Здание отапливаемое, двухпролетное, общей длинной 60 м. Конструктивная схема здания. Компановка поперечной рамы, страница 6

Расчетные изгибающие моменты:

в сечении I—I:

М_I-I=(1/24)(а – а₁₎²(р_i-i+2р_max)b=(1/24)(1,8–1,2)²(375,7+2*432,27)1,5=

=27,91 кН*м = 27,91*10⁵ Н*см, где а_i = а₁=1,2 м;

в сечении II—II:

M_II-II= (1/24) (1,8 – 0,6)²(319,13+2*432,27)1,5=106,53 кН*м=106,53*10⁵ Н*см,

Требуемое сечение арматуры

Принимаем 7Ø10 A-II с A_s=5,495 см².

Процент армирования

Арматура, укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента, определяется по изгибающему моменту в сечении III—III:

Принимают 9Ø10 II–II с A_s=7,065см².

Процент армирования

Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента h₀₁=

=30-5=25 см условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающемся в сечении I-I. Для единицы ширины этого сечения (b=100 см).

;

где P=N/A=708,9/2,7=262,55 кН/м² – давление на грунт от расчётной нагрузки.

 

Q=173250 H>144400 H – условие прочности выполняется.

Расчёт подколонника

Площадь продольной арматуры подколонника расчитываем как во внецентренно сжатом элементе таврового сечения на уровне дна стакана

(сечение III-III):

Усилия в сечении III-III:

М_III-III=M+Q*h_ст=103,23+28,53*0,9=

=128,9 кН*м;

N_III-III=N+N_подк;

N_подк= h_ст*b_cf*h_cf*γ_жб=0,9*0,9*1,2*25=

=24,3 кН;

N_III-III=708,9+24,3=733,2 кН;

e_a=h_cf/30=120/30=4 см=0,04 м а’=а=3,5 см; h₀= h_cf –a=120–3,5=116,5 см

Проверяем условие:  R_b*γ_b2*b_cf’*h_f’=7,5*1,1*10³*0,9*0,225=1670,62 кН> N_III-III=

=733,2 кН.

Нейтральная ось в полке и расчёт ведём как для прямоугольного сечения шириной b_cf.

δ=а’/h₀=0,035/1,165=0,03

A_s=A_s’<0, поэтому арматура устанавливается конструктивно по минимальному проценту армирования.

A_s,min=0,0005[b_cf*h_cf –(b_cf–2δ_ст)(h_cf –2h_f)]=0,0005[0,9*1,2–(0,9–2*0,175)(1,2–2*0,225)]=

=3,33 см²

Принимаем 5Ø10 А–III с As=3,925 см², с шагом 210 см.

Расчёт поперечной арматуры стакана

Устанавливается из расчёта на изгиб по наклонному сечению.

Шаг сеток 200 мм

Арматура класса A–I с R_sw=175 Мпа

Точки К,К1 – точки поворота колонны при разрушении по наклонным сечениям.

Расчётный эксцентриситет: e₀^p=e_o+e_a;

где:  e_o=M_III/N_III=128,9/733,2=0,176 м;

e_a=0,04 м

e₀^p=0,176+0,04=0,216 м

Если h_c/2=0,6/2=0,3> e₀^p=0,216 м> h_c/6=0,6/6=0,1, то расстояние до точки К:

у₁=0,7* e₀^p=0,7*0,216=0,15 м – расстояние от центра тяжести сечения до точки поворота.

Плошадь поперечного сечения стержней одной сетки:

ΣZi=Z₁+Z₂+Z₃+Z₄+Z₅=0,88+0,68+0,48+0,28+0,08=2,4 м.

Площадь одного стержня:

A_sw/4=0,45/4=0,1125см²

Принимаем 1Ø6 А-I с шагом 200, A_sω =0,283 см².

8. Проектирование и расчёт сегментной фермы.

Назначение геометрических размеров

Ширину панелей покрытия принимаем 3 м с таким расчётом, чтобы рёбра плит покрытия опирались в узлы верхнего пояса. Высота в середине пролёта с учётом типовых форм принята 2700 мм, что составляет Н/l=2,7/18=1/8. Ширина сечения поясов b=250 мм, h=300 мм. Сечение раскосов принято b x h=250 x 150 мм.

Подсчёт нагрузок

Собственный вес	Нормативная нагрузка, Н/м	Коэффициент надёжности по нагрузке	Расчётная нагрузка, Н/м
1).Железобетонных ребристых плит покрытия, размерами в плане 3 х 6 м с учётом заливки швов. 2).Обмазочной пароизоляции 3).Утеплителя (готовые плиты) 4).Асфальтовой стяжки d = 2см 5).Рулонного ковра 6).Собственный вес фермы	1320 + 80 = =1400 50 400 350 150 2800	1,1 1,1 1,2 1,3 1,3 1,1	1540 65 480 455 195 3080
Итого:	qn=5150		q=5815
Временная (снеговая): Полная Длительная Кратковременная	pn=1500 pld=450 ped=1050	1,4 1,4 1,4	р=2100 630 1470
Полная нагрузка В том числе: постоянная и длительная кратковременная	qn+pn=6650 5600 1050		q+p=7915 6445 1470