Проектирование элементов железобетонного каркаса промышленного здания

лист1.cdw

Ковер из рулонного материала 3 слоя
Асфальтовая стяжка 20 мм
Утеплитель - керамзит
Обмазочная пароизоляция
К-2: тяжелый бетон В-15 (Rв=8.5МПа)
класса A-III (Rs=365МПа)
Электродуговая сварка электродами Э-42;
Арматура каркасов КР-1 и КР-2
КР-3 и КР-4 одинаковой
но разного диаметра.
по железобетонным и каменным конструкциям
Проектирование элементов
железобетонного каркаса
промышленного здания
армирование колонн К-1
Горизонтальные связи по
Поперечный разрез М 1:200
Спецификация арматуры на 1 элемент
Связи по верхним поясам ферм М1:500
Связи по нижним поясам ферм М1:500
Вертикальные связи М1:500

лист2.cdw

Стропильная ферма выполняется из бетона класса В40.
Нижний пояс армируется напрягаемой арматурой класса А-IV
остальные элементы: A-I
Натяжение арматуры на упоры.
Закладные детали: листовая сталь Вст3кп2.
по железобетонным и каменным конструкциям
Проектирование элементов
железобетонного каркаса
промышленного здания
Спецификация арматуры на 1 элемент
Геометрическая схема фермы М 1:100

SS-07.dwg

Z - образный профиль
Профилированный лист
Лист профилированной
Деталь утепления совмещенной крыши системы легких конструкций
Стальной лотковый профиль
PAROC gaminiш katalogas

GM-03.dwg

Утепление деревянного перекрытия при холодной мансарде
PAROC gaminiш katalogas

GM-01.dwg

Утепление перекрытия при холодной мансарде
PAROC gaminiш katalogas

RS.dwg

Лист перекрытия резервуара
Теплоизоляционная прокладка
PAROC gaminiш katalogas
Деталь утепления крыши резервуара

GM-02.dwg

Утепление перекрытия и устройство проходов при холодной мансарде
PAROC gaminiш katalogas

