Проектирование колонн и стропильных балок одноэтажного производственного здания
Выполняют расчеты по непродолжительному раскрытию трещин на действие полных нормативных нагрузок и по продолжительному раскрытию на действие постоянных и временных нормативных нагрузок (п. 4.14 СНиПа). У концов балки устанавливают дополнительную косвенную арматуру (сетки или хомуты с шагом 5 — 10 см, охватывающие все напрягаемые продольные стержни) на длине участка не менее 0,6 lp=21,6 см и 20 см… Читать ещё >
Проектирование колонн и стропильных балок одноэтажного производственного здания (реферат, курсовая, диплом, контрольная)
Министерство образования Российской Федерации
Сибирская государственная автомобильно-дорожная академия
(СибАДИ)
Кафедра «Строительные конструкции»
Пояснительная записка к курсовому проекту:
Проектирование колонн и стропильных балок одноэтажного производственного здания
Омск-2010
1. Компоновка поперечника
2. Определение расчетных нагрузок и параметров
3. Определение усилий в стойках
4. Проектирование стоек
5. Расчет сборной железобетонной предварительно-напряженной двутавровой балки покрытия
1. Компоновка поперечника
Поперечная рама состоит из колонн, заделанных в фундамент и стропильной конструкции, свободно опирающейся на колонны.
Определяем размеры колонны
Высота надкрановой части:
м
где Нкр — крановый габарит здания.
(0,15+hпб) — высота подкрановой балки с рельсом, м
Высота подкрановой части колонн от верха фундамента:
где
Н1=Нг.р.+0,15,
где 0,15 — глубина заложения верха фундамента,
— (кратна модулю 0,6 м для стеновых панелей).
Определяем размеры поперечного сечения колонны
Привязка колонн к разбивочным осям
" 0″ - при шаге колонн 6 м и кранах с G? 30 тс;
Размеры сечений
bк = 400 мм — при шаге колонн 6 м;
hв = 400 мм — при «0» привязке и кранах G < 20 тс;
с округлением в меньшую сторону с модулем 50 мм.
Глубина заделки колонны в стакан фундамента равна наибольшему из 1,5 bк или hн, и получаем отметку (-) (Нзад. + 0,15)=1,2+0,15=1,35.
Расстояние от оси кранового пути до внутренней грани подкрановой части колонны поверху: к< 250 мм при В = 6 м;
При («привязка» + 750 + к)=0+750+250=1000мм < hн=1200мм, значит
(750+100)+(250+100)=1200мм
Конструирование стен
модуль 0,6 м; высота стеновых панелей и блоков остекления 1,2 м и 1,8 м; дпан=300 мм (принять).
2. Определение расчетных нагрузок и параметров
Постоянные нагрузки
· от покрытия Fп
Fп = ,
где gк=1 кН/м2+1,5 кН/м2=2,5 кН/м2 — расчетная нагрузка от веса 1 м2 кровли и плит покрытия;
В=6м — шаг колонн, м;
L=12м — пролет рамы, м;
Qp=40,2тсориентировочный вес стропильной конструкции, кН;
· от собственной массы (бз эксцентриситета)
где гf = 1,1 — коэффициент надежности по нагрузке;
г = 25 кН/м3 — объемный вес железобетона
· от стен и остекления (бз эксцентриситета)
где В — шаг колонн, м;
gст, gост — расчетные нагрузки от веса 1 м² стеновых панелей и оконных блоков, навешанных на надкрановую или подкрановую части колонны (табл. 5)
hст, hост — высота панелей и остекления, м;
· от массы подкрановой балки с рельсом (бз эксцентриситета)
Fпб = 41,2 кН
Временные нагрузки
· от снега СНиП 2.01.07−85 (5 раздел)
Fсн = ,
где Sg =1,8 кН/м2 снеговая нагрузка в зависимости от района строительства; м = 1, Fсн прикладывается так же как и Fп.
