Железобетонный каркас одноэтажного производственного здания

Железобетонный каркас одноэтажного производственного здания

Министерство образования и науки РФ

Тольяттинский Государственный Университет

Архитектурно-строительный институт

Кафедра «Городское строительство и хозяйство»

РАСЧЕТНО-ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

К КУРСОВОМУ ПРОЕКТУ №2

По дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»

Тема «Железобетонный каркас одноэтажного производственного здания»

Выполнил:

студент группы ПГС-0801

Захаров А.А.

Проверил:

Калсанова О.В.

Тольятти, 2012

1.1 Исходные данные.

каркас рама колонна фундамент

Номер схемы здания -1.

Параметры здания

Отметка консоли колонны - 12,1м

Грузоподъемность крана и режим работы - 30/5, 6К

Пролет здания - 18м

Шаг колонн - 6м

Длина здания - 60м

Стропильная конструкция - балка решетчатая.

Данные для проектирования

Регион строительства: г. Омск.

Снеговой район - III.

Наименование грунта - суглинок. R0 = 0,25.

Нагрузки, действующие на раму

Постоянные нагрузки

Постоянная нагрузка на 1м2 покрытия сводится в таблицу 1.

Таблица 1.1

Постоянная нагрузка с покрытия передается на крайнюю колонну в виде сосредоточенной силы F1 через закладные детали на расстоянии 175мм от координационной оси.

Расчетная нагрузка от покрытия на крайнюю колонну:

где g - расчетное значение веса 1 м2 покрытия;- пролет здания;- шаг колонн;БР - вес решетчатой балки;

gf - коэффициент надежности по нагрузке;

gn - коэффициент надежности по ответственности здания.

Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления:

где gn,ст - нормативное значение веса 1 м2 стеновых панелей;

Σhст - суммарная высота стеновых панелей выше отметки консолей;,ост - нормативное значение веса 1 м2 остекления;

Σhост - суммарная высота остекления выше отметки консолей;

Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановой балки и рельса:

Временные нагрузки

Снеговая нагрузка

Полное расчетное значение снеговой нагрузки S на 1 м2 горизонтальной проекции кровли:

,

для III снегового района согласно СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия».

Снеговая нагрузка на колонну:

Ветровая нагрузка

Ветровой район II. Нормативное значение ветрового давления .

Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки wm на высоте я над поверхностью земли определяется по формуле:

Определение эквивалентного давления на отметке верха парапетной панели Hпп = 17,4м

Определим момент в заделке колонны от фактического давления ветра. Разделим эпюру на простые участки и определяем момент каждого участка относительно заделки:

Момент в заделке от эквивалентного давления:

Равномерное расчетное погонное давление на раму с наветренной стороны:

Равномерное расчетное погонное давление на раму с подветренной стороны:

Ветровое давление и отсос выше колонны передаются на раму в виде сосредоточенной силы, прикладываемой в уровне верха колонны с ююбой стороны:

Крановые нагрузки

Величину вертикального кранового давления D и горизонтальной тормозной силы H определяют от 2-х сближенных кранов по линии влияния опорного давления.

Максимальное расчетное давление кранов на колонну:

 ,

Где- ускорение свободного падения.

Минимальное расчетное давление кранов на колонну:

, где - коэффициент перехода к минимальному давлению

Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо, вызываемая торможением тележки и направленная поперек кранового пути:

Расчетная горизонтальная поперечная нагрузка на рассчитываемую раму от двух кранов при поперечном торможении:

1.2 Определение усилий в колоннах

Рис.4. Расчетная и основная схема рамы.

Рис. 5. Сечения надкрановой и подкрановой частей колонн.

Определение реакций верха колонн от единичного смещения

Реакция верха колонн от единичного смещения :

Определение усилий в колоннах рамы от постоянной нагрузки

Продольная сила F1 от покрытия передается на крайнюю колонну с эксцентриситетом e0.

