Железобетонный каркас одноэтажного производственного здания

Министерство образования и науки РФ Тольяттинский Государственный Университет Архитектурно-строительный институт Кафедра «Городское строительство и хозяйство»

РАСЧЕТНО-ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА К КУРСОВОМУ ПРОЕКТУ № 2

По дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»

Тема «Железобетонный каркас одноэтажного производственного здания»

Выполнил:

студент группы ПГС-0801

Захаров А.А.

Проверил:

Калсанова О.В.

Тольятти, 2012

1.1 Исходные данные.

каркас рама колонна фундамент Номер схемы здания -1.

Параметры здания Отметка консоли колонны — 12,1 м Грузоподъемность крана и режим работы — 30/5, 6К Пролет здания — 18 м Шаг колонн — 6 м Длина здания — 60 м Стропильная конструкция — балка решетчатая.

Данные для проектирования

Регион строительства: г. Омск.

Снеговой район — III.

Наименование грунта — суглинок. R0 = 0,25.

Нагрузки, действующие на раму Постоянные нагрузки Постоянная нагрузка на 1 м² покрытия сводится в таблицу 1.

Таблица 1.1

Постоянная нагрузка с покрытия передается на крайнюю колонну в виде сосредоточенной силы F1 через закладные детали на расстоянии 175 мм от координационной оси.

— Расчетная нагрузка от покрытия на крайнюю колонну:

где g — расчетное значение веса 1 м² покрытия;

l — пролет здания;

B0 — шаг колонн;

GБР — вес решетчатой балки;

f — коэффициент надежности по нагрузке;

n — коэффициент надежности по ответственности здания.

Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления:

где gn, ст — нормативное значение веса 1 м² стеновых панелей;

Уhст — суммарная высота стеновых панелей выше отметки консолей;

gn, ост — нормативное значение веса 1 м² остекления;

Уhост — суммарная высота остекления выше отметки консолей;

Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановой балки и рельса:

Временные нагрузки Снеговая нагрузка Полное расчетное значение снеговой нагрузки S на 1 м² горизонтальной проекции кровли:

для III снегового района согласно СНиП 2.01.07−85* «Нагрузки и воздействия».

Снеговая нагрузка на колонну:

Ветровая нагрузка Ветровой район II. Нормативное значение ветрового давления .

Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки wm на высоте я над поверхностью земли определяется по формуле:

Определение эквивалентного давления на отметке верха парапетной панели Hпп = 17,4 м Определим момент в заделке колонны от фактического давления ветра. Разделим эпюру на простые участки и определяем момент каждого участка относительно заделки:

Момент в заделке от эквивалентного давления:

Равномерное расчетное погонное давление на раму с наветренной стороны:

Равномерное расчетное погонное давление на раму с подветренной стороны:

Ветровое давление и отсос выше колонны передаются на раму в виде сосредоточенной силы, прикладываемой в уровне верха колонны с ююбой стороны:

Крановые нагрузки Величину вертикального кранового давления D и горизонтальной тормозной силы H определяют от 2-х сближенных кранов по линии влияния опорного давления.

Максимальное расчетное давление кранов на колонну:

Где

g — ускорение свободного падения.

Минимальное расчетное давление кранов на колонну:

где — коэффициент перехода к минимальному давлению Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо, вызываемая торможением тележки и направленная поперек кранового пути:

Расчетная горизонтальная поперечная нагрузка на рассчитываемую раму от двух кранов при поперечном торможении:

1.2 Определение усилий в колоннах Рис. 4. Расчетная и основная схема рамы.

Рис. 5. Сечения надкрановой и подкрановой частей колонн.

Определение реакций верха колонн от единичного смещения Реакция верха колонн от единичного смещения :

Определение усилий в колоннах рамы от постоянной нагрузки Продольная сила F1 от покрытия передается на крайнюю колонну с эксцентриситетом e0.