· от крана СНиП 2.01.07−85 (4 раздел)
вертикальная
Dmax=287 кН, Dmin=59,6 кН.
горизонтальная
Т=10,3 кН
· ветровая СНиП 2.01.07−85 (6 раздел, п. 6.3)
Wmi =Wо*k,
где Wо — 0,3 кН/м2
k — табл. 6(СНиП 2.01.07−85)
Фактическая ветровая эпюра приводится к эквивалентной по моменту в защемлении с ординатой
до | 5 м | 0,75 | |
10 м | |||
20 м | 1,25 | ||
40 м | 1,5 | ||
Wm5=W0*k=0,3*0,75=0,225 кН/м2
Wm10=W0*k=0,3*0,71=0,3 кН/м2
Wm20=W0*k=0,3*1,25=0,375 кН/м2
Wm21.6=W0*k=0,3*1,27=0,381 кН/м2
Wm23.4=W0*k=0,3*1,29=0,387 кН/м2
на высоте Н:
;
Сосредоточенная сила в уровне верха колонны:
WН =
Wотс. =
где с = 0,8 — с наветренной и с = 0,6 — с заветренной сторон
гf = 1,4 — коэффициент надежности по нагрузке;
Равномерно распределенная погонная нагрузка:
Расчетная схема (статически неопределимая)
Ригель считается абсолютно жестким.
Основная система метода перемещений (одно неизвестное).
3. Определение усилий в стойках
;
Постоянной — нагрузка от собственного веса, стен и подкрановых балок — приложена по оси колонны.
От покрытия Fп (симметричное воздействие)
y=0*HB;
Сила Fп приложена на расстоянии 150 мм от разбивочной оси, поэтому эксцентриситет приложения силы относительно оси надкрановой части колонны:
e = hн/2 — hв/2=1,2/2−0,4/2=0,4 м;
Rв< (+); >(-);
K1=2,152, K1=1,314 [3, тб.16.1]
при привязке «0», аВ= 50 мм — при вк= 40 см от покрытия
МI =
МII =
NI = NII=Fп=110,1 кН
От стен, собственного веса, подкрановых балок
МI = МII =0
NI =
NII =
От постоянной нагрузки суммарная
МI =? МI=2.34+0=2,34кН*м
МII =? МII=-3,44+0=-3,44кН*м
NI =? NI=110,1+45,08=155,18 кН
NII =? NII=110,1+477,18=587,28 кН
Временная нагрузка
Снеговая Fсн — изгибающие усилия от покрытия умножаются на коэффициент
Fсн / Fп =64,8/110,1=0,59
МI =2,34*0,59=1,38 кН*м
NI = NII=Fсн=64,8 кН
МII =-3,44*0,59=-2,03 кН*м
Крановая вертикальная Dmax; (y = 1*Hн ,)
ан = «привязка» + 750 — hн/2=0+850−1200/2=250мм
ан = hн/2 — «привязка» — 750=1200/2−0-850=-250мм
K2=1,304 [3,тб.16.2]
— со своими знаками,
R11 — реакция в дополнительной связи от перемещения
;
Стойка А | Стойка Б | |
NI = 0 NII =Dmax=287 кН | NI = 0 NII =Dmin=59,6 кН | |
Крановая горизонтальная ТА, ТБ
K3=0,775 [3, тб.16.3]
Стойка А | Стойка Б | |
NI = 0 NII =0 | NI = 0 NII =0 | |
Ветровая (слева)
K7=0,363 [3, тб.16.7]
;
;
;
;
;
Стойка А | Стойка Б | |
NI = 0 NII =0 | NI = 0 NII =0 | |
4. Проектирование стоек
Материал
Бетон В25
гв2 = 1,1 (табл. 15 [1])
