ЖБК Одноэтажное промышленное здание 54,0 х 30,0 м

Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий.dwg

ТГАСУ Кафедра инженерной графики
Микрорайон Пасмурный
Основание для разборки учебной проектной документации
Учебная проектная документация
Общие чертежи здания
выполнена на основании учебного задания на разработку документации
Исходные данные для подготовки учебной проектной
система проектной документации для строительства
Основные требования к проектной и
рабочей документации
Правила выполнения рабочей документации архитектурных и конструктивных решений
Единая система конструкторской документации
Основные требования к чертежам
Обозначения графические материалов и правила
их нанесения на чертежах
Система проектной документации для строительства
Условные изображения элементов
сооружений и конструкций
Условные обозначения элементов
Перечень учебной литературы
разработке документации
Единые требования по выполнению строительных чертежей
Строительное черчение учеб
пособие и контрольные
Официальный учебный курс
Н Компьютерная графика
Разработка общих чертежей здания в среде САПР
Данные характеризующие объект разработки. q*; Описание объемно - планировочного решения здания. Двухэтажное общественное здание. Длина здания 27000 мм ( по осям 1-4 ) Ширина здания 10800 мм ( по осям А-Д ) Здания в плане имеет П-образную форму. Двери в здании: высота 2410 мм. Ширина двери: Д1 1510 мм Д2 910 мм За нулевую отметку в здании принят уровень пола первого этажа. Высота этажа 2800 мм. Высота помещения 8000 мм. Решения по наружной части здания. Стены здания кирпичные: наружные толщиной в два кирпича
внутренние - в полтора. Несущие в осях А - В
самонесущие в осях 1
толщиной 510 мм и 380 мм Наружные стены здания окрашены фасадным водно-дисперсионными красками по грунтовому покрытию. Оконные проемы административного здания с четвертями
переплеты с двойным остеклением. Высота 1510 мм. Ширина окон: ОК1 1510 мм
Двери проемные: наружные с чертвертями
внутренние без чертвертей. Отмоска - монолитная бетонная
шириной 1000 мм. Решения по внутренней части здания. Полы жилых комнат
прихожих первого этажа - линолиум. Утепление полов первого этажа - плиты " Стирэкс". Полы ванных
кухонь - керамическая плитка. Полы лестничных клеток - бетонные
без дополнительной отделки. Полы тамбуров в Д1. Входные двери в помещение Д2. Двери внутри помещений филенчатые облегченные. Панели перекрытия - железобетонные пустотные плиты Перегородки из гинсобетона плит толщиной 160 мм.
План первого этажа М 1:100
Приложение. Учебное задание "Общие чертежи здания
Прослойка из водостойкой мастики
Звукоизоляция-др-волокн плита 60
Стропила 150х150 через 1200
Обрешётка из досок 150х20
СВ5-300х300 l=6000 7шт.
Схема расположения плит
Панель перекрытия П-1 и арматурные изделия
Плиты и монолитные участки
строительный факультет
Одноэтажное промышленное
Стропильная балка 1БДР-18
Расстановка арматуры в балках типа БДР-18
Геометрическая схема и расчетные сечения
удовлетворяющих требованиям
Балки изготавливать в горизонтальном положении
Натяжение напрягаемой арматуры механическим
смотреть совместно с листом 4.
Спецификация арматурных изделий.
смотреть совместно с листом 3.
сварку производить электродами Э42
Предварительное напряжение рабочей арматуры
нижнего пояса принимаем равным 700МПа.
Передаточную прочность бетона принимаем
Инв.№ подл. и дата Взам. инв.№
СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ СТРОПИЛЬНЫХ ФЕРМ
СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ СТЕНОВЫХ ПАНЕЛЕЙ
СПЕЦИФИКАЦИЯ К СХЕМЕ РАСПОЛОЖЕНИЯ
РАСЧЕТНАЯ СХЕМА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
РАСПОЛОЖЕНИЯ ФУНДАМЕНТОВ И
Данный лист смотреть совместно с листами 2
Район строительства - г. Москва.
Колонна фахверка КФ1
ОГРАЖДАЮЩИЕ КОНСТРУКЦИИ
СТРОПИЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Стеновые панели 12000х300х1200
Стеновые панели 12000х300х1800
Доборные стеновые панели
Связи горизонтальные
Подкрановая балка ПБ1
Подкрановая балка ПБ2
Колонна К1 L=11850 мм
Спецификация сборных элементов
Район строительства - г. Томск.
Одноэтажное промышленное здание
Схема расположения стропильных ферм
Колонны крайнего ряда
Колонна К2 L=11850 мм
Колонна К6 L=11850мм
Колонны среднего ряда
Колонна К7 L=11850мм
Подкрановая балка ПБ1 L=6000 мм
Подкрановая балка ПБ2 L=5850 мм
Безраскосная ферма ФБ 18-II
Плита покрытия П-2 6х3 м
Колонна фахверка КФ2
Колонна фахверка КФ3
Колонна К3 L=11850 мм
Колонна К4 L=11850 мм
Колонна К5 L=11850 мм
Колонна К8 L=11850мм
Данные для расчетной схемы:
Пароизоляция - 1слой "Бикроэласт
Утеплитель - керамзит 120 мм (р=5 кНм³)
Цементная стяжка 20 мм
Гидроизоляционный ковер - 2 слоя "Унифлекс
Схема расположения стеновых панелей
Расчетная схема поперечной рамы
Закладная деталь для крепления упора балки
Упор подкрановой балки
Ж.б подкрановая балка
Соединение на болтах
Фрагмент схемы расположения фундаментов
Опалубочный чертеж К1
Спецификация арматурных изделий на К1. Каркасы КП1
Сборочные единицы и детали
Спецификация арматурных изделий на К1
ø6 В500 ГОСТ 6727-80 l=580 мм
ø6 В500 ГОСТ 6727-80 l=300 мм
Риски разбивочных осей
Схема армирования К1
ø18 А400 ГОСТ 5781-82 l=4800 мм
ø5 В500 ГОСТ 6727-80 l=580 мм
ø5 В500 ГОСТ 6727-80 l=380 мм
ø28 А400 ГОСТ 5781-82 l=8200 мм
ø32 А400 ГОСТ 5781-82 l=8200 мм
ø16 А400 ГОСТ 5781-82 l=8200 мм
ø8 В500 ГОСТ 6727-80 l=680 мм
ø8 В500 ГОСТ 6727-80 l=380 мм
ø6 В500 ГОСТ 6727-80 l=380 мм
ø6 В500 ГОСТ 6727-80 l=2850 мм
ø6 В500 ГОСТ 6727-80 l=1840 мм
ø6 В500 ГОСТ 6727-80 l=1400 мм
ø6 В500 ГОСТ 6727-80 l=350 мм
ø18 А400 ГОСТ 5781-82 l=1250 мм
Стропильная балка БДР-18. Сечения
Примечания: q*;1. Данный лист смотреть совместно с листами. 2. Способ натяжения арматуры - механический на упоры. 3. Величина предварительного напряжения арматуры sp=500 МПа. 4. Передаточная прочность бетона равна Rbp=25 МПа.