Сосредоточенная нагрузка от парапетных панелей:

Эксцентриситет от нагрузки парапетных панелей Fпп определяется по формуле:

Внецентренное действие сил F1 и Fпп в месте опирания стропильной конструкции заменяется моментом Mn1 и центральным действием суммы этих сил:

Момент от действия этих сил:

Следует учесть, что при привязке колонны «250» направление сил — разное.

На подкрановую часть колонны с подкрановой части передается сила

с эксцентриситетом, где собственный вес надкрановой части колонны .

Помимо этого в подкрановой части действует расчетная нагрузка от стеновых панелей Fст=40,5кН с эксцентриситетом eст и расчетная нагрузка от подкрановой балки с рельсом Fп.б.=47,14кН с эксцентриситетом екр.

В расчетной схеме все указанные силы FУв, Fст, Fп.б. прикладываются центрально с суммарным моментом М2

Реакция верха левой колонны от моментов Мn1 и M2 равна:

Реакция верха левой колонны от моментов:

Упругая реакция верха каждой колонны будет равна реакции от нагрузки Rел=Rл=0,86кН.

Рис. 2.7. — Схема для определения усилий в крайней левой колонне от постоянных нагрузок.

Изгибающие моменты в сечениях колонны:

Продольная сила в сечениях левой колонны:

Определение усилий в колоннах от снеговой нагрузки Они определяются также, как и от постоянной нагрузки, так как усилие Fs1=92,34кН передается через закладные детали стропильной конструкции и колонны.

Рис. 1.8. Загружение рамы снеговой нагрузкой.

Момент в месте излома колонн:

Момент в верху колонн:

Реакция верха левой колонны от моментов Мs1 и Ms равна:

Упругая реакция верха каждой колонны будет равна реакции от нагрузки Rел=Rл=5,68кН Изгибающие моменты в сечениях колонны:

Продольные усилия в сечениях колонны:

Поперечные усилия в сечениях колонны:

Определение усилий в колоннах от ветровой нагрузки Реакция верха левой колонны:

Реакция верха правой колонны:

Суммарная реакция верха колонны:

Упругая реакция верха левой колонны:

Упругая реакция верха правой колонны:

Изгибающие моменты в сечениях левой колонны (ветер слева):

Поперечное усилие в сечении 4−4 левой колонны:

Рис. 2.11. — Схема для определения изгибающих моментов от ветровой нагрузки Изгибающие моменты в сечениях левой колонны (ветер справа):

Поперечное усилие в сечении 4−4 левой колонны:

Определение усилий в колоннах от крановой нагрузки

1) Загружение вертикальной нагрузкой.

— На левую колонну действует сила Dmax, на правую Dmin.

Рис. Загружение рамы вертикальной крановой нагрузкой

Реакция верха левой колонны:

Суммарная реакция в основной системе:

Рис. 2.14. — Схема к определению коэффициента cdim

С учетом работы рам только поперечного направления определяем коэффициент, характеризующий пространственную работу каркаса:

Линейное смещение рамы от вертикальной крановой нагрузки:

Упругая реакция левой колонны:

Рис. 2.15. — Схема для определения изгибающих моментов от максимального кранового давления Изгибающие моменты в сечениях левой колонны:

Продольные усилия в сечениях левой колонны:

Поперечные усилия в сечениях левой колонны:

— На левую колонну действует сила Dmin на правую Dmax:

Рис. 2.16. — Загружение рамы вертикальной крановой нагрузкой

Реакция верха левой колонны:

Реакция верха правой колонны:

Суммарная реакция в основной системе:

Линейное смещение рамы:

Упругая реакция левой колонны:

Рис. 2.17 -Схема для определения минимального кранового давления

Изгибающие моменты в сечениях левой колонны:

Продольные усилия в сечениях левой колонны:

Поперечные усилия в сечениях левой колонны:

2) Загружение горизонтальной (тормозной) крановой нагрузкой

— Нагрузка приложена справа налево:

Рис. 2.18.-Загружение рамы горизонтальной крановой нагрузкой Реакция верха левой колонны:

Суммарная реакция в основной системе:

Линейное смещение:

Упругая реакция левой колонны:

Рис. 2.19 — Схема для определения изгибающих моментов от тормозной крановой нагрузки, приложенной справа налево Изгибающие моменты в сечениях колонны:

Продольные усилия в сечениях левой колонны:

Поперечные усилия в сечении 4−4 левой колонны:

— Нагрузка приложена слева направо:

Рис. 2.20. — Загружение рамы горизонтальной крановой нагрузкой Эпюра изгибающих моментов от горизонтальной нагрузки будет иметь зеркальный вид:

Рис. 2.21 — Схема для определения изгибающих моментов от тормозной крановой нагрузки, приложенной слева направо Изгибающие моменты в сечениях колонны:

Продольные усилия в сечениях левой колонны:

Поперечные усилия в сечении 4−4 левой колонны:

Таблица расчетных сочетаний усилий

2. Расчет колонны Колонна двухветвевая.

Отметка верха колонны — 16,8 м.

Полная длина колонны от обреза фундамента до низа стропильной конструкции H = 16,8+0,15=16,95 м.

Длина верхней части колонны — 4,7 м.

Длина нижней части колонны — 12,25 м.

Колонна изготовлена из бетона класса Б15:

Арматура класса А300:

2.1 Расчет надкрановой части Таблица. 3.1. Комбинация усилий в сечении 2−2

Наиболее напряженное состояние рассматриваемого сечения вызывает 2-я комбинация усилий.

Рис. 3.1. — Сечение надкрановой части колонны Поскольку сечение колонны имеет податливую заделку у консоли, коэффициент, отсюда Расчетная длина колонны:

Рабочая высота сечения:

необходимо учитывать прогиб колонны Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести сечения:

значение М не корректируем В первом приближении принимаем, тогда Жесткость железобетонного элемента:

Условная критическая сила:

Расчетный изгибающий момент:

По прил. 11 найдем значение Отсюда Поскольку принятый коэффициент армирования практически равен вычисленному коэффициенту армирования, то пересчет жесткости не выполняем, следовательно, принимаем площадь сечения продольной рабочей арматуры согласно найденному.

В колоннах с размерами меньшей стороны сечения 250 мм и более диаметр продольных стержней рекомендуется назначать не менее 16 мм. Принимаем по 3 стержня с каждой стороны

d = 16 мм с площадью сечения:

2.2 Расчет подкрановой части Таблица 3.2. — Комбинация усилий в сечении 4−4

Наиболее нагруженное состояние вызывает 1-я комбинация усилий.

Рис. 3.2. — Сечение подкрановой части колонны Расчетная длина колонны при вычислении коэффициента:

Приведенный радиус инерции колонны:

Гибкость колонны при расчете на вертикальные нагрузки:

— учитываем прогиб Гибкость колонны при расчете на горизонтальные нагрузки:

— учитываем прогиб Усилия от всех нагрузок:

Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести сечения:

т. е. значение М не корректируем.

Усилия от постоянных и длительных нагрузок:

Момент инерции бетонного сечения двухветвевой колонны:

в первом приближении принимаем

Жесткость колонны:

Условная критическая сила для коэффициента

Условная критическая сила для коэффициента

Расчетный момент с учетом прогиба:

Продольные усилия в ветвях колонны:

Изгибающий момент в ветвях колонны:

корректируем в большую сторону:

т.к.

где

Площадь сечения продольной арматуры по конструктивным требованиям принимается равной:

В колоннах с размерами меньшей стороны сечения 250 мм и более диаметр продольных стержней рекомендуется назначать не менее 16 мм принимаем 3 стержня диаметром 16 мм, с площадью сечения .

2.3 Расчет промежуточной распорки Размеры сечения распорки:

Поперечная сила:

Расстояние между нижними распорками: 2 м. Рабочая высота сечения:

Изгибающий момент в распорке при нулевой точке моментов в середине панели:

Поперечная сила в распорке при нулевой точке моментов в середине панели:

По конструктивным требованиям принимаем 3 диаметра 10 А300 с

Минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном распорки:

поперечная арматура устанавливается конструктивно. Принимаются хомуты Ш5 В500 с шагом S = 150 мм.

