Проектирование одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами

Курсовой проект по ЖБК.dwg

Схема расположения конструкций на отм. 12
Асфальт h=20мм; (1800кгм)
Утеплитель h=100мм; (50кгм)
Обмазочная пароизоляция
Ферма с параллельными поясами
Спецификация железобетоных изделий
Ведомость расхода стали
Геометрическая схема фермы
Каркас пространственный КП1
Изделие закладное М1
Каркас пространственный КП2
Каркас плоский Кр-10
Каркас плоский Кр-11
Изделие закладное М7
Каркас пространственный
Схема расположения конструкций на отм. 9
-2 Сборочный чертеж колонны К-2
Спецификация арматурных изделий
Ферма стропильная ФП-30
Железобетонные и каменные конструкции
Спецификации железобетонных и арматурных изделий. Ведомость расхода стали.
Расчет и конструирование несущих элементов поперечной рамы одноэтажного промышленного здания
Проект производства работ производственно-административного корпуса завада электрооборудования в г.Красный Сулин
Стройгенплан Экспликация зданий и сооружений Условные обозначения::ТЭП по стройгенплану
Курсовой проект по дисциплине "Основы организации и управления в строительстве
Курсовой проект по дисциплине "Основы организации и управления в строительстве"

ЖБК.docx

Общие сведения о курсовом проекте . 4
Расчет поперечных рам одноэтажных производственных зданий 4
1.Компоновка здания и расчетная схема .. 4
2. Назначение типа колонн и размеров их поперечного сечения .. 6
3Нагрузки действующие на поперечную раму здания . 7
3.1 Постоянные нагрузки .. . 7
3.2 Временная нагрузка 11
4. Эксцентриситеты нагрузок дейст. на поперечную раму здания . 15
5. Геометрические характеристики сечений колонн 16
6. Подсчет угловых нагрузок 16
7. Определение расчетн. усилий в сечениях колонн поперечной рамы 17
1.Расчет надкрановой части колонны 22
2.Расчет подкрановой части колонны 25
3.Подбор поперечной арматуры в колонне 28
4.Анкеровка продольной рабочей арматуры в колонне 28
1.Расчет верхнего сжатого пояса . .30
2.Расчет нижнего растянутого пояса по 1й группе предельных состояний 33
3.Расчет нижнего пояса на трещиностойкость ..34
4.Расчет растянутого раскоса по 1й группе предельных состояний ..36
5.Расчет сжатой стойки 37
Общие сведения о курсовом проекте
Курсовой проект № 2 по железобетонным конструкциям предусматривает проектирование одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами и состоит из расчетов и конструирования несущих конструкций покрытия (двускатной балки или стропильной фермы) статического расчета поперечника подбора сечения и конструирования крайней колонны (выбор несущей конструкции покрытия и колонны определяется заданием).
Несущая конструкция покрытия должна быть рассчитана по двум группам предельных состояний а колонна - только по первой группе предельных состояний в системе единиц СИ.
Тип схемы несущей конструкции- ферма с параллельными поясами число пролетов- 1 размеры пролета здания L= 30 м продольный шаг колонн В= 12 м высота от уровня пола до головки подкранового рельса Hgr = 98 м величина грузоподъемности мостового крана Q= 15 т классы бетона: ферма – В30 колонна – В20 и арматуры: напрягаемая- А-V ненапрягаемая- А-III. Принимаем район строительства г. Ростов-на-Дону: снеговой район- II ветровой район- III.
Расчет поперечных рам одноэтажных производственных зданий
1.Компоновка здания и расчетная схема
Поперечники одноэтажных производственных зданий представляют собой рамы состоящие из колонн защемленных внизу в фундаментах и шарнирно связанных по верху с ригелями покрытия.
а) Конструктивная схема
б) Расчетно-геометрическая схема
Рис.1. Схемы однопролетной поперечной рамы одноэтажного производственного здания
Ригель рамы рассчитывают независимо как однопролетную балку или ферму. В расчетной схеме ригель условно заменяют жесткой недеформированной нитью шарнирно соединенной со стойками а соединение колонны с фундаментом считают жестким. Длину колон принимают равной расстоянию от низа ригеля до верха фундамента расположенного ниже уровня нуля на 150 мм. Высота подкрановых балок Нbcr в зависимости от шага колонн и грузоподъемности мостового крана Q приведена в прил. 1. Нbcr= 1400 мм. Высоту подкранового рельса с подкладками следует принять равную 150 мм. Габаритный размер мостового крана по высоте Нсг берется по прил. 5. Нсг= 2300 мм. Нv= Нbcr+ +150+Нсг+100= 3950 мм. Расстояние от головки подкранового рельса до низа ригеля должно быть не менее (Нсг + 100) мм= 2400 мм.
Высота надкрановой части колонны Нv= Нbcr+ 150+ Нсг +100= 3950 мм а высота ее подкрановой части HN= Hgr -150 - Нbcr + 150= 8400мм
Н= Hv+HN= 3950+8400= 12350 мм.
При компоновке здания средние колонны совмещаются с продольной осью ряда своими геометрическими осями. Принимаем 250 привязку при которой наружные грани крайних колонн находятся расстоянии от оси на 250 мм. т.к. здание с мостовыми кранами грузоподъемностью до 30 т включительно при шаге колонн 12 м.
Рис.2. К определению размеров сечения колонн
2 Назначение типа колонн и размеров их поперечного сечения
Сборные типовые железобетонные колонны входящие в состав поперечных рам применяют при Н = 18 м В = 12 м и Q = 50 т. При большей высоте здания шаге колонн и грузоподъемности кранов обычно используют стальные колонны а железобетонные - при специальном обосновании.
Сплошные колонны с консолями применяют в зданиях с пролетами до 24 м высотой Hgr 162 м и при грузоподъемности кранов Q = 30 т при высоте от пола до головки кранового рельса Hgr = 144 м и В = 12 м.
Сквозные (двухветвевые) колонны рациональны при Q > 50 т пролетах более 24 м Н > 162 м и В = 12м а также в случаях когда высота сечения подкрановой части колонны hN превышает 1 м.
Принимаем сквозные (двухветвевые) колонны.
