Проектирование производственного здания с мостовыми кранами

Записка.docx

Министерство образования и науки Российской Федерации
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение
Ивановский государственный политехнический университет
Направление Строительство
Специальность Промышленное и гражданское строительство
Кафедра Строительных конструкций
РАСЧЕТНО-ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовому проекту
по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»
«ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ
С МОСТОВЫМИ КРАНАМИ»
студент группы ПГСТ-41
ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ2
КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ ЗДАНИЯ3
1 Выбор несущих и ограждающих конструкций3
2 Обеспечение пространственной жесткости здания7
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ КОНСТРУКЦИИ9
1 Исходные данные для расчета9
3 Статический расчет11
3.1 Расчет нижнего пояса12
3.2 Расчет верхнего пояса16
3.3 Расчет раскосов19
СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ29
1 Сбор нагрузок расчетная схема29
2 Статический расчет поперечной рамы30
3 Сочетание нагрузок и комбинации усилий34
ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОЛОННЫ37
2 Расчет прочности и устойчивости надкрановой части37
3 Расчет прочности и устойчивости подкрановой части41
ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
Исходные данные для проектирования находим по трехзначному шифру который определяем по номеру зачетной книжки.
Номер зачетной книжки – 147069.
Исходные данные для проектирования по шифру 669:
район строительства – г. Иваново; IV: Sg=24 кНм2
пролет здания – L = 18 м;
шаг колонн – a = 6 м;
грузоподъемность крана – Q = 32 т;
отметка кранового рельса – Hр = 8 м;
расчетное сопротивление грунта – R0 = 022 МПа;
плотность утеплителя – ρ0 = 225 кгм3;
поперечная рама – двухпролетная с ригелем в виде сегментных раскосных ферм.
КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ ЗДАНИЯ
1 Выбор несущих и ограждающих конструкций
Высота надкрановой части колонны:
Нв = Нкр + (hп.б. + а1) + а2
где Нкр = 275 м – габаритный размер крана;
hп.б. = 1 м – высота подкрановой балки;
а1 = 015 м – высота кранового рельса;
а2 ≥ 01 м а2 = 015 м – зазор между низом стропильной конструкции и верхом крановой тележки.
Нв = 275 + (1 + 015) + 015 = 405 м.
Ориентировочно высота помещения определяется по формуле:
Нп0 = 8 + 275 + 015 = 109 м.
Принимаем высоту помещения здания Нп = 126 м (кратно 18).
Отметка кранового рельса:
Нр = 126 - 275 - 015 = 97 м.
Высота подкрановой части колонны:
где а3 = 015 м – расстояние от уровня чистого пола до обреза фундамента
Нн = 126 – 405 + 015 = 87 м.
Высота колонн от обреза фундамента до низа стропильной конструкции:
Н = 87 + 405 = 1275 м.
Для зданий с шагом колонн a = 6 м при грузоподъемности крана Q = 32 т и при среднем или легком режиме работы принимается привязка колонн «0» м.
При Нп = 126 м Q = 32 т и a = 6 м – принимаем марку крайней колонны – К5 с размерами:
hв = 06 м hн = 08 м bк = 04 м.
Принимаем марку средней колонны – К9 с размерами:
Принимается глубина заделки колонн hз = 09 м тогда полная длина колонны
l = 1275 + 09 = 1365 м.
Выбор и компоновка покрытия
Теплотехнический расчёт ограждающей конструкции выполнен по СП 50.13330.2012 «Тепловая защита зданий» и СП 131.13330.2012 «Строительная климатология» в программе ТеРеМОК 0.8.5 © 2005-2014.
Определить требуемую толщину слоя в конструкции покрытия в производственном здании расположенном в городе Иваново (зона влажности — нормальная).
Расчетная температурой наружного воздуха в холодный период года te
Расчетная средняя температура внутреннего воздуха здания t
Средняя температура наружного воздуха отопительного периода tht = -39 °С;
Продолжительность отопительного периодаzht = 219 сут.;
Нормальный влажностный режим помещения и условия эксплуатации ограждающих конструкций — Б.
Коэффициент учитывающий зависимость положения наружной поверхности ограждающих конструкций по отношению к наружному воздуху n = 1;
Коэффициент теплоотдачи наружной поверхности ограждающей конструкции αe Коэффициент теплоотдачи внутренней поверхности ограждающей конструкции α
Нормируемый температурный перепад Δtn = 6 °С;
Нормируемое значение сопротивления теплопередаче Rreq = 4817 м²·°СВт;
Железобетонные ребристые плиты покрытия размером 3х6 м (ГОСТ 28042-89) 2500 кгм³
Рубероид (ГОСТ 10923) 600 кгм³
Маты минераловатные на синтетическом
связующем (ГОСТ 9573) 225 кгм³
Цементно-песчаная стяжка1800 кгм³
Слой изопласта К (ТУ 5774-005-05766480-95) 600 кгм³
Слой изопласта П (ТУ 5774-005-05766480-95) 600 кгм³
Толщина искомого слоя t = 137 мм.
Принимаю t = 150 мм.
Выбор стропильной конструкции
Стропильная конструкция - сегментная раскосная ферма.
Марку стропильной конструкции определим по нагрузкам на нее.
Нагрузка от веса покрытия определена в таблице 1.1.
Таблица 1.1 - Нагрузка от веса покрытия
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент надежности по нагрузке
Расчетная нагрузка кНм2
Слой изопласта К qк1 = 50 кгм2 (ТУ 5774-005-05766480-95)
qк1 q 10-3 γn = 5 981 10-3
Слой изопласта П qк2 = 55 кгм2 (ТУ 5774-005-05766480-95)
qк2 q 10-3 γn = 55 981 10-3
Цементно-песчаная стяжка ст = 002 м ст = 1800 кгм3
ст ст q 10-3 γn = 1800 0.02 981 10-3
Минераловатные плиты о = 015 м о = 225 кгм3 (ГОСТ 9573-96)
о о q 10-3 γn = 225 015 981 10-3
Слой рубероида qр = 50 кгм2 (ГОСТ 10923-93)
qр q 10-3 γn = 5 981 10-3
Жб ребристые плиты покрытия размером 3 6 м qпл = 157 кгм2 (с заливкой швов) (ГОСТ 28042-89) qпл q 10-3 γn = 157 981 10-3
Нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия кПа:
где се - коэффициент учитывающий снос снега с покрытий зданий под действием ветра или иных факторов для пологих (с уклонами до 12 % или с fl 005) покрытий однопролетных и многопролетных зданий без фонарей проектируемых в районах со средней скоростью ветра за три наиболее холодных месяца V ³ 2 мс (г. Иваново - V = 42 мс):
ce = (12 - 01 V k05) (08 + 0002 b) = (12 - 01 42 2105) (08 + 0002 18) = 049.
где k - коэффициент принимается в зависимости от высоты здания и типа местности
b - ширина покрытия.
ct = 1- термический коэффициент;
m = 1 - коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие;
Sg = 24 кПа- вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли.
S0 = 07 049 1 1 24 = 082 кПа.
Расчетное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия кПа:
S = S0 f = 082 14 = 115 кПа.
V = gр + S = 275 + 115 = 39 кНм2.