3. Проектирование фундамента под колонну Вид грунта — суглинок, расчетное сопротивление грунта, бетон класса В15 с расчетным сопротивлением на сжатие, на растяжение, арматура класса А300 с расчетным сопротивлением на растяжение. Глубина промерзания грунта в г. Омск — 220 см.

3.1 Определение геометрических размеров фундамента

Определение размеров подколонника и стакана:

Тип подколонника Д.

Размером сечения 2100×1200.

Размер стакана в плане по низу 1500×600, по верху 1550×650

Для двухветвевых колонн глубина стакана:

1250 мм, следовательно с учетом зазора под колонной 50 мм глубина заделки составляет

Толщина стенок стакана:

Минимальная заделка арматуры колонны в стакан фундамента:

30d==480мм Определение размеров подошвы и глубины заложения фундамента:

принимаем l=3,3 м

принимаем b=2,7 м Расчетное сопротивление грунта:

Эксцентриситет нагрузки по подошве фундамента:

Краевые давления:

где

3.2 Проверка несущей способности фундамента

1) Проверка несущей способности основания Продольная сила на уровне подошвы фундамента:

Для фундаментов крайних рядов колонн необходимо добавлять нормативное значение усилий с фундаментных балок, панелей и остекления:

Изгибающий момент на уровне подошвы фундамента:

Напряжения под подошвой фундамента:

Условия выполняются, размеры подошвы оставляем без изменения.

3.3 Расчет на продавливание плитной части Максимальное краевое давление на грунт от расчетной нагрузки, приложенной на уровне верхнего обреза фундамента:

Рабочая высота плиты:

Часть площади основания фундамента, ограниченной нижним основанием рассматриваемой грани пирамиды продавливания и продолжением в плане соответствующих ребер:

Величина продавливающей силы:

Средний размер проверяемой грани:

при

Условие выполняется.

3.4 Определение сечений арматуры плитной части фундамента Требуемая площадь сечения растянутой арматуры:

Т.к. b< 3 м, то применяются сетки с рабочей арматурой в обоих направлениях.

Принимаем сетку из 23 стержней А-300 диаметром 10 мм с общей площадью As = 1805 мм²

По короткой стороне шаг стержней 200 мм, по длинной стороне — 300 мм.

4. Проектирование стропильной балки Балка двускатная двутаврового сечения пролетом 18 м. Уклон верхнего пояса 5%.

Высота в середине пролета — 1350 мм, на опоре — 900 мм.

Расчетный пролет — 17,7 м.

Балка изготовлена из тяжелого бетона Б35.

Передаточную прочность бетона принимаем 62,5% от проектной, .

Верхний пояс и стойки балки армируются пространственными сварными каркасами с рабочей арматурой класса А400.

Толщина стенки принимается 80 мм. На расстоянии 3 м от торца балки, в зоне максимальных перерезывающих сил, толщина стенки от пролета к опоре плавно увеличивается до ширины полок 330 мм и на опоре образуется уширение в виде вертикального ребра жесткости. Верхний пояс балки имеет переменную высоту: на приопорном участке 160 мм; в середине пролета, в зоне максимального изгибающего момента 280 мм.

Нижний пояс армируют напрягаемой канатной арматурой класса К1400

Сплошные концевые участки армируют сварными каркасами с расчетной поперечной арматурой. Средняя часть работает аналогично безраскосной ферме, концевые участки — как балки. Анкеры на концах арматуры отсутствуют, предварительное напряжение арматуры производится механическим способом на упоры стенда с применением инвентарных зажимов.

Момент в середине пролета:

., где

расчетная погонная нагрузка от веса покрытия и балки.

расчетная погонная нагрузка от собственного веса балки.

— расчетная погонная снеговая нагрузка.

— расчетный пролет.

4.1 Расчет балки по первой группе предельных состояний

1) Расчет сечения нормального к продольной оси. Определение площади продольной рабочей арматуры.

