• RU
  • icon На проверке: 7
Меню

ЖБК Расчет и конструирование несущих элементов поперечной рамы одноэтажного промышленного здания

  • Добавлен: 04.11.2022
  • Размер: 1 MB
  • Закачек: 1
Узнать, как скачать этот материал

Описание

Курсовой проект - ЖБК Расчет и конструирование несущих элементов поперечной рамы одноэтажного промышленного здания

Состав проекта

icon
icon 2пз по жбк посл.docx
icon отзыв жбк.docx
icon 2задание.docx
icon 2ЖБК.dwg

Дополнительная информация

Контент чертежей

icon 2пз по жбк посл.docx

МИНИСТЕРСТВО НАУКИ И ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ РОССИЙСКОЙ
ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ БЮДЖЕТНОЕ
ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ
«ДОНСКОЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ»
Факультет «Промышленного и гражданского строительства»
Кафедра «Технология строительных процессов»
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовому проекту по дисциплине: «Железобетонные и каменные конструкции»
на тему: «Расчет и конструирование несущих элементов поперечной рамы одноэтажного промышленного здания»
Направление подготовки: 08.03.01 «Строительство»
Профиль подготовки: Промышленное и гражданское строительство
Обозначение курсового проекта ПЗ 08.03.01.190000.000 ПЗ Группа АСП42э
Общие сведения о курсовом проекте3
Проектирование конструкций здания3
1.Расчет поперечных рам одноэтажных производственных зданий. .. 3
1.1.Компоновка здания и расчетная схема3
1.2.Назначение типа колонн и размеров их поперечного сечения5
1.3.Нагрузки действующие на поперечную раму здания7
1.4.Эксцентриситеты нагрузок действующих на поперечную раму здания16
1.5.Геометрические характеристики сечений колонн17
1.6.Подсчет узловых нагрузок на ферму17
2.Определение расчетных усилий в сечениях колонн поперечной рамы..18
1Расчет надкрановой части колонны в плоскости изгиба25
2Расчет надкрановой части колонны из плоскости изгиба28
3Расчет подкрановой части колонны в плоскости изгиба28
4Расчет подкрановой части из плоскости изгиба31
5Подбор поперечной арматуры в колонне31
6Анкеровка продольной рабочей арматуры в колонне32
Расчет элементов фермы33
1.Расчет верхнего сжатого пояса по первой группе предельных состояний35
2.Расчет нижнего растянутого пояса по первой группе предельных состояний37
2.1.Расчет нижнего пояса на трещиностойкость38
2.2.Расчет нижнего пояса по раскрытию трещин41
3.Расчет растянутого раскоса по первой группе предельных состояний42
4.Расчет сжатой стойки по первой группе предельных состояний 43
Общие сведения о курсовом проекте.
Курсовой проект № 2 по железобетонным конструкциям предусматри- вает проектирование одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами и состоит из расчетов и конструирования несущих конструкций по- крытия (фермы с параллельными поясами) статического расчета поперечни ка подбора сечения и конструирования крайней колонны (выбор несущей конструкции покрытия и колонны определяется заданием).
Несущая конструкция покрытия должна быть рассчитана по двум группам предельных состояний а колонна - только по первой группе пре- дельных состояний в системе единиц СИ.
Стропильная конструкция - ферма с параллельными поясами (ФП);
Число пролетов здания – 2;
Рассчитываемая колонна – средняя;
Пролет здания – 24 м;
Продольный шаг колонн – 12 м;
Высота от уровня пола до головки подкранового рельса – 10.2 м;
Грузоподъемность мостового крана – 5 т;
Класс бетона фермы – В25;
Класс бетона колонны – В20;
Класс ненапрягаемой арматуры – А400;
Класс напрягаемой арматуры – Вр1400;
Район строительства – город Нижнекаменск (снеговой район – II ветровой район – V).
Проектирование конструкций здания.
1Расчет поперечных рам одноэтажных производственных зданий.
1.1Компоновка здания и расчетная схема.
Поперечники одноэтажных производственных зданий представляют собой рамы состоящие из колонн защемленных внизу в фундаментах и шарнирно связанных по верху с ригелями покрытия (рис.1).
Конструктивная схема:
Ригель рамы рассчитывают независимо как однопролетную ферму. В расчетной схеме ригель условно заменяют жесткой недеформированной нитью шарнирно соединенной со стойками а соединение колонны с фундаментом считают жестким. Длину колон принимают равной расстоянию от низа ригеля до верха фундамента расположенного ниже уровня нуля на 150 мм. Высота подкрановых балок Нbcr в зависимости от шага колонн и грузоподъ- емности мостового крана Q. При шаге колонн 12 м и грузоподъемности крана 5 т. по прил.1 [12] принимаем Нbcr=1200 мм. Высоту подкранового рельса с подкладками следует принять равную 150 мм. Габаритный размер мостового крана по высоте принимается по прил.5[12]:
Нcr=1650мм. Расстояние от головки подкранового рельса до низа ригеля должно быть не менее (Нсr + 100) мм. Высотанадкрановойчасти колонны:
НV=(Hcr+100)+(Hbcr+150)=(1650+100)+(1200+150)=3100 мм
а высота ее подкрановой части – HN=(Hgr+150)–(Hbcr+150)=
=(10200+150)–(1200+150)=9000 мм (где Hgr -расстояние от уровня чистого пола до головки подкранового рельса).
Длинаколонныотверхафундаментадоверхаколонны:H=HN+HV=3100+9000=12100 мм.
При компоновке здания средние колонны совмещаются с продольной осью ряда своими геометрическими осями.
Наружные грани крайних колонн совмещаются с разбивочной осью (нулевая привязка) в зданиях с мостовыми кранами грузоподъемностью до 30 т включительно при шаге колонн 6 м. Наружные грани крайних колонн смещаются с продольных осей на 250 мм наружу (привязка «250») в зданиях с мостовыми кранами большей грузоподъемности а также при шаге колонн 12 м. Геометрические оси торцовых колонн и парных колонн у поперечных температурных швов смещают с попе- речных разбивочных осей на 500 мм. Т.к. в рассчитываемом здании продольный шаг колонн равен 12 м принимаем привязку «250». Назначение типа колонн и размеров их поперечного сечения. Расстояние от продоль- ной оси ряда до оси подкрановой балки принято λ=750 мм.
1.2Назначение типа колонн и размеров их поперечного сечения
Сборные типовые железобетонные колонны входящие в состав попе- речных рам применяют при Н ≤ 18 м В ≤ 12 м и Q ≤ 50 т. При большей вы- соте здания шаге колонн и грузоподъемности кранов обычно используют стальные колонны а железобетонные - при специальном обосновании. Сплошные колонны с консолями применяют в зданиях с пролетами до 24 м высотой Hgr 162 м и при грузоподъемности кранов Q ≤ 30 т при вы- соте от пола до головки кранового рельса Hgr ≤ 144 м и В ≤ 12 м.
Сквозные (двухветвевые) колонны рациональны при Q > 50 т пролетах более 24 м H > 162 м и В = 12 м а также в случаях когда высота сечения подкрановой части колонны hN превышает 1 м.
Принимаем железобетонные колонны сплошного сечения.
Высота (мм) сечения крайних и средней колонн в надкрановой части назначается из условия размещения кранового оборудования: при привязке «250» hV≤600мм.