Высота (мм) сечения крайних колонн в надкрановой части назначается из условия размещения кранового оборудования: при 250 привязке:
Высоту сечения подкрановой части определяют условиями прочности и пространственной жесткости здания и на основании опыта проектирования не менее hN = (110 114) HN округляем кратно 100 мм в сторону увеличения. Окончательно принимаем hN = 900 мм.
Ширину колонны b из условия изготовления принимаем постоянной по всей высоте: для колонн крайнего и среднего рядов- не менее 400 мм т.к. продольный шаг колонн- 12 м Кроме того ширина b должна удовлетворять требованиям жесткости и быть не менее (125 130) H округляем кратно 100 мм в сторону увеличения.
Окончательно принимаем b = 500 мм.
Размеры консолей и их армирование определяются расчетом и условиями опирания подкрановых балок. В колоннах предусматривается устройство закладных деталей для установки стропильных конструкций стеновых панелей и подкрановых балок.
Глубину заделки колонны в стакане фундамента принимают равной большему из двух размеров:
Hah = 05 + 033hN или Hah = 15 b м округляем кратно 50 мм в сторону увеличения.
Hah =05+033· 09=08 м или Hah =15·05=075 м.
Окончательно принимаем Hah= 08 м.
Кроме того глубина заделки колонны должна быть проверена из условия достаточной анкеровки продольной рабочей арматуры.
3Нагрузки действующие на поперечную раму здания
3.1 Постоянные нагрузки
Нагрузка от покрытия Fc складывается из веса кровли плит покрытия несущих конструкций покрытия (стропильных ферм или балок) и в ряде случаев подстропильных конструкций (при шаге стропильных конструкций 6 м и шаге средних колонн 12 м).
Рис. 3. Нагрузки действующие на колонны поперечной рамы здания и их эксцентриситеты
Нагрузка Fc передается на колонну как опорное давление фермы и ее подсчет производится по соответствующей грузовой площади:
Fc = 05(gBlγn + Gγγn)= 05(3335·12·30·095+298·11·095)= 72599 кН
где g - расчетная постоянная нагрузка от веса покрытия кНм (см. таблицу 1);
G - собственный вес фермы кН по [12] прил. 1. Принимаем G= 298 кН т.к. продольный шаг колонн В= 12 м и пролет здания L= 30 м;
В -продольный шаг колонн м;
γn- коэффициент надежности по назначению принимаемый для зданий и сооружений промышленного и гражданского строительства равным 095;
γ- коэффициент надежности по нагрузке принимаемый в соответствии с [1] равный 11
Определение нагрузок кНм
Подсчет нагрузок на ферму приводится в таблице 1.
материалов (трехслойная)
Стяжка (цементная или
Примечания: нагрузки g1n . g5n кНм принять по [12] прил.1.
Нагрузки от собственного веса надкрановой G1 и подкрановой G2 частей колонны вычисляются по принятым размерам и приложены соответственно на уровне верха подкрановой консоли и верха фундамента. Для сплошных колонн прямоугольного сечения:
G1 = hvbHv γnγγ= 06 ·05 ·395 ·25 ·11 · 095=3096 кН;
G2 = hNbHN γnγγ= 09 · 05 ·84 · 25· 11 ·095=9875кН
где γ=25 кНм3 - объемный вес железобетона.
Нагрузка на колонну от собственного веса подкрановой балки и кранового пути Gbcr приложена по оси подкрановой балки (кранового пути) и равна:
Gbcr = Gb γnγ+ Gr Bγnγ = 96·095·11+15·12·095·11=11913 кН
где Gb - собственный вес подкрановой балки кН по [12] прил.1. Принимаем
Gb= 96 кН т.к. подкрановые балки пролетом 12 м. и краны грузоподъемностью Q=15 т;
Gr - собственный вес 1 п.м. кранового пути принимаемый равным 15 кНм.
Нагрузка от веса стенового ограждения Gp (кН) принята приложенной на уровне верха подкрановой консоли с наружной стороны здания. Считается что стеновое ограждение расположенное выше подкрановой консоли передает нагрузку на колонну а расположенное ниже подкрановой консоли - на фундаментную балку.
При отсутствии данных о применяемых стеновых панелях и остекления можно принять что 1 м стеновой панели толщиной 300 мм имеет расчетный вес 33 кН.
Рис.4. К определению нагрузок от веса панелей стенового ограждения
Gp=33В (Нпан - Нкон)γn кН
Hв.к. - высота колонны от отметки пола до нижнего пояса фермы м
принимается по формуле Hв.к.= Н-0150=84-0150= 825 м;
hф- высота фермы м принимается по формуле hф =(17..19)L= 4285 333 м. Окончательно принимаем hф= 35 м;
Принимаем высоту плиты hпл= 03м и высоту кровли hкров= 015 м;
Hкров- высота от отметки пола до верхней части кровли м принимается по формуле Hкров = Нв.к+ hпл+hкров+ hф= 122+03+ 015+35= 1615 м;
Ограждения выполняем из стеновых панелей; 15 м- 11шт. Суммарная высота панелей Нпан= 1635 м;
Hкон- высота от отметки пола до верхней части консоли колонны м принимается по формуле Hкон = HN-015= 84-015= 8250 м.
Gp=33(1635-825)12*095=30472 кН.
3.2 Временная нагрузка
Нагрузка от снега передается на колонну как опорное давление ригеля Fs. Подсчет этой нагрузки производится по той же грузовой площади что и для постоянной нагрузки от веса покрытия Fs = 05sB γn L кН
где s - расчетная снеговая нагрузка на 1м2 площади горизонтальной проекции покрытия кНм2 принимаем по [12] прил.2
Fs =05· 05· 12· 095·30= 2052 кН.
Равномерно распределенная ветровая нагрузка на колонны до отметки
Vact= 0 В с k γnγ кНм где
- нормативное значение ветрового давления принимаемое в зависимости от географического района в соответствии с [12] прил.3 равный 038 кНм2;
с- аэродинамический коэффициент равный 08;
k- коэффициент учитывающий изменение скоростного напора по высоте в зависимости от типа местности принимаемый по [12] прил.4;
γ- коэффициент надежности по нагрузке принимаемый в соответствии с [1] равный 14.