Пояснительная записка.doc

Расчёт поперечной рамы одноэтажного промышленного здания
1.Конструктивная схема и расчетная схема рамы ..
2.Определение нагрузок на раму .
2.1. Постоянная нагрузка .
2.2. Снеговая нагрузка ..
2.3. Нагрузка от мостовых кранов .
2.4. Ветровая нагрузка .
3.Статический расчет рамы ..
3.1. Назначение размеров сечения колонн .
3.2. Единичное перемещение основной системы .
3.3. Загружение постоянной нагрузкой .
3.4. Загружение снеговой нагрузкой .
3.5. Загружение крановой нагрузкой Ммах крайней колонны
3.6. Загружение крановой нагрузкой Ммах средней колонны ..
3.7. Загружение тормозной силой крайней колонны
3.8. Загружение тормозной силой средней колонны
3.9. Загружение ветровой нагрузкой .
4.Составление таблицы расчетных усилий ..
Расчет и конструирование внецентренно сжатых колонн ..
1.Колонны прямоугольного сечения
1.1. Расчет надкрановой части крайней колонны .
1.2. Расчет подкрановой части крайней колонны .
2.Двухветвевые колонны
2.1. Расчет надкрановой части средней колонны .
2.2. Расчет подкрановой части средней колонны .
3.Расчет промежуточной распорки ..
Расчет и конструирование стропильной фермы ..
1.Определение нагрузок на ферму ..
1.1. Постоянная нагрузка .
1.2. Снеговая нагрузка ..
2.Определение усилий в элементах фермы
3. Расчет нижнего пояса на прочность и трещиностойкость ..
4. Расчет верхнего пояса и остальных элементов на прочность ..
4.1. Расчет верхнего пояса .
4.2. Расчет первого раскоса
Обеспечение общей устойчивости здания
Расчет поперечной рамы одноэтажного промышленного здания
1. Конструктивная схема и расчетная схема рамы
Конструктивная схема здания состоит из железобетонной сегментной фермы пролетом 245 м с преднапряженным нижним растянутым поясом и колонн. Крайние колонны проектируются сплошными прямоугольного сечения: средние назначаются сквозными двухветвенными. Привязка крайних колонн к разбивочным осям при шаге колонн 12 м равна 250 мм. Подкрановая балка преднапряженная железобетонная высотой 14 м.
Высота верхней части колонны от низа фермы до консоли Нв устанавливается в зависимости от габаритов мостового крана и высоты подкрановой балки:
НВ = hп.б. + Нкр + 02 м = 14 + 275 + 02 = 435 м.
Высота нижней части крайней и средней колонн (от подкрановой консоли до обреза фундамента) равна:
НН = Н3 - НВ + 04 м = 132 - 445 +04 = 915 м.
Расчетная длина крайней и средней колонн равна:
l0 = Нобщ = НВ + НН = 435 + 915 = 135 м.
Соединение ферм покрытия с колоннами выполняется на сварных закладных деталей и расчетной схеме считается шарнирным; соединение колонн с фундаментами считается жестким.
Рис. 1.1. Расчетная схема поперечной рамы промздания
2. Определение нагрузок на раму
2.1. Постоянная нагрузка на ригель рамы принимается равномерно распределенной. В распределенную поверхностную нагрузку включаются нагрузки от всех слоев кровли конструкций фермы фонаря связей с соответствующими коэффициентами надежности по нагрузке. Значение расчетной постоянной нагрузки на 1 м2 покрытия определим в табличной форме (табл. 1).
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 покрытия
Нормативная нагрузка кНм2
Коэф. надежности по нагрузке
Расчетная нагрузка кНм2
Железобет. плиты покрытия
Обмазочная пароизоляция
Асфальтовая стяжка 2 см
Рулонный ковер 3 слоя
Расчетное опорное давление фермы:
от веса покрытия при шаге рам 12 м:
от веса фермы при шаге рам 12 м:
от веса фермы при шаге рам 12 м фонаря:
от веса остекления и бортов фонаря:.
Расчетная продольная сила от покрытия:
в крайней колонне:Nп = 62105 кН
в средней колонне:Nп = 2 . 62105 = 12421 кН.
Расчетная нагрузка на крайнюю колонну от веса стеновых панелей и заполнения оконных проемов:
Nст = (25 . 54 + 04 . 81) . 12 . 11 = 22097 кН.
2.2. Снеговая нагрузка
Вес снегового покрова по СНиП 2.01.07-85 для заданного III-го района (г. Воронеж) составляет р0=100 кгм2.
При расчете рамы принимаем вес снега как равномерно распределенную нагрузку т.е. С = 1 тогда
Расчетная снеговая нагрузка при γf = 14:
Расчетная нагрузка от снега:
на среднюю колонну:.
2.3. Нагрузка от мостовых кранов
Вес поднимаемого груза по заданию Q =30 т.
Пролет крана 245-15=23 м. По ГОСТу 3332-54 находим общий вес крана: Gк = 520 кН вес тележки Gт = 120 кН и нормальное максимальное давление одного колеса Рнmax = 315 кН.
Рис. 1.2. Линия влияния от давления кранов на подкрановую балку
