Разработка архитектурно-конструктивного проекта станции нейтрализации промышленных стоков

Покрытие

Необходимо установить толщину слоя утеплителя, в состав которого входит керамзитовая засыпка и плиты полистирола. Для ГСОП = 4834 определим значение

м^2оС/Вт

,

где д_п.п. - толщина полки ж/б плиты покрытия; д_п.п = 0,03 м;

д_ст - толщина слоя стяжки из цементного раствора, д_ст = 0,02 м;

л_п.п. = 2,04 Вт / (м^2оС) - коэффициент теплопроводности материала плиты;

л_ст. = 0,93 Вт / (м^2оС) - коэффициент теплопроводности материала стяжки;

л_зас. = 0,23 Вт / (м^2оС) - коэффициент теплопроводности керамзита;

л_пл. = 0,05 Вт / (м^2оС) - коэффициент теплопроводности плитного утеплителя.

Предварительно задавшись толщиной засыпки из керамзита, 180 мм, определим толщину плиты

м.

Следовательно, принимаем комбинированный утеплительный слой, состоящий из керамзитовой засыпки, толщиной 180 мм с уложенными поверх нее плитами пенополистирола толщиной 70 мм.

Приложение 2

Статический и прочностные расчеты сооружения

Статический расчет рамы

Определение нагрузок.

1. От плит и кровли.

Подсчет нагрузки от веса 1 м² покрытия сведен в таблицу «Нагрузки от 1м² покрытия».

Таблица п.2.1. Нагрузки от 1м² покрытия

№	Элемент покрытия	Нормат. нагрузка кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке бf	Расчетная нагрузка кН/м2
1.	Водоизляционный ковер - 2 слоя изопласта	0,2	1,3	0,26
2.	Цементно-песчаная стяжка, = 18кН/м3 д = 25 мм	0,45	1,3	0,54
3.	Утеплитель: а) пенополистирол бт = 0,15кН/м3 д = 70 мм	0,01	1,3	0,13
	б) засыпка керамзитом бт = 8кН/м3 д = 1800 мм	1,44	1,3	1,87
4.	Железобетонная плита ребристая 3 х 6 м с заливкой швов раствором	1,65	1,1	1,82
	ИТОГО	4,17		5,05

2. От фермы покрытия.

N_р.п. = 1,1 • 0,95 • 142 = 148,4 кН

3. Полная расчетная нагрузка от покрытия на крайнюю колонну.

кН

Расстояние от линии действия нагрузки от покрытия приложенной на уровень опирания фермы по оси, до геометрической оси надкрановой части крайней колонны принимается е_в = 0.

4. Нагрузка от подкрановой балки с рельсом:

N_п.б. = 1,1 • 0,95 • (35 + 1,0 • 6,0) = 42,85 кН

Эта нагрузка приложена с эксцентриситетом е_н относительно оси подкрановой части колонны - е_н = 750 - 600/2 = 450 мм.

5. Нагрузка от стеновых панелей.

Площадь участка всех стеновых панелей, приходящаяся на фундамент крайней колонны, будет:

А_ост = (1,2 + 1,8 + 1,2 + 1,2 + 1,2 + 1,8 + 1,2) х 6 + 3,0(1,8 + 1,8 + 1,2) = 72 м².

Расчетная нагрузка от двойного остекления при весе 1 м² его 0,07 т (0,7кИ) будет:

N_ост = 1,1 • 0,95 • 9 = 9,41 кН,

где А_ост = 2 • 3,0 • 1,8 + 3,0 • 1,2 = 14,4 м²

6. Расчетная нагрузка отвеса крайней колонны.

Надкрановая часть - = 1,1 • 0,95 • 0,4 • 0,38 • 2,9 •2,5 = 11,52 кН;

Подкрановая часть - = 1,1 • 0,95 • (0,4 • 0,6 (8,7 + 0,2) + ? 0,35 ? 0,4) ? 2д = 58,1 кН

Временные нагрузки.

7. Снеговая нагрузка.

Расчетное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности земли: S_ч = 180 кг•с/м² (г. Арзамас III район).

Нормативная нагрузка от снегового покрова находится путем умножения расчетной нагрузки на коэффициент 0,7.

S_o = S_ч • 0,7 = 1,8 • 0,7 = 1,26 кН/м²

Расчетная нагрузка от снегового покрова на крайнюю колонну:

= 1,4 • 0,95 • 1,26 • 6 • 24/2 = 120,66 кН

8. Вертикальная нагрузка от кранов.

Для крана среднего режима работы Q = 10 т и пролете моста L = 22,5 м находим:

а) Наибольшая и наименьшая нормативная нагрузка пояса крана

Р_{max, n} = 60 кИ и Р_{min, n} = 16,8 кН;

б) База крана А_к = 3700 мм; ширина крана В = 4700 мм;

в) Масса крана конструктивная Q_n = 13 т;

Масса тележки G_т.н = 2 т.

Рис. П.2.1. Схема действия крановых нагрузок и линия влияния давления их на колонны.

Вертикальное расчетное давление от кранов на колонну с учетом коэффициентов сочетаний n_c = 0,85 - для двух кранов и коэффициентов надежности по нагрузке б_f = 1,1 и назначению б_n = 0,95:

D_max = n_c ? б_f ? б_n • P_{max, n} • k = 0,85 • 1,1 • 0,95 • 60 • 2,43 = 129,5 кН;

D_min = n_c ? б_f ? б_n • P_{min, n} • k = 0,85 • 1,1 • 0,95 • 16,8 • 2,43 = 36,26 кН

9. Горизонтальная нагрузка от поперечного торможения крана.

Нормативная величина поперечной тормозной силы Т_н от каждого из двух стоящих на подкрановой балке колес одного крана с гибким подвесом:

т = 3,75 кН

Величина расчетной тормозной нагрузки:

Т = h_c ? б_f ? б_n • Т_n • k = 0,85 • 1,1 • 0,95 • 3,75 • 2,43 = 8,09 кН

10. Ветровая нагрузка.

Величина скоростного напора ветра на высоте до 10 м от поверхности земли для г. Арзамаса при типе местности Б:

кН/м²;

то же, на уровне верха колонны (+10,8 м):

кН/м²;

то же, на уровне верха панельной стены здания (+14,4 м):

кН/м².

Расчетная нагрузка на поперечные рамы с учетом аэродинамических коэффициентов: 0,8 для вертикальных поверхностей с наветренной стороны и о,6 - с подветренной:

а) Напор:

q_нап = 0,8 • 0,95 • 6 • 1,4 • 0,95 = 1,25 кН/м;

Отсос:

q_отс = 0,6 • 0,195 • 6 • 1,4 • 0,95 = 0,93 кН/м.

в) Сосредоточенная нагрузка на уровне верха колонны:

Рис. П.2.2. Схема действия ветровой нагрузки на раму при ветре слева.

Статический расчет рамы

Геометрические характеристики крайней колонны. Момент инерции сечения надкрановой части:

см^н.

То же для подкрановой части:

см^н.

Отношение этих моментов инерции:

h_кр =

Отношение высоты подкрановой части колонны к ее полной расчетной высоте:

л_кр =

Смещение геометрических осей сечения верха и низа колонны:

е_кр = см.

Определение усилий в колонне.