Ввиду невозможности выбора какого-то 1го значения коэффициента k по фактической ломаной эпюре поступают следующим образом: ломаную эпюру заменяют эквивалентной (прямоугольной где значения коэффициента k одинаковы по всей высоте эпюры).
Рис.5. К определению коэффициента kэкв
Прямоугольная эпюра считается эквивалентной ломаной исходя из равенства изгибающих моментов в заделке колонны.
С помощью интерполяции определяем kв.к.:
(085- kв.к)(20-10) = (085-0694)(20-103)
М= kэквНв.к.(015+Нв.к2);
ΣМ= 05·122(1222+015)+ 05·015·5(23·5+515)+015·(122-10)((122-10)2+1015)+05*0694(122-10)(23(122-10)+1015)=5389кНм
Vact=038·12·11·09·08·071=271 кНм;
Vpas= 0 В се k γnγ кНм где
се- аэродинамический коэффициент равный 06;
Vpas=038·12·11·06·071·095=203 кНм.
Сосредоточенная сила Ws приложенная на уровне верха колонн определяется от суммы активного и пассивного давления ветра на все конструкции расположенные выше верха колонн.
Рис.6. К определению сосредоточенной силы Ws
Ws= 0 В( Нпан- Нв.к. )( се+с) γnγ(( kв.к+ kпан)2) кН где
kпан- коэффициент на отметке верха последней панели;
γ- коэффициент надежности по нагрузке принимаемый в соответствии с [1] равный 11.
Из пропорции по рис.6 kпан = 0777;
Ws= 038·12(1635-122) 14·11·095((0694+0777)2)= 2036 кН.
От мостовых кранов на поперечную раму каркасов действуют вертикальные и горизонтальные нагрузки.
Вертикальные нагрузки от крана складываются из веса крана (моста) Gm веса тележки GТ и веса поднимаемого груза Q и передаются на подкрановые пути через колеса крана (четыре при Q 50 т).
Нормативные значения максимального значения на одно колесо кране Fnmax общий вес крана Gcr и тележки GТ а также ширина В' и база К для кранов различной грузоподъемности и пролетов (lсг = l - 2λ = l - 15 м) м приводятся в технических условиях на мостовые краны а также в [12] прил.5:
Принимаем Gcr= 410кН; Fnma
В'= 6300 мм; К= 5000 мм.
Нормативная величина минимального давления на одно колесо моста крана определяется при общем числе колес равном 4 по формуле:
Fnmin= (Q+ Gcr)n0- Fnmax кН где
n0=2 – число колес с одной стороны крана.
Fnmin=(150+410)2-210=700 кН.
При расчете рамы исходят из предположения что в здании одновременно находятся два мостовых крана сближенные для совместной работы наиболее невыгодным образом.
Максимальную расчетную вертикальную нагрузку на колонну определяют от двух кранов построив линии влияния опорных реакций однопролетных подкрановых балок:
D max = Fnmax γnγ(y1+y2+1) кН
где γ - коэффициент надежности для нагрузок от мостовых кранов в
соответствии с [1] равный 11.
Рис.7. Схема для определения давления от кранов на колонну
Определяем y через подобие треугольников по рис.7 :
Y1= (В-К)В= (12-63)12= 0475;
Y2= (В-К)В= (12-13)12= 089;
Y3= (В-К)В= (12-50)12= 058;
D max = 210·11·095(0475+089+058+1)= 64628кН.
Минимальное расчетное давление на колонну на противоположной стороне моста крана:
D min = Fnmin γnγ(y1+y2+1) кН где
γ - коэффициент надежности для нагрузок от мостовых кранов в
Нагрузка D max и D min действует по оси подкрановой балки расположенной на расстоянии λ = 650 мм от разбивочной оси.
Горизонтальная сила возникающая при поперечном торможении тележки крана целиком передается на один рельсовый путь и распределяется поровну между колесами крана.
Горизонтальная нагрузка от поперечного торможения тележки кранов распределяемая поровну на все колеса с одной стороны крана:
Нn=(Q+ GТ)20n0 кН где
n0= 2 - число колес с одной стороны крана.
Нn= (150+53)20·2= 5075 кН.
Максимальная поперечная тормозная сила передающаяся на колонну поперечной рамы вычисляется по тем же линиям влияния что и вертикальная нагрузка:
TkR = Нn γnγ (y1+y2+1) кН где
TkR =5075·095·11(0475+089+058+1)=1562 кН.
Усилие TkR передается на расстоянии HR от низа несущей стропильной конструкции покрытия:
4. Эксцентриситеты нагрузок действующих на поперечную раму здания
Для крайней колонны с «нулевой» привязкой:
eV = 0125 - эксцентриситет приложения сил Fc и Fs в надкрановой части колонны;
е = 05(hN- hv)-0125= 05(09-06)-0125=0025 м - эксцентриситет приложения сил Fc и Fs в подкрановой части колонны;
eN = 075 - 05 hN+025=075-05·09+025= 055 м - эксцентриситет приложения сил Gbcr Dmax Dmin в подкрановой части колонны
ер = 05(t + hv)= 05(03+06)= 045 м - эксцентриситет приложения усилия от собственного веса стенового ограждения равный полусумме толщины панели tравной 03 м и высоты сечения надкрановой части колонны hvравной 06м.
5. Геометрические характеристики сечений колонн
Моменты инерции сечений надкрановой Iv и подкрановой IN частей колонн сплошного прямоугольного сечения определяются по формуле:
Iv = b hv3 12 м4 ; IN = bhN3 12 м4.
Iv =05·06312= 0009 м4;
IN =05·09312= 0030 м4
Модуль упругости тяжелого бетона подвергнутого тепловой обработке равен Еb= 27500 МПа.
Коэффициент С1 учитывающий пространственную работу каркаса здания принимается равным 34 при шаге колонны 12 м; 40 - при шаге колонны 6 м. Окончательно принимаем С1= 340 т.к. продольный шаг колонн 12м.
6. Подсчет угловых нагрузок
Постоянная нагрузка G1= gB l1γn + G l1 γnγ L кН
где G - собственный вес фермы кН по [12] прил. 1. Принимаем G= 298 кН т.к. продольный шаг колонн В= 12 м и пролет здания L= 30 м;
L- фактическая длина фермы м. Принимаем по формуле:
L= l- 005= 30- 005= 2995 м.
