Для мостовых кранов грузоподъемностью до 50 т

70 для мостовых кранов грузоподъемностью до 50 т.

Проверка зазора между торцом крана и колонной (

Условие удовлетворяется.

1.4. Назначение длины температурного блока, привязка колонн торцевых рам блока продольном направлении

Длина температурного блока для отапливаемых зданий обычно принимается до 72 м, для неотапливаемых – 48 м. В данном проекте при длине здания 78 м принимаются два температурных блока. Колонны торцевых рам блока смещаются внутрь здания с разбивочных осей на 500 мм с целью устранения доборных элементов в покрытии. В середине температурного блока располагаем вертикальные связи жесткости, воспринимающие горизонтальные продольные силы от действия ветра на торцы здания, а также от продольного торможения крана и передающие их на фундаменты. При шаге 6 м принимаются крестовые связи.

Рис.5 Продольная рама. Связи жесткости

1.5. Стеновое ограждение

Так как высота здания более 10,8 м, то высоту стеновых панелей и панелей остекления принимаем равными 1,8 м. Разбиваем высоту H=10,8 м кратно ширине панели, равной 180 см:

10,8/1,8=6 шт. Назначаем стеновые панели при шаге колонн 6 м толщиной  массой 4,9 т. Нижняя цокольная панель устанавливается на фундаментную балку. Выше устраивается оконный проем высотой  Далее идет пояс из одной панели, закрывающей подкрановую балку, затем пояс остекления, по высоте равный одной панели. До верха колонны навешивается еще одна панель. Верхнюю часть стены заканчивают две парапетные панели, закрывающие торцы ферм и плиты покрытия с утеплителем и кровлей. Высота фермы на опоре – 800 мм; высота плиты покрытия при пролете 6 м – 300 мм, толщина кровли с утеплителем 150 мм.

Итого: 1250 мм. Принимаем две панели высотой 1200 и 900 мм.

Рис.6 Расположение стеновых панелей

II. Статический расчет поперечной рамы 2.1. Расчетная схема

Приводим конструктивную схему рамы к расчетной (рисунок 7).

Рис. 7 Расчетная схема поперечной рамы

Расчет рамы сводится к определению усилий M, N и Q в трех сечениях колонны в предположении взаимной несмещаемости верха колонн, то есть при жесткости ригеля, равной . Ригель рассчитывается отдельно с учетом его фактической жесткости, как однопролетная свободно опертая ферма (балка).

При расчете усилий в колоннах от крановых нагрузок учитывается пространственная работа каркаса с включением в работу через диск покрытия остальных поперечных рам каркаса.

2.2. Сбор нагрузок на колонну 2.2.1. Постоянная нагрузка от собственного веса покрытия

Состав покрытия представлен в таблице 2.

Таблица 2 – Постоянная нагрузка от покрытия

Номер строки	Состав покрытия	Нормативная нагрузка, кН/м2		Расчетная нагрузка, кН/м2
1.	Гидроизоляция	0,1	1,1	0,11
2.	Цементная стяжка	0,4	1,3	0,52
3.	Утеплитель – фибролит плитный	0,5	1,2	0,60
4.	Пароизоляция	0,05	1,2	0,06
5.	Железобетонные ребристые плиты 3х6 м,	1,32	1,1	1,45
6.	Железобетонные безраскосные фермы L=18 м,	0,60	1,1	0,66
Итого		2,97		3,40
С учетом коэффициента надежности по назначению здания		2,82		3,23

Масса железобетонных элементов покрытия: ребристые плиты 3х6 м – 2,38 т; безраскосные ферма пролетом 18 м при шаге 6 м – 6,5 т.

Грузовая площадь покрытия (шатра) А_Ш для крайней колонны:

Нагрузка от собственного веса шатра покрытия и надкрановой части колонны:

где  - объемный вес железобетона;

2.2.2. Постоянная нагрузка от собственного веса стены

По принятой конструкции стены определяем ее вес:

где q_СТ – объемный вес материала стеновой панели. В нашем случае, в зависимости от высоты панели:

q₀=25 кН/м³ – удельный вес материала стекла; b₀=8 мм – толщина двойного остекления; 1,75 – коэффициент, учитывающий вес оконной коробки и переплетов; h_CT и h₀ – суммарная высота стеновых панелей без цокольной панели и высота верхней полосы остекления, соответственно. (В расчете считается, что вес нижней полосы остекления и цокольной панели передается на фундаментную балку).