Rв =14,5МПа*1,1=15,95МПа (табл. 13 с учетом гв2)
Eв =27,0*103МПа (табл. 18 [1])
Арматура А-III (Ш10 ч 40)
Rs =Rsc =365МПа (табл. 2.2 [1])
Es =200*103МПа (табл. 29 [1])
— коэффициент приведения
;
;
где
щ=б — 0,008
Rв=0,85−0,008*15,95=0,722 (п. 3.12 [1])
б=0,85 — для тяжелого бетона
уSR=Rs=365МПа
уSc,U=400 МПа, т.к. гв2 >1,0
Надкрановая часть (армирование симметричное)
Исходные данные | |||
Нв | см | ||
hв | см | ||
вк | см | ||
J | см4 | ||
lo | 2,5Нв=925 | см | |
i | 0,289hв=11,56 | см | |
Если л=lo/I=925/11,56=80 >14, то учитываем выгиб колонны
Определение зависимости " Ncr - As"
если
и цр = 1 (ф. 58)
где
Eв = МПа ?100 = Н/см2 ;
As и A’s — см2 ;
lo, ho, a' - см ;
J — см4; Ncr — H ;
После преобразования формулы Ncr, получаем
;
;
;
Таблица 1
Показатели | Сочетание усилий | |||
Мmax=23,06 кНм | Мmin=-49,13 кНм | |||
N=220 кН | N=155,18 кН | |||
1. | М, Нсм | — 4 913 000 | ||
2. | N, Н | |||
3. | см | 10,48 | 31,66 | |
4. | Мдл, Нсм | |||
5. | Nдл, Н | |||
6. | 0,5−0,01*925/40; 0,01*15,95=0,11 | 0,5−0,01*925/40; 0,01*15,95=0,11 | ||
7. | (п. 3.6) | |||
Принимаем де | 0,26 | 0,79 | ||
8. | ||||
9. | ||||
10. | где в = 1 (т.36) | |||
11. | ||||
12. | ||||
13. | 29 321,3(41,08+(Аs+A's)) | 29 321,3(25,85+(Аs+A's)) | ||
1) АSmin= А'Smin =мminвкho=0,002*40*34=2,72 см2
2) АSmin= А'Smin =4,02 см2 (2 Ш16)
Принимаем по наибольшему n, Ш с ASmin = A'Smin =4,02 см2 (2Ш16)
Конструктивный расчет по наиневыгоднейшему сочетанию (армирование симметричное)
Таблица 2
Показатели | Вычисления по сочетанию | ||
М=-4 913 000Нсм; | |||
Nсоотв= 155 180Н. | |||
1. | |||
2. | Принимаем АS1 = A'S1= АSMIN | 4,02 см2 | |
3. | Ncr (табл. 1) Astot = AS1+ A'S1=4,02+4,02=8,04 см2 | Ncr=29 321,3,(25,85+ 8,04)=993 699 Н | |
4. | (ф. 19) | ||
5. | см | ||
6. | |||
7. | Т.к. АS2?АS1, то АS = A'S= 4,02 см2 2О16 | ||
Проверка прочности по другому, сочетанию, армирование АS = A'S=4,02см2 (табл. 2)
Таблица 3
Показатели | Вычисления | ||
М=2 306 000 Н*см | |||
N=220 000 Н | |||
1. | x = оho (см) | ||
2. | Ncr (табл. 1 и 2), Н | ||
3. | |||
4. | |||
5. | N?e (ф. 36 п. 3.20) | ||
6. | |||
7. | Если п. 5? п. 6, то прочность обеспечена | 5 385 600<11 114 956 Прочность обеспечена | |
Подкрановая часть
Исходные данные | |||
Нн= | см | ||
hн= | см | ||
вк= | см | ||
J= | см4 | ||
lo= | 2707,5 | см (табл.32) | |
i= | 34,68 | см | |
л=lo/i=2707,5/34,68=78 >14,
то учитываем выгиб колонны.
