Сборные железобетонные конструкции одноэтажного промышленного здания

жбк окончание.dwg

Работать с листами 2
2. Фасонки к закладным деталям колонны варить на строительной площадке. 3. Монтажную сварку производить электродами типа Э42 по ГОСТ 9466-75.
Сборные железобетонные конструкции одноэтажного промышленного здания
Стропильная ферма СФ1
Стропильная ферма Ф-1
Железобетонные конструкции одноэтажных промышланных зданий
Курсовой проект №2 по дисциплине "Железобетонные и каменные конструкции
Спецификация сборных жб элементов
Колонна крайнего ряда
Колонна среднего ряда
Железобетонная плита11960х2980х455
Горизонтальная связь
арматурная сетка С-1 С-3
Спецификация сборных железобетонных конструкций
Спецификация сборочных единиц
Сварные пространственные каркасы изготовить с применением контактной точечной сварки по ГОСТ 14098-91.
Схема армирования стропильной фермы СФ1
Арматурный каркас К-2
Арматурный каркас К-1
Арматурный каркас К-3
Арматурный каркас К-4
Арматурный каркас К-5
Арматурный каркас К-6
Спецификация на монолитную железобетонную ферму СФ1
ø 10 A-III l=12100 ГОСТ 5781-82
ø 6 A-III l=950 ГОСТ 5781-82
ø 14 К-19 l=23940 ГОСТ 13840-68
ø 18 A-III l=11560 ГОСТ 5781-82
ø 18 A-III l=11480 ГОСТ 5781-82
ø 12 A-III l=2000 ГОСТ 5781-82
ø 6 A-III l=900 ГОСТ 5781-82
ø 10 A-III l=800 ГОСТ 5781-82
ø 14 A-III l=3050 ГОСТ 5781-82
ø 6 A-III l=400 ГОСТ 5781-82
Работать с листом 1 2. Сварка механизированная в среде защитных газов СО2 проволокой Св-08А мм по ГОСТ 9467-75.
План на отметке 0.000
Железобетонные конструкции одноэтажное промышленное здание
План на отметке ±0.000
Схема связей по верхнему поясу фонаря
2. Фасонки к закладным деталям колонны варить на строительной площадке. 3. Монтажную сварку производить электродами типа Э42 по ГОСТ 9466-75. 4. Марка кранового рельса КР-70 по ГОСТ 6711-81. 5. Краны мостовые электрический по ГОСТ 220445-89. 6. Панели стеновые железобетонные 6000х1800х300. 7. Установить фахверки металлические.
Подкрановая балка L=12м

пояснительная жбк.docx

ЛИПЕЦКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ
по курсу «Железобетонные конструкции»
на тему: «Сборные железобетонные конструкции
одноэтажного промышленного здания»
Исходные данные для проектирования 3
Компоновка поперечной рамы ..4
Сбор нагрузок на раму 6
1. Постоянная нагрузка на ригель рамы 6
2. Постоянная нагрузка на колонны ..7
3. Снеговая нагрузка ..9
4. Ветровая нагрузка 12
5. Вертикальное давление от колес мостового крана 16
6. Горизонтальное усилие от поперечного торможения тележек кранов..18
Расчет поперечной рамы . 19
Расчет стропильной фермы ..19
1. Данные для проектирования 20
2. Расчет нижнего пояса 21
3. Расчет верхнего пояса 25
4. Расчет элементов решетки 28
5. Расчет узлов фермы 29
Расчет колонны по оси Б .. 37
1. Данные для проектирования 37
2. Расчет надкрановой части колонны 37
3. Расчет подкрановой части колонны 41
4. Расчет консоли колонны ..44
Расчет фундамента под колонну ряда Б 46
1. Данные для проектирования 46
2. Определение размеров фундамента 46
3. Расчет фундамента на продавливание 47
4. Расчет арматуры фундамента . .49
Библиографический список 50
Исходные данные для проектирования
Район строительства – г. Курск
Расчетное сопротивление грунта – 029 МПа
Пролет здания: А-Б = 180 м Б-В = 180 м
Шаг рам: а) по внешним рядам – 6 м
б) по внутренним рядам –6 м
Грузоподъемность кранов в пролетах:
А-Б = 20 т Б-В = 20 т
Высота от уровня пола до низа несущих стропильных конструкций – 96 м
Тип напрягаемой арматуры для рассчитываемых конструкций:
а) стержневая – А- б) канатная – К-7; в) проволочная –Вр-I
Содержание расчетной части
Выполнить компоновку поперечной рамы здания с учетом вариантного проектирования несущих элементов (ригеля плиты покрытия).
Выполнить статические расчеты и подбор сечений:
а) несущей стропильной конструкции;
б) колонны с фундаментом в ряду – «Б».
Содержание графической части проекта
Выполнить поперечный конструктивный разрез здания.
Выполнить рабочие чертежи рассчитываемых конструкций с выносом каркасов и сеток и с подробной спецификацией и выборкой арматуры.
Дать технико-экономические показатели принятых конструктивных решений.
Компоновка поперечной рамы
Определение размеров поперечной рамы
Для здания с высотой помещения от уровня пола до низа несущих стропильных конструкций и с мостовыми кранами грузоподъёмностью 20 т принимаем колонны сплошного сечения.
Для назначения основных размеров колонн здания определим необходимые размеры мостового крана:
высота крана H1 = 19 м;
расстояние между осями подкрановых путей Lкр = 225 м;
расстояние от оси подкрановых путей до края моста крана B1 = 026 м.