Сосредоточенная нагрузка от парапетных панелей:

Эксцентриситет от нагрузки парапетных панелей Fпп определяется по формуле:

Внецентренное действие сил F1 и Fпп в месте опирания стропильной конструкции заменяется моментом Mn1 и центральным действием суммы этих сил:

Момент от действия этих сил:

Следует учесть, что при привязке колонны «250» направление сил - разное.

На подкрановую часть колонны с подкрановой части передается сила

с эксцентриситетом, где собственный вес надкрановой части колонны .

Помимо этого в подкрановой части действует расчетная нагрузка от стеновых панелей Fст=40,5кН с эксцентриситетом eст и расчетная нагрузка от подкрановой балки с рельсом Fп.б.=47,14кН с эксцентриситетом екр.

В расчетной схеме все указанные силы FΣв, Fст, Fп.б. прикладываются центрально с суммарным моментом М2

Реакция верха левой колонны от моментов Мn1 и M2 равна:

Реакция верха левой колонны от моментов:

Упругая реакция верха каждой колонны будет равна реакции от нагрузки Rел=Rл=0,86кН.

Рис.2.7. - Схема для определения усилий в крайней левой колонне от постоянных нагрузок.

Изгибающие моменты в сечениях колонны:

Продольная сила в сечениях левой колонны:

Определение усилий в колоннах от снеговой нагрузки

Они определяются также, как и от постоянной нагрузки, так как усилие Fs1=92,34кН передается через закладные детали стропильной конструкции и колонны.

Рис. 1.8. Загружение рамы снеговой нагрузкой.

Момент в месте излома колонн:

Момент в верху колонн:

Реакция верха левой колонны от моментов Мs1 и Ms равна:

Упругая реакция верха каждой колонны будет равна реакции от нагрузки Rел=Rл=5,68кН

Изгибающие моменты в сечениях колонны:

Продольные усилия в сечениях колонны:

Поперечные усилия в сечениях колонны:

Определение усилий в колоннах от ветровой нагрузки

Реакция верха левой колонны:

Реакция верха правой колонны:

Суммарная реакция верха колонны:

Упругая реакция верха левой колонны:

Упругая реакция верха правой колонны:

Изгибающие моменты в сечениях левой колонны (ветер слева):

Поперечное усилие в сечении 4-4 левой колонны:

Рис.2.11. - Схема для определения изгибающих моментов от ветровой нагрузки

Изгибающие моменты в сечениях левой колонны (ветер справа):

Поперечное усилие в сечении 4-4 левой колонны:

Определение усилий в колоннах от крановой нагрузки

) Загружение вертикальной нагрузкой.

На левую колонну действует сила Dmax, на правую Dmin.

Рис. Загружение рамы вертикальной крановой нагрузкой

Реакция верха левой колонны:

Суммарная реакция в основной системе:

Рис. 2.14. - Схема к определению коэффициента cdim

С учетом работы рам только поперечного направления определяем коэффициент, характеризующий пространственную работу каркаса:

Линейное смещение рамы от вертикальной крановой нагрузки:

Упругая реакция левой колонны:

Рис. 2.15. - Схема для определения изгибающих моментов от максимального кранового давления

Изгибающие моменты в сечениях левой колонны:

Продольные усилия в сечениях левой колонны:

Поперечные усилия в сечениях левой колонны:

На левую колонну действует сила Dmin на правую Dmax:

Рис.2.16. - Загружение рамы вертикальной крановой нагрузкой

Реакция верха левой колонны:

Реакция верха правой колонны:

Суммарная реакция в основной системе:

Линейное смещение рамы:

Упругая реакция левой колонны:

Рис. 2.17 -Схема для определения минимального кранового давления

Изгибающие моменты в сечениях левой колонны:

Продольные усилия в сечениях левой колонны:

Поперечные усилия в сечениях левой колонны:

) Загружение горизонтальной (тормозной) крановой нагрузкой

Нагрузка приложена справа налево:

Рис.2.18.-Загружение рамы горизонтальной крановой нагрузкой

Реакция верха левой колонны:

Суммарная реакция в основной системе:

Линейное смещение:

Упругая реакция левой колонны:

Рис. 2.19 - Схема для определения изгибающих моментов от тормозной крановой нагрузки, приложенной справа налево

Изгибающие моменты в сечениях колонны:

Продольные усилия в сечениях левой колонны:

Поперечные усилия в сечении 4-4 левой колонны:

Нагрузка приложена слева направо:

Рис.2.20. - Загружение рамы горизонтальной крановой нагрузкой

Эпюра изгибающих моментов от горизонтальной нагрузки будет иметь зеркальный вид:

Рис. 2.21 - Схема для определения изгибающих моментов от тормозной крановой нагрузки, приложенной слева направо

Изгибающие моменты в сечениях колонны:

Продольные усилия в сечениях левой колонны:

Поперечные усилия в сечении 4-4 левой колонны:

Таблица расчетных сочетаний усилий

2. Расчет колонны

Колонна двухветвевая.

Отметка верха колонны - 16,8м.

Полная длина колонны от обреза фундамента до низа стропильной конструкции H = 16,8+0,15=16,95м.

Длина верхней части колонны - 4,7м.

Длина нижней части колонны - 12,25м.

Колонна изготовлена из бетона класса Б15:

Арматура класса А300:

.1 Расчет надкрановой части

Таблица. 3.1. Комбинация усилий в сечении 2-2

Наиболее напряженное состояние рассматриваемого сечения вызывает 2-я комбинация усилий.

Рис. 3.1. - Сечение надкрановой части колонны

Поскольку сечение колонны имеет податливую заделку у консоли, коэффициент , отсюда Расчетная длина колонны:

Рабочая высота сечения:

необходимо учитывать прогиб колонны

Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести сечения:

значение М не корректируем

В первом приближении принимаем , тогда

Жесткость железобетонного элемента:

Условная критическая сила:

Расчетный изгибающий момент:

По прил. 11 найдем значение

Отсюда  Поскольку принятый коэффициент армирования практически равен вычисленному коэффициенту армирования, то пересчет жесткости не выполняем, следовательно, принимаем площадь сечения продольной рабочей арматуры согласно найденному.

В колоннах с размерами меньшей стороны сечения 250мм и более диаметр продольных стержней рекомендуется назначать не менее 16 мм. Принимаем по 3 стержня с каждой стороны = 16 мм с площадью сечения:

.2 Расчет подкрановой части

Таблица 3.2. - Комбинация усилий в сечении 4-4

Наиболее нагруженное состояние вызывает 1-я комбинация усилий.

Рис. 3.2. - Сечение подкрановой части колонны

Расчетная длина колонны при вычислении коэффициента:

Приведенный радиус инерции колонны:

Гибкость колонны при расчете на вертикальные нагрузки:

 - учитываем прогиб

Гибкость колонны при расчете на горизонтальные нагрузки:

 - учитываем прогиб

Усилия от всех нагрузок:

Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести сечения:

, т.е. значение М не корректируем.

Усилия от постоянных и длительных нагрузок:

Момент инерции бетонного сечения двухветвевой колонны:

, в первом приближении принимаем  

Жесткость колонны:

Условная критическая сила для коэффициента

Условная критическая сила для коэффициента

Расчетный момент с учетом прогиба:

Продольные усилия в ветвях колонны:

Изгибающий момент в ветвях колонны:

 корректируем в большую сторону:

т.к.

где

Площадь сечения продольной арматуры по конструктивным требованиям принимается равной:

В колоннах с размерами меньшей стороны сечения 250 мм и более диаметр продольных стержней рекомендуется назначать не менее 16 мм принимаем 3 стержня диаметром 16 мм, с площадью сечения .

.3 Расчет промежуточной распорки

Размеры сечения распорки:

Поперечная сила:

Расстояние между нижними распорками: 2 м. Рабочая высота сечения:

Изгибающий момент в распорке при нулевой точке моментов в середине панели:

Поперечная сила в распорке при нулевой точке моментов в середине панели:

По конструктивным требованиям принимаем 3 диаметра 10 А300 с

Минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном распорки:

поперечная арматура устанавливается конструктивно. Принимаются хомуты Ø5 В500 с шагом S = 150 мм.

