ {,ptt« „„,8- ,0, (J2ipJL°+,о) + 10? 11

-f-270— |/10,8? = 270,4 Н/м?.

При условии ff/2/= 14,37/2 • 24= 0,299<0,5 значение аэродинами­ческого коэффициента для наружных стен прниято: с наветренной стороны С= +0,8, с подветренной С=—0,5.'

Расчетная равномерно распределенная ветровая нагрузка на колонны до отметки 10,8 м при коэффициенте надежности но назна­чению у/=1,2: с наветренной стороны о=юпау/у»-0.8=279,4-12-1,2Х Х«,95-ад=«959 Н/м; с нодветрениой стороны o=27G,4-12-1,2-й,95 X Х0,5=!ШН/«.

Рис. XVIII.17. К определению реакций в колоннах от нагрузок

Расчетная сосредоточенная ветровая нагруйка выше отметка 10,8 м

W== wn3 + wni (//г_яо)ау/Ь(0,8 + 0,5) =

= °'2995 + °'2754(і4)37 _ 10 8) 12.1,2 (0,& +0,5) = 19,2 кН.

I— 1) =0,08, где /1= (50-803)/12 = 213-104 см4; /2= (50-603)/12=90x Г ХЮ4 см4; *,-0;

?-' П 3£ь;1 _ 3-213-104 Еь _,в,,0.с

F /3(1+fe + fel) 1095» (1+0,08) ' Ь'

%

• —1

= 0,135,

Для средней двухветвевой колонны при числе панелей п=4: ' 564,06-104

Fa=4,2/14,25=0,295; fe=0,2953

, 90-104

"где /, = 26ft(с/2)2=2•50•25(95/2)2=564,06• 104 см4; /2=50-603/12= > =90' 104 см4;

I (1-а)3/і _ (1 -0,295)3 564,06-Ю4 _

; 1 8га213 8-45.6,51-104 ' '

= (2-4,51 • 10-3+4,26* 10-3)£б=

Рис. XVIII.18. К определению эксцентриситетов продольных сил в крайней колонне

5 ГДе/3=50-258/12=6,5М04 см4; : _ 3Еь Ij 3-564,06.10* Еъ

= 4,26.10-3 Еь.

+ 14253 (1 +0,135 + 0,237)

Суммарная реакция = 13,28'Ю-3 Еь.

» Усилия в колоннах рамы от постоянной нагрузки (рнс. J XVIII. 17, б). Продольная снла • Fi=534,66 кН на крайней колон­не действует с эксцентриситетом в0 (рнс. XVIII.18). В верхней час - стн е0=0,25+0,175—0,5Л=

=0,25+0,175-0,5-0,6=0,125 м, . момент іМі =534,66 • 0,125= ; =66,84 кН-м, где 0,25 —привяз­ка крайних колонн к разбнвоч - ным осям; 0,175 — расстояние от продольной разбивочной осн до передачи продольной силы на ко­лонну.

В подкрановой части колон­ны кроме силы F|, приложенной с эксцентриситетом e0=(fti—ft)/ /2= (0,8—0,6)/2=0,1 м, действу­ют: расчетная нагрузка от стено­вых панелей толщиной 30 см F= 181,33 кН с е0=0,3/2+0,8/2= =0,55 м; расчетная нагрузка от подкрдновых балок F= 120,2 кН с е =Я+0,25—0,5Л=0,75+0,25— —0,5-0,8=0,6 м; расчетная на­грузка от надкрановой части ко­лонны F= 32,9 кН с е0=0,1 м.

Суммарное значенне момента Af2=—534,66 • 0,1—181,33-0,55 + + 120,2.0,6—32,9.0,1 = =—84,37 кН-м.

Вычисляем реакцию верхнего

<т>

00

То же, без учета крановых н ветровой

А> «о «о

То же, без учета крановых и ветровой

Конца левой колонны по формуле прил. XII:

ЗМ2 <1 — а2) + 3Mt (I + k/a) ІЦХ + k + h)

—3-84,37 (1 —0,384?) +3-66,84(1 +0,08/0,384)

2-10,95(1 +0,08)

Согласно принятому в расчете правилу знаков, реакция, направ­ленная вправо, положительна. Реакция правой колонны #з=1,12 кН, средней колонны #2=0 (так как загружена центрально). Суммарная реакция связей'в основной системе RtP=2Ri =—1,12+0+1,12=0, прн этом нз канонического уравнения г11Д1+/?1р=0 следует, что Д] =0. Упругая реакция левой колонны Re=Ri+AiRA =—1,12 кН.

Изгибающие моменты в сечениях колонны (нумерация сеченнй показана на рис.. XVIII.17, а) равны: Af0-i=Mi=66,84 кН-м; Alig= = ЛІі+/?еЯ2 = 66,84-1,12-4,2 = 62,14 кН-м; М12 = 62,14—84,37= =—22,23 кН-м; = 66,84—84,37—1,12-10,95=—29,79 кН-м.

Продольные силы в крайней колонне: JVio=534,66+32,9= =567,56 кН; #12 = 567,56+181,33+120,2=869,1 кН; /V21=869,1 + .+70,54 =939,64 кН,

Поперечная сила (?2і=—1,12 кН.

Продольные силы в средней колонне: #10=1069,32+32,9= = 1102,22 кН; JV,2 = 1102,22 + 2-120,2= 1342,62 кН; iV2, = 1342,62+ +84,84=1427,46 кН.

Усилия в колоннах от снеговой нагрузки (см. рис. XVIII. 17, в) и ветровых нагрузок (рис. XVIII.17, з) определяем, аналогично. Ре­зультаты расчета приведены в табл. XVIII.6.

