1 эт пром здание с мостовым краном, ферма ФС-24

чистая пояснилка.docx

Министерство образования и науки Российской Федерации
Кафедра строительных конструкций
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовой работе по дисциплине
«Основы архитектуры и строительных конструкций»
тема: «Одноэтажное промышленное здание»
Группа: № зачетной книжки:
Руководитель работы:
Компоновка поперечной рамы2
Сбор нагрузок на поперечную раму6
Статический расчет поперечной рамы11
Расчет арматуры крайней прямоугольной колонны19
Расчет сегментной фермы23
Список используемых источников36
Компоновка поперечной рамы
Одноэтажное промышленное здание проектируется в г. Брянске. Здание отапливаемое в III снеговом районе (снеговая нагрузка So = 18 кПа). Рассматривается фрагмент здания длиной L = 24 м ширина здания B = 12 м (рис.1). Устройство фонарей не предусмотрено цех оборудуется лампами дневного света.
Рисунок 1 – План здания
Здание однопролетное с мостовым краном грузоподъемностью 15 т на главном крюке и 3 т на вспомогательном. Роль конструкции покрытия играет сегментная ферма ФС24-4 пролетом 24 м на которую сверху укладывают плиты покрытия толщиной 300 мм предварительно напряжённые железобетонные ребристые марки .
В соответствии с заданием принимаем крайнюю прямоугольную колонну КПI–10 высотой Н =11800 мм (с учетом заглубления в фундамент на 1 м) сечения: надкрановой части b×h=40×38 см подкрановой – 40×80 см и среднюю прямоугольную колонну КПI–13 высотой Н =11800 мм (с учетом заглубления в фундамент на 1 м) сечения: надкрановой части b×h=40×60 см подкрановой – 40×80 см (рис.2). Расстояние от уровня пола до головки кранового рельса 8150 мм. Высота от уровня пола до низа пролетных конструкций 108 м. Привязка крайних колонн а = 0 мм. Подкрановые балки марки БКНВ6–4К железобетонные предварительно напряжённые высотой 1 м.
Рисунок 2 – Схема колонны
Наружные стены панельные навесные марки ПСЯ16 толщиной 160 мм сплошные из ячеистых бетонов опирающиеся на опорные столики колонн на отметке 66 м. Стеновые панели и остекление ниже отметки 66 м также навесные опирающиеся на фундаментную балку.
Характеристики мостового крана (рис.3):
– высота крана Нк = 2300 мм; – ширина крана В2 = 6300 мм;
– база крана К = 4400 мм; – свес кран В1 = 260 мм;
– число колес на одной стороне крана n = 2;
– число колес тележки n' = 4;
– число тормозных колес тележки n'o = 2;
– тип кранового рельса КР-70;
– высота подкрановой балки hб = 1000 мм;
– максимальное давление колеса на подкрановые рельсы:
– вес тележки Gт = 68.7 кН; – вес крана с тележкой Gк = 333.54 кН.
Рисунок 3 – Схема мостового крана
Сбор нагрузок на поперечную раму
Определяем величину постоянной нагрузки на 1 м2 покрытия здания (табл.1).
Вес железобетонной сегментной фермы 110 кН.
Расчетная продольная сила N на крайнюю колонну:
N1 = g·B·L2= 414·6·242 + 110·112 =35858 кН.
Расчетная нагрузка от собственного веса типовой подкрановой балки Б6–9–1 Gb = 5 кН по каталогу серии 1.426.2–7 (вып. 3) для кранов Q=15 т и веса подкранового пути 23 кНм: N2 = 5·11+23·6·11 = 2068 кН.
Таблица 1 – Расчет постоянных нагрузок на поперечную раму
Коэффициент надежности по нагрузке γf
Защитный слой =20 мм из гравия втопленного в мастику
Водоизоляционный ковер из 3 слоев рубероида
Утеплитель 120 мм из плитного пенопласта плотностью 50 кгм3
Пароизоляция – 1 слой фольгоизола
Железобетонная плита покрытия
Временная (снеговая):
Расчетная нагрузка от собственного веса колонны:
верхней части Nс1 = b·h1·HB·ρb·γ = 04·038·38·24·11 = 1525 кН
нижней части Nс2 = 04·08·7·24·11 = 59136 кН.