1)АSmin= А'Smin =мminвкho=0,002*40*114=9,12 см2
2) АSmin= А'Smin 4,02, см2 (2 Ш16)
Принимаем по наибольшему n, Ш с ASmin = A'Smin =9,82 см2 (2Ш25)
Таблица 4
Показатели | Сочетание усилий | |||
Мmax=594,2 кНм | Мmin=-596,08 кНм | |||
N=587,28 кН | N=652,08 кН | |||
1. | М, Нсм | — 59 608 000 | ||
2. | N, Н | |||
3. | см | |||
4. | Мдл, Нсм | — 344 000 | — 34 000 | |
5. | Nдл, Н | |||
6. | 0,5−0,01*2707,5/120; 0,01*15,95=0,11 | 0,5−0,01*2707,5/120; 0,01*15,95=0,11 | ||
7. | (п. 3.6) | |||
Принимаем де | 0,84 | 0,76 | ||
8. | ||||
9. | ||||
10. | б где в = 1 (т.36) | |||
11. | ||||
12. | ||||
13. | 50 916,7(31,61+(Аs+A's)) | 50 916,7(45,36+(Аs+A's)) | ||
Конструктивный расчет подкрановой части (армирование несимметричное)
Таблица 5
Показатели | Вычисления по сочетанию | ||
Mmax=59 420 000 Н*см, Nсоотв=587 280 Н | |||
1. | А'S1= АSmin | 9,82 см2 | |
2. | АS1= 2АSmin | 10,33 см2 | |
3. | Н | 50 916,7(31,61+(9,82+10,33))=2 635 448 | |
4. | |||
5. | |||
6. | |||
7. | Если А'S2? А'S1, то А'S2 = А'S1=9,82 см | ||
9. | |||
10. | |||
11. | |||
12. | |||
13. | ? 5%, | ||
Принимаем 2Ш28, с Аs=12,32 см2.
Принимаем 2Ш25, с Аs=9,82 см2.
Таблица 6
Показатели | Вычисления по сочетанию | ||
Mmin=-59 608 000 Н*см, Nсоотв=652 080 Н | |||
1. | А'S1= АSmin | 9,82 см2 | |
2. | АS1= 2АSmin | 10,33 см2 | |
3. | Н | 50 916,7(45,36+(9,82+10,33))=3 335 553 | |
4. | |||
5. | |||
6. | |||
7. | Т.к. А'S2? А'S1, то А'S2 = А'S1=9,82 см | ||
9. | |||
10. | |||
11. | |||
12. | |||
13. | ? 5%, | ||
Принимаем 2Ш25, с Аs= Аs =9,82 см2.
Окончательное конструирование продольной арматуры (п. 5.18)
Окончательное армирование
Принимаем правую арматуру 2Ш28, с Аs=12,32 см2, левую 2Ш25, с Аs= 9,82 см2.
Проверка на ЭВМ
Показатели | Сочетание 1 | Сочетание 2 | ||
Мmax=594,2 кНм | Мmin=-596,08 кНм | |||
N=587,28 кН | N=652,08 кН | |||
1. | Уточнение ; | |||
2. | ||||
3. | ||||
4. | см | |||
Расчет сборной железобетонной предварительно-напряженной двутавровой балки покрытия.
1. Конструктивная схема покрытия
Покрытие представлено ребристыми плитами шириной 3 м, опирающимися продольными ребрами на двускатные стропильные балки.
2. Предварительное конструирование балки
hmax=890+1/12(0,5L-25)=890+1/12(0,5*12 000;25)=1388 мм
hx=890+1/12(x+125)=890+1/12(4329+125)=1260 мм
3. Расчетная схема балки
l0=11,7 м; x=4,329 м.
