Министерство образования и науки Украины

Национальная академия природоохранного и курортного

строительства

Архитектурно строительный факультет

Кафедра: "Железобетонных конструкций"

ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

К КУРСОВОМУ ПРОЕКТУ

по курсу: "Железобетонные конструкции"

Тема: "Расчёт и конструирование сборных и монолитных железобетонных конструкций каркаса одноэтажного производственного здания".

Выполнил:

студент группы ПГС-401

Жигна М.В.

Консультировал:

доц. Жигна В.В.

Симферополь 2007 г.

Содержание

1. Исходные данные

2. Конструктивное решение здания

3. Статический расчет рамы

3.1 Компоновка рамы

3.2 Сбор нагрузок на раму

4. Расчет и конструирование колонны по оси Б

4.1 Конструирование

5. Проектирование фундамента под колонну по оси Б

5.1 Сведения о материалах

5.2 Определение усилий

5.3 Расчет арматуры фундамента

5.4 Расчет подколонника

5.5 Конструирование

6. Расчет сборной предварительно напряженной арки пролетом 36м

6.1 Данные для проектирования

6.2 Расчетный пролет и нагрузки

6.3 Геометрические характеристики и усилия в сечениях арки

6.4 Расчёт прочности затяжки

6.5 Определение потерь предварительного напряжения арматуры затяжки

6.6 Расчёт трещиностойкости затяжки

6.7 Проверка прочности затяжки при обжатии бетона

6.8 Расчёт прочности нормальных сечений верхнего пояса арки

6.9 Расчёт прочности наклонных сечений арки

6.10 Расчёт прочности и трещиностойкости подвески

6.11 Конструирование

7. Список литературы

1. Исходные данные

1. Количество кранов и их грузоподъемность Q=2х150 кН (средний режим);

2. Пролёт здания В=36м

3. Количество пролётов - 1

4. Длина здания L=108м

5. Высота от пола помещения до головки подкранового рельса H_{гол. р}=12 м;

6. Место возведения сооружения - Севастополь:

7. Нормативное сопротивление грунта основания Rⁿ_гр=0,26 МПа = 260 кН/м²;

8. Материал стен - кирпич

Ветровая нагрузка W₀=46кгс/м²=0,46 кПа = 0,46 кН/м²;

При гололеде W_B=25кгс/м²=0,25 кПа = 0,25 кН/м²

Снеговая нагрузка S₀=77кгс/м²= 0,77 кПа =0,77 кН/м².

Таблица 1.1.Характеристики крана

Грузоподъемность

Пролёт

L_K

Габаритные размеры

Давление колеса на крановый рельс

Масса

Главного крюка

К

В_К

В₁

Н_К

тележки

крана

Р_max

Р_min

кН

м

мм

кН

т

150

34,5

5000

6300

260

2400

250

58

8,5

46,5

Высота рельса

Рисунок 1.1 Схема мостового крана.

2. Конструктивное решение здания

При пролете здания 36м и грузоподъемности крана 15т оптимальное решение компоновки здания - с шагом колонн 12м. Колонны сквозные двухветвевые, с привязкой 250мм. Здания разделено поперечным температурным швом на два блока 60 и 48м. Колонны жестко защемлены в фундаментах стаканного типа. Ригель здания - 36м сборная арка. Арка является экономичным решением сборных большепролетных покрытий. Применим двух шарнирную арку с предварительно напряженными затяжками. По арке укладываем ребристые плиты покрытия 3х12м.

3. Статический расчет рамы

3.1 Компоновка рамы

Для выполнения статический расчета конструкций здания или сооружения используем компьютерный расчет с помощью программного комплекса “Лира”.

“Лира" - это многофункциональный программный комплекс для автоматизированного проектирования и конструирования, численного исследования прочности и устойчивости конструкций.

Выполняем компоновку конструктивной схемы здания

Размеры поперечных сечений двухветвевых колонн рекомендуется назначать исходя из размеров типовых конструкций.

Размеры колонн приведены на рисунке 3.1.1

Привязка крайних колонн к продольным разбивочным осям принимается равной 250 мм.