Расчетная нагрузка на крайнюю колонну от веса стеновых панелей из ячеистого бетона толщиной 160 мм при ρ=650 кгм3 и заполнении оконных проемов (500 Нм2) (рис.4):
на отметке +7.800 (нижняя часть колонны):
Nw2 = h··l·ρ·γf = 6·016·6·65·12 + 18·6·05·11 = 5087 кН
на отметке +13.200 (верхняя часть колонны):
Nw1 = 36·016·6·65·12 + 18·6·05·11 = 33 кН.
Расчетная кратковременная нагрузка от снега:
Р1 = So·B·L2= 18·6·242 = 1296 кН.
Рисунок 4 – Сбор нагрузок от стеновых панелей
Нагрузки от мостовых кранов.
Расчетное максимальное давление на колонну:
где кН – нормативное вертикальное усилие колеса
у – ординаты линии влияния (рис.5 );
– коэффициент сочетаний: = 085.
Минимальное нормативное давление одного колеса на рельс подкрановой балки: кН.
Расчетное минимальное давление от двух сближенных кранов:
Рисунок 5 – Определение нагрузок от мостовых кранов
Горизонтальная нагрузка от поперечного торможения тележки кранов распределяемая поровну на все колеса с одной стороны крана:
Наибольшее горизонтальное давление от двух кранов на колонну: кН.
Нормативное значение ветрового давления для I ветрового района (принимается по карте 3 обязательного приложения 5 СНиП 2.01.07–85)
q0 = 023кПа (230 Нм2). Для типа местности Б коэффициенты k учитывающие изменение ветрового давления по высоте z определяем по табл.6 СНиП 2.01.07–85 составляют:
z = 5м: k = 05; z = 10 м: k = 065; z = 20 м : k = 085.
Расчетные значения средних составляющих ветровой нагрузки qn на высоте z над поверхностью земли определяем по формуле:
qn = q0kce= 09514023k086 = 147k кНм
где с – аэродинамический коэффициент для наветренной стороны с = +08 для подветренной стороны – с = – 05.
Значения коэффициента k на отметке +132 – верха парапета:
Значения коэффициента k на отметке +108 – низа пролетной конструкции:
Заменяем трапецевидную ветровую нагрузку на прямоугольную тогда средний коэффициент:
k=(055+(05+065) 055+(065+067) 0508+(067+0714) 0524)132=
Расчетная ветровая равномерно распределенная нагрузка на колонны поперечной рамы (рис.6):
– с наветренной стороны :qw = f q0kcel= 12 023 1 08 6=076 кНм
с заветренной стороны: q w = 12 023 1 05 6=047 кНм
где f – коэффициент надежности по ветровой нагрузке.
Суммарная сосредоточенная сила в уровне верха колонны от ветровой нагрузки на стеновые панели расположенные выше отметки +108 м:
W=12 023 6 0573 24 (08+05)=05 кН
Рисунок 6 – Определение ветровой нагрузки
Статический расчет поперечной рамы
Исходные данные (рис.7):
расстояние между центрами тяжести верхнего и нижнего участков колонны: Lо= е =05( hн – hв) = 05 (08 – 038) = 021 м;
высоты верхней и нижней части колонны: Нв=38 м Нн=7 м;
пролет здания L=24м; количество рам в блоке n=3;шаг рам L 1 = 6м;
сумма ординат линий влияний от действия мостового крана y = 1875;
параметр n = IвI н = 046; параметр n=НвН = 38108=035;
нагрузки F2 (на нижнюю часть колонны)= Nс2 + Nw2 = 59136+5087=110 кН
F1 = Nс1 + Nw1 = 1525+33=4825 кН – на верхнюю часть колонны;
опорные реакции: ригеля рамы Fф = qL2 =1334242 = 16008 кН
ригеля от снеговой нагрузки F3= SL2 = 1231242 = 14772 кН;
расчетная равномерно распределенная погонная нагрузка на ригель
q=ngbфcos = 09523461 = 1334 кНм; расчетная равномерно распределенная снеговая нагрузка: S= f n SoBф = 120951186 = 1231 кНм; расчетные усилия от мостового крана: Dma
Вертикальное давление кранов приложено с эксцентриситетом:
е =069+031 - 05hн =069+03 - 0508= 06 м по отношению к геометрической оси колонны и в этом сечении возникают сосредоточенные моменты:
тормозное усилие Т=547 кН; число колес крана nо = 2;
эквивалентная линейная ветровая нагрузка: с наветренной стороны qэ =076 кНм с подветренной qэ'=047 кНм; сосредоточенная сила от ветровой нагрузки: с наветренной стороны W =182 кНм с подветренной W1=137 кНм.
