Курсовой ЖБК

Лист1.dwg

Рисунок 2.1. Конструктивная схема плиты
Схема расположения элементов каркаса
Одноэтажное каркасное
Беларусско-Российский
S800 l=7880 СТБ 1706-2006
S240 l=80 СТБ 1704-2006
S240 l=2870 СТБ 1704-2006
S500 l=2870 СТБ 1704-2006
S240 l=180 СТБ 1704-2006
S240 l=350 СТБ 1704-2006
S400 l=7880 СТБ 1704-2006
S240 l=430 СТБ 1704-2006
S500 l=7880 СТБ 1704-2006
S500 l=2880 СТБ 1704-2006
S240 l=7880 СТБ 1704-2006
Спецификация на плиту П-1
S500 l=1130 СТБ 1704-2006
S240 l=330 СТБ 1704-2006
Схема расположения элементов
От постоянной нагрузки
От снеговой нагрузки
От ветровой нагрузки
От вертикальной крановой нагрузки Dmax на левой колонне

ПРИЛОЖЕНИЕ 11.docx

ПРИЛОЖЕНИЕ 11* Обязательное
ПОТЕРИ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ АРМАТУРЫ
Фактор вызывающий потери предварительного напряжения
Значение потерь предварительного напряжения МПа
Релаксация напряжений арматуры:
а) при механическом способе натяжения арматуры:
б) при электротермическом и электротермомеханическом способах натяжения стержневой арматуры
Здесьрпринимается без учета потерь МПа. Если вычисленные значения потерь от релаксации напряжений оказываются отрицательными их следует принимать равными нулю
Температурный перепад при натяжении на упоры (разность температур натянутой арматуры в зоне нагрева и устройства воспринимающего усилие натяжение при прогреве бетона)
Для бетона классов В25В40 - 125t;
“ “ класса В45 и выше - 10t
гдеt - разность между температурой нагреваемой арматуры и неподвижных упоров (вне зоны нагрева) воспринимающих усилие натяженияС.
Расчетное значениеt при отсутствии точных данных следует принимать равным 65С. Потери от температурного перепада не учитываются если температура стенда равна температуре нагреваемой арматуры или если в процессе термообработки производится подтяжка напрягаемой арматуры на величину компенсирующую потери от температурного перепада.
Деформация анкеров расположенных у натяжных устройств при натяжении:
гдеl - сжатие опрессованных шайб смятие высаженных головок и т.п. принимаемое равным 2 мм на каждый анкер
для напрягаемых хомутов - 1 мм на анкер; для конусных анкеров пучков из арматурных канатов класса К-7 - 8 мм на анкер; для стержневых хомутов с плотно завинчивающимися гайками с шайбой или парных коротышей - общую величину потерь всех видов в таких хомутах допускается учитывать в размере 98 МПа (1000 кгссм2);
Ер- модуль упругости напрягаемой арматуры
а) о стенки закрытых и открытых каналов при натяжении арматуры на бетон
гдер- принимается без учета потерь;
е - основание натуральных логарифмов;
- коэффициенты определяемые по табл. 2* настоящего приложения;
- длина участка от натяжного устройства до расчетного сечения м;
- суммарный угол поворота оси арматуры рад
б) об огибающие приспособления
- коэффициент принимаемый равным 025;
- суммарный угол поворота оси арматуры рад.
При применении промежуточных отклоняющих упорных устройств раздельных для каждого арматурного элемента и имеющих перемещение (за счет поворота) вдоль стенда потери от трения об упорные устройства допускается не учитывать
Деформация стальной формы при изготовлении предварительно напряженных железобетонных конструкций с натяжением на упоры
где- коэффициент который при натяжении арматуры домкратом определяется по формуле
n - число групп арматурных элементов натягиваемых неодновременно;
Еs- модуль упругости стали форм.
При отсутствии данных о технологии изготовления и конструкции форм потери от деформации форм следует принимать равными 30 МПа
Быстронатекающая ползучесть при натяжении на упоры для бетона:
а) естественного твердения
гдеbp- определяется на уровне центров тяжести соответствующей продольной арматуры с учетом потерь по поз. 1-5 настоящей таблицы
б) подвергнутого тепловой обработке
Потери вычисляются по формулам поз. 6а настоящей таблицы с умножением полученного результата на коэффициент равный 085
Усадка бетона при натяжении:
Бетон классов по прочности на сжатие
бетон естественного твердения
бетон с тепловой обработкой
б) на бетон независимо от условий твердения
гдеbp- то же что в поз. 6 настоящей таблицы но с учетом потерь по поз. 1-6;
Rbp- передаточная прочность (см. п. 3.31*);
- коэффициент принимаемый равным для бетона:
естественного твердения - 10;
подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении - 085
Смятие под витками спиральной или кольцевой арматуры наматываемой на бетон (при диаметре конструкции dextдо 3 м)
Деформация обжатия стыков между блоками (для конструкций состоящиз из блоков)
где n - число швов конструкции и оснастки по длине натягиваемой арматуры;
l - обжатие стыка принимаемое равным для стыков:
заполненных бетоном - 03 мм;
клеенных после отверждения клея - 00;
l - длина натягиваемой арматуры мм.
Допускается определение деформации стыков иными способами на основании опытных данных.
Примечание. Каждому виду потерь предварительного напряжения арматуры в соответствии с номерами позиций присваивать обозначения от1до10.
Коэффициенты для определения потерь от трения арматуры (см. поз. 4 табл. 1*)
пучков из высокопрочной проволоки арматурных канатов класса К-7 стальных канатов и гладких стержней
стержней периодического профиля
Гладкая металлическая
Бетонная образованная с помощью жесткого каналообразователя (или полиэтиленовых труб)
Гофрированная полиэтиленовая
Значения нормативных деформаций ползучести бетона сnи усадкиsnдля бетона классов по прочности на сжатие
* При осадке конуса 1–2 см.
** При жесткости смеси 35–30 с.
Примечания: 1. При определении сnиsnклассы бетона должны соответствовать передаточной прочности бетона Rbp(см. п. 3.31).
Для бетона подвергнутого тепловлажностной обработке значения сnиsnследует уменьшать на 10 %.

3х6пл 22 ферма Яна.dwg

S240 l=230 СТБ 1704-2012
Одноэтажное каркасное промышленное здание
Сегментная ферма М1:50
узлы и сечения М1:15
S240 l=220 СТБ 1704-2012
S240 l=140 СТБ 1704-2012
S500 l=21980 СТБ 1704-2012
S500 l=620 СТБ 1704-2012
S500 l=3560 СТБ 1704-2012
S240 l=740 СТБ 1704-2012
S500 l=100 СТБ 1704-2012
S500 l=1085 СТБ 1704-2012
S240 l=720 СТБ 1704-2012
S500 l=2370 СТБ 1704-2012
S500 l=1550 СТБ 1704-2012
S240 l=570 СТб 1704-2012
S500 l=570 СТБ 1704-2012
S240 l=270 СТБ 1704-2012
СПЕЦИФИКАЦИЯ ЭЛЕМЕНТОВ
Одноэтажное каркасное производственное здание
Полуферма М1:50; узлы и сечения М1:15
К-19 l=27800 ГОСТ13840-68
A-III l=3700 ГОСТ 5781-82
A-III l=1700 ГОСТ 5781-82
A-III l=27840 ГОСТ 5781-82
A-III l=2150 ГОСТ 5781-82
A-III l=2985 ГОСТ 5781-82
A-II l=1550 ГОСТ 5781-82
A-III l=2170 ГОСТ 5781-82
A-I l=90 ГОСТ 5781-82
A- l=260 ГОСТ 5781-82
A-I l=180 ГОСТ 5781-82
A-I l=260 ГОСТ 5781-82
А-I l=70 ГОСТ 5781-82
A-I l=270 ГОСТ 5781-82
A- l=180 ГОСТ 5781-82
Проекция линии сгиба
S1200 l=230 СТБ 1704-2012
СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ ЭЛЕМЕНТОВ
сетка С-3 М1:50; сечения 1-1
сетка С-4 М1:25; сетки С-1 и С-2 М1:20.
A-I l=470 ГОСТ 5781-82
A-III l=5720 ГОСТ 5781-82
А-III l=1140 ГОСТ 5781-82
A-III l=1160 ГОСТ 5781-82
A-III l=880 ГОСТ 5781-82
A-III l=1480 ГОСТ 5781-82
A-III l=2070 ГОСТ 5781-82
A-III l=2670 ГОСТ 5781-82
A-I l=1440 ГОСТ 5781-82
A-III l=8840 ГОСТ 5781-82
A-I l=2080 ГОСТ 5781-82
Схема расположения элементов
разрезы 1-1 и 2-2 М1:400
плита П1 и разрез 5-5 М1:50; узлы и разрезы 3-3
С-2 и каркас КР-1 М1:100
каркасы КР-2 и КР-3 м1:25.
Вр-I l=5930 ГОСТ 6727-80
А-I l=690 ГОСТ 5781-82
Вр-I l=2880 ГОСТ 6727-80
Вр-I l=435 ГОСТ 6727-80
A-III l=5930 ГОСТ 5781-82
A-III l=350 ГОСТ 5781-82
A-III l=2850 ГОСТ 5781-82
Вр-I l=180 ГОСТ 6727-80
Вр-I l=2850 ГОСТ 6727-80
Вр-I l=80 ГОСТ 6727-80
Aт-V l=5960 ГОСТ 10884-81
поз.9- 6 А-I ГОСТ5781-82"

Лист3.dwg

ГОСТ 14806-80-У5- 10-470
ГОСТ 14806-80-У5- 12-660
Монтажная сварка электродами Э-42
Заводская сварка полуавтоматическая
Сварочная проволока Св-08 Г2-С
Болты норм. прочности М20 из стали 45 ГОСТ 1759-70
ТЕХНИЧЕСКИЕ ТРЕБОВАНИЯ
Стальной профилированный настил
Пароизоляция - два слоя пергамина
Утеплител - минеральноватные плиты
Гидроизоляционный ковер
Отправочная марка Ф-1
Геометрическая схема фермы
Стальной каркас одноэтажного производственного здания
Отправочная марка Ф-1 М1:40
геометрическая схема фермы М1:200.
Технические требования
Сварочная проволока Св-08Г2С
Схема связей по нижним поясам ферм
Схема связей по нижним поясам ферм и разрез 1-1 М1:400
разрез2-2 М 1:200; колонна и балка М1:50; узлы М 1:15
ГОСТ 22533-75-T5- 9
ГОСТ 22533-75-T5- 8
ГОСТ 22533-75-T5- 6
Подкрановая балка БК-1
Наименование или марка металла
Обозначение и размер профиля
Масса металла по элементам конструкций
В т.ч. по маркам стали
Техническая спецификация металла
Болты норм. прочности М24 из стали 45 ГОСТ 1759-70
Катеты остальных угловых швов 4 мм.
Сварочная проволока Св-08А
Крановый рельс КР-100
разрез 2-2 М 1:200; колонна М1:50; узлы М 1:25.
разрез2-2 М 1:200; колонна М1:50; узлы М 1:15
Заводские швы выполнять полуавтоматом
Геметрическая схема фермы
ТЕХНИЧЕСКИЕ ТРЕБОВАНИЯ
Отправочная марка Ф-1 М1:50
геометрическая схема фермы М1:100.
Отправочный элемент фермы
сетка С-3 М1:50; сечения 1-1
сетка С-4 М1:25; сетки С-1 и С-2 М1:20.
Белорусско-Российский
университет гр.ПГС-073
Одноэтажное каркасное
СПЕЦИФИКАЦИЯ ЭЛЕМЕНТОВ
S400 СТБ 1704-2006 l=2000
S400 СТБ 1704-2006 l=2860
S400 СТБ 1704-2006 l=1780
S400 СТБ 1704-2006 l=1160
S400 СТБ 1704-2006 l=1120
S400 СТБ 1704-2006 l=4650
S240 СТБ 1704-2006 l=470
S240 СТБ 1704-2006 l=570
S400 СТБ 1704-2006 l=14350
S240 СТБ 1704-2006 l=220
Расчетная схема фундамента
Ведомость расхода стали на элемент