G1= 3335·12·3·095+ 298·3·11·0952995= 14525 кН .
Снеговая нагрузка имеет длительную часть т.к. местом строительства является г. Астрахань со среднемесячной температурой января равной -30º.
Полная временная нагрузка F l = sВ l1γn= 12·12·3·095= 4104кН. Длительная временная нагрузка F lL = 05 F l = 2052 кН.
Рис.8 Габаритные размеры ферм
7.Определение расчетных усилий в сечениях колонн поперечной рамы
Целью статического расчета рамы является определение усилий методом перемещений с использованием ПЭВМ. Его результаты выдаются на печать в виде таблицы усилий М N Q которые определяются в 4 сечениях по длине колонны: I-I - на уровне верха колонны; II-II- на уровне низа надкрановой части; III-III - на уровне верха подкрановой части колонны; IV-IV - на уровне обреза фундамента.
Затем составляют таблицу расчетных усилий и в каждом сечении колонны устанавливают сочетания усилий (прил. 6) т.е. находят наибольшие положительные и отрицательные моменты Ммах и Mmin и соответствующие им значения продольной силы Ncor а также Nmax и соответствующий ей момент Мсог. У двухветвевых колонн в сечении IV-IV находят соответствующее значение поперечной силы Qcor.
При расчете конструкций на основные сочетания включающие одну временную нагрузку (I вариант) величина последней учитывается без снижения а при расчете на основные сочетания включающие не менее двух временных нагрузок (II вариант) величины этих нагрузок или соответствующих им усилий должны умножаться на коэффициенты сочетания 095 (при длительных нагрузок) и 09 (при кратковременных нагрузках).
Рис. 9. Расчетная схема колонны
Усилия в сечениях колонны №1
I основное сочетание:
Ncor= 75695+ 0= 75695кН
Мcor= 7687+ 1354= 9041 кНм
II основное сочетание
Ncor= 75695+2052*095= 95189 кН
Мcor= 7687+1354*095= 20233 кНм
I основное сочетание
Ncor= 127955+0=127955 кН
Ncor= 127955-0=127955 кН
Мcor=-4318-1734=-6052 кНм
Ncor= 127955+2052*095+21543*09=1668377 кН
Мcor= -4318-1734*095+(-4688-4859)*09=-145581 кНм
В каждом из основных сочетаний находим начальный эксцентриситет по формуле е0 =MN:
)1323 75695= 0175 м.
II основное сочетание:
За расчетный принимаем вариант по II основному сочетанию усилий Мmax = 1323 кНм Ncor= 75695 кН.
)34222127955= 0267 м
)23931127955= 0187 м
)4093481667377= 0245 м
)145581205616= 0071 м
За расчетный принимаем вариант по I основному сочетанию усилий Мmax = 34222 кНм Ncor= 127955 кН.
Бетон для колонн применяют классов В15 В30.
На колонны одноэтажных промышленных зданий распространяются все требования по расчету и конструированию внецентренно сжатых элементов. В частности продольная рабочая арматура выполняется из стали класса A300 (A-II) А400 (A-III) и А500 d > 16 мм поперечная - класса А240 (A-I). Расстояние между осями продольных рабочих стержней не должно быть более 400 мм - в направлении перпендикулярном плоскости изгиба и 500 мм - в направлении плоскости изгиба. В противном случае устанавливают дополнительные конструктивные стержни d> 12 мм. В подкрановой части колонн устанавливаем дополнительные конструктивные стержни 212- А240 т.к. расстояние между осями продольных рабочих стержней больше 400 мм в направлении перпендикулярном плоскости изгиба.
Колонны рассчитывают на внецентренное сжатие на усилия найденные при расчете поперечной рамы. Подбор арматуры сплошных колонн производят по формулам для внецентренно сжатых элементов с учетом продольного изгиба для каждого расчетного сечения при не выгодных комбинациях загружения (Ммах N; Мm М Nmax ) по соответствующим разделам [2 3 4 6 9]. При близких по величине моментах разных знаков целесообразно подбирать симметричную арматуру.
Обычно средние колонны и надкрановая часть крайних колонн проектируются с симметричной арматурой подкрановая часть крайней колонны - с несимметричной.
Расчетную длину 1о сборных железобетонных колонн принимают согласно п. 6.2.18 [8].
Помимо расчета колонн в плоскости поперечной рамы производят проверку их прочности из плоскости рамы на действие продольной силы Nmax со случайным эксцентриситетом. Колонны также должны быть проверены на усилия возникающие при изготовлении транспортировании и монтаже.
1.Расчет надкрановой части колонны
Данные для расчета сечений: бетон тяжелый класса В20 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении Rb= 115 МПа; Rbt= 09 МПа; Еb= 275 ·103 МПа. Ненапрягаемая арматура А Rs= Rsc= 350 МПа; Es= 2·105 МПа.
Сечение 2-2 на уровне верха консоли колонны
Сечение колонны b×hV= 50×60 см при a=a’= 4 см; полезная высота сечения hо= hV-а= 56см. Мmax = 1323 кНм Ncor= 75695 кН
Расчет ведем на вариант М = 7687 кНм N= 75695 кН. По II основному сочетанию усилий .
При расчете сечения надкрановой части колонны расчетное сопротивление Rb следует вводить с коэффициентом γb2=09 т.к в сочетании включены постоянная и длительная снеговая нагрузки.
Расчет ведем при положении что армирование колонны симметрично As=As’:
)Величина начального эксцентриситета равна е0 =MN= =132375695 = 0175 м= 175 см;
)Величина случайного эксцентриситета равна еа=200см (еа >= (130) hV=6030= 200 см; еа >= (1600)H= 395600= 066 см; еа >=1 см).
Окончательно принимаем е0 =175см.
Вычисляем расчетную длину l0 надкрановой части колонны:
l0=2 НV= 2·395 м= 792 м ( без учета крановой нагрузки).
Радиус инерции надкрановой части колонны i= √ hV212=√60212=
Гибкость надкрановой части колонны λ= l0 i= 7921732= 4573> 14.
