Расчет и проектирование каркаса одноэтажного промышленного здания

жбк.doc

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение
Высшего профессионального образования
УЛЬЯНОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ
Кафедра «Строительные конструкции»
Пояснительная записка к курсовому проекту
по дисциплине «Железобетонные
и каменные конструкции»
«Расчет каркаса одноэтажного промышленного здания»
I. Проектирование железобетонной стропильной фермы .. 2
Исходные данные . .. . .2
Подсчет нагрузок на ферму . . 3
Усилия в элементах фермы .. 4
Расчет верхнего пояса . .5
Расчет нижнего пояса на прочность 6
Расчет сжатого раскоса 8
Расчет растянутого раскоса .9
Расчет сжатой стойки .. .9
II. Статический расчет поперечной рамы 10
Компоновка поперечной рамы ..11
Определение нагрузок на раму блок 11
Составление расчётных сочетаний усилий ..16
Составление расчетных сочетаний усилий ..23
III. Расчет колонны 25
Надкрановая часть колонны 25
Расчет подкрановой части колонны ..27
Расчет крановой консоли 29
Библиографический список ..31
I. Проектирование железобетонной стропильной фермы
Рис.1. Геометрическая схема фермы
Ферму проектируем предварительно напряженную сегментную на пролет 21 м при шаге ферм 12 м. Геометрическая схема фермы представлена на рис. 1.
Предварительно напряженный пояс армируется канатами К-7 диаметром 15 мм с натяжением на упоры:
RSSER= RSN = 1295МПа;
Сжатый пояс и остальные элементы решетки фермы армируются арматурой класса А-III: RS= RSС=365 МПа; d ≥ 10 мм ЕS=2·105 МПа;
Бетон тяжелый класса В40:
Прочность бетона к моменту обжатия (отпуска напрягаемой арматуры):
RBp= 07*В=07*40=28 МПа
Значения контрольного напряжения арматуры при натяжении на упоры
sp = 075* RSN=075*1295= 97125 МПа
sp+Р ≤ RSSER при Р = 005* sp = 005*97125=4856 МПа
125+4856 = 101981 03* RSSER = 03*1295=3885 МПа
sp – Р > RSSER при Р = 005* sp = 005*97125=4856 МПа
125 – 4856 = 92269 > 03* RSSER = 03*1295=3885 МПа
Назначаем геометрические размеры
Ширину панели принимаем 3 м с расчетом опирания ребер плит покрытия в узлы верхнего пояса. Высоту фермы принимаем 3 м что составляет hl=321=17. Сечение верхнего и нижнего поясов 240х240 мм (рекомендуется при шаге ферм 12 м) сечение раскосов hxb=150х180 мм стоек 120х140.
Подсчет нагрузок на ферму
Наименование нагрузки
Нормативная нагрузка Нм2
Коэффициент надежности
Расчетная нагрузка Нм2
– защитный слой из гравия на мастике 20 мм
– трехслойный рубероидный ковер
– асфальтобетонная стяжка 20 мм
– утеплитель (пенобетонные плиты ρ=400 кгм3 толщиной 120 мм)
– ребристые предварительно напряженные панели
– собственный вес фермы (ориентировочно)
Итого полная нагрузка
Т. к. угол наклона верхнего пояса в опорном узле меньше 500 то принимаем интенсивность снеговой нагрузки распределенную по всему пролету.
Подсчет узловых нагрузок
Узловые расчетные нагрузки по верхнему поясу фермы от расчетной нагрузки:
Узловые расчетные нагрузки по верхнему поясу фермы от нормативной нагрузки:
Усилия в элементах фермы
а) от расчетной нагрузки б) от нормативной нагрузки
Элементы верхнего пояса
Элементы нижнего пояса
Таблица 2. Таблица 3.
Расчет верхнего пояса
Предварительно принято сечение верхнего пояса 24х24 см А=576 см2. требуемую минимальную площадь сечения сжатого пояса фермы можно также определить по формуле
что меньше принятого сечения. Свободную длину пояса для учета продольного изгиба в плоскости и из плоскости фермы принимаем равной ширине одной панели 275 м.