Усилия в колоннах от крановой нагрузки. Рассматриваются сле­дующие виды загружения: 1) Мтах на крайней колонне и Мты ні" средней (см. рнс. XVIII.17, г); 2) Мтах на средней колонне н Мтш на крайней (см. рис. XVIII.17, 3); 3) четыре крана с Мтах на сред­ней колонне; 4) тормозная сила на крайней колонне (рнс. XVIII.17, е); 5) тормозная сила на средней колонне (см. рнс, XVIII. 17, ж).

Загружение Мтах на крайней колонне н Мтin на средней (см. рнс. XVIII.17, г).

На крайней колонне сила Z)mox=576,47 кН приложена с эксцен­триситетом е=0,6 м (аналогично эксцентриситету приложения на­грузки от веса подкрановой балкн; см. рис. XVIII.18). Момент в узле Мтах—576,47• 0,6=345,9 кН-м. Реакция верхней опоры левой колонны

■тЁ~ ЗЛ)(1— а?) 3-345,9(1 — 0,384г)

2/0 + A + jy ~~ 2-10,95(1 +0,08) ,4 * '

Одновременно на средней колонне действует сила Dmі„= = 157,22 кН с эксцентриситетом е=А,=0,75 м. При этом Almin = = 157,22-0,75= 117,92 кН-м, Реакция верхней опоры средней колонны

/?2 =—* [— З -117,92 (1 — 0,295?)]/2-14,25 (1 +0,135 +0,237) = = 8,26 кН.

Суммарная реакция в основной системе Rip ——37,4+8,26= =—29,14 кН.

С учетом пространственной работы

Д ___ ЯІР -29.14 1

Rt=-

=— 1 і 12 кН.

'cdinru 3,5-13,28-10—3£ь Еъ '

Где Сііп=3,5 прн шаге рам 12 м и длине температурного блока 72 м согласно формуле (XIИ.2

Упругая реакция левой колонны /?<, = — 37,4+4,51 • ИЬ3ЕЬ-627X ХІ/£ь=—34,5 кН. Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой колонны: Л1ю=—34,5-4,2 = —144,9 кН-м; М12 = —144,9 + 345,9 = = 201 кН-м; Л121=— 34,5' 10,95 + 345,9=—31,9 кН-м. Продольные си­лы: Qoi=0; Ni2=JV21=576,47 кН. Поперечные силы: Qoi = Qi2= Q21 = =—34,5 кН.

Упругая реакция средней колонны #<. = 8,26 + 4,26-10~3ЈV627X ХІ/£ь=11 кН. Изгибающие моменты: Mi 0= 11-4,2=46,2 кН-м; Mi2 = = 46,2—117,92 = —71,7 кН-м; Мл = 11-14,25—117,92 = 38,83 кН-м. Продольные силы: JVi0=0; JV12=JV2i = 157,22 кН. Поперечные силы: Qio=QI2=Q21 = 11 КН.

Усилия в колоннах — от действия четырех кранов, совмещенных в одном ств-оре двух пролетов. При этом загружевии усилия в сред­ней колонне равны: Nю=0; N12=N2i=949,49 кН (см. расчет выше).

Результаты расчета от перечисленных выше нагрузок приведены в табл. XVIII.6.

5. Составление таблицы расчетных усилий

На основании выполненного расчета строятся эпюры моментов для различных загружений рамы и составляется таблица расчеты* усилий М, N, Q в сечениях колонны (см. табл. XVIII.6). При расчете прочности рассматриваются три сечения колонны: сечение 1—0 иа уровне верха ионсоли колонны; сеченне 1—2 на уровне низа коисоли колонны; сечеиие 2—1 — в заделке. Усилия в левой стойке от крано­вой нагрузки в правом пролете не учитываются расчетом. В каждом сечении колонны определяем три комбинации усилий: Мтах и соот­ветствующие JV, Q; Mmin и соответствующие А/, Q; Ытлх и соответст­вующие М и Q.

При составлении таблицы расчетных усилий в соответствии а главой СНиП «Нагрузки и воздействия» и нормами иа проектирова­ние железобетонных конструкций рассматриваются две группы ос­новных сочетаний нагрузок с различными коэффициентами условий работы бетона уьг (см. гл. И). В первой группе основных сочетаний учитываем постоянную нагрузку и снеговую при коэффициенте соче­таний Y'=' и Т«'2 = <1 Во второй группе основных сочетаний учи­тываем постоянную нагрузку и все временные нагрузки в их наибо­лее невыгодном сочетании при у«=0,9. Поскольку в эту вторую груп­пу сочетаний включены крановая и ветровая нагрузки, принимаем Уьа = 1,1.-

6. Расчет прочности двухветвевой колонны среднего ряда

Данные для расчета сечеиий. Бетон тяжелый класса В15, под­вергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении, /?& = = 8,5 МПа; Rbt=0,75 МПа; £Ь=2М03 МПа (прил. І н IV). Армату­ра класса A-III, d>10 мм, Ra=R, c =365 МПа, £,=2.105 МПа (прил. V). В данном примере ограничиваемся расчетом двух сечений: 1—0 н 2—1.

Сечение 1—0 на уровне верха консоли колонны (см. рис,

XVIII.17, а). Сечеине колонны 6X^=50X60 см прн а=а'=4 см; по­лезная высота сечення Л0=56 см. В сеченнн действуют трн комбина­ции расчетных усилий (табл. XVIII.7).

Таблица XVIII.7. Комбинации расчетных усилий

Усилия от продолжительного действия нагрузки Af;=0; Mi = = 1102,2 кН.

При расчете сечения иа первую и вторую комбинации усилий расчетное сопротивление Rb следует вводить с коэффициентом уьг=° = 1,1, так как в комбинации включены постоянная, снеговая, крайо­вая и ветровая нагрузки; иа третью — с коэффициентом у^=0,9 (по­стоянная и сиегован). Расчет должен выполняться иа все три ком­бинации, и расчетное сечеиие симметричной арматуры Дол­жно'приниматься наибольшее. Ниже дай расчет сечення по первой комбинации.