Арматурный чертеж балки БДР-18
Стропильная балка БДР-18. Сетка. Каркасы. Спецификация.

Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий.doc

МИНИСТЕРСТВО НАУКИ И ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ БЮДЖЕТНОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ
УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ
«ТОМСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ АРХИТЕКТУРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ»
Факультет строительный
Кафедра «Железобетонные и каменные конструкции»
Дисциплина Железобетонные и каменные конструкции
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовому проекту №2
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ
Данные для выполнения проекта3
Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий с
1. Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок4
2. Проектирование стропильных конструкций12
2.1. Решетчатая балка12
Оптимизация стропильной конструкции17
1. Проектирование колонны17
1.1. Определение расчетных комбинаций усилий и
продольного армирования17
2. Конструирование продольной и поперечной арматуры
в колонне и расчет подкрановой консоли24
Расчет и конструирование монолитного внецентренно
нагруженного фундамента под колонну26
Данные для выполнения проекта
Шаг колонн в продольном направлении м
Число пролетов в продольном направлении
Число пролетов в поперечном направлении
Высота до низа стропильной конструкции м
Тип стропильной конструкции и пролет
Грузоподъемность мостовых кранов тс
Тип конструкции кровли
Класс бетона монолитной конструкции и фундамента
Класс бетона для сборных конструкций
Класс бетона предварительно напряженной фермы
Класс арматуры монолитной конструкции и фундамента
Класс арматуры сборных ненапрягаемых конструкций
Класс предварительно напрягаемой арматуры
Тип и толщина стеновых панелей
Проектируемая колонна по оси
Номер расчётного сечения колонны
Глубина заложения фундамента м
Расчетное сопротивление грунта МПа
Влажность окружающей среды
Железобетонные конструкции одноэтажных
промышленных зданий с мостовыми кранами
1. Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок
Данные для проектирования напечатанные ЭВМ:
Решение. Компоновку поперечной рамы производим в соответствии с требованиями типизации конструктивных схем одноэтажных промышленных зданий. Находим высоту надкрановой части колонн принимая высоту подкрановой балки 12 м (по приложению XII) а кранового пути 015 м с учетом минимального габарита приближения крана к стропильной конструкции 01 м и высоты моста крана грузоподъемностью 102 т Нк = 19 м (см. приложение XV):
Н2 > 08 + 19 + 015 + 01 = 295 м.
С учетом унификации размеров колонн серии 1.424.1 (приложение V) назначаем Н2 = 33 м. Высоту подкрановой части колонн определяем по заданной высоте до низа стропильной конструкции 1080 м и отметки обреза фундамента – 0150 м при Н2=33 м: Н1 = 1080 33 + 015 = 765 м. Расстояние от верха колонны до уровня головки подкранового рельса соответственно будет равно у = 33– 08 015 = 255 м. Для назначения размеров сечений колонн по условию предельной гибкости вычислим их расчетные длины в соответствии с требованиями таблицы IV.9 приложения IV. Результаты представлены в таблице 1.
Расчетные длины колонн (l0)
При расчете в плоскости поперечной рамы
В перпендикулярном направлении
при учете нагрузок от крана
без учета нагрузок от крана
Согласно требованиям п.10.2.2 [5] размеры сечений внецентренно сжатых колонн должны приниматься так чтобы их гибкость l0r (l0h) в любом направлении как правило не превышала 120 (35).
Следовательно по условию максимальной гибкости высота сечения подкрановой части колонн должна быть не менее 131435 = 0375 м а надкрановой – 82535 = 0235 м. С учетом требований унификации для мостовых кранов грузоподъемностью 125 т принимаем поперечные сечения колонн в надкрановой части 400×380 мм.
В подкрановой части для крайних колонн назначаем сечение 400×700 мм а для средней – 400×600 мм. В этом случае удовлетворяются требования по гибкости и рекомендации по назначению высоты сечения подкрановой части колонны в пределах (110 114)Н1 =(110 114) 765 = 0805 0574 м.
В соответствии с таблицей габаритов колонн (приложение V) и назначенными размерами поперечных сечений принимаем для колонн крайнего ряда по оси А номер типа опалубки 1 а для колонн среднего ряда по оси Б номер типа опалубки 7.
Стропильную конструкцию по заданию принимаем в виде двухскатной решетчатой балки БДР-18.
По приложению Х назначаем марку балки 1БДР-18 с номером типа опалубочной формы 4 с максимальной высотой в середине пролета 164 м (объем бетона 346 м3).