Расчётная схема и конструктивная схема поперечной рамы изображена на рис.3.1.2 и 3.1.3

В качестве расчетной схемы следует принимать пространственную раму, состоящую из плоских рам, объединенных покрытием в пространственный блок.

Нагрузки от веса покрытия, снега, ветра принимают действующим ко всем поперечным рамам, а нагрузки от вертикального и горизонтального действия крана прикладывают ко второй от торца блока поперечной раме.

Моделируем в ПК “Лира" расчетную схему здания, сначала как плоскую регулярную раму (рис.3.1 4), а затем задаем жесткость элементам и путем копирования получаем пространственную модель (рис.3.1 5).

Выполняем сбор нагрузок и прикладываем их к раме.

Рис.3.1.5 Пространственный каркас здания.

3.2 Сбор нагрузок на раму

Таблица 3.2.1. Сбор нагрузок на покрытие на 1 м²

Вид нагрузки

Нормативная нагрузка, при

Расчётная нагрузка, при

ПОСТОЯННАЯ:

слой гравия, втопленного в дёгтевую мастику

три слоя рулонного ковра на дёгтевой мастике

цементно-песчаная стяжка - 30 мм ();

утеплитель (минераловатная плита) - 100 мм

();

панель покрытия с бетоном замоноличивания

ВСЕГО:

Принята к расчету:

0,18

0,09

0,6

0,1

0,05

2,2

q_n=3,17

1,3

1,3

1,3

1,3

1,3

1,1

0,234

0,117

0,78

0,13

0,065

2,42

q=3,681

3,7

ВРЕМЕННАЯ:

снеговая (с=1), для I снегового района

s_n=0,77

1,4

1,078

Постоянные нагрузки

Масса сборной предварительно напряженной арки .

Масса балки покрытия

Расчетная нагрузка на колонну от покрытия:

Расчетная нагрузка от веса подкрановой балки 114,7 кН и подкранового пути 1,5 кН/м на колонну.

Нагрузка от веса керамзитобетонных панелей (; )

Снеговая нагрузка для г. Севастополь (I снеговой район)

Крановые нагрузки.

Расчетное максимальное давление на колонну от двух сближенных кранов определяют по линии влияния давления на колонну (Рис.3.1) и коэффициентом надежности по нагрузке , по нагрузке .

Рис 3.2.1 Установка крановой нагрузки в невыгодное положении и линия влияния давления на колонну.

Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо

,

где - масса крана,

- масса подкрановой тележки.

Расчетная тормозная горизонтальная нагрузка на колонну от двух сближенных кранов

Горизонтальная сила от поперечного торможения крана приложена к колонне на уровне верха подкрановой балки на отметке 13,1м.

Ветровая нагрузка.

Скоростной напор ветра на высоте 10м над поверхностью земли для III района г. Севастополь

Аэродинамический коэффициент с наветренной стороны с=0,8,с заветренной с=-0,6.

Коэффициент надежности по нагрузке .

Ветровую нагрузку в пределах высоты колонны до отметки 10м принимаем равномерно распределенной, а от отметки 10м принимаем с учетом изменения напора по высоте при среднем значении коэффициента увеличения скоростного напора ветра согласно табл.3.2

Табл.3.2.2

Высота

здания, м

Коэфф. увелич. cкоростного напора

10

1.0

20

1.25

40

1.5

Нагрузка от ветра с подветренной стороны:

Отметка 10,0м ;

Отметка 10,7м ;

Отметка 12,5м ;

Отметка 16,2м ;

Отметка 21,2м ;

Нагрузка от ветра с заветренной стороны:

Отметка 10,0м ;

Отметка 16,2 м ;

Отметка 21,2м ;

Нагрузка от ветра с подветренной стороны:

Отметка 10,0м ;

Отметка 16,2 м ;

Отметка 21,2м ;

Нагрузка от ветра с заветренной стороны:

Отметка 10,0м ;

Отметка 10,7м ;

Отметка 12,5м ;

Отметка 16,2м ;

Отметка 21,2м ;

Выполняем расчет от различных загружений каркаса. Составляем таблицу сочетаний усилий в соответствии с ДБН “Нагрузки и воздействия" 1.2-2-06 и нормами на проектирование ж. б. конструкций.