Вычисляем: e0=M/N= 15 430/1446,9= 10,66 см; /0=2Яг=2-4,2= =8,4 м (в комбинации расчетных усилий учитывается крайовая на­грузка); /= /fc2/12= /б02/12 = 17,32 см; К=k/і-840/17,32=48,5> >14; необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

Условная критическая сила (см. гл. IV)

= 58,23 10sН = 5823 кН,

Где /=&й3/12=50-603/12=900 000 см4; q>;=l + P(M,(/Af) = l + lX X286,6/530,5= 1,54; 0=1 (тяжелый бетой); ЛІі;=Л1і+ЛГі(Ло—а')/2 = =0+1102,2(0,56—0,04)/2 = 286,6 кН-м; М, = 154,3+1446,9 (0,56— —0,04)/2 = 530,5 кН-м; б=e„/ft=0,1066/0,6=0,1777; 6miB=0,5— —0,01 (/0/Л) — 0,0І/?бум=0,5—0,01(840/60)—0,ОМ,1-8,5=0,267; б< <бті„, принимаем S = 0,267; v=Es/Eb = 200 000/21 000=9,52; при |А=0,004 (первое приближение) /, = ц6Л0(О,5Л—а)2=0,004-50-56Х X (0,5 • 60—4) 2= 7571,2 см4; <рвр = 1.

N

Коэффициент (см. гл. IV) ti=l/(l—JV/JVcr) = 1(1—1446,9/5823) = = 1,33; расстояние e=e0ti+0,5fc—a= 10,66-1,33+0,5-60—4=40,18 см. При условии, что Аз=А' высота сжатой зоны

1446,9(1000)

= 30,95 см2.

Yb%Rbb 1,1.8,5(100)50 Относительная высота сжатой зоны |=x//io = 30,95/56=0,55.

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона. _ Jp

1 +

365

+

400 1,1

Где w=0,85—0,008 уыКъ = 0,85-0,008- =365 МПа.

Имеем случай £=0,55<£„=0,611;

0,611,

'(-TP)]

1,1-8,5 = 0,7752; а.,=Д«

(100)

=< 0.

N

Rsc (h? — а') 1446,9

1446,9 (1000)(40,18 - 56-+

2-1,1-8,5(100)50

365(100) (56 — 4)

Площадь арматуры AS=AS назначаем по конструктивным сооб­ражениям, А,=0,0026ft0=0,002 • 50• 56 = 5,6 см2. Принимаем 3016 с ■А.=6,03 см2.

Расчет сечения колонны 1—0 в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба, не производим, так как /0/іі=630/14,43=43,66< </о/і=48,6, где /J = l,5ff2 = l,5-4,2=6,3 м; н/&7Ї2=502/12= 14,43см.

Сечение 2—1 в заделке колонны (см. рис. XVIII.17,а). Высота всего сечения двухветвевой колонны 120 см; сечение ветвн bXh — =50X25 см; Л0=21 см; расстояние между осями ветвей с=95 см; расстояние между осями распорок при четырех панелях s=//i/n= = 10,05/4«2,51 м; высота сечения распорки 40 см. В сеченни дейст­вуют три комбинации расчетных усилий, значения нх приведены в табл. XVIII.8.

Таблица XVIII.8. Комбинации усилий

Усилия От продолжительного действия нагрузки: Mi=0; Ni= = 1427,6 кН; Qi=0. Расчет должен выполняться на все три комби­нации усилий, и расчетное сечение арматуры должно прини­маться наибольшее. Ниже дан расчет по третьей комбинации.

697

Расчетная длина подкрановой части колонны при учете нагруз­ки от крана во всех комбинациях (см. табл. XIII. I) /0=ЧГЯ1= 1,5Х X 10,05= 15,075 м. Приведенный радиус ниерции сечения двухветве-

44—943
вой колоииы в плоскости изгиба определяем по формуле (ХІІІ.35)!

= 0,102 см2; rred=V0,102 = 0,32 см.

Приведенная гибкость сечеиия Я, е,1=/о/л-е<г= 15,075/0,32=47,1> >14 — необходимо учесть влияние прогиба элемента на его проч­ность.

Вычисляем: е0= 19 980/2626,8=7,6 см; I=2[bh3/l2+bh(c/2)}] = =2[50-253/12+50-25(95/2)2]=57,71 • 10s см'; Ми = 0+1427,6(0,95/2) = =678,1 кН-м; М, = 199,8 + 2626^6(0,95/2) = 1447,53 кН-м; 0=1; <pi= = 1 + 1-678,1/1447,53=1,47; 6=7,6/120 = 0,0633; 6тіп = 0,5-0,01 X X(1507,5/120) =-0,01.1,1-8,5=0,281; 6<6mjn, принимаем 6=0,281; v=9,52. Предварительно задаемся коэффициентом армирования |л= =0,0075 (первое приближение); /s = 2-0,0075-50-25<95/2)2=0,423X X 10s см4.

= 6.4-21000(100) Г 57,71-108 / 0,11 X

1507,5а L 1.47 ,1+0,281 ^ J^

+ 9,52-0,423-106j = 114,07-1№ H = 11 407 кН.

Коэффициент ті = 1 (1—2626,8/11 407) = 1,299.

Определяем усилия в ветвях колонны по формуле (ХШ. ЗЗ): #6г=#/2±Мт)/с=2626,8/2± 199,8-1,299/0,95= 1313,4±273,2 кН; #»,«= = 1586,7 кН; JVi,2= 1040,2 кН.

Вычисляем: Мьг=- (Qs)/4= (17,34-2,51)/4= 10,9 кН-м; е0-Ю,9х Х(ЮО)/1586,7 = 0,69 см<еа=1 см (см. гл. IV: еа>1/30 ft=25/30= =0,833 см; ea> 1/600/=251/600=0,418 см; еа>1 см).

Поскольку оказалось, что ео<еа, в расчет вводим ео=е„, тогда е=е«+Л/2—0=1+25/2—4=9,5 см.