3. Проектирование фундамента под колонну

Вид грунта - суглинок, расчетное сопротивление грунта , бетон класса В15 с расчетным сопротивлением на сжатие , на растяжение , арматура класса А300 с расчетным сопротивлением на растяжение . Глубина промерзания грунта в г. Омск - 220см.

.1 Определение геометрических размеров фундамента

Определение размеров подколонника и стакана:

Тип подколонника Д.

Размером сечения 2100х1200.

Размер стакана в плане по низу 1500х600, по верху 1550х650

Для двухветвевых колонн глубина стакана:

 1250мм, следовательно с учетом зазора под колонной 50мм глубина заделки составляет

Толщина стенок стакана:

Минимальная заделка арматуры колонны в стакан фундамента:

d==480мм

Определение размеров подошвы и глубины заложения фундамента:

, принимаем l=3,3м

, принимаем b=2,7м

Расчетное сопротивление грунта:

Эксцентриситет нагрузки по подошве фундамента:

Краевые давления:

где

.2 Проверка несущей способности фундамента

) Проверка несущей способности основания

Продольная сила на уровне подошвы фундамента:

Для фундаментов крайних рядов колонн необходимо добавлять нормативное значение усилий с фундаментных балок, панелей и остекления:

Изгибающий момент на уровне подошвы фундамента:

Напряжения под подошвой фундамента:

Условия выполняются, размеры подошвы оставляем без изменения.

.3 Расчет на продавливание плитной части

Максимальное краевое давление на грунт от расчетной нагрузки, приложенной на уровне верхнего обреза фундамента:

Рабочая высота плиты:

Часть площади основания фундамента, ограниченной нижним основанием рассматриваемой грани пирамиды продавливания и продолжением в плане соответствующих ребер:

Величина продавливающей силы:

Средний размер проверяемой грани:

при

Условие выполняется.

.4 Определение сечений арматуры плитной части фундамента

Требуемая площадь сечения растянутой арматуры:

Т.к. b< 3м, то применяются сетки с рабочей арматурой в обоих направлениях.

Принимаем сетку из 23 стержней А-300 диаметром 10 мм с общей площадью As = 1805мм2

По короткой стороне шаг стержней 200мм, по длинной стороне - 300мм.

4. Проектирование стропильной балки

Балка двускатная двутаврового сечения пролетом 18м. Уклон верхнего пояса 5%.

Высота в середине пролета - 1350 мм, на опоре - 900 мм.

Расчетный пролет - 17,7м.

Балка изготовлена из тяжелого бетона Б35.

Передаточную прочность бетона принимаем 62,5% от проектной, .

Верхний пояс и стойки балки армируются пространственными сварными каркасами с рабочей арматурой класса А400.

Толщина стенки принимается 80мм. На расстоянии 3м от торца балки, в зоне максимальных перерезывающих сил, толщина стенки от пролета к опоре плавно увеличивается до ширины полок 330мм и на опоре образуется уширение в виде вертикального ребра жесткости. Верхний пояс балки имеет переменную высоту: на приопорном участке 160мм; в середине пролета, в зоне максимального изгибающего момента 280мм.

Нижний пояс армируют напрягаемой канатной арматурой класса К1400

Сплошные концевые участки армируют сварными каркасами с расчетной поперечной арматурой. Средняя часть работает аналогично безраскосной ферме, концевые участки - как балки. Анкеры на концах арматуры отсутствуют, предварительное напряжение арматуры производится механическим способом на упоры стенда с применением инвентарных зажимов.

Момент в середине пролета:

., где

, расчетная погонная нагрузка от веса покрытия и балки.

, расчетная погонная нагрузка от собственного веса балки.

- расчетная погонная снеговая нагрузка.

 - расчетный пролет.

.1 Расчет балки по первой группе предельных состояний

1) Расчет сечения нормального к продольной оси. Определение площади продольной рабочей арматуры.