Qmax=q*l0/2=32,22*11,7/2=188,5 кН
Сбор нагрузок на балку
Вид нагрузки | Нормат. кН/м2 | гf | Расчетн кН/м2 | Шаг колонн, В, м | Нормат. кН/м | Расчетн кН/м | |
I. Постоянные | |||||||
1. Стяжка, пароизоляция, ковер | 0,6 | 1,3 | 0,78 | 3,6 | 4,68 | ||
2. Утеплитель (для отапливаемых) | 0,4 | 1,3 | 0,52 | 2,4 | 3,12 | ||
3. Плиты покрытия | 1,5 | 1,1 | 1,65 | 9,9 | |||
4. Балка | 0,56 | 1,1 | 0,62 | 3,36 | 3,72 | ||
gн =18,36 | g =21,42 | ||||||
II. Временные | |||||||
1. Длительно-действующая | 0,63 | 1,43 | 0,9 | 3,78 | 5,4 | ||
2. Кратковременно-действующая. | 0,63 | 1,43 | 0,9 | 3,78 | 5,4 | ||
pн=27 | p=37,8 | ||||||
qн=68,748 | q=86,604 | ||||||
В том числе | |||||||
Нагрузка от собственной массы балки:
Вес балки нормативный, кН ;
Gб = 40,2кН, где Нормативная нагрузка на 1 м2 покрытия:
4. Расчет прочности нормального сечения балки покрытия
Расчетное опасное сечение находится на расстоянии равном приблизительно 0,37 lo.
Принимаем а'=3 см; аsp=8 см;
Бетон В25, арматура АIII, преднапрягаемая арматура АV
Определение площади сечения напрягаемой арматуры
Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона оR (см. ф. 25 п. 3,12). В этой формуле гв2=0,9; уsp=(0,6ч0,8)Rs,ser=0,7*785=550 МПа ;
для упрощения
?уsp=0.
sSR=RS+400-sSsp-Dssp=680+400−550−0=530 МПа
w=a-0,008*Rb=0,85−0,008*13,05=0,75
Кроме этого определяем Определяем необходимость постановки арматуры в сжатой зоне А'S по расчету (из предельного условия о=оR):
Т.к.A'Sтреб.< A'Smin, то A'Sтреб.=A'Smin=4,52 см² (4 Ш12 АIII);.
Принимаем
A'S факт=4,52 см2 (4 Ш12 АIII)
Определяем положение нейтральной оси в расчетном сечении: если то нейтральная ось находится в ребре, тогда
0,22? R=0,4? =
Коэффициент гs6 определяется по п. 3,13. (формула 27), принимаем Фактическое значение Аsp принимают по сортаменту .
Aspфакт7,64 см2 (4 Ш 18 А-V)
Арматуру размещают в нижней полке балки с учетом конструктивных требований п. 5.5 и 5.12., и назначают размеры нижнего пояса балки. При этом без перерасчета уточняют значения a и ho .
Проверка прочности балки по нормальному сечению
Нейтральная ось проходит в полке, если
тогда высота сжатой зоны бетона определяется
Несущая способность сечения (Нсм) прочность сечения обеспечена.
5. Расчет прочности наклонного сечения балки покрытия
Задаемся Ш 10 АIII, S1=150 мм; n=2;
— учитывает влияние сжатых полок
— учитывает влияние продольных сил
кроме этого (1+цf + цn)? 1,5
С=bпл-0,15=3−0,15=2,85 м
;; ;
;
Проверка прочности наклонной полосы
Где
в=0,01; Rв в МПа
; ;
Расчет балок покрытия по II группе предельных состояний
1. Назначение величины предварительного напряжения арматуры Исходные данные: способ натяжения; длина натягиваемого стержня (l=12,25м) в метрах нормативное сопротивление арматуры Rsp,ser=785 МПа.
Назначаемая величина предварительного напряжения арматуры уsp=550 МПа должна удовлетворять двум условиям (см. п. 1.23 СНиПа)
2. Вычисление геометрических характеристик сечения
Исходные данные: размеры поперечного сечения балки в наиболее напряженном месте в (см);
As=2,26 см2 ,
Asp=7,64 см2, A’s=4,52 см2, a=3см, asp=8 см, a'=3см, Es=200 000 МПа ,
Esp=190 000 МПа ,
E's=200 000 МПа ,
Eв=27 000 МПа ;
Коэффициенты приведения арматуры к бетону:
Приведенная к бетону площадь сечения:
Статический момент приведенного сечения относительно оси проходящей по нижней грани:
Расстояние от нижней грани сечения до его центра тяжести:
Момент инерции приведенного сечения:
Момент сопротивления сечения на уровне сжатой грани:
Момент сопротивления сечения на уровне сжатой арматуры:
Момент сопротивления сечения на уровне растянутой напряженной арматуры:
Момент сопротивления сечения на уровне растянутой грани:?