ЖБК.doc

В разрабатываемом курсовом проекте рассчитывается железобетонный каркас одноэтажного производственного здания согласно основным принципам расчета конструирования и компоновки железобетонных конструкций.
Сбор нагрузок осуществляется в соответствии со СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» а расчет конструкций - в соответствии с СНБ 5.03.01-02 «Бетонные и железобетонные конструкции».
Расчет поперечной рамы одноэтажного производственного здания методом перемещений
1 Данные для проектирования
Здание отапливаемое треххпролетное. Пролеты здания 22 м шаг колонн 7 м длина здания 70 м. Мостовые краны среднего режима работы грузоподъемностью 153 т по два крана в каждом пролете. Район строительства – г.Могилев. Снеговая нагрузка по II географическому району ветровая нагрузка для I района местность открытая. Кровля рулонная плотность утеплителя 400 кгм3 толщина 100 мм.
2 Компоновка несущей системы здания
Компоновка конструктивной схемы здания состоит из выбора сетки колонн внутренних габаритов здания выбора конструкции покрытия разбивки здания на температурные блоки выбора системы связей для обеспечения пространственной жесткости здания привязки колонн к разбивочным осям здания и т.п.
Т.к. пролет l = 22 м то в качестве основной несущей конструкции покрытия выбираем фермы а именно – фермы сегментные пролетом 22 м с предварительно напряженным нижним растянутым поясом и первым нисходящим растянутым раскосом.
Устройство фонарей не предусматривается цех оборудован лампами дневного света. Плиты покрытия – предварительно напряженные железобетонные ребристые размером 37 м. Подкрановые балки – железобетонные предварительно напряженные высотой hпб = 1 м. Наружные стены – панельные навесные опирающиеся на опорные столики колонн на отметке 84 м. Стеновые панели и остекление ниже отметки 84 м также навесные опирающиеся на фундаментную балку. Т.к. по заданию грузоподъемность крана Q=153 т а отметку кранового рельса примем H=1677 м то крайние и средние колонны проектируем ступенчатыми сплошными прямоугольного сечения.
Компоновку поперечной рамы начинаем с установления основных габаритных размеров элементов конструкций в плоскости рамы. Вертикальные габариты здания зависят от технологических условий производства и определяются расстоянием от уровня пола до головки кранового рельса и расстоянием от головки кранового рельса до низа конструкций покрытия.
Рисунок 1.1 - К определению размеров колонны по высоте
Высота нижней части колонны (рис.1.1):
Н2 = H– (hпб + hр) + а1 (1)
где H- высота до головки подкранового рельса
hпб - высота подкрановой балки (т.к. Q = 15т 30 т шаг колонн 7м то принимаем hпб =10 м)
hр - высота подкранового рельса (т.к. Q = 15 т 30т шаг колонн 7 м то принимаем hр = 012 м)
а1 - расстояние от уровня пола до обреза фундамента (а1 = 015 м)
Н2 =677 – (10 + 012) + 015 = 58м что отвечает модулю кратности 06 м.
Уточненная отметка головки подкранового рельса:
H=58 + 10 + 012 - 015 = 677 м.
Определяем высоту надкрановой части колонны
Н1 = Нкр + (hпб + hр) + а2 (2)
где Нкр - высота мостового крана (Нкр = 24 м)
а2 - зазор от крана до низа стропильных конструкций принимаем 023 м
Н1 = 23 + (10 + 012) + 018 = 36 м.
Расчетная высота колонны колоны H составляет:
Высота помещения составит H0 = H1 + H2 - а1 = 36+58 - 015 = 925 м что отвечает требованиям унификации основных размеров здания.
Привязку крайних колонн к разбивочным осям при шаге колонн 7 м грузоподъемности крана 15 т (Q 30 т) принимаем «0».
Соединение колонн с фермами выполняется путем сварки закладных деталей и в расчетной схеме поперечной рамы считается шарнирным.
Определяем размеры сечения колонн:
Рисунок 1.2 - Сечения колонн
Для крайней колонны в подкрановой части высота сечения должна составлять h2 ³ (110 114) · H2 = (110 114)·58 = 058 0414 м принимаем высоту сечения h2 = 06 м. Ширину сечения принимаем b = 04 м. В надкрановой части из условия опирания фермы также принимаем h1 = 038 м b = 04 м.
Для средней двухветвевой колонны в подкрановой части общую высоту сечения можно назначать так чтобы ось ветви совпадала с осью подкранового пути. Принимаем высоту сечения одной ветви h = 02 м тогда h2 = 025 + 2·l = 02+2·02 = 06м. Ширину сечения назначаем b = 04м.
В надкрановой части из условия опирания на колонну двух ферм без устройства консолей принимаем h1 = 06 м b = 04 м.
Определим глубину заделки колонны в фундамент (большая из двух величин):
Нз = 05 + 033·h2 (4)
Н3 = 05 + 033·06 = 0198 м
Принимаем Нз = 06 м.
Тогда полная высота колонны равна:
Нп = Н1 + Н2 + Н3 (6)
Нп = 36 + 58 + 06 = 1000 м.
Рисунок 1.3 - Компоновка поперечной рамы здания
Расчет и конструирование железобетонной ребристой плиты покрытия
1 Исходные данные для проектирования плиты
Требуется рассчитать ребристую плиту покрытия с номинальными размерами в плане 37м и высотой поперечного сечения 450мм для II Б снегового района (г.Могилев) по двум группам предельных состояний. Класс по условиям эксплуатации конструкции XC1 (RH=50%).
Плита изготавливается из тяжелого бетона класса С3037 с механическим натяжением арматуры на упоры и последующей тепловой обработкой конструкции.
Расчетные характеристики бетона [1 таб. 6.1]:
- fcd=fckgc=3015=20 МПа
-fctd= fctkγс fctk=20 fctd=2015=133 МПа
-относительная деформация cu=35;
По [5 изм.4 таб. 6.5] для бетонов класса С1215-С5060:
-с=081 – коэффициент характеризующий работу бетона в сжатой зоне;
-k2=0416 – коэффициент определяющий положение равнодействующей напряжений в сжатой зоне бетона;
-с0= с k2=0810416=1947
- Еcm=4109·103 =369·103 МПа (табл. 6.2 [1] – при марке бетонной смеси по удобоукладываемости ЖЗ).
Обжатие бетона производится при передаточной прочности составляющей 70% от проектной что соответствует классу бетона С2025. Режим передачи предварительного напряжения на бетон принят плавный.
Расчетные характеристики бетона С2025:
- fcd=fckgc=2015=133 МПа
Напрягаемая арматура продольных ребер плиты принята стержневая периодического профиля класса S1200 :
- fрk= f02k=800 МПа;
- fрd=640 МПа [1 изм.14 таб.6.6];
- Ер=2·105 МПа [1 п. 6.2.2.4].
В ребрах плиты устанавливаются сварные каркасы с продольными стержнями класса S500 и поперечными класса S240. Полка плиты армируется сварными рулонными сетками из арматурной проволоки класса S500.
Для арматуры класса S500 принимаем по таблице [1 изм.4 таб. 6.5]:
- fyd=435 МПа (6-22);
Для арматуры класса S240 принимаем по таблице [1 изм.4 таб. 6.5]:
Петли для подъема плиты приняты из стали класса S240 марки ВСт3пс2 и установлены в продольных рёбрах на расстоянии 05 м от торца плиты.
2 Определение нагрузок на плиту
Расчетные значения нагрузок Fd определяют путем умножения их нормативного значения Fk на частный коэффициент безопасности по нагрузке gF значения которого приведены в [1 Приложение А таб.А2].
За приведенную высоту плиты принимаем отношение объема бетона в ней к её площади:
Таблица 2.1 - Нагрузка на плиту
Наименование нагрузки
безопас-ности по нагрузке
Расчетная нагрузка кНм2
-цп стяжка (d=30мм r=2200кгм3)
-утеплитель-пенополистерол (d=150мм r=50кгм3)
-железобетонная ребристая плита покрытия 37м (hred=70мм r=2500кгм3)
-длительная (035qsd)
Напряженно-деформированное состояние ребристой плиты в целом имеет сложный характер поэтому в практических расчетах плиту расчленяют на отдельные элементы – полку поперечные и продольные ребра и рассчитывают как самостоятельные элементы.
3 Расчет полки плиты
Расстояние между осями поперечных ребер равно 1400мм.
Полка представляет собой многопролетную конструкцию с наибольшими размерами поля:
l1=1400-2×1202=1280 мм
l2=2980-2×155=2670 мм.
Рисунок 2.2 - Расчетная модель полки
Соотношение сторон:
Т.к. l2l1=2093 расчетную модель полки ребристой панели принимаем в виде плиты (одной ячейки рассматриваемой ребристой плиты) с защемлением по четырем сторонам (в рёбрах).
На этом основании рассматриваемую плиту целесообразно армировать сеткой с рабочей арматурой вдоль обоих пролетов.
Таблица 2.2 - Нагрузка на полку плиты
Норма-тивная нагрузка кНм2
-утеплитель (d=100мм r=400кгм3)
-полка плиты (h=40мм r=2500кгм3)
Рассчитываем плиту методом предельного равновесия (кинематический способ) [6 парагр.4].
Плита рассматривается в состоянии предельного равновесия как система плоских звеньев соединенных между собой по линии излома пластическими шарнирами возникающими в пролетах снизу - по биссектрисам углов на опорах сверху - вдоль балок в середине пролета – вдоль длинной стороны плиты.
Рисунок 2.3 - К расчету плиты опертой по контуру
Воспользуемся готовой формулой [6 формула (3.30)] выведенной из условия равенства работ внешней нагрузки и внутренних усилий на возможных перемещениях:
F×l12×(3×l2-l1)12=(2×M1+M3+M4) ×l2+(2×M2+M5+M6) ×l1 (7)
где F – полная нагрузка на полку плиты
М1М2М3М4М5М6 – моменты на 1 п.м. ширины плиты (рис.2.3).
Значения этих моментов находим пользуясь рекомендуемыми соотношениями между расчетными моментами согласно [6 таб.3.7].
Подставляя данные значения в формулу (7) получим:
79×1282×(3×267-128)12=(2×M1+16×M1+16×M1)×267+(2×04×M1+06×M1+06×M1) ×128;
М2= 0273×04=0109 кНм
М3= М4=0273×16=0437 кНм
М5= М6=0273×06=0164 кНм.
Арматуру рассчитываем по вычисленным значениям моментов как для изгибаемых элементов прямоугольного сечения.
Используя упрощенный деформационный метод расчета сечений в качестве расчетного момента выбираем наибольший из действующих вдоль каждой стороны плиты.
Подберем рабочую арматуру которая будет располагаться параллельно поперечным рёбрам плиты для полосы шириной 1м. Вычисляем значение коэффициента αm :
αm =Msd (α·fcd·b·d2) (8)
Расчетную рабочую высоту сечения d определяем с учетом толщины защитного слоя и половины диаметра рабочей арматуры (принимая во внимание указания табл.11.4 [1 изм. 3] ориентировочно примем с=17мм):
αm =0164·1061·20·1000·232=0016;
Сравниваем полученное значение с αmlim:
αmlim= с· (cu( sy+ cu))·(1- k2· (cu( sy+ cu))) (9)
sy= fyd Еs=4172·105=2085·10-3
αmlim=081·(35(2085+35))·(1-0416·(35(2085+35)))=0375
αm=0016αmlim=0375 => растянутая арматура достигла предельных деформаций.
Определяем относительное плечо пары сил :
Требуемая площадь сечения растянутой арматуры
Ast1=0164·1060992·417·23=1724 мм2 .
Минимальная площадь рабочей арматуры назначаем с учетом коэффициента армирования ρmin [1 изм.3 таб.11.1]:
Принимая ρmin =015% получим:
Asmin= ρmin·b·d (11)
Asmin =00015·1000·23=345 мм2 .
Asmin=345 мм2 > Ast1=1724 мм2 принимаем Ast1=345 мм2.
С учетом конструктивных требований (шаг S≤200мм) принимаем 54 мм общей площадью 628 мм2 с шагом 200 мм.
Аналогично подберем рабочую арматуру которая будет располагаться параллельно продольным рёбрам плиты:
αm =0437·1061·20·1000·232=0041
Ast2=0437·1060978·417·23=4659 мм2 .
Asmin=345 мм2 ≤ Ast2=4659 мм2 .
Назначаем сетку С-1 из проволоки класса S500 4мм с шагом S=200 мм продольных стержней и с шагом S=200 мм поперечных стержней (15 продольных стержней и 40 поперечных).
4 Расчет поперечного ребра
Поперечное ребро рассматривается как балка на двух свободных опорах с расчетным пролетом равным расстоянию между осями продольных рёбер leff=298-01=288м (рис 2.4в).
Рисунок 2.4 - Расчетные схемы и сечение поперечного ребра
Расчетная схема ребра при действии постоянной и снеговой нагрузок приведена на рис.2.4а;
Постоянная расчетная нагрузка на ребро:
- от собстенного веса ребра (без учета полки)
g1=0080112500101135=297Нм=0297кНм
- передаваемая полкой плиты
- расчетная снеговая нагрузка на ребро
Расчетный изгибающий момент в пролете:
Мsd=((g1+g2+gsd)leff2)8 (12)
Мsd=((0297+431+168)2882)8= 652 кНм.
Поперечная сила у опор:
Vsd=(( g1+g2+gsd) leff)2 (13)
Vsd=(( 0297+431+168)288)2=905 кН
Расчетные усилия в ребре от постоянной нагрузки и сосредоточенной от веса рабочего с инструментом Fsd=115=15 кН (рис 2.4б)
Мsd=((g1+g2)leff2)8+(Fsdleff)5 (14)
Мsd=((0297+431)2882)8+(15288)5= 564 кНм.
Vsd=(( g1+g2)leff)2+Fsd (15)
Vsd=(( 0297+431)288)2+15=813 кН.
Наиболее невыгодной по изгибающему моменту и поперечной силе является 1-ая комбинация нагрузок.
Ребро армируется одним плоским каркасом. Рабочая арматура стержневая класса S500 (fyd=435 МПа).
Ширину полки тавра определяем по формуле:
bf=bsb+2·bсвеса (16)
где bсвеса- ширина свеса которая не должна превышать 16·leff=16·288=048 м
В принятом ранее сечении bсвеса=(14-008)2= 066 м > 048 м поэтому в расчет принимаем bсвеса=480 мм.
bf=80+2·480=1040 мм.
Расчетную рабочую высоту сечения d определяем с учетом толщины защитного слоя и половины диаметра рабочей арматуры (принимая во внимание указания табл.11.4 [1 изм. 3] ориентировочно примем с=30мм):
d=h-c=150-30=120 мм.
Предполагая что нейтральная ось проходит по нижней грани полки определяем область деформирования для прямоугольного сечения шириной bf=1040 мм и положение нейтральной оси при расчете тавровых сечений:
Для арматуры S500 при Еs=2·105 МПа
что указывает на то что сечение находится в области деформирования II [5 таб.6.7] для которой .
Проверим выполнение условия:
Условие выполняется т.е. нейтральная ось проходит в полке и расчетное сечение – прямоугольное с шириной bf=1040 мм .
Определяем значение коэффициента αm:
αm =652·1031·20·10-3·1040·1202)=0022 αmlim=0371.
Т.к. αm αmlim то арматура в сечении используется полностью. Далее определяем значение коэффициента :
Требуемая площадь растянутой арматуры:
Ast=Msd(fyd··d)=652·106(435·0989·120)=12629 мм2.
Принимаем 114 мм S500 площадью 1539 мм2.
Прочность железобетонных элементов на действие поперечных сил при отсутствии поперечной арматуры согласно требованиям норм [1] проверяем по условию:
где Vsd– расчетная поперечная сила от внешних воздействий;
VRdct– поперечная сила воспринимаемая железобетонным элементом без поперечного армирования.
Находим поперечную силу воспринимаемую железобетонным элементом без поперечного армирования:
Vrdct=(012 ·k·(100·ρ·fck)-015·ср)·bsb·d (18)
ρ – коэффициент армирования;
ρ=Ast(bw·d)≤002 (20)
ρ=1539(80·120)=0016002.
ср– напряжения в бетоне вызванные наличием осевого усилия ср=0.
Vrdct=(012·2·(100·0016·30)-015·0)·80·12010-3=837 кН.
Но не менее VRdctmin=(04fctd-015ср)bwd (21)
VRdctmin=(04133)008012103=511 кН.
Поскольку Vsd=905 кН>VRdct=837 кН поперечную арматуру необходимо устанавливать по расчету.
Проверяем условие обеспечения прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами:
где VRdmax должно быть в пределах:
VRdmax = 03· w1 · c1 · cd · bw ·d (23)
w1-коэффициент учитывающий влияние поперечной арматуры нормальной к продольной оси элемента
w1=1+5·αE·ρsw≤13 (24)
αE- коэффициент перехода от арматуры к бетону
где Еs- модуль упругости арматуры Еs=2·105 МПа
Еc- модуль упругости бетона Еc=369·103 МПа(см. п.2.1)
αE=2·105(369·103)=542
ρsw- коэффициент армирования поперечной арматурой
Asw- площадь поперечной арматуры пересекаемая наклонной полосой бетона
bw- минимальная ширина поперечного сечения элемента в растянутой зоне
ρsw=283(80·150)=00024
Подставляем найденные значения αE и ρsw в формулу (24):
w1=1+5·542·00024=10713
=001- для тяжелых бетонов.
Проверяем условие (22) подставив найденные значения:
VRdmax = 03· 107 · 08 · 20 · 80 ·120=4931 кН.
Vsd=905 кН VRdmax = 4931 кН.
Следовательно диаметр хомутов и их шаг выбраны верно.
Теперь необходимо произвести расчет поперечного ребра с поперечной арматурой по наклонной трещине.
Вычисляем поперечную силу которую могут воспринимать бетон и поперечная арматура:
где с2=2 - для тяжелых бетонов;
f - коэффициент учитывающий влияние сжатых полок в тавровых и двутавровых элементах:
f=075·( bf - bw) ·hf ( bw·d) ≤05 (29)
причем должно выполняться условие:
bf - bw=1040-80=960>3·hf=3·40=120
Условие не выполняется поэтому вместо ( bf - bw) вводим в расчет 3·hf=120 мм.
f=075·120·40( 80·120) =0375≤05 ;
N- коэффициентучитывающий влияние продольных сил N =0;
Находим линейное усилие которое может воспринять поперечная арматура:
Vsw=asw·nw·fywd Sw (31)
где asw- площадь поперечного сечения стержня 6 мм
nw- количество пересекаемых наклонной полосой бетона стержней поперечной арматуры
fywd =174 МПа–расчетное сопротивление поперечной арматуры [1изм.4 таб.6.5]
Vsw=283·1·174150=3283Нмм
Подставляя найденные значения в формулу (28) находим значение Vrd:
Поперечная сила которую могут воспринять хомуты и бетон Vsd=905 кНVrd=2355 кН следовательно прочность наклонных сечений обеспечена.
Среднее поперечное ребро высотой 250 мм рассчитывается аналогично.
g1=0080212500101135=567Нм=0567 кНм
Мsd=((g1+g2+gsd)leff2)8=((0567+431+168)2882)8= 68 кНм.
Vsd=(( g1+g2+gsd) leff)2=(( 0567+431+168)288)2=944 кН
Расчетные усилия в ребре от постоянной нагрузки и сосредоточенной от веса рабочего с инструментом Fsd=115=15 кН
Мsd=((g1+g2)leff2)8+(Fsdleff)5=((0567+431)2882)8+(15288)5= 592 кНм.
Vsd=(( g1+g2)leff)2+Fsd =(( 0567+431)288)2+15=852 кН.
Определяем ширину полки.
В принятом ранее сечении bсвеса=(14-008)2= 066 м > 16·leff=16·288=048 м поэтому в расчет принимаем bсвеса=480 мм.
Рабочая высота сечения:
d=h-c=250-30=220 мм.
что указывает на то что сечение находится в области деформирования Ib [5 таб.6.7] для которой .
αm =68·1031·20·10-3·1040·2202)=0007 αmlim=0371.
Ast=Msd(fyd··d)=68·106(435·0996·220)=7134 мм2.
Принимаем 110 мм S500 площадью 785 мм2.
ρ=Ast(bw·d)≤002=785(80·220)=0004002.
Vrdct=(012·k·(100·ρ·fck)-015·ср)·bsb·d=(012·2·(100·0004·30)-
-015·0)·80·22010-3=967 кН.
Но не менее VRdctmin=(04fctd-015ср)bwd=(04133)008022103=936 кН.
Поскольку Vsd=944 кНVRdct=967 кН поперечная арматура устанавливается конструктивно. Принимаем с учетом технологии точечной сварки поперечную арматуру из проволоки 6 S240 с шагом 150 мм.
5 Расчет продольного ребра
5.1Определение нагрузок и расчетных усилий
Погонную нагрузку на плиту от веса кровли и снега собирают с грузовой площади шириной равной ширине плиты и суммируют с нагрузкой от веса конструкции.
Для расчета плиты по предельным состояниям второй группы (на трещиностойкость и по деформациям а также при подсчете потерь предварительного напряжения) необходимо определить величину сочетаний нагрузок: при частой комбинации и при практически постоянной комбинации. Значения коэффициентов сочетаний для временных нагрузок принимаются по табл.А1 приложения А[1].
Таким образом с учетом расчетов п.2.1 нагрузки на плиту будут составлять:
- при основной комбинации
(gsd+qsd)=40923+183=17676 кНм
- при нормативной (редкой) комбинации
(gsk+qsk)=3033+123=1269 кНм
- при практически постоянной комбинации
(gsk+2qsk)=3033+12303=1017 кНм
- при частой комбинации
(gsk+1qsk)=3033+12305=1089 кНм.
2 – коэффициенты сочетаний для переменных нагрузок и воздействий принятые в соотв. С [1 таб.А1]
Рисунок 2.5 - Расчетная схема продольного ребра
Расчетный пролет ребра – по осям опор:
leff=796-2005=786 м.
Мsd =(gsd+qsd) leff28=1767678628=1365 кНм
Мsd =(gsk+qsk) leff28=126978628=980 кНм
Мsd =(gsk+ 2qsk) leff28=101778628=7854 кНм
Мsd =(gsk+ 1qsk) leff28=108978628=841 кНм.
5.2 Предварительное определение площади сечения продольной арматуры
Определим площадь поперечного сечения напрягаемой арматуры Ар класса S800 расположенной в растянутой зоне методом предельных усилий (альтернативная модель) (п.п.7.1.2.1-7.1.2.10 [1]).
Поперечное сечение плиты приводится к тавровой форме и в расчет вводится вся ширина полки.
Определяем ширину полки тавра по формуле (16).
В принятом сечении bсвеса=(295-0255)2= 13475 м > 16·leff=16·786=131 м поэтому в расчет принимаем bсвеса=131 м.
bf=0255+2·131=2875 м.
Расчетную рабочую высоту сечения d определяем с учетом толщины защитного слоя и половины диаметра арматуры (согласно[1 изм.1 таб.11.12] и [1 п.11.3.3.3] принимаем с=40 +202=50мм):
d=h-c=450-50 =400 мм.
Проверяем условие определяющее положение нейтральной оси:
MRd= α·fcd·bf·hf·(d-05·hf)
MRd =1·20103·2875·004·(04-05·004)= 8740 Кн·м.
Т.к. Msd=1365 кН·мMRd=8740 кН·м то граница сжатой зоны проходит в полке и расчет проводится как для элементов прямоугольного сечения размерами bfd=2875400 мм.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны сечения
lim=(1+slim scu (1- 11)) (32)
гдеw— характеристика сжатой зоны бетона определяемая
здесь kс — коэффициент принимаемый равным для бетона тяжелого 085;
sslim— напряжения в арматуре МПа принимаемые:
sslim= fpd+400-pm (34)
pm – величина предварительного напряжения арматуры. При подборе арматуры когда неизвестно напряжение pm допускается его величину принимать равной 06fpd.
fpd =640 МПа для арматуры класса S800.
sscu— предельное напряжение в арматуре сжатой зоны сечения принимаемое равным 500 МПа.
sslim= 640+400-06640=656 МПа.
lim=069(1+656500(1- 06911))=0463
При αm =Msd(α·fcd·b·d2)=1365(1201032875042) = 00148 относительная высота сжатой зоны
=1-√1-2αm = 1-√1-200148=00149.
При соблюдении условия ≤ lim расчетное сопротивление высокопрочной арматуры fpd следует дополнительно умножать на коэффициент γsn определяемый по формуле (п.9.1.4 [1]):
γsn=h-(h-1)(2 lim-1) (35)
где h — коэффициент принимаемый равным для арматуры класса S800 — 115;
γsn=115-(115-1)(200148 0463-1)=129>h=115 поэтому в расчет принимаем γsn=h=115.
Требуемая площадь напрягаемой арматуры:
Ар1=(α·fcd·b·d)(γsnfpd) (36)
Ар1=(001481·20·2875·400)(115640)=4625 мм2.
Принимаем 218 мм (Аst=509 мм2) по одному стержню в каждом ребре.
5.3 Определение геометрических характеристик сечения продольных рёбер
Сечение ребристой панели приводим к эквивалентному (по площади и моменту инерции) тавровому сечению.
Рисунок 2.6 - Поперечное сечение продольного ребра плиты
Площадь бетонного сечения плиты:
где Асi - площадь сечения i-го элемента
Ас= 2(14754+4185+2415+55412)=2175 см2.
Статический момент бетонного сечения (относительно оси проходящей по нижней грани сечения):
где yсi – расстояние от оси проходящей по нижней грани сечения до центра тяжести сечения i-го элемента.
Sс=2(1475443+4185412+241512+554122341)=72056 см3.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести бетонного сечения:
zс= SсАс=720562175=331 см
Расстояние от верхней грани до центра тяжести бетонного сечения:
Момент инерции бетонного сечения (относительно горизонтальной оси проходящей через центр тяжести бетонного сечения):
где Ixi – момент инерции сечения i-го элемента относительно горизонтальной оси проходящей через центр тяжести всего бетонного сечения
ai – расстояние от горизонтальной оси проходящей через центр тяжести всего бетонного сечения до горизонтальной оси проходящей через центр тяжести сечения i-го элемента.
Iс=2(14754312+14754(119-42)2+8541312+8541(331-
-412) 2 + 1524312+1524(331-242) 2+5541336+55412(331-41·23) 2)=
Отношение модулей упругости (см. п.2.1):
αс=ЕsЕс=20000036900=542.
Приведенная площадь сечения:
Ас'=Ас+αсАst=2175+542509=2203 см2
Статический момент инерции приведенного сечения относительно нижней грани ребра:
Sс' = Sс+αсSst = 2(1475443+4185412+241512+554122341+ 54225455)=72194 см3.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
zс= Sс'Ас'=721942203=328 см.
Расстояние от верхней грани до центра тяжести приведенного сечения:
Расстояние от точки приложения силы обжатия до центра тяжести приведенного сечения:
zср=zс-с=328-5=278 см.
Момент инерции приведенного сечения:
Iс'==2(14754312+14754(122-42)2+8541312+8541(328-
-412) 2 + 1524312+1524(328-242) 2+5541336+55412(328-4123) 2+
+5422545(328-5) 2)=405647 см4
Момент сопротивления:
-относительно нижней грани
Wс=Iс'zс=405647328=12367 см3.
-относительно верхней грани
Wс=Iс'(h-zс)=405647122=33249 см3.
Внешний периметр поперечного сечения плиты:
U=2( bf+2h- hf)=2( 295+245-4)=762 см.
5.4 Определение потерь предварительного напряжения в арматуре
Нормы по проектированию железобетонных конструкций [1] устанавливают следующие условия назначения величины предварительного напряжения для стержневой арматуры:
s0max-p≥ 03fpk. (40)
р - максимально допустимое отклонение значения предварительного напряжения вызванное технологическими причинами (р=005s0ma
fpk – нормативное сопротивление напрягаемой арматуры ( для стали S800 fpk=800 МПа).
s0max=(05 09)fpk=(05 09)800=400 720 МПа
Принимаем s0max=680 МПа тогда р=005680=34 МПа.
s0max+p=680+34=714 МПа≤ 09800=720 МПа
s0max-p=680-34=646 МПа≥ 03800=240 МПа.
Определяем потери предварительного напряжения в напрягаемой арматуре.
Технологические потери (первые потери в момент времени t=t0).
Потери от релаксации напряжений арматуры при механическом способе натяжения для стержневой арматуры:
ΔPir=(01simax-20) Аp (41)
ΔPir=(01680-20) 509=24432 Н=2443 кН
Потери от температурного перепада определяемого как разность температур натянутой арматуры в зоне нагрева и устройства воспринимающего усилие натяжения при прогреве бетона для бетона класса С3037 следует рассчитывать по эмпирической формуле:
где - разность между температурой нагреваемой арматуры и неподвижных упоров (вне зоны прогрева) воспринимающих усилие натяжения °С при отсутствии точных данных допускается принимать =65°С.
ΔPΔТ=12565509=41356 Н=4136 кН.
Потери вызванные деформациями стальной формы. Поскольку данные о технологии изготовления изделий и конструкции формы отсутствуют потери усилия предварительного напряжения от ее деформаций принимаем равными ΔPf=30Ap=30509=15270 Н=1527 кН
Потери вызванные трением напрягаемой арматуры об огибающие приспособления принимаем равными нулю т.к. напрягаемая арматура прямолинейна
Потери от деформации анкеров
где l=85 м – длина натягиваемого стержня (расстояние между наружными гранями стенда)
Δl – обжатие опрессованных шайб смятие высаженных головок и т.п. принимаемое равным 2 мм.
ΔPА=(28500)200000509=23953 Н=2395 кН.
Потери вызванные упругой деформацией бетона при натяжении на упоры определяем по формуле:
ΔPс= αρр(1+ zср2АсIс) P0с (44)
где ρр – коэффициент армирования сечения:
α=ЕsЕс=20000035100=57 – отношение модулей упругости стали и бетона.
zср=328-5=278 см - расстояние между центрами тяжести бетонного сечения и напрягаемой арматуры
Р0с - усилие предварительного напряжения с учетом потерь реализованных к моменту обжатия бетона.
Р0с=s0maxАsp- ΔPir - ΔPΔТ - ΔPf - ΔPА=6805091000 – 2443 – 4136 – 1527 - 2395=24111 кН.
ΔPс= 5700023(1+ 27822175389588) 24111=168 кН.
Согласно [1 п.9.1.6] должно выполняться условие:
где spm0 - начальные напряжения в напрягаемой арматуре непосредственно после передачи натяжения на бетон.
Т.к. Рmо=spm0Аpто усилие предварительного обжатия Рmо действующее непосредственно после передачи усилия предварительного обжатия на конструкцию должно быть не более:
Рmо= Р0с-ΔPс=24111-168=22431 кН.
431 кН075800509=305400 Н=3054 кН – условие выполняется.
Максимальные напряжения в бетоне в момент обжатия
с=РmоАс+ РmоzсрzсIс (47)
с=224312203+22431278328405647=0606 кНсм2=606 МПа
с=606 МПа075fcm=07528=21 МПа выполняется.
Здесь fcm- средняя прочность бетона в момент обжатия (см. п.2.1)
Эксплуатационные потери (вторые потери в момент времени t>t0):
Реологические вызванные ползучестью и усадкой бетона а также длительной релаксацией напряжений в арматуре:
где - потери предварительного напряжения вызванные ползучестью усадкой и релаксацией;
- ожидаемые относительные деформации усадки бетона к моменту времени t;
- физическая часть усадки при испарении из бетона влаги определяемая по табл. 6.3[1] методом линейной интерполяции при и .
- химическая часть усадки обусловленная процессами твердения вяжущего;
- коэффициент ползучести бетона за период времени от t0 до t=100 суток принимается по рис.6.1[1] . При см10см (где U- периметр сечения см. п.2.5.2) ; принимаем см по графику =19;
- напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от практически постоянной комбинации нагрузок включая собственный вес;в формуле (49) учитываются со знаком «-» т.к. являются растягивающими;
- начальное напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от действия усилия предварительного обжатия;
- изменение напряжений в напрягаемой арматуре в расчетном сечении вызванные релаксацией арматурной стали для вычисления которых сначала определяем - напряжения в арматуре вызванные натяжением (с учетом первых потерь в t=t0) и от действия практически постоянной комбинации нагрузок.
Принимая при и для третьего релаксационного класса арматуры по табл.9.2 [1] потери начального предварительного напряжения от релаксации арматуры составляют 15% тогда
Т.к. =5719(-56+548)0 то данную величину принимаем равной нулю.
Среднее значение усилия предварительного обжатия Рm.t в момент времени t>t0 ( с учетом всех потерь) при натяжении арматуры на упоры
Pmt=Pm0 - Δ Pt(t) (55) не должно быть большим чем это установлено условиями
Pmt 065fpk ×Ap (56)
где Pmt P0 — в Н Ap — в мм2 .
Pmt=22431-5821=1661 кН 065800 ×509=264680 Н=26468 кН – условие выполняется
Pmt =1661 кН 680509 - 100509=397020 Н=39702 кН – условие выполняется.
6 Расчет плиты по первой группе предельных состояний
6.1 Расчет прочности нормального сечения по фактическому армированию в стадии эксплуатации
Проверку несущей способности нормального сечения плиты производим по упрощенному деформационному методу.
Исходные данные: bfd=287504 м hf =004 м. Бетон класса С3037
fcd =20 МПа арматура класса S800 fрd =640 МПа площадь сечения напрягаемой арматуры Ар =509 мм2 . Полка находится в сжатой зоне. Msd =1365 кНм.
Полная величина относительных деформаций предварительно напряженной арматуры
Для бетона класса С3037
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона отвечающее условному пределу текучести
Предполагая что нейтральная ось проходит по нижней грани полки определяем область деформирования сечения плиты:
что указывает на то что сечение находится в области деформирования Iа [5 таб.6.7] для которой
Величина усилия воспринимаемого бетоном полки:
Fcc= c·α·fcd·bf·hf=0453120287540=10419 кН.
Величина расчетного усилия воспринимаемого растянутой арматурой:
Fst= fpd·Ap=640509=325760 Н=32576 кН.
Т.к. Fst =32576 кН Fcc =10419 кН то нейтральная линия проходит в полке.
Mrd = αmα·fcd·b·d2=00441201032875042 =4048 кНм
Mrd=4048 кНм > Msd=1365 кНм следовательно прочность плиты по нормальному сечению обеспечена.
6.2 Расчет прочности наклонных сечений
Рассчитываем наклонное сечение на приопорном участке. При расчете принимаем
Vsd=(( g+q) leff)2=(17676786)2=6947 кН.
Vrdct=(018 γc ·k·(100·ρ·fck)-015·ср)·bw·d
ρ – коэффициент продольного армирования;
ρ=509(200·400)=0006002.
ср– напряжения в бетоне вызванные наличием осевого усилия:
ср= -Pmt(bw·d)=-1661103(200·400)=-2076 МПа -02·fсd=-02·20=-4 МПа. Принимаем ср=-4 МПа (здесь «-» указывает на сжатие).
Vrdct=(01815·1707·(100·0006·30)+015·4)·200·400=90934 Н=9093кН
Vrdctmin=(04fctd-015ср)bwd (60)
Vrdctmin=(04133+0154)200400=90560 Н=9056 кН.
Поскольку Vsd=6947 кНVrdct=9093 кН то расчет поперечной арматуры не производится и поперечная арматура устанавливается конструктивно. Принимаем каркас КР-2 ( поперечная арматура 6 S400 c шагом 150 мм что не превышает при h≤450 мм h2=4502=225 мм и не более 150 мм; в средней зоне S=300 мм что не превышает 34h=34450=338 мм; продольная арматура - 210 S500) .
6.3 Расчет по прочности плиты в стадии изготовления и монтажа
В стадии изготовления и монтажа в качестве внешней нагрузки на плиту действует усилие в напрягаемой арматуре Рm.t (усилие обжатия бетона). Учитывая что при подъеме плиты в местах установки монтажных петель возникают моменты которые растягивают верхнюю зону плиты то моменты от усилия Рm.t и собственного веса суммируют. Петли установлены в продольных ребрах на расстоянии 500 мм от торцов плиты.
Рисунок 2.7 - Расчетная схема плиты в стадии изготовления и монтажа
Величину предварительного напряжения в арматуре вводят в расчет с коэффициентом точности натяжения арматуры
В данном случае принимается знак «+» т.к. предварительное напряжение неблагоприятно влияет на рассматриваемом участке элемента (в месте установки монтажных петель).Значение при механическом способе натяжения арматуры принимают равным 01.
Определяем усилие Рd в напрягаемой арматуре в стадии после обжатия:
Рd=(m.0 -330) Ар (62)
0 – потери предварительного напряжения в арматуре при доведении бетона сжатой зоны до предельного состояния МПа
- коэффициент определяющий верхнее значение усилия предварительного напряжения.
Рd =(11(22431·1000)509 -330) 50910-3= 7314 кН
Момент от собственного веса плиты:
где g – вес ребристой плиты покрытия (см. таб.1).
Момент от усилия предварительного обжатия:
d=h-c=450-20=430 мм – расстояние от нижней грани ребра до центра тяжести арматуры верхней зоны сечения.
Далее определяем значение коэффициента :
Требуемая площадь сечения продольной рабочей арматуры:
складывается из арматуры продольных стержней сетки плиты (см. п.2.3) и сечения продольных стержней каркаса продольных ребер 210 S500(=157 мм2) - следовательно принятой арматуры достаточно для обеспечения прочности сечения плиты в местах установки монтажных петель.
7 Расчёт плиты по второй группе предельных состояний
7.1 Расчёт по образованию нормальных трещин в стадии изготовления и монтажа
Расчёт по образованию нормальных трещин в зоне сечения растянутой от действия усилия предварительного обжатия в стадии изготовления производится из условия :
Мsd - расчётный момент действующий в сечении;
Мsd= Рm.0(zcp - WcAc)± Msk (66)
где Msk - момент от собственного веса плиты при её подъёме в сечении совпадающем с местом установки монтажной петли (принимается со знаком «-» т.к. его направление противоположно моменту от усилия обжатия):
Msk=( gskbl12)2 (67)
где gsk=175 кНм2(таб. 2.1)
b=3 м – ширина плиты
l1=05 м – расстояние от торца панели до места установки монтажной петли
Msk=( 1753052)2=066 кНм
Мcr- момент воспринимаемый сечением нормальным к продольной оси элемента при образовании трещин и определяемый по формуле:
средняя прочность бетона но осевое растяжение в момент предварительного обжатия бетона т.е. при классе бетона С2025;
- момент сопротивления бетонного сечения относительно верхней грани
Мsd= 22431(278- 332492175)10-2-066=2741 кНм Мcr=7315 кНм
Условие соблюдается следовательно в стадии изготовления в верхней зоне плиты трещины не образуются.
7.2 Расчёт по образованию нормальных трещин в стадии эксплуатации
Т.к. рассчитываемая плита по условиям эксплуатации относится к классу ХС1 и эксплуатируется в закрытом помещении то согласно ( [1] изм.1 таб 5.1) в конструкции допускается образование трещин. Данный расчет производится на действие частой комбинации нагрузок (γf=1) для выяснения необходимости проверки раскрытия трещин.
Определяем момент трещинообразования
- момент сопротивления бетонного сечения относительно нижней грани
rinf— коэффициент определяющий нижний предел значения усилия предварительного обжатия при расчетах по предельным состояниям второй группы принимаемый равным 09 — для конструкций с натяжением арматуры на упоры.
Таким образом трещины в стадии эксплуатации при низшем пределе усилия предварительного обжатия не образуются и расчет по раскрытию трещин производить не нужно.
7.3 Расчёт по образованию трещин наклонных к продольной оси плиты в стадии эксплуатации
Выполняется для выяснения необходимости расчета ширины раскрытия наклонных трещин и сводится к определению главных растягивающих и главных сжимающих деформаций по формулам для двухосного напряженного состояния.
Наклонные трещины не образуются если выполняется условие
где - коэффициент поперечных деформаций бетона при сжатии (коэффициент Пассона) принимаемый равным 02;
- относительные деформации соответствующие исчерпанию прочности бетона на растяжение которые допускается принимать равными