1. Постоянная нагрузка от покрытия

кН

Величина горизонтальной реакции

кИ,

где е = е_кр = 0,11 м и для n_кр = 0,25; л_кр = 0.26 и у_в = 1,0 И_в

Усилия в сечениях колонны:

а) Изгибающие моменты:

М_I-I = 419,62 • 0,11 - 5,5558 • 11 = - 14,9553 кН•м;

М'_II-II = 419,62 • 0,11 - 5,5558 • 2,9 = 30,046 кН•м;

М_II-II = 419,62 • 0 - 5,5558 • 2,9 = - 16,1118 кН•м;

М_III-III = 0.

б) Продольные силы:

N_I-I = N'_II-II = N_II-II = N_III-III = 419,62 кН

в) Поперечные силы:

Q_{I - I} = -R_в = 5,5558 кН .

2. Снеговая нагрузка = 120,66 кН

К = = 120,66 / 419,62 = 0,2875 .

А) М_{I - I} = - 14,9553 * 0,2875 = - 4,300 кН*м ;

М_{II - II} = 30,0464 * 0,2875 = 8,6383 кН*м ;

М_{II - II} = - 16,1118 * 0,2875 = -4,6321 кН*м ;

М_{III - III} = 0

Б) N = 120,66 кН

В) Q_I-I = 5,5558 * 0,2875 = 1,5973 кН.

3.Вертикальная крановая нагрузка.

D_max = 129,51 кН

Величина горизонтальной реакции

 = 1,324 * (129,51 * 0,45 / 11,0) = 7,015 кН ,

где l_н = 0,45 м ; к₂ =1,324 по табл.2 п VII. Для n = 0,25 ; л= 0,26 и y_h= 1,0 Нм.

А) М_I-I = -129,51 * 0,45 + 7,015 * 11 = 18,8855 кН*м ;

М_II-II = -129,51 * 0,45 + 7,015 * 2,9 = - 37,936 кН*м ;

М_II-II = - 129,51 * 0 + 7,015 * 2,9 = 20,3435 кН*м ;

М_III-III =0 .

Б) N_I-I = N_II-II = 129,51 кН ; N_II-II = N_III-III = 0

В) Q_I-I = -R_в = - 7,015 кН.

4. Вертикальная крановая нагрузка.

D_min = 36,26 кН.

К = = 36,26 / 129,51 = 0,2799

М_I-I = 18,8855* 0,2799 = 5,2879 кН*м ;

М_II-II = - 37,936 * 0,2799 = - 10,6183кН*м ;

М_II-II = 20,3435 * 0,2799 = 5,6962 кН*м ;

М_III-III = 0 .

Б) N_I-I = N_II-II = 36,26 кН ; N_II-II = N_III-III = 0

В) Q_I-I = -7,015 - 0,2799 = -1,964 кН.

5. Нагрузка от подкрановой балки с рельсом.

N_пб = 42,85 кН.

К = = 42,85 / 129,51 = 0,331

М_I-I = +18,8855* 0,331 = 6,2511 кН*м ;

М_II-II = - 37,936 * 0,331 = - 12,5568 кН*м ;

М_II-II = 20,3435 * 0,331 = 6,7337 кН*м ;

М_III-III = 0 .

Б) N_I-I = N_II-II = 42,85 кН ; N_II-II = N_III-III = 0

В) Q_I-I = -7,015 * 0,331 = -2,322 кН.

6. Нагрузка от веса крайней колоны.

= 11,52 кН., = 11,52 кН.

К = = 11,52/ 419,62 = 0,0275

М_I-I = - 14,9553* 0,0275 = - 0,41 кН*м ;

М_II-II = 30,0464 * 0,0275 = 0,825 кН*м ;

М_II-II = - 16,1118 * 0,0275 = -0,4424 кН*м ;

М_III-III = 0 .

Б) N_III-III = 0 N_II-II = N_II-II = = 11,52 кН.;

N_I-I = 11,52 + 58,1 = 69,62 кН

В) Q_I-I = -7,015 * 0,0275 = 0,153 кН.

7. Горизонтальная крановая нагрузка

Т = 3,75 кН слева направо.

Горизонтальная реакция при торможении слева направо:

R_в= к₃ * Т = 0,71 * 3,75 = 2,6654 кН,

где к₃ = 0,71 по таб. 3 п VII для. n = 0,25;

л= 0,26 и y_в = 1,95 / 2,9 * Н_в ? 0,67 Н_в

А)

М_I-I = - 3,75 * 9,05 + 2,6654 * 11= - 4,6181 кН*м ;

М_II-II = - 3,75 * 9,05 + 2,6654 * 2,9 = 4,1672 кН*м ;

М_II-II = 4,1672 кН*м ;

М_III-III = 0 .

М_т = 2,6654 * 1,95 = 5,1975 кН*м.

Б) N = 0 N

В) Q_I-I = Т - R_в = 3,75 - 2,6654 = 1,0846 кН.

7. Ветровая нагрузка слева направо.

По табл. 4 находим к_т = 0,3574. Горизонтальня реакция R_в в крайней колоне на оси О:

R_в⁰ = к₇ * g_отс * Н = 0,3574 * 1,25 * 11 = 4,9148 кН.

Горизонтальная реакция R_в в крайней колонне по оси А:

R_в^л = к₇ * g_отс * Н = 0,3574 * 0,93 * 11 = 3,657 кН.

Усилие в дополнительной связи.

R = ? R_в * W = 4,9148 + 3,657 + 8,49 = 17,06 кН.

Определяем по табл. 5 п. VII коэффициенты Kq^кр = 2,8403 и Kq^ср = 3,0.

Горизонтальная сила на крайние колонны:

Горизонтальная сила на средние колоны:



Определяем усилие в расчетных сечениях колонны:

Колонна на оси О:

М_I-I = (- 4,15 + 4,92) * 11 - (1,25 * 11² / 2) = - 67,2122 кН*м ;

М_II-II = М_II-II = (- 4,15 +4,92) * 2,9 - (1,25 * 2,9² / 2)= - 3,0223 кН*м ;

М_III-III = 0; N = 0 ; Q = 4,15 - 4,92 + 1,25 * 11 = 12,98 кН.

2. Средняя колонна по оси D:

М_I-I = - 4,38 * 11 = - 48,18 кН*м ;

М_II-II = М_II-II = - 4,38 * 2,9 = - 12,702 кН*м ;

М_III-III = 0; N = 0 ; Q_I-I = 4,38 кН.

3. Крайняя колонна по оси А:

М_I-I = (- 4,15 + 3,657) * 11 - (0,93 * 11² / 2) = - 61,6913 кН*м ;

М_II-II = М_II-II = (- 4,15 +3,657) * 2,9 - (0,93 * 2,9 / 2)= - 5,3404 кН*м ;

М_III-III = 0; N = 0 ; Q_I-I = 10,723 кН.

Проверка изгибающих моментов у низа колонны (по сеч. 1-1)

?M_I-I = M^A_I-I + 2 M^B_I-I + M^D = - 67,2123 - 48,18 * 2 - 61,6913 = 225,264 кПа.

следовательно, моменты в основании колонны определенны правильно.

Рис. П.2.3. Схемы загружений и эпюры моментов в крайней колоне (в кН * м): А от покрытия;Б. - от снега.

Рис. П.2.4 Схема загружений и эпюры моментов в крайней колоне (в кН*м): А. от D_{max и} D_min; от подкрановой балки;

Б. от массы колонны; от горизонтальной крановой нагрузки слева и справа;

В. От ветровой нагрузки слева.

Таблица № 22 расчетных сочетаний усилий в сечениях крайней колонны.