Высота сечения верхней части крайних колонн назначается с учетом условий опирания двух ригелей на торец колонны; если hV 600 мм то по верху колонны устраивают симметричные двусторонние консоли. Высоту сечения подкрановой части определяют условиями прочности и пространст- венной жесткости здания и на основании опыта проектирования не менее
hN= (110 114) HN кратно 100 мм.
hN =(110 114)9000=(900 643)мм.
Высота сечения надкрановой части обычно принимается для средних колонн hV = 600 мм; для крайних колонн hV = 600(большие размеры сечения принимаются при шаге колонн 12 м). Высота сечения подкрановой части сплошных колонн hN = 600 (больший размер принимается при H >12м Q > 10 т а также шаге колонн В=12м).Окончательно для крайних колонн принимаем hV=600 мм. hN =900 мм.
Рис.2. К определению размеров сечений колонн Оконча
Ширину колонны b из условия изготовления принимают постоянной по всей высоте: для колонн крайнего и среднего рядов с шагом 6 м – не менее 400 мм а с шагом 12 м – не менее 500 мм. Кроме того ширина b должна удовлетворять требованиям жесткости и быть не менее (125 130)H=
=(125 130)12100=(484 403) мм. Принимаем ширину сечения крайних и средних колонн b=500 мм.
Размеры сечений колонн округляются до величин кратных 100 мм причем значение hV – в меньшую сторону а b и hN – в большую.
Глубину заделки колонны в стакане фундамента принимают равной большему из двух размеров:
Нah=05+033hN м или Нah=15b м
Нah=05+03309=0797 м.
Глубину заделки колонны в стакане фундамента принимаем равной 075 м. Кроме того глубина заделки колонны должна быть проверена из условия достаточной анкеровки продольной рабочей арматуры.
1.3Нагрузки действующие на поперечную раму здания а) постоянные нагрузки
Нагрузка от покрытия Fc (рис.3) складывается из веса кровли плит покрытия несущих конструкций покрытия (стропильных ферм) и в ряде случаев подстропильных конструкций (при шаге стропильных конструкций 6 м и шаге средних колонн 12 м) и может приниматься по данным справочников каталогов или прил.1[12].
Рис.3 Нагрузки действующие на колонны здания и их эксцентриситеты
Нагрузка Fc передается на колонну как опорное давление ригеля и ее подсчет производится по соответствующей грузовой площади:
F c= 05(gBlγn + G γ f γ n) кН
где g - расчетная постоянная нагрузка от веса покрытия кНм2 (см. табл.1);
G - собственный вес ригеля кН; G =186 кН (прил.1 [12]);
В – продольный шаг колонн м;
γ f - коэффициент надежности по нагрузке принимаемый в соответствии с[1] равным 11;
γ n – коэффициент надежности по назначению принимаемый для зданий и сооружений промышленного и гражданского строительства равным 095. F c = 05(3335 1224095+18611095) = 553413кН.
Нагрузки от собственного веса надкрановой G1 и подкрановой G2 частей колонны вычисляются по принятым размерам и приложены соответственно на уровне верха подкрановой консоли и верха фундамента. Для сплошных колонн прямоугольного сечения
Определение расчетной постоянной нагрузки от веса покрытия кНм2
Нормативные нагрузки
Коэффициент надежности
g3n=04 g4n=005 g5n=195
материалов (трехслойная)
Стяжка (асфальтовая)
Утеплитель (пенобетон)
G1 = hV bHV γγf γn кН;G2 = hN bHN γγf γn кН где γ = 25 кНм3 - объемный вес железобетона.
G1 = 0605312511095 = 24296кН.
G2 = 090592511095 = 105806кН.
Нагрузка на колонну от собственного веса подкрановой балки и краново- го пути Gbcr приложена по оси подкрановой балки (кранового пути)и равна: Gbcr = Gb γfγn +BGr γfγn кН
где Gb – собственный вес подкрановой балки кН (по прил.1 [1] Gb=79 кН). Gr – собственный вес 1 п.м. кранового пути принимаемый равным 15 кНм; В – продольный шаг колонн м.
Gbcr = 7911095+1215105095 = 101365 кН
Нагрузка от веса стенового ограждения GP (кН) принята приложенной на уровне верха подкрановой консоли с наружной стороны здания. Считается что стеновое ограждение расположенное выше подкрановой консоли передает нагрузку на колонну а расположенное ниже подкрановой консоли - на фундаментную балку. При отсутствии данных о применяемых стеновых панелях и остеклении можно принять что 1 м2 стеновой панели толщиной 300 мм имеет расчетный вес 33 кН тогда: GP = 33(Hпан – Hкон)Bγn кН где
Hпан – отметка верха стеновой панели (последней);
Hкон – отметка верха консоли колонны.
Hкон = HN – 150 = 9000 – 150 = 8850 мм.
Вычисляем отметку верха кровли Hкров.:
Hкров=Hвк+hф+hпл+hкров
гдеHвк - отметка верха колонны (Нвк=Н-150=12100-150=11950 мм.); hф – высота фермы. Принимается равной hф=(17 19)L=(17 19)24000 = =(3300 2600) мм. Принимаем hф=3000 мм.; hпл - высота плиты (принимаем равной 300 мм.);
hкров – суммарная толщина слоев кровли (принимаем равной 150 мм.) тогда: Hкров=11950+3000+300+150=15400 мм.
Hпан = hпан–150=16500–150=16350 мм.
Вычисляем нагрузку от веса панелей стенового ограждения:
GP = 33(1635–885)12095 =287793кН.
б) временные нагрузки
Нагрузка от снега передается на колонну как опорное давление ригеля Fs (рис. 4).Подсчет этой нагрузки производится по той же грузовой площади что и для постоянной нагрузки от веса покрытия Fs =05sBγnl кH
где s – расчетная снеговая нагрузка на 1м2 площади горизонтальной проек- ции покрытия кНм2 принимается по прил. 2[12]. Для V снегового района расчетное значение веса снегового покрова составляет 3.2кПа.
l – пролет здания м.
Fs = 05321209524 = 43776кН.
Равномерно распределенные активная и пассивная ветровые нагрузки
действуют на колонны от уровня земли до отметки верха колонны Нвк=(H –
Vact = 0Вγfγnck кНм.
Vpas = 0Вγfγncek кНм.
где 0 – нормативное значение ветрового давления принимаемое в за- висимости от географического района кНм2. Город Санкт-Петербург находится во II ветровом районе поэтому 0 = 03 кПа (по прил.3 [12]).
k – коэффициент учитывающий изменение скоростного напора по вы- соте в зависимости от типа местности принимаемый по прил.4[12].
γf - коэффициент надежности по ветровой нагрузке принимаемый в соответствии с п. 6.11 [1] равным 11;
ссe – аэродинамические коэффициенты для активной и пассивной ветровых нагрузок соответственно принимаемые по прил.4[1] (c=08: ce=-06).
Для нахождения Vact и Vpas заменяем неравномерную эпюру распреде- ленного ветрового давления по высоте эквивалентной прямоугольной формы (ввиду невозможности обоснованного выбора значения коэффициента k по фактической ломаной эпюре) где значение коэффициента k одинаково по всей высоте эпюры и равно kэкв. Само значение kэкв находим исходя из равен- ства моментов от неравномерной и эквивалентной эпюры ветрового давления в заделке колонны в фундамент.
Значение на отметке верха колонны коэффициента kвк=0689.
Записываем уравнение для изгибающего момента в заделки колонны от эквивалентной эпюры: М=
Значение изгибающего момента в заделке колонны находим по факти- ческой эпюре коэффициента k.
Вычисляем активную и пассивную равномерно распределенные ветро- вые нагрузки принимая k=kэкв:
Vact = 03 1211095081443= 434 кНм Vpas = 03 1211095061443 = 326 кНм.
Сосредоточенная сила Ws приложенная на уровне верха колонн определяется от суммы активного и пассивного давления ветра на все конструкции расположенные выше верха колонн.
гдеkпан – коэффициент k на отметке верха последней панели;
Рис.4 Определение нагрузки от веса стеновых панелей GP