Продольная сила N1 = 358.6 кН на крайней колонне действует с эксцентриситетом e1 = 0.175 – 0.50.38 = -0.015м. Момент М1 = N1е1= =3586(-0015)=-538 кНм.
В надкрановой части колонны действует также расчетная нагрузка от стеновых панелей толщиной 16 см: Nw1 = 33 кН с эксцентриситетом e1=(0.16+0.38)2=0.27м. Момент: Мw1 = Nw1е2 =33(-027)=-891 кНм.
В подкрановой части колонны действует расчетная нагрузка от стеновых панелей толщиной 16 см: Nw2 = 5087 кН с эксцентриситетом e2=(0.16+0.8)2=0.48м. Момент: Мw2 = Nw2е2 =5087(-047)=-2442 кНм.
Рисунок 7 – Исходные данные для статического расчета рамы
) Геометрические характеристики колонн
Момент инерции надкрановой части колонны
Момент инерции подкрановой части
Отношение высоты надкрановой части к полной высоте колонн
отношение моментов инерции подкрановой и надкрановой частей колонн:
По формулам приложения 20 вычисляем вспомогательные коэффициенты:
) Усилия в колоннах от снеговой нагрузки
Усилия в расчетных сечениях колонны.
Длительная часть снеговой нагрузки составляет 03 полного ее значения.
) Усилия от крановых нагрузок.
Вертикальные крановые нагрузки приложены на уровне подкрановых консолей т.е.
Вертикальная нагрузка Dmax от двух сближенных кранов.
Горизонтальная нагрузка Rbt от двух сближенных кранов действующая слева направо.
Момент в точке приложения силы Pbr
) Усилия от постоянных нагрузок.
Горизонтальную реакцию при действии нагрузок от покрытия получают соответствующим увеличением реакции от снеговой нагрузки Psn:
Горизонтальную реакцию от веса балок кранового пути Gsb находят соответствующим уменьшением реакции от вертикальной крановой нагрузки Dmax:
Горизонтальные реакции от веса стен. Для Gw1 при 2=0.274.
Для Gw2 при 2=0.055.
Горизонтальную реакцию от веса надкрановой части G2:
Суммарная горизонтальная реакция от постоянных нагрузок:
Усилия в расчетных сечениях от постоянных нагрузок:
Моменты в точках крепления стеновых панелей:
) Усилия от ветровой нагрузки.
Удельные сопротивления сдвигу всех колонн: 1= 2= 3= 4=025
Реакции основной системы от внешней нагрузки:
Усилие в дополнительной связи от внешней нагрузки:
Опорные реакции в колоннах:
Усилия в расчетных сечениях колонн:
Таблица 2 – Усилия в сечениях колонны при статическом расчете
Усилия в сечениях колонны
Основное сочетание нагрузок с учетом ветровой
То же без учета крановых и ветровой
Расчет арматуры крайней прямоугольной колонны
I. Размеры прямоугольного сечения надкрановой части колонны: b=0.4м h=038м. Для продольной арматуры принимаем а=а’=004м. Рабочая высота сечения h0=038-004=034м.
Расчет в плоскости изгиба.
Сечение арматуры подбираем по усилиям в сечении II-II.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба:
- при учете крановых нагрузок l0=2H2=23.8=7.6м
- без учета крановых нагрузок l0=2.5H2=23.8=9.5м
Т.к. l0h=7.60.38=20>10 необходимо учитывать влияние прогиба элемента на эксцентриситет продольной силы.