Случайный начальный эксцентриситет:
ea = l600 = 300600 = 05 см
ea = h30 = 6830 = 227 см
и не менее 1 см. Принимаем ea = 1 см. так как ea (18)h = 248 = 3 см то расчетную длину принимаем l0 = 09*l = 09*300 =270 см.[табл. 33 3].
Радиус инерции сечения
Гибкость l0h = 27024=103 ≥ 4 следовательно необходимо учесть влияние прогиба на его прочность. Предварительно вычисляем площадь сечения арматуры полагая γn = 095
Аs = A’s =xh0= 1 и =1:
где е =е0 + h2–a = 1*1+242-35 = 9510 cм;
S0=05*b*h2 = 05*24*242= 7000 см3;
Rb*γb2 = 22*09=198 МПа;
т.к. значение отрицательное следовательно армирование по расчету не требуется; армирование назначаем из конструктивных соображений 412 А-III Аs =452 см2;
Процент армирования = 452(24*24)*100=079% >02%
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона при γb2=09
где w = 085– 0008* γb2*Rb = 0692;
sR = Rs = 365 МПа (для арматуры класса А-III);
scu = 500 МПа при γb2 09
Относительная величина продольной силы n1:
Так как n1=11 > R=0545 уточняем =хh0:
где As=226 см2 (2A-III принято конструктивно);
Расчет симметрично расположенной арматуры производим по формуле при
> R согласно Руководству [4]:
Aрмирование назначаем из конструктивных соображений как принято ранее 412 А-III.
Сечение верхнего пояса можно было бы уменьшить но из условий унификации сечений оставляем его 24х24см как и для нижнего пояса. Расчет сечения пояса из плоскости фермы не выполняем так как сечение квадратное и все узлы фермы раскреплены плитами покрытия.
Расчет нижнего пояса на прочность
Максимальное расчетное усилие растяжения N=1155448 кН нормативное Nn = 76918 кН а с учётом γn=095 соответственно равно N=1155448*095=109768 кН и Nn=76918*095=730721 кН.
Требуемое по прочности сечение арматуры (по п. 3.13 3) при γs6=115 (для канатов К-7):
Предварительно принимаем с учетом симметричного расположения 5 канатов К-7 диаметром 15 мм Asр=5*181=905см2. Напрягаемая арматура окаймляется хомутами. Из конструктивных соображений по углам перегиба хомутов ставим 410 A-III As=314 см2.
Процент армирования:
=(905+314)(24*24)*100=21 %
Приведенная площадь бетона:
Ared=A+ αAsp+ αAs=24*24+555*905+615*314=64554см2
где α =EsEb=18*1050325*105=555 для напрягаемой арматуры класса К-7 и α=2*1050325*105=615 для арматуры класса A-III.
Расчет нижнего пояса на трещиностойкость
Максимальное предварительное напряжение арматуры принимаем
sR = 07*Rsser=07*1650=1150 МПа.
sр+ р = 1150+575=12075 08 Rsser=08*1650=1320 МПа
sр – р = 1150 – 575=10925 > 02Rsser=330 МПа
где р=005* sр=005*1150=575 МПа.
Определяем потери предварительного напряжения арматуры.
От релаксации напряжений в арматуре:
От разности температур напрягаемой арматуры и натяжных устройств (при Δt = 65С):
От деформации анкеров (при λ=2 мм):
где Е=18*105 МПа – для канатов класса К –7; Δl = 2 мм.
От деформации бетона вследствие быстро натекающей ползучести при bрRbp = 903828 = 032 α = 025+0025*28=095 и 08;
где bр=P1Ared= 6391660707181= Нсм2 = 9038 МПа
Р1= Asp(sp–1–2–3)=905-4884-812-48)100=824051Н = 824051к Н
Первые потери составляют:
los1=1+2+3+6=4884+812+48+1088=18892 МПа
От усадки бетона класса В40 подвергнутого тепловой обработке 8=40 МПа;
От ползучести бетона при bрRbp= 035 α = 06
=200*085*035=596 МПа.