Расстояние от низа несущей стропильной конструкции до верха консоли колонны т.е. высота надкрановой части колонны Нв определим по формуле:
Нв = Н1 + hПБ + hРП + где
Н1 – высота конструкции мостового крана;
hПБ – высота подкрановой балки (при шаге колонн 12 м – 1400 мм);
hРП – высота кранового рельса с подкладками принимаем 150 мм;
– зазор между габаритом крана и низом несущей конструкции покрытия учитывающий возможный ее прогиб принимаем 250 мм.
Нв = 19 + 14 + 015 + 025 = 37 м =>
высота подкрановой части колонны будет равна:
Hн = H - Нв = 144 – 37 = 107 м
Для здания с мостовыми кранами легкого и среднего режимов работы (режимы 1к-6к) и при шаге колонн 12 м принимаем привязку крайних колонн к продольным разбивочным осям h0 = 250 мм а расстояние между осями подкрановых путей и разбивочными осями зданий стандартизировано принимаем равным 750 мм.
Тогда высота сечения верхней части колонны должна быть:
Высоту сечения подкрановой части hн сплошных колонн рекомендуется принимать:
Рис. 2.1. Параметры компоновки
Сбор нагрузок на раму
1. Постоянная нагрузка на ригель рамы
Защитный слой из битумной мастики с втопленным гравием
Гидроизоляционный ковёр из 4 слоёв рубероида
Минераловатные плиты
Пароизоляция из одного слоя рубероида
Железобетонные плиты из тяжёлого бетона (11960х2980х455)
Нагрузки от конструкций покрытия и фонаря
Конструкция фонаря с остеклением и бортовыми элементами
Итого от конструкций покрытия и фонаря:
Расчётный собственный вес покрытия по таблице 3.1. равен gп = 3972 кНм2. Собственный вес фермы в величине g1 не учитывается так как он вычисляется автоматически в программном комплексе.
Распределенная расчетная нагрузка на ригель рамы:
qп = gп = 397212 = 47664 кНм
Сосредоточенные силы действующие в верхние узлы фермы:
Величина сил приложенных в крайние узлы: P1 = qп 15 м = 71496 кН.
Величина сил приложенных в промежуточных узлах: P2 = qп 3м = 142992 кН.
2. Постоянная нагрузка на колонны
Нагрузка от собственной массы стеновых конструкций и переплетов с остеклением
Трёхслойные стеновые панели с эффективным утеплителем ПСТ (5980х1185х250)
Масса остекления с переплетами
Расчётный собственный вес стенового ограждения составляет gсо = 4763 кНм2.
Распределённые силы от расчетного веса стенового ограждения приложенные к колоннам:
qсо = gсо Skf = 47636 = 28578 кНм
где Skf - расстояние между колонной рамы и колонной продольного фахверка.
Распределённые моменты относительно оси Y (ось Y направлена из плоскости рамы):
) приложенные к верхним частям колонн с эксцентриситетом равным половине высоты сечения:
mв = qсо (hв2) = 28578 (062) = 8573 кНмм.
) приложенные к нижней части колонн:
mн = qсо (hн2) = 28578 (142) = 20005 кНмм.
Расчетные усилия от подкрановых конструкций:
В нагрузке от подкрановых конструкций учитывается собственный вес подкрановых балок с тормозными конструкциями и собственный вес кранового рельса.
Нормативный вес подкрановой балки длиной 12 м для мостового опорного крана грузоподъёмностью 10 т примем по [серия 1.426.1-8]: G = 103 кН. Расчётная сосредоточенная сила от подкрановой балки вычисляется с учетом коэффициента надежности по нагрузке (f = 105) и коэффициента учитывающего вес тормозных конструкций (kt = 15): P31 = G f kt = 10310515 = 162225 кН.
По табл. П3.3 [Горев т. 2] принимаем для крана грузоподъемностью 20 т крановый рельс КР 70. Его нормативный вес равен q = 05277 кНм (табл. П3.4 [Горев т. 2]). Нагрузка на колонны от кранового рельса равна: P32 = q f Sk = 0527710512 = 6649 кН.
Суммарная нагрузка от подкрановых конструкций составляет:
P3 = P31 + P32 = 162225 + 6649 = 168874 кН.
Сосредоточенная сила от подкрановых конструкций действует на нижнюю часть крайних колонн с эксцентриситетом
и создает изгибающий момент
M1 = P3 eкр = 16887403 = 50662 кНм.
Сосредоточенная сила от подкрановых конструкций действует на нижнюю часть средних колонн с эксцентриситетом
M1 = P3 eср = 168874075 = 126656 кНм.
3. Снеговая нагрузка
Снеговая нагрузка вычисляется по формуле 10.1[СП «Нагр. и возд.»]:
Sg – расчётное значение веса снегового покрова принимаемое по табл. 10.1 [СП «Нагр. и возд.»] в зависимости от снегового района;
– коэффициент перехода от веса снегового покрова к снеговой нагрузке на покрытие.
сe – коэффициент учитывающий снос снега с покрытий зданий под действием ветра или иных факторов принимаемый в соответствии с 10.5 [СП «Нагр. и возд.»]; сe=10;
сt – термический коэффициент принимаемый в соответствии с 10.10 [СП «Нагр. и возд.»]; сt=1;
Согласно карте 1 прил. Ж [СП «Нагр. и возд.»] г. Данков расположен в III снеговом районе и Sg = 18 кНм2.
Для различных конфигураций покрытий существуют несколько вариантов коэффициентов что определяет наличие нескольких вариантов снеговой нагрузки.
Снеговая нагрузка для пролётов с фонарём (вариант 1):
Снеговая нагрузка принимается для номера схемы Г.3.1 прил. Г [СП «Нагр. и возд.»] по рисунку варианта 1 для зоны «C» покрытия.