- от всех нагрузок М=6148 кНм; N=60738 кН;
- от всех нагрузок но без учета ветровой М’=548 кНм; N’=62034 кН;
- от постоянной нагрузки М Nl=49074 кН.
Моменты внешних сил относительно центра тяжести сечения растянутой арматуры:
MII=V1=M+N(0.5h-a)=61.48+607.38(0.50.38-0.04)=152.6кНм
MI= M’+N’(0.5h-a)=54.8+620.34(0.50.38-0.04)=147.85кНм>
>0.82MII=0.82152.6=125.13кНм
Условие не выполняется тогда расчетное сопротивление бетона:
γb2=0.9MIIMI=0.9152.6147.85=0.931.1
Rb=0.9311.5=10.7МПа Rbt=0.930.9=0.84МПа
Значение условной критической силы и коэффициента .
=0.10120.38=0.266>min=0.5-0.019.50.38-0.0110.7=0.143
Принимают =min=0.266
Определяем коэффициент φl принимая =1:
M1l=Ml+Nl(0.5h-a)=36.01+490.74(0.50.38-0.04)=109.62кНм
φl=1+1109.62152.6=1.72
В первом приближении s=0.005.
αsIs=0.0050.40.38(0.40.38-0.04)220000024000=0.0810-3м4
=1(1-607.388184)=1.08
Рассматриваемое сечение расположено в средней трети высоты колонны а сама колонна имеет несмещаемые опоры.
e=e0+0.5h-a=0.10121.08+0.50.380.04=0.26 м
Площадь сечения арматуры сжатой зоны:
As’=(0.607380.26-0.410.70.40.342)[365(0.34-0.04)]=-0.000365 м20
Asmin=[0.60738(0.34-0.04-0.26)-10.70.40.38(0.40.38-0.04)][365(0.34-0.04)]=-0.00144 м2
Арматура в сжатой зоне не нужна поэтому ее сечение назначают в соответствии с конструктивными требованиями:
As’=0.002bh=0.0020.40.38=0.000304 м2=3.04 см2
Принимают 314AII As’=3.624 см2.
Армирование растянутой зоны:
B0=[0.607380.26-3650.0003624(0.34-0.04)](10.70.40.342)=0.239
As=(0.27810.70.40.38-0.60738+3650.0003624)365=-0.000063 м20
Арматура в сжатой зоне не нужна поэтому ее сечение назначают в соответствии с конструктивными требованиями: 314AII As’=3.624 см2.
Коэффициент армирования сечения:
s=20.0003624(0.40.38)=0.00477=0.005
Расчет из плоскости изгиба.
За высоту сечения принимают его размер из плоскости изгиба: h=04 м.
Расчетная длина надкрановой части из плоскости изгиба:
l0h=5.70.4=14.25 l0’h’=5.70.38=15 расчет не требуется.
Проверка прочности наклонных сечений.
На колонну действует поперечная сила Q=39.31 кН.
γb2=1.1 Rbt=1.10.9=1МПа
В сечении колонны действует продольная сила N=0.60738 МН:
φn=0.10.60738(10.40.34)=0.4470.5
При с=сmax=2.5h0=2.50.34=0.85 м проверяем условия:
Qmax=0.03931 МН2.510.40.34=0.34 МН
Q=0.03931 МН1.5(1+0.447)10.40.3820.85=0.1475МН
Т.к. оба условия выполняются поперечное армирование назначаю по конструктивным требованиям.
II. Подкрановая часть колонны.
Размеры прямоугольного сечения подкрановой части колонны: b=0.4м h=08м. Для продольной арматуры принимаем а=а’=004м. Рабочая высота сечения h0=08-004=076м.
Сечение арматуры подбираем по усилиям в сечении III-III.
- от всех нагрузок М=-20336 кНм; N=104536 кН;
- от всех нагрузок но без учета ветровой М’=-5472 кНм; N’=73126 кН.