Расчетное максимальное давление одного колеса при γf = 12:
Расчетное максимальное давление одного колеса:
Расчетная поперечная тормозная сила на одно колесо:
Определяем расчетную нагрузку на колонну от двух сближенных кранов.
Расстояние между колесами вдоль кранового пути К = 51 м ширина моста В = 63 м минимальное расстояние между колесами двух сближенных кранов:63 - 51 = 12 м.
Определяем сумму координат линии влияния подкрановой балки под колесами кранов:
y = 058 + 1 + 079 + 047 = 295.
Максимальное давление на колонну от двух сближенных кранов с учетом веса подкрановой балки (107 кН) и веса кранового рельса (09 кНм2) будет равно:
Минимальное давление на колонну:
Тормозное давление на колонну:
2.4. Ветровая нагрузка
Скорость напора ветра по СНиП 2.01.07-85 для заданного II-го района для части здания высотой до 10 м от поверхности земли: q01=03 кНм2 высотой до 20 м:
Аэродинамический коэффициент:
для наружних стен поверхностей остекления фонарей:
с наветренной стороны с = + 08
с заветренной стороны с = - 06.
для внутренних поверхностей остекления фонарей:
с наветренной стороны с = -05
с заветренной стороны с = - 06.
Рис. 1.3. Распределение ветровой нагрузки на здание
Расчетная ветровая нагрузка на 1 м2 поверхности при γf = 12 будет равна:
Равномерно распределенная нагрузка до отметки 10 м:
Ветровая нагрузка действующая на здание выше верха колонн принимается в виде сосредоточенной силы приложенной на уровне верха колонн:
3. Статический расчет рамы
3.1. Перед расчетом рамы предварительно назначим размеры сечения колонн и определим их жесткости. Для крайней колонны принимаем сечение в надкрановой части b*hв = 50*60 см в подкрановой части b*hн = 50*80 см. Для средней двухветвевой колонны в надкрановой части назначаем из условия опирания на колонну двух ферм b*hв = 60*60 см в подкрановой части две ветви b*hн = 30*30см общая высота сечения с учетом двух ветвей hн = 140 см.
Рис. 1.4. Размеры сечений колонн в разных уровнях
Вычисляем моменты инерции сечений колонн:
Надкрановая часть крайней колонны:
Подкрановая часть крайней колонны:
Надкрановая часть средней колонны:
Подкрановая часть средней колонны:
Ветвь средней колонны:.
Вычисляем относительные жесткости колонн рамы:
Надкрановая часть средней колонны:
Подкрановая часть средней колонны:
3.2. Единичное перемещение основной системы
Расчет рамы выполняется методом перемещений: где неизвестным является - горизонтальное перемещение верха колонн.
Основная система содержит горизонтальную связь препятствующую этому перемещению. Подвергаем основную систему единичному перемещению =1 (рис. 1.5) и вычисляем реакции верхнего конца сплошной и двухветвевой колонн.
Рис. 1.5. Основная схема рамы по методу перемещений.
Для сплошной крайней колонны:
Для средней двухветвевой колонны при числе панелей n = 4:
Находим суммарную реакцию верха колонн:
3.3. Загружение постоянной нагрузкой
Продольная сила от веса покрытия Nп = 62105 кН в крайней колонне действует с эксцентриситетом в верхней части и тем самым вызывает момент .
В подкрановой части крайней колонны следствие изменения высоты колонны эксцентриситет составит : при этом продольная сила вызывает момент (момент действующий по часовой стрелке берется со знаком «+» а момент противоположного направления – со знаком «-»). Вычисляем реакцию верхнего конца крайней левой колонны в основной системе:
Реакция правой колонны В = 353 кН – равна по величине реакции левой колонны но противоположна по знаку. Реакцию направленную вправо считаем положительной. Средняя колонна загружена центрально и для нее В = 0. Суммарная реакция связей в основной системе:
Тогда из канонического уравнения: следует что = 0. Определяем упругую реакцию для левой колонны: .
Изгибающие моменты в сечениях левой колонны будут равны:
Рис. 1.6. Эпюра М от веса покрытия
Продольные силы крайней колонны:
От веса надкрановой части:
NВ = 05 . 06 . 435 . 25 . 11 = 3589 кН
От веса подкрановой части:
Nп = 05 . 08 . 915 . 25 . 11 = 10065 кН;
От веса стеновых панелей и остекления: Nст = 22097 кН
Продольные силы средней колонны:
Nв =06 . 06 . 435 . 25 . 11 =4307 кН
3.4. Загружение снеговой нагрузкой
Продольная сила NС = 2058 кН на крайней колонне действует с таким же эксцентриситетом как при постоянной нагрузке:
Поэтому изгибающий момент в крайней колонне от снеговой нагрузки получим путем умножения соответствующих изгибающих моментов от постоянной нагрузки на коэффициент равный отношению продольных сил:
Продольная сила от снега крайней колонны NС = 2058 кН а средней колонны NС = 4116 кН.
Рис. 1.7. Эпюра моментов от снеговой нагрузки
3.5. Загружение крановой нагрузкой Мmax крайней колонны
На крайней колонне сила Dmax = 124468 кН приложена с эксцентриситетом .
Момент в консоли крайней колонны:
Реакция крайней левой колонны:
Одновременно на средней колонне действует сила Dmin = 46588 кН с эксцентриситетом .
Момент в консоли средней колонны:
Реакция средней колонны:
Суммарная реакция в основной системе:
С учетом пространственной работы каркаса при крановой нагрузке каноническое уравнение имеет вид: где Спр = 34 при шаге рам 12 м.
Упругая реакция крайней левой колонны:
- 7104 + 91111 . 280. 10-3Е Е = - 6849 кН.
Изгибающие моменты в левой колонне:
Упругая реакция средней колонны:
= 2321 + 91111 . 984. 10-3Е Е = 3217кН.
Изгибающие моменты в средней колонне:
Упругая реакция крайней правой колонны:
Изгибающие моменты в правой колонне:
Рис. 1.8. Эпюра моментов от крановой нагрузки Мmax на крайней колонне.
3.6. Загружение крановой нагрузкой Мmax средней колонны
На средней колонне эксцентриситет продольной силы е1 = 075 м.
Одновременно на левой колонне действует сила Dmin = 46588 кН с эксцентриситетом е1=06м.
Реакция левой колонны:
02 – 2659 = 3543 кН.
С учетом пространственной работы:
- 2659 – 67491 . 28. 10-3 Е = - 2847 кН.
Изгибающие моменты в крайней левой колонне:
02 + -(67491) . 984 . 10-3Е Е = 5538 кН.
Продольная сила в колоннах будет равна Dmax или Dmin в зависимости где тележка крана с грузом.
Рис.9. Эпюра моментов от крановой нагрузки Мmax на средней колонне
3.7. Загружение тормозной силой Т крайней колонны
Вычисляем реакцию крайней колонны:
- 2407 + 45851 . 280. 10-3 Е Е = - 22787 кН.
Упругая реакция средней колонны
Изгибающие моменты в крайней правой колонне:
Рис. 1.10. Эпюра моментов от Т на крайней колонне
3.8. Загружение тормозной силой Т средней колонны
Вычисляем реакцию средней колонны с учетом пространственной работы:
Упругие реакции левой и правой колонн:
Изгибающие моменты в левой и правой колоннах одинаковы:
Рис. 1.11. Эпюра моментов от Т на средней колонне
3.9. Загружение ветровой нагрузкой
При действии ветровой нагрузки слева реакция крайней левой колонны составит:
Реакция крайней правой колонны от нагрузки qп =2592 кНм2:
Реакция связи от сосредоточенной силы W = 4638 кН -.
Из канонического уравнения находим:
Упругая реакция левой колонны:
Упругая реакция правой колонны:
Рис. 1.12. Эпюра М от ветровой нагрузки
4. Составление таблицы расчетных усилий
На основании выполненного расчета составляется таблица расчетных усилий M N Q в 4-х сечениях по длине колонн: I – I - у верха колонны II – II – непосредственно над крановой консолью III – III - непосредственно под крановой консолью IV – IV – у верха фундамента.
Усилиями в левой колонне от крановой нагрузки в правом пролете ввиду малости пренебрегаем. В каждом сечении колонны определяем три комбинации усилий: Мma Мm N max и соответствующая М. Кроме того для сечений двухветвенной колонны во всех комбинациях находим соответствующую силу Q.
При составлении таблицы расчетных усилий согласно СНиП П-6-74 рассматриваются основные сочетания включающие постоянные длительные нагрузки и одну из кратковременных нагрузок без снижения (снеговая крановая или ветровая нагрузка). Кроме того еще рассматриваются основные сочетания включающие постоянные длительные и две и более кратковременные нагрузки; усилия от кратковременных нагрузок умножаются на коэффициент сочетаний nс = 09.
Расчет и конструирование внецентренно-сжатых колонн
1. Колонны прямоугольного сечения
1.1. Надкрановая часть крайней колонны (сечение 1-1)
Колонна из тяжелого бетона класса В15 - продольная арматура из стали класса А-III -
хомуты из стали класса А-I - сечение размерами величины полезная высота сечения .
В сечении 1-1 действуют три комбинации расчетных усилий:
Усилия от длительно действующей нагрузки:
Из анализа расчетных усилий можно заранее видеть что площадь арматуры будет зависеть от второй комбинации усилий.
Расчетная длина надкрановой части колонны: .
При необходимо учесть влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы – это делается путем умножения начального эксцентриситета е0 на коэффициент .