Появление наклонных трещин наиболее вероятно в двух характерных случаях расположенных на приопорном участке плиты (рис.2.8): сечение I-I у грани опоры и сечение II-II в конце зоны анкеровки напрягаемой арматуры. Трещиностойкость этих сечений проверяем на уровне центра тяжести т.е. при
Рисунок 2.8 - К расчету трещиностойкости наклонных сечений
Для определения длины зоны передачи преднапряжения вычисляем следующие характеристики:
- напряжение сцепления арматуры с бетоном
где - для стержней периодического профиля
- принимается по рекомендациям [1 п.11.2.33].
- предельные напряжения сцепления по контакту напрягаемой арматуры с бетоном
где - для стержней периодического профиля;
- напряжения в арматуре непосредственно после её отпуска с упоров
- базовая длина зоны передачи напряжений [1 изм.1 формула 11.7]
где - при постепенной передаче усилия обжатия
- для стержневой арматуры;
- изгибающий момент от частой комбинации нагрузок в конце базовой длины зоны передачи напряжений
- напряжения в арматуре от действия частой комбинации нагрузок
где - коэффициент приведения бетонного сечения к приведенному
- предварительные напряжения в арматуре с учетом всех потерь
Расчетную длину анкеровки напрягаемой арматуры следует определять по формуле 11.6 [1 изм.1]
Т.к. то принимаем Тогда
Расчет образования трещин в сечении I-I
Т.к. между линией действия опорной реакции и рассматриваемым сечением поперечная нагрузка может отсутствовать то принимаем для сечения I-I
Усилие обжатия меняется по длине зоны передачи напряжений линейно от нуля в начале зоны до расчетной величины в конце и в рассматриваемом сечении равной:
Ввиду малой величины принимаем изгибающий момент от внешней нагрузки в сечении равным нулю. Тогда нормальные напряжения в уровне центра тяжести сечения
Напряжения от местного действия опорной реакции должны учитываться на длине участка x=07h по обе стороны от точки приложения силы. Т.к. x=07h=0745=315 см=315 мм> то необходим учет этих напряжений
Статический момент части сечения расположенной выше центра тяжести относительно оси проходящей через центр тяжести сечения
Касательные напряжения в сечении
Главные растягивающие и главные сжимающие напряжения в уровне центра тяжести сечения
Общие относительные деформации в наклонном сечении плиты от совместного действия главных растягивающих и главных сжимающих напряжений
следовательно наклонные трещины не образуются.
Поперечная сила в сечении
Усилие обжатия бетона в конце зоны анкеровки:
Изгибающий момент в сечении от частой комбинации внешней нагрузки
Нормальные напряжения в уровне центра тяжести сечения от совместного действия усилия обжатия сечения и внешней нагрузки
Общие относительные деформации в наклонном сечении плиты
7.4 Расчёт по деформациям без образования трещин
Максимальный прогиб в середине пролета согласно [1 изм.1 п.9.8.3.2] определяют по формуле:
где MSd—расчетный момент определенный для частого сочетания нагрузок;
Pkinf = rinf × Pmt (90)
где Pd— расчетное значение усилия предварительного обжатия;
rinf— коэффициент определяющий нижний предел значения усилия предварительного обжатия при расчетах по предельным состояниям второй группы принимаемый равным 09 — при натяжении на упоры.
Npd =Pkinf = 091661=1495 кН.
ak—коэффициент зависящий от схемы приложения нагрузки ak=548;
aр—коэффициент зависящий от трассировки напрягаемого стержня (a = 18 — для стержней с прямолинейной осью трассы);
В(t0)—изгибная жесткость предварительно напряженного элемента.
где Eceff— эффективный модуль упругости бетона;
III II—соответственно момент инерции сечения с трещиной и без трещины. Поскольку сечение работает без трещин то III = II [1 п.8.3.3.3].
здесь - эффективный модуль упругости бетона определяемый по формуле:
=19 (см. п.2.5.4 Эксплуатационные потери)
Момент инерции при отсутствии нормальных трещин в растянутой зоне (см. п.2.5.3)
II=405647 см4=405647104 мм4
Прогиб плиты в середине пролета:
Таким образом максимальный прогиб в середине пролета балки не превышает допустимый.
Расчет стропильной раскосной фермы с параллельными поясами
Конструктивное решение:
- номинальный пролет фермы l=240 м
- конструктивный размер L=2394 м
- расчетный пролет leff=240-20175=2365 м
- расстояние между фермами вдоль здания B = 80 м
- высоту фермы принимаем hф=(17 19)l=(17 19)24 = 34 27 м=3 м.
- расстояние между узлами по верхнему поясу l1 (панель фермы) назначаем 3 м. что обеспечивает передачу нагрузки от ребер настила покрытия шириной 3 м в узлы верхнего пояса и исключает влияние местного изгиба.
При собственной массе фермы 112 кН нагрузка на 1м длины фермы составит:
Нагрузка на 1м2 покрытия:
Ферма изготовляется с монолитными поясами и закладной решеткой. Все элементы фермы выполняются прямоугольными в поперечном сечении и изготовляются из бетона класса С3037 с пропариванием.
Рисунок 3.1- Расчетная схема фермы
1 Определение нагрузок на ферму
Нагрузки на ферму от покрытия на площади 1 м2 приведены в таблице 3.1;
Все нагрузки на ферму прикладываются в виде сосредоточенных грузов в местах опирания продольных ребер крупнопанельного настила. Собственный вес фермы для упрощения расчета учитывается в виде сосредоточенных грузов в узлах верхнего пояса.
Таблица 3.1- Нагрузки действующие на ферму
Наименование элементов
Нормативная нагрузка кПа
Коэффициент надежности по нагрузке
Расчетная нагрузка кПа
) от веса теплоизоляционного ковра и настила (см. таблицу 2.1)
) От собственного веса фермы (1122394=0468)
Временная нагрузка снеговая
Узловая постоянная нагрузка на ферму:
Узловая временная нагрузка на ферму:
2 Определение усилий в элементах фермы
Значение узловых нагрузок для определения расчетных сочетаний усилий:
а) при расчете по предельным состояниям первой группы:
- основное сочетание
б) при расчете по предельным состояниям второй группы:
- нормативное (редкое) сочетание
Gsdn+Qsdn=9799+288=12679 кНм
Gsdn+1Qsdn=9799+28805=11239 кНм.
- практически постоянное сочетание
Gsdn+2Qsdn=9799+28803=10663 кНм
Упрощенный расчет предварительно напряженных железобетонных стропильных ферм обычно производится с учетом того что в узлах имеются шарниры которые обеспечивают свободный поворот стержней при деформации. Каждый элемент фермы остается прямолинейным и находится под воздействием только продольных осевых сил. Усилия в элементах фермы определяем при помощи программы «SIRIUS» и заносятся в таблицу 3.2.
Таблица 3.2 - Определение усилий в элементах фермы
Расчетные усилия от узловой нагрузки кН
От единичной нагрузки
От основного сочетания
От частого сочетания
От практически постоянного сочетания
3 Расчет отдельных элементов решетки
3.1 Расчет нижнего пояса
3.1.1 Расчет по предельным состояниям первой группы
Расчет выполняем по максимальному усилию в нижнем поясе Nsd=128488.
Требуемую площадь рабочей арматуры рассчитываем по формуле:
fpd=1120 МПа [1 изм.14 таб.6.6]
Принимаем в качестве напрягаемой арматуру S1400 (проволока): 635 с мм2; назначаем ширину и высоту нижнего пояса b=250 мм h=300 мм.
Согласно требованиям [1 таб.11.11] стержни в сечении расположим следующим образом:
стержней в горизонтальном направлении 9 – в вертикальном (расстояние между стержнями в обоих направлениях 25мм) – см. рис.3.2.
Предварительное напряжение 0max=(05 09)fрk следует назначить с учетом допустимых отклонений значения предварительного напряжения таким образом чтобы для стержневой и проволочной арматуры выполнялось условия:
Предварительное напряжение назначаем 0max=1000 МПа
s0max-p≥ 03fpk. (94)
где kp=08 – для проволочной арматуры.
fpk – нормативное сопротивление напрягаемой арматуры ( для стали S1400 fpk=1400 МПа).
s0max=(05 09)fpk=(05 09)1400=700 1260 МПа
Принимаем s0max=1000 МПа тогда р=0051000=50 МПа.
s0max+p=1000+50=1050 МПа≤ 081400=1120 МПа
s0max-p=1000-50=950 МПа≥ 03800=420 МПа.
3.1.2 Расчет по предельным состояниям второй группы
А) Определение потерь предварительного напряжения арматуры
Первые потери(технологические):
- от релаксации напряжений арматуры при механическом способе натяжения для стержневой арматуры [1 п.9.3.1.1]:
- от температурного перепада определяемого как разность температур натянутой арматуры в зоне нагрева и устройства воспринимающего усилие натяжения при прогреве бетона для бетона класса С3037 следует рассчитывать по эмпирической формуле:
ΔPΔТ=125ΔТАsp =125651237=100506Н=10051 кН.
- от деформации анкеров при натяжении на упоры:
ΔPА=(Δll)Es Аsp =(225000)21051237=19792 Н=1979 кН.
где l=25 м – длина натягиваемого стержня (расстояние между наружными гранями стенда)
Δl=125+015=125+0155=2мм.
Здесь – диаметр натягиваемой проволоки.
-потери вызванные упругой деформацией бетона:
ρsp=АspАс=1237(250300)=00165
αsp=ЕspЕcm=20000033300=601 – отношение модулей упругости стали и бетона (Еcm принято по [1 таб.6.2] для бетона С2025 марки по удобоукладываемости смеси Ж4).
zср - расстояние от точки приложения усилия предварительного обжатия до центра тяжести бетонного сечения (для случая центрального растяжения zср=0)
Р0с=s0maxАsp - ΔPir - ΔPΔТ - ΔPА=100012371000 – 7069 – 10051 – 1979=
ΔPс= 60100165(1+0) 104601=10373 кН.
Усилие предварительного обжатия Рmо действующее непосредственно после передачи усилия предварительного обжатия на конструкцию должно быть не более:
Рmо= Р0с-ΔPс=104601-10373=94228 кН.
228 кН07514001237=1298850 Н=129885 кН – условие выполняется.
Остальные виды потерь равны нулю.
Эксплуатационные потери:
- реологические вызванные ползучестью и усадкой бетона а также длительной релаксацией напряжений в арматуре:
где - ожидаемые относительные деформации усадки бетона к моменту времени t>100сут;
- физическая часть усадки при испарении из бетона влаги определяемая по табл. 6.3[1] методом линейной интерполяции при и принимаемая согласно [1 изм.1 п.6.1.4.4] с коэффициентом 07 (для марки по удобоукладываемости смеси Ж4)
- коэффициент ползучести бетона за период времени от t0 до t=100 суток принимается по рис.6.1[1] . При см>10см (где U- периметр сечения) ; принимаем 136 см по графику =24; принимаем с коэффициентом 07 (для марки по удобоукладываемости смеси Ж4):
- напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от практически постоянной комбинации нагрузок включая собственный вес; учитываются со знаком «-» т.к. являются растягивающими;
Принимая при и для первого релаксационного класса арматуры по табл.9.2 [1] потери начального предварительного напряжения от релаксации арматуры составляют 45% тогда
Момент инерции сечения
не должно быть большим чем это установлено условиями
Pmt=94228-12122=82106 кН 0651400×1237=1125670 Н=112567 кН – условие выполняется
Pmt =82106 кН 10001237 - 1001237=1113300 Н=11133 кН – условие выполняется.
Б) Расчет трещиностойкости сечений нормальных к продольной оси элемента
Расчет трещиностойкости сечений нормальных к продольной оси для центрально растянутых элементов следует проводить из условия:
где Nsd – продольное растягивающие усилие ;
Ncr– усилие воспринимаемое сечением нормальным к продольной оси элемента при образовании трещин;
Ncr=fctmAc+rinfPmt (99)
где rinf – коэффициент определяющий понижение значения предварительного обжатия бетона.
Ncr=29250300+0982106=956454 Н=95645 кН
Ncr=95645 кН >Nsd=78053 кН следовательно трещины не образуются.
Рисунок 3.2 - Схема армирования нижнего пояса фермы
3.2 Расчет верхнего пояса
Ведем его по наибольшему усилию Nsd=83385кН (для стержней 9-10 10-11). Остальные элементы верхнего пояса из соображений унификации армируем по данному усилию. Длина панели верхнего пояса фермы l=3000 мм расчетная длина l0= 09l=093000=2700 мм (см.[1 таб.7.3]). Сечение верхнего пояса принимаем 250200мм. Арматура класса S500. Пояс рассчитываем как центрально сжатый элемент. В этом случае расчетный эксцентриситет равен случайному (еtot=ea) а начальный равен 0 (e0=0).
Случайный начальный эксцентриситет принимается большим из:
где h - высота сечения элемента.
Принимаем эксцентриситет продольного усилия относительно центра тяжести сечения etot=eа=20 мм.
Длина панели верхнего пояса фермы l=3000 мм etot=20 ммh8=2008=25 мм поэтому расчетная длина l0= 09l=093000=2700 мм (см.[1 таб.7.3]).
При расчет сжатого пояса с симметричным армированием разрешается производить из условия [1 формула 7.22]:
где φ – коэффициент учитывающий влияние продольного изгиба и случайных эксцентриситетов:
Astot — полная площадь продольной арматуры в сечении.
Исходя из условия (101) необходимое сечение арматуры:
По конструктивным требованиям минимальная площадь сечения арматуры составляет:
где - минимальная площадь сечения продольной рабочей арматуры центрально сжатых элементов в процентах от площади сечения бетона согласно [1 изм 3 таб.11.1 прим.3]:
где принимаемый не менее 010 и не более 025.
0025 – условие выполняется.
Принимаем 416 S500 с .
Рисунок 3.3 – Схема армирования верхнего пояса фермы
3.3 Расчет элементов решётки
3.3.1 Расчет по предельным состояниям первой и второй групп растянутых элементов фермы
Расчет выполняем по максимальному усилию Nsd=6162кН при основном сочетании нагрузок и Nsd=37214кН при практически постоянном сочетании в стержнях 4-7 и 2-13. Раскосы принимаем сечением 250200мм. Арматура класса S500.
Требуемую площадь сечения рабочей арматуры определяем из условия прочности центрально растянутого элемента:
Принимаем 4 22 S500 (AS=1520 мм2).
Проверяем необходимость расчета по раскрытию трещин. Усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин:
Т.к. то в сечении нормальные трещины образуются и необходим расчет их раскрытия от действия практически постоянного сочетания нагрузок.
Согласно [1 изм1 таб.5.1] для класса по условиям эксплуатации ХС1 предельно допускаемая ширина раскрытия трещин
Расчетная ширина раскрытия трещин:
где - коэффициент учитывающий отношение расчетной ширины раскрытия трещин к средней (согласно [1 изм1. п.8.2.1.8])
- среднее расстояние между трещинами:
- средние относительные деформации арматуры:
здесь: - коэффициент учитывающий условия сцепления арматуры с бетоном (=08 для стержней периодического профиля)
- коэффициент учитывающий вид напряженно-деформированного состояния (=1 при осевом растяжении);
- эффективный коэффициент армирования;
- эффективная площадь сечения арматуры (см.[1 п.8.2.1.9]);
=1 для стержней периодического профиля
- коэффициент учитывающий длительность действия нагрузки (=05 при действии длительно действующих нагрузок).
Определяем следующие величины:
- эффективная высота растянутой зоны [1 рис.8.2]:
- эффективная площадь растянутой зоны сечения:
Напряжение в арматуре в сечении с трещиной при действии практически постоянного сочетания нагрузок
Расчетная ширина раскрытия трещин
т.е. не превышает допустимую.
Для растянутых раскосов для которых усилие растяжения мало (стержни 3-9 и 3-11) принимаем конструктивное армирование 4 12 S500 (AS=452 мм2). Несущая способность
Рисунок 3.4 - Схема армирования растянутых раскосов фермы
3.4 Расчет по предельным состояниям первой группы сжатых элементов фермы
Расчет выполняем по максимальному усилию Nsd=85483кН (стержни 1-13 5-7). Длина раскоса l=(см. рис 3.1) расчетная длина l0= 08l=084173=3338 мм (см.[1 таб.7.3]). Раскосы принимаем сечением 250200мм. Арматура класса S500. Раскос рассчитываем как центрально сжатый элемент.
Случайный начальный эксцентриситет принимается по формуле (100) большим из:
Принимаем эксцентриситет продольного усилия относительно центра тяжести сечения eа= etot=20 мм.
При расчет сжатого пояса с симметричным армированием разрешается производить из условия [1 формула 7.22] – см. п.3.3.2.
Принимаем 420 S500 с .
Аналогично рассчитаем армирование для стержней 2-11 и 4-9:
Расчет выполняем по максимальному усилию Nsd=37212кН. Длина раскоса l=(см. рис 3.1) расчетная длина l0= 08l=084243=3394 мм. Раскосы принимаем сечением 250200мм.
Т.к. площадь получилась отрицательная армируем сечение конструктивно принимая 412 S500 с .
Стойки армируем конструктивно аналогично.
Рисунок 3.5 - Схема армирования сжатых раскосов и стоек фермы.
4 Проектирование опорного узла фермы
Заделка выпусков стержневой арматуры растянутых элементов в узлах с растянутым бетоном должна быть не менее чем 20d или 250мм а в сжатом бетоне – не менее чем на 12-15d или 200мм (d – наибольший диаметр продольной арматуры).
Требуемая площадь поперечного сечения продольной ненапрягаемой арматуры в нижнем поясе в пределах опорного узла:
где – расчетное усилие в нижнем поясе.
Принимаем 4 14 S500 (AS=616 мм2).
Расчетное усилие из условия прочности в наклонном сечении по линии обрыва АВ
где – расчетное усилие в продольной напрягаемой арматуре.
Расчетное усилие в ненапрягаемой арматуре:
Площадь сечения одного поперечного стержня:
Принимается 6 S240 шаг 100.
Проверка прочности наклонного узла в опорном сечении АС.
условие выполняется.
Расчет арматуры промежуточного узла производится с учетом уменьшения усилий в арматуре раскоса. Данное уменьшение компенсируется работой поперечных пересекаемых стержней .
По предыдущим формулам:
Принимаем 6 S240 с шагом 100мм.
Принимаем 5 14 S400 см2
Статический расчет поперечной рамы
На поперечную раму цеха действуют постоянные нагрузки от веса ограждающих и несущих конструкций здания временные от мостовых кранов и атмосферных воздействий снега и ветра.
На здание может действовать одновременно несколько нагрузок и возможно несколько комбинаций их с учетом отсутствия некоторых из них или возможного изменения схем их приложения. Поэтому раму рассчитывают на каждую из нагрузок отдельно а затем составляют расчетную комбинацию усилий при невыгодном сочетании нагрузок. При этом значения нагрузок должны подсчитываться отдельно если даже они имеют одинаковые схемы распределения на конструкции но отличаются по длительности воздействия.
1 Определение нагрузки от собственного веса конструкции покрытия
Постоянные нагрузки зависят от типа покрытия которое может быть тяжелым или легким утепленным или не утепленным. В данном курсовом проекте применяется тип покрытия жб плиты.
Покрытие состоит из жб плит опирающихся непосредственно на ферму пароизоляции теплоизоляционного слоя водоизоляционного ковра защитного слоя. Нагрузка от покрытия определяется суммированием отдельных его элементов значения которых сведены в таблицу:
Таблица 3.1 - Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 покрытия
Железобетонная ребристая плита с учётом заливки швов
Расчётное опорное давление от покрытия и от фермы:
где q – нагрузка от покрытия
а L – шаг колонн и пролет (м)
G – нагрузка от фермы.
Расчётная нагрузка от веса покрытия с учётом коэффициента надёжности по назначению здания =095 (нагрузка на крайнюю колонну):
F1 = (Р1 + Р2) · 095
нагрузка на среднюю колонну:
F1 = (43171 + 7560) · 095 = 50731кН.
F2 = 50731· 2 = 101462 кН.
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления передаваемая на колонну выше отметки 84 м:
где - вес 1 м2 стеновых панелей (панели керамзитобетонные );
q - вес 1 м2 остекления (q = 04 кНм2)
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей предаваемая на фундаментную балку:
Расчётная нагрузка от веса подкрановых балок:
где g - вес подкрановой балки;
Расчётная нагрузка от веса колонн определяется по формуле:
где - вес соответствующей части колонны.
Крайние колонны подкрановая часть:
Крайние колонны надкрановая часть:
Средние колонны надкрановая часть:
Средние колонны подкрановая часть:
2 Временные нагрузки
Расчетная погонная снеговая нагрузка на крайние колонны определяется по формуле:
Fs= sо а · L2 γn γf (120)
где so — нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли принимаемая в зависимости от района строительства.
Для города Минска нормативное значение снеговой нагрузки
— коэффициент учитывающий конфигурацию покрытия; для расчета рамы принимается = 10;
γf — коэффициент надежности по нагрузке для снега принимаемый в зависимости от отношения нормативной нагрузки от веса покрытия к нормативному значению веса снегового покрытия; принимаем γf = 15;
L — пролёт стропильных конструкций.
Определим расчетную снеговую нагрузку на крайнюю колонну:
Fs = 12 · 10 8 242 15 095 = 16416 кН.
Для средней колонны:
F’s = 16416 · 2 = 32832 кН.
Скоростной напор ветра для города Минска (I район) местности типа А для части здания высотой до 10 м от поверхности земли k = 1; w0 =230 Нм2; то же высотой до 20 м при коэффициенте учитывающем изменение скоростного напора по высоте k = 125.
Давление на высоте 20 м:
В соответствии с линейной интерполяцией на высоте (рис. 1.3) имеем:
Аналогично на высоте 144 м (рис. 1.3):
Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно распределённым эквивалентным по моменту в заделке колонны длиной 144 м.
При условии Н 2 · L = 180 2 · 24 = 0375 05 значение аэродинамического коэффициента для наружных стен с наветренной стороны се = + 08 с подветренной стороны се’= - 05.
Расчётная равномерно распределённая ветровая нагрузка на колонны до отметки 144 м при коэффициенте надёжности по ветровой нагрузке γf = 14:
с наветренной стороны
с подветренной стороны
Расчётная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 144 м
Вес поднимаемого груза Q = 200 кН пролёт крана Lк = L – 2 · λ = = 24 – 2 · 075 = 225 м база крана грузоподъёмностью 205 т В = 63 м расстояние между колёсами К = 44 м вес тележки Gт = 85 кН максимальное давление на колесо крана Fnmax = 220 кН.
Рисунок 4.1 - Линия влияния давления на колонну
Расчётное максимальное давление на колесо крана
γf = 11 — коэффициент надежности по крановым нагрузкам;
Fmax = 220 · 11 · 095 = 2299 кН.
Минимальное давление колес крана можно определить по формуле
Fnmin = (Q + G) n0 - Fnmax (126)
где G — полный вес крана с тележкой;
Fnmin = (200 + 360) 2 – 220 = 60 кН.
Расчётное минимальное давление на колесо крана
Fmin = 60 · 11 · 095 = 627 кН.
Расчётная поперечная тормозная сила на колеса крана
где n0 – число колёс с одной стороны у одного крана;
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов:
на противоположную колонну:
Dmin = γi Fmin yi (129)
yi - сумма ординат линии влияния давления двух подкрановых балок на колонну (рис.3.1):
Dmin = 085 627 (045 + 1 + 075 + 02) = 12791 кН.
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от четырёх кранов на среднюю колонну с коэффициентом сочетаний усилий [3 п.4.17]
Dmax = 2· 07 · 2299 · 24 = 77246 кН.
Dmin = 2· 07 · 627 · 24 = 21067 кН.
Расчетное горизонтальное давление на колонну от двух сближенных кранов при поперечном торможении равно:
Т= 085 · 745 · 24 = 1520 кН.
2 Определение усилий в стойках рамы
Расчет рамы выполняется методом перемещений. Неизвестным является - горизонтальное перемещение верха колонны. Основная система содержит горизонтальную связь препятствующую этому перемещению.
Каноническое уравнение метода перемещения имеет вид:
где - реакция верха колонн от внешнего воздействия;
- коэффициент учитывающий пространственный характер работы каркаса здания.
Постоянная ветровая снеговая нагрузки действуют одновременно на все рамы при этом пространственный характер работы каркаса не проявляется =1. Крановая же нагрузка приложена только к нескольким рамам блока однако благодаря жесткому диску покрытия в работу вовлекаются все рамы блока проявляется пространственная работа >1 (см. таблицу 3.5).
Подвергаем основную систему единичному перемещению =1 и вычисляем реакции верхнего конца сплошной и двухветвевой колонн:
Для сплошной крайней колонны
где – моменты инерции верхнего и нижнего сечений соответственно.
Для средней двухветвевой колонны при числе панелей n = 4:
где - момент инерции сечения ветви двухветвевой колонны;
Продольная сила F1 = 50731 кН действует с эксцентриситетом e1.
В верхней части при привязке 250 мм
где 025 м – привязка крайних колонн к разбивочным осям;
75 м – расстояние от продольной разбивочной оси до линии действия продольной силы на колонну.
В подкрановой части колонны:
- сила F1 = 50731 кН приложена с эксцентриситетом
- расчётная нагрузка от стеновых панелей толщиной 240 мм с эксцентриситетом ;
- расчётная нагрузка от подкрановых балок с эксцентриситетом ;
- расчётная нагрузка от надкрановой части колонны с эксцентриситетом .
Суммарное значение момента:
Рисунок 4.2 - Продольные силы от постоянной нагрузки
Вычисляем реакцию верхнего конца левой колонны
Согласно принятому в расчете правилу знаков изгибающий момент положительный если он вызывает растяжение левых волокон левой колонны т.е. реакция направленная вправо положительна.
Реакция правой колонны средней колонны (т.к. она центрально нагружена).
Суммарная реакция связей в основной системе:
При этом из канонического уравнения следует что .
Упругая реакция левой колонны
Усилия МNV в четырех сечениях колонны определяется как для консольной стойки защемленной в уровне фундамента и нагруженной внешней постоянной нагрузкой и и упругой реакцией (рис.4.4).
Рисунок 4.3 - Рассчитываемые сечения колонн
М1-1 = М1 = 6341 кНм;
М2-2 = 6341 + 673375 = 8865 кНм;
М3-3 = 6341 - 16434 + 673375 = -7569 кНм;
М4-4 = М1 + М2 + Rе1Н = 6341 - 16434 + 6731815 = 2122 кНм.
Продольные силы в крайней колонне:
N2-2 = 50731 + 3607 = 54338 кН;
N3-3 = 54338 + 16941 + 9875 = 81154 кН;
N4-4 = 81154 + 14188 = 95342 кН.
Поперечная сила V = 673 кН.
Продольные силы в средней колонне:
N2-2 = 101462 + 3607 = 105069 кН;
N3-3 = 105069 + 29875 = 124819 кН;
N4-4 = 124819 + 945 = 134269 кН.
Изгибающие моменты и поперечные силы в сечениях средней колонны равны нулю.
Для удобства расчётов вычисления сводим в таблицы.
Моменты в колоннах от снеговой нагрузки
М1S = Fs · e1 = 16416 · 0125 = 2052 кНм;
М2S = -Fs · e2 = -16416 · 02 = -3283 кНм.
Усилия в колоннах от ветровой нагрузки
Усилия в колоннах от крановой нагрузки (от двух кранов c Dmax на крайней левой колонне)
Dma Dmin =12791 кН – на средней колонне.
Мma Мmin = -12791 075 = -9593 кНм.
Моменты в колоннах от крановой нагрузки (от двух кранов c Dmax средней колонне)
Мmin = Dmin e3 = 12791·05 = 6396 кНм.
Усилия в колоннах от крановой нагрузки (от четырех кранов c Dmax на средней колонне)
Мma Мmin = 10534 05 = 5267 кНм.
Таблица 3.2 - Комбинация нагрузок и расчётные усилия в сечениях средней колонны
От 2х кранов с Dmах на левой колонне
От 2х кранов с Dmах на средней колонне
От 4х кранов с Dmах на средней колонне
Тормозная Т на левой колонне
Тормозная Т на средней колонне
Расчёт прочности колонны среднего ряда
Данные для расчёта: бетон тяжелый класса С1620 с тепловой обработкой при атмосферном давлении fcd = 1067 МПа; fctd = fctk γс fctk = 13 МПа fctd =13 15 = 087 МПа; Еcm = 31 09 · 103 = 279 · 103 МПа (табл. 6.2 [1] – при марке бетонной смеси по удобоукладываемости П1).
Продольная арматура класса S400. Для арматуры класса S400 принимаем по таблице [1 изм.4 таб. 6.5]:
Размеры сечения: b = 500 мм; h1 = 600 мм; h2 = 1200 мм.
1 Надкрановая часть колонны
Комбинация расчетных усилий (для удобства расчетов далее значения продольных сил примем со знаком «+»):
Мe = 0; Ne = 105069 кН.
Расчетная длина надкрановой части: lo = 25 H1 = 25 375 = 9375 м – без учета крановой нагрузки.
Радиус инерции сечения:
Так как l = lo i = 750 102 1732 = 4330 > 14 – учитываем влияние прогиба.
Эксцентриситет продольной силы:
Определяем значение случайного эксцентриситета из следующих условий:
) ea = l0 600 = 7500 600 =1250 мм
) ea = h 30 = 600 30 = 20 мм
Принимаем максимальное из найденных значений: еа = 20 мм. Расчетный эксцентриситет ео = M N + еа = 11598 134618 + 002 = 0106 м.
Условная критическая сила равна:
где - средний модуль упругости бетона;
- расчетная длина конструкции;
- момент инерции бетонного сечения относительно центра тяжести сечения;
Iс = b h13 12 = 50 603 12 = 9105 см4;
- момент инерции площади сечения арматуры относительно центра тяжести сечения;
φp – коэффициент учитывающий влияние предварительного напряжения в арматуре. Так как преднапряжение отсутствует то φp = 1.
b1 =1 для тяжелых бетонов;
Me' = Me + Ne (h1 2 - с1); (143)
Me '= 0 + 105069 (06 2 - 004) = 27318 кНм;
M ' = M + N (h1 2- с1); (144)
M ' = 11598 + 134618 (06 2-004) = 46599 кНм;
de = eo h1 ≥ d em (145)
de = 0106 06 = 0177 dem
принимаем de = 0268;
r = 0004 – в первом приближении:
Предполагаем что сечение находится в области деформирования 2 и определяем (для симметрично армированного элемента) величину относительной высоты сжатой зоны:
Для бетона класса С1620 и арматуры класса S400 по таблице 6.7[5] находим и .
Поскольку условие выполняется сечение находится в области деформирования 2 и коэффициент .
Находим величину требуемой площади сжатой арматуры:
Принимаем 316 S400 с As = 603 мм2.
Расчетная длина из плоскости изгиба:
lo' i = 5625 1443 = 3898 см lo i = 4330 см – расчет не производим.
2 Подкрановая часть колонны
Подкрановая часть колонны рассчитывается как однопролетная многоэтажная рама ригелями которой служат короткие жесткие распорки а стойками менее жесткие ветви колонн.
Размеры прямоугольного сечения: ширина b = 50 см высота h2 = 120 см h = 25 см; с = с' = 4 см; d =25 – 4 = 21 см; расстояние между осями ветвей колонны а = 95 см;
S = H2 4 = 144 4 = 36 м.
Подбор арматуры производим исходя из расчетных усилий в сечении 4-4:
М = 21186 кНм; N = 233339 кН; V = 1365 кН.
Усилия от длительно действующей нагрузки:
Me = 0; Ne = 134269 кН; Ve = 0 кН.
Расчетная длина подкрановой части: lo = 15H2 = 15 144 =216 м.
Приведенный радиус инерции сечения в плоскости изгиба определим по формуле:
Приведенная гибкость в плоскости изгиба
>14 следовательно необходимо учесть влияние прогиба на несущую способность колонны.
Эксцентриситет продольной силы: e0 = M N = 21186 233339 = 00908 м.
Условная критическая сила:
Mе' = Me + Ne · (h2 2 - c) = 0 + 134269 × (12 2 - 004) = 75191 кНм.
M' = M + N · (h2 2 - c) = 21186 + 233339 · (12 2 - 004) = 151856 кНм.
klt = 1 + 1 × 75191 151856 = 150.
de = 00908 12 = 0075 dem
принимаем de = 0091.
ρ = 0015 – для одной ветви;
αЕ · Is = 717 · 2 · 0015 · 50 · 25 · 952 4 = 60664922 см4.
Коэффициент h = 1 (1 - 233339 1738388) = 1155.
Усилия в ветвях колонны
N = (Nsd 2) ± Msd h а; (155)
N = (233339 2) ± 21186 · 1155 095 = 116670 ± 25757 кН:
- в наружной ветви N = 90913 кН;
- в подкрановой ветви N = 142427 кН.
М = Vsd ·S 4 = 1815 · 36 4 = 16335 кНм;
е0 = 16335 142427 = 001 м = 11 см
Расчетный эксцентриситет е = е0 + h 2 – c = 11 + 25 2 – 4 = 96 см.
Принимаем по конструктивным соображениям: 316 S400 с As = 603 мм2.
Поперечную арматуру принимаем из стержней класса S240 диаметром 16 мм с шагом S = 300 мм 20 d = 20 16 = 320 мм в местах стыковки каркасов надкрановой и подкрановой частей колонны с шагом s =10 d =160 мм.
3 Расчет промежуточной распорки
Изгибающий момент в распорке:
Mp = 1365 · 36 2 = 2457 кНм.
Сечение распорки: b = 500 мм h = 400 мм; d = 360 мм.
Сечение распорки армируем двойной симметричной арматурой :
Принимаем 310 S400 с Аs =236 мм2.
Поперечная сила в распорке:
Vsp = 2 · Mp а = 2 2457 095 = 5172 кН.(158)
Распорка армируется конструктивно поперечной арматурой устанавливая хомуты 6 S240 с шагом 100 мм.
Конструирование и расчет фундамента под колонну
Рассчитываем отдельно стоящий монолитный фундамент под двухветвевую колонну среднего ряда размерами сечения в подкрановой части: ширина b = 500 мм высота h = 1200 мм.
Характеристики грунта по заданию Rо = 380 кПа.
Материал фундамента: бетон класса С1620 fck = 16 МПа; fcd = 1067 МПа; fctk = 13 МПа; fctd = 087 МПа. Для рабочих стержней принимаем арматуру S400 fyd = 367 МПа. Для монтажных петель принимаем арматуру класса S240 fyd = 218 МПа.
В соответствии с приведенным расчетом усилия от колонны действующие на уровне обреза фундамента:
Нормативные усилия с учетом коэффициента надежности по нагрузке :
2 Определение глубины заложения и высоты фундамента
Глубина заложения фундамента принимается исходя из конструктивных особенностей проектируемого здания в зависимости от грунтовых условий и района строительства. Кроме того высоту фундамента назначаем по условиям заделки колонны в стакан и анкеровки рабочей арматуры в колонне.
Глубина заделки колонны прямоугольного сечения принимается наибольшей из трех значений:
где – диаметр арматуры колонны 16 мм;
Принимаем глубину заделки 900 мм.
Тогда требуемая высота фундамента:
где – зазор между колонной и дном стакана 50 мм;
h1 – минимальная высота плитной части фундамента равная 200 мм;
Принимаем высоту фундамента кратно 150 мм -
Глубина заложения фундамента
Принимаем двухступенчатый фундамент с высотой ступени 300 мм.
3 Определение размеров подошвы фундамента
Определим площадь фундамента по формуле
(12 16) - коэффициент учитывающий неравномерное действие момента;
Nsk - нормативное значение продольной силы;
R0 - расчетное сопротивление грунта;
- значение сопротивления грунта ;
При внецентренном нагружении фундамент проектируем в плане с отношением сторон b l = 06 085 принимая больший размер в плоскости действия момента. Назначаем b l = 07 тогда:
Принимаем а = 300 м b = 210 м из конструктивных соображений (кратно 300 мм).
Для исключения возникновения в грунте пластических деформаций
также должны соблюдаться следующие условия
Краевые давления определяем по формуле:
где Nnf – нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его уступах;
Mnf – нормативный изгибающий момент в уровне подошвы фундамента
еo – эксцентриситет продольной силы;
Так как то имеем трапецеидальную эпюру давления грунта.
Условия выполняются следовательно принятые размеры фундамента достаточны.
4 Расчет фундамента по прочности
Определение высоты фундамента и размеров ступеней расчетом на продавливание
Определяем рабочую высоту плитной части фундамента
где N - расчётное продольное усилие;
Минимальная высота плитной части фундамента из условия прочности на продавливание
где с - толщина защитного слоя;
что совпадает с принятой высотой плитной части фундамента.
Расчет плитной части фундамента на действие поперечной силы V не производим так как соотношение сторон b a > 05.
5 Определение сечений арматуры подошвы фундамента
Расчетное давление грунта по подошве фундамента
где Mf – изгибающий момент от расчетных нагрузок на уровне подошвы фундамента;
W – момент сопротивления подошвы фундамента;
Расчетные изгибающие моменты определяем как для консольной балки нагруженной давлением грунта
где - расчетное давление грунта;
Требуемое сечение арматуры
Исходя из условий минимального армирования принимаем арматуру параллельно длинной стороне 1510 S400 Аs=1178 мм2 с шагом S = 140 мм.
Арматура устанавливаемая параллельно короткой стороне фундамента определяется по изгибающему моменту в сечении 4-4:
Принимаем арматуру в направлении короткой стороны фундамента 1512 S400 Аs=1697мм2 с шагом 200 мм.
6 Расчет подколонника
Расчет на внецентренное сжатие выполняют для коробчатых сечений на уровне дна стакана и в месте примыкания его к плитной части фундамента.
Рассматриваемое сечение приводим к эквивалентному двутавровому b1 = b2 = 1200 мм h = а2 = 1800 мм b = b2 - bc = 1200 – 500 = 700 мм hf = (а2 - а1) 2 = (1800 - 1200) 2 = 300 мм
d = h - 05 - c = 1800 - 05 16 – 60 = 1732 мм. Толщина защитного слоя 60 мм.
Расчетные усилия в сечении 5-5 c учетом веса подколонника и части колонны в нем:
Начальный эксцентриситет продольной силы
Расчетный эксцентриситет
Определяем положение нулевой линии в сечении при внецентренном сжатии.
Так как то нейтральная линия проходит в полке и сечение рассматриваем как прямоугольное.
Площадь сечения продольной арматуры
Продольная арматура по расчету не требуется назначаем сечение арматуры по минимальному проценту армирования 005%.
Принимаем с каждой стороны подколонника 516 S400 с As = 1206 мм2.
У длинных сторон подколонника продольное армирование 412 S400 с As = 452 мм2.
Рисунок 6.1 - Внецентренно нагруженный фундамент