Виды и сочетания	Нагрузка	Сечения
		I - I	II - II
		М	N	Q	M	N
Постоянные	От веса покрытия и ригеля	- 14,96	419,62	5,56	-16,11	419,62
	От веса подкрановой балки	6,25	42,85	-2,32	-12,56
	От веса колонны	-0,41	69,62	-0,15	-0,44	11,52
	ИТОГО	-9,12	532,09	3,09	-29,11	431,14
С гсом = 1,0	снег	-4,30	120,66	1,60	-4,03	120,66
	ветер	слева	-67,21		12,98	-3,02
		справа	61,69		-10,72	5,34
Постоянная нагрузка + одна кратковременная	Постоянная + снег	-13,42	652,75	4,69	-33,74	551,8
	Постоянная + ветер	Слева	-76,33	532,09	16,07	-32,13	431,14
		справа	52,57	532,09	-7,63	-23,77	431,14
Кратковременные	Снег при гсом = 0,9	-3,87	108,59	1,44	-4,17	108,59
Кратковременные малой суммарной длительности (1-е основное усилий)	Вертикальное давление кранов при гсом = 0,85	Тележка слева (Dmax)	18,89	129,51	-7,015	20,34
		Тележка справа (Dmin)	5,29	36,26	-1,96	5,7
	Торможение кранов гсом = 0,85	влево	4,62		-1,08	-4,17
		вправо	-4,62		1,08	4,17
	Итого от двух кранов при дополнительном гсом = 0,9	Тележка слева	При торможении	влево	21,16	116,56	-7,29	14,55
				вправо	12,84	116,56	-5,94	22,06
		Тележка справа		влево	8,92	32,63	-2,74	1,38
				вправо	0,6	32,63	-0,79	8,88
	Ветер при гсом = 0,9	слева	-60,49		11,68	-2,72
		справа	55,52		-9,65	4,81
Постоянная нагрузка + все невыгодные кратковременные при числе их не менее двух	max M > N1 Q	67,56	648,65	-13,85	-2,24	431,14
	min M > N1 Q	-72,88	673,31	15,42	-34,62	539,73
	max N > M1 Q	63,69 / -60,64	757,24	10,27 / -12,41	-6,41 / - 34,62	539,73

П.2.2 Расчет крайней колонны по несущей способности

П.2.2.1 Расчет продольной арматуры

Сечение I-I.

Размеры сечения: h = 600 мм; в = 400 мм; а = а' = 50 мм;

h_o = 600 - 50 = 550 мм. Бетон тяжелый класса В15 (М200), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении: R_в = 8,5 МПа, Е_в = = 20,5 • 10³ МПа. К величине R_в вводится коэффициент б_вч = 0,9 и б_вч = 1,1.

Продольная рабочая арматура колонны класса A-III (ф16-40 мм) с R_s = R_sс = 365 МПа, поперечная - A-I (ф6 - 8 мм) с R_s = R_sс = 225 МПа.

Наиболее невыгодные сочетания усилий по табл. П.2.2:

а) М₁ = ± 76,33 кН•м и N₁ = 532,09 кН;

б) М₂ = ± 63,69 кН•м и N₁ = 757,24 кН;

Для обеих комбинаций усилий имеем:

М_дл = М_е (М_пост) = - 9,12 кН•м;

N_дл = N_е (N_пост) = 532,09 кН/

1. Расчетная длина и гибкость колонны

м;

м.

Высота сечения колонны - h = 600 мм. Поскольку л_h = е_о/h = 12,15/0,6 =

= 20,25 > 4,0, то необходимо учитывать влияние прогиба на величину эксцентриситета продольных сил.

2. Определение эксцентриситетов продольных сил и величин условных критических сил

- 1/600 • е_о = 1/600 • 121500 = 20,25 мм;

- 1/30 • h = 1/30 • 600 = 20 мм.

а) Для первой комбинации усилий:

М₁ = ± 76,33 кН•м и N₁ = 532,09 кН;

М_1е = - 912 кН•м и N_1е = 532,09 кН;

б_вч = 1,1; R_в = 1,1 • 8,5 = 9,35 МПа;

Условная критическая сила

N_cr = D₁(D₂ + D₃)вh,

где МПа,

лh = e_o/h = 13,2/0,6 = 22.

д_e = e_o/h = 143/600 = 0,238

д_e,min = 0,5 - 0,01h - 0,01 Rв = 0,5 - 0,01 • 22 - 0,01 • 9,35 = 0,187 < д_e = 0,238, принимаем д_e = 0,238.

ш_е = 1 + в, где в = 1,0 [2].

М₍₁₎ = N₁ • e₍₁₎ = 532,09 • 0,393 = 209,11 кН•м;

М_1е = N_1e • кН•м;

м.

D₃ =µб

Принимаем µ = 0,004, исходя из µ_min% = 0,2% при гибкости л = е_о/i =

= Величина б =

N_cr1 = D₁ • (D₂ + D₃)вh = 67,77 • (0,085 + 0,028) • 400 • 600 = 1837,9 кН.

б) Для второй комбинации усилий.

М₂ = ± 63,29 кН•м и N₂ = 757,24 кН;

М_2е = 9,12 кН•м и N_2е = 532,09 кН; бв₂ = 1,1;

R_в = 9,35 МПа; л_h =12,15/0,6 = 20,25 > 4,0.

е_ое = 0,017 м.

D₁ = МПа.

де, _min = 0,5 - 0,01 • 20,25 - 0,01 • 9,35 = 0,204 > де = 0,14,

принимаем де = 0,204.

ш_е = 1 + в

М₍₂₎ = 757,24 • 0,334 = 252,92 кН•м;

е₍₂₎ = е_о2 + h/2 - a = 0,084 + 0,3 - 0,05 = 0,334 м.

D₃ = 0,028.

N_cr2 = 80 (0,0986 + 0,028) 600 • 400 = 2430,72 кН.

3. Учет влияния прогиба и определение величин эксцентриситетов - е.

а) Для первой комбинации усилий

N₁ = 532,09 кН; N_cr1 = 1837,9 кН; е_о1 = 0,143 м.

е₁ = з₁ • е_о1 + h/2 - а = 1,407 • 0,143 + 0,3 - 0,05 = 0,45 м;

б) Для второй комбинации усилий

N₂ = 757,24 кН; N_cr2 = 2430,72 кН; е_о2 = 0,084 м.

е₂ = 1,453 • 0,084 + 0,3 - 0,05 = 0,372 м.

4. Определение случая внецентренного сжатия сечения арматуры.

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

Se = ,

где w = б - 0,008 R_в = 0,85 - 0.008 • 9,35 = 0,775.

а) Для первой комбинации усилий:

определяем параметры д, б_m1 , б_n:

б_n =

Сечение арматуры A_s и A_s' назначаем конструктивно по µ_min =µ'_min= 0,2% (по гибкости л_i = 77 в пределах 35…83), тогда А_s = А_s' = 0,002 • 400 •550 = 440 мм². Принимаем 2ф18А - III с А_s= А_s' = 509 мм² (+ 10,2%) с каждой стороны сечения.

б) Для второй комбинации усилий

д = 0,091; б_m1 =

б_n =

A_s = А_s' =

Принимаем арматуру конструктивно: 2ф18А-III c А_s = А_s' = 509 мм² с каждой стороны сечения.

Сечение II-II.

Размеры сечения h = 380 мм; в = 400 мм, а = а' = 50 мм;

h_o = 380 - 50 = 330 мм. Бетон и рабочая арматура здесь те же, что и в сечении I-I: В15 и А-III.

В этом сечении имеем одну невыгодную комбинацию из первых сочетаний усилий (постоянное + снег):

М₁ = 33,74кН•м; N₁ = 551,8 кН;

М_дл = - 29,11 кН•м; N_дл = 431,14 кН

1. Расчетная длина и гибкость колонны.