По приложению XI назначаем тип плит покрытия размером 3×6 м (номер типа опалубочной формы 2 высота ребра 300 мм приведенная толщина с учетом заливки швов бетоном 700 мм).
Толщина кровли (по заданию тип 1) согласно приложению XIII составляет 170 мм.
По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей. В соответствии с приложением XIV принимаем панели из ячеистого бетона марки по плотности D800 толщиной 200 мм. Размеры остекления назначаем по приложению XIV с учетом грузоподъемности мостовых кранов.
Определяем постоянные и временные нагрузки на поперечную раму.
Постоянные нагрузки. Распределенные по поверхности нагрузки от веса конструкции покрытия заданного типа приведены в таблице 2.
С учетом шага колонн в продольном направлении 6 м и коэффициента надежности по назначению здания γn = 11 (класс сооружения КС – 3) расчетная постоянная нагрузка на 1 м ригеля рамы будет равна g = 4623611 = 3058 кНм.
Нормативная нагрузка от 1 м2 стеновых панелей из ячеистого бетона марки D800 при толщине 200 мм составит 8802 = 176 кНм2 где 88 кНм3 – плотность ячеистого бетона определяемая согласно п. 2.13[16].
Постоянная нагрузка от 1м2 покрытия
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности по нагрузке
Слой гравия втопленный в битум
Гидроизоляционный ковер – 2 слоя «Унифлекс»
Пароизоляция 1 слой Бикроэласт
Ребристые плиты покрытия размером 3×12 м с учетом заливки швов
Безрасконая ферма (Vb =415 м3 про-лет 18 м шаг колонн 6 м) 41525(186)=0961 кНм2
Нормативная нагрузка от 1 м2 остекления в соответствии с приложением XIV равна 05 кНм2.
Расчетные нагрузки от стен и остекления оконных переплетов:
на участке между отметками 102 и 126 м
G1 = 2461761111 = 3058кН;
на участке между отметками 78 и 102 м
G2 = (126176 + 18605)1111 = 2259 кН;
на участке между отметками 00 и 72 м
G3 = (126176 + 6605)1111 = 3929 кН.
Расчетные нагрузки от собственного веса колонн.
подкрановая часть с консолью:
G41 = (06765 + 045045 + 05045045)04 25 11 11 = 5921 кН;
G42 = 33 045 04 25 11 11 = 1769 кН;
G4 = G41 + G42 = 5921 + 1796 = 7717 кН;
подкрановая часть с консолями:
G51 = (06765 + 206 075 + 075075)04 25 11 11 = 7323 кН;
G52 = 33 06 04 25 11 11 = 2395 кН;
G5 = G51 + G52= 7323 + 2395 = 9718 кН.
Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановых балок (по приложению XII) и кранового пути (15 кНм) будет равна:
G6 = (35 + 156 )1111 = 5324 кН.
Временные нагрузки. Снеговая нагрузка для расчета поперечной рамы принимается равномерно распределенной во всех пролетах здания.
Нормативное значение снеговой нагрузки на покрытие определяем по формуле (10.1) [12]:
S0 = ce ct Sg = 1010102 = 2 кНм2
где се = 10 – коэффициент учитывающий снос снега от ветра принят по п. 10.11 [12];
сt = 10 – термический коэффициент принят по п. 10.11 [12];
= 10 – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке принято в соответствии с п. 10.4 [12];
Sg = 2 кПа – нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли для г. Томск (IV снеговой район) в соответствии с таблицей 10.1 [12].
Расчетное значение снеговой нагрузки будет равно:
S = S0 γf = 214 = 28 кНм2
где γf = 14 – коэффициент надежности по снеговой нагрузке согласно п. 10.12 [12].
При этом длительная составляющая будет равна 05·28 = 14 кНм2 где коэффициент 05 принят по п. 10.11 [12].
Тогда расчетная нагрузка от снега на 1 м ригеля рамы с учетом шага колонн в продольном направлении и класса ответственности здания будет равна:
рsn= 28 6 11 = 1848 кНм.
Длительно действующая часть снеговой нагрузки составит:
рsnl = 14 6 11 = 924 кНм.
Крановые нагрузки. По приложению XV находим габариты и нагрузки от мостовых кранов грузоподъемностью Q = 16 т (15695 кН):
ширина крана Вк = 55 м;
база крана Aк = 44 м;
нормативное максимальное давление колеса крана на подкрановый рельс Pma
масса тележки Gт = 37 т;
общая масса крана Gк = 205 т.
Нормативное минимальное давление одного колеса крана на подкрановый рельс (при 4 колесах):
Pminn = 05(Q + Qк ) – Pmaxп = 05(12262 + 15696) 120 = 1979 кН.
Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо крана направленная поперек кранового пути и вызываемая торможением тележки при гибком подвесе груза будет равна:
Тп = 05 005(Q + Qт) = 05005(12263 + 2943) = 38 кН.
Расчетные крановые нагрузки вычисляем с учетом коэффициента надежности по нагрузке γf = 12 согласно п. 9.8 [12].
Определим расчетные нагрузки от двух сближенных кранов по линии влияния (рис. 1) без учета коэффициента сочетания :
Рис. 1. Линия влияния давления на колонну и установка крановой нагрузки в невыгодное положение
максимальное давление на колонну:
Dmax = Pmaxп γf Σy γп = 120 12 211 11 = 33422 кН
где Σy – сумма ординат линии влияния Σy = 1 + 083 + 01+018 = 211;
минимальное давление на колонну:
тормозная поперечная нагрузка на колонну:
Т = Тп γf Σy γп = 38 12 211 11 = 1058 кН.
Ветровая нагрузка. Томск расположена во III ветровом районе по скоростным напорам ветра. Согласно п. 11.1.4 [12] нормативное значение ветрового давления равно w0 = 038 кПа.
