Проект в сборном железобетоне основные несущие конструкции одноэтажного каркасного производственного здания с мостовыми кранами

трофимов жбк курсач 4 курс 2 часть.dwg

Совмещенная схема каркаса и перекрытия
ЧИ (ф) МПУ 4к 08.03.01 213061 КП
Одноэтажное промышленное
Схема расположения элементов
Спецификация на колонну К-1
Колонна К-1 (cборочные единицы)
Фундамент Ф-1 (cборочные единицы)
Панель-оболочка КЖС-1(cборочные единицы)

жбк4курс трофимов.docx

Размеры пролетов – 30 м.
Отметка головки крановых путей – 82 м
Грузоподъемность мостовых кранов – 305 тс
Вид строительной конструкции – ССФ (сегментная ферма)
Расчетное сопротивление грунта – 015 Мпа
Длина здания – 144 м.
Тип местности по ветровой нагрузки – С
Район строительства – г. Саранск
Задание на проектирование конструкций одноэтажного каркасного производственного здания:
Требуется запроектировать в сборном железобетоне основные несущие конструкции одноэтажного каркасного производственного здания с мостовыми кранами.
Компоновка поперечной рамы.
Основные несущие конструкции покрытия – железобетонные стропильные фермы пролетом 30 м; подкрановые балки сборные железобетонные предварительно напряженные высотой 14 м; плиты покрытия предварительно напряженные железобетонные ребристые размером 3×6. Устройство фонарей не предусмотрено цех оборудуется лампами дневного света. Наружные стены панельные навесные опирающиеся на опорные столики колонн.
Крайние колонны проектируют сплошными прямоугольного сечения ступенчатыми; средние колонны – сквозными двухветвевыми..
Отметки головок крановых рельс h = 82 м.
Высота кранового рельса 150 мм.
Отметка подкрановой балки h - 150мм=805м.
Габаритные размеры крана по высоте Нcr=2750 мм (для крана грузоподъемности Q=30 т.).
Зазор между нижним поясом фермы и краном a1=100 мм.
Высота кранового рельса КР-80 с прокладками hr=150 мм.
Высота подкрановой балки hсв=800 мм при шаге 6м.
Отметка обреза фундамента а2=015 м.
Для колонн крайнего ряда длина надкрановой части составит:
H1= h-(08+015)+015=82-095+015=74 м
Колонна крайних рядов имеет длину от обрезов фундамента до верха подкрановой консоли:
H2= 275+(08+015)+01= 38 м принимаем H2=42 м
Полная длина колонны:
H= H1+ H2=4200+7400=11600 мм.
Окончательно полную высоту колонны H необходимо назначить так чтобы отметка верха колонны была бы кратной 06 м. Таким образом принимаем H=114 м.
Для колонн среднего ряда длина надкрановой и подкрановой части колонны составит:
H1=2750+100+150+800=3800 мм Принимаем H1=4000 м
H2=11400-4000=7400 мм.
Высота сечения надкрановой части крайних колонн назначается из условия размещения кранового оборудования при «нулевой» привязке:
h1=λ-B1-70=750-300-70=380 мм
где В1= 300 мм – расстояние от оси кранового рельса до края моста крана.
Высота поперечного сечения подкрановой части этих же колонн из условия обеспечения требуемой прочности и жесткости:
h2=≥114 H2=7414=0528м =528 мм.
Принимаем h2=600 мм.
Ширина поперечного сечения крайних колонн из условия обеспечения достаточной жесткости должна быть не менее 125 Н т.е.
b≥11425=0456 м=456 мм.
Назначаем размеры поперечного сечения:
подкрановой части h* b=600*500 мм.
надкрановой части h* b=380*500 мм.
Для двухветвевой колонны среднего ряда размеры сечения надкрановой части из условия надежного опирания подстропильных конструкций принимаем равным h1=500 мм и b=500 мм.
Высоту сечения подкрановой части можно назначить так чтобы ось ветви совпадала с осью подкрановой балки. Тогда при высоте поперечного сечения ветви hbr=300 мм получим
h2=2 λ+ hbr=2·750+300=1800 мм т.к. Q=30 т принимаем h2=1200 мм
Назначаем размеры поперечного сечения двухветвевой колонны среднего ряда:
надкрановая часть: h* b=500*500 мм.
