Расчет и конструирование двускатной решетчатой балки

колонна.docx

3. Проектирование колонны
Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечной рамы.
Армирование колонн принимается симметричным.
1. Исходные данные для расчета
Геометрические размеры сечений колонны:
-высота поперечного сечения надкрановой части колонны - hв=06м;
-высота сечения подкрановой части колонны – hн=08 м;
-ширина сечения колонны – b= 04 м.
Размеры колонны по высоте:
-высота надкрановой части колонны HВ=45 м;
-высота подкрановой части колонны – HН=645 м;
Класс бетона колонны В25 = 145 МПа; = 11 МПа;= 185МПа; = 16 МПа;= 3010 МПа.
Сочетания усилий в расчетных сечениях колонн от различных нагрузок представлены в таблице 2.3.
2. Расчет надкрановой части на прочность и устойчивость
Расчет надкрановой части колонны на устойчивость в плоскости поперечной рамы производится при минимальной площади продольной арматуры определяемой по конструктивным требованиям или из условий работы колонны на внецентренное сжатие. Расчет минимальной площади продольной арматуры производится в зависимости от расчетных длин колонны.
Расчетные усилия в сечении 2-2. (1+9+11+15)
b1=1.1 так как в сечении 2-2 участвует нагрузка от крана.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
при учете нагрузки от кранов:
без учета нагрузки от кранов:
Минимальная площадь продольной арматуры в надкрановой части определяется.
- по конструктивным требованиям:
- из условия работы на внецентренное сжатие:
в зависимости от отношения
где i=0289h – радиус инерции сечения колонн относительно геометрического центра м.
При учете нагрузки от крана
Без учета нагрузки от крана
где =06-005=055 – рабочая высота сечения надкрановой части колоны м.
а =005м – расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до наружной грани сечения.
Принимаем минимальную площадь сечения
Вычисляем площадь продольной рабочей арматуры принимаемой из стали класса А400 .
изгибающий момент от длительной нагрузки;
ML =0+684·0296-167·0296+208·05=257 кН
продольное усилие от длительной нагрузки;
Рис. 3.1. Линия влияния опорной реакции
-коэфф. линии влияния.
=1 – коэффициент принимаемый в зависимости от вида бетона.
т.к. е > еmin то принимаем е=0383.
Жесткость D определяем по формуле:
условие выполняется.
Расчет необходимой площади сечения арматуры.
αn = N (Rb · γb1 · b · h0)=01036
αm = (M + N · (h0 - as’) 2) (Rb · γb1 · b · h0)=094
Принимаем 2 12 А400 с = As=Asс 0000226 м2
Проверяем условие min :
min принимается по таблице 38 [ 1 ] исходя из условия:
Следует подобрать арматуру по min.
Принимаем 2 18 А400 с = As=Asс 0000509м2
83715127000S 20 S 2018=360 мм;
принимаем S = 300 мм.
ds – диаметр продольных стержней.
Диаметр поперечных стержней в свариваемых каркасах назначается из условия свариваемости.
28800635000342900635000dsw 6 мм; dsw 6 мм;
принимаем dsw = 6 мм из стали В500
Рис. 3.2. Схема армирования надкрановой части колонны
3. Расчет подкрановой части на прочность и устойчивость
Расчет подкрановой части колонны на устойчивость в плоскости поперечной рамы производится при минимальной площади продольной арматуры определяемой по конструктивным требованиям или из условий работы колонны на внецентренное сжатие. Расчет минимальной площади продольной арматуры производится в зависимости от расчетных длин колонны.
Расчетная длина подкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
Минимальная площадь продольной арматуры в подкрановой части определяется.
где =08-005=075 – рабочая высота сечения подкрановой части колоны м.
Принимаем минимальную площадь сечения 220 А400 с т.к. в сочетаниях участвует нагрузка от крана.
Расчетные усилия в сечении 4-4. N = 624 кН и М =-1673 кНм.
Расчетная высота колонны принимается l0=1674 м.
b1=1.1 так как в сечении 4-4 участвует нагрузка от крана.
ML =0-1298·0296-167·0296-208·05=-5376 кН
l=4454+2643·0269+0+0=5165 кН
αn = N (Rb · γb1 · b · h0)= 624000 (14500 · 09 · 04 · 08)=0149
αm = (M + N · (h0 - as’) 2) (Rb · γb1 · b · h0)= (-1673 + 624· (075 – 005) 2) (14500 · 09 · 04 · 082)=0153
Из условия устойчивости принимаем 2 20 А400 с = As=Asс 0000628 м2
83715127000S 20 S 2020=300 мм;
52930635000342900635000dsw 6 мм; dsw 6 мм;
принимаем dsw = 6мм из стали В500
Так как расстояние между стержнями продольной арматуры в направлении большей стороны больше 500 мм принята конструктивная арматура
Asк=Asк`1=0000308 м2 2 14 А400
Рис. 3.3. Схема армирования подкрановой части колонны
4. Расчет прочности колонны из плоскости поперечной рамы
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной продольной силы N=2797 кН определяется с коэффициентом сочетаний γi=10. Следовательно коэффициентом условия работы бетона γb2=09 . Расчетные усилия в сечении 2-2(1+8+10)
Расчетные длины надкрановой и подкрановой частей колонны из плоскости поперечной рамы
без учета нагрузки от крана
при учете крановых нагрузок .
Прочность внецентренно сжатого сечения колонн из плоскости поперечной рамы проверяется условием:
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие силы N приложенной с эксцентриситетом
Изгибающие моменты относительно центра тяжести растянутой арматуры:
Условие выполняется. Прочность надкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы обеспечена так как принятая площадь арматуры больше расчетной принятой 2 20 .
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной продольной силы N=1600.27кН определенной с коэффициентом сочетаний γi=09. Следовательно коэффициентом условия работы бетона γb2=11
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие силы N приложенной с эксцентриситетом
где продольное усилие от длительной нагрузки
l=691.1+521.31·05+691.1·0267=1135.6 кН
Ml =-340 ·0011=3.74 кН
т.к. е еmin то принимаем е=0178 м.
Условие выполняется. Прочность подкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы обеспечена так как принятая площадь арматуры больше расчетной принятой 2 20 .
5. Расчет подкрановых консолей колонн
Армирование консолей колонн производится продольной и поперечной арматурой.
Относительная высота сжатой зоны бетона консоли колонны определяется по формуле
- рабочая высота консоли колонны
- эксцентриситет усилия Qк относительно грани колонны внизу консоли;
- поперечная сила действующая на консоль от постоянных и крановых нагрузок.
- изгибающий момент
относительно грани колонн внизу консоли.
Требуемая площадь продольной арматуры консоли колонны определяется по формуле:
Минимальная площадь продольной арматуры консоли колонны определяется из условия работы консоли на изгиб.
Принимаем фактическую площадь продольной арматуры консоли колонны.
0 А400 с As=Asс =1232cм2
Рассчитываемая консоль колонны относится к типу коротких консолей так как .
Предельное усилие воспринимаемое бетоном наклонной полосы консоли определяется по формуле:
- ширина подкрановой балки на опоре
- синус угла наклона сжатой полосы бетона к горизонтали
Поперечная арматура в консоли колонны по расчету не требуется так как условие выполняется.
Продольная арматура в сетках С2 и С4 принимается по конструктивным требованиям 28 А400 .
Так как в стойках действуют сжимающие усилия то поперечная арматура в узлах устанавливается по конструктивным требованиям ( 5 Вр-I). Армирование промежуточного узла по нижнему поясу показано на рис.13.

Киселёв ЖБиКК КП2.dwg

Напрягаемая арматура
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ НА ЭЛЕМЕНТ кг.