Рис. 3.1 Распределение снеговой нагрузки по первому варианту
Коэффициенты принимают следующие значения:
= 1 + 01(a b) = 1+01(12 6) =12.
Снеговая нагрузка приводится к системе сосредоточенных сил вычисляемых по грузовым площадям аналогично силам от постоянной нагрузки по покрытию.
Сосредоточенные силы в крайних узлах верхнего пояса фермы:
P1 = (07 ce ct 2 Sg1415) Sf = 38954 кН.
Сосредоточенные силы в узлах между краем фермы и краем фонаря:
P2 = (07 ce ct 2 Sg143) Sf = 77907 кН.
Сосредоточенные силы в крайних узлах опирания фонаря:
P3 = (07 ce ct (1+2) Sg1415) Sf = 64923 кН.
Сосредоточенные силы в средних узлах опирания фонаря:
P4 = (07 ce ct 1 Sg143) Sf = 51938 кН.
Снеговая нагрузка для пролётов с фонарём (вариант 2):
Снеговая нагрузка принимается для номера схемы Г.3.1 прил. Г [СП «Нагр. и возд.»] по рисунку варианта 2 для зоны «C» покрытия.
Рис. 3.2 Распределение снеговой нагрузки по второму варианту
a = 12 м bl = hl = 3 м
= 1 + 05(a bl) = 1+05(12 3) = 3.
При вычислении коэффициента 3 необходимо учесть что он не может быть больше предельной величины. Предельная величина 3 принимается в зависимости от типа и нормативного веса покрытия. Нормативный вес покрытия равен 3436 кПа чему соответствует предельное значение коэффициента 3 = 25 следовательно принимаем 3 = 25.
Снеговая нагрузка приводится к системе сосредоточенных сил аналогично снеговой нагрузке по первому варианту.
P1 = (07 ce ct Sg1415) Sf = 32461 кН.
P2 = (07 ce ct (+3) Sg14·15) Sf = 113615 кН.
P3 = (07 ce ct 3 Sg1415) Sf = 81153 кН.
Снеговая нагрузка для пролёта без фонаря.
Для пролёта без фонаря снеговая нагрузка будет равномерно распределена по покрытию т. е. = 1.
Снеговая нагрузка приводится к системе сосредоточенных сил.
Сосредоточенные силы в средних узлах верхнего пояса фермы:
P1 = (07 ce ct Sg143) Sf = 64922 кН.
4. Ветровая нагрузка
Интенсивность распределенной нагрузки на стойку рамы:
γf - коэффициент надежности по ветровой нагрузке равный 14;
w - нормативное значение ветровой нагрузки;
В – ширина грузовой площадки;
Нормативное значение ветровой нагрузки w следует определять как сумму средней wm и пульсационной wр составляющих:
Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки wm в зависимости от эквивалентной высоты zе над поверхностью земли следует определять по формуле:
wm = w0 k(zе) cе где
w0 – нормативное значение ветрового давления;
k(ze) – коэффициент учитывающий изменение ветрового давления для высоты zе;
cе – аэродинамический коэффициент внешнего давления.
Нормативное значение ветрового давления w0 принимается в зависимости от ветрового района.
Эквивалентная высота zе определяется для зданий при h ≤ d zе =
h - высота здания (приложение Д.1.5 [СП «Нагр.»]);
d – размер здания (без учета его стилобатной части) в направлении перпендикулярном расчетному направлению ветра (продольный размер);
Коэффициент k(ze) определяется по таблице 11.2 или по формуле (11.4) в зависимости от типа местности.
Значения параметров k10 и α для различных типов местностей приведены в таблице 11.3 [СП «Нагр.»].
Нормативное значение пульсационной составляющей ветровой нагрузки wp на эквивалентной высоте zе следует определять при расчете одноэтажных производственных зданий высотой до 36 м при отношении высоты к пролету менее 15 размещаемых в местностях типа А и В по формуле:
(ze) – коэффициент пульсации давления ветра принимаемый по таблице 11.4 или формуле (11.6) для эквивалентной высоты ze [СП «Нагр.»];
– коэффициент пространственной корреляции пульсаций давления ветра;
Коэффициент пространственной корреляции пульсаций давления следует определять для расчетной поверхности сооружения или отдельной конструкции для которой учитывается корреляция пульсаций. Если расчетная поверхность близка к прямоугольнику ориентированному так что его стороны параллельны основным осям то коэффициент следует определять по таблице 11.6 [СП «Нагр.»] в зависимости от параметров ρ и принимаемых по таблице 11.7 [СП «Нагр.»].
Вычисление ветровой нагрузки приложенной слева:
) по таблице 11.1 [СП «Нагр.»] для второго ветрового района w0 = 03 кПа;
) по формуле (11.4) [СП «Нагр.»] коэффициент k(ze) для типа местности В:
k(ze) = k10(ze10)2α = 085(20510)202 113;
) по приложению Д.1.5 «Здания с продольными фонарями» [СП «Нагр.»] для вертикальных поверхностей и стен здания коэффициент се определяется по таблице Д.2.:
-наветренная стена: се=08;
-подветренная стена: с'е= -05;
) нормативные значения средней составляющей ветровой нагрузки:
-наветренная стена: wm = w0 k(zе) cе = 0311308 = 02719 кНм2;
-подветренная стена: w'm = w0 k(zе) c'е = 03113(-05) = -0167 кНм2;
) коэффициент пульсации давления ветра для эквивалентной высоты ze:
(ze) = 10(ze10)-α =092(20510)-02 1546;
) расчетная плоскость продольных стен здания ZOY следовательно
ρ = b =120 м = h = 205 м тогда 0572.