Суммарное значение вторых потерь:
los2=8+9=40+596=996 МПа
los= los1+ los2=18892+996=28852 МПа
Значение предварительного напряжения в арматуре с учетом всех потерь
sp– los=1150–28852=86148МПа
Расчетное отклонение напряжений при механическом способе натяжения арматуры:
где р=005* sp=005*1150=575 МПа; np=5 – число канатов в сечении элемента; принимаем Δγsp=01.
Сила обжатия бетона при γsp=1– Δγsp=1-01=09:
P2=Aspγsp(sp–los)–( 6+ 8+9)As=
=905*09(1150-28852)–(1088+40+596)314=842985 МПа*см2 843 кН
Проверяем условие трещинообразования:
Nn = 730721 кН ≤ Ncrc
Усилие Ncrc воспринимаемое сечением при образовании трещин:
Ncrc=γi[Rbtser(A+2αAsp)+P2]=
=085[2*103(24*24+2*555*905+2*615*314)*10-4+843]=8424 кН ≥Nn =730кН
где γi=085 – коэффициент учитывающий снижение трещиностойкости элемента вследствие жесткости узлов фермы.
Следовательно трещиностойкость сечения обеспечена.
Проверим прочность нижнего пояса в процессе натяжения по условию
где 01= sp-( 1+2+3)=1150-(4884+812+48)=9724МПа; mб6=11(п.4 табл.15 СНиП для проволочной арматуры).
5*(11*9724-330)*01=8373кН≤576*215*01*11=1360кН
условие выполняется.
Контролируемое усилие при натяжении канатов:
N0=0fк=1150*141*01=162кН.
Расчет сжатого раскоса
Расчетное сжимающее усилие с учетом γn=095 от постоянной и длительной нагрузок 38759*095=36821 кН. Бетон марки М500 Rb=215*085=183МПа.
Назначено сечение раскоса 15х18 см А=270 см2. Случайный эксцентриситет: еа=374600=062 см еа=1530=05 см и еа=1 см. принимаем е0= еа=1 см. Так как е0=1 см 18h = 158=188 см то расчетная длина раскоса будет l0=09l=09*374=3366 cм.
При l0=3366 см ≥ 20h=20*15=300 см расчет ведем для внецентренного сжатия элемента. Радиус инерции сечения:
Гибкость l0h = 336615=2244 > 4 следовательно необходимо учесть влияние прогиба на его прочность. Предварительно вычисляем площадь сечения арматуры полагая γn = 095 Аs = A’s =xh0= 1 и =1:
где е =е0 + h2–a = 1*1+152-35 = 5 cм;
S0=05*b*h2 = 05*18*152= 2030 см3;
= 452(15*18)*100=167 % >025%
Расчет растянутого раскоса
Расчетное растягивающее усилие с учетом γn=095 от постоянной и длительной нагрузок 65102*095 =61847 кН то же нормативное Nn=43022*095=40871 кН.
Назначено сечение раскоса 15х18 см А=270 см2.
Площадь сечения арматуры из условия прочности:
Аs=NRs=61847(270*100)=229 см2;
Принимаем предварительно 410 А-III Аs =314 см2.
Расчет по раскрытию трещин
Вычисляем усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин:
Ncrc=Rbtser(A+2αA)=2*10-1(15*18+2*615*314)=6172 кН Nn=4376 кН
где α=2*1050325*105=615 для арматуры класса A-III.
Условие трещиностойкости соблюдается.
Расчет сжатой стойки
Расчетное сжимающее усилие с учетом γn=095 от расчетной постоянной и длительной нагрузок 13121*095=12465кН нормативное 8946*095=8499 кН. Бетон класса В40 Rb=22*09=198 МПа.
Назначено сечение стойки 12х14 см А=168 см2.
Случайный эксцентриситет:
еа=300600=05 см еа=1230=04 см и еа=1 см. принимаем е0= еа=1 см.
Так как е0=1 см 18h = 128=15 см то расчетная длина стойки будет:
l0=09l=09*300=270 cм.
При l0=270 см ≥20h=20*12=240 см расчет ведем для внецентренного сжатия элемента. Радиус инерции сечения:
Гибкость l0h = 27012=225 > 4 следовательно необходимо учесть влияние прогиба на его прочность. Предварительно вычисляем площадь сечения арматуры полагая γn = 095 Аs = A’s =xh0= 1 и =1:
где е =е0 + h2–a = 1*1+122-35 = 35 cм S0=05*b*h2 = 05*14*122= 1008 см3 Rb*γb2 = 22*09=198 МПа.