2.2.3. Нагрузки от веса подкрановой части колонны и подкрановой балки

Расчетная нагрузка от подкрановой части колонны равна:

где  - нормативный вес колонны.

Расчетная нагрузка от подкрановой балки равна:

2.2.4. Нагрузка от снега

Расчетная снеговая нагрузка на 1 м² горизонтальной поверхности земли определяется по формуле:

где S₀ – нормативное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности, принимаемое по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района. Так как г. Мухен, в соответствие с картой 1 районирования территории СССР, по весу снегового покрова относится к III району, то S₀=1,0 кН/м²;  - - коэффициент конфигурации кровли. При расчете колонн производственных зданий допускается принимать , при условии равномерного распределения снеговой нагрузки и отсутствии перепада высот на покрытии; =1,4 – коэффициент надежности по нагрузке.

Таким образом, снеговая нагрузка на 1 м² кровли:

Нагрузка от снега на колонну:

2.2.5. Крановые нагрузки

При расчете колонны поперечной рамы учитывается действие крановых вертикальных Д и горизонтальных сил Т (рисунок 7).

Максимальное вертикальное нормативное давление колеса крана F_max,n=360 кН.

Минимальное вертикальное давление колеса крана при двух колесах по одному рельсовому пути:

Горизонтальное нормативное давление колеса крана на рельс при поперечном торможении тележки:

Расчетные крановые нагрузки на колесо:

где  - коэффициент сочетания;

Расчетные вертикальные нагрузки Д_max и Д_min, а также горизонтальная нагрузка Т на колонну определяются при расчете крайней колонны от неблагоприятного воздействия двух сближенных кранов.

Линия влияния опорной реакции R на колонне при загружении соседних пролетов балки ходовыми колесами двух кранов для получения R_max (D_max, D_min, T) изображена на рис. 8.

Рис.8 Размещение колес двух кранов на линии влияния опорной реакции для получения наибольшего давления на колонну

2.2.6. Ветровая нагрузка

Ветровая нагрузка одного направления, действуя на здание с наветренной и подветренной стороны, в расчете прикладывается к раме в виде равномерно распределенной по высоте колонны нагрузки , а также сосредоточенной нагрузки в уровне верха колонны W, действующей на участке высотой от верха колонны до верха парапета h_П и шириной, равной шагу рам В. Площадь участка равна h_ПВ. Так как нормы предусматривают трапециевидные эпюры ветровой нагрузки с увеличением ординат по высоте, с целью упрощения расчетов приводим трапециевидную нагрузку к равномерно распределенной из условия равенства площадей эпюр.

Рис. 9 Эпюра изменения ветрового давления

По интерполяции находим ординаты коэффициентов ветровой нагрузки на уровне верха колонны и парапета:

Коэффициент приведения трапециевидной нагрузки к эквивалентной равномерно распределенной на участке до верха колонны:

Получаем интенсивность ветровой равномерно распределенной нагрузки  по высоте колонны:

- с наветренной стороны

- с подветренной стороны

где  - расчетная ветровая нагрузка без учета аэродинамического коэффициента.

Нормативное значение ветрового напора  определяется по табл.5 СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от отношения высоты цеха к его ширине и отношения длины здания к его ширине.

Для проектируемого здания H/L=10,8/18=0,6 и при B_ЗД/L=78/18=4,33 C_е3=-0,52. Знак минус означает, что ветер направлен изнутри здания наружу. При коэффициенте надежности по нагрузке  и шаге рам 6 м:

Получаем давления с наветренной и подветренной стороны:

Ветровая нагрузка W, действующая выше верха колонны, прикладывается в уровне низа ригеля рамы. Определяем площадь эпюры ветровых коэффициентов в пределах высоты парапета:

Суммарное давление ветра на парапет с наветренной и подветренной сторон:

где  - расчетное давление без учета аэродинамических коэффициентов.

III. Расчет каркаса на ПЭВМ

Определение усилий по программе KGK. Исходные данные сводятся в таблицу 3.

Таблица 3 –

Исходные данные для ПЭВМ

Номер строки	Вводимые параметры
1	1		2			3			4
2	5			6				7
3	8	9			10		11			12
4	13		14			15			16
5	17
6	18			19				20
7	21					22

1 строка

1. Расчетная высота колонны: H_P=H+0,15 м=10,8+0,15=10,95 м.

