dе=е0/h=0,174/0,7=0,25 > de,min=0,5– 0,01∙ l0/h– 0,01Rb=0,5– 0,01×12,64– 0,01×12,65= 0,247.
Принимаем dе = 0,25.
По п. 3.24 [2] определяем моменты относительно центра тяжести арматуры Аs:
М = М + N ((h/2) – а) и Ml= ± Мl + Nl ((h / 2) – а).
М =126 +725× (0,5× 0,7 – 0,03) =358 кН∙м;
Мl = 56 + 725× (0,5× 0,7 – 0,03) = 288 кН∙м.
Тогда по п. 3.6 [2] jl=1+bМl/М=1 + 258/358=1,804.
По п. 3.24 [2] условная критическая сила
.
В первом приближении принимаем m= (Аs + Аs’)/bh0 = 0,005.
Тогда
м4,
Ib=0,4×0,73/12=11,43×10-3 м4.
кH.
Коэффициент для учета влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы
h=1/(1 – N/Ncr)=1/ (1 – 725/8951) =1,088.
Тогда эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести арматуры Аs
е=е0 η+ (h0 – а')/2= 0,174×1,088 + (0,67 – 0,03) /2 =0,51 м.
an=N/Rbbh02=725×10-3/(12,65×0,4×0,672)=0,319 < xR=0,581.
Здесь xR находим при gb= 1,1. Далее вычисляем коэффициенты
am1=Nе/Rbbh0= 725×10-3×0,51/(12,65×0,4×0,67)=0,109 и d=a'/h0=0,03/0,67=0,045.
Тогда требуемая площадь арматуры
<0.
По расчету арматура не требуется, принимаем ее конструктивно по 2Æ14 А–III с каждой стороны колонны (Аs=As'=3,08см2). Принятая арматура обеспечивает m = 6,16×100/(40∙67) = 0,2 %, что равно mmin=0,2 %.
Поперечную арматуру принимаем конструктивно Æ6 А–III с шагом s = 400мм.
Расчёт из плоскости изгиба.
За высоту сечения принимаем размер из плоскости изгиба, h = b = 0,4 м. Расчетная длина подкрановой части колонны из плоскости изгиба l0= 1,5Нн= 0,8 × 5,9= 4,72 м. Поскольку l0/h=11,8 < 12,37, а усилие приложено со случайным эксцентриситетом, поверку прочности из плоскости изгиба не делаем.
Проверка прочности наклонных сечений для подкрановой части колонны заведомо
выполняется, а поперечное армирование назначают по конструктивным требованиям.
Подкрановую консоль для сплошных колонн армируют конструктивно, поскольку реакции подкрановых балок при нулевой привязке действуют в пределах сечения.
4 Расчет и конструирование сегментной фермы
Требуется рассчитать и законструировать стропильную ферму пролётом 18 м при шаге колонн 12м.
Решение. Принимаю геометрические размеры фермы 3-го типоразмера по серии ПК-01-129/78.
4.1 Определение усилий в элементах фермы
При плитах с размерами в плане 3х12 м нагрузка от покрытия приложена к верхнему поясу в узлах в виде сосредоточенных сил, собираемых с грузовой площади А=3×12=36 м2. Собственный вес фермы равен 78 кН. Тогда постоянная нагрузка на узел от веса покрытия, включая собственный вес фермы,
нормативная Nnl=3,82×36 + 78×3/17,94=150,56 кН,
расчетная Nl= 4,32×36 + 1,1×78×3/17,94=169,87 кН.
С учетом снега на покрытии
полная нормативная Nn=150,56 + 1,5×36=204,56 кН,
полная расчетная N=169,87+ 1,4×1,5×36=245,47 кН.
Железобетонная ферма с жесткими узлами является статически неопределимой системой. Опытом проектирования установлено, что величины продольных усилий в поясах и решетке слабо зависят от жесткости узлов. Поэтому продольные усилия в элементах фермы определяют в предположении шарнирного соединения в узлах. Поскольку геометрическая схема ферм всех типоразмеров одинакова, в статическом расчете используем единичные загружения узлов. Умножая усилия от единичных загружений на соответствующие узловые нагрузки, получаем таблицу проектных усилий в элементах фермы.
В качестве напрягаемой арматуры нижнего пояса примем канаты Æ15 К7 1400 с Rsn= 1400 Мпа, Rs= 1180 МПа и Es= 180000 МПа. Тогда потребуется класс бетона В40 с характеристиками Rbn= 29 МПа, Rbtn= 2,1 МПа, Rb= 22 МПа, Rbt= 1,4 Мпа и Еb=31000 МПа, по характеру действующих нагрузок gb2 = 0,9. Прочность бетона при отпуске натяжения арматуры примем Rbp=0,7В =28МПа. Для армирования ненапряженных элементов фермы без предварительного напряжения (верхний пояс и решетка) примем арматуру класса A – III с Es= 200000 МПа, Rs = Rsc = 365 МПа.
Таблица 4.1 - усилия в элементах фермы.
Уважаемый посетитель!
Чтобы распечатать файл, скачайте его (в формате Word).
Ссылка на скачивание - внизу страницы.