Предварительно принимаем с учетом симметричного расположения 4 канатов А-III диаметром 12 мм Asр=4*113=452 см2. Напрягаемая арматура окаймляется хомутами. Процент армирования:
= 452(12*14)*100=27 % >02%
Изготовление элементов решетки выполняют отдельно а при бетонировании фермы они соединяются выпусками арматуры с узлами поясов; стыки арматуры сваривают и затем тщательно бетонируют.
II. Статический расчет поперечной рамы
Здание отапливаемое двухпролетное с пролетами L1 = 21 м и L2 = 21 м. Шаг колонн среднего и крайних рядов А Б В – 12м. Отметка верха стакана фундамента - 015м. Мостовой кран грузоподъемностью Q=25т (по два крана в каждом пролете). Подкрановые балки сборные железобетонные высотой 1м. Наружные стены из керамзитобетонных однослойных панелей длиной 12м. Остекление ленточное. Снеговая нагрузка для IV снегового района ветровая для II района местность открытая.
Температурно-влажностный режим помещения нормальный. По степени ответственности здание относится к классу II.
Компоновка поперечной рамы
В качестве основных несущих конструкций принимаем фермы сегментные пролетом 21м. Плиты ребристые жб 3 х 12м. Привязка осей крановых путей . Длину надкрановой и частей колонн определим исходя из:
-отметки низа стропильных конструкций 12 м;
-габаритных размеров крана
-зазора между нижним поясом фермы и краном
-высоты кранового рельса с прокладками
-высоты подкрановой балки
-отметки низа фундамента
Тогда для колонн ряда А и В длина надкрановой части составит: а длина подкрановой части Н2=12000-2650+150=9500 мм общая длина колонны Н=9500+3650=13150 мм. Отметка оголовка кранового рельса Ноголовка=95+1+150=1065 м.
Высота сечения надкрановой части колонны .
Высота поперечного сечения подкрановой части колонны h2≥l14Н2=950014=679мм принимаем h2=700 мм. Ширина поперечного сечения b=≥l25Н=1315025=526 мм принимаем b=550 мм.
Определение нагрузок на раму-блок
Все расчетные нагрузки определены с коэффициентом надежности по назначению здания .
Нагрузки от покрытия собираем с грузовых площадей равных 105х12 м для колонн ряда А и В; 21х12 м для колонн ряда Б Нагрузки от массы подкрановых балок крановых путей стеновых панелей от ветра собираем с полосы 12 м равной ширине раме-блоку.
Постоянные нагрузки на покрытие
Нормативная нагрузка
Водоизоляционный ковер (три слоя рубероида на мастике)
Минераловатный плитный утеплитель ()
Пароизоляция - два слоя пергамина на мастике
Плита покрытия ребристая 3х12м с учетом заливки швов
Массы основных несущих конструкций:
Ферма сегментная L = 21м; масса 114 т вес 114 кН
Подкрановая балка L = 12м; масса 84 т вес 84 кН
На две колонны по ряду А:
-от веса покрытия и ферм:
G1=51*105*12+114*11*095=76173кН
Эксцентриситет нагрузки относительно геометрической оси надкрановой части колонны:
-от веса надкрановой части двух колонн:
G2=042*055*365*25*981*11*095*2=4322кН
Эксцентриситет нагрузки относительно геометрической оси подкрановой части колонны:
е2=(h2-h1)2=(700-420)2=140 мм
-от веса подкрановой части двух колонн:
G3=07*055*95*25*981*11*095*2=1875кН
-от стеновых панелей толщиной 300мм () и заполнения оконных проемов ():
еw=(tw+h2)2=(300+700)2=500 мм
-от веса подкрановых балок и кранового пути:
Эксцентриситет нагрузки относительно геометрической оси подкрановой части колонны:
-от веса 2х подкрановых балок и крановых путей:
Эксцентриситет от нагрузки :
Принимаем снеговую нагрузку равномерно распределенной во всех пролетах здания (коэффициент ). Нормативное значение веса снегового покрова на горизонтальной проекции покрытия для IV района тогда нормативная нагрузка на горизонтальной проекции покрытия:
Коэффициент надежности по снеговой нагрузке .