Принимаем по серии 1.463.1-16 стропильную ферму 2ФС18-2AIIIв с массой
2 Обеспечение пространственной жесткости здания
Пространственная жесткость одноэтажного промышленного здания и диска покрытия обеспечивается защемлением колонн в фундаментах и устройством специальных связей.
В поперечном направлении жесткость здания обеспечивается поперечными рамами образованными колоннами жестко защемленными в фундаментах и ригелями шарнирно связанными с колоннами.
В продольном направлении жесткость здания частично обеспечивается продольными рамами (колонны и шарнирно связанные с ними подкрановые балки и плиты покрытия). Для повышения пространственной жесткости здания в продольном направлении и обеспечения устойчивости колонн при действии крановых тормозных и ветровых сил в подкрановой части колонн устанавливаются:
) вертикальные крестовые связи СВ1 из двух уголков
) горизонтальные связевые фермы СГ1 в уровне консолей из двух швеллеров №16 соединённых распорками из швеллеров №65.
Рис.1.2. Поперечный разрез здания
Рис. 1.3. Маркировочная схема
Рис. 1.4. Поперечный разрез здания
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ КОНСТРУКЦИИ
1 Исходные данные для расчета
Пролет фермы – L = 18 м;
Шаг колонн – a = 6 м;
Плиты покрытия – 3 6 м;
Район строительства – г. Иваново
Принимаем в качестве предварительно напрягаемой арматуры канаты класса К1500 в качестве ненапрягаемой арматуры горячекатаную стержневую арматуру класса А400 и бетон класса В30. В качестве конструктивной арматуры принимаем стержневую арматуру А240 и проволочную арматуру В500.
Характеристики напрягаемой арматуры - канатов класса К1500:
Rsp.ser = 1500 МПа; Rsp = 1300 МПа; Esp = 195000 МПа.
Характеристики ненапрягаемой арматуры класса А400:
Rs = 350 МПа; Rsc = 350 МПа; Rsw = 280 МПа; Es = 200000 МПа.
Характеристики бетона класса В30:
Rbt.ser = 175 МПа; Rb.ser = 22 МПа; Rbt = 115 МПа; Rb = 17 МПа; γb2 = 09; Eb = 32500 МПа.
Нормативные нагрузки
Нормативная нагрузки от веса покрытия рассчитана в таблице 1.1 и равна qn = 238 кНм2.
Нагрузка от собственного веса фермы:
qф.ser = 6000 10-3 981 (18 6) = 055 кНм2.
Нормативная кратковременная снеговая нагрузка на покрытие S0 = 082 кНм2.
Нормативная длительная снеговая нагрузка:
Slser = 082 07 = 0574 кНм2.
Расчетная нагрузки от веса покрытия рассчитана в таблице 1.1 и равна q = 275 кНм2.
Расчётная нагрузка от собственного веса фермы:
qф = 05511 = 061 кНм2.
Расчётная кратковременная снеговая нагрузка на покрытие: S = 115 кНм2.
Расчётная длительная снеговая нагрузка:
Sl = 115 07 = 0805 кНм2.
Узловые (сосредоточенные) нагрузки:
Рnser = 238 6 3 = 4284 кН;
Рфser = 055 6 3 = 99 кН;
Рsser = 082 6 3 = 1476 кН;
Рn = 275 6 3 = 495 кН;
Рф = 061 6 3 = 1098 кН;
Рs = 115 6 3 = 207 кН;
Рsl = 0805 6 3 = 1449 кН.
Нормативная и расчетная нагрузки от собственного веса покрытия с учётом веса фермы:
Рser = Рnser + Рфser
Рser = 4284 + 99 = 5274 кН
Р = 495 + 1098 = 6048 кН.
Геометрическая схема фермы изображена на рисунке 2.1 расчёт усилий в элементах фермы от постоянной и временной (снеговой) нагрузок приведен в таблице 2.1.
Рисунок 2.1 Геометрическая схема фермы
3 Статический расчет
Расчёт усилий в элементах фермы приведен в таблице 2.1.
Таблица 2.1 - Расчёт усилий в элементах фермы от постоянной и временной нагрузок
Усилия от единичной нагрузки
Усилия от нагрузки кН
Усилия от сочетаний нагрузок кН
односторонней (слева)
собственного веса 6048
Нормативные полное и длительное усилия определяем только в наиболее растянутых элементах для расчёта по второй группе предельных состояний:
U2ser = Nser = (4284 + 99 + 1476) 533 = 35976 кН
D2ser = Nser = (4284 + 99 + 1476) 078 = 5265 кН
D2lser = Nlser = (4284 + 99 + 10332) 078 = 492 кН.
3.1 Расчет нижнего пояса
Расчет по первой группе предельных состояний
Сечение нижнего пояса h b = 200 250 мм.
Наибольшее расчётное усилие в нижнем поясе U2 = N = 43269 кН.
Изгибающий момент возникающий от собственного веса рассчитываемого пояса:
М2 = 002 (6048 + 207) = 162 кНм.
Эксцентриситет силы N относительно центра тяжести сечения:
е0 = 162 43269 = 000374 м.
е0 h 2 - а = 02 2 – 005 = 005 м > 000374 м следовательно сила N приложена между равнодействующими усилий в арматуре S и S’.
Требуемая площадь сечения арматуры:
Asp = N e (γsb6 Rsp (h0 - a))
где γsb6 – коэффициент условий работы арматуры равный 115
e = h 2 - a - е0 = 20 2 - 5 – 0374 = 4626 cм
e = h 2 - a + е0 = 20 2 - 5 + 0374 = 5374 cм
h0 = h - a = 20 - 5 = 15 cм
Asp = 43269 10 4626 (115 1300 (15 - 5)) = 134 см2
Asp = 43269 10 5374 (115 1300 (15 - 5)) = 155 см2.
Принимаем 12 К1500 Asp = Asp = 0906 см2 тогда число канатов:
Принимаем 2 12 К1500 с площадью поперечного сечения арматуры Asp = Asp = 1812 см2.
Расчет по второй группе предельных состояний
a) Определение предварительного напряжения напрягаемой арматуры расчётных усилий в нижнем поясе площади приведённого поперечного сечения
Предварительные напряжения в напрягаемой арматуре класса К1500:
Rspser ≤ sp ≤ 08 Rspser
1500 = 450 МПа ≤ sp ≤ 08 1500 = 1200 МПа.
Принимаем sp = 1200 МПа.
Передаточная прочность бетона в момент отпуска арматуры назначается из условий:
Rвр ≥ 05 30 = 15 МПа.
Принимаем Rвр = 07 30 = 21 МПа.
Расчётные усилия в нижнем поясе:
U2ser = Nser = 35976 кН
М2ser = 002 (4284 + 99 + 1476) = 135 кНм
М2lser = 002 (4284 + 99 + 10332) = 126 кНм.
Площадь приведённого поперечного сечения:
Ared = Ab + α Asp + α Asp’
где Ab – площадь сечения бетона;
α – коэффициентом приведения арматуры к бетону:
Asp Asp’ – площадь сечения напрягаемой арматуры.
α = 195000 32500 = 6
Ared = 25 20 + 6 1812 + 6 1812 = 52174 см2.
) Потери от релаксации напряжения арматуры для арматуры класса К1500 при механическом способе натяжения:
= (022 sp Rspser – 01) sp
= (022 1200 1500 – 01) 1200 = 912 МПа.