Подбор сечений арматуры ведем по формулам (XVIII.1)—■ (XVIII.4).

Определяем

П = = 1586,7 (1000) = 1061

Уш^ь*** 1,1-8,5 (100).50-21 w . .

П (1 - Ы + 2а ly = 1,616(1-0,611) + 2-0.52-0,611 _Q gg5 Б l_gy + 2a 1-0,611+2-0,52 ' '

N(efha — 1 + n/2) 1,616(9,5/21-1 + 1,616/2) _ где a _ 1_б, _ 1—0,1904

= 0,52 > 0; 6'= a'//i0 4/21 = 0,1904.

Имеем расчетный случай £=0,885 >Јj,=0,611. Армирорание вет­вей принимаем симметричное. Вычисляем

N elk, - іГп(l-E/2) s s~ Rs 1—6'

1 567000 9,5/21 —0,885/1,616 (1 —0,885/2) , „ n

— ■ 11,1 ■ ——————————— — /. у CM •

365(100) 1—0,1904

Коэффициент армирования ц= (2-7,9)/550-21 =0,01505, что незна­чительно отличается от принятого раиее; значения |і=0,0075-2 = =0,015, поэтому второго приближения делась не требуется. При зна­чительном отклонении значения ц против згаданного необходимо вы­полнить следующее приближение. Принимаем 2020+1018 A-III с i4.=i4s'= 8,23 см2.

Проверим необходимость расчета подкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба.

Расчетная длина /0=0,8Яі = 0,8-10,05=8,04 м. Радиус инерции ;=/502/12= 14,43 см, /о/'=804/14,43 = 55,7Й>Лгеі=47,1 — расчет не­обходим. Так как f0/i=55,72> 14, необходимо учесть влияние проги­ба элемента на его прочность.

Значение случайного эксцентриситета: «еа>й/30=25/30=0,883 см; еа> 1/600 Я= 1005/600 =1,675 см; еа>1 см.. Принимаем еа=1,68 см. Тогда е = 1,68+0,5(46—4) = 22,68 см; Ми = 0+1427,6-0,2268 = =323,8 кН-м; М,=0 + 2626,8-0,2268=595,76 кН • м; 0=1; ф,= 1 + +323,8/595,76= 1,544; б= 1,68/50 = 0,336<;6min = 0,5-0,01-804/50— -0,01-1,1-8,5=0,2457; /=2(25-503/12) =5,2»1. Ю* См4; /8=2/12,56Х Х.(50/2—4)2=0,1108-105 см4 прн As=As = ll2,56 см2 — 4 0 20 A:III;

_ 6,4-21000(100) Г 5,21-10^ / 0,11

+ 9,52-0,1108-106j ;

Ncr~ 804? L 1.544 1,0,11 +0,2457 + ' / +

: 51,27.10* Н-5127 кН; ») = 1/(1 -

— 2626,8/5127) = 2,05; е = U68-2.05 50/2 — 4 => 24,44 см. Определяем:

1,1.8,5(100) 2-25.46

4/46 = 0,

Прн

2626,8 (1000) п = IJ. „ „ .„ = 1,222 >1У = 0,Ш;

1,22 (24,44/46 — 1 + 1,22/2) в'= 4/46 = 0,087; «= 1-0,0187 =0,19>0.

1,22(1-0,611)+2-0,19-0),611

1-0,611+2.0,19

Имеем расчетный случай |=0,919>|v=0,6ill. Армирование ветвей принимаем симметричное. Вычисляем

_ 2626,8(1000) 24,44/46 — 0,919/1,22(1 —0,919/2)

365 (100) 1—0,087 ~

= 9,77 см2 < 12,56 «см2.

(4 0 20 А-Ш, см. рис. XVIII.18), следовательно, принятого количе­ства площади арматуры достаточно.

Расчет промежуточной распорки. Изгибающий момент в распор­ке Md,= (<?s)/2= (17,34-2,51)/2=21,8 кН-м. Сечение распорки прямо­угольное: 6=50 см; А=40 см; h0 = 36 см. Так как эпюра моментов двузначная

Mds 2180000 а

5"" s ~ Rs (К ~а')~ 365 (100)(3б - 4) ~ 1 >87 см ■ принимаем 3 0 12 А-Ш с Л»=3,36 см2.

44* 699

Поперечная сила в распорке

Qds = (2Mds)/c = (2-21,8)/0,95 = 45,9 кН.

Определяем

Q = Фьі УЬ2 % ЬК = 0,6-1,1-0,75 (100) 50-36 =

= 0,81-10^ Н = 81 кН, где фМ = 0,6.

Так как Q=81 KH>Qd8=45,9 кН, поперечную арматуру прини­маем конструктивно 6 мм класса A-I cs = 150 мм.

Схема армирования колонны приведена на рис. XVIII.19.

7. Расчет фундамента под среднюю двухветвевую колонну

H

Данные для проектирования. Грунты основания — пески пыле* ватые средней плотности, маловлажные. Условное расчетное сопро­тивление гоунта У?0 = 0,25 МПа; бетон тяжелый класса В12.5, Rbt = =0,66 МПа; арматура из горячекатаной стали класса A-II, R,= =280 МПа; вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах кН/м3.

1200 7?J}5,.

9 П

675

31

I/ й Ш а--то ■

Паан

014А-Д шаг 200

,т iff sop

А

ШагШ

У оо

1500

1800

Рис. XVI 11.20. Конструкция вне - цеитренно-нагружениого фунда­мента

Расчет выполняем на наиболее опасную комбинацию расчет­ных усилий в сечении 2—1: М=199,8 кН-м; N=* =2626,8 кН; Q= 17,34 кН. « Нормативное значение усилий § определено делением расчет - і ных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке vn=l,15, т. е. Мп = = 173,74 кН-м; ЛГП= =2284,2 кН; Q„ = 15,1 кН (рис. XVIII.20).