Расчетные нагрузки на колонны рамы блока:
S1= S3=24*12*105*14*095=40219кН
S1=24*21*12*14*095=80438кН
Эксцентриситеты приложения продольных сил точно те же что и для продольных сил от веса покрытия.
Длительно действующую часть снеговой нагрузки отдельно не выделяем в виду ее незначительной величины.
В соответствии с [4] на мостовые электрические краны принимаем нагрузки и габариты:
Максимальное нормативное давление колеса Fn max=220кН
Коэффициент надежности по нагрузке γf = 12.
При расчете на действие двух кранов среднего режима работы нагрузку от них следует умножить на коэффициент сочетаний φ = 085.
Расчетное максимальное давление на колонну от двух сближенных кранов определяют по линии влияния давления на колонну.
Сумма ординат линий влияния:
Dmax = φ γfΣFnmaxy = 085*12*220*29= 651кН.
Минимальное нормативное давление одного колеса на рельс подкрановой балки:
где n0 =2 – число колес на одной стороне крана.
Расчетное минимальное давление на колонну от двух сближенных кранов:
Dmin = φ γfΣFnminy = 085*12*85*29 = 252кН.
Горизонтальная нагрузка от поперечного торможения тележки кранов распределяемая поровну на все колеса с одной стороны крана:
Расчетное горизонтальное давление на колонну:
T= φ γfΣTnmaxy = 085*12*84*29= 248 кН.
Нормативное значение статической составляющей ветровой нагрузки для II района и местности типа Б:
w0 = 03кПа = 300 Нм2
Аэродинамические коэффициенты для вертикальных стен:
c = 08 с наветренной стороны
c = 06 с заветренной стороны.
Расчётная линейная ветровая нагрузка:
Коэффициент k для отметки 12 м: k=086
B-ширина расчётного блока: B=12м
С наветренной стороны:
qw1=γww0kcB=14*03*086*08*12=346кНм
Коэффициент к для отметки 12м: k=09
qw2=γww0kcB=14*03*09*08*12=362кНм
Ветровая нагрузка действующая на участке от низа до верха фермы заменяется сосредоточенной силой приложенной к низу фермы:
-c наветренной стороны:
-c заветренной стороны:
Эквивалентные нагрузки активного давления и отсоса определяются по формулам:
где расчётная ветровая нагрузка при k=1:
где k0-коэффициент k у поверхности земли k0=05; kн-коэффициент на отметке Н=12м kн=086м:
Составление расчётных сочетаний усилий
Вычисление геометрических характеристик сечений колонны.
Моменты инерции сечений колонн составляют:
- надкрановой части
- подкрановой части
Определение реакций верха колонн рамы-блока от единичного смещения
Верхним концам колонны придаем горизонтальное смещение и определяем реакции в основной системе от этого смещения
- для колонн крайнего ряда А или В и среднего ряда Б:
- суммарная реакция верха колонн:
Загружение рамы блока постоянной нагрузкой
Определяем реакции колонн в основной системе (т. е. с несмещаемыми верхними концами).
Реакция двух колонн ряда А
- моменты в сечениях I-I и III-III от внецентренного приложения постоянной нагрузки. Согласно принятому правилу знаков положительная реакция направлена вправо.
Суммарная реакция верха колонн в основной системе:
Перемещение верха колонн в заданной системе:
Упругие реакции верха колонн в заданной системе:
- двух колонн ряда А В:
Усилия в сечениях колонн:
(-311-4822)95=-835 кН
Загружение снеговой нагрузкой
Последовательность расчета ни чем не отличается от выше приведенной.
Реакция двух колонн ряда А:
Суммарная реакция в основной системе:
(-412+3855)95=-028 кН
Загружение крановой нагрузкой
При различном расположении тележки с грузом в пролете.