подкрановая часть: h* b=500*1200 мм.
высота ветви: hbr=300 мм.
Определение нагрузок на раму.
Наружные стены – керамзитобетонные панели остекленение – ленточные постоянные нагрузки грузовые площади от покрытия действующие для:
крайнего ряда A1= L·a=15·15=225 м2
среднего ряда A2= L·a=15·30=450 м2 где
1. Постоянные нагрузки.
Распределенные по поверхности нагрузки от веса покрытия приведены в табл.1. Все расчетные нагрузки определены с коэффициентом надежности по назначению здания γn=09
Постоянные нагрузки на покрытие Па
3 Минераловатный плитный утеплитель
4 Пароизоляция: 2 слоя пергамина на мастике
5 Плита покрытия ребристая 3х6 м с заливкой швов
Массы основных несущих конструкций:
Сегментная ферма L=30 м: масса 167 т вес 26401 кН;
Подкрановая балка L=6 м: масса 35 т вес 4807 кН;
Расчетные нагрузки при γf>1 на стойки рамы-блока и эксцентриситеты их приложения:
Колонна крайнего ряда:
- от веса покрытия и ферм:
= 3·225+26401·095·11=9509кН
Эксцентриситет относительно оси надкрановой части:
e1=h12-175=3802-175=15 мм.
- от веса надкрановой части
G2=06·038·40·25·981·11·095=1948 кН
Эксцентриситет относительно геометрической оси подкрановой части колонны
e2=( h1- h2)2= (600-380)2=110 мм.
- от веса подкрановой части одной колонны
G3=06·05·74·25·981·11·095=563 кН
- от стеновых панелей
tw=300 мм – толщина панелей
Эксцентриситет относительно оси подкрановой части:
e4=( tw+ h2)2=(300+600)2=450 мм.
-от веса подкрановой балки и крановых путей
G5=(4807·14+15·6)·11·095=7973 кН
Эксцентриситет относительно оси подкрановой части колонны
e3= λ- h22=750-6002=450 мм.
Колонна среднего ряда:
G6=3·450+(2·26401) ·11·095=190178 кН
G7=05·05·40·25·981·11·095=2563 кН
- от веса подкрановой части при числе отверстия n=4
- от веса подкрановых балок и крановых путей
G9=2·11·095·(16072+15·6)=354714 кН
Эксцентриситет e4=λ=750 мм.
2. Временные нагрузки.
2.1. Снеговая нагрузка.
По району строительства поперечной рамы принимаем снеговую нагрузку равномерно распределённую по всей длине коэффициент = 1.
Расчетное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной проекции покрытия для III района ( по СНиП 2.01.07-85* ”Нагрузки и воздействия”): Sg = 18 кПа тогда нормативная нагрузка на 1 м² горизонтальной проекции покрытия:
Расчётная нагрузка на колонну:
S1=Sg·A1=18·225=405кН
S2=Sg·A2=18·450=810 кН
2.2. Крановая нагрузка.
В соответствии со стандартами на мостовые электрические краны принимаем нагрузки и габариты (кран – 305 т):
- максимальное нормативное давление колеса: Pnmax=345 т.с=345 кН
- минимальное давление колеса: Pnmin=115 т.с.=115 кН
- нормативная тормозная сила от поперечного торможения крана приходящегося на одно колесо: Tn=105 т.с.=105 кН
Для определения расчетного максимального давления на колонны строится линия влияния опорных реакций от воздействия 2-х сближенных кранов.
База крана : Bк = 63 м; Ак = 51 м;
Расчетное максимальное и минимальное давление от 2-х сближенных кранов по крайнему ряду колонну:
Dmaxl=· Pnmin· Σy· γf· ·γn=085·345·11125·11·095=34092 кН
Dminl= Dmaxl·( Pnmin Pnmax)=34092·(115345)=11364 кН
Расчётная тормозная сила:
Тl= · Tn · Σy· γf· ·γn =085·105·11125·11·095=10373 кН где
=085- для крайнего ряда колонн.
2.3. Ветровая нагрузка.
Тип местности –С для района – III скоростной напор ветра w0=038kHм2( табл. 5 СНиП 2.01.07-85*) γf· =14.