Сетки арматурные С 1
Каркасы пространственные КП 1а
Изделия закладные МН 1
Каркасы плоскии КР 3
Маркировочная схема М1:200
055023-270102-07104-ЖБК-КП2-2011
Фундамент ФМ 6.1.5 М1:50
рискиnразбивочных nосей
Решётчатая двухскатная балка Б2 nМ1:25
Утеплитель- минеральные ваты прошивные
-х слойный рулонный ковер из линокрома
Пароизаляция- рубероид 1сл
Жб ребристая плита покрытия
перевязать проволкой
План на отметке 0000nразрезы колонна К8
Одноэтажное производственное здание с n мостовымикранами в г. Барнаул
Сварные сетки и каркасы изготовить с использованием контактной точечной сварки nпо ГОСТ 14098-91;n2.Данный лист смотреть с листом 2 и 3
Каркасы плоские КР 1
Каркасы пространственные КП 1
Натяжение стержней поз.17 выполнить механическим способомна упоры формы. Усилие натяжения 1-го стержня принять равным 123кН. Отпуск арматуры с упоров произвести при наборе бетоном прочности не менее 21 МПа. Соедениние стержней с пластинами в закладных деталях М1 М2 М3 М4 М6 выполнять дуговой механизированной сваркой под слоем флюса. Правку прямых отогнутых стержней к уголкам внахлёстку в закладном изделии М4 произвести контактной рельефной точечной или ручной сваркой.
Фундамент монолитный ФМ 6.1.5
Под подошвой фундамента по уплотнённому грунту устроить подготовку n толщиной 150 мм из бетона класса В75.n2. Бетонирование колонны в фундаменте производится бетоном класса В25 послеn монтажа фиксации с помощью клиновых вкладышей и выверки.n3. Сварные сетки и каркасы изготовить с использованием контактной точечной n сварки по ГОСТ 14098-85.
Одноэтажное производственное здание nс мостовымикранами в г. Барнаул
Кафедра Ск ИСФn группа ПГС-54

к записке.dwg

Напрягаемая арматура
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ НА ЭЛЕМЕНТ кг.
Сетки арматурные С 1
Каркасы пространственные КП 1а
Изделия закладные МН 1
Каркасы плоскии КР 3

решетчатой балки.docx

РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ДВУСКАТНОЙ РЕШЕТЧАТОЙ БАЛКИ
Исходные данные для расчета
Район строительства – г. Барнаул
Плиты покрытия – 3 6 м
Среда эксплуатации – неагрессивная
Светоаэрационный фонарь – отсутствует
Подвесные краны – отсутствуют
В качестве напрягаемой арматуры принимаю стержневую арматуру класса А800 по ГОСТ 5781–82. В качестве ненапрягаемой рабочей арматуры принимаю сталь A400 по ГОСТ 5181–82. В качестве конструктивной – арматурную проволоку периодического профиля В500 по ГОСТ 6727–80 и сталь A240 по ГОСТ 5781–82.
Для напрягаемой арматуры принимаю:
Rsp ser = 785 (МПа);
Для ненапрягаемой арматуры класса A400 по принимаю:
Rs = 365 (МПа) [ 10 40 (мм)];
Rsc = 365 (МПа) [ 10 40 (мм)];
Rsw = 285 (МПа) [ 6 8 (мм)];
Расчетная нагрузка от покрытия: q=27 (кНм2).
Расчетная кратковременная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности покрытия:
S = 1 1.5 = 1.5 (кНм2)
Суммарная расчетная нагрузка от покрытия и снега равна:
q = 27 + 15 = 4.2 (кНм2)
Принимаю балку марки 1БРД12–3A800–Н.
В качестве исходного материала принимаем тяжелый бетон класса В30 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.
Рис. 5. Балка типа БРД12
Статический расчет решетчатой балки
Нормативная нагрузка от собственного веса покрытия на 1м2 горизонтальной поверхности равна кнм2.
Нагрузка от собственного веса балки равна:
гдеGб = 4700кг – масса балки;
а = 6м – шаг колонн.
Нормативная кратковременная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности:
Нормативная длительная снеговая нагрузка составляет:
Постоянная нагрузка от собственного веса на 1м2 горизонтальной поверхности равна:
От собственного веса балки:
От снегового покрова:
Узловые (сосредоточенные) нагрузки равны:
Усилия в элементах решетчатой балки вычисляю по двум комбинациям нагрузок для получения следующих сочетаний: NMAX MCOOTB MMAX NCOOTB.
Вычисление изгибающих моментов и продольных сил.
Поперечная сила на опоре балки равна:
Расчет нижнего пояса
Расчет по первой группе предельных состояний
Сечение нижнего пояса 200 180мм.
Расчетные усилия в нижнем поясе равны:
NMAX = 4598 кН;M = 25 кНм – первое сочетание усилий;
N = 33955 кН;MMAX = 117 кНм – второе сочетание усилий
Расчет необходимо провести отдельно для каждого сочетания усилий:
расчетный эксцентриситет продольной силы для первого сочетания равен:
При соблюдении условия т.е. м.
расчетный эксцентриситет продольной силы для второго сочетания равен:
При соблюдении условия м.
По результатам расчетов получены значения площадей сечения рабочей напрягаемой арматуры м2 и м2
По сортаменту принимаем:
Рис.4.2. Армирование нижнего пояса балки
Коэффициент армирования равен:
Условие армирование выполняется:
Расчет по второй группе предельных состояний
Nser = 3703 кН;Mser = 205кНм – первое сочетание усилий;
Nser = 27346 кН;Mser = 94 кНм – второе сочетание усилий
Предварительные напряжения в напрягаемой арматуре при механическом способе натяжения равны:
sp =sp = 09 785= 7065 МПа
Первые потери предварительного натяжения арматуры:
от релаксации напряжения арматуры:
от температурного перепада на величину 65 при тепловой обработке бетона:
Потери от деформации стальной формы Δsp3 =30 МПа
от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств:
Первые суммарные потери
los1 =Δ sp1 + Δsp2 +Δ sp3 +Δ sp4
los1 =507+8125+30+292=19115 МПа.
b sh=0002; Δsp5= b sh Еs=0002 190000=38 МПа.
Значения коэффициента ползучести φbсr=16
Усилие обжатия бетона с учетом потерь напряжения арматуры равно:
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани сечения:
Приведенная площадь сечения нижнего пояса:
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения равно:
Приведенный момент инерции сечения:
Эксцентриситет равнодействующей силы:
Напряжение в бетоне на уровне оси арматуры S и S’:
Для прямоугольного сечения
При втором сочетании нагрузок
В нижнем поясе не образуются трещины
При первом сочетании нагрузок
В нижнем поясе образуются трещины требуется расчёт по раскрытию трещин
Расчет по раскрытию трещин для второго сочетания усилий.
Mg=168кНм; Ng=3045кНм
Длительнодействующая продольная сила
Значение продольной силы в момент образования трещины
Расстояние от ц.т. приведенного сечения до точки приложения
Плечо внутренней пары сил
Напряжения в растянутой арматуре от усилия Ntot
Напряжения в растянутой арматуре от усилия Nl
Напряжения в растянутой арматуре от усилия Ncrc
R s ser т.е. прочность нижней арматуры на разрыв
Поправочный коэффициент учитывающий пластичность k=09.
Высота растянутой зоны как для упругого материала
Высота растянутой зоны с учетом пластичности
Площадь сечения растянутого бетона
Базовое расстояние между трещинами
Коэффициент совместной работы бетона и арматуры при полной нагрузке
Коэффициент совместной работы бетона и арматуры при постоянной и временной длительной нагрузке
Опытные коэффициенты
Ширина раскрытия трещин от длительного действия постоянных и временных длительных нагрузок
Продолжительная ширина раскрытия трещин
Непродолжительная ширина раскрытия трещин
Трещиностойкость обеспечена
Расчет нижнего пояса по наклонному сечению
класс конструктивной арматуры В500
Коэффициент учета влияния длительной нагрузки на прочность
Прочность бетона с учетом длительности действия нагрузки
Коэффициент учета предварительного обжатия в наклонном
Длина проекции наклонного сечения
Поперечная арматура устанавливается конструктивно
шаг поперечных стержней
диаметр поперечных стержней dsw =4мм
dsw≥6мм; принимаем dsw=6мм.
Расчет верхнего пояса
Расчет верхнего пояса: по нормальному сечению
Расчет верхнего пояса балки (элемент 6-8) производится на действие продольной сжимающей силы N = 465 кН и изгибающего момента М = 1028 кНм.
размеры поперечного сечения b=02 м; h=03 м;
- величина защитного слоя бетона a=a'=0035 м;
- класс простой арматуры А400
- длина панели верхнего пояса l=15 м.
Расчетная длина элемента 6-8 верхнего пояса в плоскости балки равна:
Рабочая высота сечения
Эксцентриситет продольного усилия относительно центра
Эксцентриситет продольного усилия относительно растянутой
Граничная высота сжатой зоны
Предельный относительный момент
Площадь сжатой арматуры
Площадь растянутой арматуры
Принимаем верхнюю арматуру 210 А400 мм2
Принимаем нижнюю арматуру 214 А400 мм2
Расчет верхнего пояса: по наклонному сечению
поперечная сила Q=14148 кН
Модуль упругости простой арматуры А400 Es=200000 МПа.
Максимальная поперечная сила в наклонном сечении
Q=14148+6128=20276кН
Момент в наклонном сечении воспринимаемый бетоном
Поперечная сила воспринимаемая бетоном
Коэффициент приведения арматуры к бетону
Приведенная площадь сечения
Приведенный статический момент
Центр тяжести приведенного сечения относительно наиболее
растянутой грани y=000970064=0151м
Момент инерции бетонного сечения
Момент инерции нижней и верхней арматуры
Приведенный момент инерции сечения
Поперечная сила воспринимаемая бетоном до образования
диаметр поперечных стержней dsw= 4мм
В500 шаг стержней sw=120мм
- расчетные усилия в сечении: N=1726 кН М=3934 кН;
- размеры поперечного сечения b=02 м; h=05 м;
- величина защитного слоя бетона а=а’=0025 м;
- класс простой арматуры А400;
Величина случайного эксцентриситета
Расчетная длина панели верхнего пояса
т.е. прогиб не учитываем.
Рабочая высота сечения
Эксцентриситет продольного усилия относительно центр тяжести сечения
Эксцентриситет продольного усилия относительно растянутой грани сечения
Предельный относительный момент
Площадь сжатой арматуры
Относительный момент
Площадь растянутой арматуры
Принимаем: нижнюю арматуру
Так как усилия в стойках меньше чем в элементах верхнего пояса а так же высота сечения стоек больше высоты сечения верхнего пояса (hCT=500мм > 300мм) то стойки армируются без расчета по конструктивным требованиям:
Расчет опорного узла балки
Максимальная расчетная поперечная сила Q = 14148 кН.
Длина проекции наклонного сечения:
c = 1350 – 130 = 1220мм
Высота сечения балки в конце наклонного сечения:
h = 890 + (1220 + 260) 112 = 1013мм
Рабочая высота сечения:
h0 = h – a = 1013 – 82 = 931мм
c = 1220 2 h0 = 2 931 = 1862мм
Минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном определяется по формуле:
Следовательно сечение арматуры определяется по расчету. Определяем поперечную силу воспринимаемую бетоном:
Принимаем с = 2 h0 = 1862м
Поперечная арматура устанавливается по конструктивным требованиям:
шаг стержней – S = h3 = 8903 = 292мм принимаем S = 200мм.
Проверка прочности бетона на действие главных снимающих напряжений производится по формуле:
Q 03 W1 b1 Rb b2 b h0
Прочность бетона опорной зоны балки на действие сжимающих усилий проверяется по формуле:
где – угол наклона сжатой полосы бетона синус которого определяется по формуле:
Условие прочности бетона выполняется и постановка горизонтальных хомутов на опоре по расчету не требуется.
Сетка С1 устанавливается по конструктивным требованиям.
Требуемая площадь сечения анкерных стержней опорной закладной детали МН–1 равна:
С учетом требования принимаем анкерные стержни

киселёв жбк последняя.docx

Исходные данные для проектирования
Задание на курсовое проектирование
«Железобетонные и каменные конструкции»
Номер зачетной книжки: 07104
Шифр курсового проекта: 104
Составил и принял к исполнению
студент группы ПГС – 54
Тип стропильных конструкций
Отметка кранового рельса
Грузоподъемность мостового крана
Скорость напора ветра (IV район)
Вес снегового покрова (IV район)
Город в котором производится строительство
Расчетное сопротивление грунта
Плотность утеплителя
Руководитель проекта:
СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЁТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
1 Компоновка поперечной рамы
Компоновка поперечной рамы заключается в выборе типа основных конструкций каркаса и определении их размеров. Выбор основных конструкций осуществляется по исходным данным задания на курсовое проектирование
Конструкция подкрановых балок
Конструкция подкрановых балок принимается в зависимости от грузоподъемности крана. В данном курсовом проекте приняты жб подкрановые балки по серии 1.462.1.
Рис. 1 Конструкция подкрановой балки
Конструкция двухскатной балки
Стропильная конструкция принята по заданию и представляет собой двухскатную решётчатую стропильную балку пролетом 12м.
Рис. 2 Конструкция двухскатной балки 1БРД12
Конструкция плиты покрытия
Конструкция плиты покрытия принимается в зависимости от пролета стропильных конструкций шага колонн технологических параметров. В данном курсовом проекте приняты жб плиты покрытия размером 6х3 м.
Определение размеров колонн по высоте
Высота колонны определяется в зависимоти от отметки кранового рельса. В данном курсовом проекте эта отметка в соответствии с заданием на курсовое проектирование равна Нр = 11 м.
Высота надкрановой части колонны:
Нв = Нкр+(hпб + а1 ) + а2 = 24+(08 + 015) + 015 = 35 м
Нкр- габаритный размер крана м
hпб = 0.8- высота подкрановой балки (при грузоподъемности крана Q = 20 т)
а1 = 015- высота подкранового рельса с прокладками м
а2 = 01- технологический зазор м
Таблица основных параметров мостового крана
Грузопод-ность крана
Основные габаритные размеры
Нагрузка на колеса кН
Ориентировочная высота помещения:
Нпо = Нр + Нкр + а2 = 11 + 24 + 015 = 1355 м
принимаем высоту помещения:
Уточняем отметку кранового рельса:
Нр = Нп - Нкр - а2 = 138 – 24 - 0.15 = 11.25 м
Уточняем высоту подкрановой части:
Нн = Нп – Нв + а3 = 14.4 – 3.8 + 0.15 = 10.45 м
а3 = 0.15- отметка обреза фундамента ниже уровня чистого пола м
Высота колонны от обреза фундамента до низа стропильной конструкции:
Н = Нв + Нн = 10.45 +3.5 =1395 м
Привязка и выбор типа колонн
Т.к. шаг колонн крайнего ряда а = 6м грузоподъемность крана Q = 20 т высота помещения Нп = 138 то принимаем привязку крайнего ряда колонн типа “250”. Растояние от разбивочной оси крайнего ряда колонн до оси подкрановых балок принимаем равным = 075м.
крайний ряд- колонна марки К3
средний ряд- колонна марки К9
Рис. 4 Конструкция колонны
Компоновка и выбор вида стенового ограждения
Конструкция стеновых панелей принимается в зависимости от типа и назначения здания. Проектируемое здание имеет шаг колонн а = 6м. При этом здание отапливается. Поэтому принимаем для стенового ограждения однослойные панели из ячеистого бетона В2.5 толщиной ст = 300мм.
Высота стеновых панелей и панелей остекления принимается равной 0.9 1.2 1.5 1.8 м. Стеновое ограждение в надкрановой части колонн опирается на металлический столик приваренный к закладному изделию в уровне консоли колонны. Ограждение в пределах покрытия создается двумя стеновыми панелями общей высотой h1 = 3 м причем нижняя из панелей высотой 12м опирается на отметке ниже верха колонны на 0.6м. Остекление предусмотренно: в подкрановой здания части в виде пояса панелей высотой 18 и 12 на отметке 12м
Высота здания от обреза фундамента до верха стенового ограждения тогда составит: 156 м
Рис. 5 Разрез здания
План и разрезы проектируемого здания
Эскизные планы и разрезы проектируемого здания позволяют представить основные параметры будущего сооружения. В проектируемом здании принимается 10 шагов крайних колонн по 6 м что составляет длину здания в 60 м. Торцевые стены выполняются из керамического кирпича М25 толщиной в 1.5 кирпича. В торцевых стенах каждого пролета устраиваются металлодеревянные ворота шириной 4 м и высотой 4.2 м. На разрезах показана раскладка стеновых панелей и металлических переплетов остекления продольных стен.
Пространственная жесткость здания
Простанственная жесткость проектируемого здания в различных направлениях обеспечивается за счет следующих условий и факторов.
В продольном направлении:
жесткого диска покрытия
системы вертикальных связей
подкрановыми балками
В поперечном направлении:
жестким защемлением колонн в фундаменте
Рис. 6 Схема связей в продольных рамах
Определение нагрузок на поперечную раму
Статический расчет поперечной двухпролетной рамы проектируемого здания необходим для определения расчетных усилий в расчетных сечениях 1-1 2-2 3-3 4-4. Расположение расчетных сечений и расчетная схема рамы показанв на рис.2.1.
Рис. 7 Расчетная схема поперечной рамы
4.1 Постоянная нагрузка
Расчётные нагрузки на 1 м поверхности
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности по нагрузке
Жб ребристые плиты покрытия с учетом заливки швов
= 157 981 10 -3 =154
Пароизоляция: рубероида -1слой
= 5 981 10 -3 = 0049
Минераловатные маты прошивные ГОСТ 21880
о = 015 м о = 75 кгм3
= 75 015 981 10 -3 =
Асфальтовая стяжка толщиной 002 (м)
= 1750 002 981 10 -3 =
-х слойный рулонный ковер из линокорма
= 15 981 10 -3 = 0147
Расчетная нагрузка от веса покрытия здания определяется по формуле:
F1 = 095 (05 27 6 12 + 11 05 4100 981 10 –3) = 1301 (кН)
гдеа = 6 (м) – шаг колонн;
Gp = 4100 (кг) – масса ригеля здания;
fp = 11 – коэффициент надежности по нагрузке для веса ригеля здания;
n = 095 – коэффициент надежности по нагрузке здания.
Расчетная нагрузка от веса стенового ограждения надкрановой части здания равна:
F2 = 095 (11 250 981 84 +11 40 981) 6 10 –3 = 1316(кН)
где hcn = 84 (м) – суммарная ширина стеновых панелей надкрановой части здания;
hОС = h2 =0 – суммарная ширина панелей остекления надкрановой части здания;
qcn = 250 (кг) – масса 1 м2 стеновых панелей;
qос = 40 (кг) – масса 1 м2 остекления;
f cn f oс = 11 – коэффициент надежности по нагрузке соответственно для веса стеновых панелей.
Расчетная нагрузка от веса покрытия пристройки F3 = 0 т.к. пристройка в здании как слева так и справа отсутствует.
Расчетная нагрузка от веса подкрановой балки и рельса:
F4 = 095 11 3900 981 10 –3 = 364 (кН)
гдеGпб = 3900 (кг) – масса подкрановых балок с рельсом;
f пб = 11 – коэффициент надежности по нагрузке для веса подкрановой балки.
Расчетная нагрузка от веса надкрановой части крайней и средней колонн:
GВK = 038 04 35 2500 981 11 095 10 –3 = 136 (кН)
GВС = 06 04 35 2500 981 11 095 10 –3 = 215 (кН)
гдеb = 2500 (кгм2) – плотность тяжелого бетона;
f КН = 1.1 – коэффициент надежности по нагрузке для веса колонн.
Расчетная нагрузка от веса подкрановой части крайней и средней колонн:
GHK = 08 04 1045 2500 981 11 095 10 –3 = 857 (кН)
GHС = 08 04 1045 2500 981 11 095 10 –3 = 857 (кН)
Эксцентриситет усилия F1: eF1 = 01 (м)eF1 = 250 + 80 + 140 2 – 300 = 100 (мм)
Эксцентриситет усилия F2: eF2 = 03 2 + 08 2 = 055 (м)
гдеСТ =03 (м) – толщина стеновой панели
Эксцентриситет усилия F3: eF3 =0
Эксцентриситет усилия F4: eF4 = 075 + 025 – 08 2 = 1 (м)
Эксцентриситет е: e = (08 – 038) 2 = 021 (м).
4.2 Снеговая нагрузка.
Расчетная снеговая нагрузка определяется на основании нормативного значения массы снегового покрова на 1м2 для заданного района. Проектируемое здание находится в 4 климатическом районе где расчётное значение веса снегового покрова состваляет:
нормативная снеговая нагрузка: S0 = 2400710-3 = 0168 кНм2
4.3. Крановая нагрузка
Расчетное максимальное усилие на колонну D2max от двух кранов:
D2max = 095 11 085 155 274=3772 кН.
где 19 – сумма ординат линии влияния поперечной силы.
Расчетное минимальное усилие на колонну D2min от двух кранов:
D2min = 095 11 085 715 274=174 кН.
Расчетное горизонтальное усилие от поперечного торможения кранов:
Н2max = 095 11 085 645274=157 кН.
где Нnmax = 05 (20+63) 981 05=645 кН.
Расчетное максимальное усилие на среднюю колонну D4max от четырех кранов:
D4max = 2 095 11 07 155274=62133 кН.
Рис. 8 К определению нагрузок от крана
Исходые данные для расчета
Статический расчет поперечной рамы выполняется на ЭВМ программой “Poperechnik” исходные данные для которой собраны в таблицу 3.
Таблица исходных данных для статического расчета на ЭВМ Таблица 3
Исходная величина для расчета
Фамилия и номер варианта
Пристройка слева здания
Пристройка справа здания
Высота сечения надкрановой части крайней колонны
Высота сечения подкрановой части крайней колонны
Высота надкрановой части крайней колонны
Высота подкрановой части крайней колонны
Ширина сечения крайней колонны
Высота сечения надкрановой части средней колонны
Высота сечения подкрановой части средней колонны
Высота надкрановой части средней колонны
Высота подкрановой части средней колонны
Ширина сечения средней колонны
Расчет усилий в расчетном сечении крайней колонны
Модуль упругости бетона колонн
Расчетная нагрузка от веса покрытия и кровли
Масса снегового покрова на 1м2 поверхности земли
Напор ветра на высоте 10 м
Грузоподъемность основного крюка крана
Максимальное давление колеса крана
Минимальное давление колеса крана
Шаг крайних колон здания
Высота здания до верха стенового ограждения
Суммарная высота остекления в надкрановой части
Суммарная высота панелей в надкрановой части
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ДВУСКАТНОЙ РЕШЕТЧАТОЙ БАЛКИ
1 Определение нагрузок на балку
Исходные данные для расчета
Район строительства – г. Барнаул
Плиты покрытия – 3 6 м
Среда эксплуатации – неагрессивная
Светоаэрационный фонарь – отсутствует
Подвесные краны – отсутствуют
В качестве напрягаемой арматуры принимаю стержневую арматуру класса А800 по ГОСТ 5781–82. В качестве ненапрягаемой рабочей арматуры принимаю сталь A400 по ГОСТ 5181–82. В качестве конструктивной – арматурную проволоку периодического профиля В500 по ГОСТ 6727–80 и сталь A240 по ГОСТ 5781–82.
Для напрягаемой арматуры принимаю:
RSP SER = 785 (МПа);
Для ненапрягаемой арматуры класса A400
RS = 355 (МПа) [ 10 40 (мм)];
RSC = 355 (МПа) [ 10 40 (мм)];
RSW = 285 (МПа) [ 6 8 (мм)];
Расчетная нагрузка от покрытия: q=27 (кНм2).
Расчетная кратковременная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности покрытия:
S = 1 24 = 24 (кНм2)
Суммарная расчетная нагрузка от покрытия и снега равна:
q = 27 + 24 = 51 (кНм2)
Принимаю балку марки 1БРД12–3A800–Н.
В качестве исходного материала принимаем тяжелый бетон класса В30 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.
Рис. 9. Балка типа БРД12
Рис. 10. Расчётная схема
Статический расчет решетчатой балки
Нормативная нагрузка от собственного веса покрытия на 1м2 горизонтальной поверхности равна кнм2.
Нагрузка от собственного веса балки равна:
гдеGб = 4700кг – масса балки;
а = 6м – шаг колонн.
Нормативная длительная снеговая нагрузка составляет:
Sl ser = 05 24 = 12 кНм2
Постоянная нагрузка от собственного веса на 1м2 горизонтальной поверхности равна:
От собственного веса балки:
От снегового покрова:
Узловые (сосредоточенные) нагрузки равны:
Усилия в элементах решетчатой балки вычисляю по двум комбинациям нагрузок для получения следующих сочетаний: NMAX MCOOTB MMAX NCOOTB.
Вычисление изгибающих моментов и продольных сил.
Поперечная сила на опоре балки равна:
2 Расчет нижнего пояса
Расчёт прочности нормального сечения
Сечение нижнего пояса 200 180мм.
Расчетные усилия в нижнем поясе равны:
NMAX = 4598 кН;M = 25 кНм – первое сочетание усилий;
N = 33955 кН;MMAX = 117 кНм – второе сочетание усилий
Расчет необходимо провести отдельно для каждого сочетания усилий:
расчетный эксцентриситет продольной силы для первого сочетания равен:
При соблюдении условия т.е. м.
расчетный эксцентриситет продольной силы для второго сочетания равен:
При соблюдении условия м.
По результатам расчетов получены значения площадей сечения рабочей напрягаемой арматуры м2 и м2
По сортаменту принимаем:
Рис.11. Армирование нижнего пояса балки
Коэффициент армирования равен:
Условие армирование выполняется:
Расчет по второй группе предельных состояний
Nser = 3703 кН;Mser = 205кНм – первое сочетание усилий;
Nser = 27346 кН;Mser = 94 кНм – второе сочетание усилий
Предварительные напряжения в напрягаемой арматуре при механическом способе натяжения равны:
sp =sp = 09 785= 7065 МПа
Первые потери предварительного натяжения арматуры:
от релаксации напряжения арматуры:
от температурного перепада на величину 65 при тепловой обработке бетона:
Потери от деформации стальной формы Δsp3 =30 МПа
от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств:
Первые суммарные потери
los1 =Δ sp1 + Δsp2 +Δ sp3 +Δ sp4
los1 =507+8125+30+292=19115 МПа
b sh=0002; Δsp5= b sh Еs=0002 190000=38 МПа.
Значения коэффициента ползучести φbсr=16
Усилие обжатия бетона с учетом потерь напряжения арматуры равно:
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани сечения:
Приведенная площадь сечения нижнего пояса:
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения равно:
Приведенный момент инерции сечения:
Эксцентриситет равнодействующей силы:
Напряжение в бетоне на уровне оси арматуры S и S’:
Для прямоугольного сечения
При втором сочетании нагрузок
В нижнем поясе не образуются трещины
При первом сочетании нагрузок
В нижнем поясе образуются трещины требуется расчёт по раскрытию трещин
Расчет по раскрытию трещин для второго сочетания усилий.
Mg=168кНм; Ng=3045кНм
Длительнодействующая продольная сила
Значение продольной силы в момент образования трещины
Расстояние от ц.т. приведенного сечения до точки приложения
Плечо внутренней пары сил
Напряжения в растянутой арматуре от усилия Ntot
Напряжения в растянутой арматуре от усилия Nl
Напряжения в растянутой арматуре от усилия Ncrc
R s ser т.е. прочность нижней арматуры на разрыв
Поправочный коэффициент учитывающий пластичность k=09.
Высота растянутой зоны как для упругого материала
Высота растянутой зоны с учетом пластичности
Площадь сечения растянутого бетона
Базовое расстояние между трещинами
Коэффициент совместной работы бетона и арматуры при полной нагрузке
Коэффициент совместной работы бетона и арматуры при постоянной и временной длительной нагрузке
Опытные коэффициенты
Ширина раскрытия трещин от длительного действия постоянных и временных длительных нагрузок
Продолжительная ширина раскрытия трещин
Непродолжительная ширина раскрытия трещин
Трещиностойкость обеспечена
Расчет нижнего пояса по наклонному сечению
класс конструктивной арматуры В500
Коэффициент учета влияния длительной нагрузки на прочность
Прочность бетона с учетом длительности действия нагрузки
Коэффициент учета предварительного обжатия в наклонном
Длина проекции наклонного сечения
Поперечная арматура устанавливается конструктивно
шаг поперечных стержней
dsw≥6мм; принимаем dsw=6мм.
Рис.13. Армирование нижнего пояся
3 Расчет верхнего пояса
Расчет верхнего пояса: по нормальному сечению
Расчет верхнего пояса балки (элемент 6-8) производится на действие продольной сжимающей силы N = 465 кН и изгибающего момента М = 1028 кНм.
размеры поперечного сечения b=02 м; h=03 м;
- величина защитного слоя бетона a=a'=0035 м;
- класс простой арматуры А400
- длина панели верхнего пояса l=15 м.
Расчетная длина элемента 6-8 верхнего пояса в плоскости балки равна:
Рабочая высота сечения
Эксцентриситет продольного усилия относительно центра
Эксцентриситет продольного усилия относительно растянутой
Граничная высота сжатой зоны
Предельный относительный момент
Площадь сжатой арматуры
Площадь растянутой арматуры
Принимаем верхнюю арматуру 210 А400 мм2
Принимаем нижнюю арматуру 214 А400 мм2
Рис.14. Армирование верхнего пояса
Расчет верхнего пояса: по наклонному сечению
поперечная сила Q=14148 кН
Модуль упругости простой арматуры А400 Es=200000 МПа.
Максимальная поперечная сила в наклонном сечении
Q=14148+6128=20276кН
Момент в наклонном сечении воспринимаемый бетоном
Поперечная сила воспринимаемая бетоном
Коэффициент приведения арматуры к бетону
Приведенная площадь сечения
Приведенный статический момент
Центр тяжести приведенного сечения относительно наиболее
растянутой грани y=000970064=0151м
Момент инерции бетонного сечения
Момент инерции нижней и верхней арматуры
Приведенный момент инерции сечения
Поперечная сила воспринимаемая бетоном до образования
диаметр поперечных стержней dsw= 4мм
В500 шаг стержней sw=100мм
Рис.15. Армирование верхнего пояса
- расчетные усилия в сечении: N=1726 кН М=3934 кН;
- размеры поперечного сечения b=02 м; h=05 м;
- величина защитного слоя бетона а=а’=004 м;
- класс простой арматуры А400;
Величина случайного эксцентриситета
Расчетная длина панели верхнего пояса
т.е. прогиб не учитываем.
Рабочая высота сечения
Эксцентриситет продольного усилия относительно центр тяжести сечения
Эксцентриситет продольного усилия относительно растянутой грани сечения
Предельный относительный момент
Площадь сжатой арматуры
Относительный момент
Площадь растянутой арматуры
Принимаем: нижнюю арматуру
Рис.15. Армирование стоек
4 Расчет опорного узла балки
Максимальная расчетная поперечная сила Q = 14148 кН.
Длина проекции наклонного сечения:
c = 1350 – 130 = 1220мм
Высота сечения балки в конце наклонного сечения:
h = 890 + (1220 + 260) 112 = 1013мм
Рабочая высота сечения:
h0 = h – a = 1013 – 82 = 931мм
c = 1220 2 h0 = 2 931 = 1862мм
Минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном определяется по формуле:
Следовательно сечение арматуры определяется по расчету. Определяем поперечную силу воспринимаемую бетоном:
Принимаем с = 2 h0 = 1862м
Поперечная арматура устанавливается по конструктивным требованиям:
шаг стержней – S = h3 = 8903 = 292мм принимаем S = 200мм.
Рис.16. каркасы КР6 КР7
Проверка прочности бетона на действие главных снимающих напряжений производится по формуле:
Q 03 W1 b1 Rb b2 b h0
Прочность бетона опорной зоны балки на действие сжимающих усилий проверяется по формуле:
где – угол наклона сжатой полосы бетона синус которого определяется по формуле:
Условие прочности бетона выполняется и постановка горизонтальных хомутов на опоре по расчету не требуется.
Сетка С1 устанавливается по конструктивным требованиям.
Требуемая площадь сечения анкерных стержней опорной закладной детали МН–1 равна:
С учетом требования принимаем анкерные стержни
Рис.17. Опорный узел
1 Расчётные сочетания усилий
Расчетные сечения усилий в средней колонне двухпролетной поперечной рамы
Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечной рамы.
Армирование колонн принимается симметричным.
Геометрические размеры сечений колонны:
-высота поперечного сечения надкрановой части колонны - hв=06м;
-высота сечения подкрановой части колонны – hн=08 м;
-ширина сечения колонны – b= 04 м.
Размеры колонны по высоте:
-высота надкрановой части колонны HВ=45 м;
-высота подкрановой части колонны – HН=645 м;
Класс бетона колонны В25 = 145 МПа; = 11 МПа;= 185МПа; = 16 МПа;= 3010 МПа.
Сочетания усилий в расчетных сечениях колонн от различных нагрузок представлены в таблице 3.
2. Расчет надкрановой части на прочность и устойчивость
Расчет надкрановой части колонны на устойчивость в плоскости поперечной рамы производится при минимальной площади продольной арматуры определяемой по конструктивным требованиям или из условий работы колонны на внецентренное сжатие. Расчет минимальной площади продольной арматуры производится в зависимости от расчетных длин колонны.
Расчетные усилия в сечении 2-2. (1+9+11+15)
b1=1.1 так как в сечении 2-2 участвует нагрузка от крана.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
при учете нагрузки от кранов:
без учета нагрузки от кранов:
Минимальная площадь продольной арматуры в надкрановой части определяется.
- по конструктивным требованиям:
- из условия работы на внецентренное сжатие:
в зависимости от отношения
где i=0289h – радиус инерции сечения колонн относительно геометрического центра м.
При учете нагрузки от крана
Без учета нагрузки от крана
где =06-005=055 – рабочая высота сечения надкрановой части колоны м.
а =005м – расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до наружной грани сечения.
Принимаем минимальную площадь сечения
Вычисляем площадь продольной рабочей арматуры принимаемой из стали класса А400 .
изгибающий момент от длительной нагрузки;
ML =0+684·0296-167·0296+208·05=257 кН
продольное усилие от длительной нагрузки;
Рис. 18 Линия влияния опорной реакции
-коэфф. линии влияния.
=1 – коэффициент принимаемый в зависимости от вида бетона.
т.к. е > еmin то принимаем е=045.
Жесткость D определяем по формуле:
условие выполняется.
Расчет необходимой площади сечения арматуры.
αn = N (Rb · γb1 · b · h0)=01036
αm = (M + N · (h0 - as’) 2) (Rb · γb1 · b · h0)=094
Принимаем 2 12 А400 с = As=Asс 0000226 м2
Проверяем условие min :
min принимается по таблице 38 [ 1 ] исходя из условия:
Следует подобрать арматуру по min.
Принимаем 2 18 А400 с = As=Asс 0000509м2
принимаем S = 300 мм.
ds – диаметр продольных стержней.
Диаметр поперечных стержней в свариваемых каркасах назначается из условия свариваемости.
принимаем dsw = 6 мм из стали В500
Рис. 19. Схема армирования надкрановой части колонны
3. Расчет подкрановой части на прочность и устойчивость
Расчет подкрановой части колонны на устойчивость в плоскости поперечной рамы производится при минимальной площади продольной арматуры определяемой по конструктивным требованиям или из условий работы колонны на внецентренное сжатие. Расчет минимальной площади продольной арматуры производится в зависимости от расчетных длин колонны.
Расчетная длина подкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
Минимальная площадь продольной арматуры в подкрановой части определяется.
где =08-005=075 – рабочая высота сечения подкрановой части колоны м.
Принимаем минимальную площадь сечения 220 А400 с т.к. в сочетаниях участвует нагрузка от крана.
Расчетные усилия в сечении 3-3. N = 624 кН и М =-1673 кНм.
Расчетная высота колонны принимается l0=1674 м.
b1=11 так как в сечении 3-3 участвует нагрузка от крана.
ML =0-1298·0296-167·0296-208·05=-5376 кН
l=4454+2643·0269+0+0=5165 кН
αn = N (Rb · γb1 · b · h0)= 624000 (14500 · 09 · 04 · 08)=0149
αm = (M + N · (h0 - as’) 2) (Rb · γb1 · b · h0)= (-1673 + 624· (075 – 005) 2) (14500 · 09 · 04 · 082)=0153
Из условия устойчивости принимаем 2 20 А400 с = As=Asс 0000628 м2
принимаем dsw = 6мм из стали В500
Так как расстояние между стержнями продольной арматуры в направлении большей стороны больше 500 мм принята конструктивная арматура Asк=Asк`1=0000308 м2 2 14 А400
Рис. 20. Схема армирования подкрановой части колонны
4. Расчет прочности колонны из плоскости поперечной рамы
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной продольной силы N=2797 кН определяется с коэффициентом сочетаний γi=10. Следовательно коэффициентом условия работы бетона γb2=09 . Расчетные усилия в сечении 2-2(1+8+10)
Расчетные длины надкрановой и подкрановой частей колонны из плоскости поперечной рамы
без учета нагрузки от крана
при учете крановых нагрузок .
Прочность внецентренно сжатого сечения колонн из плоскости поперечной рамы проверяется условием:
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие силы N приложенной с эксцентриситетом
Изгибающие моменты относительно центра тяжести растянутой арматуры:
Условие выполняется. Прочность надкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы обеспечена так как принятая площадь арматуры больше расчетной принятой 2 20 .
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной продольной силы N=9218 кН(1+13+11+3) определенной с коэффициентом сочетаний γi=09. Следовательно коэффициентом условия работы бетона γb2=11
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие силы N приложенной с эксцентриситетом
где продольное усилие от длительной нагрузки
l=3597+4353·0296+1268·05=55195 кН
Ml =55195 ·0017=938 кН
т.к. е еmin то принимаем е=015 м.
Условие выполняется. Прочность подкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы обеспечена так как принятая площадь арматуры больше расчетной принятой 2 20 .
5. Расчет подкрановых консолей колонн
Армирование консолей колонн производится продольной и поперечной арматурой.
Относительная высота сжатой зоны бетона консоли колонны
- рабочая высота консоли колонны
- эксцентриситет усилия Qк относительно грани колонны внизу консоли;
- поперечная сила действующая на консоль от постоянных и крановых нагрузок.
- изгибающий момент
относительно грани колонн внизу консоли.
Требуемая площадь продольной арматуры консоли колонны определяется по формуле:
Минимальная площадь продольной арматуры консоли колонны определяется из условия работы консоли на изгиб.
Принимаем фактическую площадь продольной арматуры консоли колонны.
8 А400 с As=Asс =509 cм2
Рассчитываемая консоль колонны относится к типу коротких консолей так как .
Предельное усилие воспринимаемое бетоном наклонной полосы консоли определяется по формуле:
- ширина подкрановой балки на опоре
- синус угла наклона сжатой полосы бетона к горизонтали
принимаем что меньше
Поперечная арматура в консоли колонны по расчету не требуется так как условие выполняется.
Продольная арматура в сетках С2 и С4 принимается по конструктивным требованиям 28 А400 .
Так как в стойках действуют сжимающие усилия то поперечная арматура в узлах устанавливается по конструктивным требованиям ( 5 В500).
Рис.21. Армирование консоли колонны
Для проектируемого здания применены отдельные железобетонные фундаменты ступенчатого типа под колонны из бетона класса В20 армированные арматурой класса А400.
Характеристики арматуры класса А400:
Rs = 355 МПа; Rsc = 355 МПа; Rsw = 285 МПа; Es = 200000 МПа.
Характеристики бетона класса В20:
Rbt.ser = 14 МПа; Rb.ser = 15 МПа; Rbt = 0.9 МПа; Rb = 11.5 МПа; γb2 = 0.9;
Расчетное сопротивление грунта – R0 = 02 МПа.
Расчетные и нормативные усилия на уровне обреза фундамента (сечение 4-4):
Мser = Мma -расчетный момент
Nо ser = Nсоот 1.15 = 5862 1.15 = 50975 кН; -расчетная продольная сила
Qser = Qсоот 1.15 = 88 1.15 = 765 кН-расчетная поперечная сила
1. Выбор глубины заложения фундаментов.
Глубина заложения определяется только из условия анкеровки так как колонна средняя промерзание грунта не будет.
- минимальное расстояние от дна стакана до подошвы.
Для проектируемого здания применены отдельные железобетонные фундаменты ступенчатого типа под колонны. Бетон принят класса В20.
Размеры стаканной части фундамента
Величина заделки колонны в фундамент:
hс = hз + 0.05 = 08 + 0.05 = 085 м;
Минимальная высота фундамента:
Hf min = hс + 03 = 10+ 03 = 13 м
Принимаем для дальнейшего расчета: Hf = 15 м
Размеры поперечного сечения подколонника
Длина подоколонника:
lп = hкол + 2 0075 + 2 bw = 08 + 015 + 2 015 = 125 м
Ширина подоколонника:
bп = bкол + 2 0075 + 2 bw = 04 + 015 + 2 015 = 085 м
hкол = 08 м – высота сечения колонны
bкол = 04 м – ширина сечения колонны bw = 0.15 м – толщина стенки стакана в первом приближении
Принимаем следующие размеры:
Уточняем толщину стенки стакана расположенной перпендикулярно плоскости действия изгибающего момента:
lw = (lп - hкол - 0.15) 2 = (15-0.8- 0.15) 2 = 0.275 м
Уточняем толщину стенки стакана расположенной параллельно плоскости действия изгибающего момента:
bw = (bп - bкол - 0.15) 2 = (1.2 - 0.4 - 0.15) 2 = 0325 м
Размеры подошвы фундамента
Расчетное значение момента на уровне подошвы фундамента:
М = Мmax + Qсоот d = 1713 + 88 Нf = 1845 кНм
l = (N0 ser (m(R0 - Нf))12 = (50975 (0.8(220-2015)))12 = 183 м
m = 0.8 - соотношение между сторонами подошвы фундамента
Нf =15м – глубина заложения фундамента;
Ro=220(кН) – расчетное сопротивление грунта
b = l m = 18 08 = 146 м
Принимаем размер подошвы по серии 1.412.1-6:
2 Расчет плитной части фундамента
Плитная часть фундамента рассчитывается по двум группам предельных состояний. Расчет по первой группе включает проверку прочности на продавливание плитной части в целом и по каждой ступени в отдельности а также расчет на изгиб консольных выступов в сечениях по граням ступеней и подколонника. Расчет по второй группе предельных состояний – на образование и раскрытие трещин в подошве фундамента.
Среднее давление на грунт:
Р = Nсоот (b l ) = 5862(378) = 1551 кПа
Толщина дна стакана:
hbot = Hf - hс = 15 – 10 = 05 м
Р =N0 ser (bl)+(Мser+ Qser Hf) (bl26)+ ρ d = 50975 (2118)+(14895+ 765 15) (182426) + 2000 165 981 10-3 115 =314 кПа
Р = 314кПа > 1.2 R0 = 1.2 220 =264 кПа. Условие невыполняется
Принимаем размеры подошвы 24х18
Р =N0 ser (bl)+(Мser+ Qser Hf) (bl26)+ ρ hз = 50975 (2721)+(14895+ 765 15) (212726) + 2000 165 981 10-3 115 =279 кПа
Р = 279 кПа 1.2 R0 = 12 220 =264 кПа. Условие невыполняется.
Принимаем размеры подошвы 27х21
Р =N0 ser (bl)+(Мser+ Qser Hf) (bl26)+ ρ hз = 50975 (2418)+(14895+ 765 15) (182426) + 2000 165 981 10-3 115 =2087 кПа
Р = 2087 кПа 1.2 R0 = 12 220 =264 кПа. Условие выполняется.
Высота плитной части:
Рис.22. фундамент Ф6.1.5
Проверка фундамента по прочности на продавливание
Рабочая высота плитной части: H0 = H - а = 03 – 005 = 025 м
Проверяем условие:H0 = 025 м H + (l - b )2=03+(27-21) 2 = 06 м
Необходимо произвести расчет на продавливание фундамента колонной от дна стакана и на раскалывание фундамента колонной при действии только расчетной нормальной силой.
Площадь многоугольника ABCDEG:
А0 = 05b(l - ln - 2H0 )-025(b - bn - h01 )2 =0521(27-21-2025)-025(21-12-05)2 =0065 м2
Наибольшее краевое давление на грунт от расчетной нагрузки без учета веса фундамента и грунта на его уступах:
Pmax = (Nсоот bl) + (Mmax Wy ) = (5862 2127) + (1713 27 (2136) = 1445 кПа
Расчетная продавливающая сила:F = A0 Pmax = 0065 1584 = 939 кН
Средний размер грани и пирамиды образующейся при продавливании в пределах рабочей высоты:
Um = bc + hbot0 = 055 + 045 = 1 м
hbot0= hbot – а=05-005=045 м
Площадь боковой поверхности колонны заделанной в стакан фундамента:
Ащ = 2 hз (bкол + hкол ) = 208(04+08) = 192 м2
Проверяем условие прочности на продавливание:
N = b l Rbt ( ’ A0 ) + Um hbot0 = 2127900 (085 0065) + 1045 = 9236244 кН
’ = 1 – 04 Rbt Ащ Nсоот = 1 – 04900192 5862= 018 085
Nсоот = 5862 кН N = 9236251 кН
Условие выполняется.
Проверка фундамента по прочности на раскалывание
Расчет на раскалывание фундамента производим на действие расчетной нормальной силы.
Площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях проходящих по осям колонны параллельно длинной и короткой сторонам подошвы фундамента за вычетом стакана фундамента соответственно:
Afl = 072 м2 Afb = 054 м2
Так как: bкол hкол = 04 08 = 05 Afl Afb =072054 = 129
то: N = 0975 Afl Rbt (1 + bкол hкол ) = 0975072900(1+0408) = 106616 кН
и тогда проверяем: Nсоот = 5862 кН N = 106616 кН
Проверка ступени по прочности на продавливание
Площадь многоугольника продавливания: А0 = 044 м2
Расчетная продавливающая сила:F = A0 Pmax = 044 1584 = 6358 кН
Проверяем условие прочности ступени на продавливание:
F = 6358 кН bm Rbt b2 h02 = 105 900 09 025 = 21263 кН
bm = h02 + b2 = 025 + 08 = 105 м
Рис.23. К расчёту прямоугольника давления
Армирование подошвы фундамента
Армирование подошвы фундамента производится одной сеткой С-7 с рабочими стержнями с шагом 200 мм в продольном и поперечном направлениях.
Сечение по грани подколонника с арматурой параллельной длинной стороне фундамента и вылетом ступени cl = 06 м :
Mb=Nсоотcl2(2l)(1+6e0l–4(e0cll2))=58620452(227)(1+602727-4(02806272))=2218 кНм
е0 = (Mmax + Qсоот d) (Nсоот + 20 b l ) = (1713 +88 165) (5862 +202127) = 0265 м
Asl = Mb (0.9 RS h01 ) = 2218(09 355103 05) = 0.00014 м2
Сечение по грани подколонника с арматурой параллельной короткой стороне фундамента и вылетом ступени cb = 06 м :
Ml = Nсоот c12 (2 b) = 5862062 (221) = 502кНм
Asb = Ml (0.9 RS h01 ) = 502 (09 355103 05) = 0.00031 м2
Количество стержней в сетке по длине и ширине:
nl = 2050 200 = 10 шт
nb = 2650 200 = 13 шт.
Минимальный диаметр стержней в сетке по длине и ширине:
dsl(b) = (4 * Asl(sb) ( * nl(b)))05
dsl = (4 * 140 ( * 14))05 = 402 мм.
dsb = (4 * 310 ( * 14))05 = 53 мм.
Диаметр поперечных стержней назначается из условия свариваемости:
3. Расчёт подколонника
Проверка прочности подколонника по нормальным сечениям
Проверка прочности подколонника проводится по двум сечениям: в уровне плитной части (сечение 1-1) и в уровне нижнего торца колонны (сечение 2-2).
Случайный экцентриситет:ea = lп 30 = 15 30 = 005 м
Приведенный момент в сечении:
M1 = Мmax + Ncooт ea + Qcooт hп = 1713 + 5862005 + 8812 = 21117 кНм
Эксцентриситет продольного усилия:
е1 = M1 Nсоот + еа = 2112 5862 + 005 = 041 м
Площадь сжатой зоны:
АВС = bп lп (1 – 2 е1 lп ) = 12 15 (1 – 21045 21) = 11 м2
Проверяем условие:Nсоот=5862b3b9 Rb ABC=085091150011=967725 кН
Т.к. это сечение коробчатое то оно приводится к эквивалентному тавровому
hf = h’f = bw1 = bw = 0325 м; b = 2bw2 = 2b’w = 20275 = 055 м; bf = b’f = bп = 12 м
Продольная сила передаваемая через бетон замоноличивания на стенки стакана:
Nc = 04 Rbt b2 Aщ = 0490009154=49896 кН
Nc=(1- ’)Nсоот = (1-085)5862= 8793 кН
Проверяем условие: Nс = 8793 Rb b’f h’f = 11500120325 = 4485 кН
Условие выполняется. Следовательно граница сжатой зона проходит в полке и сече ние расчитывается как прямоугольное с шириной b=12 м.
M2 = Мmax-Ncea+Qcooтhс = 1713 +8793005+881 =1845 кНм
Эксцентриситет продольного усилия: е2 = M2 Nс + еа = 1845 8793 + 005 = 214
Площадь сжатой зоны: АВС = bп lп (1 - 2 е2 lп ) = 12 15 (1 - 21214 15) 0
Следовательно сила приложения находится за пределами сечения подколонника. Рассчитываем подколонник как внецентренно нагруженный жб элемент по высоте сжатой зоны:
х = Nсоот Rb bп = 5862 11510312 = 004 м
х = 005м R (lп – 005) = 0531 (15– 004) = 077 м
Требуемая площадь рабочей продольной арматуры на одну сетку:
А’S = АS = ((Rb bп lп02 ) RS ) ((n - ’n (1-05’n )) (1-)) =
= ((11510312205 2)355103) ((009-0021(1-050021)) (1-0024)) = 000246 м2
l п0 = lп - а’ = 15 – 005 = 145 м
l2 = l1 + 05(lп0 – а’ ) = 1178 + 05(145-005) = 278м
’n = Nсоот (Rb bп lп0 ) = 5862 (11510312145) = 0021 R = 0531
n = Mmax l2 (Rb bп lп02 ) = 1713 278 (115103121452 ) = 009
= а’ lп0 = 005 145= 0024
каркаса КР 1 по 612 А400 с А’S = АS ≥ 00004 bп lп0 = 0.00098 м2
каркаса КР 2 по 514 А400 с А’S = АS ≥ 0.0004 bп lп0 = 0.00098 м2
Проверяем условие по наименьшей принятой площади арматуры:
N*=Rbbпх(lп–05х)+RSCA’S(lп0–a')=11510312004(15-05004)+4351030000679(145–005) = 12305 кНм
Nсоот=5862N*= 12305 кНм - условие выполняется.
Рис.25. каркасы КР1 и КР2
Расчет подколонника по наклонным сечениям
Проверка прочности подколонника проводится по одному из двух наклонным сечениям: 3-3 или 4-4 в зависимости от величины расчетного эксцентриситета.
Расчетный момент с расчетным эксцентриситетом:
при е’ = (Мmax + Qсоот hc ) Nсоот = (1713 + 881) 5862=031 м
hкол 2 = 12 = 05 м > е’ = 03 м > hкол 6 = 08 6 = 013 м
МВ = Мmax + Qсоот hc - 07 Nсоот е’ = 1713 +881 – 075862031 = 529 кНм
Площадь рабочей арматуры одной сетки С9:
АS = МВ RS zi = 529 435103 30 = 0.0004 м2
zi = z1 + z2 + z3 + z4 + z5 = 02+04+06+08+10 = 30 м
zi - расстояние от каждого ряда сеток С 2 до торца колонны.
Т.к. полученная по расчету площадь меньше предельно допустимой то принимаем минимально допустимое армирование на одну сетку 8 12 А-400 с АS = 0.000905 м2.
Армирование подколонника
Железобетонный подколонник проектируемого фундамента армируется вертикальными каркасами КР1 КР2 образующих пространственный каркас горизонтальными сетками в пределах высоты подколонника и сетками косвенного армирования под дном стакана.
Количество сеток принимается взависимости от глубины стакана. Сетки располагаются равномерно по высоте от верха фундамента до отметки ниже дна стакана на 50 мм. Стержни горизонтальных сеток располагают к наружных и внутренних плоскостей стенок стакана с таким расчетом чтобы стержни продольной арматуры подколонника проходили внутри ячеек сетки. Согласно типовой серии 1.412.1-6 принята расстановка горизонтальных сеток. Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры подколонника принята: 50 мм в попречном направлении и 50 мм в продольном направлении.
Рис.27.Армирование подколонника
Библиографический список.
ГОСТ 11118-73. Панели из автоклавных ячеистых бетонов для наружных стен зданий. Технические требования. Москва.
ГОСТ 13840-68*. Канаты стальные арматурные 1х7. Технические условия. Издательство стандартов. Москва.
ГОСТ 14098-91. Соединения сварные арматуры и закладных изделий железобетонных конструкций типы конструкции и размеры.
ГОСТ 23279-85. Сетки арматурные сварные для железобетонных конструкций и изделий. Москва. Госстрой СССР. 1985.
ГОСТ 5781-82. Сталь горячекатаная для армирования железобетонных конструкций. Технические условия.
ГОСТ 6727-80*. Проволока из низкоуглеродистой стали холоднотянутая для армирования железобетонных конструкций
Технические условия. Госстрой СССР. Москва. 1994. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). ГУП НИИЖБ Госстроя России. Москва. 2005.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ГУП НИИЖБ Госстроя РФ.
Серия 1.412.1-16. Фундаменты монолитные железобетонные на естественном основании под типовые железобетонные колонны одноэтажных и многоэтажных зданий.
Серия 1.463.1-16. Фермы стропильные железобетонные сегментные для покрытий одноэтажных производственных зданий пролетами 18 и 24 м.
) СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Минстрой РФ. Москва. 2006.
) СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции Основные положения. ГУП НИИЖБ Госстроя России. Москва. 2004.
) СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. ГУП НИИЖБ Госстроя России.
) СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. ГУП НИИЖБ Госстроя России.
) Железобетонные конструкции. Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Москва. Стройиздат. 1985.
) Строительные конструкции. Учебное пособие. Малбиев С.А. Телоян А.Л. Лопатин А.Н. Иваново. 2006.
) Статический расчет одноэтажных производственных зданий (компоновка подсчет нагрузок. Методические указания для курсового и дипломного проектирования.Составитель: Кутовой А.Ф.
) Расчёт железобетонных колонн сплошного сечения. Методические указания для курсового и дипломного проектирования. Составитель: Кутова А. Ф. Иваново: ИИСИ 1992. – 44 стр.
) Методические указания. Бетонные и железобетонные конструкции. Проектирование железобетонных рещётчатых балок . методические указания к курсовому и дипломному проектированию для студентов специальности 290300.ИГАСА.Составитель Н.Л.Марабаев.-Иваново1994.-39 стр.
) Методические указания к выполнению курсового проекта №2 для студентов специальности:290300. «Проектирование жб конструкций промышленного здания с мостовыми кранами». Занятие №4. Проектирование двускатной решётчатой балки БДР18. КГАСУ. Казань 2007 год. Составитель: ассист. Радайкин О. В. Под редакцией: проф. Соколова Б.С.