е_ов = 2,5 Нв = 2,5 • 2,9 = 7,25 м.

h = 380 мм

л_к = е_о/h = 7,25/0,38 = 19,08 > 4.

2. Определение эксцентриситетов продольных сил и величин условных критических сил.

е_ов = 7,25 м; л_в2 = 0.9; R_в = 7,65 МПа

Рис. П.2.5. Комбинация расчетных усилий для сечений I-I (A) II-II (Б)

е_ое =

D₁ = МПа.

D₂ =

Принимаем д_е = 0,226.

ш_е = 1 + 1 •

е₍₁₎ = 0,061 +

М₍₁₎ = 551,8 • 0,201 = 110,91 кН•м;

е^е₍₁₎ = 0,07 + 0,38/2 - 0,05 = 0,21 м

М^е₍₁₎ = 431,14 • 0,21 = 90,54 кН•м

D₃ =0,004 • 10,05 •,

здесь µ_сумм = 0,004 по гибкости л_i = 37 < 67 < 83

N_cr = 90,1 (0,0803 + 0,0218) • 380 • 400 = 1398,28 кН.

3. Учет влияния прогиба и определение величин эксцентриситетов - е

N = 551,8 кН; N_cr = 1398,28 кН; е_о = 0,061 м

е = 1,652 • 0,061 + 0,38/2 - 0,05 = 0,241 м.

4. Определение сечения арматуры.

М = 33,74 кН•м; N = 551,8 кН; S_R = 0,611; e = 0,241 м.

A_s' =

сечение арматуры принимаем конструктивно по гибкости, т.е. - 2ф16А-III c = 402 мм².

Определяем сечение растянутой арматуры A_s:

кН•м;

кН•м;

; q = 0,327;

тогда

Принимаем A_s ? µ_min • в • h_o , т.е. 2ф16 А-III c A_s = 402 мм².

П.2.2.2 Расчет подкрановой консоли крайней колонны

1. Q = Д_мах + N_п.б. = 129,51 + 42,85 = 172,36 кН;

2. h = 800 мм; h_k = 450 мм; в = 400 мм; е = 350 мм;

Q_m =50 мм; h_o = 800 - 50 = 750 мм.

Принимаем в консоли горизонтальные и наклонные двухветвенные хомуты d = 8 мм класса А-III с шагом S_w = 150 мм, тогда A_sw = 2 • 50,3 = 100,6 мм².

Рис. П.2.6. Армирование колонн.

4. ш_w2 = 1 + 5 µw₁ = 1 + 5 • 10,04 • 0,00167 = 1,084.

б = Н.

5. е_sпр = 450 мм.

6. tgи = ; и =70^о28' ; Sinи = 0,894.

7. Ширина сжатой полосы:

е_в = е_sпр • Sinи = 450 • 0,894 = 402,3 мм.

8. л_в2 = 1,1; R_в =1,1 • 8,5 = 9,35 МПа; R_s = 365 МПа.

а) Проверка прочности консоли по наклонной сжатой полосе:

Q ? 0,8 ш_w2 • R_в • в • е_в • sinи 3,5R_вf • в • h_o.

или

172,36 кН < 1286,9 кН > 866,25 кН, прочность обеспечена.

б) Определим сечение продольной арматуры в консоли.

Изгибающий момент в сечении у корня консоли:

М = 1,25 • Q • a_m = 1,25 • 172,36 • 0,05 = 10,8 кН•м.

тогда

Проверяем сечение арматуры по µ_min = 0,05%

A_{s, min} = 0,0005 • в • h_o = 0,0005 • 400 • 750 = 150 мм² > 76,8 мм².

Принимаем 2ф10 А-III c A_s = 157 мм².

П.2.2.3 Проверка прочности колонны при съеме с опалубки, транспортировании и монтаже

1. При съеме с опалубки и транспортировании.

Нагрузка от веса колонны с учетом коэффициента динамичности 1,6:

q₁ = 1,6 • 25 • 0,4 • 0,6 = 9,6 кН/м;

q₂ = 1,6 • 25 • 0,4 • 0,38 = 6,08 кН/м.

Изгибающие моменты в расчетных сечениях 1-1, 2-2, 3-3 будут:

кН/м;

кН•м;

кН•м;

Проверка прочности колонны в сечениях 1-1, 2-2 и 3-3:

а) Сечение 2-2.

М₂ = 19 кН•м; в = 380 мм; h = 400 мм;

a = a' = 50 мм; h_o = h - a = 400 - 50 = 350 мм;

R_в = 8,5 МПа; R_во = 0,7 • 8,5 = 5,95 МПа;

A_s = A_s' = 402 мм²; R_s = R_sc = 365 МПа.

Изгибающий момент:

М_{рег, 2} = R_sA_s (h_o - a') = 365 • 402 (350-50) = 44 кН•м > 19 кН•м,

прочность сечения обеспечена.

б) Сечение 1-1.

М₁ = 19 кН•м; в = 600 мм; h = 400 мм;

Рис. П.2.7. Расчетная схема и эпюра моментов колонны при съеме с опалубки и транспортировании.

а = а' = 50 мм; h_o = 350 мм; R_во = 5,65 МПа;

A_s = A_s' = 509 мм²; R_s = R_sc = 365 МПа.

М_{рег, 1} = 365 • 5,09 (350 - 50) = 55,74 кН•м > 19,2 кН•м, прочность обеспечена.

в) Сечение 3-3.

М_{рег, 3} = 55,74 кН•м > M₃ = 45,73 кН•м, прочность обеспечена.

2. При монтаже.

Рис. П.2.8. Расчетная схема и эпюра моментов для колонны при монтаже.

Погонная нагрузка от веса колонны с учетом коэффициента динамичности 1,4:

кН/м.

кН/м.

Изгибающие моменты в расчетных сечениях 1' - 1', 2' - 2' и 3' - 3' будут:

кН•м;

кН•м;

кН•м.

Проверка прочности колонны в сечениях 1' - 1', 2' - 2' и 3' - 3'

а) Сечение 1' - 1':

кН•м; в = 400 мм; h = 600 мм; a = a' = 50 мм;

h_o = 550 мм; R_во = 5,95 МПа; A_s = A_s' = 509 мм² с R_s = R_sc = 365 МПа.

М_{рег, 1'} = 365 • 509 (550 - 50) = 92,9 кН•м > 37,4 кН•м, прочность обеспечена.

б) Сечение 2' - 2':

кН•м; в = 400 мм; h = 380 мм; a = a' = 50 мм; h_o = 330 мм; R_во = =5,95 МПа; A_s = A_s' = 402 мм² с R_s = R_sc = 365 МПа.

М_{рег, 2} = 365 • 402 (330 - 50) = 41,08 кН•м > 22,37 кН•м - прочность обеспечена.

в) Сечение 3' - 3':

кН•м; кН•м.

Поскольку кН•м < кН•м., то прочность сечения

3' - 3' обеспечена.

Армирование колонн

П.2.3 Расчет безраскосной железобетонной фермы пролетом 24 м.

П.2.3.1 Исходные данные для проектирования

Место строительства - г. Арзамас.

Шаг колонн поперек здания - 24 м.

Шаг колонн вдоль здания - 6 м.

Ферма изготовлена предварительно напряженной из тяжелого бетона класса В40, при твердении подвергалась тепловой обработке при атмосферном давлении.

Напрягаемая арматура в нижнем поясе фермы класс А-IV, поперечная и монтажная арматура классов А-I и В_р - I.