Определение геометричес­ких размеров фундамента. Глубину стакана фундамента принимаем 90 см, что, соглас - — но данным гл. XIII, не менее значений: Wangs 0,5+0,33ft = | - 0,5 + 0,33-1,2 - 0,896 м; g Wen>l,5ftCoi = 1,5-0,5 = =0,75 м; //«„>30d=30-2= =60 см, где d—2 см —диа­метр продольной арматуры колоииы. Расстояние от диа стакана до подошвы фунда­мента принято 250 мм. Полная высота фундамента //=900+ +250=1150 мм, принимаем 1200 мм (кратно 300 мм). Глубина заложения фундамен­та при расстоянии от плани­ровочной отметки до верха фундамента 150 мм //, = 1200+150= = 1350 мм=1,35 м. Фундамент трехступенчатый, высота ступеней Принята одинаковой — 40 см.

Предварительно площадь подошвы фундамента определим пс формуле

<4 = 1,05 ———— = 1,05 2284^7 Ю,76 м2, .

/?0-уНі ' 250 - 20-1,35 * '

Где 1,05 — коэффициент, учитывающий наличие момента. Назначая отношение сторон 6/а=0,8, получаем а = /10,76/0,8=3,67 м, Ь = =0,8-3,67=2,93 м. Принимаем aX6 = 3,6X3 м. Площадь подошвы фундамента -4=3,6X3 = 10,8 м2, момент сопротивления №=(3-3,б2)/ /6=6,48 м3.

Так как заглубление фундамента меньше 2 м, ширина подошвы

Более 1 м, необходимо уточнить нормативное давление иа грунт ос­нования по формуле

1.35 + 2 Л„ X 2 2 =0.262 МПа,

Где £=0,125 для песчаных грунтов; Ьі=1 м; hі=2 м; h = Hі=1,35 м; 6 = 3 м.

Пересчет площади подошвы фундамента не производим вследст­вие незначительного изменения нормативного давления R на грунт основания.

Определяем рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавлнвание по формуле

H h + bco, 1 -./" N __ 1,2 + 0,5

2 V ;

4 +2 У Rbt+р 4 +

. . 2626,8 + ~ 726 + 243,2 0,4 М'

Где Л=1,2 м—высота сечення колонны; &СОІ=0,5 м — ширина сече­ния колонны; р=N/A =2626,8/10,8=243,2 кН/м2; Rbt=4biRbt= 1,1 X X 0,66= 0,726 МП а=726 кН/м3.

Полная высота фундамента Я=0,4+0,05 =0,45 м<1,2 м. Следо­вательно, принятая высота фундамента достаточна.

Определяем краевое давление на основание. Изгибающий мо­мент в уровне подошвы Мп/ = Mn + QnH = 173,74+15,1-1,2 = = 191,9 кН-м.

Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его об­резах Gn= аЬНіууп=3,6• 3• 1,35• 20'0,95=277,02 кН. Прн условии, что

Mnf 191'9 = 0,075 <fl/6 = 3,6/6 = 0,6 м,-

ЛГп + Оп 2284,2 + 277,02

Nn + Gn ( Cg0 2284,2 + 277,02 Рп. тах - А [l+ а 10,8 Х

(

А Л С"7Ч

1 + _3^6—) = 266'8<1'2Л= 1,2-262 = 314,4 кН/м2;

2284,2 + 277,02 Г 6-0,075 г „,„ Л

= ^ (l= 207,5 кН/м2 > 0.

Расчет арматуры фундамента. Определяем напряжение в грун­те под подошвой фундамента в направлении длинной стороны а без учета веса фундамента и грунта на его уступах от расчетные на­грузок:

Ртах = N1A + Mf/W = 2626,8/10,8 + 220,61/6,48 = 277,2 кН/м2; ртп = 2626,8/10,8 — 220,61/6,48 = 209,2 кН/м,

Где Mf=М+QH = 199,8 +17,34■ 1,2=220,61 кН-м. Расчетные"изгибающие моменты: в сечеиии 1-І

Мы = (1 /24) (а - аг)2 (рг_, + 2ртах) Ь = (1 /24) (3,6 - 3)? X

X (271,5 + 2-277,2) 3 = 37,2 кН-м = 37,2-10» Н-см,

О Ртах — Pmin а — а1 Где Oj == «і = О м; рг_£ = ртох —

277,2 — 209,2 3,6—3 „ , с = 277,2- ^ = 271,5 кН/м2}

В сечении II—II

Мп. ш= (1/24) (3,6 - 2,2)2 (2б4 + 2-277,2) 3 =

= 200,5 кН-м = 200,5-106 Н-см;

В сечеиии III—III мш. п = (1/24) (3,6 — 1,2)? (254,5 + 2-277,2) 3 = 582,4 кН-м=»

= 582,4-10^ Н-см,

Требуемое сечение арматуры

TOC o "1-3" h z Мхл 37,2-10» а

Sli= *s-0,9ft0 ~ 280 (100) 0,9-35 ~ СМ '

= 200,5-I0V280 (100) 0,9-75 = 10,61 см2;

Д3 = 582,4-10*/280 (100) 0,9-115 = 20,1 см».

Принимаем 16014 A-IIc Ла=24,62 см2. Процент армирования

» = 100 = 0,153 % > IW = 0,05 %.

Арматура, укладываемая параллельно меньшей стороне фунда­мента, определяется по изгибающему моменту в сечеиии IV—IV:

Miv-iv = Y (Р ~ h)* оа = у (3 - 0,.5)? 243^,2-3,6 =

- 684,0 кН-м = 684-105 Н-см; ой.

Принимаем 19014 А-ІІ С/4«=29,3 см2. Процент армирования 29 3

^ 22СМ15 100 = °',16%> ^гд=0,05%.

Схема армирования фундамента приведена на рис. XVIII.20. Расчет по раскрытию трещин выполняется по данным гл. VII.

