• RU
  • icon На проверке: 6
Меню

Расчет и конструирование железобетонных конструкций

  • Добавлен: 09.08.2012
  • Размер: 1 MB
  • Закачек: 0
Узнать, как скачать этот материал

Описание

В архиве есть расчеты, чертежи

Состав проекта

icon
icon
icon Ferma.dwg
icon IFC-1.dwg
icon JBK.DOC
icon List_1.dwg
icon Nagr.xls
icon Usil.xls

Дополнительная информация

Контент чертежей

icon Ferma.dwg

Ferma.dwg

icon IFC-1.dwg

IFC-1.dwg
Величина предварительного напряжения арматуры 1295 МПа
Натяжение напрягаемой арматуры механическим способом на упоры
Передаточная прочность бетона R = 28 МПа
на отдельный элементы
Спецификация арматуры
колонны основного каркаса
вертикальные связи по колоннам
М2 - закладная деталь предназначена для крепления стеновых панелей
Колонна изготовлена из бетона класса В12
Фундамент - жб из бетона класса В20
Поперечный разрез здания (1 - 1).
Московский Государственный
Строительный Университет
Кафедра железобетонных и каменных конструкций
Проектирование несущих

icon JBK.DOC

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ.
МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ.
Факультет: «Промышленное и гражданское строительство».
Кафедра железобетонных и каменных конструкций.
Специализация: «Теория сооружений».
Дисциплина: «Железобетонные и каменные конструкции».
Расчет и конструирование
железобетонных конструкций
одноэтажного промышленного здания.
Руководитель: Расторгуев Б.С.
Студент ф-та ПГСГоловань А.В.
Исходные данные на проектирование
Особенности решения одноэтажного промышленного здания
Компоновка поперечной рамы здания
Геометрия и размеры колонн
Определение нагрузок на раму
Статический расчет поперечной рамы
Геометрические характеристики колонн
Колонна крайнего ряда
Колонна среднего ряда
Усилия в колоннах от постоянной нагрузки
Усилия в колоннах от снеговой нагрузки
Усилия в колоннах от ветровой нагрузки
Усилия в колоннах от крановых нагрузок
Расчетные сочетания усилий
Проектирование стропильной сегментной фермы
Данные на проектирование
Определение нагрузок на ферму
Определение усилий в элементах фермы
Проектирование сечений элементов фермы
Нижний растянутый пояс
конструкция нижнего пояса
расчет нижнего пояса на трещиностойкость
Растянутый раскос Р1
Проектирование сплошной колонны крайнего ряда
Расчет надкрановой части колонны
Расчет подкрановой части колонны
Проектирование фундамента под колонну крайнего ряда
Определение геометрических размеров фундамента
Проверка прочности на продавливание подколонником
Расчет прочности элементов фундамента
I.ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ НА ПРОЕКТИРОВАНИЕ.
Требуется спроектировать в сборном железобетоне основные несущие конструкции одноэтажного промышленного каркасного здания.
Рис. 1. Конструктивная схема здания.
Данные для проектирования.
Данные для проектирования
Расстояние от пола до головки подкранового рельса м
Грузоподъемность крана т
Расчетное давление на грунт МПа
I.2.Особенности решения одноэтажного промышленного здания.
Здание отапливаемое двухпролетное. Здание состоит из двух температурных блоков длиной 60 и 66 м. Пролеты здания – 18 м шаг колонн – 6 м. Покрытие здания – утепленное. Плиты покрытия железобетонные размером 3×6 м. Стропильные конструкции – железобетонные сегментные фермы пролетом 18 м. Устройство светоаэрационных фонарей не предусматривается цех оснащен лампами дневного света.
Каждый пролет здания оборудован двумя мостовыми кранами с группой работы 5К и грузоподъемностью 305 т. Отметка верха кранового рельса – 100 м высота кранового рельса 120 мм (тип рельса КР-70).
Наружные стены – панельные: до отметки 66 м самонесущие выше – навесные.
Для обеспечения пространственной жесткости здания в продольном направлении предусмотрены стальные вертикальные связи по колоннам портального типа. Место установки связей – середина температурного блока в пределах одного шага колонн на высоту от пола до низа подкрановых балок.
Жесткость здания в поперечном направлении обеспечивается защемлением колонн в фундаментах и размерами сечений колонн.
Жесткость диска покрытия в горизонтальной плоскости создается крупноразмерными железобетонными плитами покрытия приваренными не менее чем в трех точках к стропильным конструкциям. Швы между плитами должны быть замоноличены бетоном класса не менее В10.