) Потери от температурного перепада t = 65 при тепловой обработке бетона:
= 125 65 = 8125 МПа.
) Потери от деформации стальной формы (упоров) при неодновременном натяжении арматуры на форму:
) Потери от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств:
= 2 195000 18000 = 2167 МПа.
Сумма первых потерь:
Δsp(1) = 1 + 2 + 3 + 4
Δsp(1) = 912 + 8125 + 30 + 2167 = 22412 МПа.
) Потери от усадки бетона:
где bsh - деформация усадки бетона принимаемая равной для бетона класса В35 и ниже равной 00002.
= 00002 195000 = 39 МПа.
) Потери напряжений в рассматриваемой напрягаемой арматуре (S или S') от ползучести бетона:
= 08 bcr bp [1 + sp (1 + e0p1 asp Аred Ired) (1 + 08 bcr)]
где φbсr =23 – коэффициент ползучести для бетона класса B30 при нормальной влажности воздуха;
sp – коэффициент армирования равный: sp = Аsp А
где А и Аsp – площади поперечного сечения соответственно элемента и рассматриваемой напрягаемой арматуры (Asp и Asp');
sp = 3624 (20 25) = 000724.
bp – напряжение в бетоне на уровне центра тяжести рассматриваемой напрягаемой арматуры определяемое по приведенному сечению согласно формуле:
bp = P(1) Ared + P(1) е0р1 уs Ired
где P(1) – усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь:
P(1) = (Asp + A'sp) (sp - Δsp(1))
P(1) = (1812 + 1812) (1200 – 22412) 10 = 35366 кН.
e0p1 – эксцентриситет усилия P(1) относительно центра тяжести приведенного сечения элемента равный 0 так как ysp = y'sp.
bp = 35366 10 52174 = 678 МПа 09 Rbp = 09 21 = 189 МПа.
= 08 23 6 678 [1 + 6 000724 1 (1 + 08 23)] = 6665 МПа.
Сумма вторых потерь:
Δsp(2) = 39 + 6665 = 10565 МПа.
г) Определение усилия обжатия бетона
Суммарные потери напряжения:
Δsp = Δsp(1) + Δsp(2)
Δsp = 22412 + 10565 = 32977 МПа.
Проверим выполнение условия:
0 МПа Δsp = 32977 МПа 035 1200 = 420 МПа => Δsp = 32977 МПа.
Усилие обжатия бетона с учётом всех потерь:
P(2) = (Asp + A'sp) (sp - Δsp)
P(2) = (1812 + 1812) (1200 – 32977) 10 = 31537 кН.
С учётом γsp = 09 усилие обжатия бетона:
P(2) = 09 31537 = 28383 кН.
д) Расчёт по образованию трещин
Расчёт внецентренно растянутых элементов по образованию трещин производится из условия:
где М - изгибающий момент от внешней нагрузки:
e0 = 135 35976 = 00038 м
r - расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки:
Wred - момент сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого волокна определяемый как для упругого тела по формуле:
Ired = b h3 12 + α Is
Ired = 25 203 12 + 6 2 1812 52 = 1721027 cм4
Wred = 2 1721027 20 = 1721027 cм3
r = 1721027 52174 = 33 cм
M = 35976 (00038 + 0033) = 1324 кНм;
Mcrc изгибающий момент воспринимаемый нормальным сечением элемента при образовании трещин:
Mcrc = γ Wred Rbtser + P(2) (e0p + r)
γ – коэффициент равный 13 для прямоугольного сечения;
e0p - эксцентриситет усилия обжатия P(2) относительно центра тяжести приведенного сечения e0p = 0.
Mcrc = 13 1721027 175 1000 + 28383 0033 = 133 кНм.
M = 1324 кНм Mcrc = 133 кНм => трещины в сечениях нижнего пояса не образуются.
3.2 Расчет верхнего пояса
Сечение верхнего пояса h b = 180 250 мм.
Наибольшее сжимающее усилие:
Расчётная длина в плоскости и из плоскости фермы:
l0 = 09 301 = 271 см.
При гибкости пояса l0 h = 271 18 = 15 см > 4 см следует учитывать влияние прогиба пояса на величину изгибающего момента.
) Изгибающие моменты относительно оси арматуры:
М1 = М3 + 05 N (h0 - a)
М1l = М3l + 05 Nl (h0 - a)
h0 = 018 – 0045 = 0135 м
М1 = 0 + 05 53579 (0135 – 0045) = 2411 кНм
М1l = 0 + 05 4948 (0135 – 0045) = 2227 кНм.
l0 h = 271 18 = 15 > 10.
) Изгибающие моменты М1 и М1l одного знака.
) Коэффициент φl учитывающий влияние длительного действия нагрузки на прогиб пояса:
φl = 1 + 2227 2411 = 192 2.
) Пояс является статически определимой конструкцией.
) Случайные эксцентриситеты:
еа = 271 600 = 045 см
Принимаем е0 = еа = 06 см.
emin = 05 – 001 l0 h – 001 γb2 Rb
emin = 05 – 001 271 18 – 001 09 17 = 0196
) α1 = 200000 32500 = 615.
) φр = 1 так как в верхнем поясе отсутствует напрягаемая арматура.
) Определим жесткость при коэффициенте армирования = 001:
D = Eb b h3 [00125 (φl (03 + e)) + 0175 α1 ((h0 - a’) h)2]
D = 32500 25 183 [00125 (192 (03 + 0196)) + 0175 001 615 ((13.5 – 45)18)2] 100000 = 7501 кНм.
Условная критическая сила:
Ncr = 3142 7501 2712 = 100702 кН.
N = 53579 кН Ncr = 100702 кН.
= 1 (1 – 53579 100702) = 188.
) Расстояние от усилия N до арматуры:
е = е0 + 05 (h0 - a)
е = 188 06 + 05 (135 – 45) = 563 см.
) Относительная величина продольной силы:
αn = N (γb2 Rb b h0)
αn = 53579 10 (09 17 25 135) = 104.
) Граничная относительная высота сжатой зоны бетона:
R = 08 (1 + 350 700) = 0533.
) αn = 104 > R = 0533.
) = a h0 = 45 135 = 0333.
) αm = N e (γb2 Rв b h02) = 53579 563 10 (09 17 25 1352) = 0433.
) Аs = ( m - n (1 – 05 n)) (1 - ) = (0433 – 104 (1 – 05 104)) (1 –0333) = – 01 0 => принимаем 4 12 А400 As = Asc = 226 см2.
) Коэффициент армирования
= (As + As) (b h0) = (226 + 226) (25 135) = 0013.
) Проверяем условие
Гибкость λ = l0 i = l0 (0289 h) = 271 (0289 18) = 52.
λ = 52 83 => min = 0002.
min = 0002 ≤ 1 = 0013 ≤ max = 0035.
) Диаметр поперечных стержней определяем из условий:
dsw = 025 12 = 3 мм.
) Шаг поперечных стержней вычисляем из условий:
Принимаем S = 200 мм.
Сечение раскоса h b = 120 250 мм.
Расчётное растягивающее усилие в раскосе N = D2 = 6332 кН.
Требуемая площадь сечения рабочей продольной арматуры:
Аs = 6332 10 350 = 181 см2.
Принимаем с учётом конструктивных требований 4 12 А400 с Аs = 452 см2.
Шаг поперечных стержней:
Диаметр поперечных стержней принимаем из условий: dsw ≥ 025 ds = 025 12 = 3 мм dsw ≥ 6 мм принимаем 6 А400.
Расчет по раскрытию трещин
Коэффициент армирования раскоса:
= 452 (25 9) = 0033.
Напряжения в арматуре от непродолжительного и продолжительного действия нагрузок:
s = 5265 10 452 = 11648 МПа
sl = 492 10 452 = 10885 МПа.
Ширина раскрытия нормальных трещин:
acrc = φ1 φ2 φ3 s i ls Es
ls - базовое (без учета влияния вида поверхности арматуры) расстояние между смежными нормальными трещинами:
s - коэффициент учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами; допускается принимать s = 1;
φ1 - коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки и принимаемый равным:
- при непродолжительном действии нагрузки;
- при продолжительном действии нагрузки;
φ2 - коэффициент учитывающий профиль продольной арматуры и принимаемый равным 05 - для арматуры периодического профиля (классов А300 А400 А500 В500);
φ3 - коэффициент учитывающий характер нагружения и принимаемый равным 12 - для растянутых элементов.
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки:
acrc1 = 1 05 12 1 11648 1195 200000 = 0042 мм.
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок:
acrc2 = 1 05 12 1 10885 1195 200000 = 0039 мм.
Ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и временной нагрузок:
acrc3 = 14 05 12 1 10885 1195 200000 = 0055 мм.
Непродолжительная ширина раскрытия трещин:
acrc = acrc1 - acrc2 + acrc3
acrc = 0042 – 0039 + 0055 = 0058 04 мм.
Продолжительная ширина раскрытия трещин:
acrc = acrc3 = 0055 мм 03 мм.
Условия трещиностойкости выполняются.
Сечение стойки h b = 120 250 мм.
Наибольшие сжимающие усилия:
Расчётная длина стойки в плоскости и из плоскости фермы:
l0 = 09 l = 09 220 = 198 см.
При гибкости стойки l0 h = 198 12 = 165 > 4 следует учитывать влияние прогиба стойки на величину изгибающего момента.
М1 = М + 05 N (h0 - a)
М1l = Мl + 05 Nl (h0 - a)
h0 = 012 – 003 = 009 м
М1 = 0 + 05 3653 (009 – 003) = 11 кНм
М1l = 0 + 05 3374 (009 – 003) = 101 кНм.
φl = 1 + 101 11 = 192 2.
) Стойка является статически определимой конструкцией.
еа = 198 600 = 033 см
Принимаем е0 = еа = 033 см.
emin = 05 – 001 198 12 – 001 09 17 = 0182
) φр = 1 так как в стоиках отсутствует напрягаемая арматура.
D = 32500 15 123 [00125 (192 (03 + 0182)) + 0175 001 615 ((9 - 3) 12)2] 100000 = 13638 кНм2.
Ncr = 3142 13638 1982 = 34299 кН.
N = 3653 кН Ncr = 34299 кН.
= 1 (1 – 3653 34299) = 112.
е = 112 033 + 05 (9 - 3) = 337 см.
αn = 3653 10 (09 17 15 9) = 0177.
) αn = 0177 R = 0533.
) = as h0 = 3 9 = 0333.
) αm = N e (b2 Rв b h02) = 3653 337 10 (09 17 15 92) = 0066.
) As = (m - n (1 – 05 n)) (1 - ) = (0066 – 0177 (1 – 05 0177)) (1 – 0333) = - 0143 0 => принимаем 4 12 А400 As = Asc = 2.26 см2.
= (As + As) (b h0) = (226 + 226) (25 9) = 0033.
Гибкость λ = l0 i = l0 (0289 h) = 198 (0289 12) = 57
λ = 57 83 => min = 0002.
min = 0002 ≤ 1 = 0033 ≤ max = 0035
) Диаметр поперечных стержней определяют из условия свариваемости:
Узел 1 – опорный узел фермы
Опорный узел фермы армируется самоанкерующейся предварительно напряженной арматурой натянутой на упоры.
Рассчитываем: а) нижний пояс на отрыв в месте соединения с опорным узлом б) поперечную арматуру на прочность из условия обеспечения надёжности анкеровки продольной арматуры в) поперечную арматуру на прочность по наклонному сечению на действие изгибающего момента.
а) Расчёт нижнего пояс на отрыв в месте соединения с опорным узлом
Расчётное растягивающее усилие в приопорной панели нижнего пояса N = 40022 кН. Требуемая площадь поперечного сечения продольных ненапрягаемых стержней:
As = 02 40022 10 350 = 225 см2.
Принимаем с учётом конструктивных требований 4 12 А400 с As = 452 см2.
б) Расчёт поперечной арматуры на прочность из условия обеспечения надёжности анкеровки продольной арматуры
Длина заделки напрягаемой арматуры lansp обеспечивающей полное использование расчётного сопротивление для канатов 12 К1500 принимается не менее 1500 мм.
Фактическая величина заделки канатов:
l1sp = lузл - l2 = lузл - h1 tg
где – угол наклона лини трещины к продольной оси растянутой панели ( = 29º30).
l1sp = 120 - 39 177 = 5097 см.
Величина заделки ненапрягаемой арматуры обеспечивающая полное использование её расчётного сопротивления:
lans = 35 12 = 42 см.
Фактическая длина заделки ненапрягаемой арматуры:
l2s = lузл - l2 = lузл - h2 tg
l2s = 120 - 52 177 = 28 см.
Число поперечных стержней в узле пересекающих линию АВ при двух каркасах n = 10 2 = 20Площадь сечения одного поперечного стержня определяем по формуле:
Asw(1) = (N - Rsp Asp l1sp laпsp - Rs As (l1s lопsp)) (n Rsw ctg)
Asw(1) = (40022 10 - 1300 452 5097 150 - 350 452 28 42) (20 280 177) = 0096 см2.
в) Расчёт поперечной арматуры на прочность по наклонному сечению на действие изгибающего момента
Усилие в приопорной панели верхнего пояса N = 4473 кН.
Расстояние от верхней грани узла до центра тяжести напрягаемой и ненапрягаемой арматуры:
hоs = hоsp = hузл - hнп 2
hоs = 78 - 20 2 = 68 см.
Расстояние от торца фермы до точки пересечения осей верхнего и нижнего поясов а = 12 см.
Высота сжатой зоны бетона:
x = (Rsp Asp l1sp lопsp + Rs As) (γb2 Rb b)
x = (1300 2 1812 5097 150 + 350 452) (09 17 25) = 832 см
zх = 06 822 = 4932 см.
Требуемая площадь поперечного сечения одного стержня:
Аsw(2) = [N (lузл - a) sin - Rsp Asp (l1sp lопsp) (hosp - x 2) - Rs As (l1s lопs) (hosp - x 2)] (n Rsw zх)
Аsw(2) = [4473 10 (120 - 12) 05 - 1300 2 1812 (5097 150) (68 – 832 2) - 350 452 (28 42) (68 – 832 2)] (20 280 4932) = 0268 см2.
С учётом конструктивных требований назначаем поперечные стержни 8 А400.
Рисунок 2.2 Армирование опорного узла
Для предотвращения разрушения от растягивающих усилий узел должен иметь поперечные стержни привариваемые к закладной детали с площадью сечения
где 0 – эмпирический коэффициент.
Аso = 02 4473 10 350 = 256 см2.
Принимаем c учетом конструктивных требований 8 12 А400 с Аs = 905 см2.
Узел 2 – промежуточный верхний узел
а) Расчёт поперечной арматуры
Фактическая длина заделки продольных стержней раскоса за линию АВС l1 = 27 см.
Длина заделки стержней из условия полного использования расчётного сопротивления арматуры:
lansp = 35 12 = 42 см.
l1’ = 16 ds N (214 As) > l1
l1’ = 16 12 6332 10 (214 452) = 1257 см l1 = 27 см следовательно соединение продольных стержней верхнего пояса в узле не требуется.
Требуемая площадь поперечного сечения поперечных стержней определяется из условия:
Аsw ≥ [N (1 - (γ2 l1 + a) (γ1 lans))] n Rsw cosφ
где γ1 = N (Rs Аs) = 6332 10 (350 452) = 04;
γ2 – коэффициент условий работы верхнего пояса (γ2 = 1);
φ – угол наклона нисходящего раскоса;
а – условное увеличение длины заделки растянутой арматуры (а = 5 ds = 5 12 = 60 мм)
Аs = [6332 · 10 (1 - (1 27 + 6) (04 42))] (2 280 045) = - 242 см2 0 следовательно поперечные стержни в узле не требуются.
б) Расчёт окаймляющих стержней
Площадь поперечного сечения окаймляющего стержня:
где n0 = 2 – число стержней в узле;
Rso = 90 МПа – расчётное сопротивление арматуры принимаемое из условия ограничения раскрытия трещин в вуте;
k = 004 – эмпирический коэффициент.
Аs = 004 6332 10 (2 90) = 0141 см2.
С учётом конструктивных требований принимаем 2 12 А400 с Аs = 226 см2.
Рисунок 2.3 Армирование промежуточного узла верхнего пояса
СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
1 Сбор нагрузок расчетная схема
Расчетная схема поперечной рамы изображена на рисунке 3.1. Соединение колонны с фундаментом жесткое ригеля с колонной - шарнирное. Крайняя колонна - стержнь ломаного очертания. Ригель в виду его большой жесткости в плоскости рамы считаем абсолютно жестким.
Рис. 3.1. Расчетная схема поперечной рамы
Нагрузка от веса покрытия и снега определена в п 1.1.
Нормативное значение ветровой нагрузки w следует определять как сумму средней wm и пульсационной wp составляющих:
Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки wm зависит от эквивалентной высоты ze (при hd ze=h=156 м где d - размер здания в направлении перпендикулярном направлению ветра (поперечный размер); h - высота здания):
где w0=023 кПа - нормативное значение ветрового давления (I ветровой район);
k(ze) = k10 (ze 10)2*a = 1 (156 10)2*015 = 114 - коэффициент учитывающий изменение ветрового давления для высоты ze (где для типа местности А: k10=1
с - аэродинамический коэффициент (для наветренной стены с=08 для подветренной с = -05).
Нормативное значение пульсационной составляющей ветровой нагрузки wp:
где z(ze) = z10 (ze 10)-a = 076 (156 10)-015 = 071 - коэффициент пульсации давления ветра;
v = 067 - коэффициент пространственной корреляции пульсаций давления ветра.
Нормативная средняя составляющая ветровой нагрузки на наветренную стену:
wm = 023 114 08 = 021 кПа.
Нормативная пульсационная составляющая ветровой нагрузки на наветренную стену:
wp = 021 071 067 = 01 кПа.
Нормативное значение ветровой нагрузки на наветренную стену:
w = 021 + 01 = 031 кНм2.
Расчетное значение ветровой нагрузки:
wр = w γf = 031 14 = 0434 кНм2.
Максимальное и минимальное давления колеса крана:
Fmax = 215 кН Fmin = 1135 кН.
2 Статический расчет поперечной рамы
Статический расчет поперечной рамы проведем в программе «Poperechnik» исходные данные для которой собраны в таблице 3.1.
Таблица 3.1 - Исходные данные для расчета программы «Poperechnik»
Исходная величина для расчета
Обозначение и размерность
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 средней колонны
Модуль упругости бетона колонн
Расчетная нагрузка от веса покрытия и кровли
Масса снегового покрова на 1 м2 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
Фамилия и номер варианта: Макушкина 669
Пристройка слева здания отсутствует
Пристройка справа здания отсутствует
Hвк = 0.6 hнк = 0.8 Hвк = 4.1 Hнк = 8.7 hк = 0.0 nк = 0.0
Hвc = 0.6 hнc = 0.8 Hвc = 4.1 Hнc = 8.7 hc = 0.0 nc = 0.0
Еb= 32500 Пр-ка = 0 q = 2.8 Gp= 6000 So = 82.0 wo = 23.0
Fnmax = 235 Fnmin = 108.5 a = 6.0 l = 18.0 Hl = 15.6 hoc = 1.2
bк = 0.4 bc = 0.4 Q = 32.0 hcп = 6.0
Усилия действующие на поперечную раму
F1= 171.8kH F2= 95.2kH F3= 0.0kH F4= 40.0kH Fcн= 57.8kH
D2max= 407.0kH D2min= 187.9kH H2max= 17.3kH
W1= 7.4kH W2= 0.0kH w= 1.8kH
ПРИМЕЧАНИЕ: значения усилий W2 и w приведены без учета Сн и Со.