Вторая комбинация усилий дает эксцентриситет: .
Значение коэффициента определяется по формуле:
где - условная критическая сила.
Находим эксцентриситет относительно центра тяжести растянутой арматуры с учетом прогиба: .
Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
По таблице III.I (3) при 061 находим 0424.
Сечение арматуры назначаем по конструктивным соображениям:
Принимаем 316 А-III ().
Уточняем значение А0 при принятом :
По таблице III.I (3) при А0 = 03 определяем = 037.
Принимаем 325 А-III ().
Окончательно принимаем с внутренней стороны сечения надкрановой части колонны 325 А-III () а с наружной 316 А-III ().
Рис. 2.1. Армирование надкрановой части крайней колонны
Определяем коэффициент армирования:.
Поскольку расстояние между осями стержней не должно превышать 40 см то вдоль больших граней сечения ставим конструктивно по стержню 16.
1.2. Подкрановая часть крайней колонны
Сечение размерами 50х80 см .
Из таблицы 1 видно что опасным будет сечение 2-2 в котором действует три комбинации расчетных усилий:
Усилия от длительно действующие нагрузки:
Из анализа расчетных усилий можно заранее увидеть что площадь арматуры будет зависеть от третьей комбинации усилий.
Расчетная длина подкрановой части колонны:
При необходимо учесть прогиб элемента.
Вторая комбинация усилий дает эксцентриситет:
Определяем условную критическую силу:
Находим эксцентриситет относительно центра тяжести растянутой арматуры с учетом прогиба:.
По таблице III. I (3) при 061 находим .
Далее определяем площадь сжатой арматуры:
Принимаем 225 А-III и 118 А-III ().
По таблице III-I (3) при А0 = 0419 определяем =0598:
Принимаем 328 А-III ().
Окончательно принимаем с внутренней стороны сечения надкрановой части колонны 328 А-III () с наружной стороны 225 А-III и 118 А-III ().
Определяем коэффициент армирования: .
Поскольку расстояние между осями стержней не должно быть более 40 см то вдоль больших граней сечения ставим конструктивно по стержню 16.
Рис. 2.2. Армирование подкрановой части крайней колонны
2. Двухветвевые колонны
2.1. Надкрановая часть
Колонна из тяжелого бетона класса В15 продольная арматура из стали класса А-III
Сечение 1–1 с размерами величины полезная высота сечения .
Усилия от длительно действующие нагрузки: .
Сечение рассчитывается как прямоугольное с симметричной арматурой так как колонна испытывает действие разных по знаку но равных по величине изгибающих моментов.
Из анализа расчетных усилий видно что решающей комбинацией будет первая.
При необходимо учесть влияние прогиба элемента.
Первая комбинация усилий дает эксцентриситет:
Определяем условную критическую силу по формуле:
Находим эксцентриситет с учетом прогиба:
Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона при симметричном армировании:
Необходимое сечение симметричной арматуры:
Принимаем 328 А-III () и 328 А-III ().
Рис. 2.3. Армирование надкрановой части средней колонны
2.2. Подкрановая часть
Сечение колонны состоит из двух ветвей: высота всего сечения
hн = 140 см расстояние между осями ветвей с = 110см шаг распорок
s = Hн 4 = 915 4 = 229 м сечение ветви b x h = 60 x 30 см h0 =27 см.
Подбор арматуры производим по наибольшим расчетным усилиям в сечении 3-3.
Приведенный радиус инерции сечения двухветвевой колонны:
При - необходимо учесть влияния прогиба.
Из анализа расчетных усилий видно что решающей комбинацией будет вторая которая дает эксцентриситет:.
Находим в ветвях колонны усилия:
Изгибающий момент (местного изгиба) ветвей колонны:
Ветви колонны испытывают действие разных по знаку но равных по величине изгибающих моментов поэтому подбираем симметричную арматуру:
Рис. 2.4. Армирование подкрановой части средней колонны
Определяем коэффициент армирования одной ветви: .
3. Расчет промежуточной распорки
Изгибающий момент распорки равен сумме моментов двух ветвей примыкающих к рамному узлу снизу и сверху поэтому:
Сечение распорки прямоугольное b*h = 60*40 см ho = 36 см. Так как эпюра моментов двухзначная сечение армируется двойной симметричной арматурой:
Принимаем 322 A-III (As = 114 см2).
Поперечная сила в распорке:
Необходим расчёт поперечной арматуры.
Из конструктивных соображений устанавливаем хомуты 8 A-I с шагом 15 см (n=2).
40059 H > 231250 H. Прочность наклонного сечения обеспечена.
Расчет и конструирование стропильной фермы