Согласно 11.1.5 [12] эквивалентная высота ze = h = 1291 м где h – высота здания. Коэффициент k(ze) учитывающий изменение ветрового давления с учетом эквивалентной высоты вычисляем по формуле (11.4) [12]:
k(ze)=k10 (ze 10 )2α = 1 (129110)04 = 01079
где параметры k10 = 1 и α = 015 приняты по таблице 11.3[12] (см. приложение XVI) для заданного типа местности А.
Нормативные значения средней составляющей ветровой нагрузки wm определяем по формуле (11.2) [12]:
для наветренной стены wm= w0 k(ze)ce= 038107908 = 0328 кПа;
для подветренной стены wm–= w0 k(ze)ce-= 038107905 = 0205 кПа;
где аэродинамические коэффициенты се = 08 и се– = 05 приняты по таблице Д.2 [12].
Пульсационную составляющую ветровой нагрузки будем вычислять по формуле (11.5) [12] следуя указаниям примечания к п. 11.1.8[12].
Для этого находим коэффициент пульсации давления ветра по формуле (11.6) [12]:
(ze)=10 (ze 10 )–α = 076 (129110)–020 = 0731
где параметры 10 = 076и α = 015 приняты по таблице 11.3[12] (см. приложение XVI) для заданного типа местности А.
По таблице 11.6 [12] (см. приложение XVI) определяем коэффициент пространственной корреляции пульсаций давления v = 0744 (при высоте здания h=1291 м и длине здания равной произведению шага колонн в продольном направлении на число пролетов в продольном направлении по заданию: 6 5 = 30 м).
Теперь можно вычислить нормативные значения пульсационной составляющей ветровой нагрузки wp по формуле (11.5) [12]:
для наветренной стены wp =wm(ze)v= 0328 07310744 = 0178 кПа;
для подветренной стены wр–= wm–(ze)v = 020507310744 = 0111 кПа.
Тогда согласно формулы (11.1) [12] с учетом коэффициента надежности по нагрузке γf = 14 шага колонн 6 м и с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn= 11 получим следующие значения расчетных ветровых нагрузок:
равномерно-распределенная нагрузка на колонну рамы с наветренной стороны:
w1= (wm +wp) γf L γn = (0328+0178)14611 = 467 кНм;
то же с подветренной стороны:
w2= (wm– +wp–) γf L γn = (0205 +0111)14611 = 291 кНм;
расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка от давления ветра на ограждающие конструкции выше отметки 120:
W= (w1+ w2)(hhнск) = (467 +291 )(12911080)=1599 кН.
Расчетная схема поперечной рамы с указанием мест приложения всех нагрузок приведена на рисунке 2.
Рис. 2. Расчетная схема поперечной рамы
2. Проектирование стропильных конструкций
2.1. Стропильная балка.
Класс бетона предварительно напряженных конструкций
Решение. Воспользуемся результатами автоматизированного статичес-кого расчета решетчатой балки БДР-18.
Характеристики бетона и арматуры для стропильной балки.
Бетон класса В45 Rb = 25 МПа Rbt=15 Мпа.
Продольная рабочая напрягаемая арматура класса А800 Rsn= 800 МПа; Rs=695 МПа. Продольная рабочая ненапрягаемая арматура класса А500 Rs=435 МПа Rsс=435 МПа Es = 200000 МПа. По таблице IV.1 приложения IV для элемента без предварительного напряжения с арматурой класса А500 находим R = 0493 и αR = 0372.
Поперечная рабочая арматура класса В500 Rsw=300 МПа.
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры: sp = 500 МПа 09 Rsn = 09800 = 720 МПа и более 03 Rsn = 03800 =240 МПа т.е. требования п. 9.1.1[5] удовлетворяются.
Принимаем ’sp = sp = 500 МПа.
Назначаем передаточную прочность бетона Rbp = 30 МПа удовлетворяю-щую требованиям п. 6.1.6 [5].
Расчет элементов нижнего пояса балки. Сечение 12 нормальное к продольной оси элемента N = 151080 кН; М = 3374 кН м.
Расчет прочности выполняем согласно п. 3.70 [7] c уточнением для предварительно напряженного элемента. Вычисляем эксцентриситет продольной силы е0 = М N = 3374 151080 = 00223 м = 2223 мм. Вычисляем эксцентри-ситет е' = е0 + h 2 а'р = 2223+ 300 2 60 = 1123 мм.
Так как е' = 1123 мм h0 а'р = 240 60 = 180 мм то продольная сила приложена между равнодействующими усилий в арматуре Sp и S'р и требуемую площадь сечения симметричной арматуры определяем по формуле (3.138) [7]:
Asp =Nе'[γs3 Rs(h0 а'р)] =
=151080103 1123[11695(240 60)] = 1232 мм2;
где γs3= 11 (см. п. 3.9 [9]).
Рис. 3. Расчетная расположения сечений в балке.
Принимаем по 420А800 Aspfact = 1256 мм2;
A'sp = Nе'[γs3 Rs(h0 а'р)] =
=151080103 677[11695(240 60)] = 743 мм2;
Принимаем по 22А800 Aspfact = 760 мм2;
Выполняем расчет прочности наклонного сечения нижнего пояса балки в наиболее загруженном элементе между расчетными 9 и 10 (см. рис.3.7 и 3.8 б) в соответствии с п. 334 [9] c учетом указаний п. 3.71 [7] на действие поперечной силы Q = 4351 кН.
Расчет выполняем с учетом наличия продольной растягивающей силы N = =133820 кН и усилия обжатия от напрягаемой арматуры расположенной в наиболее растянутой зоне Р=sp2Asp=3501256=439600 H=4396 кН где sp2 = =07sp= 07500 = 350 МПа. (Коэффициент 07 учитывает что полные потери предварительного напряжения приблизительно будут равны 03sp).