Приведем сечение балки к расчетному двутавровому сечению без уклонов внутренних граней полок. Значение принимается равным расстоянию от наружных горизонтальных граней полки до середины наклонных участков.

Рис. 5.1. Фактическое и расчетное сечение балки.

Проверяем положение границы сжатой зоны бетона при расчетной высоте сжатой полки и нижней растянутой полки

Рабочая высота сечения:

Расчет ведем с учетом сжатой арматуры. Конструктивную ненапрягаемую арматуру в нижней полке в расчете не учитываем ввиду ее незначительного влияния. Проверяем условие:

т.е граница сжатой зоны проходит в полке и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной

При классе арматуры К1400 и :

Предельная относительная высота сжатой зоны бетона

т.е увеличивать сечение сжатой арматуры не требуется, и площадь сечения растянутой предварительно напряженной арматуры определяется:

Где

т.к, то

Принимаем 6 канатов d=15мм с площадью Фактическая рабочая высота составит:

2) Геометрические характеристики сечения Коэффициенты приведения для напрягаемой и ненапрягаемой арматуры:

Площадь приведенного сечения (расчетное сечение балки разбиваем на три участкаребро и верхние и нижние свесы):

Расстояние от нижней грани балки до центра тяжести приведенного сечения:

где

— статический момент бетонного сечения относительно нижней грани.

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до центра тяжести напрягаемой арматуры и ненапрягаемой :

Момент инерции приведенного сечения:

Где

3) Усилие предварительного обжатия Р и эксцентриситет

Максимально допустимое значение предварительного напряжения арматуры, без учета потерь:

Определяем I потери напряжений:

1) Потери от релаксации напряжения в арматуре при механическом способе натяжения:

2) Потери от температурного перепада между упорами стенда и натянутой арматурой в зоне нагрева:

3) Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств при и :

Потери от деформации стальной формы отсутствуют, поскольку усилие обжатия передается на упоры стенда Таким образом, сумма всех потерь:

т.е потери в дальнейшем не корректируем.

Усилие обжатия с учетом первых потерь и его эксцентриситет:

Проверяем максимальное сжимающее напряжение от действия усилия, при и принимая момент от собственного веса балки М равным нулю:

Определяем II потери напряжений:

Потери от усадки:

для бетона В35.

Потери от ползучести, принимая значения и приМПа, принимаем 20МПа. =2,8,

Коэффициент приведения

где

l=17,5мрасстояние между прокладками балок при хранении балки Определяем усилие обжатия с учетом всех потерь и его эксцентриситет:

где

3) Расчет балки по наклонным сечениям на действие поперечных сил Проверку прочности полосы между наклонными сечениями в приопорной зоне не производим, т.к. условие заведомо выполняется из-за достаточной толщины стенки и высокой прочности бетона.

Расчет ведем согласно п. 3.38[7]. Первое наклонное сечение от опоры до первого груза с длиной проекции с1 = 2750 мм. Высота поперечного сечения балки в конце этого наклонного сечения равна: h1 =900 + (250 + 2750)· 0,05 =1040 мм b =80 + (330−80)(3000−2750)/3000 =100,8 мм

A1 = bh+(bfb)hf=100,8•1040+(330−100,8)•225=156 402 мм2

Вычисляем длину проекции второго наклонного сечения при q1=0. За опорное сечение h01 примем сечение балки, проходящее по краю закладной детали.

Полная и рабочая высота опорного сечения

h1 = 900 + 250· 0,05 = 902,5 мм; h01 = 902,5 — 75 = 827,5 мм.

b = (330+100,8)/2 =215,4 мм где qsw1 = RswAsw/sw = 285· 236/150 = 448,4 Н/мм Проекция с2 = 1113 мм меньше чем с1 = 2750 мм принимаем с= с2 = 1113 мм.

Полная и рабочая высота поперечного сечения на расстоянии с2 = 1113 мм от опоры равны

h1 =900 + (250 + 1113)· 0,05 = 958 мм; h01 = 958 -75 = 883 мм.