Вычисляем условную критическую силу:
Ncr= (64Ebl02)[Ivφl(011(01+eφp)+ 01) +αIs] где
φp – коэффициент учитывающий влияние предварительного напряжения φp = 1;
e- эмпирический коэффициент e= е0 hV= 17560= 029;
e min= 05-001(l0 hv)- 001Rb γb2= 05-001(79260)- 001·115*11= 024
Окончательно принимаем e= 029;
М1- момент от полной нагрузки относительно оси проходящей через центр тяжести растянутой( или наименее сжатой) арматуры от полной нагрузки М1= M+ N(h0-a’)2 = 1323+ 75695 (036-004)2= 38246 кНм ;
M1l- момент от длительной нагрузки относительно оси проходящей через центр тяжести растянутой( или наименее сжатой) арматуры от полной нагрузки
M1l= М1+ N1(h0-a’)2= 7687+ 75695(056-004)2= 273677 кНм.
α- коэффициент равный EsEb= 20000027500= 7.27;
Is- момент инерции арматуры( растянутой и сжатой) относительно оси проходящей через центр тяжести сечения
Is= b h0(05 hV- а)2 где
- коэффициент армирования т.к. 35 λ= 83 для растянутой или сжатой арматуры то = 0002 при условии что As=As то = 0004
Is=0004·50·56(05·60-4)2= 75712 см2.
Ncr= (64·27500007922)[900000172(011(01+0291)+ 01)+ +727·75712]= 715357 кН.
Для учета прогиба вычисляем коэффициент = 1 (1-NcorNcr)= 1( 1- 75695715357)= 1118.
Вычисляем расстояние от центра тяжести растянутой (сжатой) зоны до оси сжимающей силы N:
е= е0 + hv2 –а= 175·1118+ 0.5*60-4= 4557 см.
Вычисляем высоту сжатой зоны:
х= N( Rb· γb2·b )= (75695·1000)(11.5*100*1.1*50)= 12 см.
Относительная высота сжатой зоны = х h0= 1256= 0214.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона
R=( 1+s1 scu(1-11)) где
- характеристика сжатой зоны бетона = 085- 0008 Rb· γb2= 075;
s1- напряжение в растянутой арматуре (с учетом предварительных напряжений) s1= Rs=350 МПа т.к. нет предварительного напряжения;
scu- предельные напряжения в сжатой арматуре т.к. γb2=09 то scu= 500 МПа
R=075( 1+350500( 1- 07511))= 0587
As=As’= (N(e- h0+ N2 Rb· γb2b)) Rsc(h0-a’)= (75695·1000(4557-56+(75695·1000)
( 2*1.1*11.5*100*50)))350·100(56-4)= -16>0
As=As’= Asmin= bh0= 0002·50·60= 6 см2.
Принимаем 220-А400 с Аs fact= 628 см2.
fact = (As+As’) bh0= (628+628)50·56= 00045
Рис.10. К расчету надкрановой части колонны
Расчет сечения надкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не выполняем т.к. λ1= l0’
l0’= 15 НV=15·365= 5925 м= 5925 см
λ1=5925144= 4115 l0 i=457
0 А400 Aslot=1256 см2 AslotB*h0=125650*56=00045
2.Расчет подкрановой части колонны
Сечение 4-4 на уровне низа консоли колонны.
Сечение колонны b×hN= 50×90 см при a=a’= 4 см; полезная высота сечения hо= hN-а= 86 см.
Расчет ведем на вариант Мmax = 270.7кНм Ncor= 127955 кН. По I основному сочетанию усилий .
При расчете сечения подкрановой части колонны расчетное сопротивление Rb следует вводить с коэффициентом γb2= 09 т.к в сочетании включены постоянная и длительная снеговая нагрузки.
)Величина начального эксцентриситета равна е0 =MN=270.7127955 = 0.267 м= 26.7 см;
)Величина случайного эксцентриситета равна еа=3 см (еа >= (130) hN= 9030= 3 см; еа >= (1600)H= 840600= 1.4 см; еа >=1 см).
Окончательно принимаем е0 = 26.7 см.
Вычисляем расчетную длину l0 подкрановой части колонны:
l0= 15НN= 15·12.35 м= 18.525 м ( без учета крановой нагрузки).
Радиус инерции подкрановой части колонны i= √ hN212= √90212=25.98 см.
Гибкость подкрановой части колонны λ= l0 i= 185325.98= 71.32> 14.
e- эмпирический коэффициент e= е0 hN= 26.790= 0297;
e min= 05-001(l0 hN)- 001Rb γb2=05-001(185390)- 001·11.5*1.1 =-045
Окончательно принимаем e= 0297;
М1- момент от полной нагрузки относительно оси проходящей через центр тяжести растянутой( или наименее сжатой) арматуры от полной нагрузки М1= M+ N(h0-a’)2 = 270.7+ 12795(0.86-0.04)2= 481.44 кНм ;
M1l= М1+ N1(h0-a’)2= -4318+ 127955(0.86-0.04)2= 481.44 кНм.
Is= b h0(05 hN- а)2 где
- коэффициент армирования т.к. 35 λ=83 для растянутой или сжатой арматуры то = 0002 при условии что As=As то = 0004
Is= 0004·50·86( 05·90-4)2= 28913.2 см2.
Ncr= (64·275000018532)[3037500161(011(01+02971)+01)+ +7.27·28913.2]= 3756.94 кН.
Для учета прогиба вычисляем коэффициент = 1 (1-NcorNcr)= 1( 1-
-127955375694)= 1.52
е= е0 + h2 –а= 26.7·152+ 90*0.5-4=81.58см.
х= N( Rb· γb2·b )= (1279.55·1000)(11.5*1.1*50*100)= 2023 см.
Относительная высота сжатой зоны = х h0= 202386= 0235.
R= ( 1+s1 scu(1-11)) где
- характеристика сжатой зоны бетона = 085- 0008 Rb· γb2= 0.75;
R= 075( 1+350500( 1- 07511))= 0587.
As=As’= (N(e- h0+ N(2 Rb· γb2b))) (Rsc(h0-a’))= (127955·1000(8158-86+ +(127955·1000)(2*1.1*11.5*50*100)))350·100(86-4)= 254
As=As’= Asmin= bh0= 0002·50·86= 8.6 см2.