Давление приложено с эксцентриситетом e3=04м создавая момент Mmax=M2=651*04=2604кН*м. Одновременно на средней колонне действует давление Dmin= 252 кН с эксцентриситетом создавая момент Mmin=M2=-252*075=-189кН*м.
Реакция левой стойки рамы-блока в основной системе:
Bicr=-3M2(1-α2)2H(1+k)=-3*2604(1-02782)2*1315*1078=-254кН
То же средней стойки:
Bcr=-3M2(1-α2)2H(1+k)=-3*(-189)*(1-02782)2*1315*1078=19кН
- Rcrсdimr11=6434*11529*10-3 Еb =163Еb
Bei= Bicr+B i=-254+163 Еb*384*10-3 Еb=-2477кН
MII-II=-2477*365=-9041кН*м
MIII-III=-9041+2604=16999кН*м
MIV-IV=2604-2477*1315=-653кН*м
(16999+653)95=2477кН
То же для колонны ряда Б:
Bem= Bmcr+B i=19+163 Еb*384*10-3 Еb=196кН
MII-II=19*365=6935кН*м
MIII-III=6935-189=-1196кН*м
MIV-IV=-189+196*1315=687кН*м
(-1196-687)95=-198кН
Данное загружение предусмотрено для получения максимальной продольной силы в средней колонне когда на нее действует слева и справа от двух кранов в каждом пролете.
Последовательность расчетов не меняется но вертикальное давление кранов принимаем с коэффициентом сочетаний
Узловой момент создаваемый разностью вертикальных давлений:
Одновременно на крайней левой опоре действует узловой момент:
M2=Dmini*e3=2075*04=83кН*м
а на правой крайней момент:
M2=-Dminr*e3=-2075*04=-83кН*м
Реакция верха колонн рамы-блока в основной системе по ряду А:
Bicr=-3M2(1-α2)2H(1+k)=-3*83(1-02782)2*1315*1078=-81кН
Реакция верха колонн рамы-блока в основной системе по ряду Б:
Реакция верха колонн рамы-блока в основной системе по ряду В:
- двух колонн ряда А :
Bei=-81-0*384*10-3 Еb=-81кН
- двух колонн ряда Б:
- двух колонн ряда В:
Усилия в сечениях колонн рамы-блока по ряду А:
MII-II=-81*365=-2956кН*м
MIII-III=-2956+2075=17794кН*м
MIV-IV=2075-81*1315=10098кН*м
(17794-10098)95=81кН
NI-I=0кН NII-II= NIII-III=Dmini=2075кН
Горизонтальная тормозная сила
Расчетное горизонтальное давление на колонну: T= 248 кН.
Реакция двух колонн ряда А:
BTi=±T(1-α2+k)1+k=±248(1-02782)1078=±212кН
Для колонны среднего ряда:
-(±212)34*11529*10-3* Еb =±541 Еb
Bei=±212±541 Еb *384*10-3 Еb=±233кН
То же для колонны среднего ряда:
Bem=0±541 Еb *384*10-3 Еb=±21кН
Усилия в сечениях колонн ряда А:
MII-II=MIII-III=±233*365=±8505кН*м
MIV-IV=±233*1315=±30639 кН*м
(±8505±30639)95=±233 кН
MII-II=MIII-III=±21*365=±767кН*м
MIV-IV=±21*1315=±276 кН*м
Загружение ветровой нагрузкой
Давление ветра слева на право
Реакции верха колонн рамы-блока в основной системе:
Суммарная реакция верха колонн в основной системе (с учетом реакции от сосредоточенной силы):
- двух колонн ряда А В Б:
Усилия в сечениях колонн в колоннах ряда А и В:
Составление расчетных сочетаний усилий
Таблицы расчетных усилий M Q N в сечениях колонн составляем по результатам статического расчета рамы блока. Рассматриваем три сечения по длине колонн II-II III-III IV-IV. В таблицу не включены сечения I-I так как они заведомо меньше усилий сечений II-II.
Усилия в сечениях колонны
Нагрузки для расчета фундамента
Варианты основного сочетания
Вариант 1 – основное сочетание с учетом крановых и ветровых нагрузок
Вариант 2 – без учета крановых и ветровых нагрузок
Бетон тяжёлый: подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении; ; ; ; ; арматура.