Ширина ребра балки на расстоянии от опоры с2 = 1113 мм равна b=237 мм.

Определим значение цn для этого сечения:

A1 = 237•958+(330−237)•225=247 971 мм2

Проверяем прочность наклонного сечения, принимая с= с0 = 1113 мм<2h0

где Q — поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции с от внешних сил, расположенных по одну сторону от рассматриваемого наклонного сечения; при вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение Q принимается в нормальном сечении, проходящем на расстоянии с от опоры;

Qb — поперечная сила, воспринимаемая бетоном в наклонном сечении;

Qsw — поперечная сила, воспринимаемая хомутами в наклонном сечении.

Условие прочности выполняется, т. е. прочность наклонного сечения обеспечена.

Здесь Q = 225,734−4,31•1,113 = 220,94 кН

Значение Qb принимают не более 2,5Rbtbh0 = 2,5· 1,3·237·883 = 680,13кН, и не менее Qb, min = 0,5цnRbtbh0 = 0,5· 1,22·1,3·237·883 = 165кН.

Это условие так же выполняется.

Проверка прочности наклонных сечений на действие изгибающего момента Если на балку действуют сосредоточенные силы, значения с принимаются равными расстоянию от грани опоры до точек приложения этих сил, но не более 2h0, а также равными Qmax/qsw=225 734/448,4=503,4?503 мм, если это значение меньше расстояния до первого груза.

Полная и рабочая высота сечения в конце наклонного сечения: h = 900 + (250 + 503)0,05 = 938 мм; h0 = 938 — 75 = 863 мм.

Определяем длину зоны анкеровки соответственно напрягаемой арматуры (диаметр 15 К1400) и ненапрягаемой арматуры (2 диаметра 12 А400), принимая: для напрягаемой арматуры з1 = 2,2, з2 =1,0, ds = 15 мм; для ненапрягаемой арматуры з1 = 2,5, ds = 12 мм:

Полное значение усилия в продольной растянутой арматуре Ns при длине lx = 250 мм для напрягаемой и lx = 250 — 10 = 240 мм для ненапрягаемой арматуры:

Принимаем

Момент, воспринимаемый продольной арматурой, пересекающей наклонное сечение относительно конца наклонного сечения:

Момент, воспринимаемый поперечной арматурой, пересекающей наклонное сечение, относительно конца наклонного сечения:

кН.м.

Расчётный момент в нормальном сечении, проходящем через конец наклонного сечения:

Суммарный момент, воспринимаемый сечением Ms + Msw = 249,2 +56,72 = 305,92 кН· м > М = кН· м. Прочность наклонного сечения по изгибающему моменту обеспечена.

Расчет балки по второй группе предельных состояний Действующие нормативные усилия:

— от постоянных и длительных нагрузок:

.

— от полной нормативной нагрузки:

Нормативная погонная снеговая нагрузка:

S = SgмBn=1,8кН/м2•1•6м•0,95=10,26кН/м.

Нормативная погонная нагрузка от веса покрытия:

q = (gn B + qw)=(3,3•0,95•6+3,92)=22,73 кН/м.

Погонная расчетная нагрузка от собственного веса балки:

qw = Gбf гn /l0=73кН•1•0,95•/17,7м=3,92кН/м.

Момент образования трещин в стадии эксплуатации определяется по формуле где Wred — момент сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого волокна, определяемый по формуле

;

r-расстояние от центра тяжести приведённого сечения до ядровой точки, определяемое по формуле:

M=1291кН.м условие выполняется, т. е. трещины не образуются.

Расчет предварительно напряженной балки по образованию трещин в верхней зоне в стадии изготовления

Момент образования трещин в стадии изготовления:

где Р (1) -усилие обжатия с учётом первых потерь напряжений относительно центра тяжести приведённого сечения, Р (1)=781.103кН;

Rbt, ser (p)-значение Rbt, ser при классе бетона В35, численно равном передаточной прочности Rbr=20МПа, Rbt, ser (p)=1,35МПа.