записка ЖБК Яна последн.doc

Одноэтажные производственные здания каркасного типа широко распространены во многих отраслях промышленности и сельского хозяйства. Их основные несущие конструкции: балочно-стоечные поперечные рамы связанные в продольном направлении фундаментами обвязочными и подкрановыми балками плитами перекрытия и другими элементами каркаса. Основные элементы поперечной рамы: фундаменты колонны и несущие покрытия (ригели балки фермы).Поперечная рама воспринимает постоянные нагрузки (вес конструкций каркаса) и временные (крановые снеговую и ветровую).
В разрабатываемом курсовом проекте рассчитывается железобетонный каркас одноэтажного производственного здания согласно основным принципам расчета конструирования и компоновки железобетонных конструкций.
Поперечник одноэтажного промышленного здания представляет раму состоящую из колонн защемленных в уровне верха фундаментов и шарнирно-связанных по верху фермами. Фермы в расчете рассматриваются как абсолютно жесткие (недеформируемые) стержни.
В данном промышленном здании устройство фонарей не предусматривается—цех оборудован лампами дневного света. Конструктивной схемой предусмотрено наличие мостового кранового оборудования.
Цель курсового проекта— закрепление и углубление знаний полученных в процессе изучения курса «Железобетонные конструкции» и применение практических навыков в области расчета и конструирования несущих конструкций одноэтажного промышленного здания.
Исходные данные на проектирование:
- количество шагов колонн – 10;
- грузоподъёмность крана – 153 т;
- несущая стропильная конструкция – ферма сегментная;
- район строительства - г. Могилев;
- схема поперечной рамы здания – трехпролетная;
-сопротивление грунта – 380 кПа.
Компоновка и проектирование основного варианта конструктивного решения здания
Компоновка конструкций схемы здания состоит из выбора сетки колонн внутренних габаритов здания выбора конструкции покрытия разбивки здания на температурные блоки выбора системы связей для обеспечения пространственной жесткости здания привязки колонн к разбивочным осям здания и т.п.
В зданиях с мостовыми кранами грузоподъемностью Q=15 т или Q=20 т шаге колонн 6-8 м и высоте от пола до низа несущей конструкции H162 м применяется нулевая привязка колонн а при шаге колонн 9-12 м высоте помещения H≥84 м и грузоподъемностью Q≥30 т наружные грани колонн смещаются в наружную сторону от продольных разбивочных осей на 250 мм. Так как в задании на проектирование Q = 15 т. шаг колонн – 7 м то привязка колонн к координационным осям будет нулевой.(Рисунок 1 ).
Рисунок 1 - Привязки колонн к координационным осям.
Геометрические оси средних колонн должны совпадать с продольной разбивочной осью. Геометрические оси торцевых колонн и поперечных температурных швов смещаются с поперечной оси внутрь здания на 500 мм. Геометрические оси средних колонн совпадают с продольными соответствующими осями. Длина температурного блока принимается как для отапливаемого здания – 48 м (рисунок 1 б рисунок 2).
Расстояние от разбивочной оси ряда до оси подкрановой балки λ=750 мм так как грузоподъемность кранов Q≤50 т.
Рама решается с жестким сопряжением стоек (колонн) с фундаментами и шарнирным сопряжением стоек с ригелем. При шарнирном соединении возможна независимая типизация ригелей и колонн так как в этом случае нагрузки приложенные к одному из элементов не вызывают изгибающих моментов в другом. Шарнирное соединение ригелей с колоннами упрощает их форму и конструкцию стыка отвечает требованиям массового заводского производства и как более экономичное принято в качестве типового соединения. Шарнирное сопряжение осуществляется при помощи анкерных болтов выпускаемых из колонн на которые заводят вырезы опорных листов ригелей с последующей сваркой закладных элементов ригеля и колонны.
Рисунок 2 – Привязка колонн к разбивочным осям.
В качестве ригеля применяем сегментную ферму пролетом 22 м.
Стойки рамы принимаем как сплошные колонны.
Для крана с Q=15т предварительно выбираем колонну 2К84-4 с H=9300мм; h=5800мм.Размеры сечения колонн в надкрановой части назначаем с учетом опирания ригелей на торец колонны. Высота сечения h1 для средних колонн составляет 600 мм для крайних колонн 380 мм. Ширина сечения b средних и крайних колонн равно 400 мм. Высота сечения подкрановой части h2 для средних колонн
h2 =800 мм для крайних - h2 = 600 мм.
Рисунок 3 – Колонна 2К84-4
Рисунок 4 – Сечение колонн.
Определение размеров колонны по высоте
Рисунок 5 – Определение размеров колонны по высоте
Полная высота колонны определяется по формуле:
где - надкрановая часть колонны
- подкрановая часть колонны
Н3 – глубина заделки колонны
Определяем высоту надкрановой части колонны:
H1=Hкр+hр+hпб+а2 (1.2)
где Нкр –высота крана (для крана с Q=15т принимаем Нкр=2300мм)
- высота подкрановой балки (принимаем т. к. а шаг
- высота подкранового рельса (принимаем рельс КР70 с )
- зазор между краном и стропильной конструкцией принимаем .
Подставляем необходимые данные в формулу (1.2) и получаем значение высоты надкрановой части колонны:
H1=2300+120+1000+180=3600мм
Определяем высоту подкрановой части колонны
Определяем высоту помещения:
- расстояние от уровня пола до обреза фундамента принимаем .
С учетом требований унификации высота помещения принимается тогда корректируем высоту подкрановой части:
Высота до головки кранового рельса:
Глубину заделки колонны принимаем большей из двух значений:
где - высота сечения подкрановой части для крайних колонн -
- ширина сечения для крайних и средних колонн .
Высота колонны определяется как:
Найдем численное значение высоты колонны:
С учетом глубины заделки колонны найдем полную высоту колонны по формуле (1.1):
Рисунок 5-Конструктивная схема поперечной рамы.
Фундаменты под колонны устраиваются железобетонные стаканного типа. Верх стакана фундамента располагается на глубине 150 мм ниже отметки чистого пола. Отметка низа фундамента регламентируется конструктивными требованиями и районом строительства.
Система связей служит для обеспечения пространственной жесткости здания т.е. его способности сопротивляться воздействию горизонтальных нагрузок (ветровых и крановых).
Рисунок 6 – Система связей.
а) вертикальные связи (по колоннам и по стропильным конструкциям);б) горизонтальные связи (по нижнему и верхнему поясу стропильныхконструкций; в) связи фонаря.1 – вертикальные связи по колоннам; 2 – то же по стропильным конструкциям; 3 – распорки; 4 – горизонтальные связевые фермы по нижнему поясу; 5 – то же по верхнему; 6 – распорки по коньку; 7 – горизонтальные связи по фонарю; 8 – то же вертикальные.
Пространственная жесткость здания в поперечном направлении обеспечивается расчетом и конструкцией поперечной рамы т.к. устройство специальных связей препятствовало бы технологическому процессу. Поэтому жесткость здания в поперечном направлении обеспечивается защемлением колонн в фундаментах и достаточной изгибной жесткостью колонны (сечение колонны развито в поперечном направлении).
Пространственная жесткость в продольном направлении обеспечивается установкой вертикальных и горизонтальных связей и распорками из стального проката (рисунок 5).
Вертикальные связи устанавливают:
- по продольным рядам колонн в середине температурного блока на высоту от пола до низа подкрановых балок. По конструкции они могут быть: крестовые (одно или двухъярусные) и портальные (по внутренним рядам колонн). При такой конструкции необходимость в расчете продольной рамы отпадает.
- по стропильным конструкциям в торцах температурного блока. Они выполняются в виде вертикальных связевых ферм с крестовой решеткой их связывают железобетонными или стальными распорками по верху колонн.
Горизонтальные связи.
Устойчивость сжатого пояса ригеля из его плоскости обеспечивается плитами покрытия. При наличии фонарей сжатый пояс имеет свободную длину равную ширине фонаря. Для исключения потери его устойчивости из плоскости по коньку устраивают распорки которые в крайних пролетах температурного блока крепят к горизонтальным стальным фермам. При достаточно больших высотах и пролетах здания на уровне низа стропильных конструкций или на уровне крановых путей устанавливают горизонтальные связи в виде ферм из стальных уголков в торцах блока.
Расчет предварительно напряженной плиты покрытия
Материалы плиты бетон С3545 (т. к. плита меньше 12 м.) в качестве напрягаемой арматуры применена арматура класса S1200 ненапрягаемая арматура полки S500поперечного ребра – S500 конструктивная арматура класса S240поперечная арматура принята - S240. Плита имеет размеры в плане 70х30 м.
Рисунок 7 – Общий вид ребристой плиты.
Таблица 1 – Нормативные и расчетные нагрузки на покрытия.
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент безопасности по нагрузке
Расчетная нагрузка кНм2
Постоянная от веса конструкций покрытия и кровли:
-цементно-песчаная стяжка =20мм; ρ = 1800 кгм3
-утеплитель-пенополистерол ρ = 50 кгм3; = 150 мм.
-ребристые плиты (hred = 63 мм ρ = 2500 кгм3)
Всего от постоянной нагрузки:
Временная нагрузка от снега:
- постоянная и длительная
Определим расчетные и нормативные нагрузки на 1 м. плиты с учетом коэффициента надежности .
где – нагрузка на плиты;
Расчетные нагрузки на 1 м.п плиты:
Нормативные нагрузки на 1 м.п плиты:
постоянная и длительная:
1 Прочностные и деформационные характеристики материалов
Ребристую предварительно напряженную плиту армируем стержневой арматурой класса S1200 с механическим натяжением на упоры
Предварительное напряжение следует назначать с учетом допустимых отклонений значения предварительного напряжения таким образом чтобы для стержневой и проволочной арматуры выполнялись условия:
где - для стержневой арматуры.
Предварительное напряжение назначаем :
Значение при механическом способе определяем по формуле:
где - мах напряжение создаваемое в преднапряженном стержне.
Проверяем условие (2.2)
Для значения предварительного натяжения арматуры вводится коэффициент точности натяжения арматуры:
где -- при механическом способе натяжения .
Коэффициент точности натяжения:
Характеристики прочности бетона: бетон тяжелый C3545 естественного твердения передаточная прочность бетона = 21 МПа.
2 Расчет продольного ребра плиты
Плиту рассматриваем как свободно лежащую на двух опорах балку П-образного поперечного сечения. Приводим действительное сечение плиты к эквивалентному тавровому высотой 450 мм высотой полки 30 мм шириной 2980 мм.
Рисунок 8 – Расчетные сечения плиты.
Расчетный пролет плиты:
где – конструктивная длина плиты
- ширина площадки опирания.
Приведенная ширина ребра определяется по формуле:
Усилие от расчетных и нормативных нагрузок:
-от расчетной нагрузки
-от нормативной нагрузки:
-от постоянной и длительной нагрузки:
Определим рабочую высоту сечения:
С учетом точности натяжения:
где - коэффициент длительной прочности бетона при сжатии учитывающий неблагоприятный способ приложения нагрузки
- ширина полки равная ширине плиты.
Подставляя необходимые данные в формулу (2.12) получаем:
Высота сжатой зоны бетона:
следовательно нейтральная линия проходит в пределах полки.
Определим граничную высоту сжатой зоны бетона:
где - характеристика сжатой зоны бетона;
- коэффициент принимаемый для тяжелого бетона равным 085;
Для определения величину предварительного напряжения допускается принимать . Для арматуры S1200 .
- напряжение в арматуре растянутой зоны.
= 500 МПа – предельное напряжение в арматуре сжатой зоне.
Т.е. при следовательно коэффициент работы арматуры принимаем из условия:
где коэффициент принимаемый равным 11;
Окончательно принимаем .
Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры
2.1Расчет продольного ребра по наклонному сечению
В качестве поперечной арматуры принимаем арматуру класса S240.Расчет наклонного сечения ведем по методу ферменной аналогии.
Максимальная поперечная сила которую может выдержать бетон:
где - коэффициент учитывающий снижение прочности бетона при сжатии в условиях растяжения определяется по формуле:
- нормативное сопротивление бетона сжатию равное 25 МПа (C2530).
плечо внутренней пары сил;
угол наклона сжатых подкосов принимаемый равный 38.
Следовательно поперечная арматура не требуется. Сечение армируется конструктивно с шагом 150 мм на приопорных участках ( на величину ) а в середине участка с шагом 300 мм.
Площадь арматуры определяем по формуле:
где - расчетные сопротивления поперечной арматуры. Для поперечной арматуры МПа.
При этом принятая по расчету площадь поперечной арматуры должна удовлетворять условию:
Проверим выполнение данного условия:
Условие выполняется.
В соответствии с требованиями СНБ проверку железобетонных элементов по прочности наклонного сечения производят из условия:
Условие выполняется. Установка поперечной арматуры по расчету не требуется поэтому по конструктивным требованиям принимаем в приопорной зоне ( на величину ) поперечное армирование 6S240 с шагом S=150мм. Данную поперечную арматуру объединяем в плоский каркас КР-1 с помощью монтажных продольных стержней 10 S500.
Также на опоре в продольном ребре устанавливается сетка С-3 в количестве 4 штук которая распределяет напряжение от предварительно напряженной арматуры при снятии ее с упоров. Арматуру в сетке С-3 принимаем конструктивно: проволока 4 S500.
Рисунок 9 – К определению расчетных пролетов полки.
Расчетную модель полки ребристой плиты принимаем в виде одной ячейки плиты с защемлением по четырем сторонам в ребрах с расчетными пролетами в свету между ребрами.
Таблица 2 – Расчетные нагрузки действующие на полку плиты.
Нагрузки от веса покрытия без учета веса плиты
Вес полки плиты (hf =003 м ρ = 2500 кгм3)
Рисунок 10 – Расчетная схема полки плиты.
Расчетный пролеты полки плиты
Плита при таком соотношении сторон имеет примерно такую же схему размещения как и плита защемленная по контуру.
На этом основании рассматриваемую плиту целесообразно армировать сеткой с рабочей арматурой вдоль обоих пролетов.
Рассчитываем плиту методом предельного равновесия .
Плита рассматривается в состоянии предельного равновесия как система плоских звеньев соединенных между собой по линии излома пластическими шарнирами возникающими в пролетах снизу - по биссектрисам углов на опорах сверху - вдоль балок в середине пролета – вдоль длинной стороны плиты.
Воспользуемся готовой формулой выведенной из условия равенства работ внешней нагрузки и внутренних усилий на возможных перемещениях:
где– полная нагрузка на полку плиты
– моменты на 1 п.м. ширины плиты (рис.6).
Значения этих моментов находим пользуясь рекомендуемыми соотношениями между расчетными моментами согласно [6 таб.3.7].
Подставляя необходимые данные в формулу (2.26) получим:
Из данного условия выражаем значение момента :
Подставляя численное значение момента в необходимые выражения и находим численное значения моментов :
Арматуру по вычисленным значениям моментов рассчитываем как для изгибаемых элементов прямоугольного сечения.
Рабочая высота полки вычисляется по формуле:
Подберем рабочую арматуру которая будет располагаться вдоль длинной стороны полки (вдоль поперечных рёбер плиты) для полосы шириной 1м.
Параметры рабочей арматуры определяем по следующему алгоритму:
а) Определим коэффициент высоты сжатой зоны:
где - коэффициент условий работы бетона;
- расчетная прочность бетона С3545.
Полученное значение сравниваем со значением:
- расчетное сопротивление арматуры S500 .
Все необходимые численные значения подставляем в формулу (2.29) и получаем:
Находим коэффициент :
Подставляя данные в формулу (2.30) получим численное значение коэффициента :
Требуемая площадь сечения растянутой арматуры
Минимальная площадь рабочей арматуры назначаем с учетом коэффициента армирования [1таб.11.1]:
Из условия что шаг арматуры должен быть не более 200 мм конструктивно принимаем 54 S500 общей площадью .
Аналогично подберем рабочую арматуру которая будет располагаться вдоль короткой стороны полки (вдоль продольных рёбер плиты):
В обоих направлениях арматура является рабочей. Оба вида арматуры объединяем в арматурную сетку С-1 посредствам контактной точечной электронной сварки. Принимаем сетку из проволоки класса S500 4мм с шагом S=200 мм продольных стержней и с шагом S=200 мм поперечных стержней (15 продольных стержней и 35 поперечных).
Для анкеровки сетки в опорных сечениях полки устанавливаем сетки С-2 из 5 S500 соединяемые с первой сеткой внахлестку.
4 Расчет поперечного ребра плиты
Поперечные ребра частично защемлены в продольных ребрах силой сопротивления кручению. Пренебрегая этим частичным сопротивлением расчётную схему поперечного ребра принимаем в виде простой балки таврового профиля с шарнирными опорами и пролётом в свету между продольными рёбрами. Расчетная нагрузка на ребро состоит из нагрузки от полки плиты и веса поперечного ребра. Треугольную нагрузку заменяем равномерно распределенной эквивалентной. Поперечное ребро рассматривается как балка на двух свободных опорах с расчетным пролетом равным расстоянию между осями продольных рёбер:
Рисунок 11 – К расчету поперечного ребра плиты П1.
Определим величины погонных расчетных нагрузок на ребро:
- от собственного веса выступающей части ребра:
- от веса слоев перекрытия и временной нагрузки:
Величина расчетного изгибающего момента в середине пролета:
Определим расчетную поперечную силу на опоре :
Определим ширину свесов полки по следующей формуле:
Определим расчетную ширину сжатой полки:
Определим расчетную ширину ребра (при скошенных боковых гранях ее упрощенно принимают среднюю):
Определим площадь сечения растянутой арматуры.
Принимаем 4 10 с S500 ( каркас КР – 2).
4.1 Расчет поперечного ребра по наклонному сечению
В качестве поперечной арматуры принимаем S240.Расчет наклонного сечения ведем по методу ферменной аналогии.
где коэффициент учитывающий снижение прочности бетона при сжатии в условиях растяжения определяется по формуле:
плечо внутренней пары сил; мм
угол наклона сжатых подкосов
Следовательно поперечная арматура не требуется. Сечение армируется конструктивно с шагом 250 мм на опорных участках.
Площадь поперечной арматуры определяем по формуле :
где МПа – расчетное сопротивление поперечной арматуры.
Принимаем 10 S240 c785 мм2
Данная поперечная арматура свяжет рабочий стержень 10 и устанавливаемый конструктивно в сжатую зону рассчитанного таврового сечения стержень 6 мм S240 в плоский каркас КР-2.
5 Определение геометрических характеристик приведённого сечения
Рисунок 12 – Приведенное сечение плиты.
Отношение модулей упругости для напрягаемой арматуры:
Площадь приведенного сечения
Статический момент площади приведённого сечения относительно нижней грани:
где у - расстояние от нижней грани до центра тяжести сечения.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
Момент инерции приведённого сечения:
Момент сопротивления приведённого сечения относительно нижней грани:
Упруго-пластический момент сопротивления по растянутой зоне:
где - для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне.
Момент сопротивления и упруго-пластический момент сопротивления приведенного сечения относительно верхней его грани:
Жесткость плиты в сечении без трещин в растянутой зоне:
6 Определение потерь предварительного напряжения арматуры
Начальное растягивающее предварительное напряжение не остается постоянным а с течением времени уменьшается независимо от способа натяжения арматуры на упоры или на бетон. Согласно нормам все потери напряжения разделены на две группы: первые потери происходящие при изготовлении элемента и обжатии бетона; вторые – после обжатия бетона.
Технологические потери (первые потери в момент времени ):
) потери от релаксации напряжений арматуры при механическом способе натяжения для стержневой арматуры:
)от температурного перепада определяемого как разность температур натянутой арматуры в зоне нагрева и устройства воспринимающего усилие натяжения при прогреве бетона следует рассчитать по формуле:
Для бетонов классов С1215 – С3037
где - разность температур нагреваемой арматуры и неподвижных упоров ( вне зоны прогрева) воспринимающих усилие натяжения. Допускается принимать .
)потери от деформации анкеров расположенных в зоне натяжения устройств:
Δ смещение стержней в инвентарных зажимах определяемое по формуле мм
здесь ∅ - диаметр натягиваемого стержня мм.
)потери вызванные проскальзыванием напрягаемой арматуры в анкерных устройствах происходящее на длине зоны проскальзывания () при натяжении на упоры не учитывается.
)потери вызванные деформациями стальной формы ():
При отсутствии данных о конструкции форм принимаем тогда .
)потери вызванные трением арматуры о стенки каналов или о поверхность бетона конструкций () при данном способе изготовления будут отсутствовать.
) потери вызванные трением напрягаемой арматуры об огибающие приспособления() :
где - коэффициент принимаемый равным 025
)потери вызванные упругой деформацией бетона при натяжении на упоры определяем по формуле:
- усилие предварительного напряжения с учетом потерь реализованных к моменту обжатия бетона:
Остальные виды потерь равны нулю.
Усилие предварительного обжатия к моменту времени t=t0 после передачи усилия с арматуры на упоры:
Усилие предварительного обжатия к моменту времени t=t0 действующие непосредственно после передачи усилия предварительного обжатия на конструкцию должно быть:
- условие выполняется.
Эксплуатационные потери (вторые потери в момент времени ):
-реологические потери
где - напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от практически постоянной комбинации нагрузок включая собственный вес:
- начальное напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от действия усилия предварительного обжатия:
- изменение напряжений в напрягаемой арматуре в расчетном сечении вызванные релаксацией арматуры стали в зависимости от уровня напряжения принимая .
- напряжение в арматуре вызванные натяжением ( с учетом технологических потерь) и от действия практически постоянной комбинации нагрузок:
Для и для третьего релаксационного класса арматуры потери начального предварительного напряжения составляют тогда:
- ожидаемые относительные деформации усадки бетона к моменту времени суток:
- физическая часть усадки при испарении из бетона влаги определяемая по таблице при и - .
- химическая часть усадки обусловленная процессами твердения вяжущего:
Подставляя необходимые данные в формулы (2.54) а затем в (2.53) получаем численные значения:
– коэффициент ползучести бетона за период времени от t0 до t=100 суток при по графику 6.1(1):=7.
Подставляем данные в формулу (2.49) и получаем:
Т. о. реологические потери составят:
Среднее значение усилия предварительного обжатия в момент времени t>t0 (c учётом всех потерь) не должно быть больше чем это установлено условиями:
7 Расчёт по образованию трещин
Расчет по образованию нормальных трещин для изгибаемых элементов проводим из условия:
где – нормативное значение момента действующего в сечении
– момент трещинообразования.
где - средняя прочность бетона на осевое растяжение
- момент сопротивления бетонного сечения определяемый как:
Условие соблюдается следовательно расчёт по раскрытию трещин не выполняем.
9 Расчет прогиба плиты
В соответствии с требованиями 1 расчет железобетонных конструкций по деформациям следует произвести из условия:
где - прогиб железобетонной конструкции от действия вешней нагрузки мм;
- предельно допустимый прогиб плиты мм; принимаемый по CНБ.
Согласно СНиП 2.01.07 .
где - коэффициент зависящий от схемы приложения нагрузки;
- коэффициент зависящий от трассировки напрягаемого стержня; для стержней с прямолинейной осью трассы принимается 18;
- усилие предварительного обжатия принимаемое равным
где - коэффициент определяющий нижний предел значения усилия предварительного обжатия при расчетах по предельным состояниям второй группы при натяжении на упоры принимаемый равным 09.
- изгибная жесткость элемента без трещин определяемая по формуле:
-кривизна элемента в сечении от расчетных комбинаций нагрузок
Где eс1 - относительная деформация крайнего сжатого волокна бетона;
eс2- относительная деформация крайнего растянутого (менее сжатого) волокна бетона;
h- расстояние между краевыми волокнами бетона в сечении. Принимаем h=z
- эффективный модуль упругости бетона определяемый по формуле:
- следовательно прогиб плиты не превышает предельного.
Расчет предварительно напряженной стропильной конструкции
1 Назначение геометрических размеров
Ширину панели принимаем 3 м с таким расчетом чтобы ребра плит покрытия опирались в узлы верхнего пояса. Высота фермы в середине пролета с учетом типовых форм принята 2750 мм что составляет НL=275022=18. Ширина сечения поясов b=250 мм высота h = 300 мм сечение раскосов принято bxh = 250х150 мм.
Рисунок 13 – Схема сегментной фермы.
Таблица 3 – Подсчет нагрузок на стропильную ферму.
Нормативная нагрузка кНм²
Коэфф. безопасности по нагрузке
Расчётная нагрузка кНм²
от веса покрытия (см. табл. 1)
от собственного веса фермы (Gф=80кН)
Объем фермы составляет1098 м3. Собственный вес фермы составит 80 кН а на 1 м длины составит 802194=365 кНм.
Так как угол наклона α верхнего пояса в опорном узле составляет 29º что меньше α=50º то принимаем интенсивность снеговой нагрузки равномерно распределенной по всему пролету.
2 Подсчет узловых нагрузок
При действии постоянной и длительной временной равномерно распределенной нагрузкок (рисунок 14).
Рисунок 14 – Расчетная схема загружения фермы.
где - нагрузка на ферму от постоянной и длительной нагрузок
Учитывая незначительную разницу величин для подсчета усилий в элементах фермы можно принять среднее значение G:
При действии кратковременной равномерно распределенной нагрузки:
Для определения усилий принимаем среднее значение узловой нагрузки:
3 Определение усилий в элементах фермы.
Определение усилий в стержнях фермы производим по методу конечных элементов на ПК в программном комплексе “SIRIUS”. Пояснительная записка и усилия и сводная таблица усилий в стержнях фермы приведены в приложении А.
Найденные усилия записывают в таблицу с соответствующим им знаком
Таблица 4 – Усилия в стержнях сегментной фермы от действия узловых нагрузок.
Обозначение стержня по расчетной схеме
Усилия в стержнях фермы
От постоянной и длительной нагрузки
От кратковременной нагрузки
Примечание: “-” – стержень сжат “+” – стержень растянут.
4 Расчетные характеристики бетона и арматурной стали
Ферма изготавливается из бетона С3037 бетон тяжелый с тепловой обработкой (c учетом тепловой обработки бетона) передаточная прочность бетона
Для арматурной стали класса S1200:
Для арматурной стали класса S500:
Предварительное напряжение назначаем:
Проверяем условие (3.1)
Характеристики прочности бетона: бетон тяжелый C3037 естественного твердения передаточная прочность бетона = 21 МПа.
5 Расчет элементов фермы
5.1 Расчет нижнего пояса
Расчет нижнего пояса (расчет по предельным состояниям первой группы на прочность):
максимальное усилие принимаем по стержню 2-3: N=791336·095=75177 кН в том числе 639090кН.
Принимаем арматуру S1200 12 для которой МПа.
Определяем площадь сечения напрягаемой арматуры
17712(960·115)=817 см
Принимаем 812 S1200 с см