MII=M+N(0.5h-a)=-20336+104536(0.50.8-0.04)=17297кНм
MI= M’+N’(0.5h-a)=-5472+73126(0.50.8-0.04)=20853м>
>0.82MII=0.8217297=14184кНм
γb2=0.9MIIMI=0.91729720853=0.7471.1
Rb=0.74711.5=86МПа Rbt=0.7470.9=0.67МПа
Эксцентриситет продольной силы:
e0=203.361045.36=0.2 м
Случайный эксцентриситет не учитывается тогда:
e=0.2+0.40.8-0.04=0.48 м
Относительно значение продольной силы:
Коэффициент =0.85-0.0088.6=0.78
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны:
Принимаем минимально необходимое армирование 418AII
Расчет сегментной фермы
Требуется рассчитать изаконструировать предварительно-напряженную сегментную ферму для кровли крайнего пролета одноэтажногодвухпролетного здания пролетом 24 м при шаге ферм 6 м. Схема фермы и основные геометрическиеразмеры применительно к типовым фермам серииПК-01-12968 марки ФС 24-4. Размеры панелей принять подплиты покрытий шириной 3 м. Предварительно-напряженный нижний пояс армируется канатами стержневой арматурой класса А-VI с натяжениемна упоры. Верхний пояс и элементы решетки (раскосыи стойки) армируются сварными каркасами из сталикласса A-II. Ферма изготовляется из бетона марки В40бетонирование поясов и решетки выполняется одновременно твердение бетона с пропариванием.
Назначение геометрических размеров. Ширину панелей принимаем 3 м с таким расчетом чтобы ребра плитпокрытия опирались в узлы верхнего пояса. Высота фермыв середине пролета с учетом типовых форм принята 2950 ммчто составляет Hl = 2952418. Ширина сеченияпоясов b = 250 мм высота нижнего пояса h = 300 мм высота верхнего пояса h = 280 мм (по типовомупроекту серии ПК-01-12968).Сечение раскосов принято bxh = 150x150 мм.
Подсчет нагрузок. Принимаем равномерно распределенные нагрузки в кНм2: постоянная отпокрытия — нормативная = 2.01 расчетная g = 2.34;временная (снеговая) соответственно рн = 1.286 и р = 1.8. Собственная масса фермы по справочнику[20] равна 110 кН а на 1 м длины: 1102394 = 46 кН.
Определение усилий в элементах фермы.
Усилия определяем в программном комплексе SCAD.
Рисунок 8 – Расчетная схема сегментной фермы
Таблица 3 – Усилия в стержнях фермы
Обозначение стержня по расчетной схеме
От постоянных и длительных нагрузок
Расчетные характеристики бетона и арматурнойстали:
для бетона марки В40 при γb2= 09:
Rbt = 0914 = 126 МПа
Еb = 32 500 МПа (с учетом тепловой обработкибетона)
прочность бетона к моменту обжатия Rbr=0.740=28 МПа;
для арматурной стали класса A-VI:
Rs = 815 МПаRsser=980 МПа Еs=19105 МПа
Rs = 280 МПа Еs=2.1105 МПа.
Значение контролируемого напряжения арматуры принатяжении на упоры:
для стержневой арматуры класса A-VI sp=0.9Rsser=0.9980=882 МПа принимаем 880 МПа что удовлетворяет условиям:
) sp+p=(880+0.05880)=924Rsser=980 МПа;
) sp-p=(880-0.05880)=83603Rsser=03980=294 МПа.
Прочность бетона к моменту отпуска натяжения напрягаемой арматуры
Rbp=0.7B=0.740 = 28 МПа.
Расчет элементов фермы.
1 Расчет нижнего пояса.
Расчет по предельным состояниям первой группы на прочность.
Максимальное расчетное усилие согласно табл. 3 принимаем по стержню2: N=731.40.95=695 кН. Определяем площадь сечения напрягаемой арматуры:
- при применении стержней класса A-VI при γs6=1.15
Asp=NRs γs6=695000(8151001.15)=7.42 см2
Примем 418 АVI Asp=8см2
Расчет по предельным состояниям второй группы.
При расчете нижнего пояса на трещиностойкость рекомендуется учитывать изгибающие моменты возникающие в результате жесткости введением опытного коэффициента γi=115 и γn=0.95.
Расчетное усилие равно:
при учете всех нагрузок с коэффициентом перегрузки γf > 1N =695 кН;
то же с коэффициентом γf = 1Nn=6951.2=579.2 кН
где 12 – коэффициент для приближенного пересчета усилий от действия нагрузок при γf > 1 к усилиям от нагрузок при γf = 1.