Момент сопротивления приведенного сечения для растянутого усилия обжатия Р (1) верхнего волокна:

Расстояние до нижней ядровой точки:

Т.к. Мcrc= - 329.106H.мм<0,следовательно верхние трещины образуются и необходимо проверить их ширину раскрытия.

При расчете балки по образованию трещин в верхней зоне в стадии изготовления от усилия предварительного обжатия Р (1) = 781кН сжатая зона бетона находится внизу, а растянутая — в верху. За растянутую арматуру принимаем два верхних ненапрягаемых стержня каркаса с площадью сечения As = 402 мм². Рабочая высота сечения будет равна h0 = h — а = 1350 — 35 = =1315мм.

Момент, воспринимаемый продольной арматурой, пересекающей наклонное сечение, относительного конца наклонного сечения:

где еsp-расстояние от усилия предварительного обжатия до центра тяжести верхней ненапрягаемой арматуры

esp = h — y + e0p1 — as = 1350 — 673 + 600 = 1277 мм;

Момент от собственного веса балки при нормативном значении нагрузки qw = 3,92 кН/м:

Mw = 3,92· 17,72/8 = 153,51 кН· м.

es/h0 = Ms/Ph0 = 843· 106/611 000·1315 = 1,04

Для канатной арматуры=

ж = 0,8(прил.14 Пособия).

Плечо внутренней пары сил:

z= жh0 = 0,8· 1315= 1053 мм.

Напряжение в арматуре S:

Базовое расстояние между смежными нормальными трещинами:

где Abtплощадь сечения растянутого бетона,

Высота растянутой зоны бетона:

Высота растянутой зоны бетона, определяемая как для упругого материала по приведенному сечению:

где Sred-статический момент приведенного сечения относительно верхней грани, Sred=16,2.106мм3.

(h — y) = 260 000.(1350 — 673) = 176· 106 мм³

Поскольку yt=19.86мм < 2a = 2· 35 = 70 мм, принимаем yt = 70 мм.

Определяем ширину раскрытия нормальных трещин, принимая ц1 =1,0, ц2 = 0,5, шs = 1:

Расчет балки по деформациям.

Из расчета ширины раскрытия трещин принимаем значения

es/h0 = 1,04, цf = 0,65, шs = 1.

Приведенный момент деформаций бетона при продолжительной нагрузке и нормальной влажности:

МПа По приложению 19 Пособия при цf = 0,65, µs2 = 0,15 и es/h0 = 1,04 определяем значение цс = 0,39.

Определяем кривизну балки от действия постоянной и временных длительных нагрузок (1/r) = (1/r)3:

Определяем кривизну (1/r)4, обусловленную остаточным выгибом элемента вследствие усадки и ползучести бетона при уsb =Ду5+Ду6=137,676МПа и у’sb = 0

Полная кривизна (1/r) в середине пролета от постоянных и длительных нагрузок равна

Определяем прогиб балки, принимая S = 5/48:

Согласно СНиП 2.01.07−85* табл. 19 поз. 2 при l = 17,7 м предельно допустимый из эстетических требований прогиб равен fult = l/250 = 17 700/250 = 70,8 мм, что превышает вычисленное значение прогиба.

Библиографический список Филиппов В. А. Проектирование конструкций железобетонных одноэтажных производственных зданий: учеб. пособия/ В. А. Филиппов. — Тольятти: ТГУ, 2007. — 193 с.

СНиП 2.01.07−85. Нагрузки и воздействия. Госстрой России. — М.: ФГУП ЦПП, 2004.-44с.

СНиП 52−01−2003. Бетонные и железобетонные конструкции. — М.: ФГУП ЦПП, 2004.-24с.

СНиП 2.02.01−83*. Основания зданий и сооружений. — М.: ФГУП ЦПП, 2004.-48с.

СП50−101−2004. Проектирование и устройство оснований и фундаментов зданий и сооружений. — М.: ФГУП ЦПП, 2004. 130с.

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.

Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52−102−2004). — М.: ОАО ЦНИИПромзданий, 2005. — 157 с.: ил.

www.