Скоростной напор ветра на разной высоте определяется по формуле:
kw- коэффициент ветрового давления принимаемый по табл.6 СНиП 2.01.07-85*
c- аэродинамический коэффициент принимаемый по прил. 4 СНиП 2.01.07-85*
Коэффициент k учитывающий изменение ветрового давления по высоте здания по формуле:
на отметке 11400 k1=04+(055-04)·(114-10)10=0421
на отметке 13200 k2=04+(055-04)·(132-10)10=0448
Скоростной напор ветра:
на отметке 5000 w1= w0· k=038·04=0152 кПа
на отметке 10000 w2=038·04=0152 кПа
на отметке 11400 w3=038·0421=016 кПа
на отметке 13200 w4=038 ·0448=017024 кПа
Переменный по высоте колонны скоростной напор заменяем равномерно распределенным эквивалентным по моменту в заделке колонны:
Аэродинамические коэффициенты:
c= 08 с наветренной стороны
c=-06 с заветренной стороны
Расчетная нагрузка на колонну крайнего ряда до отметки 11400 м
с наветренной стороны:
Wа=c· weq·B· γf· ·γn=08 ·0153·6·14··095=098 кНм где
В=6 шаг колонн или ширина рамного блока.
с заветренной стороны:
Wp=06· 0153·6·14··095=0735кНм.
Сосредоточенная сила:
W=(c1+c2)·( weq+wmax)·(Hmax-·H0)·B2
H0- отметка верха колонны;
3. Статический расчет рамы.
3.1. Вычисление геометрических характеристик сечений колонн.
Моменты инерции сечения колонны крайнего ряда:
- надкрановой части
- подкрановой части
Коэффициенты для вычисления реакций по формулам:
k1=0 для сплошной колонны
Моменты инерции сечения колонны среднего ряда:
где с=h2-hbr=1200-300=900 мм – расстояние между осями ветвей
- момент сечения ветви колонны
n=4 –число панелей ( отверстий) в подкрановой части двухветвевой колонны.
3.2. Определение реакций верха колонн рамы от единичного смещения.
Верхним концам колонны придаем горизонтальное смещение =1 и определяем реакции В в основной системе от этого смещения:
- для колонн крайнего ряда
- для средней колонны
Суммарная реакция верха колонн
3.3. Загружение рамы постоянной нагрузкой.
Определяем реакции колонн в основной системе (т. е. с несмещаемыми верхними концами) по формулам:
- для колонны крайнего ряда:
где М1=G1·е1=9509·0015=1426 Кн
М2=-G1·е2-G2·е2-G4·еw+G5·е3=-9509*011-1948*011-13016*045+18676*045=-8103 кН·м – моменты в сечениях I- I и III- III от внецентренного приложения постоянной нагрузки.
Согласно принятому правилу знаков положительная реакция направлена вправо.
- для колонны среднего ряда
Суммарная реакция верха колонны в заданной системе:
Перемещение верха колонн в заданной системе:
Cdim=1 коэффициент учитывающий пространственную работу каркаса при действии крановых нагрузок.
Упругие реакции верха колонн в заданной системе для крайних колонн или
-для колонн крайнего ряда
-для колонн среднего ряда
Усилия в сечениях колонн:
М II-II= М1+Вel·H1=1426+612·40=3874 кН·м
М III-III= М II-II+ М2=3874-81272=-42532 кН·м
МIV-IV= М1+ М2+ Вel·H=1426+(-81272)+612·114=2756 кН·м
Проверка: (-42532-3874)74=-612 кН
N II-II =G1+G2=9509+1948=97038 кН
N III-III= N II-II+ G4+G5=97038+13016+18676=12873 кН
NIV-IV= N III-III+ G3=12873+563=13436 кН
М I- I= М II-II= М III-III= МIV-IV=983 кН·м Q=0 кН
N II-II =G6+G7+G8=190178+2563+694=199681 кН
N III-III= N II-II+ G10=199681+354714=2351524 кН
NIV-IV= N III-III+ G9=2351524+348741=2700265 кН
3.4. Загружение рамы снеговой нагрузкой.
Последовательность расчёта ни чем не отличается от вышеприведенной.