Рис.5. К определению коэффициента kэкв
Рис.6. К определению Ws
Ws=03 12(165-1195)(08+06) (0689+078)05=1682кН.
От мостовых кранов на поперечную раму каркасов действуют верти- кальные Dmax Dmin ( рис.34) и горизонтальные нагрузки TkR.
Вертикальные нагрузки от крана складываются из веса крана (моста)
Gm веса тележки Gt и веса поднимаемого груза Q и передаются на подкрано- вые пути через колеса крана (четыре при Q≤50 т).
Нормативные значения максимального значения на одно колесо крана Fnmax общий вес крана Gcr и тележки Gt а также ширина B и база K для кра- нов различной грузоподъемности и пролетов (lcr=l-2λ=l-15=24-15=225м)
иприводятсявтехническихусловияхнамостовыекраны
(Fnmax=125 кН Gcr=21 т=250 кН Gt=4 т=53 кН B=6300 мм К=4400 мм).
Нормальная величина минимального давления на одно колесо моста крана определяется при общем числе колес равном 4 по формуле:
Fnmin=((Q+ Gcr)no )- Fnmax
где n0=2 - число колес с одной стороны крана; Fnmin=(50+250)2-101 = 49 кН.
При расчете рамы исходят из предположения что в здании одновре- менно находятся два мостовых крана сближенных для совместной работы наиболее невыгодным образом (вертикальная ось колеса одного мостового крана совпадает с вертикальной осью рассчитываемой колонны а второй мостовой кран к нему максимально приближен).
Максимальную расчетную вертикальную нагрузку на колонну опреде- ляют от двух кранов построив линии влияния опорных реакций однопролет- ных подкрановых балок: Fnmax
где γf - коэффициент надежности для нагрузки от мостовых кранов в соответствии с п.4.8 [1];
y1 y2 - ординаты линий влияния (показывают какая часть вертикальной нагрузки с того или иного колеса мостового крана передается на рассчиты- ваемую колонну).
Минимальное расчетное давление на колонну на противоположной стороне моста крана: Fnmin
Нагрузка Dmax и Dmin действуют по оси подкрановой балки располо- женной на расстоянии =750 мм от разбивочной оси.
Найдем y2 y3 (рис.7):
Y2=(В-(В-К))B=(12-(65-5))12=0875
y3=(В-К)B=(12-5)12=058
Определяем величины Dmax и Dmin :
Dmax=10111095(046+1+0.875+058)=307.66кН.
Dmin =4911095(046+0.875+1+058)=149.26 кН.
Горизонтальная сила возникающая при поперечном торможении кра- на целиком передается на один рельсовый путь и распределяется поровну между колесами крана.
Горизонтальная нагрузка от поперечного торможения тележки кранов распределяется поровну на все колеса с одной стороны крана:
где n0=2 - число колес с одной стороны крана
Рис.7. Схема для определения давления кранов на колонну
Максимальная поперечная сила передающаяся на колонну поперечной рамы вычисляется по тем же линиям влияния что и вертикальная нагрузка: TkR =3511095(0267+0683+1)= 713 кН.
Усилие TkR передается на расстоянии HR от низа несущей стропильной конструкции покрытия:HR=HV-Hbcr=295-08= 215 м.
1.4 Эксцентриситеты нагрузок действующих на поперечную раму здания
Величины эксцентриситетов принимаем в соответствии с [2 4 11] следующими (рис.3):
для крайней колонны с привязкой «250»:
eV=025+0175-05 hV =025+0175-05*06=0125 м - эксцентриситет приложения сил Fc и Fc в надкрановой части колонны;
e = 05(hN – hV)-0125= 05(09-06)-0125= 0025 м - эксцентриситет приложения сил
Fc и Fc в подкрановой части колонны; eN = 075-05 hN+025= 055 м - эксцентриситет приложения сил Gbcr Dmax Dmin в подкрановой части колонны.
для средней колонны с привязкой «250»:
ep=05(t+hV)=05(03+06) = 045 м - эксцентриситет приложения усилия от собственного веса стенового ограждения равной полусумме толщины па- нели t=03 м и высоты сечения надкрановой части колонны hV.
1.5 Геометрические характеристики сечений колонн
Моменты инерции сечений надкрановой IV и подкрановой IN частей колонн сплошного прямоугольного сечения определяются по формуле:
Для крайних колонн:IV = 0406312=0009 м4 IN = 0509312=0003 м4. Перед началом расчета поперечной рамы необходимо определить на-
чальный модуль упругости бетона колонн Eb (для тяжелого бетона класса В20 подвергнутого тепловой обработке Eb = 24000 МПа).
Коэффициент С1 учитывающий пространственную работу каркаса здания принимается равным 34 при шаге колонн 12 м.
1.6.Подсчет узловых нагрузок на ферму
Исходные данные о нагрузках принимаем из расчетов выполненных ра- нее. Принимаем вариант равномерно распределенной нагрузки.
Постоянная нагрузка: =3.335=138.407 кН
где G = 1863кН - собственный вес фермы определяется по прил.1 [12];
L = 24-005=2395 м – фактическая длина фермы;
g = 3335 кНм2 – полная расчетная постоянная нагрузка от веса кровли и плит покрытия (см. табл.1).
Полная временная нагрузка:F1=sBl1γn=32123095=10944 кН.
Рис.8. Расчетная схема фермы при определении узловых нагрузок
2 Определение расчетных усилий в сечениях колонн поперечной рамы
Целью статического расчета рамы является определение усилий методом перемещений с использованием ПЭВМ. Его результаты выдаются на печать в виде таблицы усилий M Q N которые определяются по длине ко- лонны: 1-1– на уровне верха колонны; 2-2 – на уровне низа надкрановой части; 3-3 – на уровне верха подкрановой части; 4-4 – на уровне обреза фундамента. Целью статического расчета рамы является определение усилий методом перемещений с использованием ПЭВМ. Его результаты выдаются на печать в виде таблицы усилий M Q N которые определяются по длине колонны: 1-1– на уровне верха колонны; 2-2 – на уровне низа надкрановой части; 3-3 – на уровне верха подкрановой части; 4-4 – на уровне обреза фундамента. и соответствующие им значения продольной силы Ncor а также Nmas и соответствующий ей момент Mcor. При расчете конструкций на основные сочетания включающие одну временную нагрузку (I вариант) величина последней учитывается без снижения а при расчете на основные сочетания включающие не менее двух временных нагрузок (II вариант) величины этих нагрузок или соответствующих им усилий должны умножаться на коэффициенты сочетания 095 (при длительных нагрузках) и 09 (при кратковременных на- грузках). Коэффициенты сочетания учитывают вероятность одновременного действия временных нагрузок с их полным расчетным значением.
За расчетное сечение надкрановой части колонны в рамках курсового проекта принимаем сечение 2-2 для подкрановой части колонны – расчетное сечение 4-4.
Составляем расчетные сочетания усилий для сечения 2-2:
Iосновное сочетание усилий (от постоянной и временной нагрузки без понижения ее значения)
Ncor – соответствующая этому моменту сжимающая сила кН. Mmax = 0+7484+442 = 7926
М m Ncor – соответствующая этому моменту сжимающая сила кН. Mmin = -5199
Ncor =11311+0+0=11311
Мcor – соответствующий этой сжимающей силе момент кНм.
Nmax =11311+8956=20267
IIосновное сочетание усилий (от постоянной длительной и кратко- временной нагрузок с понижением значений временных нагрузок путем ум- ножения на коэффициенты сочетания 095 и 09; при этом число временных нагрузок входящих в сочетание должно быть не меньше двух).
Mmax = 0+5199*09+4057*09+116*09=84348
Mmin = 0-5199*09=-4679
Nmax =11311+095*8956=198192
I основное сочетание усилий
)Mmax = 0+6136+1296=7422