Эксцентриситеты усилий
: e : ef1 : ef2 : ef3 : ef4 :
: 0.10: 0.10: 0.55: 0.00: 0.60:
: : : Усилия в расчетных сечениях средней колонны
: : :----------------------------------------------------------------------
:N :KC: 1 - 1 : 2 - 2 : 3 - 3 : 4 - 4
: : : M : N : M : N : M : N : M : N : Q :
:1 : 1: 0.0: 343.7: 0.0: 368.6: 0.0: 448.5: 0.0: 519.9: 0.0:
:2 : 1: 0.0: 115.5: 0.0: 115.5: 0.0: 115.5: 0.0: 115.5: 0.0:
:3 :.9: 0.0: 104.0: 0.0: 104.0: 0.0: 104.0: 0.0: 104.0: 0.0:
:8 : 1: 0.0: 0.0: 125.3: 0.0: -180.0: 407.0: 89.1: 407.0: 30.9:
:9 :.9: 0.0: 0.0: 112.8: 0.0: -162.0: 366.3: 80.2: 366.3: 27.8:
:10: 1: 0.0: 0.0: -24.8: 0.0: -24.8: 0.0: 27.3: 0.0: 6.0:
:11:.9: 0.0: 0.0: -22.3: 0.0: -22.3: 0.0: 24.6: 0.0: 5.4:
:12: 1: 0.0: 0.0: 0.0: 0.0: 0.0: 670.4: 0.0: 670.4: 0.0:
:13:.9: 0.0: 0.0: 0.0: 0.0: 0.0: 603.4: 0.0: 603.4: 0.0:
:14: 1: 0.0: 0.0: 24.8: 0.0: 24.8: 0.0: 78.1: 0.0: 6.1:
:15:.9: 0.0: 0.0: 22.3: 0.0: 22.3: 0.0: 70.3: 0.0: 5.5:
:16: 1: 0.0: 0.0: -24.8: 0.0: -24.8: 0.0: -78.1: 0.0: -6.1:
:17:.9: 0.0: 0.0: -22.3: 0.0: -22.3: 0.0: -70.3: 0.0: -5.5:
Крановая от 2-х кранов (D2max)
Крановая горизонтальная (H2max)
Крановая от 4-х кранов (D4max)
: : : Усилия в расчетных сечениях крайней колонны
:1 : 1: 17.2: 171.8: 28.0: 196.7: -20.1: 331.9: 3.1: 403.3: 2.7:
:2 : 1: 5.8: 57.8: 5.1: 57.8: -0.6: 57.8: -2.0: 57.8: -0.2:
:3 :.9: 5.2: 52.0: 4.6: 52.0: -0.6: 52.0: -1.8: 52.0: -0.1:
:4 : 1: 0.0: 0.0: -96.7: 0.0: 147.5: 407.0: -60.2: 407.0:-23.9:
:5 :.9: 0.0: 0.0: -87.0: 0.0: 132.8: 366.3: -54.2: 366.3:-21.5:
:6 : 1: 0.0: 0.0: 20.9: 0.0: 20.9: 0.0: -39.3: 0.0: -6.9:
:7 :.9: 0.0: 0.0: 18.9: 0.0: 18.9: 0.0: -35.4: 0.0: -6.2:
:14: 1: 0.0: 0.0: 9.3: 0.0: 9.3: 0.0: 110.4: 0.0: 18.0:
:15:.9: 0.0: 0.0: 8.4: 0.0: 8.4: 0.0: 99.3: 0.0: 16.2:
: ----------------------------------------------------------------------------
:16: 1: 0.0: 0.0: -15.1: 0.0: -15.1: 0.0: -76.1: 0.0:-13.5:
:17:.9: 0.0: 0.0: -13.6: 0.0: -13.6: 0.0: -68.5: 0.0:-12.2:
3 Сочетание нагрузок и комбинации усилий
а) основные состоящие из постоянных Pd длительных Pli и кратковременных Pti:
б) особые состоящие из постоянных длительных кратковременных и одной из особых Ps
где Cm - нагрузка для основного сочетания; Cs - нагрузка для особого сочетания;
yti (i = 1 2 3 ) - коэффициенты сочетаний для кратковременных нагрузок.
Коэффициент сочетаний длительных нагрузок yl для основных и особых сочетаний:
- для равномерно распределенных длительных нагрузок
yl2 yl3 - коэффициенты сочетаний для остальных длительных нагрузок:
- для крановых нагрузок:
при учете двух кранов нагрузки от них необходимо умножать на коэффициент сочетаний:
yl = 095 - для групп режимов работы кранов 7К 8К.
при учете четырех кранов нагрузки от них необходимо умножать на коэффициент сочетаний:
yl = 08 - для групп режимов работы кранов 7К 8К.
при учете одного крана вертикальные и горизонтальные нагрузки от него необходимо принимать без снижения.
- для остальных нагрузок yl = 10.
Коэффициенты сочетаний кратковременных нагрузок для основных сочетаний:
yt1 = 10; yt2 = 09 yt3 = yt4 = = 07
где yt1 - коэффициент сочетаний соответствующий основной кратковременной нагрузке;
yt2 - коэффициент сочетаний соответствующий второй кратковременной нагрузке;
yt3 yt4 - коэффициенты сочетаний для остальных кратковременных нагрузок.
Для районов со средней температурой января минус 5°С и ниже (по карте 5 приложения Ж СП 20.13330.2011) пониженное значение снеговой нагрузки определяется умножением ее значения на коэффициент 07. Для районов со средней температурой января выше минус 5 °С пониженное значение снеговой нагрузки не учитывается.
Таблица 3.2 - Комбинации усилий в расчетных сечениях колонны
Коэффициент сочетания
ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОЛОННЫ
Геометрические размеры сечений колонны:
- высота поперечного сечения надкрановой части колонны – hв = 06 м;
- высота сечения подкрановой части колонны – hн = 08 м;
- ширина сечения колонны – b = 04 м.
Размеры колонны по высоте:
- высота надкрановой части колонны Нв = 405 м;
- высота подкрановой части колонны Нн = 87 м;
Принимаем в качестве ненапрягаемой арматуры горячекатаную стержневую арматуру класса А400 и бетон класса В30.
Rbt.ser = 175 МПа; Rb.ser = 22 МПа; Rbt = 115 МПа; Rb = 17 МПа; γb1 = 09; Eb = 32500 МПа.
Комбинации усилий в расчетных сечениях колонны от сочетаний нагрузок представлены в таблице 3.2.
2 Расчет прочности и устойчивости надкрановой части
Расчетные длины надкрановой части
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости и из плоскости поперечной рамы:
Минимальная площадь продольной арматуры надкрановой части
Минимальная площадь продольной растянутой арматуры а также сжатой если она требуется по расчету определяется:
- по конструктивным требованиям:
- из условия работы на внецентренное сжатие:
s.min = (As.min + As.min’) 100 % (b h0)
где h0 = hв - a = 06 - 005 = 055 м – рабочая высота сечения;
а = 005 м – расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до наружной грани сечения;
s.min – коэффициент зависящий от гибкости:
при λ ≤ 17 s.min = s.min17 = 01 %
при λ ≥ 87 s.min = s.min87 = 025 %
при 17 λ 87 s.min = 01 + (025 - 01) (λ - 17) (87 - 17) = (λ - 17) 208.
где i = 0289 hв = 0289 06 = 01734 м – радиус инерции прямоугольного сечения
λ = 81 01734 = 46713
s.min = (46173 – 17) 208 = 0143 %.
Учитывая симметричность армирования получим:
As.min = As.min’ = s.min b h0 200 = 0143 04 055 200 = 000016 м2.
Принимаем минимальную площадь продольной арматуры в надкрановой части колонны равной: As.min = As.min’ = 402 см2 (2 16 A400).
= (402 + 402) (40 55) = 0004.
Габариты крана (ТУ 24.09.455-83 и ГОСТ6711-81) и ординаты линий влияния У1 У4 приняты в соответствии с рисунком 4.1.
Коэффициент для крановой нагрузки:
Kкр = К1 (У1 + У2) (У1 + У2 + У3+ У4)
где К1 – коэффициент пониженного значения крановых нагрузок (длительная часть) принимаемый в зависимости от режима работы крана для групп режимов работы кранов 8К согласно п 9.20 СП 20.13330.2011 К1 = 05;
У1 У4- ординаты линий влияния.
Kкр = 05 (1 + 015) (1 + 015 + 08+ 0) = 029.
Рис. 4.1. К определению ординат линий влияния У1 У4.
Расчетные усилия от полной и длительной нагрузок для расчета надкрановой части - в сечении 2-2 от загружения 1 + 8 + 10:
Nl = 3686 – 051155 = 31085 кН.
Случайный эксцентриситет еа:
еа ≥ 4050 600 = 675 мм;
еа ≥ 600 30 = 20 мм;
Относительный эксцентриситет:
e0 = 1501 3686 = 0407 м.
Принимаем e0 = 0407 м.
Определяем моменты М1 и М1l относительно растянутой арматуры соответственно от всех нагрузок и длительных нагрузок:
М1 = М + 05 N (h0 - as’)
M1l = Мl + 05 Nl (h0 - as’)
М1= 1501 + 05 3686 (055 - 005) = 24225 кНм.