К трещиностойкости преднапряженной конструкции с классом по эксплуатации XC1 предельно допустимое значение ширины раскрытия трещин wlim =0.2 мм. В связи с этим и выполняем расчет при действии расчетных () или нормативных нагрузок (). При расчете верхнего пояса на трещиностойкость рекомендуется учитывать изгибающие моменты возникающие в результате жесткости узлов введением опытного коэффициента и .
Расчетное усилие равно:
-при учете всех нагрузок с коэффициентом безопасности по нагрузке N=75177 кН.
-то же с коэффициентом: Nn=7517712= 626475 кН.
где 12 – коэффициент для приближенного пересчета усилий от действия нагрузок при к усилиям от нагрузок при .
Расчет нижнего пояса по образованию и раскрытию трещин сведен в таблицу 3.4. Результаты расчета подтверждают что принятые размеры сечения нижнего пояса фермы и его армирование удовлетворяют условиям расчета по первой и второй группе предельных состояний.
Таблица 5 - Расчет нижнего пояса по образованию раскрытию и закрытию трещин.
Вид расчета и формула
Стержнями класса S1200
Расчетное усилие NкН(при )
Приведенное сечение см³
Принятые характеристики:
Контролируемое напряжение при натяжении МПа
Прочность бетона при обжатииМПа
Коэффициент точности натяжения арматуры при подсчете потерь
То же при расчете по образованию трещин
Расчет по образованию трещин
Подсчет первых потерь напряжений арматуры :
)От релаксации напряжений стали кН при механическом способе натяжения:
)От температурного перепада при °С ; кН;
При отсутствии данных о конструкции форм принимаем .
)Потери вызванные упругой деформацией бетона при натяжении на упоры:
zср – расстояние от точки приложения усилия предварительного обжатия до центра тяжести бетонного сечения(для случая центрального растяжения zср=0)
Усилие предварительного обжатия к моменту t>to кН;
Должно выполняться условие:
Реологические вызванные ползучестью и усадкой бетона а также длительной релаксацией напряжений в арматуре:
где - потери предварительного напряжения вызванные ползучестью усадкой и релаксацией;
- ожидаемые относительные деформации усадки бетона к моменту времени t;
- физическая часть усадки при испарении из бетона влаги определяемая по табл. методом линейной интерполяции при и
- химическая часть усадки обусловленная процессами твердения вяжущего;
- коэффициент ползучести бетона за период времени от t0 до t=100 суток
При мм (где U- периметр сечения нижнего пояса) ;
- напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от практически постоянной комбинации нагрузокМПа
- начальное напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от действия усилия предварительного обжатия;
- изменение напряжений в напрягаемой арматуре в расчетном сечении вызванные релаксацией арматурной стали для вычисления которых сначала определяем - напряжения в арматуре вызванные натяжением (с учетом первых потерь в t=t0) и от действия практически постоянной комбинации нагрузок.
Принимая при и для третьего релаксационного класса арматуры по табл.9.2 [1] потери начального предварительного напряжения от релаксации арматуры составляют 15% тогда
Момент инерции сечения:
Среднее значение усилия предварительного обжатия Рm.t в момент времени t>t0 ( с учетом всех потерь) при натяжении арматуры на упоры
Pmt=Pm0 - Δ Pt(t) (55) Условие предварительного обжатия Pmt должно удовлетворять условиям:
Pmt 065fpk ×Ap (56)
Pmt== -11822=629498 кН
Pmt=629498кН0651200 ×904810=705744 кН – условие выполняется
Pmt =629498 кН 76788- 100904810=642408 кН – условие выполняется.
где – нормативное значение продольного усилия действующего в сечении
– усилие трещинообразования.
Условие соблюдается т.е. трещины не образуются и поэтому необходимости расчета на раскрытие трещин нет.
5.2 Расчет верхнего пояса
Максимальное расчетное усилие в стержне 8-9: N= 852698кН
Остальные элементы верхнего пояса армируем по данному усилию. .
Принята арматура класса S500 . Сечение пояса bxh=25x30 см длина панели l=300 см расчетная длина lсм.
Отношение Пояс рассчитываем на внецентренное сжатие с учетом только случайного эксцентриситета .
Величина случайного эксцентриситета:
Выбираем максимальное значение . Тогда:
Проверяем несущую способность сечения при см
Исходя из условия (3.8) необходимое сечение арматуры:
Принимаем 4 10 с Аstot=314 см2.
2698 Н0808·(20·1200+435·314)·100=2536590 Н –условие выполняется.
5.3 Расчет элементов решетки
Рассмотрим первые раскосы которые подвергаются растяжению максимальным усилием N=284.393кН ( кН) а с учетом коэффициента
N=0.95·284393=27017 кН. Сечение раскосов 25х15 см арматура класса S500 МПа
Требуемая площадь рабочей арматуры по условию прочности
Процент армирования
Усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин:
Т.к. в сечении трещины не образуются.
Рассчитываем наиболее нагруженный сжатый раскос 4-10: N=-28.721·095=27285 кН. Геометрическая длина раскосов l= 384 см расчетная 09·l 09·384=346 см.
Расчет раскосов определяют с учетом случайного эксцентриситета
- принимаем 10 см. Тогда
Радиус инерции сечения
По конструктивным требованиям при гибкости элемента минимальный коэффициент продольного армирования ρmin=02%. Тогда минимальная площадь сечения арматуры составит:
Принимаем по конструктивным требованиям 4 12 с Astot=452см2.
Аналогично армируем все остальные сжатые раскосы т.к. усилия в них меньше чем для раскоса 3-5.
5.4 Расчет и конструирование узлов фермы
Конструирование опорного узла.
Нагрузка от фермы колонне передается через металлический лист опорной закладной детали размеры которой определяются из условия смятия бетона:
Сечение стержней окаймляющих узел принимается из конструктивных условий:
Принимаем 210 с As=157см2.
Для обеспечения надежной анкеровки продольной напрягаемой растянутой арматуры в опорном узле устанавливаются дополнительные ненапрягаемые стержни с площадью сечения:
As≥02·. Принимаем 425 с As=1964мм2
Расчетная длина анкеровки этой арматуры:
Т.к. то принимаем 07
Величина базовой длины анкеровки: где
Длину анкеровки напрягаемой арматуры при ее натяжении на упоры следует определять по формуле:
где напряжение в арматуре от действия нагрузок.
- предварительное напряжение в арматуре с учетом всех потерь;
- базовая длина зоны передачи напряжений.
- напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном определяемое по формуле:
- предельное напряжение сцепления по контакту напрягаемой арматуры с бетоном определяемое по формуле:
- напряжение в арматуре непосредственно после ее отпуска с упоров.
Сетки косвенного армирования ставятся над опорным листом на участке длиной 0.6Шаг сеток 50-100 мм ячейками 45-100 мм диаметром 6 мм. Принимаем сетки 6 мм с ячейкой 60х60 мм и шагом 60 мм.
Расчет опорного узла
Расчет опорного узла исходит из двух возможных схем разрушения: расчет из условия отрыва нижнего пояса и расчет из условия изгиба опорного узла.
Из условия прочности на отрыв нижнего пояса по сечению АВ в случае ненадежной анкеровки преднапряженной арматуры и дополнительных стержней усилие в поперечной арматуре должно быть не менее :
Где - угол наклона линии АВ к оси нижнего пояса фермы
Здесь: -фактическая длина заделки продольной напрягаемой и ненапрягаемой арматуры от торца узла до линии АВ.
-расчетные длины анкеровки обычной и преднапряженной арматуры.
Т.к. то отрыва нижнего пояса от опорного узла не будет наблюдаться.
Для обеспечения прочности наклонного сечения на действие изгибающего момента вычисляем:
- из условия равновесия сил верхней части опорного узла ограниченного наклонным сечением АС и высотой сжатой зоны СС1 на продольную ось нижнего пояса требуемую высоту сжатой зоны.:
- из условия прочности на изгиб требуемое усилие в поперечной арматуре:
Требуемая площадь поперечного сечения продольных ненапрягаемых стержней в нижнем поясе в пределах опорного узла:
Здесь:=2331°-угол наклона приопорной панели верхнего пояса
-расстояние от центра тяжести сжатой зоны бетона до равнодействующей усилий в поперечной арматуре опорного узла.
Т.к. то прочность наклонного сечения опорного узла на изгиб обеспечивается наличием продольной ненапрягаемой и напрягаемой арматуры.
Конструктивно принимаем стержни 6мм () S500 c шагом S=150 мм.
Расчёт промежуточного узла.
Рисунок 20 – К расчёту промежуточного узла
Расчёт арматуры в промежуточном узле производят по линии отрыва АВС на действие продольной силы Nsd3.
В этом узле учитывают что достаточная анкеровка стержней и раскосов обеспечивается работой на растяжение поперечных стержней.
Из условия прочности по линии отрыва
где -расчётное усилие раскоса 3-8
k1 k2 – коэффициенты учитывающие особенности работы узлов
- угол между поперечной арматурой и направлением растянутого раскоса
l1 – длина заделки стержней раскоса за линию АВС l1=220мм
требуемая длина lbd=350мм
а – условное увеличение длины заделки растянутой арматуры при наличии на конце коротыша или петли а=3d=314=42мм
Требуемая площадь по формуле:
n – число поперечных стержней пересекающих линию АВС n=27=14
Назначаем конструктивно через s=150 мм.
Площадь сечения окаймляющего стержня в промежуточном узле определяем по условному усилию:
Площадь сечения окаймляющего стержня
где =90 Мпа – из условия ширины раскрытия трещин
n=2 – число поперечных каркасов в узле
В узлах где примыкают сжатые раскосы и стойки проектируем поперечные стержни из конструктивных соображений с шагом 100 мм а окаймляющие стержни .
Статический расчет поперечной рамы
На поперечную раму цеха действуют постоянные нагрузки от веса ограждающих и несущих конструкций здания временные от мостовых кранов и атмосферные воздействия снега ветра.
На здание может действовать одновременно несколько нагрузок и возможно несколько комбинаций их с учетом отсутствия некоторых из них или возможного изменения схем их приложения.
Поэтому раму рассчитывают на каждую из нагрузок отдельно а затем составляют расчетную комбинацию усилий при невыгодном сочетании нагрузок. При этом значения нагрузок должны подсчитываться отдельно если даже они имеют одинаковые схемы распределения на конструкции но отличаются по длительности воздействия.
1 Установление нагрузок на поперечную раму
На колонны действуют постоянные нагрузки: состоящие из веса элементов покрытия и стен балок кранового пути и крановых путей собственного веса надкрановой и подкрановой частей колонны а также временные состоящие из снеговой крановой и ветровой нагрузки.
Проектируемое здание относится по степени ответственности к классу II поэтому расчётные значения нагрузок определяют с учётом коэффициента надёжности по назначению конструкций .
1.1Постоянная нагрузка
Постоянные нагрузки зависят от типа покрытия которое может быть тяжелым или легким утепленным или не утепленным. Значение постоянных нагрузок на 1 м2 покрытия приведены в таблице 1. Расчетные нагрузки при получены как произведение нормативных нагрузок на коэффициент надежности по назначению .
Таблица 6 - Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 покрытия
Цементно-песчаная стяжка – = 20 мм.
Утеплитель (пенополистерол ρ=50 кгм3; = 120).
Пароизоляция (1-н слой пергамина)
Железобетонная ребристая плита с учётом заливки швов
Нормативная нагрузка от веса ригеля составляет 80 кН расчетная – 108 кН.
Постоянная нагрузка от массы покрытия передается на колонну как вертикальное опорное давление ригеля F1 и определяется по формуле:
Расчётное опорное давление от покрытия и от фермы
где q1 – расчетная нагрузка от массы кровли и плиты покрытия;
- грузовая площадь; м2;
аL – шаг колонн и пролет (м);
G – нагрузка от фермы;
q2 – расчетная нагрузка от массы ригеля;
- коэффициент безопасности по назначению;
-на крайнюю колонну:
-на среднюю колонну:.
Расчётная нагрузка от веса подкрановых балок
где q-вес подкрановой балки;
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления приложена на уровне их опирания по вертикали проходящей через геометрическую ось стеновых панелей на колонну от веса керамзитожелезобетонных панелей толщиной t = 200 мм и весом gw=222 кНм2 а также от заполнения оконных проемов (вес 1м2 -05 кН).
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления выше отметки +7200 м;
Нагрузка от веса стеновых панелей и оконных переплетов ниже отметки +72 м воспринимают фундаментные балки поэтому усилия в колонне от нее не возникают.
Расчётная нагрузка от веса колонн определяется по формуле:
Крайние колонны подкрановая часть
Крайние колонны надкрановая часть
Средние колонны надкрановая часть
Средние колонны подкрановая часть
1.2 Временная нагрузка
Расчетная сосредоточенная снеговая нагрузка на колонны определяется по формуле:
где So — нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли принимаемая в зависимости от района строительства. Для города Могилева - нормативное значение снеговой нагрузки So=12 кПа = 1200;
— коэффициент учитывающий конфигурацию покрытия; для расчета рамы принимается = 1;
γf — коэффициент надежности по нагрузке для снега принимаемый в зависимости от отношения нормативной нагрузки от веса покрытия к нормативному значению веса снегового покрытия. принимаем γf = 1.5;
L — пролёт стропильных конструкций.
Определим расчетную снеговую нагрузку на крайнюю колонну
Для средней колонны:
Вес поднимаемого груза Q=150 кН пролёт крана Lк =22-2075=205 м. В соответствии со стандартами на мостовые электрические краны грузоподъемностью 153 т нормативное максимальное давление одного колеса на рельс кранового пути Fmax n=190 кН масса крана т. масса тележки крана т. база крана грузоподъёмностью 153 К= 44 м ширина крана В = 63 м.
Расчётное максимальное давление на колесо крана
Минимальное давление колес крана можно определить по формуле
где G —полный вес крана с тележкой;
n0 – число колес на одной стороне крана n0=2;
Расчётная поперечная тормозная сила на одно колесо.
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетаний :
где - сумма ординат линии влияния давления двух подкрановых балок на колонну (рисунок 17) где 0.85 —коэффициент сочетаний при совместной работе двух кранов для групп режимов работы кранов 1К–6К;
Рисунок 17 – Линия влияния давления на колонну
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от четырех сближенных кранов на среднюю колонну с коэффициентом сочетаний :
При торможении тележки крана на колонны рамы действует горизонтальная поперечная нагрузка. Расчетное горизонтальное давление на колонну от двух сближенных кранов при поперечном торможении равно:
Скоростной напор ветра для города Могилева до 10м от поверхности земли k= 1; w0 =230 Нм2; то же высотой до 20м при коэффициенте учитывающем изменение скоростного напора по высоте k= 125.
В соответствии с линейной интерполяцией нагрузка на высоте 1380 м
Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно распределённым эквивалентным по моменту в заделке колонны длиной 108 м.
Значение аэродинамического коэффициента для наружных стен с наветренной стороны се = +08 с подветренной стороны се’= 06
Расчётная равномерно распределённая нагрузка колонны до отметки 108 м при коэффициенте надёжности по ветровой нагрузке =14
с наветренной стороны
с подветренной стороны
Расчётная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 108 м
2 Определение усилий в стойках рамы
Расчет рамы выполняется методом перемещений. Неизвестным является - горизонтальное перемещение верха колонны. Основная система содержит горизонтальную связь препятствующую этому перемещению.
Каноническое уравнение метода перемещения имеет вид:
где - реакция верха колонн от внешнего воздействия;
- коэффициент учитывающий пространственный характер работы каркаса здания.
Постоянная ветровая снеговая нагрузки действуют одновременно на все рамы при этом пространственный характер работы каркаса не проявляется =1. Крановая же нагрузка приложена только к нескольким рамам блока однако благодаря жесткому диску покрытия в работу вовлекаются все рамы блока проявляется пространственная работа >1 (см. таблицу 3.5).
Подвергаем основную систему единичному перемещению =1 и вычисляем реакции верхнего конца сплошной и двухветвевой колонн:
Для сплошной крайней колонны
где – моменты инерции верхнего и нижнего сечений соответственно.
Для сплошной средней колонны:
Продольная сила F1=27353 кН действует с эксцентриситетом е1.
В верхней части при привязке 0 мм.: е1=019-0175=0015м.
Момент М1=-27353*0015=-41кНм
В подкрановой части колонны сила F1 приложена с эксцентриситетом е2=(06-04)2=01; расчётная нагрузка от стеновых панелей с эксцентриситетом еw=062+12*02=04м; расчётная нагрузка от подкрановых балок с эксцентриситетом е3=0.75-03=045м; расчётная нагрузка от надкрановой части колонны с е5=011м.
Суммарное значение момента:
М2=-27353*011-113*04+9875*045-1754*011=-3278кНм
Вычисляем реакцию верхнего конца левой колонны
Реакция правой колонны равна R3=429 кН средней R2=0 кН. Суммарная реакция связей в основной системе равна нулю
Упругая реакция левой колонны
Рисунок 4.2 - Продольные силы от постоянной нагрузки
Усилия МNV в четырех сечениях колонны определяется как для консольной стойки защемленной в уровне фундамента и нагруженной внешней постоянной нагрузкой и и упругой реакцией (рис.4.4).
Рисунок 4.3 - Рассчитываемые сечения колонн
М2-2=-41+429*36=1134кНм
М3-3=-41-3278+429*36=-2144кНм
М4-4=-41-3278+429*1095=1010кНм
N2-2=+1754=29107кН;
N3-3=29107+113+9875=50282кН;
N4-4=50282+5656=55938кН;
N2-2=54706+2770=54776кН;
N3-3=54776+2*9875=74526кН;
N4-4=74526-470+7541=81597кН;
Рисунок 19 – Схема нагрузок.
Таблица 3.1 Постоянная нагрузка
Таблица 3.2 Снеговая нагрузка
М2-2=-198-192*36=-889кНм
М3-3=-198-1448+192*36=-955кНм
М4-4 =-198-1448+192*1095=456кНм
Таблица 3.3 - Ветровая нагрузка слева
- с наветренной стороны
Таблица 3.4 - Крановая вертикальная нагрузка от двух кранов с Дmax на левой колонне
Dma Dm Mma Mmin=-11033*075=-8275кН*м.
Таблица 3.5 - Крановая вертикальная нагрузка от двух кранов с Дмах на средней колонне
Dma Dm Mma Mmin=11033*045=4965кН*м.
Таблица 3.5 - Крановая нагрузка от четырёх кранов на средней колонне
Таблица 3.6- Тормозная сила на крайней колонне Т=1466 кН.
Таблица 3.6- Тормозная сила на средней колонне Т=1466 кН.
3 Составление таблицы расчетных усилий
На основании выполненного расчета и построения моментов для различных загружений рамы и составляется таблица расчетных усилий М М Q в сечениях колонны (см. табл. ). При расчете прочности рассматриваются три сечения колонны: сечение I-I на уровне верха колонны; сечение II-II в верхней части консоли колонны; сечение III-III на уровне низа консоли колонны; сечение IV-IV у заделки. Усилия в левой стойке от крановой нагрузки в правом пролете не учитываются расчетом. В каждом сечении колонны определяем три комбинации усилий: Мma Mm Nmax и соответствующие М и Q.
При составлении таблицы расчетных усилий в соответствии сo СНиП “Нагрузки и воздействия” и нормами на проектирование железобетонных конструкций рассматриваются две группы основных сочетаний нагрузок с различными коэффициентами условий работы бетона γ. В первой группе основных сочетаний учитываем постоянную нагрузку и снеговую при коэффициенте сочетаний = 1 и ≤ 1. Во второй группе основных сочетаний учитываем постоянную нагрузку и все временные нагрузки в их наиболее невыгодном сочетании при =09.
Таблица 3.7« Комбинация нагрузок и расчётные усилия в сечениях средней колонны по оси Б»
От 2х кранов с Dмах на левой колонне
От 2х кранов с Dмах на средней колонне
От 4х кранов с Dмах на средней колонне
Тормозная Т на левой колонне
Тормозная Т на средней колонне
Расчет и конструирование сплошной колонны среднего ряда
Исходные данные для расчёта
- бетон тяжелый класса С2530 подвергнутый тепловой обработке Ecm=32·10 3 МПа fctk =18 МПа fctd =12 МПа fck =25 МПа fcd =1667 МПа.
- продольная арматура класса S500 fyk = 500 МПа fyd =435 МП fywd =348 МПа – вязаный каркас Еs=2·105 МПа.
-поперечная арматура (хомуты) класса S240: fyd =218 МПа fywd =174 МПа – вязаный каркас.
-размеры сечения: b=400мм h1=600мм h2=800мм
1 Расчет надкрановой части колонны
Сечение 2-2. Комбинация расчетных усилий (для удобства расчетов далее значения продольных сил примем со знаком «+»):
Расчетная длина надкрановой части
l0=25·36=9м – без учета крановой нагрузки
Радиус инерции сечения:
Так как то необходимо учесть влияние прогиба на эксцентриситет продольной силы.
Эксцентриситет продольной силы:
Значение случайного эксцентриситета назначают равным наибольшим из:
Расчетный эксцентриситет .
Условная критическая сила равна:
Коэффициент учитывающий влияние длительности действия нагрузки на прогиб элемента:
Принимаем emin = 0213.
Вычисляем коэффициент :
С учетом прогиба колонны определяем:
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны:
где w=085- 0008×fcd = 085 - 0008×1667 =072;
МПа – предел напряжения в арматуре бетона сжатой зоны;
сечение находится в области деформирования 2 и коэффициент ks2=1.
Определяем площадь арматуры
Площадь сечения арматуры A's-назначается по конструктивным соображениям.
Согласно СНБ минимальный процент армирования – 02% при 35l0i83.
Asmin = 0002×b×d = 0002×40×56 = 448см 2.
Принимаем: 3 16 S500 с A's = 603 см 2
Расчетная длина из плоскости изгиба:
Так как то расчёт из плоскости изгиба не проводим.
2 Расчет подкрановой части колонны
Сечение 4-4. Комбинация расчетных усилий (для удобства расчетов далее значения продольных сил примем со знаком «+»):
)Мma N=92688кН; V=5775кН;
)Мm N=81597кН; V=1018кН;
)Мma N=9195кН; V=6114кН;
Мe=0; Ne=81597кН; V=0кН;
l0=25·72=18м – без учета крановой нагрузки
Принимаем еа=2667 мм.
Принимаем emin = 0153.
Asmin = 0002×b×d = 0002×40×76 = 602 см 2.
Поперечную арматуру принимаем из стержней класса S240 6мм с шагом S=300 мм в местах стыковки каркасов надкрановой и подкрановой частей колонны с шагом s=10=160мм
Расстояние между осями продольных стержней более 500 мм значит для придания жесткости каркасу устанавливаем дополнительные стержни 12 мм которые соединяются шпилькой.
Конструирование и расчет фундамента под колонну
Рассчитываем отдельно стоящий монолитный фундамент под сплошную колонну среднего ряда размерами сечения в подкрановой части: ширина b = 400 мм высота h = 800 мм.
Характеристики грунта по заданию R = 380 кПа.
Материал фундамента: - бетон тяжелый класса С2530 подвергнутый тепловой обработке Ecm=32·10 3 МПа fctk =18 МПа fctd =12 МПа fck =25 МПа fcd =1667 МПа.
. Для рабочих стержней принимаем арматуру S500 fyd = 435 МПа. Для монтажных петель принимаем арматуру класса S240 fyd = 218 МПа.
В соответствии с приведенным расчетом усилия от колонны действующие на уровне обреза фундамента:
М = 33138 кНм; N = 128823кН; V = 6114 кН.
Нормативные усилия с учетом коэффициента надежности по нагрузке :
2 Определение глубины заложения и высоты фундамента
Глубина заложения фундамента принимается исходя из конструктивных особенностей проектируемого здания в зависимости от грунтовых условий и района строительства. Кроме того высоту фундамента назначаем по условиям заделки колонны в стакан и анкеровки рабочей арматуры в колонне.
Глубина заделки колонны прямоугольного сечения принимается наибольшей из трех значений:
где – диаметр арматуры колонны 16 мм;
Принимаем глубину заделки 600 мм.
Тогда требуемая высота фундамента:
где – зазор между колонной и дном стакана 50 мм;
h1 –высота плитной части фундамента равная 200 мм;
Принимаем высоту фундамента кратно 300 мм -
Глубина заложения фундамента
Принимаем двухступенчатый фундамент с высотой ступени 300 мм.
3 Определение размеров подошвы фундамента
Определим площадь фундамента по формуле
- коэффициент учитывающий неравномерное действие момента;
Nsk - нормативное значение продольной силы;
R0 - расчетное сопротивление грунта;
- значение сопротивления грунта ;
При внецентренном нагружении фундамент проектируем в плане с отношением сторон b l = 06 085 принимая больший размер в плоскости действия момента. Назначаем b l = 06 тогда:
Принимаем l= 27 м b = 210 м из конструктивных соображений (кратно 300 мм).
Для исключения возникновения в грунте пластических деформаций
также должны соблюдаться следующие условия
Краевые давления определяем по формуле:
где Nnf – нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его уступах;
Mnf – нормативный изгибающий момент в уровне подошвы фундамента
еo – эксцентриситет продольной силы;
Так как то имеем трапецеидальную эпюру давления грунта.
Условия выполняются следовательно принятые размеры фундамента достаточны.
4 Расчет фундамента по прочности
Расчетная схема фундамента представляет собой консоль защемленную в теле фундамента.
Определение высоты фундамента и размеров ступеней расчетом на продавливание
Определяем рабочую высоту плитной части фундамента
где N - расчётное продольное усилие;
Минимальная высота плитной части фундамента из условия прочности на продавливание
где с - толщина защитного слоя;
что меньше принятой высоты плитной части 300мм значит принятую высоту фундамента не меняем.
Расчет плитной части фундамента на действие поперечной силы V не производим так как соотношение сторон b l > 06.
5 Определение сечений арматуры подошвы фундамента
Расчетное давление грунта по подошве фундамента
где Mf – изгибающий момент от расчетных нагрузок на уровне подошвы фундамента;
W – момент сопротивления подошвы фундамента;
Расчетные изгибающие моменты определяем как для консольной балки нагруженной давлением грунта
где - расчетное давление грунта;
Требуемое сечение арматуры
С учетом конструктивных требований принимаем 1612 S500 Аs= 1810 мм 2с шагом200мм.
Процент армирования:
Арматура устанавливаемая параллельно короткой стороне фундамента определяется по изгибающему моменту в сечении 4-4:
Принимаем арматуру конструктивно 1212 S500Аs= 1357 мм2 с шагом 150мм.
6 Расчет подколонника
Расчет на внецентренное сжатие выполняют для коробчатых сечений на уровне дна стакана и в месте примыкания его к плитной части фундамента.
Расчет на внецентренное сжатие выполняют для коробчатых сечений на уровне дна стакана и в месте примыкания его к плитной части фундамента.
Рассматриваемое сечение приводим к эквивалентному тавровомутолщина защитного слоя 60мм:
Расчетные усилия в сечении 4-4 c учетом веса подколонника и части колонны в нем:
Начальный эксцентриситет продольной силы:
Расчетный эксцентриситет:
Определяем положение нулевой линии в сечении при внецентренном сжатии т.к то нейтральная линия проходит в полке и сечение рассматриваем как прямоугольное.
Площадь сечения продольной арматуры:
Т.е продольная арматура по расчету не требуется. Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее минимального процента армирования 005%.
Принимаем у коротких сторон подколонника 616 S500 с As =1206 мм2
У длинных сторон подколонника продольное армирование 416 S500 с As = 8044 мм2.
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. Общий курс.
Дрозд Я. И. Пастушков Г. П. Предварительно напряжённые железобетонные конструкции.
СНиП 2.03.01-84 Строительные нормы и правила Ч. II. Нормы проектирования. Бетонные и железобетонные конструкции.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействияГосстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1987.
Голышев А.Б. и др. проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие. 1990.-544 с. :ил.