Примем поперечное армирование по конструктивным соображениям в виде замкнутых двухветвевых хомутов из арматуры диаметром 5 мм класса В500 с шагом sw=120 мм h02 = 2402 = 120 мм (Asw=2196= 392 мм2 Rsw = 300 МПа).
Определим коэффициент φnt по формуле (3.143) [7] принимая А= bh = =240300 = 7200 мм2:
Вычисляем величины Mb и qsw:
Mb = 15Rbtb φnt = 15152402402 5546 = 5608106 Нмм;
qsw = Rsw Asw sw = 300392120 = 98 Нмм.
Поскольку qsw > 025 Rbtb φnt =025152405546=1622 Н мм то Mb не корректируем.
Находим Qbmin = 05 Rbtb φnt = 05142402405546 = 7781 H= 7781кН.
Так как поперечная сила не изменяется по длине элемента принимаем длину проекции наклонного сечения равной длине элемента с =700 мм > 3h0 = =3240 = 720 мм следовательно с = 700 мм. Тогда с0 = с = 700 мм > 2 h0 =2240 = =480 мм т.е. с0 = 480 мм.
Поскольку Qb=Mb с =5608106 700 = 8011 Н = 8011 кН Qbm Qsw=075 qsw с0 =07598048= 3528 кН.
Таким образом предельная несущая способность нижнего пояса балки в наиболее опасном наклонном сечении будет равна:
Q = Qb + Qsw =8011+3528=4329> Q = 432 кН
следовательно прочность нижнего пояса балки на действие поперечной силы обеспечена. Требования п. 3.36 [9] также выполняются поскольку:
swmax= Rbtb Q =15·240·2402 (4351·103 ) = 476 мм > sw= 120 мм.
Расчет элементов верхнего пояса балки. Для сечения 4 имеем усилия от расчетных нагрузок: N = 1520 кН; М = 7455кНм.
Расчетная длина в плоскости балки согласно таблице IV.10 приложения
IV будет равна l0 = 09 15=135 м. Так как l0h = 1350 420 = 321 4 то расчет ведем без учета прогиба элемента.
Находим: е0 = MN = 74551520= 0049 м = =49 мм . Поскольку случайный эксцентриситет: ea=h30 = 14 мм е0= 49 то принимаем наибольшее значение е0 = 49 мм. Тогда эксцентриситет продольного усилия относительно арматуры S будет равен e= ea+( h0 а'р) 2=49+(380-40)2=219 мм.
Принимаем в сжатой и растянутой зонах конструктивное армирование по
Элемент 1 -2 сечение наклонное к продольной оси (рис. 3.9б )
Q = 6433 кН N = 134830 кН
Расчет выполняем согласно пп. 3.41 и 3.52 [7]. Находим коэффициент φn2 по формуле (3.84) [7]:
Проверим условие (3.64) [7]: 25Rbtbh0 = 2515240380 = 342103 Н = =2548 кН > Qmax = 6433 кН т. е. условие выполняется.
Проверим условие (3.65) [7] принимая максимальное конструктивное значение с = 700 мм;
т. е. и второе условие выполняется. Следовательно прочность наклонного сечения обеспечена без поперечной арматуры.
С учетом конструктивных требований для сжатых элементов принимаем поперечную арматуру для верхнего пояса фермы диаметром 5 мм класса В500 с шагом 100 мм 15d = 1510 = 150 мм.
Расчет стоек фермы. Стойки решетчатой балки рассчитываются на неблагоприятные сочетания усилий N и М. Для расчета рассмотрим порядок определения площади сечения продольной арматуры в сжато–изогнутой стойке 17-18 N = 339 кН; М = Мmax = 2865 кНм.
Сначала определим сечение продольной рабочей арматуры у наиболее рас-
тянутой грани (слева) при действии изгибающего момента
Вычисляем эксцентриситеты ea и e:
е0 = MN = 55272207838 = 002659 м = =2659 мм
Расчет сечения несимметричной продольной арматуры выполняем по
формулам (3.102) и (3.107) [7].
Поскольку то расчет ведем без учета сжатой арматуры.
Принимаем у левой грани
Расчет и конструирование опорного узла балки. Подбор поперечной арматуры в опорной части балки выполняем на действие поперечной силы Q = =36599 кН учетом усилия обжатия
Рабочая высота в конце наклонного сечения будет равна:
По формуле (3.53а) [9] определяем коэффициент для этого принимая
Определим требуемую интенсивность хомутов принимая длину проекции
наклонного сечения равной расстоянию от опоры до первого груза с= 2850 мм
и проекцию опасного наклонного сечения .
Поскольку то требуемую интенсивность поперечного армирования вычисляем по формуле (3.57)[9]:
Согласно требованиям п. 5.12 [9] будем армировать опорную часть балки двумя сетками с поперечной арматурой диаметром 7 мм из стали класса В500 (Asw=15 мм2 Rsw = 300 МПа).
Проверяем условие прочности (3.73) [9]:
Так как то прочность наклонного сечения опорной части балки на действие изгибающего момента обеспечена и не требуется корректировать параметры поперечного армирования.
Оптимизация стропильной конструкции
1. Проектирование колонны
1.1. Определение расчетных комбинаций усилий
и продольного армирования
Результаты автоматизированного статического расчета поперечной рамы печатаются ЭВМ только для проектируемой колонны по заданию. Для анализа напряженного состояния колонны необходимо построить эпюры изгибающих моментов от действия различных нагрузок в наиболее характерных загружениях (1 2 6 7 8 9 10 11 12 1314 и 15). Схема расположения сечений по высоте колонны дана на рисунке 4 а.