M1l= 1501 + 05 31085 (055 - 005) = 22781 кНм.
Коэффициент приведения арматуры к бетону:
α = 200000 32500 = 6154.
e = 0407 06 = 0678 принимаем e = 0678.
Коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки на прогиб элемента:
φl = l + М1l М1 ≤ 2
φl = 1 + 22781 24225 = 094.
Коэффициент армирования: = 0004.
Определим жесткость по формуле:
D = 32500 04 063 [00125 (094 (03 + 0678)) + 0175 0004 6154 ((055 - 005) 06)2] = 4577 МПам4.
Ncr = 1000 3142 4577 812 = 687813 кН.
Коэффициент продольного изгиба:
= 1 (1 – 3686 687813) = 106
M = 1501 106 = 159106 кНм.
αn = N (Rb b h0) = 3686 (17 103 04 055) = 0099
Расчет ведем для случая αn ≤ R:
As = As’ = Rb b h0 (αm - αn (1 - αn 2) (Rs (1 - ))
где αm = (M + N (h0 - as’) 2) (Rb b h02) =
= (159106 + 3686 (055 - 005) 2) (17 103 04 0552) = 0122
= as h0 = 005 055 = 009.
As = As’ = 17 104 04 055 (0122 - 0099 (1 - 0099 2))(350 (1 - 009)) = 327 cм2.
Принимаем продольную арматуру колонны 2 16 A400 (As = As’ = 402 cм2).
3 Расчет прочности и устойчивости подкрановой части
Расчетные длины подкрановой части
Расчетная длина подкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
Расчетная длина подкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы:
l0нy = 12 87 = 1044 м.
Минимальная площадь продольной арматуры подкрановой части
где h0 = hв - a = 08 - 005 = 075 м – рабочая высота сечения;
где i = 0289 hв = 0289 08 = 02312 м – радиус инерции прямоугольного сечения
λ = 1305 02312 = 5644
s.min = (5644 - 17) 208 = 0143 %.
As.min = As.min’ = s.min b h0 200 = 0143 04 075 100 2 = 2145 см2.
= (402 + 402) (40 75) = 0003.
Расчет прочности и устойчивости подкрановой части в плоскости рамы
Расчетные усилия от полной и длительной нагрузок - в сечении 4-4 от загружения 1 + 10 + 8:
Nl = 9269 – 051155 = 86915 кН.
еа ≥ 8700 600 = 145 мм;
еа ≥ 800 30 = 2667 мм;
e0 = 1164 9269 = 0126 м.
Принимаем e0 = 0126 м.
М1= 1164 + 05 9269 (075 - 005) = 44082 кНм.
M1l= 1164 + 05 86915 (075 - 005) = 4206 кНм.
e = 0126 08 = 0158 принимаем e = 0158.
φl = l + М1l М1 но не более 2
φl = 1 + 4206 44082 = 1954.
Коэффициент армирования: = 0003.
D = 32500 04 083 [00125 (1954 (03 + 0158)) + 0175 0003 6154 ((075 - 005) 08)2] = 1096 МПам4.
Ncr = 1000 2 1096 13052 = 634525 кН.
= 1 (1 - 9269 634525) = 117
M = 1164 117 = 136188 кНм.
αn = N (Rb b h0) = 9269 (17 103 04 075) = 018
= (13688 + 9269 (075 - 005) 2) (17 103 04 0752) = 0121
= as h0 = 005 075 = 0067.
As = As’ = 17 104 04 075 (0121 - 018 (1 - 018 2))(350 (1 - 0067)) = -668 cм2.
Расчетные усилия от полной и длительной нагрузок - в сечении 4-4 от загружения 1+(8+10) 085 +14 09
Nl = 86585 – 051155 = 8081 кН.
М1= 16923 + 05 86585 (075 - 005) = 47228 кНм.
M1l= 16923 + 05 8081 (075 - 005) = 45207 кНм.
φl = 1 + 45207 47228 = 196.
D = 32500 04 083 [00125 (196 (03 + 0158)) + 0175 0003 6154 ((075 - 005) 08)2] = 10898 МПам4.
Ncr = 1000 2 10898 13052 = 630936 кН.
= 1 (1 - 86585 630936) = 1159
M = 16923 159 = 26908 кНм.
αn = N (Rb b h0) = 86585 (17 103 04 075) = 017
= (26908 + 86585 (075 - 005) 2) (17 103 04 0752) = 015
As = As’ = 17 104 04 075 (015 - 017 (1 - 017 2))(350 (1 - 0067)) = -087 cм2.
Расчет прочности и устойчивости подкрановой части из плоскости рамы
Ncr = 1000 2 1096 10442 = 991446 кН.
= 1 (1 - 9269 991446) = 1103
M = 1164 1103 = 12839 кНм.
= (12839 + 9269 (075 - 005) 2) (17 103 04 0752) = 0118
As = As’ = 17 104 04 075 (0118 - 018 (1 - 018 2))(350 (1 - 0067)) = -715 cм2.
Ncr = 1000 2 10898 10442 = 985837 кН.
= 1 (1 - 86585 985837) = 11
M = 16923 11 = 18615 кНм.
= (18615 + 86585 (075 - 005) 2) (17 103 04 0752) = 013
As = As’ = 17 104 04 075 (013 - 017 (1 - 013 2))(350 (1 - 0067)) = -452 cм2.
Расчёт продольной арматуры
Требуемая площадь арматуры консоли колонны:
Ask = Мк (Rs 1000 09 hok);
Ask.min = 00005 b hok
где Мк - изгибающий момент относительно грани колонны внизу консоли:
Qк - поперечная сила действующая на консоль от постоянных и крановых нагрузок:
eк - эксцентриситет усилия относительно грани колонны внизу консоли:
hok - рабочая высота консоли колонны:
hok = 125 - 005 = 12 м.
eк = 075 - 04 = 035 м.
Qк = 40 + 407 = 447 кН.
Мк = 125 447 035 = 19556 кНм > 0
Ask = 19556 10 (350 1000 09 12) =0005 см2.
Ask.min = 00005 40 120 = 24 см2.
Принимаем продольную арматуру консоли колонны: 2 14 A400 Ask = 308 см2.
Расчёт поперечной арматуры
Рассчитываемая консоль колонны относится к типу коротких консолей так как:
lk = 065 09 hok = 09 12 = 108 м.
Предельное усилие воспринимаемое бетоном наклонной полосы консоли:
Qbk = 08 Rb b2 1000 b bf sin2
где sin = hк (hк2 + (bf 2 + ek)2)05 = 125 (1252 + (032 2 - 005)2)0.5 = 0996 – синус угла наклона сжатой полосы бетона к горизонтали
Qbk = 08 17 11 1000 04 032 09962 = 189959 кН.
Rbt b2 1000 b hok = 25 115 11 1000 04 125 = 158125 кН
Rbt b2 1000 b hok = 35 115 11 1000 04 125 = 221375 кН.
Принимаем Qbk = 221375 кН.
Поперечная арматура в консоли колонны по расчету не требуется так как Qk = 447 кН Qbk = 221375 кН принимаем поперечную арматуру консоли колонны по конструктивным требованиям: 2 8 A400 Ask = 157 см2.