Подвесное подъемно-транспортное оборудование отсутствует.

П.2.3.2 Нагрузки

А. Постоянная нагрузка.

Нагрузка от собственного веса конструкции покрытия подсчитывается в табл. «Нагрузки от 1 м² покрытия».

Собственный вес фермы 4фБС-11IV пролетом 24 м 142 кН. Расчетная погонная нагрузка с бf =1,1:

q_ф =1,1 • 142/24 = 6,5 кН/м

Б. Временная снеговая нагрузка.

Расчетная снеговая нагрузка для г. Арзамас: S_ч = 1,8 кН/м²

Нормативная нагрузка: S_o = S_ч • 0,7 = 1,8 •0,7 = 1,26 кН/м²

б_f = 1,4 - коэффициент надежности по нагрузке;

µ = 1,0 - коэффициент перехода отвеса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие;

тогда: Р_сн = б_f • S_o • µ = 1,4 • 1,26 • 1,0 = 1,764 кН/м².

П.2.3.3 Расчетная схема фермы

Конечные элементы при опорных участках приняты условно высотой h=880 мм, равной высоте опорной части фермы. Ширина всех элементов в=280мм. Нижний пояс высотой h = 340 мм, верхний пояс h = 300 мм. Стойки h = 300 мм с «вутами», которые заменяются на жесткие вставки е = 300 мм.

Рис. П.2.9. Расчетная схема фермы

1…26 - номера узлов 1…37 - конечные элементы

П.2.3.4 Схемы загружений фермы

Первая схема.

Ферма загружается постоянной нагрузкой, которая передается от покрытия через ребра плит в узлы верхнего пояса. В тех же узлах условно прикладывается и нагрузка от собственного веса фермы.

Сосредоточенные узловые силы:

Р_i = б_n(q •e_s + q_ф) • в,

где i - номера дров;

б_n = 0,95 - коэффициент надежности по назначению;

e_s и в - соответственно шаг ферм и ширина панели (м).

Р₁₃ = Р₁₅ = Р₁₇ = Р₁₉ = Р₂₁ = Р₂₃ = Р₂₅ =

= 0,95 (5,05 • 6 + 6,5) •3,0 = 104,88 кН (10,49 тс).

Рис. П.2.10. Загружение фермы постоянной нагрузкой (1 схема).

Вторая схема. Равномерная снеговая нагрузка на левой половине фермы.

Р₁₃ = Р₁₅ = Р₁₇ = б_n • б_f • S_o • µ • e_s • в = 0,95 • 1,4 • 1,26 •1,0 • 6,0 • 3,0 = 30,16 кН (3,02 т.с.).

Р₁₉ = 0,5; Р₁₇ = 0,5 • 30,16 = 15,08 кН (1,51 т.с.)

Третья схема.

Равномерная снеговая нагрузка на правой половине фермы.

Р₁₉ = 15,08 кН; Р₂₁ = Р₂₃ = Р₂₅ = 30,16 кН

Рис. П.2.11. Вторая (А) и третья (Б) схемы загружений.

Четвертая схема. Треугольная снеговая нагрузка слева.

Р₁₃ = 0,95 • 1,4 • 1,26 • 1,5 • 6,0 • 3,0 = 45,25 кН = 4,53 т.с.;

Р₁₅ = 0,95 • 1,4 • 1,26 • 1• 6,0 • 3,0 = 30,16 кН = 3,02 т.с.;

Р₁₇ = 0,95 • 1,4 • 1,26 • 0,5• 6,0 • 3,0 = 15,0,8 кН = 1,51 т.с.;

Р₁₉ = 0,95 • 1,4 • 1,26 •( 0,5• 0,26) • 6,0 • 3,0/2 = 3,77/2 кН = 0,377/2 т.с. =

= 0,19 т.с.

Пятая схема. Треугольная снеговая нагрузка справа.

Р₁₉ = 1,9 кН = 0,19 т.с.; Р₂₁ = 15,08 кН = 1,51 т.с.;

Р₂₃ = 30,16 кН = 3,02 т.с.; Р₂₅ = 45,25 кН = 4,53 т.с.

Рис. П.2.12. Четвертая (А) и пятая (Б) схемы загружений.

П. 2.3.5 Расчет нижнего пояса

Согласно расчёту на ЭВМ, приведённого в таблице усилий и напряжений элементов, наиболее неблагоприятные усилия действуют в элементе 2, сечении 1. Эти усилия возникают от действия первого (постоянная нагрузка), третьего (снег справа) и четвёртого (треуг. снег слева) вариантов загружений одновременно.

Вид нагрузки	N, TC	M, TC•M	N, kH	M, kH
1. Постоянная	86,15	4,60	844,27	45,08
2. Снег слева	15,46	0,25	151,51	2,45
3. Снег справа	6,39	0,16	62,62	1,57
4. Треуг. снег слева	14,52	0,34	142,30	3,33
5. Треуг. снег справа	4,15	0,10	40,67	0,98

Перевод усилий: 1_ТС = 9,8кН; 1_ТС•_М = 9,8кН•м.

Max N = 844, 27 + 62, 62 + 142, 3 = 1049, 19 kH;

Max M = 45, 08 + 1, 57 + 3, 33 = 49, 98 kH•м.

Усилие от нормативных нагрузок:

а). От постоянной и полной снеговой

N = 844, 27 / 1, 15 + (62, 62 + 142, 3) / 1, 4 = 880, 52 kH;

M = 45, 08 / 1, 15 + (1, 57 + 3, 33) / 1, 4 = 42, 7 kH•м;

б). От постоянной и длительной части снеговой

Nnl = 844, 27 / 1, 15 + (62, 62 + 142, 3) • 0, 3 /1, 4 = 778, 06 kH;

Mnl = 45, 08 / 1, 15 + (1, 57 + 3, 33) • 0, 3 / 1, 4 = 40, 25 kH•м,

где 1,15 и 1,4 - коэффициенты надёжности по нагрузке, соответственно для постоянной и снеговой;

0,3 - коэффициент длительности снеговой нагрузки для ІІІ снегового района.

Расчёт прочности.

Исходные данные: размеры сечения b = 280 мм; h = 340 мм; a = a' = 50 мм; бетон тяжёлый класса В40 (R_bn = 29 мПа, R_bn,l = 2, 1 мПа, E_b = 32, 5 * 10³ мПа), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении. Продольная напрягаемая арматура класса А-ІV (R_s = 510 мПа, R_sn = 590 мПа, E_s = 19 * 10⁴ мПа). Натяжение арматуры осуществляется механическим способом на упоры стенда.

Эксцентриситет продольного усилия относительно центра тяжести сечения:

е_o = M / N = = 48 мм;

е' = е_o + h/2 - a' = 48 + 340/2 - 50 = 168 мм;

h_o = h - a = 340 - 50 = 290 мм.

По длине нижнего пояса изгибающий момент меняет знак, поэтому армирование принимается симметричным.

Т. к. h - a' = 290 - 50 = 240 мм > е' = 168 мм, площадь сечения арматуры определяем по формуле:

A_sp = A_sp' = = = 1200, 05 мм²,

где j_sb = з = 1, 2 - коэффициент условий работы арматуры класса А-ІV.

Принимаем (4 ш25 + 2 ш22) А-ІV с A_sp,tot = 2723 мм², что больше

A_sp = 1200, 05 * 2 = 2400, 1 мм² (+11, 9%).

Рис. п.2.12. Схема расположения арматуры в нижнем поясе фермы.