) нормативные значения пульсационной составляющей ветровой нагрузки wp:
-наветренная стена: wp = wm (zе) = 0271915460572 024кНм2;
-подветренная стена: w'p = w'm (zе) = -0 16715460 572 -0148кНм2;
) нормативные значения ветровой нагрузки w:
-наветренная стена: w = wm + wp = 02719 + 024 = 05119 кНм2;
-подветренная стена: w' = w'm + w’p = -0167 - 0148= -0315 кНм2;
) интенсивность распределенной нагрузки на стойку рамы:
-наветренная стена: qw = γf w В = 14 05119 6 = 4299 кНм;
-подветренная стена: q'w = γf w' В= 14 (-0315) 6 = -2646 кНм;
) сосредоточенная сила от ветрового давления с грузовой площадки фонаря приложенная в верхний боковой узел фермы:
-наветренная стена: Qфон = qw Нфон = 4299 3 = 12897 кН;
-подветренная стена: Q'фон = q'w Нфон = -2646 3 = -7938 кН;
Ветровая нагрузка приложенная справа является зеркальным отображением данного загружения.
5. Вертикальное давление от колес мостового крана
Крановая нагрузка на среднюю колонну
Крановые воздействия рассчитаем от двух кранов заданной грузоподъемности.
Выпишем из табл. П3.3 [Горев т. 2] параметры крана:
- грузоподъёмность крана Q = 100 кН.
- геометрические параметры крана: B = 54 м Acr = 44 м.
Рис. 3.4 Параметры крана
- нагрузки от колес крана F1 =95 кН с одной стороны моста крана расположено два колеса т.е. n0 = 2.
- собственный вес тележки mт = 24 кН.
- собственный вес крана mk = 158 кН.
Максимальное давление крана и величина Fmax = F1 = 95 кН соответствуют ситуации когда тележка крана максимально приближена к подкрановой балке и при этом поднимается максимальный груз. В этот момент на противоположной стороне моста крана колеса оказывают давление силой Fmin которая вычисляется по формуле:
Колёса крана с нагрузкой Fmax окажут максимальное воздействие на колонну каркаса в том случае если колёса крана будут расположены как можно ближе к рассчитываемой раме. Через подкрановую балку некоторая часть нагрузки Fmax передаётся на рассчитываемую раму другая часть – на соседнюю раму. На рис. 3.5 показаны линии влияния опорных реакций разрезных балок а также наиболее невыгодное расположение двух мостовых кранов.
Рис. 3.5 Линия влияния опорных реакций
Максимальное давление:
Dmax = f Fmax yi = 08512953097 = 300099 кН
где = 085 – коэффициент сочетаний для нагрузок от двух кранов режимов работы 3К;
f = 12 – коэффициент надёжности по нагрузке для крановых нагрузок ([СП «Нагр»]);
yi = 3097 – сумма ординат линий влияния (рис. 3.10).
Давление на противоположной стороне моста крана:
Dmin = f Fmin yi = 085 12 46 3097 = 14531 кН.
Силы Dmax и Dmin действуют с эксцентриситетами
относительно центра тяжести сечения нижней части колонны и создают изгибающие моменты:
-для крайних колонн:
Mmax = Dmax =300099 03 = 9003 кНм
Mmin = Dmin = 14531 03 = 43593 кНм.
- для средних колонн:
Mmax = Dmax =300099 075 = 225074 кНм
Mmin = Dmin = 14531 075 = 10898 кНм.
6. Горизонтальное усилие на колонну от поперечного торможения тележек кранов
Тормозная нагрузка на среднюю колонну
Аналогично крановым нагрузкам от вертикального давления колёс тормозные горизонтальные нагрузки через колёса крана передаются на подкрановые конструкции и далее на колонну рамы. Это позволяет вычислять тормозные нагрузки аналогично нагрузке Dmax с заменой силы Fmax на горизонтальную силу Tmax.
Нормативная величина силы от торможения тележки с грузом:
где = 005 – коэффициент перехода от вертикальных нагрузок к горизонтальным для тележки с гибким подвесом груза.
Тормозная нагрузка вычисляется по формуле:
T = f Tmax yi = 085 12 31 3097 979 кН.
Расчёт поперечной рамы
Расчёт поперечной рамы т. е. определение усилий в элементах рамы произведём в программно-вычислительном комплексе SCAD.
Результаты расчёта приведены в приложении.
Расчёт стропильной фермы
Выпишем из приложения расчётные усилия в элементах фермы.
Рис. 5.1 Схема элементов стропильной фермы
Элемент нижнего пояса
Элемент верхнего пояса
1 Данные для проектирования
Требуется запроектировать сегментную стропильную раскосную ферму пролетом 24 м.
Геометрическая схема фермы дана на рис. 5.1.
Шаг ферм 12 м. Покрытие принято из сборных железобетонных панелей размером 3x12 м со стальным фонарем пролетом 12 м. По степени ответственности здание относится к классу II (коэффициент надежности по назначению γn = 095). Ферма проектируется с предварительно напряженной арматурой нижнего пояса и закладной решеткой.
Бетон тяжелый класса В40 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении: Rb = 220 МПа; Rb.ser = 290 МПа; Rbt = 140 МПа; Rbt.ser = 21 МПа; Еb = 32500 МПа. Коэффициент условий работы бетона γb2 = 09.
Напрягаемая арматура нижнего пояса из канатов класса К-19 диаметром 14 мм: Rs = 1175 МПа; Rsser = 1410 МПа; Rsc = 400 МПа; Es= 18105 МПа.