Ncor =14397+3077+0=17474
Mmin =0-20294=-20294
Nmax =1439.7+895.6=23353
II основное сочетание
Mmax =0+20294*09+(6136+1296)*09=249534
Ncor =14397+0+3077*09+0=171593
Mmin 0-20294*09=-182646
Nmax = 14397+8956*095+6154*09=27996
I основное сочетание усилий
II основное сочетание усилий
Принимаем вариант Mmin Ncor по II основному сочетанию усилий e0= 0075 м.
Принимаем вариант Mmax Ncor по I основному сочетанию усилий e0= 0425 м.
Бетон для колонн применяют классов В15 В30. В курсовом проекте колонна проектируется из бетона класса В20.
На колонны одноэтажных промышленных зданий распространяются все требования по расчету и конструированию внецентренно сжатых элементов. В частности продольная рабочая арматура выполняется из стали классов А300 (А-II) А400 (А-III) и А500 (А-IV) d ≥ 16 мм (в нашем случае А400) по- перечная – класса А240 (А-I). Расстояние между осями продольных рабочих стержней не должно быть более 400 мм – в направлении перпендикулярном плоскости изгиба и 500 мм – в направлении плоскости изгиба. В противном случае устанавливают дополнительные конструктивные стержни d ≥ 12 мм.
Колонны рассчитывают на внецентренное сжатие на усилия найденные при рассечете поперечной рамы. Подбор арматуры сплошных колонн произ- водят по формулам для внецентренно сжатых элементов с учетом продольно- го изгиба для каждого расчетного сечения при не выгодных комбинациях загружения (Mmas N; Mm Nmas M). При близких по величине моментах разных знаков целесообразно подбирать симметричную арматуру.
Расчетные характеристики материалов:
для бетона В20: Rb=115 МПа Rbt=09 МПа Eb=27500 МПа; для ненапрягаемой арматуры А400:
Rs=Rsc=350 МПа Es=200000 МПа;.
Rb — расчетные сопротивления бетона осевому сжатию для предельных состояний первой группы; Rbt расчетные сопротивления бетона осевому растяжению для предель- ных состояний первой группы;
Rs — расчетные сопротивления арматуры растяжению для предельных со- стояний первой группы;
Rsc —расчетное сопротивление арматуры сжатию для предельных состоя- ний первой группы;
Eb — начальный модуль упругости бетона при сжатии и растяжении;
Еs — модуль упругости арматуры;
1Расчет надкрановой части колонны в плоскости изгиба
Подбор сечения арматуры производим по варианту Mm Nl=11311 кН. Коэффициент условий работы бетона b2 принимаем равным 11 т.к. в комбинации расчетных усилий учитываются кратковременные ветровые и крановые нагрузки. Величина начального эксцентриситета е0= МN=8434811311=0075м.
Вводимая в расчет величина случайного эксцентриситета должна быть не менее величины случайного эксцентриситета ea. Величину случайного эксцентриситета принимаем по максимальному значению из трех условий:
еа=h30=6030=2 см еа=1 см. еа=Hv600=310600=052 см. Принимаем еа=1 см.
Окончательно для дальнейших расчетов принимаем e0=75см.
Вычисляем расчетную длину надкрановой части колонны
l0=2Hv= 231= 61 м (по табл.13.1[2]).
Вычисляем радиус инерции сечения:i==1732см. Вычисляем гибкость надкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы: λ= l0i= 62017.32= 36> 14 следовательно необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Вычисляем значение условной критической силы Ncr:
Ncr=(64Ebl02)[Ivφl(011(01+eφp)+01)+αIs]=(64·275006202)[900000178*
*(011(01+0271)+ 01)+ 7.28·757122]=9268095 кН
гдеα= Еs Еb=20000027500=728.
I — момент инерции бетонного сечения относительно центра тяжести; I=bh312= 50*60312=900000 см4.
=1 для тяжелого бетона – коэффициент принимаемый по табл.30
М1 и М1l – моменты определяемые относительно оси параллельной линии ограничивающей сжатую зону и проходящей через центр наиболее растянутого или наименее сжатого (при целиком сжатом сечении) стержня арматуры соответственно от действия полной нагрузки и от действия посто- янных и длительных нагрузок
М1l=Ml+Nl(h0-a)2=84348+11311(056-004)2=378434кНм M1=M+N(h0- a)2=0+ 11311(056-004)2=294086кНм.
φl=1+1(294086(378434))= 1782.
Коэффициент e=е0h= 7560=0125 но не менее минимального значе- ния e.min=05-001(l0h)-001*Rb*γb2=05-001(62060)-001*115*11= 027
Для дальнейших расчетов принимаем e= 027.
Is — момент инерции сечения растянутой и сжатой арматуры относи- тельно центра тяжести сечения;
Is= bh0(05h-a)2=0004*50*56(05*60-4)2= 75712см4;
Предварительно назначаем коэффициент армирования.
φp – коэффициент учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жесткость элемента; φp=1 т.к. предварительное напряжение арматуры в колонне отсутствует. Вычисляем значение коэффициента учитывающего влияние прогиба на значение эксцентриситета продольного усилия: =114
Расстояние от точки приложения продольной силы до равнодействую- щей усилия в растянутой арматуре:
е= е0+05h-a=75114+0560-4=3455 см.
При условии что Аs= As и присутствует случай расчета ≤R высота сжатой зоны бетона: x=
Относительная высота сжатой зоны бетона:
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
R=( 1+s1 scu(1-11)= 0749( 1+350400( 1- 074911))= 0585 где – характеристика сжатой зоны бетона вычисляемая по формуле:
=0.85-0008=085-0008*11*115=07488
sc.u – предельное напряжение в сжатой арматуре;
sc.u= 400 МПа т.к. γb2 =11;
s1 – напряжение в растянутой арматуре (s1= Rs=355 МПа); =0086R=0585;
Вычисляем площадь растянутой и сжатой арматуры:
По конструктивным требованиям
Минимальный процент армирования min= 020%.
Принимаем 220 А400 с Аs= As= 6.28 см2.
Фактический коэффициент армирования составляет:
(Аs+As)b*=125650*56=00045
2 Расчет надкрановой части колонны из плоскости изгиба
Расчет сечения 2-2 в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не требуется так как λ=l0i=46514.43=3222 λ=617.
гдеλ - гибкость надкрановой части колонны при расчете из плоско- сти рамы;
l0 - расчетная длина надкрановой части колонны при расчете из плос- кости рамы l0=15Hv=1531= 465см (по табл.13.1[2]).
Суммарная площадь продольной рабочей арматуры в сечении надкрановой части колонны составляет 318 А400 с площадью Аstot= 763 см2.
Насыщение сечения надкрановой части колонны продольной арматурой составляет: 2* Аstot =000545
3.Расчет подкрановой части колонны в плоскости изгиба
Ширина сечения b=50 см высота h=90 см. Расстояние от растянутой грани до центра тяжести растянутой арматуры и расстояние от сжатой грани до центра тяжести сжатой арматуры а= а= 4 см.
Рабочая высота сечения h0=h-a=90-4=86 см.
Подбор сечения арматуры производим по варианту Mma Nl=1439.7кН. Коэффициент условий работы бетона принимаем равным 11 т.к. в комбинации расчетных усилий учитываются кратковременные ветровые нагрузки.
Величина начального эксцентриситета:
е0=МN=743217474=425 см.
Вводимая в расчет величина случайного эксцентриситета должна быть не менее величины случайного эксцентриситета ea.
Величину случайного эксцентриситета принимаем по максимальному значению из трех условий: еа=h30=9030=3 см еа=1 см еа=HN600=900600=15 см.
Вычисляем расчетную длину подкрановой части колонны:
l0=2H= 29= 1800 м(по табл.13.1[2]).
Вычисляем радиус инерции сечения Вычисляем гибкость надкрановой части колонны в плоскости попереч-