Приведем сечение балки к расчетному двутавровому сечению без уклонов внутренних граней полок. Значение  принимается равным расстоянию от наружных горизонтальных граней полки до середины наклонных участков.

Рис. 5.1. Фактическое и расчетное сечение балки.

Проверяем положение границы сжатой зоны бетона при расчетной высоте сжатой полки  и нижней растянутой полки

Рабочая высота сечения:

Расчет ведем с учетом сжатой арматуры. Конструктивную ненапрягаемую арматуру в нижней полке в расчете не учитываем ввиду ее незначительного влияния. Проверяем условие:

т.е граница сжатой зоны проходит в полке и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной  

При классе арматуры К1400 и :

Предельная относительная высота сжатой зоны бетона

т.е увеличивать сечение сжатой арматуры  не требуется, и площадь сечения растянутой предварительно напряженной арматуры определяется:

Где

т.к , то

Принимаем 6 канатов d=15мм с площадью

Фактическая рабочая высота составит:

) Геометрические характеристики сечения

Коэффициенты приведения для напрягаемой и ненапрягаемой арматуры:

Площадь приведенного сечения (расчетное сечение балки разбиваем на три участка- ребро и верхние и нижние свесы):

Расстояние от нижней грани балки до центра тяжести приведенного сечения:

где

статический момент бетонного сечения относительно нижней грани.

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до центра тяжести напрягаемой арматуры  и ненапрягаемой :

Момент инерции приведенного сечения:

,

) Усилие предварительного обжатия Р и эксцентриситет

Максимально допустимое значение предварительного напряжения арматуры, без учета потерь:

Определяем I потери напряжений:

) Потери от релаксации напряжения в арматуре при механическом способе натяжения:

) Потери от температурного перепада между упорами стенда и натянутой арматурой в зоне нагрева:

) Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств при  и :

Потери от деформации стальной формы отсутствуют, поскольку усилие обжатия передается на упоры стенда

Таким образом, сумма всех потерь:

т.е потери в дальнейшем не корректируем.

Усилие обжатия с учетом первых потерь и его эксцентриситет:

Проверяем максимальное сжимающее напряжение  от действия усилия , при  и принимая момент от собственного веса балки М равным нулю:

Определяем II потери напряжений:

Потери от усадки:

 для бетона В35.

Потери от ползучести, принимая значения и  приМПа, принимаем 20МПа. =2,8,

Коэффициент приведения

где

=17,5м- расстояние между прокладками балок при хранении балки

Определяем усилие обжатия с учетом всех потерь и его эксцентриситет:

, где

3) Расчет балки по наклонным сечениям на действие поперечных сил

Проверку прочности полосы между наклонными сечениями в приопорной зоне не производим, т.к. условие заведомо выполняется из-за достаточной толщины стенки и высокой прочности бетона.

Расчет ведем согласно п.3.38[7].Первое наклонное сечение от опоры до первого груза с длиной проекции с1 = 2750 мм. Высота поперечного сечения балки в конце этого наклонного сечения равна: h1 =900 + (250 + 2750)·0,05 =1040 мм b =80 + (330-80)(3000-2750)/3000 =100,8 мм

A1 = bh+(bf -b)hf=100,8∙1040+(330-100,8)∙225=156402 мм2

Вычисляем длину проекции второго наклонного сечения при q1=0. За опорное сечение h01 примем сечение балки, проходящее по краю закладной детали.

Полная и рабочая высота опорного сечения

= 900 + 250·0,05 = 902,5 мм; h01 = 902,5 - 75 = 827,5 мм.= (330+100,8)/2 =215,4 мм

где qsw1 = RswAsw/sw = 285·236/150 = 448,4 Н/мм

Проекция с2 = 1113 мм меньше чем с1 = 2750 мм принимаем с= с2 = 1113 мм.

Полная и рабочая высота поперечного сечения на расстоянии с2 = 1113мм от опоры равны =900 + (250 + 1113)·0,05 = 958 мм; h01 = 958 -75 = 883 мм.

Ширина ребра балки на расстоянии от опоры с2 = 1113 мм равна b=237 мм.

Определим значение φn для этого сечения:

= 237∙958+(330-237)∙225=247971 мм2

Проверяем прочность наклонного сечения, принимая с= с0 = 1113 мм<2h0

где Q - поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции с от внешних сил, расположенных по одну сторону от рассматриваемого наклонного сечения; при вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение Q принимается в нормальном сечении, проходящем на расстоянии с от опоры;- поперечная сила, воспринимаемая бетоном в наклонном сечении;- поперечная сила, воспринимаемая хомутами в наклонном сечении.

Условие прочности выполняется, т.е. прочность наклонного сечения обеспечена.

Здесь Q = 225,734-4,31∙1,113 = 220,94 кН

Значение Qb принимают не более 2,5Rbtbh0 = 2,5·1,3·237·883 = 680,13кН, и не менее Qb,min = 0,5φnRbtbh0 = 0,5·1,22·1,3·237·883 = 165кН.

Это условие так же выполняется.

Проверка прочности наклонных сечений на действие изгибающего момента

Если на балку действуют сосредоточенные силы, значения с принимаются равными расстоянию от грани опоры до точек приложения этих сил, но не более 2h0, а также равными Qmax/qsw=225734/448,4=503,4≈503 мм, если это значение меньше расстояния до первого груза.

Полная и рабочая высота сечения в конце наклонного сечения: h = 900 + (250 + 503)0,05 = 938мм; h0 = 938 - 75 = 863 мм.

Определяем длину зоны анкеровки соответственно напрягаемой арматуры (диаметр 15 К1400) и ненапрягаемой арматуры (2 диаметра 12 А400), принимая: для напрягаемой арматуры η1 = 2,2, η2 =1,0, ds = 15 мм; для ненапрягаемой арматуры η1 = 2,5, ds = 12 мм:

Полное значение усилия в продольной растянутой арматуре Ns при длине lx = 250 мм для напрягаемой и lx = 250 - 10 = 240 мм для ненапрягаемой арматуры:

Плечо внутренней пары сил:

Принимаем

Момент, воспринимаемый продольной арматурой, пересекающей наклонное сечение относительно конца наклонного сечения:

Момент, воспринимаемый поперечной арматурой, пересекающей наклонное сечение, относительно конца наклонного сечения:

кН.м.

Расчётный момент в нормальном сечении, проходящем через конец наклонного сечения:

Суммарный момент, воспринимаемый сечением Ms + Msw = 249,2 +56,72 = 305,92 кН·м > М = кН·м. Прочность наклонного сечения по изгибающему моменту обеспечена.

Расчет балки по второй группе предельных состояний

Действующие нормативные усилия:

от постоянных и длительных нагрузок:

.

от полной нормативной нагрузки:

Нормативная погонная снеговая нагрузка:

S = SgμBgn=1,8кН/м2∙1∙6м∙0,95=10,26кН/м.

Нормативная погонная нагрузка от веса покрытия:= (ggn B + qw)=(3,3∙0,95∙6+3,92)=22,73 кН/м.

Погонная расчетная нагрузка от собственного веса балки:= Gбgf γn /l0=73кН∙1∙0,95∙/17,7м=3,92кН/м.

Момент образования трещин в стадии эксплуатации определяется по формуле

где Wred - момент сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого волокна, определяемый по формуле

;

расстояние от центра тяжести приведённого сечения до ядровой точки, определяемое по формуле:

M=1291кН.м<Mcrc=1315,56.м→ условие выполняется, т.е. трещины не образуются.

Расчет предварительно напряженной балки по образованию трещин в верхней зоне в стадии изготовления

Момент образования трещин в стадии изготовления:

где Р(1) -усилие обжатия с учётом первых потерь напряжений относительно центра тяжести приведённого сечения, Р(1)=781.103кН;,ser(p)-значение Rbt,ser при классе бетона В35, численно равном передаточной прочности Rbr=20МПа , Rbt,ser(p)=1,35МПа.