Арматура верхнего пояса узлов и элементов решетки класса А-IV диаметром 10 мм: Rs = 510 МПа; Rsw = 405 МПа; Rsc = 400 МПа; Es= 19105 МПа.
Хомуты из арматуры класса Вр-II.
Натяжение арматуры - механическим способом на упоры стенда.
Обжатие бетона производится при его передаточной прочности Rbp = 07В = 0740 = 28 МПа.
К элементам фермы предъявляется 3-я категория требований к трещиностойкости.
2. Расчет нижнего пояса
По примеру взятому из серии 1.463.1-16 принимаем размеры сечения нижнего пояса 250х220 мм. Расчет нижнего пояса производится по прочности (подбор напрягаемой арматуры) и по трещиностойкости (проверка по образованию и раскрытию трещин).
Подбор напрягаемой арматуры
По таблице 5.1. наибольшее растягивающее усилие действует в средней левой панели нижнего пояса: N = 175355 кН.
Требуемую площадь сечения напрягаемой арматуры определим как для центрально-растянутого стержня:
Принимаем 1014 К-19 общей площадью 1158 см2 (128710 = 1287 см2).
В нижнем поясе конструктивно предусматриваются также каркасы с продольной ненапрягаемой арматурой из 410 A-IV (Аs=314 см2). Коэффициент армирования нижнего пояса:
Проверка трещиностойкости
Расчет производится по расчетным сопротивлениям бетона и арматуры для II-ой группы предельных состояний (NII = N11 = 1594136 кН).
Для оценки трещиностойкости необходимо определить потери предварительного напряжения.
Уровень начального предварительного напряжения в арматуре нижнего пояса определяем из условий:
После подстановки в приведенные выше неравенства получим:
Коэффициент точности натяжения арматуры определяют по формуле:
при механическом способе натяжения
Для проверки прочности нижнего пояса в стадии обжатия и его трещиностойкости в стадии эксплуатации вычислим потери предварительного напряжения при
Площадь приведенного сечения нижнего пояса:
От релаксации напряжений в арматуре:
От перепада между температурой арматуры и натяжных устройств (:
От деформации анкеров у натяжных устройств:
где l = 25000 мм – длина натягиваемого каната - диаметр натягиваемого каната.
От быстронатекающей ползучести.
Напряжение в арматуре после потерь
Усилия в арматуре Asp с учетом потерь
Сжимающее напряжение в бетоне на уровне центра тяжести предварительно напрягаемой арматуры с учетом потерь от действия усилия
Так как то коэффициент α:
потери от быстронатекающей ползучести:
Итого первые потери:
От усадки бетона класса В40
От ползучести. Усилие обжатия в предварительно напрягаемой арматуре с учетом первых потерь при γsp = 1:
Сжимающие напряжения в бетоне от предварительного натяжения арматуры с учетом потерь на уровне центра тяжести сечения:
потери от ползучести бетона при α = 085
Итого вторые потери:
Полные потери предварительного напряжения:
Усилие обжатия в преднапряженной арматуре с учетом полных потерь и ненапрягаемой арматуры
Усилие трещинообразования определяем при и вводим коэффициент 085 учитывающий снижение трещиностойкости нижнего пояса вследствие влияния изгибающих моментов возникающих в узлах фермы:
Так как то в нижнем поясе образуются трещины следовательно проверяем непродолжительное раскрытие трещин при действии усилия .
Приращение напряжений в растянутой арматуре:
-от полной нагрузки:
-от постоянной и длительно действующей нагрузки:
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки:
= 12 для центрально-растянутых элементов φl = 1 – при непродолжительном действии нагрузки = 12 для гладкой проволоки и арматурных канатов.
Начальная (кратковременная) ширина раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок:
Продолжительная ширина раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок:
Непродолжительная ширина раскрытия трещин от действия полной нагрузки:
3. Расчет верхнего пояса
Наибольшее сжимающее усилие действующее в средних панелях верхнего пояса равно N = - 172658 кН в том числе Nl = 08N = 1381264 кН.
Ориентировочная требуемая площадь сечения верхнего пояса:
Назначим сечение верхнего пояса учитывая ширину нижнего пояса равную 250 мм: 240х250 мм.
Так как расчетный эксцентриситет продольной силы eo = 0 верхний пояс рассчитываем с учетом только случайного эксцентриситета eа равного наибольшему из следующих значений:
Принимаем eo = eа = 833 мм.
Расчетные длины стержней верхнего пояса принимаем при eo = 833 мм 0125h = 0125250 = 3125 мм:
- в плоскости фермы:
- из плоскости фермы:
l = 6020 мм – расстояние между стойками фонаря в пределах которого верхний пояс не раскреплен из плоскости фермы.
Условная критическая сила:
При = 00291 (первое приближение):
Расстояние e = eo + 05 h – a = 0833 1996 + 05 25 – 4 = 10163 см.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона при γb2 = 09:
Имеем случай когда = 088 > R = 0502. Принимаем симметричное армирование:
Принимаем 418 A-III с
Коэффициент армирования:
Расчет сечения пояса из плоскости фермы не выполняем так как все узлы фермы раскреплены.
4. Расчет элементов решетки
Растянутый раскос №37 (42). Поперечное сечение раскоса принимаем 150х150 мм. Расчетное усилие в раскосе при γf >1: N = 12205 кН при γf =1: N = 109845 кН.
Требуемая площадь сечения растянутой арматуры:
Принимаем 410 А-III общей площадью 314 см2.