ной рамы: λ= l0i= 18002598= 6928> 14 следовательно необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Ncr=(64Ebl02)[Ivφl(011(01+eφp)+01)+αIs]= =(64·275000018002)[30375002(011(01+0471)+01)+728·289132]= 3560497кН
гдеα=728 I=bh312= 50*90312=3037500 см4.
Вычисляем коэффициент φl=1+*М1l M1
где =1 для тяжелого бетона – коэффициент принимаемый по табл.30 СП163.13330.2012.
М1l=Ml+ Nl(h0-a)2=0+14397 (086 -004)2=590277кНм.
M1=M+N(h0- a)2=0+ 14397 (086 -004)2=590277кНм.
φl=1+1*1=2≤2. Принимаем для дальнейших расчетов φl =2. Коэффициент e=е0h= 42690=047 но не менее минимального значения e.min=05- 001(l0h)-001*Rb*γb2=05-001(180090)-001*115*11= 0174
Для дальнейших расчетов принимаем e= 047.
Is= bh0(05h-a)2=0004*50*86(05*90-4)2=289132см4;
Вычисляем значение коэффициента учитывающего влияние прогиба на значение эксцентриситета продольного усилия: : =168
е= е0+05h-a=426*168+05*90-4=11257 см.
При условии что Аs= As и присутствует случай расчета ≤ R высота сжатой зоны бетона: x=
R=( 1+s1 scu(1-11)= 075( 1+350400( 1- 07511))= 0587 где – характеристика сжатой зоны бетона вычисляемая по формуле:
=0.85-0008=085-0008*11*115=075
s1 – напряжение в растянутой арматуре (s1= Rs=355 МПа); =0265R=0585;
Принимаем 432 А400 с Аs= As= 1963 см2.
(Аs+As)b*=2*24.1350*86=0011
4 Расчет подкрановой части колонны из плоскости изгиба
Расчет сечения 2-2 в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не требуется так как λ=l0i=72014.43=49.9 λ=617.
гдеλ - гибкость надкрановой части колонны при расчете из плоско-сти рамы;
l0 - расчетная длина надкрановой части колонны при расчете из плос- кости рамы l0=0.8HN=0.89= 720см (по табл.13.1[2]).
Суммарная площадь продольной рабочей арматуры в сечении надкрановой части колонны составляет 825 А400 с площадью Аstot= 3926см2.
Насыщение сечения надкрановой части колонны продольной арматурой составляет: Аstot =0009
5Подбор поперечной арматуры в колонне
Учитывая что значения поперечных сил в расчетных сечениях колон- ны весьма малы по сравнению с изгибающими моментами и сжимающими усилиями то поперечную арматуру назначаем конструктивно. Принимаем поперечную арматуру класса А240.
Диаметр поперечной арматуры назначается dsw как максимальное из следующих условий: dsw≥6 мм. dsw≥025 ds где ds - максимальный диаметр продольной рабочей арматуры.
Для надкрановой части колонны:
dsw≥6 мм. dsw≥025. Принимаем dsw для надкрановой части колонны 6 мм.
Для подкрановой части колонны:
dsw≥6 мм. dsw≥025 Принимаем dsw для надкрановой части колонны 6 мм.
Шаг поперечной арматуры S назначается из следующих условий: S≤500 мм S≤2b (b – ширина сечения колонны) и S≤15d (d – наименьший диаметр стержней в сечении колонны). Если насыщение сечения колонны продольной арматурой составляет свыше 3% то поперечные стержни уста- навливают на расстояниях не более 15d и не более 300 мм.
Так как в надкрановой части насыщение сечения продольной арматурой составляет 045% что меньше 3% то шаг поперечных стержней должен быть не более 15d=1520=300 мм не более 2b=2500=1000 мм и не более 500 мм. Принимаем шаг поперечных стержней в надкрановой части колонны 300 мм.
В подкрановой части насыщение сечения продольной арматурой составляет 046% что меньше 3% и шаг поперечных стержней должен быть не более 15d=1532=480 мм не более 2b=2500=1000 мм и не более 500 мм. Принимаем шаг поперечных стержней в подкрановой части колонны 500 мм.
6Анкеровка продольной рабочей арматуры в колонне
Стержни продольной рабочей арматуры надкрановой и подкрановой частей колонны обрываемые на уровне консоли должны быть надежно за- анкерены.
Длина зоны анкеровки lаn определяется как максимальное значение из
lan>= (an (RsRb)+ λan) ds) где
d – наибольший диаметр стержней в сечении колонны коэффициенты an=20
an=11 an=07 (для растянутой арматуры анкеруемой в растянутом бетоне).
lаn=250 мм lаn=2020=400 мм в и lаn=(07355115+11)20=646мм. Принимаем lаn=700 мм.
lаn=250 мм lаn=2032=640 мм в и lаn=(07355115+11)32=10435 мм. Принимаем lаn=1050 мм.
Расчет элементов фермы
Ферма проектируется предварительно напряженной на пролет 24 м при шаге колон 12 м. Принятые обозначения элементов фермы показаны на рис.10. Напрягаемая арматура нижнего пояса Вр1400 с натяжением арматуры на упоры: Rs=1170 МПа Rsser=1400 МПа Esp=180000МПа. Сжатый пояс и остальные элементы решетки фермы армируются арматурой класса А400 Rs=Rsc=355 МПа Es=200000 МПа. Бетон фермы тяжелый класса В25 Rb=145 МПа Rbt=105 МПа Rbser=185 МПа Rbtser=155 МПа модуль упругости тяжелого бетона фермы подвергнутого тепловой обработке Eb=30000 МПа. Прочность бетона к моменту обжатия Rbp=20 МПа. Коэффициент условий работы бетона γb2=09 так как снеговая нагрузка имеет длительную часть.
Рис.10 Принятые обозначения элементов фермы
Габаритные размеры ферм и сечений отдельных элементов назначаются из следующих соображений.
Высота фермы hф = (17 19)l=(17 19)24000 = (3428 2666) мм. Прнимаем hф=3000 мм.
Длина панелей по верхнему поясу принимается l1 = 3м с таким расчетом чтобы ребра плит покрытия опирались в узлах верхнего пояса (при ширине плит 3м). Применение плит шириной 15 м приведет к внеузловой нагрузке по верхнему поясу.
Ширину и высоту сечения верхнего пояса из условий опирания на него плит покрытия перевозки и монтажа принимают 160 170 пролета фермы обычно кратно 50 мм (при шаге ферм 12 м – b = 300..350 мм). В нашем случае b=(160 170)24000 = (400 342) мм. Принимаем b=350 мм. Ширину сечения нижнего пояса из удобства изготов-ления принимают такой же а высоту - из условий размещения напрягаемой арматуры и проверки на трещиностойкость. Решетка ферм может быть закладной изготовляемой заранее с размерами сечения bхh=350х300 мм или чаще цельной бетонируемой одновремен но с поясами. В последнем случае ширина сечения элементов решетки при- нимается равной ширине поясов.
Допускается размеры сечений элементов ферм принимать по типовым проектам справочникам и каталогам.
Нижний пояс выполняется предварительно напряженным. Для предотвращения появления продольных трещин которые могут возникнуть по технологическим причинам напрягаемая арматура окаймляется легкими каркасами из проволоки В500 5 мм. Длина каркасов принимается не более 2..3м чтобы они не препятствовали равномерному обжатию нижнего пояса. Верхний пояс и элементы решетки армируются сварными каркасами. В опорных узлах устанавливают по расчету по два плоских каркаса с поперечной арматурой обеспечивающей прочность по наклонным сечениям а также дополнительную продольную ненапрягаемую арматуру и сетки косвенного армирования что обеспечивает надежность анкеровки напрягаемой арматуры. Промежуточные узлы верхнего и нижнего поясов армируют сварными каркасами состоящими из поперечных стержней 6 . . . 10 мм с шагом 100 мм и окаймляющего стержня 10 18 мм. Арматуру элементов решетки заводят в узлы с уширениями (вутами) растянутые стержни надежно анкеруют.
Расчетная схема фермы при отсутствии фонаря (узловая передача на- грузки) приведена на рис.8.
1Расчет верхнего сжатого пояса по первой группе предельных состояний