Данные для проектирования стропильной фермы с параллельными поясами

Ферма проектируется предварительно напряженной на пролет 24 м, цельной при шаге ферм 12 м. Геометрическая схема фермы показана на рнс. XV1II.21. Напрягаемая арматура нижнего пояса и второго раскоса из канатов класса К-7 диаметром 15 мм с натя­жением на упоры:. Rs,,„ = 12900 МПа; #. = 1080 МПа; £, = 1,8Х ХІ05 МПа. Сжатый пояс и остальные элементы решетки фермы ар­мируются арматурой класса A-III; Rs=Rsc =365 МПа (rf>10 мм); £,=2-105 МПа; хомуты класса А-1. Бетон тяжелый класса В40; Rb= 22 МПа; Я6( = 1,4 МПа; Лм, п = 2,1 МПа; у(,2=0,9, £6=32,5Х ХІ03 МПа. Прочность бетона к моменту обжатня Rbр=28 МПа.

Определение нагрузок на ферму

Прн определении нагрузок на ферму принимается во внимание, что расстояние между узлами по верхнему поясу (панель фермы) со­ставляет 3 м. Плиты покрытия имеют ширину 3 м, что обеспечивает передачу нагрузки от ребер плнты в узлы верхнего пояса и исклю­чает влияние местного изгиба.

Рассматривается загружение фермы постоянной нагрузкой и сне­говой в двух вариантах: 1) 100 % снеговой нагрузкой по всему про­лету фермы кратковременно действующей; 2) 30 % снеговой нагруз­ки (для III района по снеговой нагрузке) по всему пролету фермы длительно действующей. Вес фермы 120 кН учитывается в виде со­средоточенных грузов, прикладываемых к узлам верхнего пояса.

Подсчет нагрузок приведен в табл. XVIII.9.

Таблица XVIII.9. Нагрузки на покрытие

Таблица XVIII.10. Усилия в элементах фермы от единичных нагрузок

Узловые расчетные нагрузки по верхнему поясу фермы, кН: по­стоянная F|=ga6Yn=3,909-12-3-0,95= 133,68; кратковременная (пол­ная) снеговая F2 = l,4-123-0,95=47,88; длительная снеговая F3= = 0,42-12'3-0,95= 14,36. Узловые нормативные нагрузки соответст­венно, кН: Fni-3,417-12-3-0,95= 116,86; F„2= 1 • 12-3-0,95=34,2; /гпз=0,3-12-3-0,95= 10,26.

10. Определение усилий в элементах фермы

Железобетонная ферма с жесткими узлами представляет собой статически неопределимую систему. На основании опыта проектиро­вания и эксплуатации установлено, что продольные усилия в элемен­тах пояса н решегкн фермы слабо зависят от жесткости узлов. По­этому продольные усилия в фермах определяют построением диа­граммы уснлнй, считая расчетную схему с шарнирными соединения­ми в узлах (рис. XVIII.21). Изгибающие моменты, возникающие в жестких узлах, несколько снижают трещиностойкость в элементах фермы, что учитывается в расчетах трещиностойкостй путем введе­ння опытного коэффициента у<=1,15. Усилия в элементах фермы от единичных загружеинй сведены в табл. XVIII.10; знаки усилий: «плюс» — при растяжении, «минус» — при сжатии.

Усилия от нагрузок получаются умножением единичных усилий на значения узловых нагрузок Fi. Эти усилия определяются от нор­мативных и расчетных значений постоянной и снеговой нагрузок. Результаты расчета сведены в табл. XVIII. И.

11. Расчет сечений элементов фермы

Комплекс расчетов железобетонной фермы содержит расчеты се­чений верхнего и нижнего поясов, сжатых и растянутых раскосов по предельным состояниям первой и второй групп на действие усилий от нагрузок, усилия обжатия, усилий, возникающих в процессе мон­тажа. В данном примере приводятся расчеты сечений поясов и пер­вого растянутого раскоса на действие усилий от нагрузок.

Верхний сжатый пояс. Расчет верхнего пожГа ведем по наиболь­шему усилию (элемент В4) N=1706, 77 кН, в том числе Nt = = 1391,68 кН (см. табл. XVIII.11).

Щнркну верхнего пояса принимаем из условия опирания плит покрытия пролетом 12 м —280 мм. Определяем ориентировочно тре­буемую площадь сечения верхнего сжатого пояса

N 1 706770

= 647,5 см2.

0,8(/?&+0,03/?sc) 0,8 (22 (100) + 0,03-365 (100)1

Назначаем размеры сечения верхнего пояса bxh=28x25 см с <4 = =700 см2>647,5 см2.

Случайный начальный эксцентриситет ео>//600=300/600=0,5 см, где /=300 см -— расстояние между узлами фермы; eo>ft/30=25/30= =0,83 см; еа>1 см. Принимаем е0=ео=1 см. Прн е0<1/8А=25/8= =3,125 см /0=0,9/=0,9-300=270 см. Наибольшая гибкость сечения равна /о//г=270/25=11,6>4, необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

Таблица XVIII. lt. Усилия в элементах фермы

Условная критическая сила

6,4-32 500 (100) Г 36 458,3 / 0,11 270? [ 1,815 ,1+0,194

= 0,485,

О

Определяем площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры при у3в=т)=1,15 (для арматуры класса К-7):

N 1 592 370 2

At = Ys,*s ~ 1,15-1080 (100) - 12'82см •

Принимаем десять канатов 0 15 класса К-7, /4,= 14,15 см2. Принима­ем сечеиие нижнего пояса 28X30 см. Напрягаемая арматура окайм­лена хомутами. Продольная арматура каркасов из стали класса А-Ш (4010 A-III с А8=3,14 см2). Суммарный процент армирования

As 14,15 + 3,14

= 28-30 100 = 2'0б%-

Приведенная площадь сечення /4г«і=Л+Е/4*іУі=28-30+14,15Х Х5,54+3,14-6,15=937,7 см2, где vi=Јe/Јb= (1,8-105)/0,325 -105= =5,54; V2= (2-105)/0,325• 105=6,15 (для арматуры класса A-III).