- реакция верха колонны ряда А в основной системе:
где M1=S1·e1=405·0015=6075 кН
M2=-S1·e2=405·011=-4455 кН
- реакция верха колонн ряда Б в основной системе:
Суммарная реакция в основной системе:
Перемещение верха колонн в заданной системе
Упругие реакции верха колонн в заданной системе:
-для колонны крайнего ряда
М II-II= М1+Вel·H1=6075+-363·40=-8445 кН·м
М III-III= М II-II+ М2=-8445+(-4455)=-52995 кН·м
МIV-IV= М1+ М2+ Вel·H=6075+(-4455)-363 ·114=79857 кН·м
Проверка: (18417-8445))74=-363 кН
- для колонны ряда Б
N I- I= N II-II= N III-III= NIV-IV=S2=810 кН.
3.5. Загружение крановой нагрузкой.
Последовательно рассматриваем загружение крановой нагрузкой пролетов АБ и БВ при различном положении тележки с грузом в пролете.
-Давление Dmaxl на крайней колонне
Вертикальное давление Dmaxl =34092 приложено с эксцентриситетом e3=045м создавая момент Mmax=M2=34092·045=16316 кН·м. Одновременно на средней колонне действует Dminl=11364 кН с эксцентриситетом e4=075м создавая момент Mmin=M2=-11364·075=-8352 кН·м.
Реакция верха левой стойки рамы-блока в основной системе
то же средней стойки
Суммарная реакция в основной системе
сdim=34 при шаге колонн 6 м
- для колонны ряда А
М II-II= Вel·H1=-17316·42=-727272 кН·м
М III-III= М II-II+ М2=-727272 +16316=904328 кН·м
МIV-IV= М2+ Вel·H=16316+(-17316)·114=-342424 кН·м
N II-II=0 кН N III-III= NIV-IV= Dmaxl=34092 кН
М II-II= Вem·H1=91984·42=3863кН·м
М III-III= М II-II-+М2=3863-8352=-4488672кН·м
МIV-IV= М2+ Вel·H=-8352+91984·114=2134 кН·м
N III-III= NIV-IV= Dminl=11364 кН
-Горизонтальная тормозная сила Тl у ряда А
Реакция верха двух колонн ряда А в основной системе
Суммарная реакция в основной системе
М II-II= М III-III= Вel·H1- Тl· hсв =±812 ·42-+10373·14=±1958кН·м
МIV-IV= Вel·H- Тl· (Н2 –hсв) =±812·114-+10373 (74+14)=12856 кН·м
Проверка: (±1958±12856)74=2253кН
N II-II= N III-III= NIV-IV=0 кН
-для колонны среднего ряда
М II-II= М III-III= Вem ·H1в =-+128·42=-+5376кН·м
МIV-IV= Вem·H=-+128·114=-+14592кН·м
Давление Dmaxl на средней колонне
Момент в узле средней колонне от вертикального давления крана: Mmax= Dmaxl · e4=-34092 ·075=-25569кН·м.Одновременно на крайней стойке действует давление
Dminl=11364 кН с эксцентриситетом e4=045м создавая момент Mmin=M2=11364·045=51138 кН·м.
М II-II= -786*42=-33012кН·м
М III-III= М II-II+М2=-33012+51138=18126кН·м
МIV-IV= -786*114+51138=140742кН·м
Проверка:(33012+18126)74=786кН
М II-II= 2345*42=9843 кН·м
М III-III= М II-II-М2=9843-25569=15726кН·м
МIV-IV= 2345·114-25569=-1164 кН·м
Проверка:(-15726-1164)74=-2345 кН
N III-III= NIV-IV= Dmaxl=51774 кН
М II-II= М III-III= Вel·H1 =-+027·42=-+113 кН·м
МIV-IV= Вel·H =-+027·114=-+3078 кН·м
N II-II =N III-III= NIV-IV=0 кН
М II-II= М III-III= ±436·42-+10373·14=-+378 кН·м
МIV-IV= ±436·114-+10373(74+14)=-+4157 кН·м
Усилия в сечениях колонн при загружении крановой нагрузкой пролёта БВ определяется аналогично.
Загружение средней колонны от 4-х кранов.