В обозначениях нагрузок приняты следующие сокращения:
АБ – нагрузка в пролете между осями А и Б;
БВ – то же между осями Б и В;
К или Кран. – нагрузка от мостовых кранов;
Т на А – действие тормозного усилия на колонну по оси А (> – слева – справа);
Т на Б – то же на колонну по оси Б;
Снеговая L – длительная составляющая снеговой нагрузки;
Снеговая SH – кратковременная составляющая снеговой нагрузки.
Основные сочетания расчетных усилий составляются только для заданного сечения в колонне в виде четырех неблагоприятных комбинаций усилий N и М. В соответствии с п. 6.2 [12] основные сочетания нагрузок (или усилий от них) состоящие из постоянных длительных и кратковременных нагрузок вычисляются по формуле (6.1) [12]:
Cm=Pd+(l1Pl1+ l2Pl2+ l3Pl3+ . . .)+ (t1Pt1+ t2Pt2+ t3Pt3+ . . .)
где Cm – усилие для основного сочетания нагрузок;
Pd – усилие от постоянной нагрузки;
ti(l=1 2 3 . . . ) – коэффициенты сочетаний для усилий от кратковремен-
В соответствии с п. 6.3 и 6.4 [12] для основных сочетаний нагрузок (усилий) значения коэффициентов сочетания нагрузок (усилий) определяются следующим образом:
– для усилий от длительных нагрузок (от длительной составляющей снеговой нагрузки): l2= l3= . . .= 095
где l1 – коэффициент сочетаний соответствующий основной по степени
влияния длительной нагрузке;
– для усилий от кратковременных нагрузок (кратковременной составляющей снеговой крановой и ветровой нагрузок): t1= 10; t2= 09; t3= t4= . . .= 07
где t1 – коэффициент сочетаний соответствующий основной по степени влияния кратковременной нагрузке; t2 – коэффициент сочетаний соответствую-щий второй по степени влияния кратковременной нагрузке; t3 t4 –коэф-фициенты сочетаний для остальных кратковременных нагрузок.
При учете крановых нагрузок следует рассматривать все возможные варианты их совместного действия (от двух или четырех мостовых кранов) выявляя наиболее невыгодное воздействие с обязательным учетом соответствующих коэффициентов сочетаний по п.п. 9.15 и 9.19 [12].
Так при учете двух кранов режимов работы 1К–6К нагрузки (усилия) от них необходимо умножать на коэффициент сочетаний =085 а при учете четырех кранов =07. При этом горизонтальные нагрузки (усилия от торможения кранов) следует учитывать только от двух наиболее неблагоприятных по воздействию кранов. Более подробно особенности определения расчетных сочетаний усилий будут рассмотрены в примере расчета.
Для подбора продольной арматуры в каждом расчетном сочетании усилий N и M необходимо вычислить и длительные составляющие усилий.
Площадь сечения симметричной или несимметричной продольной арматуры заданного класса подбирается с учетом требований минимального конструктивного армирования.
Расчет несимметричного армирования рекомендуется выполнять в следующей последовательности:
определяется площадь сечения продольной арматуры со стороны менее растянутой грани по условию симметричного армирования;
вычисляется площадь сечения несимметричной продольной арматуры со стороны наиболее растянутой грани при этом сечение сжатой арматуры должно быть не менее полученного значения из предыдущего расчета;
выполняются проверки прочности сечения на остальные комбинации расчетных усилий.
Колонна должна проектироваться из бетона заданного класса для сборных
конструкций. Для расчета воспользуемся результатами автоматизированного статического расчета поперечной рамы полученными от ЭВМ для колонны по оси А. Дополнительными данными из индивидуального задания будут:
Номер расчетного сечения колонны
Решение. Эпюры изгибающих моментов построенные для колонны по оси А представлены на рисунке 4. Анализ эпюр показывает что целесообразно при расчете сечений принимать несимметричное армирование так как моменты в расчетном сечении разных знаков отличаются по абсолютной величине более чем на 25 %.
Особенности вычисления расчетных усилий рассмотрим на примере определения сочетания усилий N и Mmax. По результатам статического расчета поперечной рамы в расчетном сечении 3 – 3 имеем следующие значения положительных изгибающих моментов (в кН·м) от временных нагрузок:
С учетом полученных значений усилий от кратковременных нагрузок получим следующие коэффициенты сочетаний:
t1= 10 – для ветровой нагрузки;
t2= 09 – для крановой нагрузки;
t3= 07 – для кратковременной составляющей снеговой нагрузки.
Определение всех неблагоприятных комбинаций расчетных усилий в сечении 3 – 3 для основных сочетаний нагрузок с учетом требований [12] представлено в таблице 3. Расчет продольной арматуры выполняем согласно требованиям пп. 3.53 – 3.60 [7].
Расчетные характеристики бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В20 Rb=115 МПа Rbt=09 МПа Eb =27500 МПа. Продольная рабочая арматура класса А500 Rs=Rsc=435 MПа Es=200000 МПа. По табл. IV.1 приложения IV для элемента без предварительного напряжения с арматурой класса А500 находим R = 0493 и αR = 0372. Размеры сечения подкрановой части колонны (для принятого при компоновке типа опалубки 4) b = 400 мм h = 600 мм. Назначаем для продольной арматуры a = а' = 50 мм тогда h0 = h – а = 600 – 50 = 550 мм.
Определение сочетаний расчетных усилий в сечении 3-3 колонны по оси А
Расчетные усилия (силы – кН; моменты – кН·м)
Определим сначала площадь сечения продольной арматуры со стороны менее растянутой грани (слева) при условии симметричного армирования от действия расчетных усилий в сочетании Nmin и Mma Nl=33840 кН Ml=-1098 кН·м.
Расчетная длина подкрановой части колонны при учете нагрузок от кранов равна lo=11475 м. Так как loh=1147506=19125>4 то расчет производим с учетом прогиба элемента.