Проверим продолжительную ширину раскрытия трещин при действии усилия Nl = 12205*08=9764 кН с учетом влияния жесткости узлов:
= 12 для центрально-растянутых элементов = 1
Армирование остальных элементов решетки ввиду небольших усилий в них принимается по конструктивному минимуму т.е. по 410 А-III общей площадью 314 см2.
5. Расчет узлов фермы
Рис. 5.2. Схема фермы с обозначением расчетных узлов
Узел 17 верхнего пояса
К узлу примыкает растянутый раскос 37. Расчет сводится к определению площади сечения поперечных стержней компенсирующих понижение расчетного усилия в арматуре раскоса на длине заделки l1.
Длина заделки l1 арматуры растянутого раскоса за линию отрыва от верхнего пояса принимается по оси раскоса и определяется из геометрических построений (рис. 5.3).
Рис. 5.3. Узел 1 верхнего пояса.
Фактические длины составляют l2 = 674 мм l1 = 220 мм а требуемая длина заделки арматуры 10 А-III составляет lan = 35d = 3510 = 350 мм. Требуемая площадь одного поперечного стержня:
а – условное увеличение длины заделки растянутой арматуры с анкерами зависящее от вида анкеров (анкеры предусмотрены в виде высаженных головок); тогда а = 2d = 210 = 20 мм = 2 см;
где φ – угол между поперечными стержнями и направлением растянутого раскоса;
n – количество поперечных стержней пересекаемых линией отрыва; при двух каркасах в узле и шаге поперечных стержней 80 мм на линии отрыва размещаются:
Принимаем поперечные стержни 6 А-III (Аsw = 0283 см2) с шагом 80 мм.
Площадь сечения окаймляющего стержня каркаса узла:
где Ros = 90 МПа – расчетное напряжение в окаймляющем стержне установленное из условия ограничения ширины раскрытия трещин;
n2 = 2 – число окаймляющих стержней равное числу каркасов в узле.
Принимаем окаймляющие стержни из 6 А-III (Аs = 0283 см2).
Узел 13 нижнего пояса
К узлу примыкают растянутые раскос 37 и стойка 34 и сжатый раскос 38.
Рис. 5.4. Узел 2 нижнего пояса
Растягивающие усилия стержней заменяются равнодействующей R которая находится из теоремы косинусов:
Далее полагаем что к рассматриваемому узлу примыкает условный растянутый раскос под углом φ = 52° армированный 4-мя стержнями условного диаметра
Фактическая длина заделки l1 = 139 мм растянутой арматуры условного раскоса за линию отрыва и длина линии отрыва l2 = 771 мм определены из геометрии узла. Принимаем шаг поперечных стержней 100 мм тогда при двух каркасах в узле количество поперечных стержней пересекаемых линией отрыва:
Требуемая площадь сечения одного поперечного стержня
k2 = 11 – для узла нижнего пояса;
a = 3d = 310 = 30 мм;
Аs = 314 см2 – площадь сечения продольных стержней условного раскоса (410).
Принимаем поперечные стержни 6 А-III (Аsw = 0283 см2) с шагом 100 мм.
Опорный узел фермы (узел 5)
В опорном узле подбираются:
дополнительная продольная ненапрягаемая арматура компенсирующая понижение расчетного усилия в напрягаемой арматуре;
поперечные стержни обеспечивающие прочность по наклонным сечениям для двух схем разрушения (рис. 5.5 рис.5.6).
Рис. 5.5. Первая схема разрушения
Рис. 5.6. Вторая схема разрушения
Требуемая площадь дополнительной ненапрягаемой арматуры:
принимаем 416 А-III (Аs = 804 cм2).
Требуемая длина анкеровки ненапрягаемой арматуры lan = 35d = 3516 = 560 мм больше её фактической длины заделки l1 = 480 мм. Поэтому в дальнейших расчетах принимаем требуемую длину заделки ненапрягаемой и напрягаемой арматуры за линию АВ одинаковой и равной
Для напрягаемой арматуры из канатов длина анкеровки обеспечивающие полное использование арматуры по прочности составляет lp = 1500 мм. Площадь поперечных стержней подбираем для двух схем разрушения: от отрыва по линии АВ при недостаточном заанкерировании продольной арматуры (рис. 5.5) и от изгиба по наклонному сечению АВ (рис. 5.6).
Расчет на отрыв по наклонному сечению АВ
Принимаем в опорном узле два каркаса располагая их у противоположных граней узла; шаг поперечных стержней в каркасе 100 мм. Тогда наклонное сечение АВ пересекает n = 900002-2 = 16 стержней (из общего количества пересекаемых стержней исключаем те которые расположены ближе 100 мм от точки А).
Требуемая площадь сечения одного поперечного стержня:
арматуре с учетом неполного использования её прочности на длине заделки
- угол наклона линии АВ.
Принимаем 12 А-III (Аsw = 1313 см2) с шагом 100 мм.
Расчет на изгиб по наклонному сечению АВ
=27° - угол наклона приопорной панели верхнего пояса.
сжатой зоны до равнодействующей усилий в поперечной арматуре узла;
а = 150 мм – расстояние от торца до центра приопорного узла;
- высота опорного узла.
Для данной схемы требуется площадь поперечного сечения поперечных стержней больше чем для предыдущей. Принимаем в опорном узле поперечные стержни 16 А-III (Аsw = 2011 см2) с шагом 100 мм.
Расчет колонны по оси А
1. Данные для проектирования
Бетон колонны класса В20 с расчетными характеристиками при коэффициенте условий работы γb2 = 1: Rb = 115 МПа; Rbt = 090 МПа; Eb = 24000 МПа.