Проверим прочность нижнего пояса с учётом фактического расположения арматуры из условия:

N • e₁ ? j_sb • R_s •S_sp,

где e₁ = e_о + h/2 - a' = 48 + 340/2 -50 = 168 мм - расстояние от силы N до оси, перпендикулярной направлению эксцентриситета и проходящей через центр тяжести наименее растянутого ряда арматуры;

S_sp - статический момент площади сечения всей напрягаемой арматуры относительной той же оси.

S_sp = A_sp,tot • (h/2 - a') = 2723 • (340/2 -50) =326760 мм³.

j_sb • R_s •S_sp = 1, 2 • 510 • 326760 = 199, 98 • 10⁶ Н • мм > N • e₁ =

= 1049, 19 • 103 • 168 = 176, 26 •10⁶ Н • мм.

Прочность сечения обеспечена.

П. 2.3.6 Расчёт верхнего пояса

Верхний пояс фермы работает на внецентренное сжатие. Исходные данные: b = 280 мм, h = 300 мм, а = а' = 40 мм; h_o = h - a = 300 - 40 = 260 мм. Бетон тяжёлый класса B40 (R_b = 22 мПа, E_b = 32, 5 * 10³ мПа); влажность W ? 75%; j_b2 = 0, 9; арматура класса А-ІІІ (R_s = R_se = 365 мПа), уse,u = 500 мПа.

Усилие в элементе 13 (сечение 1) верхнего пояса от расчётных нагрузок приведены в таблице по результатам расчёта на ЭВМ.

Вид нагрузки	N, TC	M, TC*M	N, kH	M, kH
1. Постоянная	94,45	2,96	925,61	29,01
2. Снег слева	17,12	0,13	167,78	1,27
3. Снег справа	7,06	0,25	69,19	2,45
4. Треуг. снег слева	16,10	0,22	157,78	2,16
5. Треуг. снег справа	4,59	0,17	44,98	1,67

Max N = 925, 61 + 69, 19 + 167, 78 = 1162, 58 kH;

Max M = 29, 01 + 2, 45 + 1, 27 = 32, 73 kH•м.

Усилие от постоянной и длительно действующей части временной нагрузки:

Nnl = 925, 61 + (69, 19 + 167, 78) • 0, 3 = 996, 7 kH;

Mnl = 29, 01 + (2, 45 + 1, 27) • 0, 3 = 30, 13 kH*м,

где 1, 15 и 1, 4 - коэффициенты длительности снеговой нагрузки, соответственно для постоянной и;

0,3 - коэффициент длительности снеговой нагрузки для ІІІ снегового района.

Эксцентриситет продольного усилия относительно центра тяжести сечения:

е₀ = M / N = = 28 мм.

Величина случайного эксцентриситета:

е_а = l / 600 = 3220 / 600 = 5, 4 мм. или

е_а = l / 30 = 300 / 30 = 10 мм.

Т. к. е_o = 28 мм > е_а = 10 мм, то для дальнейшего расчёта принимаем е_o = 28 мм.

Расчётная длина е_o элемента фермы при е_o = 28 мм < h/8 = 300 / 8 = 37,5 мм:

е_o = 0,9 • 3220 = 2898 мм.

Н•мм.

Н•мм.,

где (h_o - a') / 2 = (260 - 40) / 2 = 110 мм.

Т.п. е_о / h = 2898 / 300 = 9,66 > 4, расчет производим с учетом прогиба сжатого элемента.

Для этого определим:

б_е = 1 + в М_1е / М₁ = 1 + 1 • 109,7 / 127,9 = 1,86);

(здесь в = 1,0 для тяжелого бетона);

д_е = е_о / h = 28 / 300 = 0,093:

д_е,min = 0,5 - 0,01 • e_o / h - 0,01 • R_в • л_в2 =

= 0,5 - 0,001 • 2898 / 300 - 0,001 • 22 •0,9 = 0,205.

Т.к. д_е,min = 0,205 > д_е = 0,093, то для расчета принимаем д_е = д_е,min = 0,205.

Задаваемая коэффициентом армирования µ = 0,020;

µб = µE_s / E_в = 0,020 • 2 • 10⁵ / 325 • 10⁴ = 0,122.

Условная критическая сила

Коэффициент з определим по формуле:

мм.

Граничная относительная высота сжатой зоны бетона определяется по формуле:

оR=

где w = 0,85 - 0,08 R_в • б_в2 = 0,85 - 0,008 • 22 • 0,9 = 0,69.

Требуемое количество симметричной арматуры определяется в зависимости от относительной величины продольной силы:

К = (б_s + ш_c • б_s - б_n) / 2 = (0,369 + 3,68 • 0,369 - 0,807) / 2 = 0,460

о =

д = a' / h_o = 40 / 260 = 0,154;

Площадь сечения симметричной арматуры:

Коэффициент армирования

Поскольку полученный коэффициент армирования µ = 0,0023 меньше первоначально принятого µ = 0,020, поэтому сечение A_s и A_s' принимаем конструктивно: 2ф16-А-III с каждой стороны сечения с A_s = A_s' = 402 мм².

Рис. п.2.13. Схема армирования верхнего пояса фермы.

П.2.4 Расчет внецентренно нагруженного фундамента под крайнюю колонну

П.2.4.1 Исходные данные, нагрузки и усилия

Принят тяжелый бетон класса В 12,5 с R_в = 7,5 МПа и R_вf = 0,66 МПа. Бетон замоноличивания стакана фундамента класса В15 с R_в = 8,5 МПа и R_вf = =0,75 МПа. К расчетному сопротивлению бетона класса В12,5 вводятся б_в2 = =1,1; б_в3 = 1,0; б_в9 = 0,9, соответствующие расчету.

В плитной части у подошвы фундамента принята арматура класса А-III c R_s = 365 МПа; подколонные: продольная класса А-III c R_s = 365 МПа, поперечная: сетки и хомуты класса А-I c R_s = 225 МПа.

Глубина заложения фундамента от уровня пола - 1,65 м. Расчетное сопротивление грунта основания R = 206 кПа.

Из таблицы «Расчетные сочетания усилий в крайней колонне» выбираем наиболее невыгодное сочетание:

N₁ = 757,24 кН; М = 63,69 кН•м; Q = 10,27 кН.

Расчетная нагрузка от массы стены передающаяся на фундамент:

N_wae = 310,6 кН,

эксцентриситет ее приложения - е_wae = h_wae / 2 + e_c = 0,3 / 2 + 0,6 / 2 =

= 0,45 м.

П.2.4.2 Определение подошвы

Величины нормативных усилий:

кН•м;

кН.

кН.

Нормативные усилия от массы стены при б_f = 1,2:

N_n,ст = N_ст / б_f =310,6 /1,2 = 258,8 кН;

М_n,ст = М_ст / б_f =139,77 /1,2 = 116,5 кН•м.

Предварительные размеры подошвы фундамента:



где б_n,m = 20 кН/м³ - удельный вес материала фундамента и грунта на его уступах.

Принимаем предварительно размеры подошвы основания е = в = 2,4 м. Тогда А = 5,76 м².

Проверим приемлемость этих размеров:

N_n,ф = N_n,' _ф + N_n,ст + б_n,m • H • A =

= 641,73 + 258,8 + 20 • 1,65 • 5,76 = 1090,61 кН;

М_n,ф = М_n,' _ф + Q_n,' _ф • h + М_n,ст =

= 53,98 + 8,63 • 1,5 + 116,5 = 183,43 кН•м

е_ф' = M_{n, ф} / N_{n, ф} 183,43 / 1090,61 = 0,168 м.