Надкрановая часть колонны армируется каркасами КР1.
Диаметр поперечных стержней каркаса примем конструктивно из условий:
dsw ≥ 025 20 = 5 мм.
Шаг поперечных стержней примем конструктивно из условий:
Принимаем поперечную арматуру каркаса из арматуры класса A400 диметром
dsw = 8 мм с шагом S = 250 мм.
Длина плоского каркаса КР1 равна:
где lan – требуемая расчетная длина анкеровки:
где α - коэффициент учитывающий влияние на длину анкеровки напряженного состояния бетона и арматуры и конструктивного решения элемента в зоне анкеровки. Для ненапрягаемой сжатой арматуры при анкеровке стержней периодического профиля с прямыми концами α=075;
l0an - базовая длина анкеровки:
l0an = Rs As (Rbond us)
где As и us - соответственно площадь поперечного сечения анкеруемого стержня арматуры и периметр его сечения определяемые по номинальному диаметру стержня;
Rbond - расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном принимаемое равномерно распределенным по длине анкеровки и определяемое по формуле:
- коэффициент учитывающий влияние вида поверхности арматуры принимаемый равным 25 - для ненапрягаемой горячекатаной и термомеханически обработанной арматуры периодического профиля;
- коэффициент учитывающий влияние размера диаметра арматуры принимаемый равным для ненапрягаемой арматуры:
- при диаметре арматуры ≤ 32 мм;
- при диаметре арматуры 36 и 40 мм.
Rbond = 25 1 115 = 2875 МПа.
l0an = 350 628 (2875 314 20) = 1218 мм.
Принимаем lan = 800 мм.
Длина КР1 l = 4050 - 50 + 800 = 4800 мм.
Расстояние от верха каркаса до поперечных стержней: b 20 + 3 70 + 200 = 430 мм.
Принимаем b = 250 мм.
Подкрановая часть колонны армируется каркасами КР2.
Диаметр поперечных стержней каркасов КР2 примем конструктивно из условий:
Принимаем поперечную арматуру каркасов из арматуры класса A400 диметром dsw = 8 мм с шагом S = 300 мм.
Длина плоских каркасов КР2:
l = 13650 - 4050 - 100 = 9500 мм.
Диаметр поперечных стержней объединяющих плоские каркасы в пространственный назначается из условия свариваемости: dw = 025 20 = 5 мм dw ≥ 6 мм принимаю dw = 6 мм.
Рис. 4.1 Армирование колонны
СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ
ГОСТ 13840-68*. Канаты стальные арматурные 17. Технические условия. Издательство стандартов. Москва.
ГОСТ 14098-91. Соединения сварные арматуры и закладных изделий железобетонных конструкций типы конструкции и размеры.
ГОСТ 23279-2012. Сетки арматурные сварные для железобетонных конструкций и изделий. Москва. Госстрой СССР. 1985.
ГОСТ 5781-82*. Сталь горячекатаная для армирования железобетонных конструкций. Технические условия.
СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Министерство регионального развития Российской Федерации. Москва. 2011 г.
СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Министерство регионального развития. Москва. 2012.
СП 131.13330.2012. Строительная климатология. Министерство регионального развития Российской Федерации. Москва. 2012 г.
Серия 1.412.1-16. Фундаменты монолитные железобетонные на естественном основании под типовые железобетонные колонны одноэтажных и многоэтажных зданий.
Серия 1.424.1-5. Колонны железобетонные прямоугольного сечения для одноэтажных производственных зданий высотой 84-144 м оборудованных мостовыми опорными кранами грузоподъемностью до 32 тонн.
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. 2008.

Чертежи.dwg

АБВГДЕЖЗИКЛМНОПРСТУФХЦЧШЩЬЪЭЮЯ абвгдежзиклмнопрстуфхцчшщьъэюя
б) Сечение 1-1 (конструктивная схема)
в) Расчетная схема настила
ø1В500 ГОСТ6727-80* l=1600
ø5В500 ГОСТ6727-80* l=550
Риски разбивочных осей
Кафедра СК гр. ПГСТ-41
Проектирование производственного здания с мостовыми кранами
ИВГПУ-ИСИ-147069-КП-ЖБиКК
Геометрическая схема фермы 2ФС18-2
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=5530
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=150
Напрягаемая арматура класса
Ведомость расхода стали на элемент
План на отм. 0.000 М 1:200
Каркас пространственный КП1
ø12К1500 ГОСТ 13840-68 l=17940
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=910
ø6А240 ГОСТ 5781-82* l=300
ø6А240 ГОСТ 5781-82* l=400
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=600
Изделие закладное МН1
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=220
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=6000
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=3870
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=90
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=6580
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=2320
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=1400
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=870
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=1360
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=1140
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=180
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=200
ø6А240 ГОСТ 5781-82* l=200
ø6А240 ГОСТ 5781-82* l=320
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=1600
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=550
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=300
-240х12 ГОСТ82-70* l=300
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=700
ø14А240 ГОСТ 5781-82* l=760
Натяжение канатов поз. 22 выполнить механическим способом на упоры формы. 2.Отпуск арматуры с упоров формы произвести пи наборе бетоном прочности не менее Rbp = 21 МПа. 3. Сварные сетки и каркасы изготовить с применением контактной точечной сварки по ГОСТ 14098-91.
L110х70х8 ГОСТ 8510-72* l=200
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=250
ø10А400 ГОСТ 5781-82* l=210
-240х6 ГОСТ 82-70* l=230
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=150
-140х6 ГОСТ 82-70* l=230
ø16А400 ГОСТ 5781-82* l=4800
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=380
ø16А400 ГОСТ 5781-82* l=9500
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=580
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=380
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=780
ø6А240 ГОСТ 5781-82* l=500
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=350
ø14А400 ГОСТ 5781-82* l=2062
ø6А400 ГОСТ 5781-82* l=320
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=580
ø12А400 ГОСТ 5781-82* l=360
ø16А400 ГОСТ 5781-82* l=350
-180х12 ГОСТ 103-2006 l=420
ГОСТ14098-91-Т1-Мф- 6
ГОСТ14098-91-К1-Кт- 14-
Слой изопласта К ТУ 5774-005-05766480-95 2
Слой изопласта П ТУ 5774-005-05766480-95 2
Цементно-песчаная стяжка 1800 кгм 20
Минераловатные плиты ГОСТ 9573-96 150
Слой рубероида ГОСТ 10923-93 2
Жб ребристые плиты покрытия 3 х 6 м ГОСТ 28042-89 300
ГОСТ14098-91-Т1-Мф- 5
-200х8 ГОСТ 103-2006 l=300
ø25А240 ГОСТ 5781-82* l=2250
Спецификация элементов колонны
-70х14 ГОСТ 82-70* l=320
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=2750
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=1940
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=1580
ø8А400 ГОСТ 5781-82* l=350
Групповая спецификация
-390х10 ГОСТ 103-2006 l=500
Гайка М20 ГОСТ 5915-70
Шайба М20 ГОСТ 11371-78
-390х8 ГОСТ103-2006 l=590
ø20А240 ГОСТ 5781-82* l=190
ø10А400 ГОСТ 5781-82* l=300
-100х12 ГОСТ103-2006 l=500
-60х20 ГОСТ103-2006 l=350