Расчет верхнего пояса ведем по наибольшему усилию (элемент В2) N=174649кН в том числе Nl =150089 кН. Определяем ориентировочно тре- буемую площадь сечения верхнего сжатого пояса:
А=N(08(Rb +003Rsс))=749490 (08(145(100)09+003*355(100)))=92114 см² .Назначаем размеры сечения верхнего пояса b×h=35×30 см с площадью поперечного сечения А =92114 см²1050 см². Расстояние от растянутой или сжатой грани верхнего пояса до центра тяжести растянутой или сжатой арматуры а=а= 4 см.
Рабочая высота сечения h0=h-a=30-4=26 см.
Случайный начальный эксцентриситет еа≥l600=300600=05 см где l
=300 см – расстояние между узлами фермы; еа≥h30=3030=1см; еа≥ 1см. Принимаем e0 =ea =1 см. При eah8=308=375 см; l0=09l=270 см.
Наибольшая гибкость сечения равна l0h=27030=94 следователь но необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Ncr=(64Ebl02)[Iφl(011(01+)+01)+αIs]= (64·20000002702)[78750184(011(01+028)+ 01)+ 10·44044]= 3700кН.
гдеα=ЕsЕb=20000020000=10; I=bh312=35*30312=78750 см4.
Коэффициент φl=1+*М1lM1=1+1(1651(19541))=1842
где М1l=Ml+ Nl(h0-a)2=0+150089 (026-004)2=1651кНм.
M1=M+N(h0- a)2=0+ 174649(026-004)2=19541 кНм.
Принимаем для дальнейших расчетов φl =184.
Коэффициент e=е0h= 130=003 но не менее минимального значения e.min=05-001(l0h)-001*Rb*γb2=05-001(27030)-001*145*09=028.
Для дальнейших расчетов принимаем e= 028.
Предварительно назначаем коэффициент армирования = 0004
Is= bh0(05h-a)2=0004*35*26(05*30-4)2=44044см4;
Коэффициент φp учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жесткость элемента принимается равным 1 т.к. предварительное напряжение арматуры верхнего пояса отсутствует. Вычисляем значение коэффициента учитывающего влияние прогиба на значение эксцентриситета продольного усилия: : =189
Расстояние от точки приложения продольной силы до равнодействующей усилия в растянутой арматуре:
е= е0+05h-a=1*189+05*30-4=1289см.
=0.85-0008=085-0008*11*145=075
sc.u= 500 МПа т.к. γb2 =11;
s1 – напряжение в растянутой арматуре (s1= Rs=355 МПа);
Определяем коэффициент n :
=17464901450*09*35*26=147
Определяем коэффициент равный отношению сжимающего усилия воспринимаемого арматурой к сжимающему усилию воспринимаемому бетоном=147((128926)-1+1472)(1-0154)=0401
где ’ = = a h0 =426=0154
Вычисляем относительную высоту сжатой зоны бетона:
= (α n(1- R)+2 α s R)1- R+2 α s=(147(1-061)+2*0401*061)(1-061+2*147)=066
В расчетном случае =066>R=061армирование верхнего пояса принимаем симметричное (As=As’) тогда требуемая площадь арматуры со- ставит: As=As’= (N·(eh0)- (1- 2) α n)Rs(1- ’))=(174649035500)[((128626)-(066(1-05*061))147)(1-0154)]1074
По конструктивным требованиям
Принимаем 228 А400 с Аs= As= 1232 см2.
Расчет сечения верхнего пояса из плоскости не делаем т.к. все узлы фермы раскреплены.
2Расчет нижнего растянутого пояса по первой группе предельных состояний
Расчет прочности выполняют на расчетное усилие для панели Н2. Имеются данные: расчетное значение усилия от постоянной и полной снеговой нагрузок N=173216кН; расчетное значение усилия от постоянной и длительной нагрузок Nl =145428кН. Нормативные значения усилий определяются делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке γfcp принимаемый равным 12.
Nn=Nγfcp =1443466кН;
Определяем площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры:
As= Nγs6Rs =1732160115*117000=1287 см2
где ys6=115 – коэффициент условия работы арматуры при напряжениях выше условного предела текучести.
Принимаем 4 20 Вр1400 Asp=152 см2. Сечение нижнего пояса при- нимаем b×h=35х30 см. Напрягаемая арматура окаймлена хомутами в карка- сах из ненапрягаемой арматуры. Продольная арматура каркасов из стали класса А400 (11 14 с As=1693см2) назначается конструктивно.
Суммарный процент армирования
Определяем приведенную площадь сечения нижнего пояса: AredA+α1As+α2Asp=35*30+6*1693+667*152=125289
где α1=ЕspЕb=18000030000=6 α2=ЕsЕb=20000030000=667 (для арматуры класса А400) A=b×h=35х30=1050 см2.
2.1Расчет нижнего пояса на трещиностойкость
Элемент относится к 3-й категории трещиностойкости (допускается ограничение по ширине непродолжительное acrc1 и продолжительное acrc2 раскрытие трещин). Принимаем механический способ натяжения арматуры.
Значение предварительного напряжения в арматуре назначаем из следующих условий:
Значение р при механическом способе натяжения арматуры принима- ется равным 005sp тогда получим следующие условия:
5sp≤1400 МПа 095sp≥4200 МПа;
≤13333 МПа sp≥4421 МПа;
Принимаем sp=1300 МПа.
Определяем потери предварительного напряжения в арматуре.
Первые потери (происходящие при изготовлении элемента и обжатия бетона):
- от релаксации напряжений в арматуре:1 sp )-01)sp =13557
- от разности температур напрягаемой арматуры и натяжных устройств:
Δt – разность между температурой арматуры и упоров воспринимающих усилия натяжения; при отсутствии данных принимают Δt=65°С.
-от деформации анкеров: 3= (ll)Es=(000219)200000=211МПа
принимаемое равным 2 мм;
l — длина натягиваемого стержня (расстояние между наружными гранями упоров формы или стенда) мм. Принимаем l=19 м.
Еs — модуль упругости напрягаемой арматуры;
-от быстронатекающей ползучести бетона случае.
Когда bp Rbp α то 6=40(bpRbp) гдеα=025 +0025Rbp=075 но не более 08. Принимаем α=075;
Rbp - передаточная прочность бетона (прочность которую должен на- брать бетон к моменту передачи усилия предварительного напряжения с упоров на бетон принимается не менее 15 МПа и не менее 50% от принятого класса бетона по прочности на сжатие).Ранее Rbp было принято 20 МПа;
bp - сжимающие напряжения в бетоне на уровне центра тяжести се
чения напрягаемой арматуры от действия усилия предварительного обжатия с учетом потерь 1 5 : bp=P1Ared
где P1 – усилие обжатия бетона с учетом потерь потерь 1 5;
Р1 = Asp(sp-1-2-3)=1287(1300-13557-8125- 211 )10-1 =1366897Н
тогда bp=(13668971252886)10=109МПа
bpRbp=10920=054≤α=075.
=40(10920)=218 МПа. С учетом того что бетон фермы подверга- ется тепловой обработке при атмосферном давлении полученные потери 6 умножаем на поправочный коэффициент 085. окончательно получаем
Суммарное значение первых потерь составляет:
los1=1+2+3+6=13557+8125+ 211 + 1853=25705МПа.
Вторые потери (происходящие после обжатия бетона):
-от усадки бетонаподвергнутого тепловой обработке 8=35 МПа.
от ползучести бетона при bpRbp 9=150P1Ared
где bp - сжимающие напряжения в бетоне на уровне центра тяжести сечения напрягаемой арматуры от действия усилия предварительного обжа- тия с учетом потерь 1 6 : bp=P2Ared
P2 – усилие обжатия бетона с учетом потерь1 6;
Р2=Asp(sp-1-2-3-6)=1287(1300-13557-8125-211-1853)10-1=134305кН
- коэффициент принимаемый равным 085 для тяжелого бетона подверг- нутого тепловой обработке при атмосферном давлении.
Находим сжимающие напряжения в бетоне:
bp=(1343051252886)10=1072МПаlos2=8+9bpRbp=107220=053≤075 тогда 9=150085(107220)=6834 МПа.
Суммарное значение вторых потерь составляет: los2=8+9=35+6834=10334 МПа.
Суммарное значение полных потерь:los=los1+los2 =36083 МПа.
Значение предварительного напряжении в арматуре вводится в расчет с коэффициентом точности натяжения арматуры определяются по формуле:
Знак "плюс" принимается при неблагоприятном влиянии предвари- тельного напряжения (т. е. на данной стадии работы конструкции или на рас- сматриваемом участке элемента предварительное напряжение снижает несу- щую способность способствует образованию трещин и т. п.) знак "минус"— при благоприятном. В данном случае расчета принимаем знак «минус».
Значения при механическом способе натяжения арматуры принимаются равными 01.
Определяем усилие обжатия с учетом всех потерь P при коэффициенте точности натяжения арматуры .
Р=Asр(sp-los)γsp-As(6+8+9)=(1287(1300-36083)*09)-152(1853+35+6834) 10-1 =127308 Кн
Усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин: Ncrc=
Rbtser -расчетное сопротивления бетона осевому растяжению для предельных состояний второй группы МПа;
А – площадь сечения нижнего пояса см2;
Аsp – площадь сечения ненапрягаемой и напрягаемой арматуры см2; αsp=ЕspЕb=18000030000=6.
Так как Ncrc=12408кНNn=144466кН=Nn – условие трещиностойкости сечения не соблюдается необходим расчет по раскрытию трещин.
2.2Расчет нижнего пояса по раскрытию трещин
Проверяем ширину раскрытия трещин с коэффициентом учитываю- щим влияние жесткости узлов γi = 115 от суммарного действия постоянной нагрузки и кратковременного действия полной снеговой нагрузки.
Приращение напряжения в растянутой арматуре от полной нагрузки:
s=(Nn–Р)Asp=(1443466–127308)1287 =13239МПа.
Приращение напряжения в растянутой арматуре от постоянной и дли- тельной снеговой нагрузок:
s=(Nnl–Р)Asp=(127308-12119)1287 =475МПа.
Ширина раскрытия трещин от кратковременного действия полной на- грузки:
аcrc1=γi20l(sЕsp)(35–100) 3√d=1152012112(13239180000) (35–
-1000012)×3√14=0135 мм.
где - коэффициент принимаемый для растянутых элементов равный 12;
при учете продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок для конструкций из бетона тяжелого естественной влажности
= 12 – для проволочной арматуры периодического профиля;
= Asр(bh)= 1287(3530)=0012 - коэффициент армирования принимаемый в расчете не более 002. Принимаем =0008;
d = 14 мм – диаметр арматуры Вр1400.
Ширина раскрытия трещин от кратковременного действия постоянной и длительной снеговой нагрузок:
аcrc1=γi20l(sЕsp)(35–100) 3√d=1152012112(475180000)
(35–-1000012)×3√14=004мм.
Ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и длительной снеговой нагрузок:
аcrc2=γi20l(sЕsp)(35–100) 3√d=1152012 148 12(475180000)
(35–-1000012)×3√14=007мм[acrc2]=02 мм.
Тогда acrc=acrc1-acrc1+acrc2=0135–004+007=0165[acrc]=03 мм. Ширина раскрытия трещин не превышает предельно допустимых значений. Расчет закончен.
3Расчет растянутого раскоса по первой группе предельных состояний
Расчет прочности выполняют на расчетное усилие для раскоса Р2. Имеются данные: расчетное значение усилия от постоянной и полной снеговой нагрузок N=77124кН; расчетное значение усилия от постоянной и длительной нагрузок Nl =64269кН. Нормативные значения усилий определяются делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке γfcp принимаемый равным 12.
Nnl=Nlγfcp=535575кН.
As= N(γs6Rs )=771240115*1170=5732
где ys6=115 – коэффициент условия работы высокопрочной арматуры при напряжениях выше условного предела текучести.
Принимаем 5 14 Вр1400 Asp=769см2. Сечение раскоса принимаем b×h=35х30 см. Напрягаемая арматура окаймлена хомутами в каркасах из не- напрягаемой арматуры. Продольная арматура каркасов из стали класса А400 (4 14 с As=616 см2) назначается конструктивно.
Суммарный процент армирования: = (Asp +As’)bh=(769+6169)1050=13%
Определяем приведенную площадь сечения раскоса: Ared= A+α1As+α2Asp =1050+6*769+667*616=113723 см2
4Расчет сжатой стойки по первой группе предельных состояний
Расчет сжатой стойки пояса ведем по наибольшему усилию (элемент С2) N=2478кН в том числе Nl =1931кН.
Назначаем размеры сечения стойки b×h=35×30 см с площадью попе- речного сечения А=1050 см². Расстояние от растянутой или сжатой грани стой- ки до центра тяжести растянутой или сжатой арматуры а=а= 4 см.
Рабочая высота сечения h0=h-a=30-4=26 см. Случайный начальный эксцентриситет еа≥ еа≥h30=3030=1см; еа≥1см. Принимаем e0=ea=1 см. При ea≥h8=308=375 см; l0=09l=198 см.
Наибольшая гибкость сечения равна l0h=19830=664 следователь- но необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
I=bh312=3530312=78750 см4.
Ncr=(64Ebl02)[Iφl(011(01+)+01)+αIs]= (64·30000001982)[7875018(011(01+03)+ 01)+ 667·4004]=73622кН.
Коэффициент φl=1+М1lM1=1+1(2124127258)=1782
где М1l=Ml+ Nl(h0-a)2=21241кНм.
M1=M+N(h0- a)2=27258кНм.
Принимаем для дальнейших расчетов φl =178.
Коэффициент e=е0h= 130=003 но не менее минимального значения e.min=05-001(l0h)-001Rbγb2=05-001(19830)-00114509=03.
Для дальнейших расчетов принимаем e= 03.
Предварительно назначаем коэффициент армирования = 0004Is= bh0(05h-a)2=00043526(0530-4)2=4004см4;
Коэффициент φp учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жесткость элемента принимается равным 1 т.к. предварител ное напряжение арматуры стойки отсутствует.
Вычисляем значение коэффициента учитывающего влияние прогиба на значение эксцентриситета продольного усилия:= 1 (1-NNcr)=0967
Расстояние от точки приложения продольной силы до равнодействующей усилия в растянутой арматуре: е=е0+05h-a=0967+15-4=1197
R=( 1+s1 scu(1-11)= 075( 1+355500( 1- 07511))= 061 где – характеристика сжатой зоны бетона вычисляемая по формуле:
=0.85-0008=085-0008*09*145=075
s1 – напряжение в растянутой арматуре (s1= Rs=355 МПа); =021 R=061;
Принимаем 410 А400 с Аs= As= 314см2.
(Аs+As)b*=62835*26=0007
Расчет сечения стойки из плоскости не делаем т.к. все узлы фермы раскреплены.
СП 15.13330.2012. Каменные и армокаменные конструкции. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат 2012.
СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат 2012.
СП20.13330.2016. Нагрузки и воздействия. – М.: Минстрой России ГП ЦПП 2016.
«Железобетонные перекрытия» - Б.Г. Аксенов Н.Б. Аксенов Ростов-на-Дону 1996 г.
Попов Н.Н. Забегаев А.В. Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций. – М.: Высшая школа 1985 1989.
Руководство по расчету статически непреодолимых железобетонных конструкций. – М.: Стройиздат 1975.
Бондаренко В.М. Судницын А.И. Расчет строительных конструкций. Железобетонные и каменные конструкции. - М.: Высшая школа. 1984.
Расчет и конструирование частей жилых и общественных зданий: Справочник проектировщика. – Киев: Будивельник 1987.
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие. – Киев: Будивельник 1985.
Бондаренко В.М. Суворкин Д.Г. Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа 1987.
Попов Н.Н. Чарыев М. Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа 1996.
Бондаренко В.М. Бакиров Р.О. Назаренко В.Г. Римшин В.И. Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа 2003.
Методические по выполнению курсового проекта №2 по железобетонным конструкциям (для студентов всех форм обучения специальности 29.03 – промышленное и гражданское строительство) – Ростов нД: РГСУ 2005.

icon отзыв жбк.docx

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ БЮДЖЕТНОЕ
ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ
«ДОНСКОЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ»
руководителя по курсовому проекту
Агутиной Татьяны Николаевны гр. АСП42э
на тему: «Расчет и конструирование несущих элементов поперечной рамы одноэтажного промышленного здания»
представленный к защите по направлениюспециальности
03.01 Строительство Промышленное и гражданское строительство Строительство высотных и большепролетных зданий и сооружений

icon 2задание.docx

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ БЮДЖЕТНОЕ
ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ
«ДОНСКОЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ»
Факультет «Промышленного и гражданского строительства»
Кафедра «Железобетонные и каменные конструкции»
Заведующий кафедрой
доктор технических наук профессор
на выполнение курсового проекта по дисциплине
« Железобетонные и каменные конструкции» (общий курс часть 2)
Выдано студенту. группы номер зачетной книжки 1.Тема проекта: «Расчет и конструирование несущих элементов поперечной рамы одноэтажного промышленного здания».
1Пролет здания м - L =24 м
2Стропильная конструкция - ферма с параллельными поясами
3Число пролетов здания - 2
4Рассчитываемая колонна - средняя
5Продольный шаг колонн м - В =12м
6Грузоподъемность крана т - Q = 5т
7 Высота от уровня чистого пола до головки кранового рельса м -102 м
8 Место строительства (город) - Нижнекаменск
10Бетон тяжелый класса по прочности на сжатие
11. Арматура класса по прочности на растяжение
ненапрягаемая - A-III
12. Ветровой район -II
Содержание расчетно-пояснительной записки: компоновка каркаса здания назначение предварительных размеров поперечных сечений элементов сбор нагрузок на поперечную раму здания статический расчет в программе RAMA расчет колонны по первой группе предельных состояний расчет фермы по первой и второй группе предельных состояний.
Перечень графического материала: схемы расположения несущих конструкций (планы и разрезы); сборочные чертежи (продольные и поперечные сечения) колонны и фермы спецификации ведомость расхода стали.

icon 2ЖБК.dwg

2ЖБК.dwg
Схема расположения конструкций на отм. 11
Асфальт h=20мм; (1800кгм)
Утеплитель h=100мм; (50кгм)
Обмазочная пароизоляция
Ферма с параллельными поясами
Спецификация железобетоных изделий
Ведомость расхода стали
Геометрическая схема фермы
Каркас пространственный КП1
Изделие закладное М1
Каркас пространственный КП2
Каркас плоский Кр-10
Каркас плоский Кр-11
Изделие закладное М7
Каркас пространственный
-2 Сборочный чертеж колонны К-2
Спецификация арматурных изделий
Ферма стролильная ФП-24
Спецификации железобетонных и арматурных изделий. Ведомость расхода стали.

Рекомендуемые чертежи

Свободное скачивание на сегодня

Обновление через: 12 часов 8 минут
up Наверх