Получив всю информацию о напряженно-деформированной состоянии всех элементов расчетной схемы, переходим к конструированию колонны.

Рис.3.2.8 Расчетная схема колонны.

4. Расчет и конструирование колонны по оси Б

Расчет и конструирование колонны проводим в ПК “Лира" приложение “Лир-АРМ"

Задаемся типами материалов колонны:

Бетон тяжелый класса В 20, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении, R_b=11,5 МПа; R_bt=0,9 МПа; E_b=2710³ МПа (СНиП 2.03.01-84, табл.13 и 18). Арматура класса А-III, d>10 мм, R_S=R_SC=365 МПа, E_S=210⁵ МПа. Поперечная арматура класса А I, R_S=225 МПа, R_Sw=175 МПа, E_s=2.110⁵ МПа (СНиП 2.03.01-84, табл.22 и 29).

Производим расчет и получаем требуемые площади арматуры.

Рис.4.1 Расчетная схема колонны.

4.1 Конструирование

Рис.4.1.1 Армирование надкрановой и подкрановой части колонны.

Рис.4.1.2 Армирование сечений колонны.

5. Проектирование фундамента под колонну по оси Б

5.1 Сведения о материалах

Условное расчетное сопротивление грунта R₀=0,22 МПа. Глубина заложения фундаментов по условиям промерзания грунтов Н₁=1,65 м.

Определение глубины заложения фундамента в зависимости от глубины промерзания грунта основания:

,

где: - коэффициент, принимаемый для Крыма равным 0,7;

- коэффициент учета теплового режима здания (для неотапливаемого промышленного здания);

.

Бетон тяжелый класса В12,5, R_b=7,5МПа, R_bt=0,66 МПа, _b2=1,1; арматура из горячекатаной стали класса A-II, R_S=280 МПа. Вес единицы объёма материала фундамента и грунта на его обрезах

5.2 Определение усилий

Для определения значений усилий действующих на верхний срез фундамента в расчетной схеме (пк “Лира”) заменим подкрановую часть колонны рассчитываемого фундамента стержнем типа “КЭ-10”, численно описывающий геометрическую характеристику и жесткость сквозного сечения.

- жесткость элемента на осевое сжатие.

- жесткость элемента на изгиб в плоскости y

- жесткость элемента на изгиб в плоскости z

- первая координата ядра сечения

- вторая координата ядра сечения

- первая координата ядра сечения

- вторая координата ядра сечения

q - погонный вес (для автоматического определения собственного веса)

Расчёт выполняем на наиболее опасную комбинацию расчётных усилий

Расчётные значения усилий

Нормативные значения усилий

M = 1487,0 кНм

M_n = 1293,1 кНм

N = 2507,9 кН

N_n = 2180,8 кН

Q = 103,7 кН

Q_n = 90,2 кН

Нормативное значение усилий определено делением расчётных усилий на усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке .

Определение геометрических размеров фундамента.

Глубину стакана фундамента принимаем H_an = 120 см, что должно быть не менее:

H_an 0,5+0,33h=0,5+0,331,4=0,962 м, где h=1,4 м - больший размер сечения всей колонны; не менее H_an1,5b_col=1,50,6=0,9 м, где b_col=0,6 м - больший размер сечения ветви; и не менее H_an30d=302,8=84 см, где d=2,8 - диаметр продольной арматуры колонны. Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принято 250 мм, тогда минимальная высота фундамента H_f=1200+250=1450 мм. Принимаем H_f=1800 мм (кратно 300 мм), тогда глубина заложения фундамента H₁=1500+150=1950 мм.

Фундамент трёхступенчатый, высота ступеней принята 300 мм, высота подколонника 1200 мм.

Предварительно площадь подошвы фундамента определяем как для центрально нагруженного по формуле:

где 1,05 - коэффициент, учитывающий наличие момента.

Назначая соотношение сторон фундамента b/a=0,8, получаем:

, b₁=0,8  3,88 = 3,1м.