Принимаем 320 с Аs fact= 9.41 см2.
fact = (As+As’) bh0= (9.41+9.41)50·86= 00044
Рис.11. К расчету подкрановой части колонны
Расчет сечения подкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не выполняем т.к. λ1= l0’
0 А400 Aslot=18.85 см2
AslotB*h0=18.8550*86=0.0044
3.Подбор поперечной арматуры в колонне
Учитывая что значение поперечных сил в сечении 4-4 колонны весьма малы по сравнению с изгибающими моментами и сжимающими силами поперечную арматуру назначаем конструктивно.
Для надкрановой части колонн:
dsw = 6 мм (dsw>= 6мм dsw>= 025ds) где
ds- максимальный диаметр продольной рабочей арматуры равный 16 мм.
Вычисляем процент армирования:
= ( As+As’) bh0·100%= (6.28+6.28)50·56·100= 045% тогда
S= 250 мм (S= 500мм S= 20 ds) где
ds- минимальный диаметр продольной рабочей арматуры равный 20 мм.
Для подкрановой части колонн:
ds- максимальный диаметр продольной рабочей арматуры равный 20 мм.
= ( As+As’) bh0·100%=(941+941)50·86·100= 044% тогда
4.Анкеровка продольной рабочей арматуры в колонне
Стержни продольной рабочей арматуры надкрановой и подкрановой частей колонны обрываемые на уровне консоли должны быть надежно заанкерены. Длина зоны анкеровки lan определяется как максимальное из 3х условий:
lan>= (an (RsRb)+ λan) ds) где
λan- условие для растянутого бетона равно 20;
lan>= λan ds= 20·20= 400 мм
an- коэффициент равный 07;
λan- коэффициент равный 11.
lan>= (an (RsRb)+ λan) ds= (07(3501.1)+11)20= 650 мм.
ds- максимальный диаметр продольной рабочей арматуры равный 18 мм.
Материалы - бетон класса В30 В60 напрягаемая арматура - высокопрочная проволока класса В1200 В1500 (B-II Вр-II) канаты К-7 и К-19 стержневая класса А800 (A-V) и выше; ненапрягаемая арматура верхнего пояса и решетки класса - А300 (A-II) А400 (A-III) А500 и В500 (Вр-1).
Длина панелей по верхнему поясу принимается 11 = 3 м с таким расчетом чтобы ребра плит покрытия опирались в узлах верхнего пояса (при ширине плит 3 м). Применение плит шириной 15 м приведет к внеузловой нагрузке по верхнему поясу. Высота фермы у опоры h1 = 800 мм.
Ширину и высоту сечения верхнего пояса из условий опирания на него плит покрытия перевозки и монтажа принимают 160 170 пролета фермы кратно 50 мм (при шаге ферм 12 м - b = 200 250 мм при шаге ферм 12 м - b = 500 429 мм). Ширину сечения принимаем 400мм 342мм окончательно принимаем 400мм. Ширину сечения нижнего пояса из удобства изготовления принимают такой же а высоту - из условий размещения напрягаемой арматуры и проверки на трещиностойкость.
Решетка ферм может быть закладной изготовляемой заранее с размерами сечения b х h =400 х 300 мм или чаще цельной бетонируемой одновременно с поясами. В последнем случае ширина сечения элементов решетки принимается равной ширине поясов.
Допускается размеры сечений элементов ферм принимать по типовым проектам справочникам и каталогам.
Нижний пояс выполняется предварительно напряженным. Для предотвращения появления продольных трещин которые могут возникнуть по технологическим причинам напрягаемая арматура окаймляется легкими каркасами из проволоки В500 5 мм. Длина каркасов принимается не более 2..3 м чтобы они не препятствовали равномерному обжатию нижнего пояса. Верхний пояс и элементы решетки армируются сварными каркасами. В опорных узлах устанавливают по расчету по два плоских каркаса с поперечной арматурой обеспечивающей прочность по наклонным сечениям а также дополнительную продольную ненапрягаемую арматуру и сетки косвенного армирования что обеспечивает надежность анкеровки напрягаемой арматуры. Промежуточные узлы верхнего и нижнего поясов армируют сварными каркасами состоящими из поперечных стержней 6 10 мм с шагом 100 мм и окаймляющего стержня 10 18 мм. Арматуру элементов решетки заводят в узлы с уширениями (вутами) растянутые стержни надежно анкеруют.
1.Расчет верхнего сжатого пояса
Усилия в элементах фермы
Крат. снег. слева кН
Крат. снег. справа кН
Длит. снег. слева кН
Длит. снег. справа кН
Расчет верхнего пояса ведется по наибольшему усилию:
В-4: N= 1971.04+161.9+161.9=2294.84 кН;
Nl= 1971.04+161.9=2132.94 кН где
N- сжимающее усилие от полной нагрузки кН;
Nl- сжимающее усилие от постоянной и длительной нагрузки кН.
Определяем ориентировочно требуемую площадь сечения верхнего сжатого пояса:
А N (08(Rb· γb2+ 003 Rsc)) где
Rb= 17 МПа Rsc= Rs= 435 МПа
А 2294840( 08(17·(100) ·09+ 003·435(100))= 1011.83см2.
b- ширина сечения верхнего пояса равная 40 см;
h- высота сечения верхнего пояса см
Аfact= hb= 30·40= 1200см2.
Случайный начальный эксцентриситет еа=> l600 где
l- расстояние между узлами фермы равное 300 см.
еа= 05 см; еа=> h30= 3030= 1 см; еа=>1 см. Окончательно принимаем ео=
При еа 18*h= 308= 3.75см lо= 09l= 09·300= 270 см.
Наибольшая гибкость сечения равна lоh= 27030= 9 >4.
Необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Ncr= (64Ebl02)[Iφl(011(01+)+ 01) +αIs] где
- эмпирический коэффициент = ео h= 130= 003;
min= 05-001(l0 h)- 001Rb γb2= 05-001(27030)- 001·17·09= 0257
Окончательно принимаем = 0257;
М1- момент от полной нагрузки относительно оси проходящей через центр тяжести растянутой( или наименее сжатой) арматуры от полной нагрузки М1= М+ N(h0-a)2 = 0+ 2294.84(0226-004)2= 252.43 кНм ;
M1l= М1+ N1(h0-a’)2= 0+ 2132.94(026-004)2= 234.62 кНм.