Данное загружение предусмотрено для получения максимальной продольной силы в средней колонне когда на неё действует Dmaxl слева и справа от 2-х кранов в каждом пролёте. Вертикальное давление кранов принимаем с коэффициентом сочетания =07
Dmaxl=(07085)·34092=28075 кН
Dminl=(07085)·11364=9358 кН
Узловой момент создаваемый разностью вертикальных давлений:
Одновременно на крайней левой колонне действует узловой момент М2= Dminl ·e3=9358·045=4211 кН·м а на правой крайней- момент М2= -Dminr ·e3=-9358·045=-4211 кН·м.
Реакции верха колонн рамы-блока в основной системе:
-по ряду Б: так как М2 = 0;
-для колонны ряда А:
-для колонны ряда Б:
-для колонны ряда B:
-для колонны крайнего ряда:
М II-II= -435·42=-1827кН·м
М III-III=-1827+4211=2384 кН·м
МIV-IV= -435·114+4211=-748кН·м
Проверка: (2384+748)74=435кН
N II-II= N III-III= NIV-IV= Dminl=11364 кН
-для колонны среднего ряда:
N III-III= NIV-IV= Dmaxl+ Dmaxr =28075+28075=5615 кН
3.6.Загружение ветровой нагрузкой
Давление ветра слева направо:
Реакции верха колонн в основной системе:
Суммарная реакция верха колонн в основной системе с учетом сосредоточенной силы:
Перемещение верха колонн рамы-блока:
Усилия в сечениях колонн рамы блока:
М II-II= М III-III= Bel·H1+(Wa·H2)2=-79·40+(338*402)2=-456 кН·м
МIV-IV= Bel·H+(Wa·H2)2=-79·114+(338*1142)2=1296 кН·м
- для колонны среднего ряда:
М II-II= М III-III=2481*40=9924 кН·м
МIV-IV=2481·114=28283 кН·м
N II-II = N III-III= NIV-IV= 0 кН
Давление ветра справа налево
При изменение направление ветра усилия в стойках рамы-блока будут обратно симметричны.
Расчетные усилия и их сочетания для колонны ряда А.
Усилия в сечениях колонны при γf>1
Вариант 1-основное сочетание с учетом крановых и ветровых нагрузок
Вариант 2 то же без учета крановых и ветровых нагрузок
Расчетные усилия и их сочетания для колонн ряда Б.
Dmaxl и Dmaxr на средней колонне
Tl на средней колонне
Расчет прочности двухветвевой колонны среднего ряда.
Бетон тяжелый класса Б20 Rb= 115МПа Rbt= 09 МПа Eb=24*103МПа.
Арматура класса А400 d>10 мм Rs=Rsc =365 Мпа Es=2*105МПа.
Расчет надкрановой части колонны
Сечение колонны bxh=50х50 см при а=а1=4 см полезная высота сечения ho=46 см. В сечение действует 3 комбинации расчетных усилий.
Усилия от всех нагрузок без учета крановых и ветровых:
M’=809 кНм N’=173913 кН
Усилия от постоянных нагрузок Ml=809 Nl=122073кН.
Вычисляем проектный эксцентриситет:
e0=MN=18044168729=011 м.
Расчетная длина надкрановой части плоскости изгиба: при учёте крановых нагрузок без учёта l0=25H1=25*40=100 м. Так как минимальная гибкость плоскости изгиба l0h=805=16>4 необходимо учитывать влияние прогиба колонны.
Установим значение коэффициента условия работы бетона γb2 для чего определим моменты внешних сил относительно центра тяжести растянутой( менее сжатой) арматуры с учётом и без учёта крановых и ветровых нагрузок:
МII=М+N(05h-а)=18044+168729(05·05-004)=534.77 кНм;
МI=МI+NI(05h-а)= 809+168729 (05·05-004)=36242 кНм;
Условная критическая сила
размеры сечения достаточны.
min=05-001(l0h)-001Rbγb2=05-001*805-001*1265=021 принимаем e =024
Коэффициент увеличения начального эксцентриситета
Расчетный эксцентриситет продольной силы
Определим требуемую площадь сечения симметричной продольной арматуры:
При требуемая площадь сечения арматуры:
что больше конструктивного минимума
Принимаем по 3 20 А400 с As=942мм2
Расчет подкрановой части колонны
Высота сечения двухветъевой колонны h=h2=120 см сечения ветви bxhbr=50х25 ho=250-30=22 см
Расстояние между осями ветвей с=95 см расстояние между осями распорок при четырех панелях s=H1n=7.44.0=1.85 м a=a’=30 мм. В сечениях действуют три комбинации расчетных усилий.