Из неравенства видно, что необходимо увеличить размеры подошвы фундамента:

е = 2,7 м; в = 2,4 м с А =2,7 • 2,4 = 6,48 м².

Р_{n, max} =

Р_{n, min} =

Р_{n, cp} =

Окончательно принимаем размеры подошвы фундамента

е • в = 2,7 • 2,4 м.

Рис. П.2.13 Эпюра напряжений от нормативных нагрузок.

П.2.4.3 Расчет на продавливание нижней ступени

Определим напряжение под подошвой фундамента от расчетных нагрузок, предварительно вычислив нормальную силу и момент, действующие на обрезы подошвы фундамента:

кН;

кН•м;

е_ф = М_ф / N_ф = 218,87 / 1067,84 = 0,205 м.

кПа.

кПа.

Расчет на продавливание нижней ступени:

,

где - продавливающая сила с участка подошвы фундамента А_о;

в_m - среднее значение сторон верхнего и нижнего оснований границ пирамиды продавливания в пределах б_о = 250 мм.

Рис. П.2.14. Схема образования пирамиды продавливания и эпюра напряжений под подошвой фундамента от расчетных нагрузок, и расчетные сечения при подборе арматуры плитной части.

1) Сторона в = 2,4 м.

в_м1 = м.

А_о1 = м².

F₁ = 0,44 • 239,9 = 105,6 кН < 1,1 • 0,66 • 10⁶ • 1,75 • 0,25 =

= 317625 Н = 317,63 кН - прочность плитной части фундамента на продавливание по стороне в = 2,4 м обеспечена.

2) Сторона е = 2,7 м.

F₁ = 0,5 • 164,8 = 82,4 кН < 1,1 • 0,66 •10⁶ • 2,05 • 0,25 = 372075 Н =

= 372,1 кН - прочность плитной части фундамента на продавливание по стороне е = 2,7 м обеспечена.

П.2.4.4 Расчет на продавливание от дна стакана. Расчет на раскалывание тела фундамента

1) Расчет на продавливание фундамента от дна стакана.

Площадь боковой поверхности колонны, заделанной в стакан фундамента:

А_с = 2 • (в_с + е_с) • d_c = 2 • (0,4 + 0,6) • 0,9 = 1,8 м².

Коэффициент б, учитывающий частичную передачу силы N_ф на плитную часть фундамента через стенки стакана:

Принимаем б = 0,85.

А₀₂ =

N₂ = бN = 0,85 • 757,24 = 643,65 кН.

Проверка:

N_c =643,65 кН < 1,1 • 0,75 • 10⁶ • прочность обеспечена.

2. Расчет фундамента на раскалывание.

Площади вертикальных сечений фундаментов:

А_в / А_е = 1,48 / 1,74 = 0,85 > в_с / е_с = 0,4 / 0,6 = 0,67,

N_c = 643,65 кН < (1 + в_с / е_с) µб_g • A_c • R_вf =

= (1 + 0,67) • 0,75 • 1,3 • 1,74 • 1,1 • 0,66 • 10⁶ = 2,05 • 10⁶Н = 2050 кН,

где µ = 0,75 - коэффициент трения бетона по бетону,

б_g = 1,3 - коэффициент, учитывающий совместную работу фундамента с грунтом.

Из выражения видно, что прочность фундамента на раскалывание обеспечена.

П.2.4.5 Расчет арматуры плитной части фундамента

1) Арматура в направлении «е».

а) В сечении 1-1 (у грани подколонника).

Q =0,979.

б) В сечении 2-2 (у грани второй ступени).

Q = 0,977.

Принимаем 13ф10 А-III с А_s = 1020,5 мм².

2) Арматура в направлении «в».

а) В сечении 3-3 (у грани подколонника).

Q =0,986.

A_s3 = мм².

б) В сечении 4-4 (у грани второй ступени).

Q = 0,982.

Принимаем 14ф10 А-III c A_s =1099 мм².

П.2.4.6 Расчет подколонника

Расчетные данные в сечении 1-1 - уровня торца колонны для наиболее невыгодного сочетания усилий:

N_cf = N_f + N_ст + Q_sf = 757,24 + 310,6 + 1,1 • 0,9 •1,2 • 0,9 •2,5 =1094,57 кН

M_cf = М_ф + М_ст + Qd_p = 63,69 + 139,77 + 10,27 • 0,9 = 212,7 кН•м.

е₁ = M_cf / N_cf = 212,7 / 1094,57 = 0,194 м.

Поскольку е_с / 2 = 0,6 / 2 = 0,3 м > е₁ = 0,194 м > е_с / 6 = 0,6 / 6 = 0,1м, то момент М_к будет:

или

кН•м.

Q = 0,989;

где е_о,сf = e_cf - 50 = 1200 - 50 = 1150 мм.

Принимаем 3ф16 с

2) Расчет горизонтальных сеток стаканной части.

Используется арматура класса А-I c R_s = 225 МПа,

т.к е_с / 2 = 0,6 / 2 = 0,3 м > e₁ = 0,194 м > e_c / 6 = 0,6 / 6 = 0,1 м,

и значение , имеем:

где

Принимаем 4ф8 А₁ с А_s^г = 201 мм².

3. Расчет на местное сжатие под торцом колонны.

N_c ? ш_eoc • R_в,eoc • А_eoc1 ,

где N_c = 643,65 кН - расчетная продольная сила в уровне торца колонны;

ш_eoc = 0,75 - коэффициент из условия е_о = 0,194 м > e_c / 6 = 0,6 / 6 = 0,1 м;

R_{в, eoc} = ц_eoc • R_в,

где ц_eoc =

N_c = 643,65 кН < 0,75 • 1,1 • 0,9 • 2,24 • 7,5 • 10⁶ • 0,6 • 0,4 = 3992 кН, прочность обеспечена.

П.2.4.7 Расчет плитной части фундамента на поперечную силу

При соотношении в/е = 2,4 / 2,7 = 0,89 > 0,5 этот расчет не производят.

П.2.4.8 Расчет фундамента по образованию и раскрытию трещин

1) Расчет нижнего сечения подколонника

N_cf =1094,57 кН; М_cf = 212,7 кН•м.

Величина растягивающего напряжения:

где А_ref = 1,2 • 0,9 - 0,7 • 0,5 + 9,53 • 603 • 10^-6 = 0,736 м²,

w_red = У_ref /h_ref ,

где У_ref =

Поскольку полученное напряжение сжимающее, а не растягивающее, то проверка по образованию и раскрытию трещин не требуется.

2) Расчет плитной части фундамента

Для сечения 1-1.

Принимая средний коэффициент надежности по нагрузке б_{f, m} = 1,18, определим изгибающий момент в сечении 1-1:

М_{п, 1-1} =

М_erc = R_{вf, ser} • w_pe

где w_pe - момент сопротивления приведенного сечения.

w_pe = (0,292 + 1,5А_sб / (вh)) • вh² ,

где б = Е_s / E_в =

w_pe = (0.292 + 1,5 •1020,5 • 9,53 / (1500 • 600)) • 1500 • 600² = 198,6 • 106 мм³

М_{cre, 3-3} = 1,0 • 198,6 • 10⁶ = 198,6 • 10⁶ Н_мм = 198,6 кН•м.

Поскольку М_{cre, 3-3} =198,6 кН•м > М_{n, 3-3} = 139,7 кН•м., то трещины в сечении 3-3 плитной части фундамента не образуются.