Упругопластический момент сопротивления по нижней грани сечения:
Упругопластический момент сопротивления по верхней грани сечения:
здесь г=1,5 — коэффициент упругопластичности для двутаврового сечения.
3. Определение потерь предварительного напряжения арматуры.
Исходные данные: тип арматуры (стержневая); способ натяжения (механический); уsp=550 МПа, Rsp,ser785 МПа, передаточная прочность бетона Rвр=к?В=0,8*25=20 МПа, где В — класс бетона, к — коэффициент предаточной прочности (например, при 80% предаточной прочностик=0,8); Asp=7,64 см2; Ared=1673см2; Ws=54 494,6 см3; yн=70 см; asp=8 см; Mсв н5 360 000 Нсм — нормативный изгибающий момент в расчетном сечении от собственного веса балки.
При механическом способе натяжения дополнительно Ш (мм)=18мм — диаметр преднапряженной арматуры;
L (мм)=13 000мм — длина натягиваемого стержня;
Esp190 000 МПа.
А. Первые потери
у1=0,1* уsp-20=0,1*550−20=35 МПа — потери от релаксации напряжений арматуры (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа);
у2=1,25*Дt=1,25*65=81,25 МПа — потери от температурного перепада (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа);
у3= МПа ;
потери деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств;
(см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа);
у4=0 — потери от трения арматуры, принимаются равным 0;
у5=30 МПа — потери от деформации стальной формы
(см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа);
Определяем усилие обжатия в бетоне при обжатии в уровне центра тяжести преднапряженной арматуры:
— потери от быстронатекающей ползучести бетона (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа);
Б. Вторые потери
у7=0 — потери от релаксации напряжений арматуры, принимаются равным у8=35 МПа — потери от усадки бетона
(см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа);
Определяем усилие обжатия с учетом первых потерь:
Определяем напряженияв бетоне от усилия обжатия:
— потери от ползучести бетона (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа);
Определяем сумму всех потерь и усилие обжатия:
Ууi — у1+ у2+ у3+ у4+ у5+ у6+ у7+ у8+ у9=35+81,25+66,76+0+30+8,16+0+
+35+25,31=236,37? 100 (МПа);
4. Оценка трещиностойкости верхней зоны балки при отпуске арматуры
Исходные данные:
P1=285 690,2 (H); Мснв=5 360 000 (Нсм);
W'red =60 333,3 (см3); W'pl =90 500 (см3); yн=70 (см);
H=126 (см); asp=8 (см); k=0,8; Rвр,ser=k Rв,ser =14,8 (МПа);
Rвtр, ser=k Rвt, ser =1,28 (МПа);
Ared =1673 (см2); Ired=3 378 662,2 (см4).
Для возможной корректировки жесткости конструкции и прогибов необходимо выполнить оценку трещиностойкости верхней зоны балки при отпуске арматуры. Условие возникновения верхних трещин оценивается по условию:
Где
— при неблагоприятном влиянии преднапряжения При механическом способе натяжения
(см)
r' - расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны:
(см) где
;
— верхних трещин нет, l1=0
5. Оценка трещинообразования нижней зоны балки в стадии эксплуатации
Исходные данные:
P2=239 613,3 (H); h=126 (см); yн =70 (см);
asp =8 (см); Ared 1673 (см2);
Ired =3 378 662,2 (см4); Wred =48 266,6 (см3); Wpl =72 400 (см3); As =2,26 (см2); Asp= 7,64 (см2); A's =4,52 (см2);
Rв,ser =18,5 (МПа); Rвt,ser 1,6 (МПа); М н=41 350 000 (Нсм);
К трещиностойкости балки предъявляют требования 3-ей категории (п. 1.16 СНиПа). Расчет по образованию трещин производят на действие полных нормативных нагрузок. Расчет заключается в проверке условия:
— при благоприятном влиянии преднапряжения
— см. п. 4
еор — см. п. 4
41 350 000<31 175 984,2 — нижние трещины.