2. Высота верхней части колонны: H₂=4,25 м.

3. Расстояние от подкрановой балки до низа фермы:

H₂-H_ПБ=4,25 м-0,8 м=3,45 м.

4. Число рам в температурном блоке – 7.

2 строка

5. Отношение жесткостей  рассматриваемой колонны (EI₂ – верхняя часть колонны, EI₁ – нижняя часть колонны): для крайней рассматриваемой колонны:

Размеры сечений А и В приведены на рис. 4.

7. Отношение  нижней части соседней колонны к нижней части рассматриваемой колонны. Для однопролетного здания

3 строка

8. Эксцентриситет оси верхней части колонны:

Положительный эксцентриситет вращает силу относительно центра тяжести нижней подкрановой части колонны по часовой стрелке.

9. Эксцентриситет стены

10. Эксцентриситет подкрановой балки:

при наличии сдвижки

11. Высота сечения надкрановой части колонны: А=0,38 м.

12. Высота сечения подкрановой части колонны: В=0,7 м.

4 строка

13. Постоянная нагрузка от шатра: G_Ш=191,30 кН.

14. Постоянная нагрузка от стены: G_CT=161,73 кН.

15. Постоянная нагрузка от подкрановой балки: G_ПБ=36,58 кН.

16. Постоянная нагрузка от нижней части колонны: G_1K=70,9 кН.

5 строка

17. Нагрузка от снега: S=71,82 кН.

6 строка

18. Вертикальная крановая нагрузка: Д_MAX=593,81 кН.

19. То же: Д_MIN=160,82 кН.

20. Горизонтальная тормозная сила: T=26,18 кН.

7 строка

Ветровые нагрузки вводятся без учета аэродинамических коэффициентов, так как они учтены в программе.

21. Сосредоточенная ветровая нагрузка: W₁=5,55 кН.

22. Равномерно распределенная ветровая нагрузка:

Таблица 4 –

Исходные данные к расчету каркаса

Номер строки	Вводимые параметры
1	10,95		4,25			3,45			7
2	0,160							1
3	-0,160	-0,50			0,65		0,38			0,70
4	191,30		161,73			36,58			70,9
5	71,82
6	593,81			160,82				26,18
7	5,55					2,11

IV. Расчет колонны 4.1. Расчет надкрановой части колонны 4.1.1. Расчетные сочетания усилий

Различают два основных сочетания усилий:

I Сочетание: S=S_g+S_v,

где S_g – усилия (M или N) от постоянных нагрузок; s_v – усилия (M и N) от одной из временных нагрузок (крановые вертикальные нагрузки Д и тормозные Т считаются за одну нагрузку).

II Сочетание:

где  - сумма усилий от любых временных нагрузок (не менее двух).

В пределах каждого сочетания надо учесть возможность трех комбинаций усилий:

1) Наибольшее значение +М и соответственно N.

2) Наибольшее значение |-М| и соответственно N.

3) Наибольшее значение N и соответственно M.

Таблица 5 –Усилия над консолью

Наименование нагрузки	Шифры В.Н.	М, кНм	N, кН
Постоянная	1	-33,180	+191,300
Снеговая	2	-4,348	+71,820
Дmax	3	+130,822	0
Дmin	4	+54,762	0
Дmax+Торм.	5	+150,62	0
Дmax-Торм.	6	+111,024	0
Дmin+Торм.	7	+74,56	0
Дmin-Торм.	8	+34,964	0
Ветер слева	13	-28,603	0
Ветер справа	14	+31,098	0

Результат подсчета усилий представлен в таблице 6.

Таблица 6

Расчетные сочетания усилий над консолью

№	Комбинация усилий	M, кНм	N, кН	MЯДР, кНм
				Внешняя грань		Внутренняя грань
I Основное сочетание
1	При +Mmax (1+5)	117,44	191,300	129,492	+	105,388	-
2	При - Mmax (1+13)	-61,783	191,300	-49,731	-	-73,835	+
3	При Nmax (1+2)	-37,528	263,120	-20,951	-	-54,105	+
II Основное сочетание
4	При +Mmax (1+0,9(5+14))	130,366	191,300	142,418	+	118,314	-
5	При - Mmax (1+0,9(2+13))	-62,836	255,938	-46,712	-	-78,960	+
6	При Nmax(1+0,9(2+5+14))	126,453	255,938	142,667	+	110,419	-

Значение ядрового момента определяется по формуле:

- при положительном моменте (+М)

- при отрицательном моменте (-М)

Ядровое расстояние:

4.1.2 Определение коэффициента продольного изгиба

Подбираем арматуру в сечении над консолью по сочетанию усилий и проверяем прочность по сочетанию.