1. Определение нагрузок на ферму
Требуется рассчитать преднапряженную ферму пролетом 245 м при шаге ферм 12 м. Геометрическая ферма приведена на рис. 3.1.
Расчетный пролет фермы: .
Расстояние между узлами по верхнему поясу (панель фермы) назначаем 3 м что исключает местный изгиб верхнего пояса. Элементы фермы выполняются прямоугольного сечения. Все нагрузки на ферму прикладываются в виде сосредоточенных сил в местах опирания продольных ребер панелей покрытия.
Рис. 3.1. Расчетная схема стропильной фермы
1.1. Постоянная нагрузка
Собственный вес фермы для упрощения расчета учитывается в виде сосредоточенных сил прикладываемых к узлам верхнего пояса.
Подсчет нагрузок на ферму начинаем с определения нагрузки на 1 м2 покрытия – в табличной форме.
Нагрузка на 1 м2 покрытияТаблица 3
надежности по нагрузке
Утеплитель из пенобетона
Собственный вес плит покрытия
Собственный вес фермы
Расчетная нагрузка на узлы верхнего пояса от равномерно распределенной нагрузки:
Дополнительная сосредоточенная расчетная нагрузка от веса бортовой плиты фонаря и самого фонаря . Окончательно расчетная узловая постоянная нагрузка на ферму:
1.2. Снеговая нагрузка
Варианты загружения снеговой нагрузкой приведены на рис. 3.2.
Для заданного III-го района (г. Воронеж) равномерно распределенная нормативная нагрузка а расчетная нагрузка .
Рис. 3.2. Распределение снеговой нагрузки
Учитывается коэффициент с - коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие принимаемой в зависимости от профиля покрытия.
При загружении по первому варианту расчетная узловая нагрузка на ферму составит:
При нагружении по второму варианту расчетная узловая нагрузка на ферму составит:
2. Определение усилий в элементах фермы
Усилия в элементах фермы определяем графическим способом – путем построения диаграмм Максвелла - Кремоны.
Строятся три диаграммы:
От построения нагрузки;
От 1-го варианта снеговой нагрузки;
От 2-го варианта снеговой нагрузки.
Затем составляется сводная таблица усилий определяются наибольшие возможные усилия в элементах фермы от расчетных нагрузок.
Усилия от нормативных нагрузок можно получить делением расчетных усилий на осредненный коэффициент перегрузок .
Усилия в элементах фермы Таблица 4
Усилия (в кН) от расчетных нагрузок
Примечание: Растягивающие усилия взяты со знаком «+»
3. Расчет нижнего пояса на прочность и трещиностойкость
Стропильная ферма проектируется из бетона класса В-40 - с напрягаемой арматурой нижнего пояса из стержней класса
А-IV -. Натяжение арматуры производится на упоры. Все остальные элементы армируются стержнями класса А-III -.
Все элементы фермы рассчитываются на прочность а напрягаемый нижний пояс и первый раскос еще рассчитывают на раскрытие трещин.
В целях унификации размеров ширина сечения всех элементов фермы 30 см а высота сечения разная.
По наибольшему расчетному усилию в нижнем поясе (элемент 7-г) находим требуемую площадь сечения рабочей напрягаемой арматуры:
Принимаем 432 А-IV ().
Далее выполняем расчет нижнего пояса фермы по образованию трещин – для выявления необходимости его расчета на раскрытие трещин.
Расчет ведения от нормативных нагрузок – максимальное усилие в элементе 7-г:
Величину предварительного напряжения в стержневой арматуре принимаем .
Приведенное сечение бетона:
Находим первые потери происходящие:
) от релаксации напряжений в арматуре:
) от температурного перепада: ;
) от деформации анкеров при напряжении арматуры до бетонирования на жесткие упоры стенда: .
Усилия обжатия бетона при учете потерь и коэффициенте точности напряжения :
Напряжение обжатия бетона: ;
) от деформации бетона при быстро натекающей ползучести.
Таким образом первые потери составят:
Находим вторые потери происходящие:
) от усадки бетона: ;
) от ползучести бетона.
Итак вторые потери составят:
Находим усилие воспринимаемое сечением нормальным к продольной оси элемента при образовании трещин:
Так как то расчет нижнего пояса на раскрытие трещин проводить не нужно.
4. Расчет верхнего пояса и остальных элементов фермы на прочность
4.1. Расчет верхнего пояса по наибольшему усилию в панели 2-б
N = 161895 кН. Принимаем сечение верхнего пояса 30х26 см арматуру класса А-III (). Свободную (расчетную) длину верхнего пояса из плоскости фермы принимаем равной расстоянию между крайней и средней стойками фонаря умноженному на 08: .