6. Определение раскрытия трещин в нижней зоне
Исходные данные:
b=8 (см); вf=20 (см); в'f =35 (см);
h0 =118 (см); hf =13 (см);
h'f =15 (см);
а=3 (см); аsp =8 (см); а' =3 (см);
Esp =190 000 (МПа);
Es =200 000 (МПа);
E's =200 000 (МПа);
Asp =7,64 (см); As =2,26 (см);
A's =4,52 (см);
Rв, ser =18,5 (МПа); P2 =239 613,3 (H);
гsp1 = 0,9;
Выполняют расчеты по непродолжительному раскрытию трещин на действие полных нормативных нагрузок и по продолжительному раскрытию на действие постоянных и временных нормативных нагрузок (п. 4.14 СНиПа).
Расчет сводится к проверке условий трещиностойкости:
Здесь — приращение ширины раскрытия от действия кратковременных нагрузок;
— ширина продолжительного раскрытия трещин.
Предельно допустимые значения, , указаны в табл. 2 СНиПа.
Параметры, , и, рассчитывают по следующему алгоритму:
При определении принимают М=М н; це=1; н=0,45.
При определении принимают М=Мдлн; це=1; н=0,45.
При определении принимают М=Мдлн; це=1,6−15; н=0,15.
;
;
;
;
;
;
;
Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1]
Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1]
Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п. 4.14]
(ф. 144)
;
;
;
;
;
;
;
Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1]
Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1]
Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п. 4.14]
(ф. 144)
;
;
;
;
;
;
;
Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1]
Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1]
Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п. 4.14]
(ф. 144)
7. Мероприятия по обеспечению прочности и трещиностойкости опорного участка Согласно п. 5.58 СНиПа у торцов балки предусматривают дополнительную ненапрягаемую арматуру, т. к. напрягаемая продольная арматура сосредоточена у нижней грани. Площадь сечения одного стержня поперечной арматуры класса А-III равна:
где n — число стержней (4 или 6), надежно закрепленных приваркой к опорным деталям.
Принимаем стержень Ш10мм, Аs=0,785 см2.
У концов балки устанавливают дополнительную косвенную арматуру (сетки или хомуты с шагом 5 — 10 см, охватывающие все напрягаемые продольные стержни) на длине участка не менее 0,6 lp=21,6 см и 20 см (п. 5.61).
0,6*lp =0,6*25,4=15,2<20 см, то Принимаем длину участка равной 20 см.
8. Армирование балки Ребро балки армируют двумя вертикальными каркасами из расчетных поперечных стержней (п. 5.27), объединенных продольными стержнями .
Верхнюю полку армируют горизонтальным каркасом, состоящим из двух продольных стержней Ш12 А-III и гнутых поперечных стержней Ш5 Вр-I, расположенных с шагом 20 см.
Нижнюю полку армируют замкнутыми хомутами Ш5 Вр-I, с шагом не менее 2 hf Хомуты связаны в пространственные каркасы продольной арматурой Ш5 Вр-I.
Балка имеет закладные детали для крепления плит покрытия. Подъем балки осуществляют с помощью специальных захватов, для чего в ней предусмотрены монтажные отверстия.
1. СНиП 2.03.01−84* Бетонные и железобетонные конструкции. М, 1989 г.
2. СНиП 2.01.07−85 Нагрузки и воздействия.; М, 1986.
3. Улицкий И, И, Железобетонные конструкции. Киев, 1973 г.
4. Методические указания по применению ЭВМ в курсовом проекте.