Исходные данные: М=126,45 кНм; N=255,94 Кн; класс бетона – В 15; R_B=8,5 МПа; Е_В=20500 МПа; класс арматуры А-II; R_S=280 МПа; размеры сечения: h=0,38 м, b=0,4 м.

Свободная длина надкрановой части колонны:

где  как для здания с мостовыми кранами при разрезных подкрановых балках, с учетом нагрузки от кранов.

Так как гибкость

требуется учитывать продольный изгиб колонны.

Эксцентриситет силы

Случайные эксцентриситеты:

Так как система статически неопределима, принимаем наибольшее значение: е₀=0,494 м. Критическая сила определяется по формуле:

где  - учитывает влияние длительного действия нагрузки:

где М – момент силы N относительно растянутой или менее сжатой арматуры сечения от всех нагрузок:

 - то же, от постоянной и длительной части снеговой нагрузки:

здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района;  - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35<<83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

4.1.3 Подбор сечения арматуры надкрановой части колонны

Надкрановая часть колонны имеет несимметричное армирование. Так как изгибающий момент положительный (М=126,45 кНм), то растянутая арматура А_s расположена у внутренней грани колонны. В связи с тем, что считаем, что имеет место случай больших эксцентриситетов. h₀=h-a=0,38-0,04=0,34 м, e₀=0,494 м.

Из условия минимального процента армирования:

Минимальный диаметр арматуры в сборных колоннах составляет 16 мм.

Принимаем 2Æ25 с

Также принимаем 3Æ36 с

Рис. 10 - Схема армирования надкрановой части колонны для 1-го сочетания усилий

Исходные данные: М=-62,84 кНм; N=255,94 Кн; класс бетона – В 15; R_B=8,5 МПа; Е_В=20500 МПа; класс арматуры А-II; R_S=280 МПа; размеры сечения: h=0,38 м, b=0,4 м.

Свободная длина надкрановой части колонны:

где  как для здания с мостовыми кранами при разрезных подкрановых балках, без учета нагрузки от кранов.

Так как гибкость

требуется учитывать продольный изгиб колонны. Эксцентриситет силы

Случайные эксцентриситеты:

Так как система статически неопределима, принимаем наибольшее значение: е₀=0,246 м.

Критическая сила определяется по формуле:

где  - учитывает влияние длительного действия нагрузки:

где М – момент силы N относительно растянутой или менее сжатой арматуры сечения от всех нагрузок:

 - то же, от постоянной и длительной части снеговой нагрузки:

здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района;  - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при >83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

Подбор сечения арматуры надкрановой части колонны

Надкрановая часть колонны имеет несимметричное армирование. Так как изгибающий момент отрицательный (М=-62,84 кНм), то растянутая арматура А_s расположена у внешней грани колонны. В связи с тем, что считаем, что имеет место случай больших эксцентриситетов.

h₀=h-a=0,38-0,04=0,34 м.

e₀=0,246 м.

Из условия минимального процента армирования:

 

Принимаем 2Æ16 с

Принимаем 2Æ36 с

Окончательно принимаем армирование надкрановой части по следующей схеме:

Рис. 11 – Схема армирования надкрановой части колонны для 2-го сочетания усилий

Рис.12 – Схема армирования надкрановой части колонны

Проверим несущую способность надкрановой части колонны по комбинации усилий с максимальным ядровым моментом:

 - наиболее сжата внешняя грань колонны

M=126,45 кНм, N=255,94 кН.

 требуется учитывать продольный изгиб колонны.

 Случайные эксцентриситеты:

, е₀=0,494 м.

где  - учитывает влияние длительного действия нагрузки:

где М – момент силы N относительно растянутой или менее сжатой арматуры сечения от всех нагрузок:

здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района;  - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

 

Условие удовлетворяется.

Рис.13 – Схема армирования надкрановой части колонны

4.2 Расчет арматуры подкрановой части колонны

Наибольшие ядровые моменты находятся у фундамента. Так как разница между их значениями  меньше 20 %, то армирование подкрановой части колонны будет симметричным.