Принимаем размеры подошвы ab=4,23,3 =13,86 м².

Момент сопротивления подошвы:

Так как заглубление фундамента меньше 2 м, ширина подошвы больше 1 м, необходимо учитывать нормативное давление на грунт по формуле:

.

Определим расчётную высоту фундамента из условия прочности на продавливание по формуле:

м

где h=1,4 м - больший размер сечения колонны

b_col=0,6 м - больший размер сечения ветви

R_bt=R_bt · γ_b2=1,1·0,66=0,726 МПа = 726 кН/м²

Полная высота фундамента

Н=0, 33+0,05=0,38 м < 1,5 м,

следовательно, принятая высота фундамента достаточна.

Определяем краевое давление на основание. Изгибающий момент в уровне подошвы фундамента:

Нормативна нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:

G_f = a  b  H₁    _n = 4,2 3,3  1,95  20  0,95 = 513,5кН

При условии что:

Принимаем размеры подошвы ab=4,53,6 =16,2 м²

Момент сопротивления подошвы:

Нормативна нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:

G_f = a  b  H₁    _n = 4,5 3,6  1,95  20  0,95 =600,2 кН

_{Проверка напряжений в основании показывает, что размеры подошвы фундамента достаточны.}

_{Учитывая значительное заглубления фундамента, принимаем его конструкцию с подколонником стаканного типа и плитой переменной высоты. Толщина стенок стакана назначают 425мм > 0,2∙h=0,2∙1400=280мм. Зазор между колонной и стаканом поверху 75 мм, понизу 50мм. Высоту ступеней фундамента назначают}

_{Высота подколонника 1200мм}

_{Размеры ступеней в плане:}

_{a1=4,5м b1=3,6м}

_{a2=3,0м b2=2,4м}

_{Размеры подколонника:}

_{a3=2,4м b3=1,5м}

_{Высота плитной части фундамента 60см. Проверяем достаточность принятой высоты плитной части из расчета на продавливание.}

Расчет на продавливание по условию:

,

условие на продавливание выполняется.

Проверяем прочность фундамента на раскалывание:

,

следовательно проверяем по формуле:

,

прочность на раскалывание обеспечена.

5.3 Расчет арматуры фундамента

Определяем напряжения в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны а без учета веса фундамента и грунта на его уступах от расчетных нагрузок:

;

где

.

Напряжение в грунте в сечении I-I, II-II, III-III (см. Рис.6.1):

Изгибающие моменты, возникающие в сечениях I-I, II-II, III-III от реактивного давления грунта как в консоли, для расчета арматуры, укладываемой параллельно стороне а, определяют по формулам:

;

;

.

Сечение рабочей арматуры на всю ширину фундамента:

;

;

.

Назначаем шаг стержней 200 мм, на ширине фундамента b=3,6 м параллельно длинной стороне а укладываем 18 18 А-II c A_S=45,8 см². Процент армирования

Определяем изгибающий момент и площадь сечения арматуры, укладываемой параллельно стороне b:

;

.

При шаге стержней 200 мм принимают 23 16 A-II c A_S=46,3см². процент армирования

5.4 Расчет подколонника

Продольное армирование подколонника и его стаканной части определяем из расчета на внецентренное сжатие коробчатого сечения стаканной части в плоскости заделанного торца колонны (IV-IV) и расчета на внецентренное сжатие прямоугольного сечения подколонника в месте примыкания его к плитной части фундамента Размеры коробчатого сечения стаканной части, преобразованное в эквивалентное двутавровое:

b=1,4 м; h=2, 4 м; =1,5 м; =0,425 м; =0,04 м; =2,36 м; =0,04/2,36=0,017.

Расчетное усилие в сечении IV-IV при _f>1:

Эксцентриситет продольной силы:

.

Расстояние от центра тяжести сечения растянутой арматуры до силы N:

Проверяем положение нулевой линии. Так как

> N=2292.9 кН,

нулевая линия проходит в полке, и сечение рассчитываем как прямоугольное шириной b_f’=150 см.

Принимаем симметричное армирование, тогда высота сжатой зоны:

.

Сечение симметричной арматуры:

,

т.е. продольная арматура по расчету не нужна. Назначаем в соответствии с конструктивными требованиями не менее 0,04% площади поперечного сечения подколонника: A_S=A_S’=0,0005150240=18 см². Принимаем с каждой стороны подколонника 618 A-II c A_S=A_S’=18,85 см². У длинных сторон подколонника принимаем продольное армирование 8 18 A-II.

Прочность сечения V-V не проверяем, так как усилия от полученных ранее отличаются незначительно.

Поперечное армирование подколонника определяем по расчету на момент от действующих усилий относительно оси, проходящей через точку поворота колонны.

Так как 0,5h_c=0,51,4=0,67 > e₀=0,61 м > h_c/6=1,4/6=0,23 м, поперечное армирование определяют по формуле:

,

z_i=7.5+22.5+37.5+52.5+67.5+82.5+97.5+112.5=480 cм –

сумма расстояний от точки поворота колонны до сеток поперечного армирования подколонника при шаге сеток 150 мм и расстоянии от верха стакана до верхней сетки 75 мм.

Необходимая площадь сечения одного рабочего стержня (при четырех стержнях в каждой сетке): A_SW=4.5/8=0,5625 см². Принимаем 9 A-I c A_SW=0,636см².

5.5 Конструирование

Рис.5.5.1. Схема армирования фундамента.

6. Расчет сборной предварительно напряженной арки пролетом 36м

6.1 Данные для проектирования

Бетон тяжелый класса В30 (при ;при ;для бетона естественного твердения ;

; ).

Предварительно напрягаемая арматура затяжки - высокопрочная проволока периодического профиля класса Вр-II

(;);

натяжение арматуры производится механическим способом на упоры с применением инвентарных зажимов.

Ненапрягаемая арматура класса А-III Ø 10-40 мм

(;).

Затяжка относится к конструкциям 3-й категории трещиностойкости. Прочность бетона к моменту отпуска натяжных устройств (передаточная прочность) принимается .

6.2 Расчетный пролет и нагрузки

Расчетный пролет арки

,

где а - расстояние от торца арки до точки опирания на колонну. Расчетная постоянная нагрузка на 1 м с учетом веса арки

Расчетная временная нагрузка при , для г. Севастополя

6.3 Геометрические характеристики и усилия в сечениях арки

Арку рассчитываем как двухшарнирную с затяжкой. Из соображений унификации блоков ось арки выполняем по круговому очертанию.

Варианты загружения и статическая схема арки приведены на Рис.6.1.

а)

б)

Рис.6.3.1 Варианты нагружения арки:

а - сплошная нагрузка; б - односторонняя снеговая нагрузка.

Находим геометрические характеристики арки согласно рис.3.3.2

Радиус круговой оси:

м,

где - стрела подъема, принятая равной примерно 1/9 пролета, то есть 3,97 м;

Центральный угол

25°8´≈25°

Длина арки м,

Арку разбиваем на 10 равных частей (дуге 0,1части соответствует угол =5°)

и определяем горизонтальные ординаты сечений по формулам:

; , где

Величина у₆ соответствует длине стрелы подъёма f. Результаты вычислений приведены в таблице 6.3.

Рис.6.3.2 Схема геометрических характеристик арки.

Таблица 6.3. К определению значений х и у.

Номер сечения

град

х, м

у, м

1

25

0.4226

0.9063

0.00

0.00

2

20

0.3420

0.9397

3.47

1.44

3

15

0.2588

0.9659

6.96

2.54

4

10

0.1736

0.9848

10.53

3.33

5

5

0.0872

0.9962

14.15

3.81

6

0

0.0000

1.0000

17.8

3.97

7

5

0.0872

0.9962

14.15

3.81

8

10

0.1736

0.9848

10.53

3.33

9

15

0.2588

0.9659

6.96

2.54

10

20

0.3420

0.9397

3.47

1.44

11

25

0.4226

0.9063

0.00

0.00

Предварительно задаемся площадями сечений арматуры в арке и в затяжке, а так же вычисляем геометрические характеристики их сечений.

Рис.6.3.1 Сечение блока арки.

Принимаем с округлением .

Отношение модулей упругости для арки .

Тогда площадь приведенного симметричного армированного сечения арки

Момент инерции приведенного сечения при расстоянии до центра тяжести

Радиус инерции приведенного сечения

Так как площадь сечения затяжки , то сечение арматуры принимаем приближенно

Учитывая, что для затяжки отношение модулей упругости . Определяем площадь приведенного сечения затяжки:

Коэффициент податливости затяжки:

Для каждого случая загружения (см. рис.3.1) находим распор от нагрузки , принятой за единичную:

для равномерно распределённой нагрузки

для односторонней равномерно распределённой нагрузки на половине пролёта арки:

По вычисленному распору для каждого вида загружения определяем расчётные усилия в сечении арки. Для этого сначала определяем балочные моменты и поперечные силы .

При равномерно распределённой нагрузке балочные момента и поперечные силы находим по формулам:

где - опорная реакция в балке.

При загружении половины пролёта арки балочный момент и поперечную силу в незагруженной части определяем по формуле:

где - реакция в балке со стороны незагруженной части.

После вычисления балочных моментов и поперечных сил определяем расчётные усилия для всех сечений арки:

где - угол между касательной к оси арки в ассматриваемом сечении и горизонталью (см. таб.3.3 и рис.3.1); - изгибающий момент и поперечная сила в балке на двух опорах пролётам равным пролёту рассчитываемой арки.

Определим в середине пролёта арки при действии равномерно распределённой нагрузке при ;

Далее расчёт производим аналогично.

В таблице 3.4 приведены усилия от единичной нагрузки , распределённой по всему пролёту; а в таблице 3.5 - усилия в арке от единичной нагрузки на левой половине.

Таблица 6.4. Усилия от распределённой нагрузки распределённой по всему пролёту

Номер сечения

Н, кН

, кНм

, кН

, кНм

, кН

, кН

1

38,6

0,00

17,8

0,00

42,51

-0,18

2

55,75

14,33

0,17

41,17

0,27

3

99,67

10,84

1,63

40,09

0,48

4

131,99

7,27

3,45

39,27

0,46

5

151,76

3,65

4,69

38,77

0,27

6

158,42

0,00

5,18

38,6

0,00

7

151,76

-3,65

4,69

38,77

-0,27

8

131,99

-7,27

3,45

39,27

-0,46

9

99,67

-10,84

1,63

40,09

-0,48

10

55,75

-14,33

0,17

41,17

-0,27

11

0,00

-17,8

0,00

42,51

0,18

Таблица 6.5. Усилия от распределённой нагрузки на левой половине

Номер сечения

Н, кН

, кНм

, кН

, кНм

, кН

, кН

1

19,3

0,00

13,35

0,00

23,13

3,94

2

40,31

9,88

12,52

21,52

2,68

3

68,69

6,39

19,67

20,3

1,18

4

85,16

2,82

20,89

19,5

-0,57

5

88,79

-0,8

15,26

19,16

-2,48

6

79,21

-4,45

2,58

19,3

-4,45

7

62,97

-4,45

-10,56

19,31

-2,75

8

46,86

-4,45

-17,41

19,39

-1,03

9

30,97

-4,45

-18,05

19,41

0,7

10

15,44

-4,45

-12,35

19,29

2,42

11

0,00

-4,45

0,00

19,37

4,13

Для вычисления расчётных усилий в сечениях арки необходимо для каждого вида загружения величины, приведенные в табл.6.4. и 6.4. умножить на переводные коэффициенты, определяемые по формулам:

для постоянной нагрузки:

для постоянной нагрузки:

В табл.3.6. приведены значения усилий от всех видов нагрузок, а также расчётные комбинации усилий при наиболее невыгодном их сочетании.

Распор от расчётных нагрузок при - среднее значение коэффициента надёжности по нагрузке:

6.4 Расчёт прочности затяжки

Арматуру затяжки подбираем как для центрально растянутого элемента по условиям прочности.

Из условия прочности определяем необходимое сечение арматуры:

мм²

Число канатов при Ø6мм

Принимаем 96 проволок:

Рис.6.4.1 Армирование затяжки.