Так как нагрузка от плит покрытия передается непосредственно в узлы фермы то верхний пояс рассчитывается на внецентренное сжатие с учетом только случайного эксцентриситета. Принимаем что больше и .
В соответствии с нормами при и симметричном армировании расчет внецентренно сжатых элементов допускается производить по формуле:
и берутся по табл. IV.I. (3) в зависимости от и .
Предварительно принимаем процент армирования сечения35%. требуемая площадь арматуры:.
По сортаменту принимаем 625 А-III ().
по табл. IV.I (3) принимаем и : .
Проверяем несущую способность принятого сечения:
Несущая способность сечения обеспечена.
Аналогично ведется расчет верхнего пояса в плоскости фермы
При и по табл. IV.I (3) принимаем и . .
Хомуты принимаем 10 А-I шагом S =25 см.
4.2. Расчет первого раскоса (а-б)
Раскос растянут усилие N = 23697 кН. Сечение раскоса - 30х12 см. Арматура А-III ().
Требуемая площадь рабочей арматуры:
Принимаем 416 А-III ().
Проверим ширину длительного и кратковременного раскрытия трещин.
Нормативные нагрузки:
Определяем ширину длительного раскрытия трещин
где = 12 - для растянутых элементов
= 1 для стержневой арматуры периодического профиля
φе = 1 при кратковременном действии нагрузки
φе = 15 при длительном действии нагрузки.
Находим приращение ширины раскрытия трещин.
Полная ширина раскрытия трещин.
В остальных элементах фермы (первая и вторая стойка второй и третий раскос) усилия невелики и в целях упрощения эти элементы не рассчитываем. Сечения их принимаем размерами bхh=30х12см и армируем их конструктивно по 218 А-III ().
Обеспечение общей устойчивости здания
Для обеспечения общей устойчивости здания предназначаются связи которые объединяют элементы каркаса здания в пространственную систему способную воспринять нагрузку действующую на здание в любом направлении.
Второе назначение связей – обеспечивать устойчивость сжатых элементов: верхних поясов ферм колонн и др.
Связи раскрепляют сжатые элементы в промежуточных точках уменьшая при этом расчетные длины элементов. Различают следующие виды связей: горизонтальные связи по верхнему поясу ферм горизонтальные по нижнему поясу ферм вертикальные связи между фермами и колоннами.
а) Горизонтальные связи по верхнему поясу ферм стявят для обеспечения устойчивости сжатого пояса ферм.
При наличии фонарей расчетные длина сжатого пояса фермы из плоскости равна ширине фонаря. Для уменьшения расчетной длины по оси ставят железобетонные распорки или стальные тяжи. Кроме того если фонарь доходит до торцов температурного бока то в крайних пролетах температурного блока ставят горизонтальные связевые фермы из стальных уголков по верхнему поясу ферм.
б) Горизонтальные связи по нижнему поясу ферм - в виде горизонтальной связевой фермы из стальных уголков с крестовой решеткой ставят по торцам температурного блока для уменьшения расчётного пролёта торцевой стены здания. Ветровая нагрузка действующая на торец здания вызывает изгиб торцевой стены. В этом случае горизонтальная связевая форма является дополнительной опорой для торцевой стены. Опорное давление горизонтальной связевой фермы передается через вертикальные связи на все колонны температурного блока и дальше на фундаменты и грунты основания.
Рис. 4.1. Горизонтальные связи по верхним поясам ферм
Рис. 4.2. Горизонтальные связи по нижним поясам ферм
в) Вертикальные связи предназначаются для создания продольной жесткости каркаса и закрепления колонн из плоскости поперечных рам а также для восприятия сил продольного торможения и давления ветра на торцы здания.
Рис. 4.3. Вертикальные связи промышленного здания
Вертикальные связевые фермы из стальных уголков устанавливают в крайних пролётах температурного блока между фермами а по верху колонн в продольном направлении здания ставят ещё железобетонные или стальные распорки. Кроме того в каждом продольном ряду в середине температурного блока ставят вертикальные связи между колоннами.
СНиП 2.03.01 - 84. Бетонные и железобетонные конструкции. - М. 1985 г.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. - М. 1986г.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. - М. 1991г.
Попов Н.Н. Забегаев А.В. Проектирование и расчёт железобетонных конструкций. - М. 1985г.
Климушин П.И. Методические указания к выполнению курсового проекта № 2 по железобетонным конструкциям. Саратов: СГТУ 2004 г.