M’=809 кНм N’=173913 кН Q’=0 кН.
Усилия от продолжительного действия нагрузки:
Ml=809 кНм Nl=166365 кН Ql=0 кН.
без учета крановых нагрузок
Приведенная гибкость подкрановой части колонны
необходим учет влияния прогиба
Случайные эксцентриситеты
случайный эксцентриситет не учитываем
Определим условную критическую силу:
Коэффициент =1(1-2893215319)=12
Определяем усилия в ветвях колонны по формуле
Nbr=N2±Mc=2893232±3224*12095=144662±40724 кН
Nbr1= 185386кН Nbr2=103938кН
Mbr=(Q·s)4=1405*1854=65кНм
e0=65185386=0004001 м принимаем e0=10 мм
e=e0+h2-a=10+2502-30=105мм
Требуемая площадь сечения симметричной арматуры ветви
Коэффициент армирования незначительно отличается от первоначально принятого следовательно корректировка не нужна.
Принимаем 3 18 А400 Аs=763 мм2
Расчет из плоскости изгиба:
необходим расчет из плоскости
В подкрановой части колонны с каждой стороны параллельной плоскости поперечной рамы установлено по 4 18 А400 Аs=1017 мм2
При и гибкости из плоскости
Прочность сечения из плоскости изгиба обеспечена.
Размеры сечения распорки bs=05 м; hs=04 м; а=а’=004 м; h0=036 м. Наибольшая поперечная сила в подкрановой части колонны действует в комбинации Mmax и равна Q=1405 кН.
Усилия в распорке: Ms=Q·S2=1405 *1852=13 кНм;
QS=Q·Sc=1405*1.850.95=2736 кН.
Продольную арматуру распорки подбираем как для изгибаемого элемента прямоугольного профиля. Так как эпюра моментов в распорке двузначная принимаем симметричное армирование:
Принимаем по 2 9 А400 Аs=127 мм2
Необходимость поперечной арматуры в распорке проверяем из условий обеспечивающих отсутствие наклонных трещин:
Qs=2736кН25Rbtbh0=25*099*500*360=4455 кН
Qs=2736кН φb4(1+ φb) Rbtbh02с=15(1+0)*099*500*3602900=107 кН
Rbt=11*09=099МПа; φn=0; с=сmax=25·h0=2.5*360=900 мм Оба условия выполняются т.е поперечная арматура по расчету не нужна. Конструктивно принимаем хомуты 6 А 240 с шагом S=150 мм.
Верхняя распорка армируется продольным и поперечными стержнями и отгибами.
Расчет внецентренно нагруженного фундамента под среднюю двухветвевую колонну.
Данные для проектирования
Грунты основания-пески пылеватые средней плотности маловлажные;
Расчетное сопротивлении грунта R0=018 МПа;
Бетон тяжелый класса В12.5 Rbt=066 МПа;
Арматура из горячекатаной стали класса А400 Rs=350 МПа;
Вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах γm=20 kHм3.
На фундамент в уровне его обреза передается от колонны следующие усилия: М=149 кН*м; N=14333 Q=141 kH.
Нормативное значение усилий определено делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке γf=1.15 т.е.
Мn=1296 kH*м; Nn=12465 Qn=123 kH
1.Определение геометрических размеров фундамента.
Глубину стакана фундамента принимают 90 см что согласно данным должно быть не менее значений:
где d=1.8 см – диаметр продольной арматуры колонны λ=33 для бетона класса В125.
Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принято 250 мм. Полная высота фундамента Н=900+250=1150 мм принимается 1200 что кратно 300 мм. Глубина заложения фундамента при расстоянии от уровня чистого пола до верха фундамента 150 мм Н1=1200+150=1350 мм=135 м. Фундамент трехступенчатый высота ступеней принята одинаковой 40 см.
Предварительно площадь фундамента определяют по формуле:
здесь 105 – коэффициент учитывающий наличие момента.
Назначая отношение сторон ba=0.8 получают:
Принимают a×b=36×3 м.
Т.к. заглубление фундамента больше 2м ширина подошвы более 1м необходимо уточнить расчетное сопротивление грунта основания по формуле:
где к1=005 для пылеватых песков; В0=1м; d0=2м;
При пересчете размеров фундамента с уточненными значением R получают: а=56м b=45м. Площадь подошвы фундамента А=36×3=108 м2 момент сопротивления:
Определяют рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание по формуле:
где h=12 м – высота сечения колонны; bco
р=NA=12465 108=1154 kHм2; Rbt=γb2*Rbt=11×066=0726 МПа=726 кНм2
Полная высота фундамента Н=04+005=045м12м. Следовательно принятая высота фундамента достаточна.
Определяем краевое давление на основание. Изгибающий момент в уровне подошвы:
Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:
2.Расчет арматуры фундамента.
Определяем напряжения в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны а без учета веса фундамента и грунта на его уступах от расчетных нагрузок:
где Мf=M+QH=149+141×1.2=1659 kHм2
Расчетные изгибающие моменты:
Требуемое сечение арматуры
Принимаем 1210 А400 с As=942 см2. Процент армирования
Арматура укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента определяется по изгибающему моменту в сечении IV-IV:
Принимаем 1014 А400 c As=11.56 см2. Процент армирования
Расчет и конструирование сегментной безраскосной фермы.
Ферма готовится из тяжелого бетона класса В30 с расчетными характеристиками при коэффициенте условий работы :
Напрягаемая арматура нижнего пояса – семипроволочные канаты 12 К1400 из проволоки диаметром 4мм (;;;); площадь сечения каната .
Ненапрягаемая арматура верхнего пояса стоек и узлов – стержневая класса А400 ( при d>=10 мм и при d10 мм; ; ).
Обжатие нижнего пояса производится при передаточной прочности бетона . Расчетные характеристики бетона соответствующие его передаточной прочности : .
К трещиностойкости элементов фермы предъявляются требования 3 категории. Допустимая ширина раскрытия нормальных трещин в нижнем поясе: непродолжительная продолжительная .
1. Статический расчет фермы на единичную нагрузку.
Схема 1: загружение единичной нагрузкой от кровли при которой узловая нагрузка на ферму становится равной расстоянию между серединами панелей верхнего пояса.
Схема 2: загружение нижнего пояса горизонтальной единичной силой P=1 для того чтобы учесть усилия возникающие в элементах фермы при обжатии нижнего пояса усилием напрягаемой арматуры.
Усилия в стержнях фермы от единичных нагрузок
Усилия при загружении
2. Определение нагрузок на ферму и расчетных усилий в стержнях.
Нагрузки от покрытия
-временная (снеговая) при
при в т.ч. длительная
Суммарная нагрузка на ферму от покрытия:
в т.ч. продолжительно действующая
Выбираем ферму СБФ с шириной сечения поясов b=240 мм.фермы 105 т тогда нагрузка на 1 м2 от собственного веса фермы:
Погонные нагрузки на ферму
в т.ч. продолжительная:
Усредненные коэффициенты:
Усилия в элементах фермы
Усилия от ед. нагрузок
Расчетные комбинации усилий
Усилия от полной расчетной нагрузки
Расчет нижнего пояса по прочности
Нижний пояс испытывает внецентренное напряжение от совместного действия усилий M=946 кНм и N=84845 кН сечение пояса bxh=240x300 мм a=a’=50 мм h0=300-50=250 мм.
Требуемая площадь сечения напрягаемой арматуры при :
Принимаем по 415 К1400 c
Коэффициент армирования сечения:
Предварительные напряжения в арматуре нижнего пояса:
Коэффициент точности натяжения арматуры:
)От релаксации напряжений в натянутой арматуре
)От перепада температур натянутой арматуры и натяжных устройств
)От деформации анкеров у натяжных устройств
)От быстронатекающей ползучести
- напряжение в арматуре с учетом вычисленных потерь
- усилие в арматуре с учетом вычисленных потерь
- потери от быстронатекающей ползучести
) Итого первые потери:
) Усилие обжатия с учетом первых потерь при
) От ползучести бетона при
) Итого вторые потери
) Усилие обжатия с учетом полных потерь при
Проверка нижнего пояса по прочности в стадии изготовления.
Наибольшие усилия в нижнем поясе при обжатии возникают в панели 1-3:
Эксцентриситет продольной силы:
При этих условиях нижний пояс можно рассматривать как сжатый со случайным эксцентриситетом элемент при прочности бетона
тогда прочность нижнего пояса обеспечена.