Таблица 4 – Расчет нижнего пояса на трещиностойкость
Вид расчета и формула
Данные расчета при армировании cтержнями класса A-VI
Расчетное усилие N кН (при γf > 1)
Приведенное сечение см3
Принятые характеристики:
Контролируемое напряжение при натяжении sp МПа
Прочность бетона при обжатии Rbp=0.7B МПа
Коэффициент точности натяжения арматуры при подсчете потерь γsp
То же при расчете по образованию трещин λsp
Подсчет первых потерь напряжений арматуры los1:
От релаксации напряжений стали МПа при механическом способе натяжения
От температурного перепада при t=65С МПа ;
От деформации анкеров при натяжении на жесткие упоры стенда до бетонирования МПа
Усилие обжатия бетона кН с учетом потерь 1 2 3 при γsp=1;
(880-68-812-30)10-1=5606
Напряжения обжатия бетона от действия усилия Р1 МПа
0600(796.77100)=7.04
Отношение brRbr (см. табл. 6 СНиП 2.03.1-84)
От деформации бетона вследствие быстронатекающей ползучести при brRbrα=08;
=0840brRbr МПа – при тепловой обработке.
Суммарные значения первых потерь МПа
Напряжения в арматуре за вычетом первых потерь МПа: 01=sp-los1
Усилие предварительного обжатия бетона с учетом первых потерь кН;
Напряжения в бетоне от действия усилия P01 МПа; bp=P01Ared
3840796.77(100)=6.95
Подсчет вторых потерь:
От усадки бетона подвергнутого тепловой обработке при бетоне класса В40 8 МПа
От ползучести бетона при
Суммарное значение вторых потерь МПа:
Полные потери предварительного напряжения МПа: los=los1+los2
Напряжение в арматуре за вычетом всех потерь МПа: 02=sp-los
Расчетное отклонение напряжений при механическом способе натяжения
γsp=1- γsp=1-0.1=0.9
γsp=1+ γsp=1+0.1=1.1
Полное усилие обжатия бетона при
P02= γsp02Asp(10-1)-(6+8+9)As
-10-1(8.5+40+31.88)2.26=428.5
Усилие воспринимаемое сечением нормальным к продольной оси элемента при образовании трещин кН;
Ncrc=γi[Rbtser(A+2αAs)+P02]
85[2.1(2530+26.46-2.26)10-1+
+428.5]=500Nn=579.2 кН
=2.1105(0.325105)=6.46
Расчет по кратковременному раскрытию трещин
Расчетное нормативное усилие Nn от действия всех нагрузок при γf = 1 кН
Ширина раскрытия трещин мм по формуле:
Где по п. 414 СНиП 2.03.01-84:
=12 для растянутых элементов
φl=1 =1 для стержневой арматуры
коэффициент армирования =AspA
s-приращение напряжений МПа
Условие удовлетворяется
Расчет по продолжительному раскрытию трещин
Расчетное усилие от действия постоянных и длительных нагрузок при γf = 1
Приращение напряжений
(36797-4285)108=-7566
Ширина продолжительного раскрытия трещин
Результаты расчетаподтверждают что принятые размеры сечения нижнегопояса и его армирование удовлетворяют условиям расчетапо первой и второй группам предельных состояний.
2 Расчет верхнего пояса.
Максимальноерасчетное усилие по табл. 3 в стержнях 8 и 9.
N =-727.3кН. Так как усилия в остальных панеляхпояса мало отличаются от расчетных то для унификацииконструктивного решения все элементы верхнего поясас учетом γn=0.95 армируем по усилию N=727.30.95=691 кН Nld=463.40.95=440.2 кН.
Принята арматура класса A-II Rs=280 МПа. Сечение пояса bxh = 25x28 см длина панели l = 301 смрасчетная длина l0=0.9l=0.9301 = 271 см. Отношение l0b =27125=10.820 и l0h =27128=9.68. Пояс рассчитываем на внецентренное сжатие с учетом только случайного эксцентрицитетаea = 1 см что равно l30h= 2830 = 0.93 см и большечем 1600l=301600 = 05 см.