Расчет нижнего пояса на трещиностойкость. Элемент относится к 3-й категории. Принимаем механический способ натяжения арма­туры. Величину предварительного напряжения в арматуре оар при До»Р=0,05о, р назначаем из условия Osp + &Osp<Rt, aer', о«р + 0,05о«р< <1300 МПа; а. Р= 1300/1,05= 1238 МПа. Принято <т5р = 1200 МПа.

Определяем потери предварительного напряжения в арматуре при y«p= I.

Первые потерн:

А) от релаксации напряжений в арматуре

Ох = [0,22 (osp/Rs, ser) - 0,1] osP = [0,22 (1200/1300) - 0,1] X X 1200= 123,7 МПа;

Б) от разности температур напрягаемой арматуры и натяжных устройств (приД/=65°С)

02= 1,25 Д/= 1,25 65=81,25 МПа;

В) от деформации анкеров (при А=2 мм)

О3=£Д//= 1,8 • 10s • 0,2/2500= 14,5 МПа;

Г) от быстронатекающей ползучести бетона при оьР/У?&Р = = 14,8/28=0,529<а=0,75 (см. § II.5)

Ов=40 • 0,85оьр//?бр=40 • 0,85 • 0,529 = 18 МПа, где oip=P,//4r<,d= = 1387,55(1000)/937,7= 1479,7 Н/см2=14,8 МПа; Pi=As(а8р—о і—стг— ■—Стз) = 14,15(1200—123,7—81,2—14,5) (100) = 1 387 550 Н= 1387,55 кН; 0,85 — коэффициент, учитывающий тепловую обработку.

Первые, потери составляют стго«і=<Ті + 02+<Тз+Об=123,7+81,2 + + 14,5+18=237,4 МПа.

Вторые потерн:

А) от усадки бетона класса В40, подвергнутого тепловой обра­ботке, ств=50 МПа;

Б) от ползучести бетона при obp/Ri, p= 14,53/28=0,519<0,75

О9 = 150астьР//?бР = 150-0,85-0,519 = 66,2 МПа, где аЬр = = 1362,08(1000)/937,7=1452,6 Н/см2= 14,53 МПа; с учетом ав Л = = 14,15(1200—237,4) (100) = 1 362 079 Н=1362,08 кН; а=0,85 —для бетона, подвергнутого тепловой обработке при атмосферном' дав­лении.

Вторые потери составляют Оіо«2=о8+о9=50+66,2= 116,2 МПа.

Полные потери (Т(о«=(Т(оіі+ого.2 =237,4 + 116,2=353,6 МПа.

Расчетный разброс напряжений при механическом способе натя­жения принимается равным:

AVsp - 0,5 /, + _ о(5 х

CTsP I VnP J

1+ 'Wo,033,

Vio )

Где Да»Р = 0,05а£р, «р=10 шт. (10015 К-7). Так как Ду«,=0,033<0,1, окончательно принимаем Ду«Р=0,1.

Сила обжатия при уар=1—Ду. Р = 1—0,1=0,9; P=A,(asp—Oi0a)X Ху. р— (05 + 08 + 09)^1 = 14,15(1200—353,6) 0,9— (18+50+66,2) 3,14 = = 10357,5 МПа-см2 =1035,75 кН.

Усилие, воспринимаемое сечением при образовании трещин: Ncrc = Yi[Rbt,,er(A+2vA.) +Р] = 0,8512,1 (Ю-1) (840 + 2-5,54-14,15) + + 1030,83]=1058, 3 кН, где у»=0,85 — коэффициент, учитывающий снижение трещииостойкости вследствие жесткости узлов фермы. Так как ЛГ0гс = 1058,3 KH<Nn— 1324,83 кН, условие трещииостойкости се­чення не соблюдается, т. е. необходим расчет по раскрытию трещин.

Проверим ширину раскрытия трещин по формулам (VI 1.51) и (VII.65) с коэффициентом, учитывающим влияние жесткости узлов Y» = 1,15 от суммарного действия постоянной нагрузки и кратковре­менного действия полной снеговой нагрузки.

Приращение напряжения в растннутой арматуре от полной на­грузки

Nn-P 1324,83- 1155,5 .

О. = = = 11,97 кН/см? = 119,7 МПа,

As 14,15

Где Р = ,P[(aSp—iаю*)А,—(ав+а8+а9)Л„] = ![(1200—353,6) 14,15— — (18 + 50+66,2)3,141(100) = 1 155 517 Н= 1155,5 кН.

Прнращенне напряжения в растянутой арматуре от постоянной нагрузки

Ов[= (1024,9—И55,5)/14,15=<0, следовательно, трещины от дей­ствия постоянной нагрузки не возникают.

Ширина раскрытия трещин от кратковременного действия пол­ной нагрузки

«сгсї = Yi 20 (3,5 — 100ц) бфі ті -~V"d= 1,15-20 (3,5 — 100 X

£5

JJQ 7 3 ,_

X 0,0168) 1,2-Ы,21 8 V 15 = 0,1 мм,

Где б — коэффициент, принимаемый для растянутых элементов 1,2; Фі — коэффициент, принимаемый при учете продолжительного дейст­вия постоянных и длительных нагрузок, 1,5, кратковременных и не­продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок рав­ным 1; т)= 1,2 для канатов; ц=Л«/ЬЛ= 14,15/2&-30 = 0,0168; d= = 15 мм — диаметр каната К-7.

Тогда Осте=^сгсі—Дсгс2+Фсгсз=0,1—0+0 = 0,1 мм <[0,15 мм];

Осгс2 = 0. ,

Рис. XVI 11.22. Конструкция фермы с параллельными поясами проле­том 1=24 м

Кроме выполненного производится расчет по раскрытию трещин на действие постоянной и длительной — 30 % снеговой нагрузки с N„,= 1114,9 кН (см. табл. XVIII.11).