α- коэффициент равный EsEb= 20000036000= 5.5
Is= b h0(05 h- а)2 где
- коэффициент армирования т.к. 35 lоi= 83 для растянутой или сжатой арматуры то = 0002 при условии что As= As то = 0004
Is= 0004·40·26( 05·30-4)2= 503.36 см2;
I= bh312= 40·30312=90000 см4.
Ncr= (64·29000002702)[900001.93(011(01+0257)+ 01)+ 6.9*503.36]= 5729.63 кН.
Для учета прогиба вычисляем коэффициент = 1 (1-NNcr)= 1( 1-
-229484 572963)= 1.67см
е= ео + h2 –а= 1·167+ 05*30-4= 1267 см.
х= N( Rb· γb2·b )= 229484 ·1000(17*100*09*40)= 375 см.
Относительная высота сжатой зоны = х h0= 375 26= 144
- характеристика сжатой зоны бетона = 085- 0008 Rb· γb2=073;
s1- напряжение в растянутой арматуре (с учетом предварительных напряжений) s1= Rs= 350 МПа т.к. нет предварительного напряжения;
scu- предельные напряжения в сжатой арматуре т.к. γb2= 09 то scu= 500 МПа
R= 073( 1+435500( 1- 07311))= 056
α n = N Rb· γb2·bhо= 229484(1000)(17*100*09*40*26)= 125> R= 056;
α s= α n(еhо- 1+ α n2)1-’ где ’=а’ hо= 426= 0154;
α s= 125(126726-1+1252)1-0154= 0166
= (α n(1- R)+2 α s R)1- R+2 α s= (125(1-056)+2·*0166*056)1-056+2*0166= 0953.
В расчетном случае = 0953> R= 0560 армирование принимают симметричное.
As=As’= (N·(eh0)- (1- 2) α n)Rs(1- ’))= (229484·1000(126726)-0.953(1 -
-0.5*0.953)125)435·100(1-0154)= 5.5 см2.
Принимаем 220 с Аs fact= 6.28 см2.
fact = (As+As’) bh0= (6.28+6.28)40*26=0.012.
Принимаем 420 с Аs fact= 12.56 см2.
Расчет сечения пояса из плоскости фермы не делают так как все узлы фермы раскреплены.
2.Расчет нижнего растянутого пояса по 1й группе предельных состояний
Расчет на прочность выполняют на расчетное усилие для панели Н-2:
N= 173574+158+158=205174 кН;
Nn- растягивающее усилие от полной нормативной нагрузки кН;
γfср- усредненный коэффициент надежности по нагрузке равный 12.
Nn= 205174 12=17098 кН;
Nnl= 189374 12= 15781 кН.
Определяем площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры:
Rs= 695 МПа для напрягаемой арматуры класса
γs6-коэффициент учитывающий работу высокопрочной арматуры при напряжениях выше условного предела текучести равный 115.
As= 205174 *1000 115·695·100= 2567 см2.
Принимаем 1118 Аs fact= 27995см2.
Продольная арматура каркасов из стали класса А400( 410 А400 с Аs fact= 314 см2).
Окончательно принимаем h = 20см.
Суммарный процент армирования = (Asp +As’)bh= (27995+314)30·40·100= 26%.
Приведенная площадь сечения Ared= А+ Аspαsp+ As’α где
αsp- коэффициент равный EspEb= 2·10529000= 69;
α- коэффициент равный EsEb= 2·10529000=69.
Ared= 30*40+ 69*27995+69*314= 141483 см2.
3.Расчет нижнего пояса на трещиностойкость
Элемент относится к 3-й категории (допускается ограниченная по ширине непродолжительная acrc1 и продолжительная acrc2 раскрытия трещин). Принимают механический способ натяжения арматуры. Значение предварительного напряжения в арматуре sp при p= 005 sp назначают из условий sp+ р= sp+ +005 sp = 800МПа; sp= 800105= 762 МПа. sp- р>= 03 sp- 005 sp >= 03·800; sp= 240095= 253 МПа.
Окончательно принимаем sp= 700 МПа.
Определяем потери предварительного напряжения в арматуре при γsp= 1 где γsp- коэффициент точности натяжения арматуры учитывающий благоприятное или неблагоприятное влияние предварительного напряжения при расчете элементов.
Первые потери (проявляют себя сразу после создания предварительного напряжения либо в ближайшее время):
от релаксации напряжений в арматуре:
= (022 (spRsser)- 01) sp= (022 (700800)- 01) 700= 6475 МПа;
от разности температур напрягаемой арматуры и натяжных устройств (при t= 65 ºС):
= 125t= 125·65= 8125 МПа;
от деформации анкеров:
l- длина напрягаемой арматуры равная 30000- 50+ 1000= 30950 мм
= (000230950)2·105= 211 МПа;
от быстронатекающей ползучести бетона при bpRbp= 121220= 061 α= 075 где bp- напряжение в бетоне от усилия обжатия
bp= P1Ared= 149185·1000141483= 1054 МПа
где P1- усилие обжатия с учетом потерь 1 3 P1= Asp (sp- 1- 2- 3)= 279510(700-6475-8125-211)= 149185 кН;
Rbp- передаточная прочность бетона (прочность которую должен набрать бетон к моменту передачи усилия предварительного напряжения с упоров на бетон) равная Rbp= 20 МПа;
α- коэффициент равный 025+ 0025 Rbp= 025+ 0025·20= 075
= 40 (bpRbp)085= 40*(105420)*0.85= 1792 МПа.
Первые потери составляют los1= 1+ 2+ 3+ 6= 6475+81.25+21.1+17.92=185.02 МПа.
от усадки бетона класса В30 подвергнутого тепловой обработке
от ползучести бетона при bpRbp= 7820= 05 075 где
bp= P2Ared=144169·10141483= 10.19 МПа где
P2= Asp (sp- los1)= 2799510(700-18502)= 1441.69 кН
= 150 (bpRbp)085= 6496МПа
Вторые потери составляют los2= 8+ 9= 35+6496=9996 МПа
Полные потери los= los1+ los2= 185.02+99.96=284.98 МПа
Вычисляем усилие обжатия с учетом всех потерь:
P= Asp (sp- los)γsp- (6+ 8+ 9)As’ где γsp= 09
P= 27995(700-28498)*0.9-3.14(9996+2108+35)10-1)= 1007.66 кН
Вычисляем усилия воспринимаемые при образовании трещин:
Ncrc= γi ((Rbtser Ared)+ P) где
γi- коэффициент учитывающий снижение трещиностойкости в следствии жесткости узлов равный 085.
Ncrc= 085 ((1.75·10-1*(1200+2*6.90*27995)+100766)=109248 кН.
Так как Ncrc= 109248 кН Nn= 17098 кН условие трещиностойкости сечения не соблюдается т.е. необходим расчет по раскрытию трещин.
Ширина раскрытия трещин от длительного действия постоянной и длительной нагрузки:
acrc2= ·φl··sEs·20 (35- 100)3√dsp где
= 12 для растянутых элементов;
s- приращение напряжений в арматуре
s= (Nn-P)Asp= (17098-100766)27995 = 250.81 МПа;
= Aspbh= 27.995(40·30)= 0023002;
acrc= 1.15*20*1.2*1*1*1.2*(250.81200000)(3.5-100*0.023)*2.62= 0131 мм [02] мм.
Ширина раскрытия трещин от кратковременного действия полной нагрузки:
acrc1= acrc- acrc1’+ acrc2 где
acrc- ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки acrc= ·φl··sEs·20 (35- 100)3√dsp где
φl- коэффициент учитывающий длительность действия нагрузок для кратковременного действия нагрузок равный 1.
acrc1= 1.15*20*1.2*1*1.2(250.81200000)(3.5-100*0.023)2.62= 0131 мм
acrc1’- ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок acrc1’= ·φl··sEs·20 (35- 100)3√dsp где
acrc2= 1.15*20*1.2*1255*1.2(203.8200000)(3.5-100*0.023)2.62= 0133 мм
acrc1’= 1.15*20*1.2*1 *1.2*(2038200000)(3.5-100*0.023)2.62= 0106 мм.
acrc1= 0.131-0.106+0.133=0.158мм [03] мм.
4.Расчет растянутого раскоса по 1й группе предельных состояний
Расчетное значение усилия от постоянной и полной снеговой нагрузок:
Р-2: N= 79597+7223+7223=94043 кН.
Nl=79597+7223=8682 кН
Nn=940431.2=78369 кН;
As= N(γs6Rs)= 94043*1000 115·695*100= 1177 см2.
Принимаем 518 Аs fact= 1272 см2.
Продольная арматура каркасов из стали класса А400( 410 А400 с Аs fact= 314 см2) сечение 40×30 см.
Суммарный процент армирования = (Asp +As’)bh= (1272+ 314)40·30·100= 132%.
Приведенная площадь сечения Ared= А+ Аspαsp+ As’α= 40·30+ 1272*69+ 314*69= 130943 см2.
5.Расчет сжатой стойки
Расчет сжатой стойки ведется по наибольшему усилию:
С-2: N= 14525+2052+2052=18629 кН;
Nl= 14525+2052=16577 кН где
Принимаем размеры сечения стойки 40×30 см
l- геометрическая длина стойки равная 300 см.
еа= 05 см; еа=> h30= 3030= 1 см; еа=>1 см. Окончательно принимаем ео= еа = 1см.
При еа 18h= 308= 375 см lо= 09l= 09·220= 198 см.
Наибольшая гибкость сечения равна lоh= 19830=66 >4.
- эмпирический коэффициент = ео h= 130= 0033;
min= 05-001(l0 h)- 001Rb γb2= 05-001(19830)- 001·17·09= 0281
Окончательно принимаем = 0281;
М1- момент от полной нагрузки относительно оси проходящей через центр тяжести растянутой( или наименее сжатой) арматуры от полной нагрузки М1= М+ N(h0-a)2 = 0+ 94043(026-004)2= 10345 кНм ;
M1l= М1+ N1(h0-a’)2= 0+ 8622(026-004)2= 9050 кНм.
α- коэффициент равный EsEb= 20000029000= 69;
Is= 0004·40·26( 05·30-4)2= 50336 см2;
I= bh312= 40·30312= 90000 см4.
Ncr= (64·29000001982)[900001913(011(01+0281)+ 01)+ 69·50336]=1025701 кН.
-94043 1025701)= 1101
е= ео + h2 –а= 1·1101+ 302 -4= 12101 см.
х= N( Rb· γb2·b )= (94043 ·1000)(09·17·40·100)= 1537 см.
Относительная высота сжатой зоны = х h0= 1537 26=0512.
- характеристика сжатой зоны бетона = 085- 0008 Rb· γb2= 073;
R= 073( 1+435500( 1- 07311))= 0565
As=As’= (N(e- h0+ N(2 Rb· γb2b))) (Rsc(h0-a’))= (94043·1000(12101-26+
+(94043)( 2·17·09·40·100)))435·100(26-4)= -1365 см2 0.
As=As’= Asmin= bh0= 0002·26·40= 208 см2.
Принимаем 410-А300 с Аs fact= 314 см2.
fact = (As+As’) bh0= (314+314)40·26= 0006.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. -М.: Стройиздат. 1986.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. -М.: Стройиздат 1991.
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособиеПод ред. А.Б. Голышева. -Киев: Будивэльник 1990.
Бондаренко В.М. Судницин А.И. Назаренко В.Г. Расчет железобетонных и каменных конструкций. - М.: Высшая школа. 1988.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (СНиП 2.03.01-84). Части I и II. - М: ЦИТП 1983.
Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций. - М.: Стройиздат 1989.
СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Общие положения. - М: Госстрой России 2004.
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры.-М.: ФГУП ЦПП 2004.
Заикин А.И. Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий: Учебное пособие. - М.: АСВ 2004.
Дорофеев К.С Щуцкий В.Л. Проектирование и расчет железобетонных покрытий одноэтажных промышленных зданий. -Ростов нД: РИСИ 1988.
Аксенов Н.Б. Инструкция пользователя программой RAMA. - Ростов нД: РГСУ 2000.
Коробкин А.П. Чубаров В.Е. Методические указания по выполнению курсового проекта №2. -Ростов нД: РГСУ 2005.