Продольная арматура класса А-III (Rs = Rsc = 365 МПа; Es = 200000 МПа; αs = EsEb = 20000024000 = 833); поперечная арматура класса А-I.
2. Расчет надкрановой части колонны
Размеры прямоугольного сечения b = 500 мм; h = h1 = 600 мм; для продольной арматуры принимаем a = a’ = 30 мм тогда рабочая высота сечения
h0 = h – a = 600 – 30 = 570 мм.
Рассмотрим сечение на уровне верха консоли (стержень 3 сечение 1) в котором действуют три комбинации расчетных усилий.
Значения расчетных усилий:
От полной расчетной нагрузки: М=15025 кНм N=86014 кН
От постоянной и длительных нагрузок: M=759 кНм N=69159кН
Расчет в плоскости изгиба
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба:
l0 = H = 2H1 = 245 = 9 м.
Так как минимальная гибкость в плоскости изгиба l0 h = 906 = 15 > 4 необходимо учитывать влияние прогиба колонны на её несущую способность.
Момент внешних сил относительно центра тяжести растянутой (менее сжатой) арматуры:
Коэффициент условий работы рекомендуется принимать γb2 = 11. Тогда расчетные сопротивления бетона:
Rb = 11115 = 1265 МПа;
Rbt = 11090 = 099 МПа.
Случайные эксцентриситеты:
ea2 = h30 = 0630 = 002 м = 20 мм;
Проектный эксцентриситет:
e0 = MN = 1502586014 = 0175 = 175 мм > ea2 = 20 мм
Определим гибкость колонны:
следовательно необходимо учитывать влияние прогиба на несущую способность элемента.
задаемся в первом приближении коэффициентом армирования = 0005;
Тогда площадь арматуры:
Момент инерции арматуры: 2=
=1500(05*500-30)2=726*106 мм4
Находим условную критическую силу Ncr и коэффициент увеличения начального эксцентриситета :
эксцентриситет e0 = 175 мм > 01h = 01600 = 60 мм поэтому φ
условная критическая сила вычисляется по формуле:
т.е. размеры сечения достаточны;
Коэффициент увеличения начального эксцентриситета:
Расчетный эксцентриситет продольной силы:
Определим требуемую площадь сечения симметричной арматуры:
Необходимая площадь рабочей арматуры составляет:
см2 т.е. усилия воспринимаются бетоном.
Окончательно принимаем в надкрановой части колонны у граней перпендикулярных плоскости изгиба по 216 А-III (As = As’ = 402 см2).
Коэффициент армирования сечения:
незначительно отличается от первоначально принятого = 0005.
Расчет из плоскости изгиба
За высоту сечения принимаем его размер из плоскости поперечной рамы т.е. в этом случае:
Расчетная длина надкрановой части из плоскости составляет:
Так как гибкость из плоскости:
меньше гибкости в плоскости изгиба l0 h = 15 расчет из плоскости изгиба можно не выполнять.
3. Расчет подкрановой части колонны
Cечение ветви bxh=500x300мм расстояние между осями ветвей c = 1400мм.
От полной расчетной нагрузки: М=1107.48 кНм N=1268.59 кН Q=59.55 кН
От постоянной и длительных нагрузок: M=649.85 кНм N=1083.78 кН
Расчетная длина подкрановой части колонны:
Приведенный радиус инерции двухветвевой колонны в плоскости изгиба:
Приведенная гибкость сечения: – необходим учет прогиба колонны на величину эксцентриситета.
e0 = MN = 110748126859 = 0873 = 873 мм
Момент инерции сквозного сечения арматуры::
Момент инерции арматуры: 2=2*750(14002)2=735*106 мм4
Условная критическая сила вычисляется по формуле:
Определим усилия в ветвях колонны:
ea2 = h30 = 30030 = 10 мм;
Так как 151 мм>28мм то
Принимаем симметричное армирование ветвей:
Относительная высота сжатой зоны бетона:
Окончательно принимаем в надкрановой части колонны у граней перпендикулярных плоскости изгиба по 232 А-III (As = As’ = 1608 см2).
4. Расчет промежуточной распорки.
Изгибающий момент в распорке:
Сечение распорки прямоугольное: b=800мм h=500мм h0=500-30=470 мм
Принимаем 218А-III (As = As’ = 509 см2).
Поперечная сила в распорке:
Проверим условие по (п.3.31) СНиП 2.03.01-84*
Так как Q=203.04 кН > 1398 кН то поперечную арматуру принимаем конструктивно dw=6мм класса A-I с шагом s=150мм.
Расчет фундамента под колонну ряда Б
Бетон класса В20 с расчетными характеристиками при коэффициенте условий работы бетона γb2 = 11: Rb = 11·115 = 1265 МПа; Rbt=11·09=099 МПа; Rbsеr = 15 МПа; Rbtser = 14 МПа; Еb =24000 МПа.
По фундамента предусмотрена бетонная подготовка из бетона класса В35 толщиной 100 мм.
Арматура класса А-III защитный слой а = 40 мм Es = 210 5 МПа Rs = Rsс =365 МПа.
Характеристики грунта: R0 = 03 МПа m = 22 кНм3 – расчетное сопротивление грунта и средний объемный вес фундамента и грунта на его обрезах. Максимальные усилия в фундаменте от расчетной нагрузки: M = -73642 кН·м; N = -14106 кН; Q = 1708 кН.
Нормативные усилия на обрезе фундамента:
2. Определение размеров фундамента
Нормативная глубина промерзания грунтов для Данкова равна 120 см следовательно глубину заложения фундамента предварительно принимаем Н1 = 1200 мм.