Расчет растянутого раскоса Р2. Растягивающее усилие в раскосе: нормативное значение усилия от постоянной и полной снеговой на­грузок Nn=592,16 кН; нормативное значение усилия от постоянной н длительной (30 % снеговой) нагрузок Л^пг=498,32 кН; расчетное значение усилия от постоянной и полной снеговой нагрузок N= = 711,75 кН.

Напрягаемая арматура раскоса 5015 класса К-7 (заводится из нижнего пояса) с площадью Л»=7,075 см2. Угол поворота оси 0 = =0,66 рад при а=37,8° (рис. XVIII.22). Натяжение выполняется на упоры, способ натяжения — механический. Необходимаи площадь се­чения арматуры из условия прочности сечения Лв = 711,75(1000)/ІД5Х X 1080(100) =5,73 см2<7,075 см2. Принятой площади сечения арма­туры достаточно.

Назначаем сечение раскоса 28x20.

Расчет по образованию и раскрытию трещин производится по данным гл. VII.

Схема армирования фермы дана на рнс. XVIII.22.

Расчетные сопротивления бетона, МПа

Коэффициенты условий работы бетона

45—943

713

Нормативные сопротивления бетона, МПа

Начальный модуль упругости бетона 10~' при сжатии и растяжении, МПа

Класс бетона по прочности на сжатие

Бетон

BS5

В45

В 50

В35

В40

В25

ВЗО

В20

В15

В12,5

Тяжелый естественного твер­дения

Тяжелый, подвергнутый тепло­вой обработке

Мелкозернистый вида А, есте­ственного твердення

То же, подвергнутый тепловой обработке

Мелкозернистый вида Б, есте­ственного твердеиня

То же, подвергнутый тепловой обработке

Мелкозернистый вида В

Легкий при марке по плотно­сти:

37,5 34

36 32,5 28,5 24,5

39

35

39,5 35,5

34,5 31

27,5 24

30 27 24 21,5 21,5

Є

19,5

13,5 18

23

20,5 19,5 17 17

15,5 16,5

11,5 15

27 24 22 20 20 17,5 18

12,5 16,5

32,5 29 26 23 23 20,5 21

14,5 19

21 19

17,5 15,5 15,5 14,5

24,5

23,5

24

23

22

20

20,5

-4 «П

1400 1800

Таблица 1. Нормативные н расчетные сопротивления, модули упругости стержневой арматуры

Таблица 2. Нормативные и расчетные сопротивления, модули упругости проволочной арматуры н проволочных канатов

06 Расчетные площади поперечных сечений и масса арматуры, сортамент горячекатаной стержневой арматуры периодического профиля, обыкновенной и высокопрочной арматурной проволоки

Примечание. Значком «х» отмечены прокатываемые диаметры. А

Марка сетки

Сортамент (сокращенный) сварных сеток по ГОСТ 8478—81 (см. рис. 1.19)

Марка сетки

5ВРІ-10° 1040xL — 5 ВрІ—100 20

X

Cf 20

1140Х

5 Bpl—200+(х 100)+200

5 ВрІ—150 X1140XL

4 ВрІ—(X 200)+ 100 4 ВрІ—(х 200)+100

XLҐ

5 ВРІ~100 1280XL^ 5 BpI-100 40

5BpI-10° l280xb— 5 Bpl—50 A 40

————- 1290XL— 4 Bpl—300 Л 45

4 Bpl—(X200)+100 4 Bpl—(x 200)+100 Ci 20

4 Bpl—200 1440XL

20

20 Q_

50

6AIII—200 X 45 4 Bpl—200 лл Cf 8AIII-200 I290XL1T

ХІ340Х

XL-

1440XL

1500XL

„ 2350XL - 5 Bpl—100

5 Bpl— (X200) +100 4 Bpl— (X 250)+100

3030xL

4 Bpl—100 4 Bpl—(X250) +100 4 Bpl—100

„ -2940xL-

Bpl—200

Bpl—(X200)+100

Bpl—150

5 Bpl— (X200) +100

AIII—150

5 Bpl—100

1540XL—-7-

1660XL—r

1660XL

1540XL

4 Bpl— (X200) +100

8

5 Bpl

AIII—150 -200

3030XL

3030xL

3260XL

20 Ci_ 20

30 Ci_ 30 Ci_ 30

•2940XL

Q 20

2940XL|

Cf_

20

2960xL

30

2960XL| •2960XL§

Cl

15 Cj 15

15

30

Сортамент арматурных канатов класса К-7

[1] Пастернак П. J1. и др. Железобетонные конструкции. Специальный курс. М., Стройиздат, 1961, с. 220.

[2] Вывод формул дан в учебном пособии «Железобетонные конструк­ции» (специальный курс). Байков В. Н. н др. М., Стройнздат, изд. 3-е, 1981.

[3] Рамно-связевые системы і

В рамно-связевых системах со сплошными связевыми диафрагмами (рис. XV.33) горизонтальные перемещения? всех вертикальных элементов, связанных жесткими в j своей плоскости перекрытиями, равны, и поэтому их сум - і марная изгибная жесткость 5

B = XBj + Bdgt (XV. 49)

Где J. Bj — суммарная жесткость стоек рам; Big — суммарная жест - . кость вертикальных связевых диафрагм.

Суммарная жесткость стоек в сравнении с суммарной жесткостью диафрагм, как правило, величина весьма малая, поэтому в расчетах ею пренебрегают и принима­ют B=Bdg. В этой задаче также применяется уравнение

[4] Здесь и далее множитель (100) введен для того, чтобы привести

К одним единицам знаменатель, выраженный в МПа-см', и числи­тель, выраженный в Н-см,

41—943 649