Находим случайный эксцентриситет: еа = h30 = 60030 = 20 мм; еа = еа = 10 мм; принимаем наибольшее значение еа = 20 мм. Вычисляем эксцентриситет е0 = MN = 134833840= 00398 м = 398 мм.
Поскольку е0 = 398 мм > еа = 20 мм то оставляем для расчета е0 = 398 мм. Согласно п. 3.54 [7] определяем коэффициент .
Так как е0 h = 398600 = 006 015 принимаем
С учетом напряженного состояния сечения возьмем для первого приближения коэффициент армирования находим где
По формуле (3.89) [7] определим жесткость
Необходимую площадь сечения симметричной арматуры определим согласно п.3.57 [7]. Для этого вычислим значения:
Так как αn= 01337 R = 0493 то требуемое количество симметричной арматуры определим по формуле (3.93) [7]:
В соответствии с конструктивными требованиями таблицы 5.2[7]:
Поскольку по расчету арматура 440 то для последующих расчетов принимаем
что весьма незначительно отличается от предварительно принятого следовательно расчет можно не уточнять а окончательно принять
Определим площадь сечения продольной арматуры со стороны наиболее растянутой грани (справа) для несимметричного армирования с учетом что со стороны сжатой грани (слева)
В этом случае усилия возьмем из сочетания N и Mmin: N = 47977 кН
Вычисляем эксцентриситет е0 = MN = 803747977= 0167 м = 167 мм.
Согласно п. 3.54 [7] определяем коэффициент .
Так как е0 h = 167600 = 0278 > 015 принимаем
Соответственно получим:
Площадь сечения сжатой арматуры определяем по формуле (3.102) [7]:
Поскольку по расчету не требуется сжатая арматура то площадь сечения растянутой арматуры находим по формуле (3.107) [7] принимая сечение сжатой арматуры Вычисляем:
Проверку прочности сечения выполняем по формулам пп. 8.1.14 и 8.1.15 [5] при заданном армировании.
2. Конструирование продольной и поперечной арматуры в колонне и расчет подкрановой консоли
Решение. Анализируя результаты расчета всех опасных сечений колонны целесообразно в надкрановой части принять у левой грани принимаем продольную арматуру по 214А500 (Asл=Asп=308 мм2 > 264 мм2) а у наиболее напряженной грани справа – 218A500 (Asп=509 мм2 > 404 мм2).
В подкрановой части колонны целесообразно принять симметричную продольную арматуру по 322А500 (Asл=Asп=1140 мм2 > 1080 мм2). Схемы расположения стержней в сечениях приведены на рисунке 5.
Рис. 5. Схема расположения стержней в колонне
Поперечную арматуру в надкрановой части колонны по условию свариваемости принимаем диаметром 5 мм класса В500 а в подкрановой – диаметром 8 мм которая должна устанавливаться в сварных каркасах с шагом не более 15d где d – минимальный диаметр сжатых продольных стержней.
Выполняем проверку принятого продольного армирования на прочность в плоскости перпендикулярной раме при действии максимальных продольных сил.
Для надкрановой части колонны имеем: N=50472 кН; Nl =42156 кН. Размеры сечения: b=380 мм h=400 мм. Назначая а=а'=50 мм получим h0=h–а=400–50=350 мм.
Расчетная длина надкрановой части колонны l0 = 495 м. Так как l0 h = =4950400=1237 20 и класс бетона В20 B35 то проверку прочности выполним в соответствии с п. 3.58[7] как для сжатого элемента на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом.
При NlN=4515650472=0835 по таблице IV.3 приложения IV находим значения коэффициентов φb= 087 и φsb = 0896. По формуле (3.98) [7] находим коэффициент φ=φb+2(φsbφb)αs=087+2(0896 – 087)0203=0880 φsb = 0896.
При φ=0880 несущая способность расчетного сечения колонны вычис-ленная по формуле (3.97)[7] будет равна:
Nu = φ(RbA+RscAstot) = 0880(115·152000+435·817)=
= 1850 ·103 Н = 18520 кН > N = 50472 кН
следовательно прочность надкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной поперечной раме обеспечена.
При проверке прочности подкрановой части колонны в плоскости пер-пендикулярной плоскости изгиба имеем размеры сечения: b=600 мм h=400 мм и расчетную длину Nl = 53401 кН. Поскольку в данном примере отношение l0h= =6120400=153177 то проверку можно не выполнять так как прочность обеспечена и при большей гибкости.
В соответствии с п. Ж.1 [5] производим расчет прочности подкрановой консоли на действие нагрузки от собственного веса подкрановых балок и максимального вертикального давления от двух сближенных мостовых кранов с учетом коэффициента сочетаний
Проверяем прочность консоли на действие поперечной силы при возможном разрушении по наклонной полосе.
то по расчету не требуется поперечная арматура. По конструктивным требова-ниям принимаем хомуты диаметром 6 мм класса A240 устанавливаемые с мак-симально допустимым шагом 150 мм.
Для обеспечения прочности консоли в вертикальном сечении на действие изгибающего момента определяем площадь сечения продольной арматуры по формуле (Ж.2) [5]:
Расчет и конструирование монолитного внецентренно нагруженного фундамента под колонну
Для примера возьмем следующие исходные данные индивидуального задания напечатанные ЭВМ:
Проектируемая колонна по оси
Решение. Вычисленные ЭВМ три комбинации усилий N М и Q для расчета основания и тела фундамента представлены в таблице 4.
Комбинации усилий от колонны для расчета фундамента
Для предварительного определения размеров подошвы фундамента находим усилия и на уровне подошвы фундамента для комбинации усилий с максимальным эксцентриситетом с учетом нагрузки от ограждающих конст-рукций (рис. 6 а).
Расчетная нагрузка от стеновых панелей и остекления равна а для расчета основания Эксцентриситет прило-жения этой нагрузки относительно оси фундамента будет равен е3 = 2002 + 300 = = 400 мм = 04 м.
