Проект одноэтажного промышленного здания с монолитными фундаментами и каркасом

List3 Исправленное.dwg

Ф8 AI ГОСТ5781-82 l=1230
Ф8 AIIIГОСТ5781-82l=17940
Ф8 AI ГОСТ5781-82 l=760
Ф8 AIIIГОСТ5781-82l=5880
Ф8 AI ГОСТ5781-82 l=1360
Ф8 AIIIГОСТ5781-82l=620
Ф8 AI ГОСТ5781-82 l=860
Ф10AIIIГОСТ5781-82l=17940
Ф20 AYГОСТ5781-82 l=17940
Арматура напрягаемая
Ведомость расхода стали на один элемент кг
Изделия арматурные класса
каркасы КР1 КР2 расчетная схема.
Плита П1 узел 1 узел 2
в том числе длительная Pl=855 кНм
постоянная q=5.51 кНм
Ф6 S240 СТБ 1704 L=432
Ф10 S240 СТБ 1704 L=11934
Ф6 S240 СТБ 1704 L=1436
Ф8 S240 СТБ 1704L=128
Ф8 S240 СТБ 1704 L=1436
Ф6 S240 СТБ 1704 L=1420
Ф6 S240 СТБ 1704 L=11932
Ф12 K-7 СТБ 1706 L=1432

563.docx

В соответствии с заданием (шифр 563) запроектированы основные несущие конструкции одноэтажного промышленного здания. Здание прямоугольное в плане с размерами в осях 18x48. Здание однопролетное с мостовыми кранами грузоподъемностью 20 т. Пролет здания 180 м шаг колонн 120 м. Высота до верха консоли колонны 80 м. Здание запроектировано в полном каркасе. Здание разбито на два температурных блока длиной 48 м каждый. Для обеспечения жесткости здания в продольном направлении в серединах температурных блоков установлены вертикальные связи. Фундаменты монолитные железобетонные плитные со стаканами для сопряжения с колоннами. Глубина заложения фундаментов 135 м размеры подошвы 27x21 м. Колонны сборные железобетонные сплошные ступенчатые. Поперечное сечение верхней части колонны bвxhв=05x06м нижней части колонны bнxhн=05x08 м. Стропильная балка сборная железобетонная постоянного двутаврового поперечного сечения пролетом 180 м. Плиты покрытия сборные железобетонные ребристые шириной 15 м пролетом 120 м. Стеновые панели навесные для отапливаемых зданий из легкого бетона толщиной 300 мм номинальной длиной 120 м. Нижние панели опираются на фундаментные балки. Для крепления стеновых панелей по торцам здания установлены фахверковые колонны.
1Выбор сетки колонн и размеров здания по высоте
Для сокращения количества типоразмеров конструкций установлены единые
унифицированные сетки колонн L х B (пролет х шаг). Для зданий без мостовых кранов: 12x6 18x12 24x12 при высотах здания Н = 36 144 м через 12 м. Для зданий с мостовыми кранами:18x12 24x12 30x12 при Н = 84 180 м через 12 м. Сетка колонн всегда увязывается с технологией производственного процесса. Поэтому если в зданиях имеется подвесной транспорт воздуховоды подвесные потолки и т. п. то более экономичным может оказаться шаг колонн или ригелей 6 м.
В целях обеспечения типизации элементов каркаса приняты следующие привязки колонн к продольным и поперечным разбивочным осям.
Привязка колонн крайних рядов к продольным осям:
нулевая привязка. В зданиях без мостовых кранов и в зданиях с мостовыми кранами при шаге колонн B=6 м высоте H≤162 м и грузоподъемности крана Q≤30 т;
привязка «250». При B=6 м Q>30 т H>162 м и во всех случаях при B≥12 м.
Привязка к продольным осям колонн средних рядов осевая. Привязка колонн к поперечным осям тоже осевая за исключением колонн в торцах здания и у температурного шва оси которых смещены от разбивочных осей на 500мм.
Высота здания определяется технологическими условиями и назначается исходя из заданной отметки верха кранового рельса.
Высоту верхней части колонны можно определить по формуле
Hв=hп.б+hр+Hкр+a2=14+012+24+01=402 м
где hп.б - высота подкрановой балки hп.б=1400 мм (прил. Д табл. Д.3 [1]);
hр - высота рельса hр=120 мм (прил. Г [1]);
Hкр - высота мостового крана Hкр=2400 мм (прил Б [1]);
a2 - зазор между краном и ригелем a2=100 мм.
Высота нижней части колонны
Hн=H1+a1=80+015=815 м
где H1 – размер от уровня чистого пола до верха консоли колонны H1=80 м;
a1 - расстояние от пола до обреза фундамента a1=150 мм.
Полная высота колонны Hк=Hн+Hв=815+402=1217 м.
Высота здания H=Hк-a1=1217-015=1202 м принимаем H=126 м (кратно модулю 600 мм).
Пересчитаем a2 с учетом принятой высоты здания
a2=H-H1-hп.б-hр-Hкр=126-80-14-012-24=068 м.
Hв=hп.б+hр+Hкр+a2=14+012+24+068=46 м
Так как B=12 м Q=20 т H=126 м принимаем привязку 250мм крайних рядов к продольным осям.
Расчет поперечных рам.