сборный Яна.dwg

Ф10-S240 СНБ 5.03.01-02 l=660
S500 ГОСТ 5781-82 l=2530
Ведомость расхода стали
Спецификация сборного перекрытия
Расчет сборного перекрытия
Ф16-АV ГОСТ 5781-82 l=6930
Ф10-АV ГОСТ 5781-82 l=5940
Ф6-АV ГОСТ 5781-82 l=5940
Ф6-АI ГОСТ 5781-82 l=380
Армирование ригеля сварными каркасами
Ф14-АV ГОСТ 5781-82 l=4330
Ф14-АV ГОСТ 5781-82 l=6930
Ф14-АV ГОСТ 5781-82 l=1730
Ф14-АV ГОСТ 5781-82 l=6780
Ф12-АV ГОСТ 5781-82 l=3380
Ф12-АV ГОСТ 5781-82 l=1730
Ф10-АI ГОСТ 5781-82 l=1780
Плита перекрытия П-1
Ф10-АV ГОСТ 5781-82 l=1380
Ф10-АV ГОСТ 5781-82 l=2540
Ф10-АV ГОСТ 5781-82 l=1020
Монолитное перекрытие
Расположение ригелей и колонн
Расчетная схема поперечного ребра
Ребристая плита перекрытия
Армирование ригеля сварными каркасами и эпюра материалов
Ф20-S400 СНБ 5.03.01-02 l=5640
Ф20-S400 СНБ 5.03.01-02 l=4080
Ф14-S400 СНБ 5.03.01-02 l=5640
Ф20-S400 СНБ 5.03.01-02 l=1405
Ф20-S400 СНБ 5.03.01-02 l=6200
Ф16-S400 СНБ 5.03.01-02 l=2780
Ф14-S400 СНБ 5.03.01-02 l=6200
Ф20-S400 СНБ 5.03.01-02 l=1760
Белорусско-Российский Университет гр.ПГС-101
Одноэтажное каркасное промышленное здание
разрез 2-2. Плита покрытия
армирование плиты покрытия.
∅12 S1200 ГОСТ 5781-82 l=6900
Схема сборного перекрытия. Спецификация сборного перекрытия на 1 элемент. Расчетные схемы ригеля
плиты. Схема армирования ригеля
плиты. Эпюра материалов
Белорусско-Российский университет
Ф25-S400 СНБ 5.03.01-02 l=800
Ф4-S500 СНБ 5.03.01-02 l=5180
Ф4-S500 СНБ 5.03.01-02 l=1640
Ф4-S500 СНБ 5.03.01-02 l=230
Ф6-S240 СНБ 5.03.01-02 l=370
Ф18-S500 СНБ 5.03.01-02 l=5180
Ф10-S500 СНБ 5.03.01-02 l=1640
Ф6-S240 СНБ 5.03.01-02 l=100
Расчетная схема плиты
Расчетная схема полки
Расчетная схема продольного
Расчетная схема поперечного
∅10 S240 ГОСТ 5781-82 l=110
∅6 S240 ГОСТ 5781-82 l=2800
∅10 S240 ГОСТ 5781-82 l=2800
∅6 S240 ГОСТ 5781-82 l=410
∅10 S400 ГОСТ 5781-82 l=6900
∅5 S500 ГОСТ 5781-82 l=410
∅4 S500 ГОСТ 5781-82 l=6900
∅4 S500 ГОСТ 5781-82 l=2940
Спецификация на плиту П1
Маркировочная схема; Разрез 1-1; Разрез 2-2;Плита покрытия; Армирование плиты покрытия
S500 l=1030 СТБ 1704-2012
S500 l=2010 СТБ 1704-2012
S500 l=2610 СТБ 1704-2012
S240 l=520 СТБ 1704-2012
S240l=680СТБ1704-2012
S500 l=8200 СТБ 1704-2012
S500 l=4800 СТБ 1704-2012
Спецификация колонны среднего ряда и фундамента
Колонна К-1; армирование колонны. Фундамент Ф1; армирование фундамента.
Белорусско - Российский университет гр. ПГС - 101
S240 l=570 СТБ 1704-2012
Расчетная схема колонны
S240 l=920 СТБ 1704-2012
S240 l=970 СТБ 1704-2012
S500 l=1180 СТБ 1704-2012
S500 l=1780 СТБ 1704-2012

Лист2..dwg

Хомуты 6S240 шаг 100
Изделие закладное М-1
S240 СТБ 1704-2006 l=600
S1400 СТБ 1706-2006 I=23800
S500 СТБ 1704-2006 l=3980
S240 СТБ 1704-2006 l=150
S500 СТБ 1704-2006 l=2840
S500 СТБ 1704-2006 l=23570
S500 СТБ 1704-2006 l=2200
S500 СТБ 1704-2006 l=4240
S500 СТБ 1704-20006 l=3680
Белорусско - Российский университет
Полуферма ; узлы и сечения
Одноэтажное каркасное промышленное здание
Спецификация на ферму Ф-1
Ведомость расхода стали на элемент
Расчетная схема фермы