6.5 Определение потерь предварительного напряжения арматуры затяжки

По условиям эксплуатации арки в закрытом помещении затяжка относится к 3-й категории трещиностойкости. В то же время предельно допустимая ширина раскрытия трещин, обеспечивающая сохранность арматуры Ø 6, весьма мала (). Поэтому предварительное напряжение арматуры механическим способом можно назначить максимальным:

МПа.

Первые потери напряжения (до обжатия бетона)

От релаксации напряжений при механическом способе натяжения:

МПа

Потери температурного перепада отсутствуют, т.к по мере увеличения постоянной нагрузки на арку арматура затяжки подтягивается .

Потери от деформации анкеров при инвентарных зажимах:

МПа

где м - длина арматурного стержня, расстояние между упорами стенда.

Поскольку напрягаемая арматура не отгибается, потери от трения арматуры об огибающие приспособления отсутствуют, т.е.

От деформации стальной формы при отсутствии данных о её конструкции

МПа.

Потери от быстропротекающей ползучести бетона:

Учитывая симметричное армирование, считаем .

Напряжение в бетоне при обжатии:

МПа

Т.к. отношение

,

то для бетонов естественного твердения:

МПа

Первые потери составят:

МПа

Вторые потери напряжения

От усадки тяжелого бетоны класса В30 естественного твердения: МПа

От ползучести бетона:

МПа

Т.к. отношение

, то для бетонов

естественного твердения: МПа

Вторые потери составят: МПа

Суммарные потери: МПа

Напряжение с учётом всех потерь:

МПа

Усилие обжатия с учётом всех потерь:

6.6 Расчёт трещиностойкости затяжки

Проверяем сечение затяжки по образованию трещин. Расчёт производится с учётом коэффициента точности натяжения

Т.к. значение распора при

, ,

то трещины в затяжке не образуются.

6.7 Проверка прочности затяжки при обжатии бетона

Определяем усилие обжатия бетона как для центрально обжатого элемента с учётом всей напрягаемой арматуры. При натяжении арматуры на упоры прочность затяжки проверяется из условия:

Предварительное напряжение с учётом первых потерь определяются при

МПа

Тогда

где - приземная прочность бетона к моменту его обжатия, вычисляется по интерполяции при .

Условие выполняется, следовательно, прочность затяжки при её обжатии обеспечена.

6.8 Расчёт прочности нормальных сечений верхнего пояса арки

В сечениях арки действуют изгибающие моменты, сопоставимые по величине, но разные по знаку (см. табл.3.6)

Поэтому принимаем симметричное армирование арки

Сечение арматуры в средних блоках арки определяем по наиболее невыгодной комбинации усилий. В сечениях 4 и 5 действуют практически равные моменты, однако значение продольной силы в сечении 5 меньше. Следовательно

.

Поэтому за расчётное принимается сечение 5.

В этом сечении расчётные комбинации усилий:

от полной нагрузки: М = 450,3кНм

N = 2406,8кН

от длительных нагрузок: М_l = 262,6кНм

N_l = 2171,1кН

Расчётная длина в плоскости арки:

где L - длина арки в доль её геометрической оси.

Т.к. ,

расчёт производим с учётом прогиба элемента.

Находим рабочую высоту сечения:

мм.

Т.к. момент кратковременных нагрузок (снег справа и слева) М-

М_l=450,3-262,6=187,7 кНм

меньше момента от суммы постоянных и длительных нагрузок, т.е.

М - М_l=187,7 кНм <М_l=262,6 кНм. то М и М_l одного знака.

; принимаем

Конструкция двух шарнирной арки статически неопределимая.

см > - больший из случайных эксцентриситетов:

Следовательно случайный эксцентриситет не учитывается.

Принимаем ;

Условная критическая сила для элемента двутаврового сечения без предварительного напряжения:

Проверяем условие:

- условие выполняется.

Определяем коэффициент, учитывающий влияние прогиба:

Определение площади сечения арматуры внецентренно сжатого элемента двутаврового профиля.