Район строительства – г. Омск местность типа В.
II.КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ ЗДАНИЯ.
II.1.Геометрия и размеры колонн.
Характеристики крана грузоподъемностью Q=305 т:
грузоподъемность Q т
Нагрузка на главный крюк кН
Максимальное давление колеса кН
Вес крана с теледкой GK кН
Тип кранового рельса
Высота подкрановой балки hб мм при шаге колонн 60 м
Рис. 2. Схема мостового крана Q=305 т для режима работы 5К.
расстояние от пола до головки подкранового рельса ;
высота надкрановой части ступенчатой колонны определяется из условия:
высота подкрановой части колонны крайнего ряда:
полная высота колонны при минимальном значении :
габаритный размер здания составит:
что не кратно модулю 12 м. Условию кратности размера Н отвечает высота надкрановой части . Вследствие некратности ее необходимо увеличить. Принимаем получим:
новый габаритный размер здания с учетом измененных размеров составит:
длины центральных колонн:
Поскольку для колонн крайнего ряда то принимаем сплошные колонны. Ряд центральных колонн принимается двухветвевыми колоннами.
размер сечений колонн крайнего ряда:
- в подкрановой части высота сечения:
примем h1 = 800 мм кратно 100 мм.
- в надкрановой части:
апр – привязка осей крайних колонн к разбивочным осям при шаге колонн 6 м привязка апр = 0 мм;
Вкр – расстояние от оси кранового рельса до торца крана по ГОСТу на мостовые краны равна 300 мм;
d ≥ 60 мм – минимально допустимый зазор между торцом крана и гранью колонны тогда:
Округляя полученное значение кратно 100 мм примем.
- ширина колонн принимается из трех значений:
b ≥ 40 см – для шага колонн 6 м.
размер сечений колонн среднего ряда:
- из условия опирания стропильных конструкций;
принимаем ширину средних колонн .
Размеры сечений ветвей двухветвенных колонн ( в плоскости рамы) примем равными: для крайних колонн мм для средних (меньшей высоты) мм.
Рис. 3. Монтажная схема здания: поперечный разрез и план.
II.3.Определение нагрузок на раму.
II.3.1.Постоянные нагрузки.
Нагрузки от веса покрытия
Нормативная нагрузка Па
К-т надежности по нагрузки
Расчетная нагрузка Па
Цементно-песчаная стяжка
(gf = 18 кНм3 d = 35 мм)
(gf = 3 кНм3 d = 120 мм)
Жб ребристые плиты покрытия размером 3×6 м
расчетное опорное давление фермы:
где 11 – коэффициент надежности по нагрузке;
расчетная нагрузка на крайнюю колонну от веса покрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания gn = 095:
расчетная нагрузка на среднюю колонну от веса покрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания gn = 095:
Здание состоит из двух температурных блоков длиной 60 м и 66 м.
Наружные панельные стены до отметки 66 м самонесущие выше навесные.
расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления на участке между отметками 66 м и 1305 м:
где g1 и g2 – удельные веса панелей и остекления;
hw1 и hw2 – высота панелей и остекления.
расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления на участке между отметками 1305 м и 1545 м:
расчетная нагрузка от веса подкрановых балок и кранового пути на колонну:
где 42 кН – вес подкрановой балки пролетом 6 м;
кНм – погонный вес подкранового пути.
расчетная нагрузка от веса колонн крайнего ряда:
– надкрановая часть:
– подкрановая часть:
расчетная нагрузка от веса колонн среднего ряда:
II.3.2.Временные нагрузки.
II.3.2.1.Снеговая нагрузка.
Район строительства – г. Омск относится к II району по весу снегового покрова для которого нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли s0 = 07 кНм2.
расчетная снеговая нагрузка:
– на крайние колонны:
где m – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие принимаем m = 1;
– на средние колонны:
II.3.2.2.Крановая нагрузка.
Вес поднимаемого груза Q = 300 кН. Пролет крана . Согласно ГОСТу на мостовые краны база крана М = 6 300 мм расстояние между колесами К = 5100 мм вес тележки Gn = 120 кН максимальное и минимальное давление колес соответственно Fnmax = 315 кН и Fnmin = 95 кН.
расчетные максимальное и минимальное давление колеса крана при коэффициенте надежности по нагрузке gf = 11:
расчетная поперечная тормозная сила на одно колесо:
вертикальная крановая нагрузка от двух сближенных кранов берется с коэффициентом сочетаний y = 085 и равна:
где Sу – сумма ординат линий влияния давления опорного двух подкрановых балок на колонну.
Рис. 5. Линия влияния опорного давления подкрановых балок.
Вертикальная нагрузка от четырех кранов на среднюю колонну с коэффициентом сочетаний y = 07 равна:
то же на крайние колонны
Горизонтальная крановая нагрузка от двух кранов при поперечном торможении:
Горизонтальная сила поперечного торможения приложена к колонне на уровне верха подкрановой балки на отметке 108 м. Относительное расстояние по вертикали от верха колонны до точки приложения тормозной силы:
- для крайних колонн:
- для средних колонн:
II.3.2.3.Ветровая нагрузка.
Район строительства – гор. Омск расположен в V районе по ветровому давлению для которого нормативное значение ветрового давления w0 = 06 кНм2.Для местности типа В коэффициент k учитывающий изменение ветрового давления по высоте здания z:
Значения коэффициента k по высоте здания (Таблица 4).
Рис. 6. Распределение ветровой нагрузки по высоте здания.
переменное по высоте ветровое давление заменим равномерно распределенным эквивалентным по моменту в заделке консольной стойки длинной 1335 м:
значения аэродинамического коэффициента для наружных стен принято с наветренной стороны се = 08 с подветренной се3 = -05.
расчетная равномерно распределенная ветровая нагрузка на колонны до отметки 1335 м при коэффициенте надежности по нагрузке gf = 14:
– с наветренной стороны
– с подветренной стороны
расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 1335 м:
где S – площадь трапеции.
III.СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ.
III.1.Геометрические характеристики колонн.
Рис. 7. Размеры колонн.
III.1.1.Колонна крайнего ряда.
Расчетная высота колонны Н = 1335 м в т.ч. высота подкрановой части Н1 = 876 м надкрановой части Н2 = 459 м.
момент инерции подкрановой части:
момент инерции надкрановой части
отношение высоты надкрановой части к полной высоте колонн
отношение моментов инерции подкрановой и надкрановой частей колонн:
Вспомогательные коэффициенты:
реакция верхней опоры от ее единичного смещения:
III.1.2.Колонна среднего ряда.
Расчетная высота колонны Н = 1695 м в т.ч. высота подкрановой части Н1 = 1236 м надкрановой части Н2 = 459 м.
III.2.Усилия в колоннах от постоянной нагрузки.
На симметричную поперечную раму действует симметричная постоянная нагрузка поэтому верхние концы колонн не смещаются. Каждую колонну рассчитываем на действие постоянной нагрузки без учета смещения верха.
Рис. 8. К определению эксцентриситета продольных сил.
продольная сила G1 = 1864 кН от веса покрытия на крайней колонне действует с эксцентриситетом
момент от веса покрытия:
в надкрановой части колонны действует также расчетная нагрузка от стеновых панелей толщиной 30 см Gw2 = 376 кН с эксцентриситетом
момент от стеновых панелей:
Суммарное значение момента приложенного в уровне верха крайней колонны:
В подкрановой части колонны кроме сил G1 и Gw2 действуют:
– расчетная нагрузка от стеновых панелей Gw1 = 719 кН с эксцентриситетом
– расчетная нагрузка от подкрановых балок и кранового пути Gс.в. = 533 кН с эксцентриситетом
– расчетная нагрузка от надкрановой части колонны Gct = 240 кН с е3 = 020 м.
Суммарное значение момента приложенного в уровне верха подкрановой консоли:
реакция верхнего конца колонны:
Рис. 9. Основная система метода перемещений.
Изгибающие моменты в сечениях колонны (нумерация показана на рис. 9) равны:
Продольные силы в крайней колонне:
Поперечная сила QIV = R1 = -61 кН.
Продольные силы в средней колонне:
III.3.Усилия в колоннах от снеговой нагрузки.
Продольная сила Psn1 = 503 кН на крайней колонне действует с эксцентриситетом
е1 = 015 м. Тогда момент равен:
В подкрановой части колонны эта же сила приложена с эксцентриситетом е3 = 020 м то есть:
Реакция верхнего конца крайней колонны от действия моментов М1 и М2 равна:
Изгибающие моменты в сечениях крайних колонн:
III.4.Усилия в колоннах от ветровой нагрузки.
Реакция верхнего конца левой колонны от нагрузки q1 = 240 кНм:
Реакция верхнего конца правой колонны от нагрузки q2 = 15 кНм:
Реакция введенной связи в основной системе метода перемещений от сосредоточенной силы R = – W = -1888 кН.
Суммарная реакция связи:
Горизонтальные перемещения верха колонн при csp = 1:
Вычисляем упругие реакции верха колонн:
Изгибающие моменты в сечениях колонн:
Поперечные силы в защемлениях колонн:
III.5.Усилия в колоннах от крановых нагрузок.
Рассматриваются следующие виды загружений:
)вертикальная крановая нагрузка Dma
)четыре крана с 2Dma
)горизонтальная крановая нагрузка Н на крайней колонне;
)горизонтальная нагрузка Н на средней колонне.
На крайней колонне сила Dmax = 5457 кН приложена с эксцентриситетом е5 = 035 м.
момент приложенный к верху подкрановой части колонны крайнего ряда:
реакция верхней опоры левой колонны крайнего ряда:
Одновременно на средней колонне действует сила Dmin = 2489 кН с эксцентриситетом е = l = 075 м т.е.
момент приложенный к верху подкрановой части колонны центрального ряда:
реакция верхней опоры колонны центрального ряда:
Суммарная реакция в основной системе R1p = – 141 + 91 = – 5 кН.
Коэффициент учитывающий пространственную работу каркаса здания для сборных покрытий и двух кранах в пролете определим по формуле:
где n – общее число поперечников в температурном блоке;
а – то же для второй от торца блока поперечной рамы (наиболее нагруженной);
m1 – коэффициент учитывающий податливость соединений плит покрытия;
m2 – коэффициент учитывающий количество кранов тогда
упругие реакции верха колонн:
изгибающие моменты в сечениях колонн:
Продольные силы в сечениях колонн:
На крайней колонне сила Dmin = 1646 кН приложена с эксцентриситетом е5 =035 м т.е. момент
На средней колонне действует сила Dmax = 5457 кН с эксцентриситетом е = l = 075 м т.е.
Суммарная реакция в основной системе R1p = R1 + R2 = –787 + 301 = 2223 кН.
На крайних колоннах сила Dmin определенная с коэффициентом сочетаний y = 07 (четыре крана) действует с эксцентриситетом е5 = 035 м тогда
реакция верхней опоры колонны крайнего ряда:
Реакция правой колонны R3 = 35 кН средней колонны R2 = 0 (загружена центральной силой 2Dmax = 8988 кН).
Так как рассматриваемое Загружение 3 симметрично то усилия в колоннах определяем без учета смещения их верха. Изгибающие моменты в сечениях колонн:
Реакция верхней опоры левой колонны к которой приложена горизонтальная крановая нагрузка Н = 183 кН:
Реакция остальных колонн поперечной рамы в основной системе:
Суммарная реакция R1p = R1 = – 65 кН.
Реакция верхней опоры средней колонны к которой приложена горизонтальная нагрузка Н = 183 кН:
Реакция остальных колонн в основной системе R1 = R3 = 0.
Суммарная реакция R1p = R2 = – 910 кН.
Рис. 10. Эпюры изгибающих моментов в колоннах от различных нагрузок:
а – постоянной; б – снеговой; в г – ветровой слева и справа;
д - и – крановых в соответствии с нагружениями 1 5.
III.6.Расчетные сочетания усилий.
Расчетные усилия в левой колонне (ось А) и их сочетания
(изгибающие моменты в кНм силы в кН)
Усилия в сечениях колонн
Крановая (загруж. 1)
Крановая (загруж. 2)
Крановая (загруж. 3)
Крановая (загруж. 4)
Крановая (загруж. 5)
Основные сочетания нагрузок с учетом крановой и ветровой
То же без учета крановой и ветровой нагрузок
IV.ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ СЕГМЕНТНОЙ ФЕРМЫ.
IV.1.Данные на проектирование.
Ферма проектируется предварительно напряженной на пролет 18 м при шаге 6 м.
Рис. 11. Геометрическая схема стропильной фермы
Ферма изготовлена из тяжелого бетона класса В40:
– расчетное сопротивление осевому сжатиюRb = 22 МПа (табл. 13 СНиП 2.03.01-84)
– расчетное сопротивление осевому растяжениюRbt = 14 МПа (табл. 13)
– нормативное сопротивление осевому растяжениюRbtn = 21 МПа (табл. 12)
– начальный модуль упругостиEb = 09×325×103 МПа (табл. 18)
– прочность к моменту обжатияRbp = 28 МПа.
Напрягаемая арматура нижнего пояса из канатов К-7 15 мм с натяжением на упоры:
– расчетное сопротивление растяжению II группы п.с.Rsser = 1295 МПа (табл. 20)
– расчетное сопротивление растяжению I группы п.с.Rs = 1080 МПа (табл. 23)
– начальный модуль упругостиEs = 18×103 МПа (табл. 29)
Сжатый пояс и элементы решетки фермы армируются стержнями класса А-III:
– расчетное сопротивление растяжениюсжатию I г.п.с.Rs = Rsс = 365 МПа (табл. 22)
– начальный модуль упругостиEs = 2×103 МПа (табл. 29)
IV.2.Определение нагрузок на ферму.
Равномерно распределенную нагрузку от покрытия прикладываем в виде сосредоточенных сил к узлам верхнего пояса. Вес фермы 45 кН также учитывается в виде сосредоточенных сил приложенных к узлам верхнего пояса. Снеговую нагрузку рассматриваем приложенной в 2-х вариантах: 1) вся снеговая нагрузка по всему пролету и по половине пролета является кратковременно действующей; 2) доля длительно действующей снеговой нагрузки принимаемая равной 05 от полной также прикладывается по всему и по половине пролета фермы.
Нагрузки на покрытие
К-т надежности по нагрузке
кровля (см. табл. 3)
ребристые крупноразмерные плиты 36 м
кратковременная (полная)
длительная с к-том 05
Условные расчетные нагрузки по верхнему поясу фермы:
– длительная снеговая:
– кратковременная (полная) снеговая:
Узловые нормативные нагрузки соответственно:
IV.3.Определение усилий в элементах фермы.
Для вычисления продольных усилий в элементах фермы определяем сначала усилия от единичных нагрузок. Это делаем с помощью расчетной программы Lira 8.01.
Нумерация элементов и схема загружения фермы приведены на рис. 12.
Рис. 12. Нумерация элементов и схема нагружения единичной нагрузкой.
Усилия в элементах фермы.
Усилия при загружении всего пролета кН
Усилия при загружении половины пролета кН
Усилия от постоянной нагрузки
Усилия от длительного действия снеговой нагрузки
Усилия от кратковременного действия снеговой нагрузки
Усилия от кратковременного действия снеговой нагрузки на половине пролета
Суммарное опасное кратковременное усилие
Суммарное опасное длительное усилие
IV.4.Проектирование сечений элементов фермы.
IV.4.1.Нижний растянутый пояс.
IV.4.1.1.Конструкция нижнего пояса.
Расчет прочности выполняем на суммарное опасное кратковременное усилие для элемента Н2: N = 4219 кН.
Определяем площадь сечения растянутой продольной напрягаемой арматуры класса К-7 при gsр = h = 115:
Предварительно принимаем арматуру в виде 7 канатов 8 мм класса К-7 с площадью Аsp = 7×05 = 35 см2. Принимаем сечение нижнего пояса bh = 2016 см.
Канаты напрягаемой арматуры находятся внутри каркаса состоящего из продольных стержней 410 А-III с Аs = 314 см2 и хомутов расположенных с шагом 200 мм. Суммарный процент армирования:
IV.4.1.2.Расчет нижнего пояса на трещиностойкость.
Отношение модулей упругости арматуры и бетона:
– для канатов класса К-7:
– для стержней класса А-III:
площадь приведенного сечения:
Для механического способа натяжения арматуры величину предварительного напряжения принимаем согласно п. 1.23 СНиП 2.03.01-84 из условия
где Rsser = 1295 МПа – расчетное сопротивление арматуры растяжению для предельных состояний второй группы тогда
Потери предварительного напряжения вычисляем с помощью табл. 5 СНиП 2.03.01-54.
) От релаксации напряженной арматуры:
) От разности температур напрягаемой арматуры и нижних натяжных устройств при Dt = 65оС:
) От деформации анкеров Dl = 2 мм:
где l – длина натягиваемого каната в мм.
) Для вычисления последнего вида потерь – от быстронатекающей ползучести - необходимо найти напряжения в бетоне sbp в стадии предварительного обжатия. Перед спуском натяжения предварительное напряжение равно
т.к. но не более 08.
Первые потери составят:
) От усадки бетона класса В40 подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении:
) От ползучести бетона при:
т.е. sbp Rbp = 94 28 = 034 075.
Вторые потери составляют:
Значение предварительного напряжения в арматуре вводится в расчет с коэффициентом точности натяжения арматуры gsp = 1 ± Dgsp. При механическом способе натяжения Dgsp = 01. Тогда усилие обжатия при gsp = 1 - Dgsp = 1 – 01 = 09 составит
усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин:
Поскольку Ncrc = 3171 кН Nnкр = 3498 кН условие трещиностойкости сечения не выполняется и необходим расчет по раскрытию трещин.
Определим ширину раскрытия трещин от суммарного действия постоянной и полной снеговой нагрузки и сравним ее с допустимым значением:
Приращение напряжения в растянутой арматуре от полной нагрузки:
ширина раскрытия трещин аcec1 от непродолжительного действия всех нагрузок при jl = 1:
где d - коэффициент принимаемый равным для растянутых элементов 12;
h - коэффициент принимаемый равным для канатов 12;
d – диаметр каната равен 8 мм;
Приращение напряжения в арматуре от постоянной и длительной нагрузок:
ширина раскрытия трещин acrc2 от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок определяется при jl = 1:
ширина раскрытия трещин acrc3 от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок определяется при jl > 1:
Полная ширина раскрытия трещин в элементе Н2 нижнего пояса фермы составит:
IV.4.2.Верхний сжатый пояс.
По табл. 7 видно что усилия в элементах верхнего пояса В1 В3 близки по величине поэтому все элементы верхнего пояса будем армировать одинаково из расчета на усилие в наиболее напряженном элементе В3 для которого N = -4337 кН в том числе от расчетных значений длительных нагрузок N1 = -3876 кН.
Ширину верхнего пояса принимаем из условия опирания плит покрытия пролетом 6 м – 200 мм.
ориентировочное значение требуемой площади верхнего пояса:
Принимаем минимальные размеры сечения верхнего пояса bh = 2016 см с площадью А = 640 см2 > 165 см2.
случайный эксцентриситет:
Принимаем е0 = еа = 0537 см.
расчетная длина в обеих плоскостях l0 = 09×322 = 290 см.
наибольшая гибкость элемента верхнего пояса
то есть необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
условная критическая сила:
где b = 1 для тяжелого бетона;
принимая в первом приближении m = 0025 находим
коэффициент учета влияния прогиба на значение экцентриситета:
тогда расстояние e = e0h + 05h – а = 0537×2768 + 05×16 – 4 = 549 см.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона при gb2 = 09:
sSR – напряжения в арматуре принимаемое для классов:
здесьsSP – предварительное напряжение в напрягаемой арматуре sSP=0;
относительная высота сжатой зоны:
то есть имеем 2-й случай внецентренного сжатия (случай малых эксцентриситетов).
Для симметричного армирования находим:
Уменьшим коэффициент армирования во втором приближении m = 001 тогда
тогда расстояние e = e0h + 05h – а = 0537×374 + 05×16 – 4 = 54 см.
коэффициент армирования
что незначительно отличается от принятого в предыдущем приближении.
Принимаем 49 А-III с Аs = 254 см2. m = 0008 что превышает mmin = 0004. Хомуты из условия свариваемости с продольной арматурой принимаем 3Вр-I и устанавливаем их с шагом 150 мм что не превышает 20d = 20×9 = 180 мм.
IV.4.3.Растянутый раскос Р1.
В данном раскосе возникают усилия N = 332 кН Nn = 275 кН Nnl = 250 кН.
Для обеспечения прочности раскоса необходимая площадь продольной арматуры класса А-III составляет:
Предварительно принимаем 46 А-III с Аs = 113 см2. Поскольку рассматриваемая ферма бетонируется целиком ширина всех элементов решетки принята b = 20 см. Для растянутого раскоса bh = 2016 см. Коэффициент армирования
(для растянутых элементов).
Ко всем элементам решетки предъявляются требования 3-й категории по трещиностойкости. Усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин:
условие трещиностойкости выполняется..
IV.4.4.Сжатый раскос Р2.
Усилия в элементе: N = - 217 кН Nl = -71 кН.
Несколько в запас принимаем размеры раскоса согласно рекомендациям bh = 2016 см с площадью А = 640 см2 .
Фактическая длина элемента равна 387 см. Расчетная длина при расчете в плоскости фермы равна l0 = 08×387=310 см.
случайный начальный эксцентриситет:
Принимаем е0 = еа = 0533 см.
Поскольку площадь сечения раскоса принята с большим запасом площадь арматуры назначим минимально возможной. В сжатых элементах продольную арматуру следует устанавливать в количестве не менее конструктивного минимума а в элементах решетки стропильных ферм кроме того не менее 410 А-III. Примем именно эту арматуру 410 А-III с As = 314 см2 коэффициент армирования:
коэффициент учета влияния прогиба на значение эксцентриситета:
тогда расстояние e = e0h + 05h – а = 0533×1025 + 05×16 – 3 = 555 см.
граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона при gb2 = 09:
то есть имеем 1-й случай внецентренного сжатия (случай больших эксцентриситетов). Для симметричного армирования находим:
Оставляем ранее принятую площадь арматуры Аs = 314 см2 что соответствует 410 А-III. Хомуты 4 Вр-I устанавливаем с шагом 200 мм что не превышает 20d = 20×10 = 200 мм и не менее 500 мм.
V.ПРОЕКТИРОВАНИЕ СПЛОШНОЙ КОЛОННЫ КРАЙНЕГО РЯДА.
V.1.Данные на проектирование.
Принята сборная железобетонная колонна. Бетон – тяжелый класса В15 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.
– расчетное сопротивление осевому сжатиюRb = 85 МПа (табл. 13 СНиП 2.03.01-84)
– расчетное сопротивление осевому растяжениюRbt = 075 МПа (табл. 13)
– начальный модуль упругостиEb = 205×103 МПа (табл. 18)
Арматура класса А-III:
V.2.Расчет надкрановой сплошной части колонны.
Расчет производится для сечения II-II. В результате статического расчета поперечной рамы (табл. 5) имеем следующие сочетания усилий:
Для 1-го и 2-го сочетаний gb2 = 11 т.к. в них входят усилия от кратковременных нагрузок непродолжительного действия (крановые ветровые). Для 3-го сочетания gb2 = 09 т.к. в него входят только усилия от постоянной и снеговой нагрузок. Предположительно наиболее неблагоприятное с точки зрения несущей способности колонны сочетание является первое.
V.2.2.Геометрические характеристики.
рабочая высота сечения:
эксцентриситет продольной силы:
свободная длина надкрановой части при отсутствии крановой нагрузки в первом сочетании:
радиус инерции сечения:
гибкость верхней части колонны:
следовательно в расчете прочности сечения необходимо учесть увеличение эксцентриситета продольной силы за счет продольного изгиба.
момент инерции сечения:
V.2.3.Расчет прочности недкрановой части колонны.
момент от постоянной и длительно действующей части временной нагрузки:
гдеk – коэффициент учитывающий длительно действующую часть снеговой нагрузки.
Так как площадь арматуры надкрановой части колонны не известна зададимся количеством арматуры исходя из минимального армирования. При 35 l = 797 83
N1 = 2933 кН Ncr = 25659 кН – устойчивость надкрановой части колонны обеспечена.
коэффициент продольного изгиба:
Эксцентриситет продольной силы относительно оси проходящей через центр тяжести растянутой арматуры с учетом влияния продольного изгиба:
высота сжатой зоны в случае симметричного армирования сечения:
граничная относительная высота сжатой зоны:
следовательно имеем первый случай внецентренного сжатия (случай больших эксцентриситетов).
следовательно так как по расчету получена меньшая площадь требуемой арматуры то исходя из условия минимально необходимой арматуры принимаем:
2 A-III As= 452 см2.
Количество стержней выбрано таким образом выбирается с тем расчетом чтобы наибольшее расстояние между ними не превышало 400 мм.
Поперечная арматура принята 6 А-III с шагом 200 мм 20d = 20×12 = 240 мм.
Проверим необходимость расчета надкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости поперечной рамы:
Т.к. l’ = 475 l = 6409 расчет из плоскости рамы не обязателен.
V.3.Расчет подкрановой сплошной части колонны.
Расчет производится для сечений III-III и IV-IV т.е. на 8 сочетаний усилий:
Из приведенных 8 сочетаний наиболее невыгодными являются №1 №5 и №6. Таким образом все армирование подкрановой части колонны определяется расчетом прочности сечения IV-IV. Расчетными сечениями будут являться сочетания №5 и №6.
V.3.2.Расчет для сочетания усилий №5.
V.3.2.1.Геометрические характеристики.
Свободная длина надкрановой части при присутствии крановой нагрузки в первом сочетании:
V.3.2.2.Расчет прочности подкрановой части колонны.
где k – коэффициент учитывающий длительно действующую часть снеговой нагрузки.
продольная сила от постоянной и длительно действующей части временной нагрузки:
Железобетонные колонны одноэтажного производственного здания изготавливаются в горизонтальной опалубке. В процессе высвобождения из опалубки и транспортировке колонна работает как изгибаемый элемент в растянутой зоне которого могут образовываться трещины. Чтобы гарантировать их отсутствие продольная арматура должна иметь диаметр не менее 16 мм. Исходя из этого зададимся предварительным коэффициентом армированием:
N5 = 10028 кН Ncr = 19368 кН – устойчивость подкрановой части колонны обеспечена.
Арматура по расчету не требуется поэтому оставляем конструктивную 316 А-III.
V.3.3.Расчет для сочетания усилий №6.
V.3.3.1.Геометрические характеристики.
V.3.3.2.Расчет прочности подкрановой части колонны.
N6 = 6145 кН Ncr = 47191 кН – устойчивость подкрановой части колонны обеспечена.
Так как найденное значение As = 032 см2 меньше заданной как минимальное Аs = 603 см2 примем 316 А-III с Аs = 603 см2.
Т.к. l’ = 9106 > l = 569 расчет из плоскости рамы обязателен.
Расчет производится на сочетание усилий №5 но при М’5 = 0.
случайный эксцентриситет
тогда расстояние e = eаh + 05b1 – а = 00146×1636 + 05×05 – 004 = 024 м.
следовательно арматуры по расчету не требуется.
Окончательно принимаем 316 А-III с Аs = 603 см2. Количество стержней выбрано таким образом выбирается с тем расчетом чтобы наибольшее расстояние между ними не превышало 300 мм. Поперечная арматура принята 6 А-III с шагом 350 мм что меньше 20d = 20×16 = 320 мм.
VI.ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ КРАЙНЕГО РЯДА.
VI.1.Данные на проектирование.
Грунты основания – однородные. Преобладающий компонент – суглинок полутвердый. Удельный вес грунта g = 18 кНм3. Условное расчетное сопротивление грунта R0 = 032 МПа.
Усилия передающееся с колонны на фундамент соответствуют сочетанию №5 для сечения IV-IV. Для этого сочетания имеем: М = 1164 кНм N = 10028 кН Q = 195 кН.
Материалы фундамента.
VI.2.Определение геометрических размеров фундамента.
высота фундамента определяется из условий:
– обеспечения заделки колонны в фундаменте для сплошной колонны в плоскости поперечной рамы:
– обеспечения анкеровки рабочей арматуры колонны:
сезонное промерзание грунта в районе строительства (г. Омск).
kh – коэффициент теплового режима здания (kh=060 м);
dfn – нормативная глубина сезонного промерзания
Mt - безразмерный коэффициент численно равный сумме абсолютных значений среднемесячных отрицательных температур за зиму в данном районе принимаемых по СНиП 2.01.01-82 «Строительной климатология и геофизика» (для гор. Омска Mt=742оС);
d0 - величина принимаемая для суглинков полутвердых равной - 023 тогда
Расчетная глубина промерзания в районе г. Омск равна df = 120 м. Глубина заложения фундамента должна быть не менее df. Принимаем высоту фундамента Н = 135 м (кратно 50 мм) что больше Нз = 105 м и Нан = 085м. Глубина заложения при этом составит
Размеры подошвы фундамента.
где105 – коэффициент учитывающий наличие изгибающего момента;
Зададимся соотношением большей стороны подошвы к меньшей: l b = 12 тогда
Принимаем lb = 2115 м (кратно 03 м).
фактическая площадь подошвы:
момент сопротивления:
расчетное давление на грунт:
где k1= 005 – для суглинков;
уточненная площадь подошвы фундамента:
Принимаем lb = 2418 м.
давление на грунт от расчетно нагрузки:
Рис. 13. Схема стакана фундамента под колонну крайнего ряда.
высота фундамента:Н = 135 м.
что на 06 м больше соответствующих размеров поперечного сечения подкрановой части колонны.
толщина стенки стакана по верху:dh = 025 м.
вынос подошвы фундамента за грань скана:
следовательно устраивать вторую ступень не нужно:
высота одной ступени:.
Глубина стакана hh = 11 м (колонна заходит в фундамент на глубину Нз = 105 м > Нан = 085 м).
толщина дна стакана:м > м.
VI.3.Проверка прочности на продавливание подколонником..
Проверим достаточность принятой высоты подошвы фундамента из условия обеспечения ее прочности на продавливание подколонником. С учетом обязательного подстилающего слоя под подошвой толщиной 100 мм из бетона класса В75 принимаем а = 004 м. Тогда:
следовательно принятая высота ступени hf = 03 м достаточна.
VI.4.Расчет прочности элементов фундамента.
VI.4.1.Определение краевых ординат эпюры давления.
момент в уровне подошвы:
нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезках:
относительный эксцентриситет:
нормативное максимальное давление на грунт:
VI.4.2.Расчет арматуры подошвы фундамента.
VI.4.2.1.в плоскости поперечной рамы.
рабочая высота подошвы
Проведем подбор арматуры.
Из трех найденных Asi принимаем Asmax = As1 = 687 см2. Зададимся шагом стержней S = 200 мм. Расстояние от края подошвы до первого стержня примем as = 100 мм.
Количество стержней:
В направлении длинной стороны подошвы имеем арматуру 910 А-III с As = 707 см2 > Asmax = 687 см2.
процент армирования в сечениях:
Поскольку во всех сечениях mmin = 005% m mmax = 1% количество принятой арматуры оставляем без изменения.
VI.4.2.2.из плоскости поперечной рамы.
Зададимся шагом стержней S = 250 мм. Расстояние от края подошвы до первого стержня примем as = 100 мм.
количество стержней:.
В направлении длинной стороны подошвы имеем арматуру 108 А-III с As = 503 см2.
процент армирования в сечении:

icon List_1.dwg

List_1.dwg
вертикальные связи по колоннам
колонны основного каркаса

Рекомендуемые чертежи

Свободное скачивание на сегодня

Обновление через: 13 часов 59 минут
up Наверх