Анализируя значения усилий в таблице 4 находим что наиболее неблагоприятной комбинацией для предварительного определения размеров подошвы фундамента по условию максимального эксцентриситета (отрыва фундамента) является вторая комбинация усилий.
В этом случае получим следующие значения усилий на уровне подошвы фундамента:
С учетом эксцентриситета продольной силы воспользуемся формулами таблицы IV.12 приложения IV для предварительного определения размеров подошвы фундамента по схеме 1.
Принимая соотношение сторон фундамента =ab=06 вычислим коэффи-циент k по формуле:
Тогда получим следующие ориентировочные размеры сторон фундамента:
Рис. 6. К определению размеров подошвы фундамента:
а – расчетная схема; б – эпюры давлений на грунт; в – план фундамента
Принимаем предварительно размеры подошвы фундамента а = 35 м и b = = 21 м и уточняем расчетное сопротивление песчаного грунта основания с учетом заданной глубины заложения фундамента согласно приложения В [13]:
где и принято для песчаных грунтов по [13].
Определим усилия на уровне подошвы фундамента принятых размеров от нормативных нагрузок и соответствующие им краевые давления на грунт по формулам:
где для уровня ответственности здания 3;
Результаты вычисления усилий краевых и средних давлений на грунт основания приведены в таблице 5.
Усилия и давления на грунт под подошвой фундамента
Так как вычисленные значения давлений на грунт основания кПа12R=12·344=4128 кПа; кПа>0 и кПаR=344 кПа то предварительно назначенные размеры подошвы фундамента удовлетво-ряют предъявляемым требованиям по деформациям основания и отсутствию отрыва части фундамента от грунта при крановых нагрузках (см. рис. 6). Таким образом оставляем размеры подошвы фундамента а = 35 м и b = 21 м.
Расчет тела фундамента выполняем для принятых размеров ступеней и стакана согласно рисунку 7. Глубина стакана назначена в соответствии с типом опалубки колонны по приложению V а поперечное сечение подколонника имеет размеры типовых конструкций фундаментов под колонны промышленных зданий.
Рис. 7. К расчету тела фундамента
Для расчета арматуры в подошве фундамента определяем реактивное давление грунта основания при действии наиболее неблагоприятной комбинации расчетных усилий (третьей) без учета собственного веса фундамента и грунта на его обрезах. Находим соответствующие усилия на уровне подошвы фундамента:
Тогда реактивные давления грунта будут равны:
Выполним проверку условия прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении начинающемся в сечении I – I. Для единицы ширины этого сечения (b = 1 мм) находим:
Поскольку то проч-ность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях 1 – 1 и 2 – 2 вычисляем по формуле:
Требуемое по расчету сечение арматуры составит:
Минимальное количество арматуры в расчетных сечениях в соответствии с требованиями таблицы IV.11 приложения IV составляет:
Принимаем основной шаг стержней в сетке 200 мм тогда на ширине b = 26 м будем иметь в сечении 2 – 2 арматуру 1112 А400 As =1131 мм2 > 1095 мм2.
Расчет рабочей арматуры сетки плиты фундамента в направлении короткой стороны выполняем на действие среднего реактивного давления грунта соответственно получим:
По требованиям принимаем минимальный диаметр арматуры для фундамента при а > 3 м равным 12 мм с шагом 200 мм тогда в сечении 3 – 3 будем иметь 712А400 Аs =792 мм2 > 675 мм2.
Расчет продольной арматуры подколонника выполняем в ослабленном коробчатом сечении 4 – 4 в плоскости заделки колонны и на уровне низа подколонника в сечении 5 – 5 (см. рис. 7).
Сечение 4 – 4. Размеры коробчатого сечения стаканной части фундамента преобразуем к эквивалентному двутавровому с размерами в мм: b = 650; h = ac = =1500;
Вычислим усилия в сечении 4 – 4 от второй комбинации усилий в колонне с максимальным изгибающим моментом:
Эксцентриситет продольной силы будет равен е0=МN=3326170096 = =0474 м = 474 мм > еа = h30 = 150030 = 50 мм.
Проверяем положение нулевой линии.
Так как то указанная линия проходит в полке и сечение следует рассчитывать как прямоугольное с шириной Расчет прочности сечения для случая симмет-ричного армирования выполняем согласно п. 3.57[7].
Для этого вычислим значения:
Так как αn= 00383 R = 0533 то требуемое количество симметричной арматуры определим по формуле (3.93) [7]:
Принимаем (522А400).
В сечении 5 – 5 по аналогичному расчету принято конструктивное армирование.
Поперечное армирование стакана фундамента определяем по расчету на действие максимального изгибающего момента. Вычисляем эксцентриситет продольной силы в колонне от второй комбинации усилий е0 = McNc = =28136145007 = 0493 м.
Поскольку е0 = 0493 м > hc 6 =066 = 01 м то поперечная арматура стакана требуется по расчету. Так как е0 = 0493 м > hc2 = 0350 м то момент внешних сил в наклонном сечении 6–6 вычисляем по формуле*:
Тогда площадь сечения одного стержня поперечной арматуры стакана фундамента будет равна:
Принимаем As = 785 мм2 (10B500).
Кумпяк О.Г. Галяутдинов З.Р. Пахмурин О.Р. Самсонов В.С. Железобетонные и каменные конструкции. Учебник – М. Издательство АСВ. 2011. – 672 с.
Бородачев Н.А. Автоматизированное проектирование железобетонных и каменных конструкций: Учеб. пособие для вузов – М.; Стройиздат 1995. – 211 с.
Бородачев Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных конструкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов – Самара: СГАСУ 2012. – 304 с.
СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003.– М.: 2012. – 161 с.
СП 52-103-2007. Железобетонные монолитные конструкции зданий. –М.:
Госстрой.–2007.–22 с.