Проверяем несущую способностьсечения при e0ea=1 см.
условие удовлетворяется;
где для определения φ=φb+2(φr-φb)v=0.897 предварительно задаемся по конструктивным соображениям процентом армирования = 1% и вычисляем:
As+A’s=A=0.012528=7 см2
что соответствует: 418AII As = 8 см2;
отношение N φ = 0897; коэффициент = 1 таккак h = 28 см > 20 см.
Проверяем прочность элемента с учетом влияния прогиба т.к. l0h =9.68. Определяем условную критическую силу Ncr:
где I=2528312=45733.3 см4;
=1 – для тяжелого бетона;
α=EsEb=2.11050.325105=6.46; =0.01;
Is=bh0(0.5h-a)2=0.012524(0.528-4)2=600 см4
M1ld=Mld+Nld(h0-a)2=0+440.2(24-4)2=4402 кНсм
M1=M+N(h0-a)2=0+691(24-4)2=6910 кНсм
e=l0h=0.010.28=0.036
lmin=0.5-0.0127128-0.010.920=0.223
Коэффициент =1(1-NNcr)=1(1-6914577)=1.18 тогда расстояние
e=e0+0.5h-a=11.18+0.528-4=11.18 см
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
где =085-0008γb2Rb=0.85-0.0080.922=0.692
Относительная продольная сила:
При n1=0.582>R=0.573 требуемая площадь симметрично расположенной арматуры:
получается отрицательное значение следовательно по расчету на внецентренное сжатие с учетом влияния прогиба при принятом сечении пояса 25х28 см арматура не требуется. Армирование 418 AII.
3 Расчет элементов решетки.
Рассмотрим первые раскосы 13 и 21 которые подвергаются растяжению максимальным усилием N=6475 кН(Nld=44 кН) а с учетом коэффициента γn=0.95 N=64750.95=61.51 кНи Nld=440.95=41.8 кН. Сечение раскосов 15x15 см арматуракласса A-II Rs = 280 МПа.
Требуемая площадь рабочей арматуры по условиюпрочности:
As=NRs=61510280(100)=2.2 см2
принимаем 410 AII As=314 см2 .
Процент армирования:
= AsА100%=314(1515)100%=14%>min=0.1%
Определяем ширину длительного раскрытия трещин acrc при действии усилия от постоянных и длительныхнагрузок учитываемых с коэффициентом γf = 1:
γfm=1.2 – средний коэффициент надежности по нагрузке для пересчета расчетных усилий в нормативные.
Принятое сечение раскоса по длительному раскрытиютрещин удовлетворяет условию. Остальные растянутые раскосы и стойки армируем конструктивно 410AII As=314 см2.
Расчет наиболее нагруженных сжатых раскосов 15 и 19 N = 1103095=1048 кН. Геометрическая длинараскосов ea= принимаем ea=1 см.
Отношение l0h=3632415=2422>20 расчет следует выполнять с учетом влияния прогиба на величину эксцентриситета продольной силы.
Требуется площадь сечения арматуры:
где e=e0+h2-a=11+152-3.5=5 см
γb2Rb=0.922=19.8 МПа
S0=0.5bh2=0.515152=1687.5 см3
Принимаем из конструктивных соображений 410AII As=314 см2.
Аналогично конструктивно армируем все остальныесжатые раскосы.
4 Расчет и конструирование узлов фермы.
При конструировании сегментной фермы необходимо уделять особое внимание надлежащей заделке сварных каркасов элементом решетки в узлах. Длину заделки lan напрягаемой арматуры для стержневой арматуры 35d где d-диаметр стержня.
Требуемая площадь поперечного сечения продольных ненапрягаемых стержней в нижнем поясе в пределах опорного узла.
As=02NRs=02563400280(100)=4024 см2
где N=5930.95=563.4 кН – расчетное усилие в стержне 1 с учетом γn=0.95. Принято 414AII As=616 см2. Длина заделки lan=35d =3514=49 смl1a=50см.
Расчет поперечной арматуры в опорном узле.