Определение усилий в сечения стоек каркаса
Рассматривается однопролетная рама с мостовыми кранами.
Рисунок 1 – Расчет поперечных рам:
а – расчетная схема; б – основная система поперечной рамы одноэтажного промышленного здания при расчете методом сил
В данной раме стойки ступенчатые. Раму можно рассчитать методом сил или методом перемещений. Будем рассчитывать раму методом сил.
Стойками рамы являются ступенчатые колонны. Нижняя (подкрановая) часть колонн имеет большую высоту поперечного сечения по сравнению с верхней (надкрановой) частью а ширина поперечных сечений одинаковая. Колонны считаются жестко защемленными в фундаментах и соединяются между собой ригелем (стропильной конструкцией) по шарнирной схеме.
На элементы рамы действует система нагрузок: постоянные (от веса конструкций) и переменные (снеговые ветровые крановые). При расчете конструкций по предельным состояниям первой группы следует принимать следующие сочетания нагрузок:
первое основное сочетание
второе основное сочетание
j(γGjGkj)+γQ1Qk1+i>1(γQi0iQki).
Для учета влияния длительности действия нагрузок следует принимать практически постоянное сочетание:
j(γGjGkj)+i=1(γQi2iQki).
Gkj – нормативные значения постоянных нагрузок;
Qk1- нормативное значение доминирующей переменной нагрузки;
γGj- частный коэффициент безопасности для постоянных нагрузок;
- коэффициент уменьшения для неблагоприятно действующей постоянной нагрузки принимаемый равным 085.
3Постоянные нагрузки
Нагрузки на покрытие кНм2 подсчитываем в табличной форме. Подсчеты выполнены для совмещенного покрытия с утеплителем из газосиликата и рулонной кровли. Продольный шаг колонн B=120 м пролет стропильных балок L=180 м ширина плит покрытия 15 м.
Таблица 1 – Постоянные нагрузки g действующие на покрытие
Рулонный гидроизоляционный ковер
Цементно-песчаная стяжка
(γ=2000 кгм3; =20 мм)
Утеплитель из газосиликата
(γ=400 кгм3; =200 мм)
Плита ребристая (49 т)
Стропильная балка (121 т)
Нагрузка от покрытия действующая на стойку собирается с соответствующей грузовой площади
Ng=gBL2=62312182=67284 кН.
Нагрузка от собственного веса колонны разделяется на две части (верхнюю GBC и нижнюю GHC) и вычисляется путем умножения объема части колонны на удельный вес железобетона γ=25 кНм3 и коэффициент надежности по нагрузке γf=135:
GBC=γfγbhBHB=13525050646=46575 кН
GHC=γfγbhHHH=135250508815=110025 кН
где b- ширина поперечного сечения колонны; hB- высота поперечного сечения верхней (надкрановой) части колонны; hH- то же нижней (подкрановой) части колонны.
Собственный вес подкрановых балок и стеновых панелей берется из соответствующих серий с учетом коэффициента надежности по нагрузке. Нагрузка от стеновых панелей среднего и нижнего рядов кроме собственного веса учитывает вес ленточного остекления опирающегося на них. Вес остекления и стальных переплетов можно принять равным 50 кгм2.
4Переменные нагрузки
Снеговая нагрузка. Расчетная снеговая нагрузка определяется по формуле
где γf- коэффициент надежности по нагрузке γf=15; - коэффициент перехода от веса снега на земле к весу снега на покрытии принимаемый по приложению 3 СНиП [2]. Для расчета рам допускается принимать равномерное распределение снега т.е. =1; s0- нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли принимаемое по СНиП [2] или по изменению №1 к СНиП (табл А.1 или А.2 [1]).
Определим снеговую нагрузку для здания расположенного в г.Харьков который относится к снеговому району III:
s=γfs0=15110=15 кНм2.
Снеговая нагрузка передается колоннам в тех же точках что и постоянная нагрузка от покрытия. Для принятых выше значений пролета и шага колонн снеговая нагрузка на стойку
Ns=sBL2=1512182=1620 кН.
Ветровая нагрузка. Ветровая нагрузка на поперечную раму каркаса принимается действующей в виде:
w- равномерно распределенной по высоте стойки с грузовой ширины равной шагу рам B;
W- сосредоточенной силы в уровне верха стойки с грузовой площади равной произведению шага рам B на высоту от верха стойки до верха парапетной панели hп.
Учитывается активной (лобовое) давление ветра с наветренной стороны wa кНм и Wa кНм и давление ветра с подветренной стороны w0 и W0:
wa=γfcekэкв0B; Wa=γfcekср0Bhп;
w0=γfce3kэкв0B; W0=γfce3kср0Bhп.
В этих формулах: γf- коэффициент надежности для ветровой нагрузки принимаемый равным 14; ce- аэродинамический коэффициент для вертикальной
поверхности с наветренной стороны ce=08; ce3- то же с подветренной стороны зависящий от отношений высоты здания к пролету (h1 0- нормативное значение ветрового давления зависит от географического района и принимается по таблице А.4 СНиПа [2]; k- коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте зависит от типа местности и высоты. При его определении в целях
упрощения переменный по высоте коэффициент заменяем постоянным
эквивалентным kэкв по моменту в заделке стойки рассматривая ее как консольную балку. Для сосредоточенной ветровой нагрузки в уровне верха стойки коэффициент k определяем как средние значения коэффициентов в уровне верха колонны и верха парапетной панели (kср).