записка ЖБК Яна.doc

Одноэтажные производственные здания каркасного типа широко распространены во многих отраслях промышленности и сельского хозяйства. Их основные несущие конструкции: балочно-стоечные поперечные рамы связанные в продольном направлении фундаментами обвязочными и подкрановыми балками плитами перекрытия и другими элементами каркаса. Основные элементы поперечной рамы: фундаменты колонны и несущие покрытия (ригели балки фермы).Поперечная рама воспринимает постоянные нагрузки (вес конструкций каркаса) и временные (крановые снеговую и ветровую).
В разрабатываемом курсовом проекте рассчитывается железобетонный каркас одноэтажного производственного здания согласно основным принципам расчета конструирования и компоновки железобетонных конструкций.
Поперечник одноэтажного промышленного здания представляет раму состоящую из колонн защемленных в уровне верха фундаментов и шарнирно-связанных по верху фермами. Фермы в расчете рассматриваются как абсолютно жесткие (недеформируемые) стержни.
В данном промышленном здании устройство фонарей не предусматривается—цех оборудован лампами дневного света. Конструктивной схемой предусмотрено наличие мостового кранового оборудования.
Цель курсового проекта— закрепление и углубление знаний полученных в процессе изучения курса «Железобетонные конструкции» и применение практических навыков в области расчета и конструирования несущих конструкций одноэтажного промышленного здания.
Исходные данные на проектирование:
- количество шагов колонн – 10;
- грузоподъёмность крана – 153 т;
- несущая стропильная конструкция – ферма сегментная;
- район строительства - г. Могилев;
- схема поперечной рамы здания – трехпролетная;
-сопротивление грунта – 380 кПа;
- высота до головки кранового рельса 98м;
Компоновка и проектирование основного варианта конструктивного решения здания
Компоновка конструкций схемы здания состоит из выбора сетки колонн внутренних габаритов здания выбора конструкции покрытия разбивки здания на температурные блоки выбора системы связей для обеспечения пространственной жесткости здания привязки колонн к разбивочным осям здания и т.п.
В зданиях с мостовыми кранами грузоподъемностью Q=15 т или Q=20 т шаге колонн 6-8 м и высоте от пола до низа несущей конструкции H162 м применяется нулевая привязка колонн а при шаге колонн 9-12 м высоте помещения H≥84 м и грузоподъемностью Q≥30 т наружные грани колонн смещаются в наружную сторону от продольных разбивочных осей на 250 мм. Так как в задании на проектирование Q = 15 т. шаг колонн – 7 м то привязка колонн к координационным осям будет нулевой.(Рисунок 1 ).
Рисунок 1 - Привязки колонн к координационным осям.
Геометрические оси средних колонн должны совпадать с продольной разбивочной осью. Геометрические оси торцевых колонн и поперечных температурных швов смещаются с поперечной оси внутрь здания на 500 мм. Геометрические оси средних колонн совпадают с продольными соответствующими осями. Длина температурного блока принимается как для отапливаемого здания – 48 м (рисунок 1 б рисунок 2).
Расстояние от разбивочной оси ряда до оси подкрановой балки λ=750 мм так как грузоподъемность кранов Q≤50 т.
Рама решается с жестким сопряжением стоек (колонн) с фундаментами и шарнирным сопряжением стоек с ригелем. При шарнирном соединении возможна независимая типизация ригелей и колонн так как в этом случае нагрузки приложенные к одному из элементов не вызывают изгибающих моментов в другом. Шарнирное соединение ригелей с колоннами упрощает их форму и конструкцию стыка отвечает требованиям массового заводского производства и как более экономичное принято в качестве типового соединения. Шарнирное сопряжение осуществляется при помощи анкерных болтов выпускаемых из колонн на которые заводят вырезы опорных листов ригелей с последующей сваркой закладных элементов ригеля и колонны.
Рисунок 2 – Привязка колонн к разбивочным осям.
В качестве ригеля применяем сегментную ферму пролетом 22 м.
Стойки рамы принимаем как сплошные колонны. Размеры сечения колонн в надкрановой части назначаем с учетом опирания ригелей на торец колонны. Высота сечения h1 для средних колонн составляет 600 мм для крайних колонн 600 мм. Ширина сечения b средних и крайних колонн равно 400 мм. Высота сечения подкрановой части h2 для средних колонн h2 =600 мм для крайних - h2 = 600 мм. (рисунок 3)
Рисунок 3 – Сечение колонн.
Определение размеров колонны по высоте показано на рисунке 4.
Рисунок 4 – Размеры колонны по высоте.
Принимаем высоту до головки подкранового рельса 98 м.
Высота подкрановой части колонны
где - высота до головки подкранового рельса
- высота подкрановой балки принимаем ( т. к. а шаг колонн .
- высота подкранового рельса принимаем
- расстояние от уровня пола до обреза фундамента принимаем .
Подставляем необходимые данные в формулу (1.1) и получаем значение высоты подкрановой части колонны:
Определяем высоту надкрановой части колонны
где - высота мостового крана принимаем
- зазор между краном и стропильной конструкцией принимаем .
Подставим необходимые данные в формулу (1.2) и получим значение высоты надкрановой части колонны:
Глубину заделки колонны принимаем большей из двух значений:
где - высота сечения подкрановой части для средних колонн (сплошные колонны) принимаем ; для крайних колонн -
- ширина сечения для крайних и средних колонн .
Подставляем данные в формулы (1.3) и (1.4) и находим численное значение:
Высота колонны определяется как:
Найдем численное значение высоты колонны:
С учетом глубины заделки колонны полная высота колонны составляет:
Выбрав наибольшее значение глубины заделки колонны и подставляя значения высоты колонны в формулу (1.6) находим полную высоту колонны:
Рисунок 5-Конструктивная схема поперечной рамы.
Фундаменты под колонны устраиваются железобетонные стаканного типа. Верх стакана фундамента располагается на глубине 150 мм ниже отметки чистого пола. Отметка низа фундамента регламентируется конструктивными требованиями и районом строительства.
Система связей служит для обеспечения пространственной жесткости здания т.е. его способности сопротивляться воздействию горизонтальных нагрузок (ветровых и крановых).
Рисунок 6 – Система связей.
а) вертикальные связи (по колоннам и по стропильным конструкциям);б) горизонтальные связи (по нижнему и верхнему поясу стропильныхконструкций; в) связи фонаря.1 – вертикальные связи по колоннам; 2 – то же по стропильным конструкциям; 3 – распорки; 4 – горизонтальные связевые фермы по нижнему поясу; 5 – то же по верхнему; 6 – распорки по коньку; 7 – горизонтальные связи по фонарю; 8 – то же вертикальные.
Пространственная жесткость здания в поперечном направлении обеспечивается расчетом и конструкцией поперечной рамы т.к. устройство специальных связей препятствовало бы технологическому процессу. Поэтому жесткость здания в поперечном направлении обеспечивается защемлением колонн в фундаментах и достаточной изгибной жесткостью колонны (сечение колонны развито в поперечном направлении).
Пространственная жесткость в продольном направлении обеспечивается установкой вертикальных и горизонтальных связей и распорками из стального проката (рисунок 5).
Вертикальные связи устанавливают:
- по продольным рядам колонн в середине температурного блока на высоту от пола до низа подкрановых балок. По конструкции они могут быть: крестовые (одно или двухъярусные) и портальные (по внутренним рядам колонн). При такой конструкции необходимость в расчете продольной рамы отпадает.
- по стропильным конструкциям в торцах температурного блока. Они выполняются в виде вертикальных связевых ферм с крестовой решеткой их связывают железобетонными или стальными распорками по верху колонн.
Горизонтальные связи.
Устойчивость сжатого пояса ригеля из его плоскости обеспечивается плитами покрытия. При наличии фонарей сжатый пояс имеет свободную длину равную ширине фонаря. Для исключения потери его устойчивости из плоскости по коньку устраивают распорки которые в крайних пролетах температурного блока крепят к горизонтальным стальным фермам. При достаточно больших высотах и пролетах здания на уровне низа стропильных конструкций или на уровне крановых путей устанавливают горизонтальные связи в виде ферм из стальных уголков в торцах блока.
Расчет предварительно напряженной плиты покрытия
Материалы плиты бетон С3545 (т. к. плита меньше 12 м.) в качестве напрягаемой арматуры применена арматура класса S1200 ненапрягаемая арматура полки S500поперечного ребра – S500 конструктивная арматура класса S240поперечная арматура принята - S240. Плита имеет размеры в плане 70х30 м.
Рисунок 7 – Общий вид ребристой плиты.
Таблица 1 – Нормативные и расчетные нагрузки на покрытия.
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент безопасности по нагрузке
Расчетная нагрузка кНм2
Постоянная от веса конструкций покрытия и кровли:
-цементно-песчаная стяжка =20мм; ρ = 1800 кгм3
-утеплитель-пенополистерол ρ = 50 кгм3; = 150 мм.
-ребристые плиты (hred = 63 мм ρ = 2500 кгм3)
Всего от постоянной нагрузки:
Временная нагрузка от снега:
- постоянная и длительная
Определим расчетные и нормативные нагрузки на 1 м. плиты с учетом коэффициента надежности .
где – нагрузка на плиты;
Расчетные нагрузки на 1 м.п плиты:
Нормативные нагрузки на 1 м.п плиты:
постоянная и длительная:
1 Прочностные и деформационные характеристики материалов
Ребристую предварительно напряженную плиту армируем стержневой арматурой класса S1200 с механическим натяжением на упоры
Предварительное напряжение следует назначать с учетом допустимых отклонений значения предварительного напряжения таким образом чтобы для стержневой и проволочной арматуры выполнялись условия:
где - для стержневой арматуры.
Предварительное напряжение назначаем :
Значение при механическом способе определяем по формуле:
где - мах напряжение создаваемое в преднапряженном стержне.
Проверяем условие (2.2)
Для значения предварительного натяжения арматуры вводится коэффициент точности натяжения арматуры:
где -- при механическом способе натяжения .
Коэффициент точности натяжения:
Характеристики прочности бетона: бетон тяжелый C3545 естественного твердения !!! передаточная прочность бетона = 21 МПа.
2 Расчет продольного ребра плиты
Плиту рассматриваем как свободно лежащую на двух опорах балку П-образного поперечного сечения. Приводим действительное сечение плиты к эквивалентному тавровому высотой 450 мм высотой полки 30 мм шириной 2980 мм.
Рисунок 8 – Расчетные сечения плиты.
Расчетный пролет плиты:
где – конструктивная длина плиты
- ширина площадки опирания.
Приведенная ширина ребра определяется по формуле:
Усилие от расчетных и нормативных нагрузок:
-от расчетной нагрузки
-от нормативной нагрузки:
-от постоянной и длительной нагрузки:
Определим рабочую высоту сечения:
С учетом точности натяжения:
где - коэффициент длительной прочности бетона при сжатии учитывающий неблагоприятный способ приложения нагрузки
- ширина полки равная ширине плиты.
Подставляя необходимые данные в формулу (2.12) получаем:
Высота сжатой зоны бетона:
следовательно нейтральная линия проходит в пределах полки.
Определим граничную высоту сжатой зоны бетона:
где - характеристика сжатой зоны бетона;
- коэффициент принимаемый для тяжелого бетона равным 085;
Для определения величину предварительного напряжения допускается принимать . Для арматуры S1200 .
- напряжение в арматуре растянутой зоны.
= 500 МПа – предельное напряжение в арматуре сжатой зоне.
Т.е. при следовательно коэффициент работы арматуры принимаем из условия:
где коэффициент принимаемый равным 11;
Окончательно принимаем .
Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры
2.1Расчет продольного ребра по наклонному сечению
В качестве поперечной арматуры принимаем арматуру класса S240.Расчет наклонного сечения ведем по методу ферменной аналогии.
Максимальная поперечная сила которую может выдержать бетон:
где - коэффициент учитывающий снижение прочности бетона при сжатии в условиях растяжения определяется по формуле:
- нормативное сопротивление бетона сжатию равное 25 МПа (C2530).
плечо внутренней пары сил;
угол наклона сжатых подкосов принимаемый равный 38.
Следовательно поперечная арматура не требуется. Сечение армируется конструктивно с шагом 150 мм на приопорных участках ( на величину ) а в середине участка с шагом 300 мм.
Площадь арматуры определяем по формуле:
где - расчетные сопротивления поперечной арматуры. Для поперечной арматуры МПа.
При этом принятая по расчету площадь поперечной арматуры должна удовлетворять условию:
Проверим выполнение данного условия:
Условие выполняется.
В соответствии с требованиями СНБ проверку железобетонных элементов по прочности наклонного сечения производят из условия:
Условие выполняется. Установка поперечной арматуры по расчету не требуется поэтому по конструктивным требованиям принимаем в приопорной зоне ( на величину ) поперечное армирование 6S240 с шагом S=150мм. Данную поперечную арматуру объединяем в плоский каркас КР-1 с помощью монтажных продольных стержней 10 S400.
Также на опоре в продольном ребре устанавливается сетка С-3 в количестве 4 штук которая распределяет напряжение от предварительно напряженной арматуры при снятии ее с упоров. Арматуру в сетке С-3 принимаем конструктивно: проволока 4 S500.
Рисунок 9 – К определению расчетных пролетов полки.
Расчетную модель полки ребристой плиты принимаем в виде одной ячейки плиты с защемлением по четырем сторонам в ребрах с расчетными пролетами в свету между ребрами.
Таблица 2 – Расчетные нагрузки действующие на полку плиты.
Нагрузки от веса покрытия без учета веса плиты
Вес полки плиты (hf =003 м ρ = 2500 кгм3)
Рисунок 10 – Расчетная схема полки плиты.
Расчетный пролеты полки плиты
Плита при таком соотношении сторон имеет примерно такую же схему размещения как и плита защемленная по контуру.
На этом основании рассматриваемую плиту целесообразно армировать сеткой с рабочей арматурой вдоль обоих пролетов.
Рассчитываем плиту методом предельного равновесия [6 парагр.4].
Плита рассматривается в состоянии предельного равновесия как система плоских звеньев соединенных между собой по линии излома пластическими шарнирами возникающими в пролетах снизу - по биссектрисам углов на опорах сверху - вдоль балок в середине пролета – вдоль длинной стороны плиты.
Воспользуемся готовой формулой выведенной из условия равенства работ внешней нагрузки и внутренних усилий на возможных перемещениях:
где– полная нагрузка на полку плиты
– моменты на 1 п.м. ширины плиты (рис.6).
Значения этих моментов находим пользуясь рекомендуемыми соотношениями между расчетными моментами согласно [6 таб.3.7].
Подставляя необходимые данные в формулу (2.26) получим:
Из данного условия выражаем значение момента :
Подставляя численное значение момента в необходимые выражения и находим численное значения моментов :
Арматуру по вычисленным значениям моментов рассчитываем как для изгибаемых элементов прямоугольного сечения.
Рабочая высота полки вычисляется по формуле:
Подберем рабочую арматуру которая будет располагаться вдоль длинной стороны полки (вдоль поперечных рёбер плиты) для полосы шириной 1м.
Параметры рабочей арматуры определяем по следующему алгоритму:
а) Определим коэффициент высоты сжатой зоны:
где - коэффициент условий работы бетона;
- расчетная прочность бетона С3545.
Полученное значение сравниваем со значением:
- расчетное сопротивление арматуры S500 .
Все необходимые численные значения подставляем в формулу (2.29) и получаем:
Находим коэффициент :
Подставляя данные в формулу (2.30) получим численное значение коэффициента :
Требуемая площадь сечения растянутой арматуры
Минимальная площадь рабочей арматуры назначаем с учетом коэффициента армирования [1таб.11.1]:
Из условия что шаг арматуры должен быть не более 200 мм конструктивно принимаем 54 S500 общей площадью .
Аналогично подберем рабочую арматуру которая будет располагаться вдоль короткой стороны полки (вдоль продольных рёбер плиты):
В обоих направлениях арматура является рабочей. Оба вида арматуры объединяем в арматурную сетку С-1 посредствам контактной точечной электронной сварки. Принимаем сетку из проволоки класса S500 4мм с шагом S=200 мм продольных стержней и с шагом S=200 мм поперечных стержней (10 продольных стержней и 40 поперечных).
Для анкеровки сетки в опорных сечениях полки устанавливаем сетки С-2 из 5 S500 соединяемые с первой сеткой внахлестку.
4 Расчет поперечного ребра плиты
Поперечные ребра частично защемлены в продольных ребрах силой сопротивления кручению. Пренебрегая этим частичным сопротивлением расчётную схему поперечного ребра принимаем в виде простой балки таврового профиля с шарнирными опорами и пролётом в свету между продольными рёбрами. Расчетная нагрузка на ребро состоит из нагрузки от полки плиты и веса поперечного ребра. Треугольную нагрузку заменяем равномерно распределенной эквивалентной. Поперечное ребро рассматривается как балка на двух свободных опорах с расчетным пролетом равным расстоянию между осями продольных рёбер:
Рисунок 11 – К расчету поперечного ребра плиты П1.
Определим величины погонных расчетных нагрузок на ребро:
- от собственного веса выступающей части ребра:
- от веса слоев перекрытия и временной нагрузки:
Величина расчетного изгибающего момента в середине пролета:
Определим расчетную поперечную силу на опоре :
Определим ширину свесов полки по следующей формуле:
Определим расчетную ширину сжатой полки:
Определим расчетную ширину ребра (при скошенных боковых гранях ее упрощенно принимают среднюю):
Определим площадь сечения растянутой арматуры.
Принимаем 4 10 с S500 ( каркас КР – 2).
4.1 Расчет поперечного ребра по наклонному сечению
В качестве поперечной арматуры принимаем S240.Расчет наклонного сечения ведем по методу ферменной аналогии.
где коэффициент учитывающий снижение прочности бетона при сжатии в условиях растяжения определяется по формуле:
плечо внутренней пары сил; мм
угол наклона сжатых подкосов
Следовательно поперечная арматура не требуется. Сечение армируется конструктивно с шагом 250 мм на опорных участках.
Площадь поперечной арматуры определяем по формуле :
где МПа – расчетное сопротивление поперечной арматуры.
Принимаем 10 S240 c785 мм2
Данная поперечная арматура свяжет рабочий стержень 10 и устанавливаемый конструктивно в сжатую зону рассчитанного таврового сечения стержень 6 мм S240 в плоский каркас КР-2.
5 Определение геометрических характеристик приведённого сечения
Рисунок 12 – Приведенное сечение плиты.
Отношение модулей упругости для напрягаемой арматуры:
Площадь приведенного сечения
Статический момент площади приведённого сечения относительно нижней грани:
где у - расстояние от нижней грани до центра тяжести сечения.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
Момент инерции приведённого сечения:
Момент сопротивления приведённого сечения относительно нижней грани:
Упруго-пластический момент сопротивления по растянутой зоне:
где - для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне.
Момент сопротивления и упруго-пластический момент сопротивления приведенного сечения относительно верхней его грани:
Жесткость плиты в сечении без трещин в растянутой зоне:
6 Определение потерь предварительного напряжения арматуры
Начальное растягивающее предварительное напряжение не остается постоянным а с течением времени уменьшается независимо от способа натяжения арматуры на упоры или на бетон. Согласно нормам все потери напряжения разделены на две группы: первые потери происходящие при изготовлении элемента и обжатии бетона; вторые – после обжатия бетона.
Технологические потери (первые потери в момент времени ):
) потери от релаксации напряжений арматуры при механическом способе натяжения для стержневой арматуры:
)от температурного перепада определяемого как разность температур натянутой арматуры в зоне нагрева и устройства воспринимающего усилие натяжения при прогреве бетона следует рассчитать по формуле:
Для бетонов классов С1215 – С3037
где - разность температур нагреваемой арматуры и неподвижных упоров ( вне зоны прогрева) воспринимающих усилие натяжения. Допускается принимать .
)потери от деформации анкеров расположенных в зоне натяжения устройств:
Δ смещение стержней в инвентарных зажимах определяемое по формуле мм
здесь ∅ - диаметр натягиваемого стержня мм.
)потери вызванные проскальзыванием напрягаемой арматуры в анкерных устройствах происходящее на длине зоны проскальзывания () при натяжении на упоры не учитывается.
)потери вызванные деформациями стальной формы ():
При отсутствии данных о конструкции форм принимаем тогда .
)потери вызванные трением арматуры о стенки каналов или о поверхность бетона конструкций () при данном способе изготовления будут отсутствовать.
) потери вызванные трением напрягаемой арматуры об огибающие приспособления() :
где - коэффициент принимаемый равным 025
)потери вызванные упругой деформацией бетона при натяжении на упоры определяем по формуле:
- усилие предварительного напряжения с учетом потерь реализованных к моменту обжатия бетона:
Остальные виды потерь равны нулю.
Усилие предварительного обжатия к моменту времени t=t0 после передачи усилия с арматуры на упоры:
Усилие предварительного обжатия к моменту времени t=t0 действующие непосредственно после передачи усилия предварительного обжатия на конструкцию должно быть:
- условие выполняется.
Эксплуатационные потери (вторые потери в момент времени ):
-реологические потери
где - напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от практически постоянной комбинации нагрузок включая собственный вес:
- начальное напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от действия усилия предварительного обжатия:
- изменение напряжений в напрягаемой арматуре в расчетном сечении вызванные релаксацией арматуры стали в зависимости от уровня напряжения принимая .
- напряжение в арматуре вызванные натяжением ( с учетом технологических потерь) и от действия практически постоянной комбинации нагрузок:
Для и для третьего релаксационного класса арматуры потери начального предварительного напряжения составляют тогда:
- ожидаемые относительные деформации усадки бетона к моменту времени суток:
- физическая часть усадки при испарении из бетона влаги определяемая по таблице при и - .
- химическая часть усадки обусловленная процессами твердения вяжущего:
Подставляя необходимые данные в формулы (2.54) а затем в (2.53) получаем численные значения:
– коэффициент ползучести бетона за период времени от t0 до t=100 суток при по графику 6.1(1):=7.
Подставляем данные в формулу (2.49) и получаем:
Т. о. реологические потери составят:
Среднее значение усилия предварительного обжатия в момент времени t>t0 (c учётом всех потерь) не должно быть больше чем это установлено условиями:
7 Расчёт по образованию трещин
Расчет по образованию нормальных трещин для изгибаемых элементов проводим из условия:
где – нормативное значение момента действующего в сечении
– момент трещинообразования.
где - средняя прочность бетона на осевое растяжение
- момент сопротивления бетонного сечения определяемый как:
Условие соблюдается следовательно расчёт по раскрытию трещин не выполняем.
9 Расчет прогиба плиты
В соответствии с требованиями 1 расчет железобетонных конструкций по деформациям следует произвести из условия:
где - прогиб железобетонной конструкции от действия вешней нагрузки мм;
- предельно допустимый прогиб плиты мм; принимаемый по CНБ.
где - коэффициент зависящий от схемы приложения нагрузки;
- коэффициент зависящий от трассировки напрягаемого стержня; для стержней с прямолинейной осью трассы принимается 18;
- усилие предварительного обжатия принимаемый равным.
где - коэффициент определяющий нижний предел значения усилия предварительного обжатия при расчетах по предельным состояниям второй группы при натяжении на упоры принимаемый равным 09.
- изгибная жесткость элемента с трещинами определяемая по формуле:
где - эффективный модуль упругости бетона определяемый по формуле:
- момент инерция сечения с трещиной определяемый по формуле:
- момент инерция сечения без трещины определяемый по формуле:
; (2.72)Высота сжатой зоны сечения без трещины определяемая по формуле:
Высота сжатой зоны сечения с трещинами определяемая по формуле:
- коэффициент приведения:
- коэффициент армирования сечения напрягаемой арматуры:
- коэффициент армирования сечения ненапрягаемой арматуры:
В формуле (2.69) отношение допускается принимать при изгибе
Согласно СНиП 2.01.07 .
- следовательно прогиб плиты не превышает предельного.
Расчет предварительно напряженной стропильной конструкции
1 Назначение геометрических размеров
Ширину панели принимаем 3 м с таким расчетом чтобы ребра плит покрытия опирались в узлы верхнего пояса. Высота фермы в середине пролета с учетом типовых форм принята 2750 мм что составляет НL=275022=18. Ширина сечения поясов b=250 мм высота h = 300 мм сечение раскосов принято bxh = 250х150 мм.
Рисунок 13 – Схема сегментной фермы.
Таблица 3 – Подсчет нагрузок на стропильную ферму.
Нормативная нагрузка кНм²
Коэфф. безопасности по нагрузке
Расчётная нагрузка кНм²
от веса покрытия (см. табл. 1)
от собственного веса фермы (Gф=80кН)
Объем фермы составляет1098 м3. Собственный вес фермы составит 80 кН а на 1 м длины составит 802194=365 кНм.
Так как угол наклона α верхнего пояса в опорном узле составляет 29º что меньше α=50º то принимаем интенсивность снеговой нагрузки равномерно распределенной по всему пролету.
2 Подсчет узловых нагрузок
При действии постоянной и длительной временной равномерно распределенной нагрузкок (рисунок 14).
Рисунок 14 – Расчетные схемы загружения фермы.
где - нагрузка на ферму от постоянной и длительной нагрузок
Учитывая незначительную разницу величин для подсчета усилий в элементах фермы можно принять среднее значение G:
При действии кратковременной равномерно распределенной нагрузки:
Для определения усилий принимаем среднее значение узловой нагрузки:
3 Определение усилий в элементах фермы.
Определение усилий в стержнях фермы производим по методу конечных элементов на ПК в программном комплексе “SIRIUS”. Пояснительная записка и усилия и сводная таблица усилий в стержнях фермы приведены в приложении А.
Найденные усилия записывают в таблицу с соответствующим им знаком
Таблица 4 – Усилия в стержнях сегментной фермы от действия узловых нагрузок.
Обозначение стержня по расчетной схеме
Усилия в стержнях фермы
От постоянной и длительной нагрузки
От кратковременной нагрузки
Примечание: “-” – стержень сжат “+” – стержень растянут.
4 Расчетные характеристики бетона и арматурной стали
Ферма изготавливается из бетона С3037 бетон тяжелый с тепловой обработкой (c учетом тепловой обработки бетона) передаточная прочность бетона
Для арматурной стали класса S1200:
Для арматурной стали класса S500:
Предварительное напряжение назначаем:
Проверяем условие (3.1)
Характеристики прочности бетона: бетон тяжелый C3037 естественного твердения передаточная прочность бетона = 21 МПа.
5 Расчет элементов фермы
5.1 Расчет нижнего пояса
Расчет нижнего пояса (расчет по предельным состояниям первой группы на прочность):
максимальное усилие принимаем по стержню 2-3: N=791336·095=75177 кН в том числе 639090кН.
Принимаем арматуру S1200 12 для которой МПа.
Определяем площадь сечения напрягаемой арматуры
17712(960·115)=817 см
Принимаем 810 S1200 с см
К трещиностойкости преднапряженной конструкции с классом по эксплуатации XC1 предельно допустимое значение ширины раскрытия трещин wlim =0.2 мм. В связи с этим и выполняем расчет при действии расчетных () или нормативных нагрузок (). При расчете верхнего пояса на трещиностойкость рекомендуется учитывать изгибающие моменты возникающие в результате жесткости узлов введением опытного коэффициента и .
Расчетное усилие равно:
-при учете всех нагрузок с коэффициентом безопасности по нагрузке N=75177 кН.
-то же с коэффициентом: Nn=7517712= 626475 кН.
где 12 – коэффициент для приближенного пересчета усилий от действия нагрузок при к усилиям от нагрузок при .
Расчет нижнего пояса по образованию и раскрытию трещин сведен в таблицу 3.4. Результаты расчета подтверждают что принятые размеры сечения нижнего пояса фермы и его армирование удовлетворяют условиям расчета по первой и второй группе предельных состояний.
Таблица 5 - Расчет нижнего пояса по образованию раскрытию и закрытию трещин.
Вид расчета и формула
Стержнями класса S1200
Расчетное усилие NкН(при )
Приведенное сечение см³
Принятые характеристики:
Контролируемое напряжение при натяжении МПа
Прочность бетона при обжатииМПа
Коэффициент точности натяжения арматуры при подсчете потерь
То же при расчете по образованию трещин
Расчет по образованию трещин
Подсчет первых потерь напряжений арматуры :
От релаксации напряжений стали кН при механическом способе натяжения:
От температурного перепада при °С ; кН;
Потери вызванные упругой деформацией бетона при натяжении на упоры
Усилие предварительного обжатия к моменту t>to кН;
Подсчет вторых потерь:
От усадки бетона подвергнутого тепловой обработке при бетоне класса С3037 МПа.
От ползучести бетона при 0.75МПа;
Суммарное значение вторых потерь МПа:
Усилие предварительного обжатия с учетом вторых потерь кН;
Полное усилие обжатия бетона кН:
Усилие воспринимаемое сечением нормальным к продольной оси элемента при образовании трещин кН;
Так как то трещиностойкость сечения обеспечена и поэтому необходимости расчета на раскрытие трещин нет.
5.2 Расчет верхнего пояса
Максимальное расчетное усилие в стержне 5-7: N= 1588117 кН
Так как усилия в остальных панелях пояса мало отличаются от расчетных то для унификации конструктивного решения все элементы верхнего пояса с учетом армируем по усилию N=1588177·095=150871 кН .
Принята арматура класса S500 . Сечение пояса bxh=35x40 см длина панели l=200 см расчетная длина l1818 см.
Отношение Пояс рассчитываем на внецентренное сжатие с учетом только случайного эксцентриситета что равно 130h=40030=13 мм и больше чем 1600l=202600= 034 см.
Проверяем несущую способность сечения при см
07370 Н0911·(20·1400+435·226)·100=344640 Н –условие удовлетворяется
для определения предварительно задаемся по конструктивным соображениям процентом армирования и вычисляем :
что соответствует 616 S500 c
Определяем что тогда =091+2·(0925-091)·0023=0911.
Проверяем прочность элемента с учетом влияния прогиба так как . Определяем условную критическую силу :
коэффициент тогда расстояние
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона :
Относительная продольная сила :
При n1=06158> -требуемая площадь симметрично расположенной арматуры
Следовательно арматура при принятом сечении пояса 35×40 не требуется оставляем размер сечения верхнего пояса и армирование по расчету при случайном эксцентриситете
5.3 Расчет элементов решетки
Рассмотрим первые раскосы которые подвергаются растяжению максимальным усилием N=28828 кН ( кН) а с учетом коэффициента
N=0.95·28828=27387 кН. Сечение раскосов 35х20 см арматура класса S500 МПа
Требуемая площадь рабочей арматуры по условию прочности
Процент армирования
Определяем ширину длительного раскрытия трещин при действии усилия от постоянных и длительных нагрузок учитываемых с коэффициентом
Принятое сечение раскоса по длительному раскрытию трещин удовлетворяется.
Стойки 7-6 и 10-9 армируем конструктивно ( т. к. меньшее усилие)
Процент армирования ρ=100 AsA=100·3143520=045%. Несущая способность сечения что меньше и
Рассчитываем наиболее нагруженный сжатый раскос 3-5: N=134998·095=12825 кН. Геометрическая длина раскосов l= 384 см расчетная 09·l 09·384=346 см.
Расчет раскосов определяют с учетом случайного эксцентриситета
Принимаем симметричное армирование сечения
Принимаем конструктивно cм)
Аналогично армируем все остальные сжатые раскосы т.к. усилия в них меньше чем для раскоса 3-5.
5.4 Расчет и конструирование узлов фермы
При конструировании сегментной фермы необходимо уделять особое внимание надлежащей заделке сварных каркасов элементов решетки в узлах. Длину анкеровки напрягаемой арматуры при ее натяжении на упоры следует определять по формуле:
где напряжение в арматуре от действия нагрузок.
- предварительное напряжение в арматуре с учетом всех потерь;
- базовая длина зоны передачи напряжений.
- напряжение сцепления по контакту арматуры с бетоном определяемое по формуле:
- предельное напряжение сцепления по контакту напрягаемой арматуры с бетоном определяемое по формуле:
- напряжение в арматуре непосредственно после ее отпуска с упоров.
Требуемая площадь поперечного сечения продольных ненапрягаемых стержней в нижнем поясе в пределах опорного узла:
Расчет поперечной арматуры в опорном узле из условия прочности в наклонном сечении по линии отрыва:
Площадь сечения одного поперечного стержня
где n-количество поперечных стержней в узле
При двух каркасах и шаге стержней 100 мм n=2·7=14 шт.
Конструктивно принимаем стержни
Из условия обеспечения прочности на изгиб в наклонном сечении (по линии АС рисунок) требуемая площадь поперечного стержня
где =29º - угол наклона приопорной панели
-усилие в приопорном стержне 1-2;
х – высота сжатой зоны бетона:
- расстояние от центра тяжести сжатой зоны бетона до равнодействующей усилий в поперечной арматуре приопорного узла:
что меньше принятого см - условие прочности на изгиб в наклонном сечении удовлетворяется.
Расчет поперечной арматуры в промежуточном узле:
Рассмотрим узел 7 со стойкой (рисунок 15)
Рисунок 15 – Узел 7.
Стержень 7-6 имеет максимальное расчетное усилие N=8788·0.95=83486 кН
Фактическая длина заделки стержней раскоса 37 см а требуемая длина
Необходимое сечение поперечных стержней каркаса определяем по формуле
Назначаем конструктивно через а=100 мм.
Площадь сечения окаймляющего стержня в промежуточном узле определяем по условному усилию: при наличии только одного растянутого раскоса
Площадь сечения окаймляющего стержня
В узлах где примыкают сжатые раскосы и стойки проектируем поперечные стержни из конструктивных соображений с шагом 100 мм а окаймляющие стержни .
Рассмотрим узел 2 (рисунок 16)
Рисунок 16 – Узел 2.
Фактическая длина заделки стержней раскоса 37 см а требуемая длина :
Площадь сечения окаймляющего стержня:
Статический расчет поперечной рамы
На поперечную раму цеха действуют постоянные нагрузки от веса ограждающих и несущих конструкций здания временные от мостовых кранов и атмосферные воздействия снега ветра.
На здание может действовать одновременно несколько нагрузок и возможно несколько комбинаций их с учетом отсутствия некоторых из них или возможного изменения схем их приложения.
Поэтому раму рассчитывают на каждую из нагрузок отдельно а затем составляют расчетную комбинацию усилий при невыгодном сочетании нагрузок. При этом значения нагрузок должны подсчитываться отдельно если даже они имеют одинаковые схемы распределения на конструкции но отличаются по длительности воздействия.
1 Установление нагрузок на поперечную раму
На колонны действуют постоянные нагрузки: состоящие из веса элементов покрытия и стен балок кранового пути и крановых путей собственного веса надкрановой и подкрановой частей колонны а также временные состоящие из снеговой крановой и ветровой нагрузки.
Проектируемое здание относится по степени ответственности к классу II поэтому расчётные значения нагрузок определяют с учётом коэффициента надёжности по назначению конструкций .
1.1Постоянная нагрузка
Постоянные нагрузки зависят от типа покрытия которое может быть тяжелым или легким утепленным или не утепленным. Значение постоянных нагрузок на 1 м2 покрытия приведены в таблице 1. Расчетные нагрузки при получены как произведение нормативных нагрузок на коэффициент надежности по назначению .
Таблица 6 - Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 покрытия
Гидроизоляционный ковер (“Линокром” 1cлой)
Цементно-песчаная стяжка – = 20 мм.
Утеплитель (пенопласт ρ=50 кгм3; = 120).
Пароизоляция (1-н слой пергамина)
Железобетонная ребристая плита с учётом заливки швов
Нормативная нагрузка от веса ригеля составляет 2745 кН расчетная – 370575 кН.
Постоянная нагрузка от массы покрытия передается на колонну как вертикальное опорное давление ригеля F1 и определяется по формуле:
Расчётное опорное давление от покрытия и от фермы
где q1 – расчетная нагрузка от массы кровли и плиты покрытия;
- грузовая площадь; м2;
аL – шаг колонн и пролет (м);
G – нагрузка от фермы;
q2 – расчетная нагрузка от массы ригеля;
- коэффициент безопасности по назначению;
-на крайнюю колонну:
-на среднюю колонну:.
Расчётная нагрузка от веса подкрановых балок
где q-вес подкрановой балки;
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления приложена на уровне их опирания по вертикали проходящей через геометрическую ось стеновых панелей на колонну от веса керамзитожелезобетонных панелей толщиной t = 200 мм и весом gw=222 кНм2 а также от заполнения оконных проемов (вес 1м2 -05 кН).
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей на отметке +1080 м;
Расчётная нагрузка от веса остекления на отметке +960 м;
где - высота панельной стены и остекления.
Нагрузка от веса стеновых панелей и оконных переплетов ниже отметки +96 м воспринимают фундаментные балки поэтому усилия в колонне от нее не возникают.
Расчётная нагрузка от веса колонн определяется по формуле:
Крайние колонны подкрановая часть
Крайние колонны надкрановая часть
Средние колонны надкрановая часть
Средние колонны подкрановая часть
1.2 Временная нагрузка
Расчетная сосредоточенная снеговая нагрузка на колонны определяется по формуле:
где So — нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли принимаемая в зависимости от района строительства. Для города Могилева - нормативное значение снеговой нагрузки So=12 кПа = 1200;
— коэффициент учитывающий конфигурацию покрытия; для расчета рамы принимается = 1;
γf — коэффициент надежности по нагрузке для снега принимаемый в зависимости от отношения нормативной нагрузки от веса покрытия к нормативному значению веса снегового покрытия. принимаем γf = 1.5;
L — пролёт стропильных конструкций.
Определим расчетную снеговую нагрузку на крайнюю колонну
Для средней колонны:
Вес поднимаемого груза Q=200 кН пролёт крана Lк =28-2075=265 м. В соответствии со стандартами на мостовые электрические краны грузоподъемностью 205 т нормативное максимальное давление одного колеса на рельс кранового пути Fmax n=200 кН масса крана т. масса тележки крана т. база крана грузоподъёмностью К= 5 м ширина крана В = 62 м.
Расчётное максимальное давление на колесо крана
Минимальное давление колес крана можно определить по формуле
где G —полный вес крана с тележкой;
n0 – число колес на одной стороне крана n0=2;
Расчётная поперечная тормозная сила на одно колесо.
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетаний :
где - сумма ординат линии влияния давления двух подкрановых балок на колонну (рисунок 17) где 0.85 —коэффициент сочетаний при совместной работе двух кранов для групп режимов работы кранов 1К–6К;
Рисунок 17 – Линия влияния давления на колонну
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от четырех сближенных кранов на среднюю колонну с коэффициентом сочетаний :
При торможении тележки крана на колонны рамы действует горизонтальная поперечная нагрузка. Расчетное горизонтальное давление на колонну от двух сближенных кранов при поперечном торможении равно:
Скоростной напор ветра для города Могилева до 10м от поверхности земли k= 1; w0 =230 Нм2; то же высотой до 20м при коэффициенте учитывающем изменение скоростного напора по высоте k= 125.
В соответствии с линейной интерполяцией нагрузка на высоте15 м
Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно распределённым эквивалентным по моменту в заделке колонны длиной 15 м.
Значение аэродинамического коэффициента для наружных стен с наветренной стороны се = +08 с подветренной стороны се’= -06
Расчётная равномерно распределённая нагрузка колонны до отметки 15 м при коэффициенте надёжности по нагрузке =15
с наветренной стороны
с подветренной стороны
Расчётная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 18 м