Рисунок 9 – Опорный узел
Расчетное усилие из условия прочности в наклонном сечении по линии отрыва:
где Nsp=RspAspl1lap=81510-1853150=230.4 кН
Ns=RsApl1alan=28010-16161=1725 кН
l1alan=5049=102 принимаем 1
Площадь сечения одного поперечного сечения
Asw=Nw(nRsw)=89200225(100)14=0.283 см2
где Rsw=225 МПа; n-количество поперечных стержней в узле в сечении.
Из конструктивных соображений принимаем стержни 10AII As=0785 см2.
Из условия обеспечения прочности на изгиб в наклонном сечении требуемая площадь поперечного стержня.
где – угол наклона приопорной панели; tg=145290=05 и =2636”;
s hop=hos=h-h12=78-302=64 см N1=692.60.95=658 кН – усилие в приопорном стержне 5; x – высота сжатой зоны бетона.
zsw=0.6h0=0.664=38.4 см – расстояние от центра тяжести сжатой зоны бетона до равнодействующей усилий в поперечной арматуре опорного узла.
что меньше принятого 10AII As=0785 см2.
Условие прочности на изгиб в наклонном сечении удовлетворяется.
Расчет поперечной арматуры в промежуточном узле.
Рисунок 10 – Промежуточный узел
Рассмотрим первый промежуточный узел гдек верхнему поясу примыкает растянутый раскос 13 нагруженныймаксимальным расчетным усилием N=6405095=6085 кН. Фактическая длина заделки стержней раскоса 28 см а требуемая длина заделки арматуры 10AII составляет lan=35d =351=35 см.
Необходимое сечение поперечных стержней каркасов определяемпо формуле:
где а- условное увеличение длины заделки растянутой арматуры;при наличии на конце коротыша или петли а = 3d = 312 = 36 см;k2 = 1 для узлов верхнего пояса и k2= 105 для узлов нижнего пояса;φ- угол между поперечными стержнями и направлением растянутогораскоса; φ=63°24' по углу наклона первого раскоса 13из геометрической схемы; cosφ = cos 63°24' = 0448; Rsw= 225 МПа = 22.5 кНсм2: k1 = sRs= 98.8280 = 0353; s=NAs=60.856.16 = 9.88 кНсм2 = 98.8 МПа; n=14 - количество поперечных стержней в каркасах.
По расчету поперечные стержни в промежуточном узле не требуются. Назначаем конструктивно 10AII через 100 мм.
Площадь сечения окаймляющего стержня в промежуточном узлеопределяем по условному усилию:
Nos=0.04(D1+0.5D2)=0.04D1
При D1=N13=64.05 кН усилие Nos=0046405=256 кН.
Площадь сечения окаймляющего стержня:
As=Nos(n2Rso)=2560090(100)2=0.142 см2
где Rso=90 МПа во всех случаях установленное из условия ограничения раскрытия трещин; n=2 – число каркасов в узле или число огибающих стержней в сечении.
Принято 10AII As=0785 см2.
Аналогично выше изложенному выполняют расчет и в других узлах.
Список используемых источников
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для ВУЗов. – 5–е изд. – М.: Стройиздат 1991. – 767 с.
Голышев А.Б. Бачинский В.Я. Проектирование железобетонных конструкций. Справоч. пособие под ред. Голышева А.Б. – К.: Будiвельник1985. – 496 с. ил.
СНиП 2.01.01-82.Строительная климатология и геофизика Госстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1983. –136 с.
СНиП 2.01.07-85*.Нагрузки и воздействия Госстрой СССР. – М.: ЦИТП1987. – 36 с.
СНиП 2.03.01 – 84. Бетонные и железобетонные конструкции Госстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1985. – 79 с.
Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций: Учеб. пособие для техникумов. – 3–е изд. – М.: Альянс 2007. – 506 с.

КР213-чистый штамп.dwg

С О Г Л А С О В А Н О
Сегментная ферма пролетом 24м
Прямоугольная колонна по оси 1
Спецификация арматуры на ферму ФС24-4
ОДНОЭТАЖНОЕ ПРОМЫШЛЕННОЕ ЗДАНИЕ
Ферма сегментная ФС-24-4
колонна прямоугольная
спецификация на ферму