мм;

;

МПа;

Граничная относительная высота сжатой зоны:

где =365 МПа для арматуры класса А-III

Положение нейтральной оси проверяем из условия:

Нейтральная ось проходит в пределах ребра, поэтому расчёт производим с учётом тавровой формы сечения.

мм

Принимая во внимание необходимость учёта сжатых свесов полки, вычисляем:

где ; мм²

При наличии сжатой полки:

где

Относительная высота сжатой зоны бетона определяется:

где

Площадь симметричной арматуры таврового сечения:

Коэффициент армирования

Т.к. полученный коэффициент армирования меньше нормируемого , то площадь сечения арматуры определяется:

_{Принимаем с каждой стороны по 5 Ø20 А-III,}

_{Рассчитываем сечение 1 (в крайних блоках). По таблице 3.6. расчетная комбинация в этом сечении:}

Так как , то внецентренно сжатый элемент можно рассчитывать как элемент со случайным эксцентриситетом.

По СНиП 2.03.01-84. "Бетонные и железобетонные конструкции" определяем коэффициент ,

Принимаем

Т.к. , то принимаем

Площадь сечения арматуры:

где .

Повторяем расчёт при новом значении

Т.к. , то принимаем

Площадь сечения арматуры:

Принимаем армирование элемента 5Ø25 А-III

Проверяем прочность сечения 10 первого блока при принятой арматуре

5Ø25 А-III для следующих значений усилий:

_{Расчет проводим с учетом тавровой формы сечения.}

_{Определяем коэффициент увеличения начального эксцентриситета с учетом двутавровой формы сечения.}

,

следовательно, и имеют разные знаки.

, принимаем .

конструкция статически неопределимая

принимаем

мм;

;

МПа;

Граничная относительная высота сжатой зоны:

где =365 МПа для арматуры класса А-III

Принятое армирование 5Ø25 А-III , достаточно.

6.9 Расчёт прочности наклонных сечений арки

Выполняем расчёт наклонного сечения, идущего от грани опоры арки. Условно считаем всю нагрузку на верхний пояс арки равномерно распределённой.

Максимальная поперечная сила действует в сечении 11 , .

Коэффициент, учитывающий влияние продольной силы:

Принимаем

Коэффициент, учитывающий влияние сжатых поло двутаврового сечения арки:

где . Принимаем 330.

где = 0,6 для тяжёлого бетона.

В этом случае поперечную арматуру устанавливаем по конструктивным соображениям. Принимаем 2 Ø 8 A III, , шаг

Проверяем прочность наклонной полосы между наклонными трещинами на действие поперечной силы.

=0,01 для тяжёлого бетона

;

;

Т.к. , то

следовательно, прочность наклонной полосы достаточна.

6.10 Расчёт прочности и трещиностойкости подвески

Подвеску рассчитываем на осевое растяжение от веса подвески и участка затяжки длиной 6000 мм.

где - площадь поперечного сечения подвески. = 3,25 м - длина наиболее загруженной подвески; - коэффициенты надёжности по нагрузки и по назначению; - средняя плотность железобетона.

Принимаем 4 Ø 10 A III,

Производим расчёт подвески по образованию трещин:

Следовательно трещиностойкость подвески обеспечена.

6.11 Конструирование

6.11.1 Армирование сечений.

6.11.2 Армирование узлов.

7. Список литературы

1. ДБН В.1.2-02-2006. СНБС. Нагрузки и воздействия. К.: МинУкр, 2006;

2. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. М.: ЦИТП, 1989;

3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из лёгких и тяжёлых бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84). М.: ЦНИИпромзданий Госстроя СССР, 1984;

4. СНиП II-21-75. Бетонные и железобетонные конструкции. - М.: Стройиздат, 1976;

5. Байков В.Н. ., Сигалов Э.Е. "Железобетонные конструкции: общий курс". Учебник для вузов. - 4-е изд., перераб. - М.: Стройиздат, 1985. - 728 с., ил

6. Железобетонные конструкции: Курсовое и дипломное проектирование / Под ред. А.Я. Барашикова. - К.: Вища шк. Головное изд-во, 1987. - 416 с.