Проверка прочности наклонных сечений нижнего пояса по поперечной силе.
Максимальная поперечная сила от расчетных нагрузок при действует в панели 3-5 и составляет:
Минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном:
Так как то по расчету поперечная арматура не нужна. По конструктивным соображениям принимаем в нижнем поясе хомуты 4 Вр500 с шагом 300 мм
Расчет сечений верхнего пояса
Наибольшие усилия от расчетных нагрузок при возникают в стержне 4-6: в т.ч. от продолжительно действующих нагрузок:
Размеры сечения b a=a’=40 мм; h0=h-a=300-40=260 мм. Расчетная длина стержня ; гибкость - надо учитывать влияние прогиба элемента на его несущую способность.
Случайные эксцентриситеты:
Проектный эксцентриситет:
Определяем условную критическую силу и коэффициент увеличения начального эксцентриситета продольной силы.
Условная критическая сила
Коэффициент увеличения начального эксцентриситета:
Расчетный эксцентриситет продольной силы:
Вспомогательные коэффициенты:
Требуемая площадь сечения арматуры верхнего пояса
т.е. по расчету арматура не нужна т.к. сжимающие усилия воспринимаются одним бетоном.
По конструктивным требованиям в сжатом поясе фермы минимально допустимый диаметр продольных стержней должен быть не менее 12 мм. Принимаем симметричное армирование располагая по 212 А400 () у верхней и нижней граней пояса процент армирования при этом составляет
Выполним проверку прочности стержня 4-6 из плоскости фермы.
; условие прочности
При и гибкости принимаем
Т.к. a=a’=40 мм 015b=015x240=36 мм
Проверяем условие прочности
т.е. устойчивость верхнего пояса из плоскости фермы обеспечена.
Расчет стоек фермы по прочности
От растягивающего усилия N=738 кН и момента M=2673 кНм стойка внецентренно растянута. Сечение стойки b a=a’=30 мм; h0=250-30=220 мм.
Проектный эксцентриситет
Расчетный эксцентриситет
Требуемая площадь сечения симметричной арматуры
Принимаем по 314 А400 (); процент армирования
Проверим необходимость постановки поперечной арматуры
т.е. поперечная сила в стойке воспринимается одним бетоном без развития наклонных трещин.
Сечение стойки b a=a’=30 мм; h0=250-30=220 мм. Усилия действующие на уровне примыкания стойки к верхнему поясу:
- в т.ч. от продолжительных
Расчетная длина стойки при составляет ; - необходим учет гибкости.
Принимаем по 214 А400 (); процент армирования составляет
Расчет элементов фермы по II группе предельных состояний
Расчет нижнего пояса по образованию трещин. В наиболее нагруженном стержне 7-9 действуют усилия от расчетных нагрузок при
Геометрические характеристики приведенного сечения:
Момент внешних сил относительно ядровой точки сечения:
Момент усилия обжатия относительно ядровой точки:
Момент воспринимаемый сечением при образовании трещин:
- нормальные трещины в нижнем поясе не образуются.
Расчет стойки 2-3 по раскрытию трещин. Стойка испытывает внецентренное растяжение. Усилия в стойке от расчетных нагрузок при в т.ч. от продолжительно действующих нагрузок
Сечение стойки bxh=240x250 мм.
Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести растянутой арматуры
Вспомогательные параметры
Относительная высота сжатой зоны в сечении с трещиной
Плечо внутренней пары сил в сечении с трещиной
Напряжения в растянутой арматуре:
Ширина продолжительного раскрытия трещин
Ширина непродолжительного раскрытия трещин
Следовательно трещиностойкость стойки 2-3 обеспечена.
Список используемой литературы
Заикин А.И. Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий 2007. – 270 с.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого и легкого бетона ЦНИИ промзданий НИИЖБ М.: ЦИТП Госстроя СССР 1988.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных консрукций из тяжелых и легких бетонов (без предварительного напряжения) ЦНИИ промзданий НИИЖБ М.: ЦИТП Госстроя СССР 1989.
СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные консрукции. М. 1989.
СНиП 2.01.07-85 Нагрузки и воздействия. М. 1985.
СНиП 2.02.01-83. Основания зданий и сооружений. М. 1985.