Поперечная арматура класса АI.
Надкрановая часть колонны
Размеры сечения: b=550мм; ; ; .
Комбинации расчётных усилий
Усилия от всех нагрузок без учета крановых и ветровых:
Усилия действующие от продолжительных постоянно действующих нагрузок:
Расчет в плоскости изгиба при учете крановых нагрузок:
Без учета крановых нагрузок:
Минимальная гибкость в плоскости изгиба:
Необходимо учитывать влияние прогиба колонны на ее несущую способность.
Случайные эксцентриситеты:
Проектный эксцентриситет
Следовательно случайный эксцентриситет не учитываем.
Находим условную критическую силу и коэффициент увеличения начального эксцентриситета:
Задаемся в первом приближении коэффициентом армирования
Условная критическая сила:
Коэффициент начального увеличения эксцентриситета:
Расчетный эксцентриситет продольной силы:
Определим требуемую площадь сечения арматуры по формулам:
При площадь сечения симметричной арматуры составляет:
По конструктивным требованиям минимальная площадь сечения арматуры составляет:
Коэффициент армирования сечения:
Окончательно принято поэтому корректировку можно не производить.
Расчет из плоскости изгиба.
За высоту сечения принимаем его размер из плоскости поперечной рамы h=b=550 мм.
Расчетная длина надкрановой части из плоскости:
Так как гибкость из плоскости расчет из плоскости изгиба можно не выполнять.
Расчет подкрановой части колонны
Подкрановая часть колонны.
Размеры сечения: ; ; ; .
N’=2275122=113756кН.
Усилия действующие от продолжительных постоянно действующих нагрузок.
необходимо учитывать влияние прогиба колонны на ее несущую способность.
MII=M1=M+N(05*h-a)= 52886+227512(05*07-003)=125690Кн*м
MI=M’+N’(05*07-003)= 26443+113756(05*07-003)=64845кН*м.
Так как [MI]= 64845≤082[MII]=103066кН*м то .
Проектный эксцентриситет:
Е0=[М]n=52886227512=0232i ≥ 0024i
e=e0h=023207=0331 ≥ e min=05-001*l0h-001Rb=05-001*11407-001*1265=0211
т. к. е0=232 мм ≥ 01h=70 мм то .
=1(1-227512659245)=153
е= *е0+05*h-a=153*0232+05*07-003=0675м
αn=NRbbh0=227512*103(1265*550*670)=048
αm1=N*e Rbbh02=227512*103*0675(1265*055*0672*106)=049
As=As’= (Rbbh0Rs)* (αm1- αn(1- αn2)(1-))= (1265*550*670365)*(049-048(1-0482)(1-0045))≤0
У широких граней предусматриваем с тем что бы расстояние между продольными стержнями не превышали 400 мм.
За высоту сечения принимаем его размер из плоскости поперечной рамы h=b=550 мм.
Расчет крановой консоли
На крановую консоль действует сосредоточенная сила от веса подкрановой балки и вертикального давления кранов.
Qc=(G5+Dmaxi)2=(21318+651)2=43209кН.
Размеры консоли приведены на чертеже.
Так как Qc=43209кН ≤ 25Rb+bh0=25*0825+550*860=150769кН
Принимаем с шагом 150мм по высоте консоли.
из чего выделяем площадь смятия:
Аioc1=550*300=165*10-4 м2.
- расчетная площадь смятия:
N=Qc=43209≤075*141*255*104=269663кН
Требуемая площадь сечения арматуры консоли:
Аs= (Qc*l)(h0*Rs)=432090*300(860*365)=41296 мм2
Принимаем 2d=18 мм AIII(Аs= Аs’=50868 мм2).
Библиографический список
СНиП 2.01.07-85 Нагрузки и воздействия.
СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. Учебник для вузов. М. Стройиздат 1991.
Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций: Учеб. пособие для техникумов.–2-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1989.–506 с.

жбк.dwg

Армирование колонны ряда А
Армирование колонны ряда Б
Строительные конструкции
Железобетонные конструкции
Ферма с параллельными поясами (1:100)
Сегментная ферма (1:100)
Расчет каркаса одноэтажного промышленного здания