Определим ветровую нагрузку на поперечную раму. Исходные данные: длина здания 48 м пролет L=180 м шаг колонн B=120 м высота здания 126 м высота парапета hп=24 м (отсчитывается от верха стойки) нормативное ветровое давление для первого района (г. Харьков) 0=03 кПа тип местности Б.
Аэродинамический коэффициент ce=08. Для определения коэффициента ce3 вычислим отношения bl=4818=27 и h1l=12618=07. Первое отношение больше 2 второе больше 05 но меньше 1 поэтому по интерполяции значений таблицы А.4[1] находим ce3=-054.
Коэффициент увеличения ветрового давления для типа местности Б определяем в соответствии с рисунком 2. Значения коэффициента k для высот 5 10 и 20 м берем из таблицы А.5 [1] остальные значения определяем по интерполяции: k5=05; k10=065; k20=085; k126=0702; k15=075. Для сосредоточенной ветровой нагрузки в уровне верха стойки
kср=k126+k152=0702+07502=0726.
Рисунок 2 – Определение коэффициентов увеличения ветрового давления по высоте
Для равномерно распределенной по высоте стойки ветровой нагрузки kэкв определяем по равенству моментов в заделке стойки:
kэквH22=k5h122+k5+k102h2-h1h1+h2-h12+
+k10+k1022h3-h2h2+h3-h22=
=05522+05+0652100-5050+100-502+
+065+07022126-100100+126-1002=4767;
kэкв=24767H2=247671262=06.
Давление ветра с наветренной стороны:
wa=γfcekэкв0B=14080603312=266 кНм;
Wa=γfcekср0Bhп=140807260331224=723 кН.
При статическом расчете рамы давление ветра с подветренной стороны будем учитывать через отношение аэродинамических коэффициентов :
Крановая нагрузка. Нагрузка на стойки поперечной рамы от мостовых кранов состоит из вертикальной и горизонтальной.
Вертикальное давление кранов определяют при крайнем положении тележки с грузом. При этом ближняя к тележке колонна испытывает максимальное давление Dmax дальняя – минимальное давление Dmin. Расчетные значения этих давлений определяют о двух наиболее неблагоприятных по воздействию кранов с помощью линий влияния опорных реакций двух смежных подкрановых балок.
Dmin=γfF1miny1+y2+F2miny3+y4
где - коэффициент сочетаний принимающий значения: 1 – при учете одного крана; 085 – при учете двух кранов группы режимов работы 1К-6К; 095 – то же для кранов группы режимов работы 7К 8К; γf- коэффициент надежности по нагрузке γf=11. Динамическое воздействие крановой нагрузки при расчете рам не учитывается; Fma G- общий вес крана с тележкой; n0- число колес на одной стороне моста крана; y1 .y4- ординаты линий влияния.
Рисунок 3 – Определение ординат линий влияния
Расчетную горизонтальную силу от поперечного торможения кранов определяют при том же положении кранов при котором определялись вертикальные крановые нагрузки.
Расчетная горизонтальная нагрузка на одно колесо крана
где k- величина равная 005 для кранов с гибким подвесом груза и 01 – для
кранов с жестким подвесом груза; Gт- вес тележки крана.
Расчетная горизонтальная сила поперечного торможения передается на колонну в уровне верха подкрановой балки и может действовать влево или вправо:
Т=T10y1+y2+T20y3+y4.
В пролете работают два крана грузоподъемность 20 т.
Таблица 2 – Основные характеристики крана
Грузо- подъём- ность т
Тип краново- го рельса по ГОСТ 4121-96
Основные размеры крана мм
Нагрузка на колесо F кН
Нагрузка от одного колеса на рельс Fmax=170 кН
Fmin=G+Qn0-Fmax=2210+20102-170=40 кН.
Ординаты линий влияния по рисунку 3:
y1=1; y2=0634; y3=09; y4=0534.
Расчетные значения вертикальных давлений на колонны:
Dmax=γfF1maxy1+y2+F2maxy3+y4=
=085111701+0634+17009+0534=48766 кН;
Dmin=γfF1miny1+y2+F2miny3+y4=
=08511401+0634+4009+0534=11474 кН;
Расчетное значение горизонтальной силы на колесо крана:
T0=kγfQ+Gтn0=005112010+63102=723 кН.
Расчетная горизонтальная сила от поперечного торможения крана:
T= γfT0y1+y2+y3+y4=085117231+0634+09+0534=
5Конструктивная схема стоек.
Исходные данные для расчета
Рисунок 4 – Конструктивная схема стоек поперечной рамы
Все размеры стоек и данные о постоянных и переменных расчетных нагрузках заносим в таблицу 3. В таблице 4 производится вычисление эксцентриситетов приложения сил относительно центральных осей подкрановых и надкрановых частей колонн.
По данным таблицы 3 и 4 выполняется статический расчет поперечной рамы на ПК по программе Excel который определяет расчетные усилия в колоннах от каждого вида нагрузки. По результатам расчета составляются основные сочетания усилий для расчета сечений колонн по предельным состояниям первой группы.
Таблица 3 – Исходные данные для расчета рамы
Обозначение или формула
Высота стоек и её элементов м
Нагрузки от стеновых панелей подкрановых балок стоек кН
Gсп=135(37+47)10+051224)
Gнп=135(3710+051248)
Уровень воздействия тормозных сил м
Крановые нагрузки кН
Нагрузки передаваемые ригелем кН
Ветровые нагрузки кН
Таблица 4 – Эксцентриситеты приложения сил В метрах
Таблица 5 –Расчетные усилия в колоннах и расчетные сочетания нагрузок кНм кН
Расчетные сочетания нагрузок
Подбор арматуры в колоннах и проверка их прочности
1Подбор арматуры и проверка прочности сечений колонны
Подбор арматуры выполняется для наиболее невыгодных основных сочетаний нагрузок. При этом необходимо руководствоваться следующим:
если в рассматриваемом сечении при однозначных по моменту сочетаниях нормальные силы близки между собой то решающей будет комбинация с наибольшим моментом:
если моменты мало отличаются друг от друга то может оказаться существенным по определению сечения сжатой арматуры сочетание с большей нормальной силой.
Всего в расчет для любой части колонны должно быть введено не менее двух разнозначных по моменту сочетаний. Следует иметь в виду что растянутая (сжатая) арматура подобранная на один знак изгибающего момента при другом знаке момента будет сжатой (растянутой).
Расчет следует вести с привлечением всех наиболее опасных сочетаний усилий. Для подкрановой части стойки их может оказаться четыре и более. Рекомендуется составлять схемы (отдельно для надкрановой и подкрановой частей) в которых указывается номер схемы сочетания и сечение полученной по расчету арматуры для наружной и внутренней граней колонны данного сочетания.
В надкрановой и подкрановой частях колонн зданий с мостовыми кранами чаще устанавливается несимметричная арматура. Выполним подбор арматуры и проверку прочности сечения для двух основных сочетаний надкрановой и подкрановой частей колонны.
-е сочетание MSd=42892кНм; NSd=1472 кН;
-е сочетание MSd=-48117 кНм; NSd=1565 кН.
Моменты действуют в плоскости поперечной рамы здания.
Знаки моментов указывают: + - растяжение наружной грани колонны; - - растяжение внутренней грани колонны.
Предварительно в таблицу можно записать некоторые постоянные величины не меняюшиеся в ходе расчета: прочностные и упругие характеристики материалов положение арматуры.
Класс бетона колонн должен быть не ниже С1215. Из более высоких возможно применение классов С1620 С2025. Для открытых крановых эстакад класс бетона должен быть не ниже C2025.
Таблица 6 – Постоянные расчетные величины
-е основное сочетание:
e0=MSdNSd=428921472=0291 м;
d=hн-c=08-004=076 м;
e=e0+d-c12=1350291+(076-004)2=075 м;
Ascтр=NSde-αmlimαfcdbd2fydd-c1=
=1472075-0418103050762365103076-004=68 см2;
Принимаем два стержня ∅14 мм и 2 стержня ∅18 мм
Asc=308+509=817 см2.
αm=NSde-fydAscd-c1αfcdbd2=
=1472075-36510381710-4(076-004)18103050762=0385;
=1-1-2αm=1-1-20385=052;
Ast=αfcdbd+fydAsc-NSdfyd=
=1810305052076+36510381710-4-1472365103=112см2.
Принимаем 2 стержня ∅16 мм и 2 стержня ∅22 мм
Ast=402+76=1162 см2.
Проверяем прочность сечения:
=NSd-fyd(Ast-Asc)αfcdbd=1472-365103(11.62-8.17)10-41810305076=0443l
αm=1-2=04431-04432=0345;
MRd=αmαfcdbd2+fydAscd-c1=034518103050762+
+3651038.1710-4076-004=1012 кНм.
Определяем критическую силу:
Ic=bh312=0508312=21310-3м4;
Is=Ast+Ascd-c124=817+11.6210-4076-00424=
e=e0h=042708=0534>em
=1 для тяжелого бетона;
MSd1=428.92 кНм- изгибающий момент при основном сочетании нагрузок; M
Ncrit=64Ecml02Icklt01101+e+01+αeIs=
=6402210812225221310-312101101+0534+01+91035610-3=
e=e0+d-c12=1190291+(076-004)2=0706;
NSde=14720706=10392 кНм>MRd=1012 кНм.
Прочность сечения не обеспечена.
Для увеличения прочности можно увеличить класс бетона сечение
арматуры размеры поперечного сечения. Увеличим площадь сжатой
арматуры примем сжатую арматуру из 4 стержней ∅18 мм
Аsc = 1017 см2 и проверяем прочность:
=NSd-fyd(Ast-Asc)αfcdbd=1472-365103(11.62-10.17)10-41810305076=0467l
αm=1-2=04671-04672=0358;
MRd=αmαfcdbd2+fydAscd-c1=035818103050762+
+36510310.1710-4076-004=10944 кНм.
Is=Ast+Ascd-c124=1017+11.6210-4076-00424=
=6402210812225221310-312101101+0534+01+91028210-3=
e=e0+d-c12=11860291+(076-004)2=0705;
NSde=14720705=10378 кНмMRd=1094.4 кНм.
e0=MSdNSd=481.171565=0307 м;
e=e0+d-c12=1350307+(076-004)2=077 м;
=1565077-0418103050762365103076-004=107 см2;
Принимаем два стержня ∅16 мм и 2 стержня ∅22 мм
Asc=402+76=1162 см2.
=1565077-365103116210-4(076-004)18103050762=0389;
=1-1-2αm=1-1-20389=0529;
=18103050529076+365103116210-4-1565365103=128см2.
Принимаем 2 стержня ∅20 мм и 2 стержня ∅22 мм
Ast=628+76=1388 см2.
=NSd-fyd(Ast-Asc)αfcdbd=1565-365103(13.88-11.62)10-41810305076=0488l
αm=1-2=04881-04882=0369;
MRd=αmαfcdbd2+fydAscd-c1=036918103050762+
+36510311.6210-4076-004=1158 кНм.
Is=Ast+Ascd-c124=1388+11.6210-4076-00424=
MSd1=-481.17 кНм- изгибающий момент при основном сочетании нагрузок; M
=6402210812225221310-313101101+0247+01+91033110-3=
e=e0+d-c12=1210307+(076-004)2=0731;
NSde=15650731=1144.02 кНмMRd=1158 кНм.
Прочность сечения обеспечена.
Рисунок 5 – Армирование расчетного сечения колонны
Расчет предварительно напряженной плиты покрытия
Рисунок 6 - Расчетная схема и расчетное поперечное сечение ребристой плиты
длина плиты l = 12 м
ширина плиты В = 15 м
Таблица 3.1 Прочностные и упругие характеристики материалов МПа
Сопротивление материалов
расчетное на поперечную силу
Арматура класса S800 (fук fуд Еs) МПа
Арматура класса S400 (fук fуд Еs) МПа
1 На сжатие (fск fcd Есж) МПа
2 На растяжение (fсtк fctd) МПа
1 На сжатие (fск fcd)
2 На растяжение (fсtк fctd)
2 Определение нагрузок на плиту
Таблица 3.2 Нагрузки действующие на покрытие кНм2
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент безопасности по нагрузке γf
Расчётное значение кНм2
Гидроизоляционный ковер
Утеплитель из пенобетона
Длительно действующие q1
Таблица 3.3 – Нагрузки действующие на плиту покрытия кНм
Элементы кровли и несущие конструкции конструкции при шаге балок 6 м
В том числе от веса плиты
В том числе длительно дейст-вующие q1
3 Определение нагрузок на плиту
Расстояние между осями поперечных ребер равно 148м .
Полка представляет многопролетную конструкцию с наибольшими размерами поля:
l1 = 148 - 20155 = 117 м l2 = 149- 012=137 мм.
Так как отношение пролетов l2l1=137117=1123 то полку рассматриваем как балочную плиту с расчетным пролетом leff=117м. Расчетная постоянная нагрузка на 1м2 полки согласно табл.2.2.
Расчетный изгибающий момент при действии постоянной и временной (снеговой) нагрузок:
Расчетный изгибающий момент в полке при действии постоянной равномерно распределенной нагрузки и временной сосредоточенной нагрузки от веса рабочего с инструментом:
Полезная высота плиты:
Для арматуры S400 при E=200*10³МПа
Вычисленному коэффициенту am соответствует значение коэффициента
Необходимая площадь сечения арматуры на ширину 1 м
Принимаем 8 5 мм класса S400 с шагом 100 мм. По всей ширине полки 15 стержней
4. Расчет поперечного ребра
Поперечное ребро рассматривается как балка на двух свободных опорах с расчетным пролетом равным расстоянию между осями продольных ребер
leff=149- 010 = 139 м .
Расчетная схема ребра при действии постоянной и снеговой нагрузок приведена на рисунке
Рисунок 7 – Сечение поперечного ребра
постоянная расчетная нагрузка на ребро:
-от собственного веса ребра (без учёта полки):
-постоянная нагрузка:
Изгибающий момент в пролете:
Расчетные усилия в ребре от постоянной нагрузки и сосредоточенной от веса рабочего с инструментом Fsd=15кН .
Наиболее невыгодной по изгибающему моменту и поперечной силе является 2-ая комбинация нагрузок.
Ребро армируется одним плоским каркасом. Рабочая арматура стержневая класса S400 (fyd =365МПа). Принимая во внимание указания табл.11.4 [1] назначаем с=30мм и определяем рабочую высоту сечения d = h-c=155-30=125мм.
Отношение = 30155 = 02 > 01 следовательно расчётная ширина полки =1480мм.
Вычисленному коэффициенту am соответствует значение коэффициента:
Требуемая площадь сечения продольной рабочей арматуры :
По конструктивным соображениям принимаем 1 8 S400 с As = 0503 см2. Прочность железобетонных элементов на действие поперечных сил при отсутствии поперечной арматуры согласно требованиям норм [1] проверяется по условию:
где = 423 кН - расчетная поперечная сила в поперечном ребре вызванная действием нагрузок;
- поперечная сила воспринимаемая поперечным ребром без поперечной арматуры
Принимаем к=2 = о т.к. отсутствуют осевые силы.
= 423 кН = 125 кН - условие удовлетворяется расчёт поперечной арматуры не производится поперечная арматура устанавливается конструктивно. Принимаем с учётом технологии точечной сварки поперечную арматуру из проволоки 6 S400 с шагом:
– на приопорных участках - 100 мм;
– в средней части пролета – 200 мм.
5. Расчет продольного ребра в стадии эксплуатации
5.1. Предварительное определение площади сечения продольной арматуры
Расчетный пролет ребра по осям опор:
leff = 1196 – 2005 = 1186 м (рисунок 2.3).
Рисунок 8 – Расчетная схема
Изгибающий момент от полной расчетной нагрузки в середине пролета продольного ребра
Поперечное сечение плиты приводим к тавровой форме с размерами:
h = 450 мм; bw = 2100 = 200 мм; мм; мм.
Расчет ведем методом предельных усилий. Проверяем условие определяющее положение нейтральной оси.
Рабочая высота сечения d = h – c = 450 – 50 = 400 мм.
следовательно граница сжатой зоны проходит в полке. Расчет ведем как прямоугольного сечения с шириной м.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны сечения
– величина предварительного напряжения арматуры.
При подборе арматуры когда неизвестно напряжение допускается ее величину принимать равной .
Определяем коэффициент
Относительная высота сжатой зоны бетона
Вычисляем значение коэффициента γsn (пункт 9.1.4 [1]):
Требуемая площадь напрягаемой арматуры
Принимаем 1212 К–7 .
Рисунок 9 – Схема расположения напрягаемой арматуры в продольном ребре
Схема расположения напрягаемой арматуры приведена на рисунке 9.
Проверяем несущую способность сечения ( ):
Прочность расчетного сечения обеспечена.
5.2. Определение геометрических характеристик сечения продольных ребер
Сечение ребристой панели приводим к эквивалентному (по площади и моменту инерции) тавровому сечению (рис.10).
Рисунок 10 – Поперечное сечение продольного ребра плиты.
Площадь бетонного сечения плиты:
Определяем положение центра тяжести бетонного сечения:
– статический момент относительно нижней грани бетонного сечения
– расстояние от нижней грани до центра тяжести бетонного сечения
Момент инерции бетонного сечения
Площадь напрягаемой арматуры .
Определяем положение центра тяжести приведенного сечения:
– площадь приведенного сечения
– статический момент приведенного сечения относительно нижней грани
– расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
– расстояние от верхней грани до центра тяжести приведенного сечения
Расстояние от точки приложения силы обжатия до центра тяжести при-
Момент инерции приведенного сечения
Момент сопротивления приведенного сечения:
– относительно нижней грани
– относительно верхней грани
5.3. Предварительные напряжения в арматуре. Предварительное напряжение арматуры и его потери
Нормы по проектированию железобетонных конструкций устанавливают следующие условия назначения величины предварительного напряжения для стержневой арматуры:
где - начальное контролируемое предварительное напряжение арматуры;
р - максимально допустимое отклонение значения предварительного напряжения вызванное технологическими причинами (р=005 при механическом способе натяжения арматуры);
- нормативное сопротивление напрягаемой арматуры (для стали S800 =665MПа).
Принимаем =600 МПа тогда р=005·600=30МПа.
Определяем потери предварительного напряжения в напрягаемой арматуре.
Технологические потери:
Потери от релаксации напряжений арматуры.
Потери от температурного перепада.
Для бетона класса С3037определяются по эмпирической формуле:
где - разность между температурой нагреваемой арматуры и неподвижных упоров (вне зоны прогрева) воспринимающих усилие натяжения (°С) =65°С .
Потери вызванные деформациями стальной формы.
Данный вариант изготовления конструкции предусматривает натяжение арматуры на упоры стенда поэтому потери от деформации формы равны нулю:
Потери вызванные трением напрягаемой арматуры об огибающие приспособления принимаем равными нулю т.к. напрягаемая арматура прямолинейна
Потери от деформации анкеров.
где = 12500мм - длина натягиваемого стержня (расстояние между наружными гранями стенда)
- обжатие опрессованных шайб принимаемое равным 2 мм;
Потери вызванные упругой деформацией бетона.
где - отношение модулей упругости стали и бетона;
- коэффициент армирования сечения;
см - расстояние между центрами тяжести бетонного сечения и напрягаемой арматуры;
см4 - момент инерции бетонного сечения;
- усилие предварительного напряжения с учетом потерь реализованных к моменту обжатия бетона:
Усилие предварительного обжатия действующее непосредственно после передачи предварительного обжатия на конструкцию должно быть не более :
условие выполняется.
Максимальные напряжения в бетоне в момент обжатия:
Условие выполняется.
Здесь - средняя прочность бетона в момент обжатия.
Эксплуатационные потери:
Реологические потери предварительного напряжения вызванные ползучестью и усадкой бетона а также длительной релаксацией напряжений в арматуре следует определять по формуле:
где - потери предварительного напряжения вызванные ползучестью усадкой и релаксацией;
- ожидаемые относительные деформации усадки бетона к моменту времени
здесь - физическая часть усадки при высыхании бетона определяем по табл.6.3.[1]
при относительной влажности среды RH = 50%;
- химическая часть усадки обусловленная процессами твердения вяжущего
- коэффициент ползучести бетона за период времени от to до 1=100суток.
- напряжения 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 учетом первых потерь)
– изменение напряжений в напрягаемой арматуре вызванные релаксацией арматурной стали. Для вычисления сначала определяем – напряжения в арматуре вызванные натяжением (с учетом первых потерь) и от действия практически постоянного сочетания нагрузок
Принимая при и арматуре из канатов
первого релаксационного класса по таблице 9.2 [1] максимальные потери начальных напряжений в арматуре от релаксации арматуры составляют 45 %. Тогда .
Так как то данную величину принимаем равной 404.
Среднее значение усилия предварительного обжатия (с учетом всех потерь) не должно быть большим чем это установлено условиями:
- условие выполняется.
6. Расчет прочности наклонных сечений
Рассчитываем наклонное сечение на приопорном участке. При расчете принимаем
Поперечная сила воспринимаемая железобетонным элементом без поперечного армирования:
- условие удовлетворяется расчёт поперечной арматуры не производится и поперечная арматура устанавливается конструктивно:
– на приопорных участках .
Так как принимаем ;
– в средней части плиты ; .
Величина принимаем шаг .
Таким образом продольные ребра армируем плоскими сварными каркасами у которых продольная арматура состоит из стержней 10 S400 а поперечная – из стержней 6 S400.
7. Расчет прочности плиты в стадии изготовления и монтажа
В стадии изготовления и монтажа в качестве внешней нагрузки на плиту действует усилие в напрягаемой арматуре (усилие обжатия бетона). Учитывая что при подъеме плиты в местах установки монтажных петель возникают моменты которые растягивают верхнюю зону плиты то моменты от усилия и собственного веса суммируют (рис.8). Петли установлены в продольных ребрах на расстоянии 08 м от торцов плиты.
Рисунок 11 - Расчетная схема плиты в стадии изготовления и монтажа.
Этот момент суммируется с моментом от усилия обжатия бетона напрягаемой арматурой который вычисляется относительно центра тяжести верхней арматуры (рисунок 12)
где м; м; ; с = 004 м;
Здесь – коэффициент безопасности для усилия предварительного обжатия;
0 МПа – падение напряжений в напрягаемой арматуре в связи с деформациями обжатия бетона.
Суммарный момент в расчетном сечении
Рис 12 - Схема внутренних усилий в сечении.
Определяем требуемую площадь арматуры
Требуемая площадь верхней арматуры
Площадь продольной арматуры сетки плиты класса S400 составляет площадь двух верхних стержней продольной арматуры плоских каркасов продольных ребер 2 8 мм S400 – 101 см2. Следовательно принятой арматуры верхней зоны плиты достаточно для обеспечения прочности сечения плиты в местах установки монтажных петель.
8. Расчет по образованию нормальных трещин в стадии изготовления и монтажа.
В стадии изготовления и монтажа трещины образуются в верхней зоне сечений растянутой от действия предварительного обжатия. Образованию трещин сопротивляется бетон этой зоны поэтому условие обеспечения трещиностойкости удобнее записать в виде
В этих формулах: – момент который может воспринять сечение без образования трещин; – момент усилия предварительного обжатия относительно точки ядра сечения наиболее удаленной от растянутой зоны; – значение средней прочности бетона на
осевое растяжение в момент предварительного обжатия бетона т.е. при классе бетона С3037 МПа; – коэффициент учитывающий неупругие деформации растянутого бетона для тавровых сечений с полкой в растянутой зоне = 1.5 с полкой в сжатой зоне = 175 [5]; – коэффициент определяющий верхний (нижний) предел усилия предварительного обжатия при натяжении на упоры – момент от собственного веса плиты при ее подъеме в сечении совпадающем с местом установки монтажных петель (без учета коэффициента динамичности)
трещины не образуются.
Проверим образование трещин в середине пролета плиты:
. Растянутые нижние волокна поэтому должно соблюдаться условие .
9. Расчет по оброзованию нормальных трещин в стадии эксплуатации
Расчет выполняем на действие практически постоянного сочетания нагрузок при котором кНм.
Момент в середине пролета плиты
9. Расчет по раскрытию трещин в стадии эксплуатации
Ширина раскрытия трещин определяется по усилиям от частой комбинации нагрузок .
Эффективный модуль упругости при предельном значении коэффициента ползучести =19.
Коэффициент приведения:
Высота сжатой зоны сечения находится из условия равенства статических моментов сжатой и растянутой зон относительно нейтральной оси (рис 13) при этом предполагая что нейтральная ось находится в ребре.
Рис 13 - Определение высоты сжатой зоны.
нейтральная ось действительно находится в ребре.
Приращение напряжений в напрягаемой арматуре при использовании двухлинейной диаграммы деформирования бетона сжатой зоны:
Эффективная высота растянутой зоны:
Эффективная площадь растянутой зоны сечения:
Эффективный коэффициент армирования:
Среднее расстояние между трещинами:
Здесь =08 – для стержней периодического профиля;
Среднее приращение относительных деформаций арматуры:
Здесь =1 – для стержней периодического профиля;
=05 – при действии длительно действующих нагрузках.
Расчетная ширина раскрытия трещин при коэффициенте отношения расчетной ширины раскрытия трещин к средней =17:
Ширина раскрытия трещин не превышает допустимую.