Из конструктивных соображений учитывающих необходимость надежной анкеровки стержней продольной арматуры колонны высота фундамента:
hст- глубина стакана фундамента принимаемая равной:
-диаметр продольных стержней колонны – зазор между торцов колонны и дном стакана.
Окончательно принимаем высоту фундамента:
H = max (H1 H2 H3 ) = max (1200 1050 850) = 1200 мм.
Так как высота фундамента должна быть кратна 300 мм принимаем
h =1200 мм следовательно количество ступеней – три.
Предварительная площадь фундамента:
кНм3-средний удельный вес фундамента и грунта на его уступах.
Размеры сторон фундамента:
=ba - соотношение сторон подошвы фундамента принимаемое равным 12-15.
Принимаем ширину фундамента: b =21 м (кратный 03 м) тогда:
Эксцентриситет с учетом веса фундамента и грунта на его уступах:
d = h + 015 = 12 + 015 = 135 м – глубина заложения подошвы фундамента.
Среднее значение давления под подошвой фундамента с учетом веса фундамента и грунта на его уступах:
Определим наибольшее и наименьшее значение давления под подошвой фундамента с учетом веса фундамента и грунта на его уступах:
Так как d 2 м и b > 1 м то расчетное давление на грунт определяется по формуле:
=005 – для оснований сложенных пылеватыми песками супесями суглинками и глинами;
Проверим необходимые условия:
Следовательно принятые размеры фундамента достаточны.
3. Расчет фундамента на продавливание
Определим площадь продавливания по формуле:
Aout= 05 b (a - abot – 2 hboto) - 025 (b - bbot – 2 hboto)2 =
= 05 21 (27 – 09 – 2 0515) - 025 (21 - 07 – 2 0515)2 = 0774 м2 где
hboto = hbot – 35 =550 – 35 =515 мм –рабочая высота дна стакана.
abot = hcol +2 5 = 80 + 10 = 90 см bbot = bcol +2 5 = 60 + 10 = 70 см – размеры дна стакана.
Средняя ширина стакана:
bm= bbot + hboto = 70 + 515 = 1215 см.
Прочность на продавливание проверим из условия:
условие выполняется прочность дна стакана на продавливание колонной обеспечена.
4. Расчет арматуры фундамента
Определим давление на грунт в наиболее нагруженной точке (у края фундамента) а также в сечениях I-I II-II III-III (рис.21).
Расчет продольной арматуры:
Краевое давление под подошвой фундамента:
Давление в расчетных сечениях:
Определим расчетные изгибающие моменты в сечениях I-I II-II III-III:
Площадь сечения арматуры подошвы фундамента определим по формуле:
-рабочая высота i-того сечения от обреза фундамента до центра тяжести арматуры равные:
ho1=h1-as=03-0035=0265 м;
ho2=(h1+h2)-as=(03+03)-0035=0565 м;
ho3=h- as =12-0035=1165 м
- коэффициент определяемый по таблице 20 [11] в зависимости от αm вычисляемого по формуле:
Тогда площади сечения арматуры плитной части фундамента:
По наибольшему требуемому диаметру принимаем арматуру в продольном направлении: 10 14 А- III As = 1539 см2 с шагом 250 мм.
Расчет поперечной арматуры:
Определим расчетные изгибающие моменты в сечениях 4-4 5-5 6-6:
По наибольшему требуемому диаметру принимаем арматуру в поперечном направлении: 8 10 А- III As = 628 см2 с шагом 300 мм.
Расчет плитной части фундамента на поперечную силу не требуется так как соотношение сторон подошвы фундамента (ba)08>05.
Расчет подколонника и его стаканной части.
Стенки стакана конструктивно армируем сетками 810 А-III с шагом 250 мм.
Библиографический список
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. – М.: Госстрой СССР 1986. – 106 с.
СП 20.1330.2011 Нагрузки и воздействия. М.: Минрегион России 2011.
Заикин А.И. Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий: Учеб. Пособие. А.И. Заикин. М.: АСВ 2006. – 272 с
Байков В. Н. Железобетонные конструкции. Общий курс. Учеб. для вузов. В.Н. Байков Э.Е.Сигалов – М.: Стройиздат 1991. – 767 с.:ил.
Методические указания №1765. [Текст]: Суслов И.А. Пантелькин И.И. Горюнов М. М. Методические указания для студентов специальности ПГС курсовое и дипломное проектирование по теме «Проектирование отдельно стоящих фундаментов под колонны зданий и сооружений». – Липецк ЛГТУ 1995. –32 с.
Пантелькин И.И. Расчет элементов железобетонных конструкций [Текст]:учеб. пособие И. И. Пантелькин.-М. Изд-во Ассоц. строит. вузов 1998.- 188 с.
Металлические конструкции. В 3 т. Т.2. Конструкции зданий: Учеб. для строит. вузов В.В. Горев Б.Ю. Уваров В.В. Филиппов Г.И. Белый и др.; Под ред. В.В. Горева – 2-е изд. испр. – М.: Высшая шк. 2002. – 528 с.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (без предварительного напряжения) ЦНИИпромзданий НИИЖБ. М.:ЦИТП Госстроя СССР.
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособиеПод ред. А. Б. Голышева. Киев: Будивельник.
Справочник проектировщика. Типовые сборные железобетонные конструкции для промышленного строительста. М.:Строиздат.
«Железобетонные и каменные конструкции» для студентов специальности 2903 (Расчет и конструирование элементов монолитного ребристого перекрытия):Метод. Указания к выполнению курсового проекта №1 ЛГТУ: Сост. М.В. Горюнов И.И. Пантелькин В.В. Кузнецов. Липецк 1990–32 с.