2 Определение усилий в стойках рамы
Расчет рамы выполняем методом конечных элементов на ПК в программном комплексе “SCAD Office 13.1”. Расчетная схема поперечной рамы изображена на рисунке 18.
Рисунок 18 –Расчетная схема поперечной рамы.
Рисунок 19 – Схема нагрузок.
Пояснительная записка и таблица усилий в элементах рамы приведена в приложении А.
3 Составление таблицы расчетных усилий
На основании выполненного расчета и построения моментов для различных загружений рамы и составляется таблица расчетных усилий М М Q в сечениях колонны (см. табл. ). При расчете прочности рассматриваются три сечения колонны: сечение I-I на уровне верха колонны; сечение II-II в верхней части консоли колонны; сечение III-III на уровне низа консоли колонны; сечение IV-IV у заделки. Усилия в левой стойке от крановой нагрузки в правом пролете не учитываются расчетом. В каждом сечении колонны определяем три комбинации усилий: Мma Mm Nmax и соответствующие М и Q.
При составлении таблицы расчетных усилий в соответствии сo СНиП “Нагрузки и воздействия” и нормами на проектирование железобетонных конструкций рассматриваются две группы основных сочетаний нагрузок с различными коэффициентами условий работы бетона γ. В первой группе основных сочетаний учитываем постоянную нагрузку и снеговую при коэффициенте сочетаний = 1 и ≤ 1. Во второй группе основных сочетаний учитываем постоянную нагрузку и все временные нагрузки в их наиболее невыгодном сочетании при =09.
Расчет и конструирование сплошной колонны среднего ряда
Исходные данные для расчёта
- бетон тяжелый класса С2530 подвергнутый тепловой обработке Ecm=32 10 3 МПа fctk =18 МПа fctd =12 МПа fck =25 МПа fcd =1667 МПа.
-продольная арматура класса S400 fyk = 400 МПа fyd =367 МП fywd =290 МПа – вязаный каркас Еs=200×103 МПа.
-поперечная арматура (хомуты) класса S240: fyd =218 МПа fywd =174 МПа – вязаный каркас.
1 Расчет надкрановой части колонны
Расстояние от верха колонны до крановой консоли Н1=412 мH3=12753=425 м. Следовательно необходимости в учете влияния прогиба элемента на эксцентриситет продольной силы нет а потому значение коэффициента учитывающего влияние прогиба на несущую способность внецентренно-сжатых бетонных элементов равно 1 во всех сечениях надкрановой части колонны.
Размеры прямоугольного сечения: ширина b = 500 мм высота h = 600 мм а = а'=(с+05ø) = 40 мм рабочая высота d = h - а = 600 - 40 = 560 мм.
Подбор арматуры производим по расчетным усилиям:
Усилия от постоянно действующей нагрузки M Nl = -675383 кН.
Так как изгибающие моменты по абсолютному значению в этих комбинациях не очень отличаются друг от друга надкрановую часть армируем симметрично (As=As’).
Радиус инерции сечения:
Расчетная длина надкрановой части колонны:
- при учете крановой нагрузки:
- без учета крановой нагрузки:
Так как то необходимо учесть влияние прогиба на эксцентриситет продольной силы.
Эксцентриситет продольной силы:
Значение случайного эксцентриситета назначают равным наибольшим из:
Расчетный эксцентриситет .
Условная критическая сила равна:
Коэффициент учитывающий влияние длительности действия нагрузки на прогиб элемента:
Принимаем emin = 0193.
Вычисляем коэффициент :
С учетом прогиба колонны определяем:
Граничное значение высоты сжатой зоны:
где w=085- 0008×fcd = 085 - 0008×1667 =072;
МПа – предел напряжения в арматуре бетона сжатой зоны;
( случай малого эксцентриситета).
Но в связи с тем что эпюра моментов имеет знакопеременные значения принимаем .
Определяем площадь арматуры
Площадь сечения арматуры A's-назначается по конструктивным соображениям.
Согласно СНБ минимальный процент армирования – 02% при 35l0i83.
A's = 0002×b×d = 0002×50×56 = 56 см 2
Принимаем: 3 16 S400 с A's = 603 см 2
Поперечную арматуру принимаем класса S240 6 с шагом 300 мм.
Расчетная длина из плоскости изгиба:
Так как то расчёт из плоскости изгиба не проводим.
2 Расчет подкрановой части колонны
Сечение колонны в подкрановой части состоит из двух ветвей. Высота всего сечения двухветвевой колонны h = 1200 мм. Размер прямоугольного сечения ветви b=500 мм. hb= 250 мм. а = а'= 40 мм рабочая высота d = h - а = 250 - 40 = 210 мм. Расстояние между осями ветвей С=950 мм. Расстояние между осями распорок S= 864=2150 мм.
Наибольшие расчетные усилия в сечении 4-4:
Mma N = -919585 кН; Vsd =14863 кН
Усилия от продолжительно действия нагрузки M N
Расчетная длина подкрановой части колонны:
Приведенный радиус инерции сечения в плоскости изгиба определим по формуле:
где n – число панелей двухветвевой колонны.
Приведенная гибкость сечения – необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Вычисляем эксцентриситет продольной силы:
Принимаем emin = 0226.
Определяем усилия в ветвях колонны по формуле:
Продольные силы: в наружной ветви ;
Определяем случайный эксцентриситет из следующих условий:
Поскольку оказалось что e0ea в расчет вводит е0=еа тогда:
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
Определяем площадь арматуры:
Полученная площадь арматуры очень близка к 0 следовательно площадь сечения арматуры A's-назначается по конструктивным соображениям.
Принимаем: 3 16 S400 с A's = 603 см 2
Поперечную арматуру принимаем из стержней класса S240 диаметром 6мм с шагом s=300 мм20d=2016=320 мм.
3 Расчет промежуточной распорки
Изгибающий момент в распорке:
Сечение распорки прямоугольное b=500 мм h=400 мм.
Сечение распорки армируем двойной симметричной арматурой:
Принимаем 38 S400 c As=151 мм2.
Поперечная сила в распорке:
плечо внутренней пары сил; мм;
Следовательно поперечная арматура не требуется. Сечение армируется конструктивно 6 S240 с шагом 100 мм.
Конструирование и расчет фундамента под колонну
Рассчитываем отдельно стоящий сборный фундамент стаканного типа под сборную двухветвевую колонну среднего ряда размерами сечения в подкрановой части 1200х500 мм.
Характеристики грунта по заданию Rо=280 кПа.
Материал фундамента бетон класса C2025 fcd=1333МПа ( для бетона С 2025). Для рабочих стержней арматура S400 fyd=367МПа для подъёмных петель S240 fyd=218МПа.
Нагрузки на фундамент.
В соответствии с приведенным расчетом расчетные усилия от колонны действующие на уровне обреза фундамента;
М=-7848 кНм N=-919585 кН Q=14863 кН.
Нормативные усилия с учетом усредненного коэффициента надежности по нагрузке .
1 Определение глубины заложения и высоты фундамента
Глубина заложения фундамента принимается исходя из конструктивных особенностей проектируемого здания и в зависимости от грунтовых условий. Кроме того высоту фундамента назначают по условиям заделки колонны и анкеровке выпусков арматуры.
Глубина заделки колонны в фундамент:
Окончательно принимаем Нз=09м.
Глубина заделки из условия достаточной анкеровки арматуры:
где d – диаметр арматуры колонны d=16мм;
Тогда требуемая высота фундамента
где мм – зазор между колонной и дном стакана
- минимальная высота плитной части фундамента из условия его продавливания принимаем мм.
Принимаем высоту фундамента кратно 300 мм h=1200 мм.
Глубина заложения фундамента:
где - отметка верха фундамента;
d=h+015=12+015=135м;
Принимаем двухступенчатый фундамент с высотой ступени 300 мм.
2 Определение размеров подошвы фундамента
Определим площадь фундамента по формуле
(6.7)где - удельный вес грунта на уступах;
Назначаем отношение сторон фундамента 08 тогда:
Т. к. площадь фундамента по расчету получилась маленькой то размер основания также получился небольшим. Т. к. фундамент у нас двухступенчатый а ступень размером 450 мм следовательно необходимо конструктивно назначить размер плитной части фундамента равный 3550 мм. Принимаем .
Для исключения возникновения в грунте пластических деформаций
Также должны соблюдаться следующие условия:
Краевые давления определяем по формуле:
где Nnf – нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его уступах:
Mnf – нормативный изгибающий момент в уровне подошвы фундамента:
еo – эксцентриситет продольной силы:
Условия выполняются следовательно принятые размеры фундамента достаточны.
3 Расчет фундамента по прочности
Расчет по пирамиде продавливания.
Определяем рабочую высоту плитной части фундамента
где - давление на грунт без учета веса фундамента и грунта на его ступенях.
Минимальная высота плитной части фундамента из условия прочности на продавливание:
где с - толщина защитного слоя.
что меньше принятых 300мм то принятую высоту фундамента не изменяем.
4 Определение сечений арматуры фундамента
Расчетное давление грунта по подошве фундамента
где Mf – изгибающий момент от расчетных нагрузок на уровне подошвы фундамента
W – момент сопротивления подошвы фундамента
Расчетные изгибающие моменты определяем как для консольной балки нагруженной давлением грунта:
где -расчетное давление грунта
Требуемое сечение арматуры:
По наибольшей требуемой площади сечения арматуры а в данном случае это принимаем 15 стержней 10 мм S400 площадью с шагом S=200 мм.
Арматура устанавливаемая параллельно меньшей стороне фундамента:
Принимаем арматуру в направлении меньшей стороны фундамента 1810мм S400 Аs= 1413 мм2 с шагом S=200мм.
Процент армирования:
13100(28501155)=0043% Mmin= 005%.
5 Расчет подколонника
Расчет на внецентренное сжатие выполняют для коробчатых сечений на уровне дна стакана и в месте примыкания его к плитной части фундамента. Рассматриваемое сечение 4-4 приводим к эквивалентному тавровому 1750х1050 мм. Толщина защитного слоя 60мм b=b2-bc=1050-500=550мм hf=(l2-lс)2=(1750-1200)2=225мм d=h-05-c=1750-0512-60=1684мм.
Расчетные усилия в сечении 4-4 c учетом веса подколонника и части колонны в нем:
Начальный эксцентриситет продольной силы:
Расчетный эксцентриситет:
Определяем положение нулевой линии сечении при внецентренном сжатии т.к.
то нейтральная линия проходит в полке и сечение рассматриваем как прямоугольное.
Площадь сечения продольной арматуры:
Принимаем с каждой стороны подколонника 612 S400 с As=679 мм2.
У длинных сторон подколонника продольное армирование 410 S400. Поперечную арматуру принимаем конструктивно.
Установление нагрузок на поперечную раму цеха
На здание может действовать одновременно несколько нагрузок и возможно несколько комбинаций их с учетом отсутствия некоторых из них или возможного изменения схем их приложения. Поэтому раму рассчитывают на каждую из нагрузок отдельно а затем составляют расчетную комбинацию усилий при невыгодном сочетании нагрузок. При этом значения нагрузок должны подсчитываться отдельно если даже они имеют одинаковые схемы распределения на конструкции но отличаются по длительности воздействия.
1Нагрузка от собственного веса конструкции покрытия
Постоянные нагрузки зависят от типа покрытия которое может быть тяжелым или легким утепленным или не утепленным. В данном курсовом проекте применяется тип покрытия жб плиты.
Покрытие состоит из жб плит опирающихся непосредственно на балки пароизоляции теплоизоляционного слоя водоизоляционного ковра защитного слоя. защитным. Нагрузка от покрытия определяется суммированием отдельных элементов его значения которых сведены в таблицу:
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 покрытия.
где q – нагрузка от покрытия
G – нагрузка от фермы
Расчётная нагрузка от веса покрытия с учётом коэффициента надёжности по назначению здания =095 нагрузка крайнюю колонну.
F1 =(1956+7952)*095=26136кН
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления передаваемая нагрузка колонну выше отметки 8.25м
где -вес 1м2 стеновых панелей
q- вес 1м2 остекления
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей предаваемая на фундаментную балку
где q-вес подкрановой балки
Расчётная нагрузка от веса колонн
Расчетная погонная снеговая нагрузка на крайние колонны определяется по формуле:
где so — нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли принимаемая в зависимости от района строительства. Для города Гомеля нормативное значение снеговой нагрузки so=08кПа;
γf — коэффициент надежности по нагрузке для снега принимаемый в зависимости от отношения нормативной нагрузки от веса покрытия к нормативному значению веса снегового покрытия. γf = 1.5;
L — пролёт стропильных конструкций.
Скоростной напор ветра для города Гомеля высотой до 5м k=075 от поверхности земли w0=300Нм2; то же высотой до 20м при коэффициенте учитывающем изменение скоростного напора по высоте k=125.
В соответствии с линейной интерполяцией нагрузка высоте 14м
То же на высоте 126м
Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно распределённым эквивалентным по моменту в заделке колонны длиной 126м.
Для наружных стен с наветренной стороны се =+08 с подветренной стороны се’= -06.
Расчётная равномерно распределённая ветровая нагрузка на колонны до
отметки 126м при коэффициенте надёжности по нагрузке =15:
- с наветренной стороны:
- с подветренной стороны:
Расчётная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 126м:
Вес поднимаемого груза Q=300кН пролёт крана Lк=20-2*075=185м база крана грузоподъёмностью 305т. В=63м расстояние между колёсами К=5м вес тележки Gт=120 кН максимальное давление на колесо крана Fnmax=29167кН.
Рисунок 4.2- Линия влияния давления на колонну
Fmax=29167*15*095=41563кН
Fnmin = (Q + G)n0 - Fnmax
Fnmin =(300+457)2-29167=8683 кН
Расчётное минимальное давление на колесо крана находим по формуле
Fmin =8683*15*095=12373кН
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетаний
на противоположную колонну:
85 —коэффициент сочетаний при совместной работе двух кранов для групп режимов работы кранов 1К–6К;
Dmin=085×12373×(1+017+078)=20508 кН.
Вертикальная крановая нагрузка от четырех сближенных кранов на среднюю колонну ()
При торможении тележки крана на колонны рамы действует горизонтальная поперечная нагрузка. Расчетное горизонтальное давление на колонну от двух сближенных кранов равно:
Т=1496×085×(1+017+078)=248 кН.
Определение усилий в стойках рамы
Расчёт рамы выполняем методом перемещений. Неизвестным является горизонтальное перемещение верха колонны. Основная система содержит горизонтальную связь препятствующую этому перемещению.
Каноническое уравнение метода перемещений имеет вид
где - реакция верха колонн от внешнего воздействия;
- коэффициент учитывающий пространственный характер работы каркаса здания;
Подвергаем основную систему единичному перемещению и вычисляем реакции верхнего конца сплошной и двухветвевой колонн по формулам:
Для двухветвевой крайней колонны
I1I2 – моменты инерции верхнего и нижнего сечений.
Для средней двухветвевой колонны:
Продольная сила F1=26136 кН действует с эксцентриситетом е1. В верхней части при привязке 250мм.: е1=0.25+0175-05*06=0125м.
Момент М1=26136*0125=3267кНм
В подкрановой части колонны сила F1 приложена с эксцентриситетом е2=(12-06)2=03; расчётная нагрузка от стеновых панелей с эксцентриситетом еw=032+12*12=075м; расчётная нагрузка от подкрановых балок с эксцентриситетом е3=0.75+025-05*12=04м; расчётная нагрузка от надкрановой части колонны с е5=03м.
Суммарное значение момента:
М2=-26136*03-11046*07 5+741*04-4184*03=-144165кНм
Вычисляем реакцию верхнего конца левой колонны
Реакция правой колонны равна R3=638 кН средней R1=0 кН. Суммарная реакция связей в основной системе равна нулю
Упругая реакция левой колонны
Усилия МNQ в 4 сечениях колонны определяется как для консольной стойки защемленной в уровне фундамента.
Рис 3.1 – Продольные силы от постоянной нагрузки.
М2-2=3267+638*435=60423кНм
М3-3=-144165+638*435=-116412кНм
М4-4=-144165+638*1275=-6282кНм
Продольные силы в крайней колонне
N2-2=26136+4184=3032кН
N3-3=3032+11046+741=48776кН
N4-4=48776+9234=5801кН
Поперечная сила V=638кН
Продольные силы в средней колонне
N2-2=522.72+4184=56456кН
N3-3=56425+2*74.1=71245кН
N4-4=71245+9619=80864кН
Таблица 3.1 Постоянная нагрузка
Таблица 3.2 Снеговая нагрузка
М2-2=855+069*435=10029кНм
М3-3=-684*03+034*435=-19041кНм
М4-4=-684*03+034*1275=-16185кНм
Таблица 3.3 - Ветровая нагрузка слева
- с наветренной стороны
Таблица 3.4 - Крановая вертикальная нагрузка от двух кранов с Дmax на левой колонне
Таблица 3.5 - Крановая вертикальная нагрузка от двух кранов с Д макс на средней колонне
Таблица 3.5 - Крановая нагрузка от четырёх кранов на средней колонне
Таблица 3.6- Тормозная сила на крайней колонне Т=248 кН.
Таблица 3.7 - Тормозная сила на средней колонне Т=248 кН.
Таблица 3.8« Комбинация нагрузок и расчётные усилия в сечениях средней колонны по оси Б»
От 2х кранов с Dмах на левой колонне
От 2х кранов с Dмах на средней колонне
От 4х кранов с Dмах на средней колонне
Тормозная Т на левой колонне
Тормозная Т на средней колонне
Расчёт прочности колонны среднего ряда
Исходные данные для расчёта бетон тяжелый класса С2025 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении fcd =13.33 МПа; МПа; Ecm=32×10 3 МПа.
Продольная арматура класса S400 fud = 367 МПа Еs=200×103 МПа.
Поперечная арматура (хомуты) класса S240 размеры сечения: b=500мм. h1=600мм. h2=1200мм.
1 Надкрановая часть колонны
Подбор арматуры производим по расчетным усилиям сечения 2-2:
Расчетная длина надкрановой части колонны eff = 2×Н1= 2×435=87 м.- при учете крановой нагрузки; eff = 25×Н1= 25×435=10875 м – без учета крановой нагрузки.
Так как eff i = 8701732 = 5023 > 14 необходимо учесть влияние прогиба на эксцентриситет продольной силы.
Значение случайного эксцентриситета назначают равным:
Эксцентриситет продольной силы:
eo =18507 68768 =027м.
гдеI с= 50×603 12 = 9×105 см4
кlt= 1 + b1M1 Msd(4.4)
кet =1 + 1×14679 36387 =14
M1 = M + N×(h1 2 -с)
M1e =0+56456 ×(062-0.04)=146.79кНм
M1=18507 +68768 ×(062-004)=36387кНм
de=eoh1=0.2906=048>demin=05-001×oh-001×fcd×gb2=05-001×8706-001×13.33×115=0.175
е=EsEcm=200×10332×103=6.25
aеIs=a m b h1(h12-с)2=625*0004*50*60*(602-4)2=50700см4
Коэффициентh= 1 (1 - N Ncr) = 1 (1 - 68768 6410164)=112
e =027*112+05*06-004=0562м
где w=085- 0008×fcd = 085 - 0008×13.33 = 0.743
- случай больших эксцентриситетов
Площадь сечения арматуры Аs назначается по конструктивным соображениям. Минимальный процент армирования – 02%
Аs = 0002×b×d = 0002×50×56 = 56 см 2
Принимаем: 316 S400 с As = 603 см 2
Расчетная длина из плоскости изгиба о = 15×Н1=15×435=653 м.
Радиус инерции сечения
Так как l0i=6531732=379l0i=5023 то расчёт из плоскости изгиба не производим.
2 Подкрановая часть колонны
Размеры сечения: ширина b = 500 мм высота h2 = 1400 мм с=с'=40мм
h =300 мм полезная высота d = h - c = 300 - 40 = 260 мм; с=1100мм s=844=21м
Наибольшие расчетные усилия в сечении 4-4
Mma N=195299 кН;Q=18724 кН
Mе=0кНм; Nе=80864 кН
Расчетная длина подкрановой части колонны о=12×Н2=12×84=1008м.
Приведенный радиус инерции сечения в плоскости изгиба
Приведенная гибкость в плоскости изгиба
>14 следовательно необходимо учесть влияние прогиба на несущую способность.
eo =170715 195299 =0087м.
Условная критическая сила:
M =80864 ×(142-004)=5337 кНм
M=170715 +195299 ×(142-004)=145969 кНм
кet =1 + 1×5337145969=137
de=01312=011demin=05-001×(1008140)-001×1333×115=0274
Is=2*0015*625*50*30*(1102)2=85×105 см4
Коэффициентh=1 (1 - 195299 7105865)=103
Усилия в ветвях колонны
Nbr=195299 2±170715 *1 0311=976495±15985 кН
Nlr1=976495-15985 =81665 кН – в наружной ветви
Nilr2=976495+15985 =113635 кН – в подкрановой ветви
Мbr=18724 *214=983 кНм
eo=983 113635 =0009м=1см.
Принимаем: 316 S400 с A's = 6.03 см2
Поперечную арматуру принимаем из стержней класса S240 диаметром 6мм с шагом s=300мм20d=20*16=320мм в местах стыковки каркасов надкрановой и подкрановой частей колонны с шагом s=10d =160мм
3 Расчёт промежуточной распорки
Изгибающий момент в распорке
Mp=18724 *212=1966 кНм
Сечение распорки арматуры прямоугольное
В=500мм h=400мм d=360мм.
Сечение распорки армируем двойной симметричной арматурой
Принимаем 310 S400 с А=236мм2.
Поперечная сила в распорке
То поперечная арматура устанавливается конструктивно. Устанавливаем хомуты 6 S240 с шагом 100мм.
Рассматриваем здание одноэтажное каркасное производственное. Рассчитываем отдельностоящий сборный фундамент под двухветвевую колонну среднего ряда размерами сечения в подкрановой части 1400*500.
Характеристики грунта по заданию Rо=38 МПа.
Материал фундамента бетон класса C2025 fcd=13.33МПа. Для рабочих стержней арматура S400 fud=367Мпа для подъёмных петельS240 fud=210МПа.
В соответствии с приведенным расчетом расчетные усилия от колонны действующие на уровне обреза фундамента; M=170715 кНм ; N=195299 кН;V =18724 кН
Нормативные усилия с учетом усредненного коэффициента надежности по нагрузке 115.
2 Определение глубины заложения и высоты фундамента
Глубину заложения фундамента принимается в зависимости от глубины промерзания грунта в не отапливаемых зданиях и минимальная глубина заложения фундамента во всех грунтах кроме скальных рекомендуется принимать не менее 05м от поверхности наружной планировки.
Глубина промерзания для города Гомеля:
Глубина заделки двухветвевой колонны
Глубина анкеровки из условия достаточной анкеровки арматуры
где d- диаметр арматуры колонны d=16мм
где b- зазор между колонной и дном стакана =50мм
hpl.min- минимальная высота плитной части фундамента 200мм из условия его продавливания
Принимаем высота фундамента кратной 300мм
d=hf+015=15+015=165м Принимаем однаступенчатый фундамент с высотой ступеней 300мм.
3 Определение размеров подошвы фундамента
назначаем отношение сторон фундамента 085 тогда:
также должны соблюдаться следующие условия
где Nnf – нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его уступах
Mnf – нормативный изгибающий момент в уровне подошвы фундамента
еo – эксцентриситет продольной силы
т.к. то имеем трапециедальную эпюру давления грунта.
4 Расчет фундамента по прочности
Расчет на продавливание
Определяем рабочую высоту плитной части фундаментаy
где N-расчётное продольное усилие.
Минимальная высота плитной части фундамента из условия прочности на продавливание
где с - толщина защитного слоя
что меньше принятых 300мм.
5 Определение сечений арматуры фундамента
где Mf – изгибающий момент от расчетных нагрузок на уровне подошвы фундамента
Расчетные изгибающие моменты определяем как для консольной балки нагруженной давлением грунта.
Требуемое сечение арматуры
Принимаем арматуру параллельно длинной стороне 1310 S400 Аs=1099мм с щагом 200 мм
Арматура устанавливаемая параллельно меньшей стороне фундамента
Принимаем арматуру в направлении меньшей стороны фундамента 1410мм S400 Аs=10205 мм2 с щагом 200 мм
6 Расчет подколонника
Расчет на внецентренное сжатие выполняют для коробчатых сечений на уровне дна стакана и в месте примыкания его к плитной части фундамента. Рассматриваемое сечение 4-4 приводим к эквивалентному тавровому 2100*1800мм. Толщина защитного слоя 60мм bс =1800-500=1300мм hf=(l2-l1)2=(2100- 1400)2=350мм d=h-0.5-c=2100-60=2040мм.
начальный эксцентриситет продольной силы
Расчетный эксцентриситет
Площадь сечения продольной арматуры
Продольная арматура по расчету не требуется назначаем сечение арматуры по минимальному проценту армирования 005%.
Принимаем с каждой стороны подколонника 1016 S400 с As=2011мм2.
У длинных сторон подколонника продольное армирование 512 S400.
Рисунок 5.1 - Внецентренно нагруженный фундамент под сборную колонну прямоугольного сечения
Материалы плиты бетон С3037 в качестве напрягаемой арматуры применена арматура класса S800 ненапрягаемой рабочая арматура полки класса S500 и поперечная и монтажная арматура класса S240.
Рисунок 6.1 – Общий вид ребристой плиты
Нормативная нагрузка кг.м²
Коэфф. надёжности по нагрузке
Расчётная нагрузка кн.м²
- рулонного покрытия
-цпстяжки(20мм; r=1800)
-постоянная и длительная
Определим расчетные и нормативные нагрузки на 1 м плиты с учетом коэффициента надежности 095
где g-нагрузка на 1м2
Расчетные нагрузки на 1м.п. плиты:
Нормативные нагрузки на 1м.п. плиты:
Постоянная и длительная
Плиту армируем стержневой термически упрочненной арматурой класса S800 с электротермическим натяжением на упоры.
Предварительное натяжение на упоры должно удовлетворять условию:
Предварительное напряжение назначаем
Значение р при электротермическом способе натяжения определяется по формуле:
l-длина натягиваемого стержня
Проверяем условие 6.2
Для значения предварительного натяжения арматуры вводится коэффициент точности натяжения арматуры
где при электротермическом способе натяжения определяется по формуле
где количество натягиваемых стерней
2 Расчет продольного ребра плиты
Рисунок 6.2- Схема армирования продольного ребра
Усилия от расчетных и нормативных нагрузок:
От расчетной полной нагрузки:
От нормативной полной нагрузки:
От постоянной и длительно действующей:
Определим рабочую высоту сечения
При отсутствии напрягаемой арматуры в сжатой зоне:
следовательно нейтральная линия проходит в пределах полки.
Определим граничную высоту сжатой зоны бетона
где - характеристика сжатой зоны бетона
а – коэффициент принимаемый для тяжелого бетона 085
- напряжение в арматуре растянутой зоны
т.е. при коэффициент работы арматуры допускается принимать
Расчет по наклонному сечению продольного ребра
Поперечную арматуру принимаем класса S240
Необходимо чтобы выполнялось условие:
расчетное сопротивление бетона растяжению;
Находим линейное усилие которое могут воспринять хомуты
где расчетное сопротивление поперечной арматуры;
площадь сечения хомутов.
Так както условие выполняется следовательно прочность наклонных сечений обеспечена и поперечной арматуры по расчету не требуется.
3 Расчет полки плиты
Таблица 6.2 - Расчетные нагрузки действующие на полку плиты
Нагрузка от веса покрытия без учета веса плиты
Расчетный пролеты полки плиты lR1=1960-2.100=1760 см lR2=1490-2.1002=1390 см.
При таком соотношении сторон в предельном состоянии имеет примерно такую же схему разрушения как плита защемленная по контуру.
На этом основании рассматриваемую плиту можно армировать с одинаковой интенсивностью рабочей арматуры вдоль обоих пролетов. В этом случае в стадии предельного равновесия опорные и пролетные моменты в направлениях обоих пролетов будут примерно одинаковыми:
Эта величина момента находится на 1м ширины сечения полки
Итак имеем:h=0.03м; b=1м; fcd=20МПа; fyd=417МПа; d=13мм.
Определяем коэффициент сжатой зоны:
Определим требуемую площадь рабочей арматуры:
Принимаем с шагом 200мм.Площадь арматуры на все сечение полки составит
Ширина и длина арматурной сетки:
Присваиваем сетке проектную марку С-1
4 Расчёт и конструирование поперечных рёбер.
Поперечные ребра частично защемлены в продольных ребрах силой сопротивления кручению. Пренебрегая этим частичным сопротивлением расчётную схему поперечного ребра принимаем в виде простой балки таврового профиля с шарнирными опорами и пролётом в свету между продольными рёбрами.
Треугольную нагрузку заменяем равномерно распределенной эквивалентной.
Рисунок 6.3 – Расчётная схема поперечного ребра
Определим величины погонных расчётных нагрузок на ребро:
- от веса слоёв перекрытия и временной нагрузки:
Величина расчётного изгибающего момента по середине пролёта равна:
Определяем расчётную поперечную силу:
Ширину свесов полки определяем по формуле:
Расчётная величина сжатой полки равна:
При скошенных боковых гранях расчётную ширину ребра упрощенно принимают средней:
Продольную рабочую арматуру определяем по формуле:
Принимаем 1 8 с As=503 мм2 S500.
Рисунок 7.4 – Схема армирования поперечного ребра
Расчет по наклонному сечению поперечного ребра
Находим линейное усилие которое могут воспринять хомут
Так как то условие выполняется следовательно прочность наклонных сечений обеспечена и поперечной арматуры по расчету не требуется.
По конструктивным соображениям для сварки плоского каркаса К-2 ставим поперечные стержни 6 S240 шаг S=150мм.
5 Определение геометрических характеристик приведённого сечения.
) отношение модулей упругости
) площадь приведенного сечения
) статический момент площади приведённого сечения относительно нижней грани:
) расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
) момент инерции приведённого сечения относительно оси проходящей через центр тяжести сечения:
) момент сопротивления приведённого сечения относительно нижней грани:
) момент сопротивления приведенного сечения с учетом неупругих деформаций растянутого бетона:
) момент сопротивления приведенного сечения относительно верхней его грани:
6Определение потерь предварительного напряжения арматуры
Начальное растягивающее предварительное напряжение не остаётся постоянным а стечением времени уменьшается независимо от способа натяжения арматуры на упоры или на бетон. Согласно нормам все потери напряжения разделены на две группы: первые потери–происходящие при изготовлении элемента и обжатии бетона и вторые – после обжатия бетона.
Технологические потери (первые потери в момент времени t=t0)
Потери от релаксации напряжений арматуры при электротермическом способе натяжения для стержневой арматуры:
Потери от температурного перепада определяемого как разность температур натянутой арматуры в зоне нагрева и устройства воспринимающего усилие натяжения при прогреве бетона следует рассчитывать по формуле:
Для бетонов классов С1215 . С3037
где - разность температурной нагреваемой арматуры и неподвижных упоров (вне зоны прогрева) воспринимающих усилие натяжения0С. Допускается принимать =650С.
Потери от деформации анкеров расположенных в зоне натяжения устройств при электротермическом способе натяжения равны нулю().
Потери вызванные проскальзыванием напрягаемой арматуры в анкерных устройствах происходящее на длине зоны проскальзывания() при натяжении на упоры не учитывается.
Потери вызванные деформациями стальной формы() при электротермическом способе натяжения в расчёте не учитывается т. к. они учтены при определении полного удлинения арматуры.
Потери вызванные трением арматуры о стенки каналов или о поверхность бетона конструкций() при данном способе изготовления будут отсутствовать.
Потери вызванные трением напрягаемой арматуры об огибающие приспособления() так же не учитываются при данном методе натяжения арматуры.
Потери вызванные упругой деформацией бетона при натяжении на упоры определяем по формуле:
- усилие предварительного напряжения с учётом потерь реализованных к моменту обжатия бетона
Усилие предварительного обжатия к моменту времени t=t0 действующие непосредственно после передачи усилия предварительного обжатия на конструкцию должна быть:
Для элементов с натяжением на упоры
Эксплуатационные потери (вторые потери в момент времени t > t0)
где – ожидаемые относительные деформации усадки бетона к моменту времени t>100 суток;
здесь – физическая часть усадки при испарении из бетона влаги определяемая по табл.6.31 при и RH=60% .
– химическая часть усадки обусловленная процессами твердения вяжущего
– коэффициент ползучести бетона за период времени от t0 до t=100 суток при по графику 6.11 =4.
– напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от практически постоянной комбинации нагрузок включая собственный вес;
– начальное напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от действия усилия предварительного обжатия (с учётом технологических потерь t=t0).
– изменение напряжений в напрягаемой арматуре в расчётном сечении вызванные релаксацией арматуры стали определяем по табл.9.21 а зависимости от уровня напряжения принимая ;
– напряжения в арматуре вызванные натяжением (с учётом технологических потерь t=t0) и от действия практически постоянной комбинации нагрузок;
Для и для третьего релаксационного класса арматуры потери начального предварительного напряжения составляют 15% тогда
где Мsk –нормативный момент действующий в сечении
Мcr – момент трещинообразования.
- моментсопротивления бетонного сечения
Условие соблюдается следовательно расчёт по раскрытию трещин не нужно производить.
8 Расчёт прогиба плиты
Расчёт железобетонных конструкций по деформациям следует производить из условия:
где - прогиб железобетонных конструкций от действия внешней нагрузки
- предельно допустимый прогиб.
При использовании упрощенного метода расчёта прогибы предварительно напряжённых конструкций допускается рачитывать исходя из принципа суперпозиции т. е. суммируя прогибы от внешних нагрузок и предварительного обжатия:
где - коэффициент зависящий от схемы приложения нагрузки ( по табл. 11.1 3)
- коэффициент зависящий от трассировки напрягаемого стержня; для стержней с прямолинейной осью трассы принимается 18
- усилие предварительного обжатия принимаемое равным
где - коэффициент определяющий нижний предел значения усилия предварительного обжатия при расчётах по предельным состояниям второй группы при натяжении на упоры принимаемый равный 09
- изгибаемая жёсткость с трещинами определяемая по формуле
где - эффективный модуль упругости бетона определяемая по формуле
- момент инерции сечения с трещиной определяемый по формуле
- момент инерции сечения без трещины определяемый по формуле
В формулах приняты следующие обозначения:
Высота сжатой зоны сечения без трещины определяемая по формуле
Высота сжатой зоны сечения с трещиной определяемая по формуле Коэффициент приведения
Коэффициент армирования сечения напрягаемой арматуры
Коэффициент армирования сечения ненапрягаемой арматуры
Отношение допускается принимать при изгибе –
следовательно прогиб плиты не превышает предельного.
Расчет и конструирование балки покрытия с параллельными поясами
Рассчитать и сконструировать предварительно напряжённую балку с параллельными поясами для покрытия промышленного здания. Расстояние между разбивочными осями здания L = 20 м; между осями опор балки армирование выполняется высокопрочными канатами диаметром 8 мм класса S1400 натягиваемая механическим способом. Поперечная арматура из стали класса S400 сварные сетки из стали класса S500 конструктивная арматура из стали класса S240.
Нормативное сопротивление рабочей арматуры класса S1400: fрk=1400МПа; расчетное сопротивление fрd=1120МПа; Es=2105МПа.
Для арматуры класса S400 соответственно fyk=400МПа и fyd=367МПа; Es=2105МПа.
Для бетона класса С4050: fск=40МПа; fсtk=25МПа; fсd=2667МПа; fctd=167МПа; для бетона подвергнутого тепловой обработке Есm=39кНмм2
2.Предварительное назначение размеров сечения балки
Рисунок 7.1 - Предварительное назначение размеров балки
В общем случае размеры сечений балок назначаются из следующих соображений: высота сечения по средине балки h = 1 10 1 15 L=11020000 11520000=2000 1333; принимаем 1400мм; ширина верхней сжатой полки bf' = 150 160L (обычно 300500 мм)=15020000 16020000=400 333; принимаем 380мм; ширина нижнего пояса 280мм с учётом удобства размещения всей напрягаемой арматуры; толщина стенки b =100мм; уклоны скосов полок 30-45о; высота сечения на опоре типовых балок 1400мм.
Расчетный пролет балки:
3 Расчет по предельным состояниям первой группы
3.1 Определение нагрузок и усилий
Подсчет нагрузок на балку сведем в таблицу 13.
Таблица 13 – Подсчет нагрузки на балку покрытия
Нормативная нагрузка кНм
Коэф-т надежности по нагрузке
от собственного веса балки
постоянная и длительная
Вычисляем изгибающие моменты и поперечные силы с учетом коэффициента надежности по значению γn=095:
- максимальный момент в середине пролета от полной расчетной нагрузки:
- максимальный момент от полной нормативной нагрузки в середине пролета:
- наибольшая поперечная сила от полной расчетной нагрузки:
Рисунок 7.2 - Расчётная схема балки и эпюры Msd и Vsd.
3.2 Предварительный расчет сечения арматуры
Из условия обеспечения прочности сечение напрягаемой арматуры должно быть:
Ориентировочное значение сечения напрягаемой арматуры из условия обеспечения трещиностойкости:
Необходимое число 8 S1400 с Ast = 0503см 2:
Назначаем 388 S1400 с Ast = 19114см 2. Для дальнейших расчетов предварительно принимаем: площадь напрягаемой арматуры 19114см2 площадь ненапрягаемой арматуры в сжатой зоне бетона принимаем конструктивно 410 S400 c площадью сечения 314см2 тоже в растянутой зоне.
Рисунок 7.3 – Размещение предварительно-напряжённой арматуры
3.3 Определение геометрических характеристик приведенного сечения
Отношение модулей упругости α = Es Eс = 200000 39000 =513.
Приведенная площадь арматуры:
Площадь приведенного сечения посередине балки:
Статический момент сечения относительно нижней грани:
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани:
Тоже до верхней грани:
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести сечения:
Момент сопротивления приведенного сечения для нижней растянутой грани балки при упругой работе материалов:
то же для верхней грани балки:
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки:
То же до нижней ядровой точки:
Момент сопротивления сечения для нижней грани балки с учетом неупругих деформаций бетона:
приближенно можно принять Wp
Можно также принимать W1pl=γW1red=15=152900445см3.
3.4 Определение потерь предварительного напряжения арматуры
Значение р при мнханическом способе натяжения арматуры
Определяем потери предварительного напряжения
Технологические потери:
Потери от температурного перепада для бетона класса С4050
Потери вызванные деформациями стальной формы
Данный вариант предусматривает натяжения арматуры на упоры стенда поэтому потери от деформаций форм равны нулю
Потери вызванные трением напрягаемой арматуры о огибающие приспособления принимаем равными нулю ввиду отсутствия последних
Потери предварительного напряжения арматуры от деформации анкеров расположенных в зоне натяжных устройств при натяжении на упоры определяем поформуле:
Потери вызванные упругой деформацией бетона определяем по формуле:
Усилие предварительного обжатия к моменту времени t=t0 действующие непосредственно после передачи усилия предварительногообжатия на конструкцию должна быть:
здесь – физическая часть усадки при испарении из бетона влаги .
– коэффициент ползучести бетона за период времени от t0 до t=100 суток при по графику 6.11 =14.
изменение напряжений в напрягаемой арматуре в расчетном сечении вызванной релаксацией арматурной стали. Определяем по таблице 9.2 и 9.3 в зависимости от уровня напряжений принимая
- напряжение в арматуре вызванной натяжением и от действия практически постоянной комбинации нагрузок;
Для и первого релаксационного класса арматуры потери начального предварительного напряжения составляют 562%;
3.5 Расчет прочности балки по нормальному сечению
Определяем положение нейтральной линии из условия:
Следовательно нейтральная ось проходит в полке.
Граничная высота сжатой зоны бетона равна:
Высоту сжатой зоны находят по формуле:
отношение хd=1999125=016=0429.
Изгибающий момент воспринимаемый сечением в середине балки определяем:
3.6 Расчет прочности сечений наклонных к продольной оси по поперечной силе
Максимальная поперечная сила у грани опоры Vsd=кН. Размеры балки у опоры: h=140см.
Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось. Коэффициент учитывающий влияние свесов сжатой полки определим по формуле:
влияние продольного усилия обжатия
Параметр 1 + jf + jn =1 + 05 + 048 =198> 15 следовательно принимаем 15.
В расчетном сечении:
В расчетном наклонном сечении следовательно - не требуется поперечное армирование по расчету.
На приопорном участке принимаем хомуты 8мм из арматуры класса S400 Аsw=0503cм2. По конструктивным требованиям шаг поперечных стержней s должен быть не более 13h и не более 50см; s=1403=47см принимаем предварительно на приопорных участках s=45см.
4 Расчет по предельным состояниям второй группы
4.1 Расчет по образованию трещин нормальных к оси балки
Расчет по образованию нормальных трещин для изгибаемых элементов
- момент сопротивления бетонного сечения
Условие соблюдается следовательно нет необходимости в расчёте по раскрытию трещин
4.2 Определение прогиба балки
Коэффициент приведения
следовательно прогиб балки не превышает предельного.
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. Общий курс.
Дрозд Я. И. Пастушков Г. П. Предварительно напряжённые железобетонные конструкции.
СНиП 2.03.01-84 Строительные нормы и правила Ч. II. Нормы проектирования. Бетонные и железобетонные конструкции.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействияГосстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1987.
Голышев А.Б. и др. проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие. 1990.-544 с. :ил.