Приложение 3

Ведомость объёмов работ

2.3 Ведомость объёмов работ

№	Наименование работ	Ед. изм.	Кол-во
1	2	3	4
1	Срезка растительного слоя грунта	1000 м3	0, 846
2	Отрывка грунта экскаватором с вместимостью ковша 0, 65 м3 в отвал	1000 м3	2, 39
3	То же, в автосамосвалы	1000 м3	0, 25
4	Разработка грунта ІІ гр. вручную	100 м3	0, 211
5	Устройство бетонной подготовки под фундаменты	100 м3	0, 76
6	Устройство монолитных ж/б фундаментов	100 м3	2, 49
7	Засыпка пазух фундаментов бульдозерами	1000 м3	2, 39
8	Монтаж сборных ж/б колонн массой 6, 8 т	шт.	22
9	То же, массой 8, 5 т	шт.	22
10	То же, массой 4, 7 т	шт.	13
11	То же, массой 4, 3 т	шт.	15
12	Монтаж ригелей массой 3, 9 т	шт.	17
13	Монтаж плит перекрытия массой 2, 2 т	шт.	46
14	Монтаж плит покрытия	шт.	240
15	Монтаж стропильных ферм пролётом 24 м	шт.	33
16	Установка лестничных площадок массой 2, 5 т	шт.	4
17	Установка панелей наружных стен площадью до 10 м2	шт.	114
18	То же, площадью более 10 м2	шт.	225
19	Установка простеночных панелей площадью до 5 м2	шт.	56
20	То же, площадью более 5 м2	шт.	64
21	Стены наружные неармированные из силикатного кирпича	м3	9, 85
22	Стены внутренние из глиняного кирпича	м3	20, 5
23	Перегородки неармированные из силикатного кирпича толщиной в 1/2 кирпича	100 м2	13, 05
1	2	3	4
24	То же, из керамического кирпича	100 м2	11, 66
25	Заливка швов плит перекрытий	м	230
26	Заливка швов плит покрытия	м	2592
27	Устройство пароизоляции	100 м2	43, 20
28	Укладка утеплителя из карамзита	м3	933
29	Устройство утеплителя из плит пенополистарольных	100 м2	43, 20
30	Устройство выравнивающей стяжки, s = 20 мм	100 м2	43, 20
31	Укладка двух слоёв изопласта	100 м2	43, 20
32	Установка деревянных оконных блоков	100 м2	5, 047
33	Остекление оконных проёмов	100 м2	5, 047
34	Заполнение проёмов распашными воротами	шт.	3
35	Заполнение проёмов дверными блоками	100 м2	0, 31 + 0, 17
36	Монтаж металлических площадок	т	21, 38
37	Монтаж металлических лестниц	т	2, 44
38	Простая штукатурка внутренних поверхностей	100 м2	49, 42
39	Улучшенная штукатурка наружных поверхностей	100 м2	0, 37
40	Облицовка стен керамической плиткой	100 м2	1, 58
41	Устройство подстилающего слоя из бетона М 100, s = 100 мм	100 м2	43, 20
42	Устройство стяжки из цементного раствора толщиной 20 мм	100 м2	30, 24
43	Покрытие из асфальтобетонной смеси, s = 20 мм	100 м2	21, 6
44	Покрытие пола линолеумом	100 м2	1, 08
45	Покрытие пола керамической плиткой	100 м2	23, 04
46	Окраска стен масляными составами	100 м2	177
47	Побелка потолков водоэмульсионными составами	100 м2	42, 1
48	Окраска ворот и дверей масляными составами	100 м2	2, 59

Приложение 4

2.4. Подбор стрелового крана

При подборе крана определяются требуемые значения параметров:

- требуемая грузоподъемность, м;

- требуемая высота подъема крюка, м;

- требуемый вылет крюка, м;

- требуемая длина стрелы.

Требуемая грузоподъемность:

= q_э + q_r = 14,2 + 0,34 = 14,54 т.,

где q_э - масса наиболее тяжелого элемента, которым является стропильная ферма.

q_r - масса траверсы,

требуемая высота подъема крюка:

где h_o - превышение опоры монтируемого элемента над уровнем стоянки монтажного крана, м;

h₃ - запас по высоте, требуемый по условиям монтажа для заводки фермы над местом установки.

h_э - высота фермы.

h_с - высота строповки в рабочем положении от верха монтируемого элемента до горизонтальной оси крюка крана.



где h_n - средняя высота грузового полиспаста в стянутом положении 1,5 м.

Требуемый вылет крюка и длина стрелы определяются графическим способом.

Таблица 4.1. Требуемые параметры крана

Наименование элементов	Масса одного элемента, т	Требуемые параметры крана
		Высота подъема, м	Вылет крюка, м	Длина стрелы, м
Колонны ряда
крайнего	6,8	15,35	6,5	14,4
среднего	8,5	15,35	6,5	14,4
Колонны антресоли	4,3
Колонны фахверка	4,7
Фермы	14,2	17,75	8,0	18,0
Ригели	3,9
Плиты покрытия	2,6	19,35	10,3	18,3
Плиты перекрытия	2,2

Рис. 2.4.1. Схема для определения параметров крана при монтаже ферм.

Рис. 2.4.2. Схема для определения параметров крана при монтаже колонн и плит покрытия.

По требуемым параметрам производим выбор 2-х кранов (предварительный) МКГ-25 и СКГ-40.

Выбор экономически эффективного варианта монтажа обусловлен расчетом по каждому варианту.

1. Продолжительность выполнения работ t_ij

t_ij = T / m

где Т - затраты труда на монтаж здания, принимаемое равным 111 ч-дн.

m - количество рабочих, занятых на монтаже в смену m = 5 чел.

t_ij =

2. Основная заработная плата рабочих, занятых на выполнении работ из «Ведомости трудовых затрат и заработной платы»: С₀₃ = 1198 рублей.

3. Себестоимость работ С_i:

,

где - единовременные затраты на перебазировку и вспомогательные устройства для i-й машины.

С_ij^м.-см. - плановая расчетная цена за машино-смену работы.

1,08 и 1,5 - коэффициенты, учитывающие накладные расходы.

4. Приведенные затраты П_i

П_i = C_i + Е_н •

где ф_ij - балансовая стоимость j -й машины.

Т_j - нормативное число стен работы j-ой машины в году.

Е_н - коэффициент экономической эффективности в строительстве:

Е_н = 0,15.

Кран МКГ-25

С₁ = 1,08 • 36 + 1,08 • 38,57 • 18,5 + 1,5 • 1198 = 2606,5 руб.

П₁ = 2606,5 + 0,15 • 36,600 •18,5 / 375 = 2877 руб.

Кран СКГ-40

С₂ = 1,08 • 888 + 1,08 • 45,19 • 18,5 + 1,5 • 1198 = 3658,9 руб.

П₂ = 3658,9 + 0,15 • 39690 • 18,5 / 375 = 3952,6 руб.

На основании выполненных расчетов для монтажа подземной части используется гусеничный монтажный кран МКГ-25 грузоподъемностью 25 тонн, имеющий основную стрелу длиной 16,8 м, удлиняемую секциями до 21,8 м. На стреле установлен жесткий гусек 5 м для вспомогательного подъема.

Приложение 5

Объектная смета

Экологический комплекс по очистке и нейтрализации промышленных стоков.

Сметная стоимость в ценах 1984г. 995 тыс. руб.

в ценах 2004г. 37843,1 тыс. руб.

Нормативная трудоёмкость 146030 чел./час.

Сметная заработная плата 95050 тыс. руб.

Расчётный центр единичной стоимости 40, 7 руб.