 - наиболее сжата внутренняя грань.

Исходные данные: М=-245,85 кНм; N=1059,58 Кн; класс бетона – В 15; R_B=8,5 МПа; Е_В=20500 МПа; класс арматуры А-II; R_S=280 МПа; размеры сечения: h=0,7 м, b=0,4 м.

Свободная длина подкрановой части колонны:

где  как для здания с мостовыми кранами при разрезных подкрановых балках, с учетом нагрузки от кранов.

Так как гибкость

требуется учитывать продольный изгиб колонны. Эксцентриситет силы

Случайные эксцентриситеты:

Так как система статически неопределима, принимаем наибольшее значение: е₀=0,232 м.

здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района;  - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35<<83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

Подбор сечения арматуры подкрановой части колонны.

Подкрановая часть колонны имеет симметричное армирование. Так как изгибающий момент отрицательный (М=-245,85 кНм), то растянутая арматура А_s расположена у внешней грани колонны. В связи с тем, что считаем, что имеет место случай больших эксцентриситетов. h₀=h-a=0,38-0,04=0,34 м, e₀=0,232 м.

Из условия минимального процента армирования:

Принимаем 2Æ20 с

Проверка несущей способности:

h₀=h-a=0,70-0,03=0,67 м

е₀=0,232 м.

здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района;  - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35<<83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

 - проверка удовлетворяется.

Проверка по растянутой грани:

Проверяется комбинация с M_ядр=160,65 кНм, M=231,26 кНм, N=605,25 кН.

здесь

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35<<83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

 - проверка удовлетворяется.

4.3 Расчет консоли колонны

Основные размеры консоли даны в табл.1

Исходные данные (рис.10):

Рис. 15 – Расчетная схема консоли

h_b=380 мм; с=840 мм; h_н=700 мм; d=600 мм; e=520 мм; l_sup=340 мм.

В15; R_b=8,5 МПа; E_b=20500 МПа; R_bt=0,75 МПа.

Арматура А-II, R_s=280 МПа, E_s=210000 МПа.

Условие прочности:

где

Принимаем хомуты Æ10 мм (A_sw=0,785 см²) и шаг S_w=150 мм:

(и

Из рис.10 следует:

где  f=52 – 5=47см;

тогда

Правая часть условия принимается не более

и не менее меньшего из 2-х значений:

Таким образом, принимаем правую часть равной 1258,95 кН, тогда проверка прочности 1258,95 кН удовлетворяется. Расчет окамляющих стержней:

Принимаем 2Æ32 А-II с А_s=16,08 см².

V. Расчет безраскосной фермы 5.1 Геометрические размеры фермы и поперечные сечения элементов

Применяется безраскосная ферма с пролетом 18 м.

Тип опалубки – II

Рис.16 – Геометрическая схема безраскосной фермы пролетом 18 м

Сетка колонн 6х18 м, нагрузка на 1 м² покрытия составляет 3,23+1,33=4,56 кН/м², в том числе снег – 1,33 кН/м². Этой нагрузке соответствует 2-й тип опалубки.

Унифицированные размеры поперечных сечений элементов фермы:

Тип опалубки – II

Размеры сечений b x h, м

Верхний пояс – 0,24х0,25

Нижний пояс – 0,24х0,28

Стойки – 0,24х0,25

5.2 Статический расчет фермы

Статический расчет безраскосных ферм производится на ЭВМ по программе MKEG для статически неопределимых систем. Шифр фермы складывается из величин: обозначения – KGK, пролета фермы и типа опалубки.

Исходные параметры расчета стержневой системы (фермы):

1. Количество элементов - 17;

2. Количество закрепленных узлов – 2;

3. Всего узлов – 12;

4. Шифр фермы – KGK 18-2;

5. Количество загруженных узлов – 2;

6. Величина узловой нагрузки – 82,08 кН.

Величина нагрузки на узлы верхнего пояса, исключая опорные:

где  - грузовая площадь;

 - постоянная и снеговая нагрузка.