10. Расчет плиты по деформациям
Прогибы предварительно напряженной плиты определяются суммированием прогибов от внешней нагрузки (изгибающего момента от частой комбинации нагрузок ) и выгиба от усилия предварительного обжатия бетона .
Момент инерции сечения с нормальными трещинами при высоте сжатой зоны сечения :
Условие равенства статических моментов сжатой и растянутой без трещин зон относительно нейтральной оси (рис 9)
После упрощения выражения имеем .
Момент инерции сечения при отсутствии нормальных трещин в растянутой зоне:
Изгибная жесткость балки при действии внешней нагрузки:
При отсутствии трещин в верхней зоне при предварительном обжатии бетона изгибная жесткость плиты может быть определена как:
Усилие предварительного обжатия бетона при нижнем пределе его значения:
Прогиб плиты в середине пролета:
Предельно допустимый прогиб:
Таким образом максимальный прогиб в середине пролета плиты не превышает допустимый.
РАСЧЕТ ВНЕЦЕНТРЕННО НАГРУЖЕННЫХ ФУНДАМЕНТОВ
1 Определение размеров подошвы
Подбор размеров подошвы фундамента под крайнюю колонну
К расчету примем 2-е и 4-е сочетание усилий:
Бетон класса С2025 QUOTE МПа QUOTE МПа арматура класса S400 QUOTE МПа.
Для определения размеров подошвы фундамента рассчитываем нагрузки с коэффициентом надежности по нагрузкам γf =1 в сечении колонны:
- для 2-го сочетания нагрузок
Вычисляем вертикальную силу и момент в уровне подошвы фундамента:
Здесь вес нижних панелей QUOTE эксцентриситет приложения нагрузки от нижних панелей QUOTE (табл. 3.4) высота фундамента QUOTE глубина заложения QUOTE при отметке обреза равной отметке поверхности земли -015 м.
- для 4-го сочетания нагрузок
Определяем размеры подошвы фундамента при R=350 кПа =115.
Для 2-го сочетания нагрузок эксцентриситет
тогда в первом приближении
Так как QUOTE .Принимаем QUOTE м. Принимаем QUOTE м и по формуле
Для 4-го сочетания нагрузок эксцентриситет
Размеры подошвы фундамента полученные по 2-му сочетанию нагрузок
QUOTE =27 QUOTE 21м больше размеров подошвы фундамента полученные по 4-му сочетанию QUOTE =27 QUOTE 18 м. К дальнейшему расчету принимаем фундамент с большими размерами подошвы.
2 Расчет тела фундамента
Расчет тела фундамента заключается в определении его высоты количества и размеров ступеней подбора рабочей арматуры подошвы фундамента.
2.1 Определение высоты
Для назначения высоты фундамента определим толщину дна стакана из условия прочности на продавливание:
Полная высота фундамента определяется суммой толщины дна стакана защитного слоя бетона глубины заделки колонны в фундамент и подливки: QUOTE . Принимаем высоту фундамента
2.2Расчет на раскалывание
Вычисляем площадь вертикальных сечений за вычетом площади стакана в направлении длинной «a» и короткой«b» сторон подошвы:
Так как QUOTE больше чем QUOTE то вертикальное усилие которое может воспринять фундамент не раскалываясь вычисляем по формуле:
Полученное вертикальное усилие больше максимального расчетного усилия QUOTE поэтому прочность на раскалывание обеспечена.
2.3Проверка прочности нижней ступени
Проверяем прочность нижней ступени на поперечную силу в направлении длинной стороны подошвы фундамента «a»:
прочность обеспечена.
Определим периметр вышележащей (второй) ступени:
Так как QUOTE то расчет нижней ступени на продавливание не производится. Принятые размеры фундамента удовлетворяют условиям прочности.
Для расчета площади арматуры подошвы фундамента определим изгибающие моменты в сечениях QUOTE QUOTE и сечениях QUOTE QUOTE .
Рисунок 14 – Схема к расчету арматуры фундамента
- реактивное давление под подошвой фундамента
- изгибающие моменты в сечениях:
Требуемая площадь арматуры:
- в направлении длинной стороны подошвы
В направлении длинной стороны подошвы фундамента принимаем QUOTE мм QUOTE .Шаг стержней s=100 мм.
В направлении короткой стороны подошвы фундамента принимаем QUOTE мм QUOTE .Шаг стержней s = 100 мм.
2.5Проверка прочности дна стакана на продавливание
Рабочая высота дна стакана:
Длина критического периметра:
Площадь внутри расчетного критического периметра:
Погонная поперечная сила:
Расчетный коэффициент армирования:
Допускаемая расчетная поперечная сила:
Прочность обеспечена.

List1-2 Исправленное.dwg

конструкции онования и
Схема расположения фундаментов и фундаментых балок
Спецификация элементов
к схемам расположенных на листе
Все незамаркированные фундаменты ФМ1 низ на отм.-1500
Все незамаркированные фундаментые балки БФ1
Одноэтажное прмышленое
Спецификация колонны и фундамента
х7 ГОСТ 8509-72* L=100
Изделия арматурные класса
Ведомость расхода стали
Все незамаркированные плиты покрытия П1
Стропильная балка БС2
Стропильая балка БС1
Схема расположения плит покрытия стропильных и подкрановых балок колонн и связей
Серия КЭ-01-50 вып. 1