Момент сопротивления приведенного сечения для растянутого усилия обжатия Р(1) верхнего волокна:

Расстояние до нижней ядровой точки:

Т.к. Мcrc= - 329.106H.мм<0,следовательно верхние трещины образуются и необходимо проверить их ширину раскрытия.

При расчете балки по образованию трещин в верхней зоне в стадии изготовления от усилия предварительного обжатия Р(1) = 781кН сжатая зона бетона находится внизу, а растянутая - в верху. За растянутую арматуру принимаем два верхних ненапрягаемых стержня каркаса с площадью сечения As = 402 мм2. Рабочая высота сечения будет равна h0 = h - а = 1350 - 35 = =1315мм.

Момент, воспринимаемый продольной арматурой, пересекающей наклонное сечение, относительного конца наклонного сечения:

где еsp-расстояние от усилия предварительного обжатия до центра тяжести верхней ненапрягаемой арматуры

esp = h - y + e0p1 - as = 1350 - 673 + 600 = 1277 мм;

Момент от собственного веса балки при нормативном значении нагрузки qw = 3,92 кН/м:

Mw = 3,92·17,72/8 = 153,51 кН·м./h0 = Ms/Ph0 = 843·106/611000·1315 = 1,04

Для канатной арматуры=

ζ = 0,8(прил.14 Пособия).

Плечо внутренней пары сил:

z= ζh0 = 0,8·1315= 1053 мм.

Напряжение в арматуре S:

Базовое расстояние между смежными нормальными трещинами:

где Abt -площадь сечения растянутого бетона,

Высота растянутой зоны бетона:

Высота растянутой зоны бетона, определяемая как для упругого материала по приведенному сечению:

где Sred-статический момент приведенного сечения относительно верхней грани, Sred=16,2.106мм3.

(h - y) = 260000.(1350 - 673) = 176·106 мм3

Поскольку yt=19.86мм < 2a = 2·35 = 70 мм, принимаем yt = 70мм.

Определяем ширину раскрытия нормальных трещин, принимая φ1 =1,0, φ2 = 0,5, ψs = 1:

Расчет балки по деформациям.

Из расчета ширины раскрытия трещин принимаем значения/h0 = 1,04, φf = 0,65, ψs = 1.

Приведенный момент деформаций бетона при продолжительной нагрузке и нормальной влажности:

МПа

По приложению 19 Пособия при φf = 0,65, µas2 = 0,15 и es/h0 = 1,04 определяем значение φс = 0,39.

Определяем кривизну балки от действия постоянной и временных длительных нагрузок (1/r) = (1/r)3:

 Определяем кривизну (1/r)4, обусловленную остаточным выгибом элемента вследствие усадки и ползучести бетона при σsb =Δσ5+Δσ6=137,676МПа и σ'sb = 0

Полная кривизна (1/r) в середине пролета от постоянных и длительных нагрузок равна

Определяем прогиб балки, принимая S = 5/48:

Согласно СНиП 2.01.07-85* табл. 19 поз. 2 при l = 17,7 м предельно допустимый из эстетических требований прогиб равен fult = l/250 = 17700/250 = 70,8 мм, что превышает вычисленное значение прогиба.

Библиографический список

Филиппов В.А. Проектирование конструкций железобетонных одноэтажных производственных зданий: учеб. пособия/ В.А.Филиппов. - Тольятти: ТГУ, 2007. - 193 с.

СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. Госстрой России. - М.: ФГУП ЦПП, 2004.-44с.

СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. - М.: ФГУП ЦПП, 2004.-24с.

СНиП 2.02.01-83*. Основания зданий и сооружений. - М.: ФГУП ЦПП, 2004.-48с.

СП50-101-2004. Проектирование и устройство оснований и фундаментов зданий и сооружений. - М.: ФГУП ЦПП, 2004.- 130с.

Байков В.Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов. - 5-е изд., перераб. и доп. - М.: Стройиздат, 1991. - 767 с.:ил.

Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). - М.: ОАО ЦНИИПромзданий, 2005. - 157 с.: ил.