Рис. 17 – Построение эпюры моментов фермы в узлах

Проверка равновесия моментов в узлах:

Узел 1: - 0,708+0,708=0

Узел 2: +6,285-1,625-4,660=0

Узел 3: +10,288-3,618-6,670=0

Узел 4: +2,609-2,647+0,038=0

Узел 5: +3,777-0,187-3,590=0

Узел 6: +0,356-0,000-0,356=0

Узел 7: +0,909-0,908-0,000=0,001=0

Узел 8: +2,648-2,609-0,038=0,001=0

Узел 9: +3,590+0,187-3,777=0

Узел 10: +1,624+4,660-6,285=-0,001=0

Узел 11: +3,617-10,288+6,670=-0,001=0

Узел 12: +0,708-0,708=0

Выбор расчетных усилий

Опасное сочетание усилий определяется подобно расчету в колонне, по максимальным ядровым моментам.

Элемент	h, см		М, кНм	N, кН
Верхний пояс	25	0,042	+6,285 +2,609 -2,647	-441,489 -418,731 -402,488	24,83 20,20 19,55
Стойка	25	0,042	-6,670 -0,187 0,000	-3,612 -0,946 +1,788	6,82 0,23 0,08
Нижний пояс	28	0,047	+10,288 +3,777 -3,590	+392,807 +400,237 +400,298	28,75 22,59 22,40

5.3 Расчет верхнего пояса

Исходные данные:

Класс бетона: В25, R_b=14,5 МПа, E_b=27000 МПа.

Класс арматуры: А-III, R_s=R_sc=365 МПа, E_s=

Сечение 24х25 см. Расчетные усилия: M=6,285 кНм, N=441,489 кН.

Нагрузка на узел фермы:

- полная P=82,08 кН;

- длительная

Усилия от длительной нагрузки:

Эксцентриситет

5.3.1 Определение коэффициента продольного изгиба

Свободная длина элемента верхнего пояса фермы при расчете в плоскости фермы при ; при

В нашем случае и

Алгоритм расчета коэффициента :

Вычисляем случайные эксцентриситеты:

Принимаем наибольшее значение:

Принимаем

 откуда

Критическая сила при потере устойчивости:

Коэффициент продольного изгиба:

5.3.2 Определение сечения арматуры при симметричном армировании

Эксцентриситет с учетом продольного изгиба  что меньше  Следовательно, можно ожидать 2-й случай расчета на внецентренное сжатие (случай малых эксцентриситетов).

Порядок расчета:

1. Исходя из условия минимального процента армирования находим площадь арматуры  Принимаем 2Æ10 А-III с A_S=A_S’=1,57 см².

2. Определяем  (граничную высоту сечения):

где

3. Определяем требуемую относительную высоту сжатой зоны сечения для 2-го случая внецентренного сжатия при симметричном армировании:

Так как , имеет место второй случай расчета.

4. Определяем коэффициент:

5. Проверяем несущую способность по формуле:

 где

и выполняем проверку

Условие прочности выполняется. Принимаем арматуру A_S=A_S’=1,57 см² 2Æ10 A-III

5.4 Расчет нижнего пояса

Класс бетона В25, R_b=14,5 МПа, R_b,ser=18,5 МПа, R_bt,ser=1,60 МПа, E_b=27000 МПа.

Класс предварительно напряженной арматуры К – 19, R_s=1175 МПа, R_sc=400 МПа,

R_s,ser=1410 МПа,

Расчетные усилия: M=10,288 кНм, N=392,807 кН.

Размеры сечения: b=0,24 м, h=0,28 м, а=а’=0,05 м.

5.4.1 Определение сечения арматуры

Армирование симметричное Эксцентриситет силы N: . Так как  то сила N находится между арматурами. Это 1-й случай внецентренного растяжения (малые эксцентриситеты), и расчет ведется по формулам:

 

При симметричном армировании получим:

Выбираем большее значение и получаем:

 где

Принимаем 2Æ14 в верхней и нижней части сечения (проволока К-19 выпускается диаметром 14 мм) с площадью сечения

Рис.18 – Схема армирования нижнего пояса фермы

5.4.2 Назначение предварительного напряжения

В соответствие с п.1.23 СНиП 2.03.01-84* должны удовлетворяться условия:

 

Величина p при механическом натяжении арматуры принимается равной , тогда

 Назначаем

5.4.3 Потери предварительного напряжения

Натяжение арматуры производится на упоры.

Первые потери

1. От релаксации напряжения при механическом способе натяжения проволочной арматуры:

 

Так как значение потерь оказалось отрицательным, принимаем

2. От перепада температур:

3. От деформации анкеров:

4. Усилие в арматуре с учетом потерь (позиции 1-5):

Сжимающие напряжения в бетоне от силы P₁: