Курсовой проект №2 по ЖБК

ПояснилкаЖБК3.doc

Исходные данные .. ..2
Компоновка сборного железобетонного каркаса здания с установлением геометрических параметров . ..3
Определение нагрузок на раму ..4
1. Постоянная нагрузка . 4
2. Временные нагрузки 5
Статический расчет рамы 8
Расчет сквозной колонны ряда А ..12
1. Данные для проектирования ..12
2. Расчет надкрановой части колонны 12
3. Расчет подкрановой части колонны .14
Конструирование и расчет фундамента под колонну ряда А .. .18
1. Данные для проектирования 18
2. Подбор арматуры подошвы 21
3. Расчет подколонника и его стаканной части .. .24
Расчет стропильной фермы пролетом L = 18 м . .26
1. Данные для проектирования .. 26
2. Определение нагрузок на ферму .. .26
3. Определение усилий в стержнях фермы . .28
4. Расчет сечений элементов фермы . 29
Список использованной литературы 35
на курсовой проект по железобетонным конструкциям №3 «Проектирование сборных железобетонных элементов каркаса одноэтажного промышленного здания»
Назначение здания производственное
Место строительства Москва
Количество пролетов 2
Размеры пролетов м 18
Длина здания м . ..72
Отметка низа стропильных конструкций м . 162
Условное расчетное сопротивление грунта МПа ..02
Наличие фонаря . .нет
Тепловой режим здания . отапливаемое
Вид кранов и количество в пролете .по два мостовых электрических крана в пролете;
Грузоподъемность кранов т .. 20 10
Выполнить расчет и конструирование следующих сборных элементов каркаса:
- Колонна крайнего ряда
- Фундамент под колонну
Дополнительные требования:
- шаг стропильных конструкций м 6
Компоновка сборного железобетонного каркаса здания с установлением геометрических параметров.
В качестве основных несущих конструкций покрытия принимаем безраскосные фермы пролетами L1 = 18 м L2 = 18 м. Плиты покрытия железобетонные предварительно напряженные ребристые 3х6 м.
Рис.1 - Поперечный разрез
Колонны крайнего и среднего рядов - сквозные. Привязка координатных осей крайних рядов 250 мм привязка осей подкрановых путей λ = 750 мм.
Дополнительные данные:
- габаритный размер крана по высоте Н = 2400 мм (для крана грузоподъемностью Q = 205 т);
- высота подкранового рельса Р43 с прокладками 140 мм;
- высота подкрановой балки 1400 мм;
Определение нагрузок на раму
1. Постоянная нагрузка
Нагрузка от веса покрытия приведена в таблице 1.
Таблица 1 - Нагрузка от веса покрытия
Железобетонных ребристых
плит покрытия размером в
плане 3х6 м с учетом
Обмазочной пароизоляции
Утеплитель (готовые плиты) минват
Асфальтовой стяжки толщиной
Нагрузки от покрытия собираем с грузовых площадей равных 9х6 м для колонн по рядам А и В 18х6 – для В. Нагрузки от массы подкрановых балок крановых путей стеновых панелей от ветра собираем с полосы 12 м равной по ширине раме – блоку.
Массы основных несущих конструкций:
стропильная ферма L = 18 м: масса 60 т вес 60 кН;
подстропильная ферма L = 12 м: масса 94 т 94 кН;
подкрановая балка L = 12 м: масса 12 т 125 кН.
На одну колонну по рядам :
- от веса покрытия G = 322912 = 34776 кН;
- от фермы G = 60211095 = 33 кН;
- от подстропильной фермы G = 94211095 = 517 кН;
Расчетная нагрузка на крайнюю колонну: F1=43246 кН
на среднюю колонну: F2=86492 кН
эксцентриситет нагрузки F12 относительно геометрической оси надкрановой части колонны
е = 425 - h12 = 425 – 6002 = 125 мм;
- от веса надкрановой части одной колонны
F3 = bh1H1γγfγn = 0506472511095 = 3526 кН;
Расчетная нагрузка от веса подкрановых частей: крайняя колонна – F4 = 517 кН средняя колонна – F5 = 90 кН
эксцентриситет нагрузки F345 относительно геометрической оси подкрановой части колонны
е = (h2 - h1)2 = (1300 – 600)2 = 350 мм;
- от стеновых панелей толщиной 300 мм от отметки 1620 м до 1885м
F6 = 21512651211095 = 341 кН;
эксцентриситет нагрузки F6 относительно геометрической оси подкрановой части колонны
еw = (tw + h2)2 = (300 + 1300)2 = 800 мм;
- от веса подкрановых балок и кранового пути
F7 = 12011095 = 1254 кН;
эксцентриситет нагрузки F7 относительно подкрановой части колонны
е3 = 500 + λ – h22 = 500 + 750 – 15002 = 500 мм.
2. Временные нагрузки.
Снеговой район для г. Москва – III.
Вес снегового покрова на 1 м2 проекции покрытия для III района согласно главе СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» S0 = 25 кПа = 25 кНм2.
Так как уклон кровли 12% средняя скорость ветра за три наиболее холодных месяца = 3 мс > 2 мс снижают коэффициент перехода = 1 умножением на коэффициент k:
k = 12 – 01 = 12 – 01·3 = 09 т.е.
Расчетная снеговая нагрузка при
k = 08; γf = 14; γn = 095;
S2 = 250912(182 + 182)14095 = 6464 кН.
Вес поднимаемого груза Q = 200 кН.
Согласно стандарту на мостовые краны база крана М = 560 см расстояние между колесами К = 440 см вес тележки Gп = 63 кН вес крана Gкр = 220 кН Fnmax = 210 кН Fnmin = 58 кН.
Расчетное давление на колесо крана при γf = 11:
Fmax = Fnmaxγfγn = 210·11·095 = 220 кН
Fmin = Fnminγfγn = 58·11·095 = 60 кН.
Расчетная тормозная сила на одно колесо:
Нmax = (Q + Gn)05γfγn20 = (200 + 63)051109520 = 69 кН.
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетаний = 085:
Dmax = Fmaxy = 220085306 = 5722 кН
Dmin = 60085306 = 15606 кН где
y = 306 сумма ординат линий влияния давления двух подкрановых балок на колонну.
Рис.3 - Линии влияния давления на колонну крана Q = 205 т.
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от четырех сближенных кранов с коэффициентом сочетаний = 07
Dmax4-х = 207306220 = 9425 кН.
Горизонтальная крановая нагрузка на колонну от двух кранов при поперечном торможении:
Ветровой район для г. Москва – I.
Для I–го района скоростной напор ветра 0 = 017 кПа; коэффициент надежности по нагрузке γf = 14. Коэффициент k учитывающий изменение ветрового давления по высоте здания для типов местности Б:
Аэродинамические коэффициенты для вертикальных стен:
с = 08 – с наветренной стороны;
с = - 06 – с подветренной.
на отм. 16200 k1 = 116;
на отм. 20200 k2 = 125.
Скоростной напор ветра:
на отм. 5000 1 = 0750с = 07501708 = 0102 кПа;
на отм. 10000 2 = 100с = 1001708 = 0136 кПа;
на отм. 16200 3 = 1160с = 11601708 = 0158 кПа;
на отм. 20200 4 = 1250с = 12501708 = 017 кПа.
Переменный по высоте колонны скоростной напор заменяем равномерно распределенным эквивалентным по моменту в заделке колонны:
с наветренной стороны
а = 2МаН2 = 2[180522 + (180 + 240)(10 – 5)((10 – 5)2 + 5)2 +
+ (240 + 245)(162 – 10)((162 – 10)2 + 10)2]1622 = 021 кПа
где Ма – момент в заделке от фактической ветровой нагрузки.
с подветренной стороны
р = (0508)210 = 130 кНм.
Расчетная погонная нагрузка на колонну крайнего ряда до отметки 162м:
Ра = ааγfγn = 0211214095 = 33 кНм;
с подветренной стороны
Рр = 0131214095 = 2075 кНм.
Нагрузка от ветрового давления на надколонную часть здания (шатер покрытия) выше отметки 162 м приводим к сосредоточенной силе по формуле:
W = (с1 + с2)(eq + max)(Нmax – Н0)а2 = [(08 + 05)(026 + 0245(1885 –
- 162)2]1214095 = 185 кН.
Сосредоточенная сила W условно считается приложенной на уровне верха колонны.
Статический расчет рамы
Усилия в колоннах рамы от постоянной нагрузки
Продольная сила F1 = 43246 на крайней колонне действует с эксцентриситетом е1 = 0125 м. В верхней части момент М1 = F1е1 =
= 432460125 = 10811 кНм.
В подкрановой части кроме силы F1 =43246 кН приложенной с эксцентриситетом е = 02 м действует: расчетная нагрузка от стеновых панелей F6 = 341 кН с е = 08 м; расчетная нагрузка от подкрановых балок F7 = 1254 кН с е = 05 м; расчетная нагрузка от надкрановой части колонны F3 = 3526 кН с е = 035 м.
Суммарное значение момента
Усилия в колоннах от снеговой нагрузки
Снеговая нагрузка S1 = 3232 кН на крайней колонне действует с эксцентриситетом е1 = 015 м. В верхней части момент М1 = S1е1 =
= 3232015 = 4848 кНм.
Усилия в колоннах от ветровой нагрузки
Расчетная погонная нагрузка на колонну крайнего ряда до отметки 108 м:
с заветренной стороны
Нагрузка от ветрового давления на надколонную часть здания (шатер покрытия) выше отметки 162 м.
Усилия в колоннах от крановой нагрузки
Рассматриваем следующие виды загружения:
) четыре крана с Мma
) тормозная сила на крайней колонне;
) тормозная сила на средней колонне.
В первом случае на крайней колонне сила Dmax = 5722 кН приложена с эксцентриситетом е3 = 05 м.
Мmax = 5722 05 = 2861 кНм.
Одновременно на средней колонне действует сила Dmin = 15606 кН с эксцентриситетом е = λ = 075 м.
В первом случае на крайней колонне сила Dmin = 15606 кН приложена с эксцентриситетом е3 = 05 м.
Мmin = 15606 05 = 7803 кНм.
Одновременно на средней колонне действует сила Dmax = 5722 кН с эксцентриситетом е = λ = 075 м.
Мmax = 5722075 = 42915 кНм
Для третьего случая суммарный момент
на крайней колонне сила Dmin = 15606 кН приложена с эксцентриситетом
Комбинация нагрузок и расчетных усилий в сечениях колонн
(для крайней колонны)
Основные сочетания расчетных усилий в крайней колонне
Основные сочетания нагрузок с учетом крановых и ветровой
Тоже без учета крановых и ветровой
Расчет сквозной колонны ряда А
1. Данные для проектирования
Бетон колонны класса В20 с расчетными характеристиками при коэффициенте условия работы γb2 = 1: Rb = 115 МПа; Rbt = 090 МПа; Еb =
Продольная арматура класса АIII (Rs = Rsc = 365 МПа; Еs = 2105 МПа; αs =
= EsEb = 2105205103 = 976); поперечная арматура класса АI.
2. Расчет надкрановой части колонны
Размеры прямоугольного сечения b = 500 мм; h = h1 = 600 мм; для продольной арматуры принимаем а = а` = 40 мм тогда рабочая высота сечения h0 = h – а = 600 – 40 = 560 мм.
Рассматриваем сечение III-III в котором действуют три комбинации расчетных усилий приведенных в таблице 4.
Таблица 5 -Комбинация усилий для надкрановой части колонны
Порядок подбора арматуры покажем для комбинации Мmax.
Расчет в плоскости изгиба
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба: при учете крановых нагрузок l0 = H = 247 =94 м так как минимальная гибкость в плоскости изгиба l0i = 9401732 = 485 > 14 необходимо учитывать влияние прогиба колонны на ее несущую способность.
Вычисляем эксцентриситет e0=MN=176808=22см
Случайные эксцентриситеты:
еа2 = h30 = 0630 = 002 м или 20 мм.
Принимаем еа2 = 2 см.
Проектный эксцентрисистет
е0 = MN = 220 мм > 20 мм следовательно случайный эксцентриситет не учитываем.
Коэффициента условия работы γb2 = 11; тогда расчетное сопротивление бетона Rb = 11115 = 1265 МПа; Rbt = 11090 = 099 МПа.
Находим условную критическую силу Ncr и коэффициент увеличения начального эксцентриситета .
е = е0h = 220600 = 037 > emin = 05 – 001l0h – 001Rb = 023
φl = 1+(MiLM)=1+1*182.7386.1=1.47
MiL=ML+NL(h0-a)2=40+549*0.522=182.7
ML=176+808*(0.56-0.04)2=386.1
Задаемся в первом приближении коэффициентом армирования = 0004.
Условная критическая сила
Ncr = ((16Ebbh)(l0h)2[((011(01 + e) + 01)3φl) + αs((h0 – a)h)2] =
= ((16·24000·500·600)(15)2[((011(01 + 037) + 01)3·1.47) + 0004·776((560 –
- 40)600)2] = 6550 кН.
Коэффициент увеличения начального эксцентриситета
= 1(1 – 8086550) = 1.14.
Расчетный эксцентриситет продольной силы
е = ·е0 + 05·h – а = 114*22 + 05·60 – 4 = 59cм.
Определим требуемую площадь сечения симметричной арматуры по формулам:
R = (1 + (Rsscu)·(1 – 11)) = 0749(1 + (365400)(1 – 074911) = 058
где = 085 – 0008Rb = 0 85 – 00081265 = 0749;
scu = 400 МПа при γb2 > 1.
Высота сжатой зоны x=NγR=808*10001.1*11.5*100*50=12.8
Относительная высота сжатой зоны
As = As` = N(e-h0+N2Rbb)(h0-a)Rs = 808*1000(59-56+(808*10002*1.1*11.5*100*50))365*100*52 = 4.1 мм2
Окончательно принимаем в надкрановой части колонны у граней перпендикулярных плоскости изгиба по 316АIII As =6.03 см2
3. Расчет подкрановой части колонны
Размеры сечения подкрановой части b = 500 мм; h = h2 = 1300 мм; а =а`=40 мм; h0 = 1300 – 40 = 1260 мм.
Комбинация расчетных усилий для сечений I-I и II-II приведены в таблице 4.
Таблица 6 - Комбинация усилий для подкрановой части колонны
Подбор арматуры выполняется для комбинации +Nmax.
Расчет в плоскости изгиба
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба: при учете крановых нагрузок l0 = H = 151285 = 19275 м. Приведенный радиус инерции двухветвевой колонны в плоскости изгиба определяем по формуле
Приведенная гибкость сечения λred=l0rred=192750.27=7138>14 – необходимо учитывать влияние прогиба колонны на ее несущую способность.
Вычисляем эксцентриситет e0=MN=3822082=18см
е = е0h = 18130 = 014 > emin = 05 – 001l0h – 001Rb = 0.27
φl = 1+(MiLM)=1+1*245.4554.9=1.44
MiL=ML+NL(h0-a)2=-163+907.5*122=245.4
ML=-382+2082*45=554.9
Задаемся в первом приближении коэффициентом армирования = 00065.
= ((16·24000·500·1300)(10.125)2[((011(01 + 0.27) + 01)3·1) + 00065·63((1260 – 40)1300)2] = 28200 кН
= 1(1 – 2082.528200) = 1.08
Усилия в ветвях колонны
Nbr1=582.85кН Nbr2=1499.65кН
Вычисляем Mbr=QS4=-60*24=-30 кНм
е = ·е0 + 05·h – а = 108·2 + 05·30 – 4 = 13 см.
αn = N(Rbbh0) = 1500103115500260 = 091.
αs = αn (eh0-1+ αn 2)(1-) = 0.91(132-1+0.912)(1-0.15)0
При αs 0 требуемая площадь сечения симметричной арматуры принимается конструктивно
Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней перпендикулярных плоскости изгиба по 318 АIII (As = As` = 763 см2).
Расчет из плоскости изгиба
Проверка необходимости расчета подкрановой части колонны перпендикулярной к плоскости изгиба
Расчетная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба: при учете крановых нагрузок l0 = H = 081285 = 1028 м. Радиус инерции i=14.43см
l0i=102814.43=71.2>37.5 – расчет необходим. Т. к. l0i=102814.43=712>14– необходимо учитывать влияние прогиба колонны на ее несущую способность.
Вычисляем случайный эксцентриситет eа=Н600=213см
Тогда е = еа + 05(h – а) = 213 + 05(46 – 4) = 2313 см.
l = еаh = 21360 = 00188 > emin = 05 – 001l0h – 001Rb = 0.2835
MiL=ML+NL(h0-a)2=0+907.5*02313=200.8
ML=0+2082*02213=4608
Условная критическая силапри 418 АIII As = As` = 1018 см2
= 1(1 – 2082.513200) = 1.19
е = ·е0 + 05·h – а = 113·119 + 05·50 – 4 = 223 см.
αn = N(Rbbh0) = 2082*100011*1155046*100 = 072.
αs = αn (eh0-1+ αn 2)(1-) = 0.72(22346-1+0.722)(1-0.087)0
При αs 0 требуемая площадь сечения симметричной арматуры принимается конструктивно.
Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней перпендикулярных плоскости изгиба по 418 АIII (As = As` = 1018 см2).
Расчет промежуточной распорки
Изгибающий момент в распорке Mds=QS2=-60кНм. Сечение распорки прямоугольное: В=50см h=45см h0=41. так как эпюра моментов двухзначная
As = As` = Mds (h0-a)Rs = 600000036500(41-4) = 4.5 см2
Принимаем 314 АIII (As = As` = 462 см2).
Поперечная сила в распорке
Qds=2 Mdsc=2*600.9=130 кН= φb4γb2Rbtbh0=136кН
Поперечную арматуру принимаем d=8 AI S=150мм.
Конструирование и расчет фундамента под колонну ряда А
Глубину заложения фундамента принимаем равной d = 18 м. Обрез фундамента на отметке – 015 м. Расчетное сопротивление грунта основания R = 200 кПа средний удельный вес грунта на нем γm = 17 кНм3. Бетон фундамента В 15 с расчетными характеристиками γb2 = 11; R = 1185 = 974 МПа; Rbt =088 МПа.
На фундамент в уровне его обреза передается от колонны следующие усилия.
Таблица 7 - Усилия от колонны в уровне обреза фундамента
Нагрузка от веса части стены ниже отм. 1620 м передающаяся на фундамент через фундаментную балку приведен в таблице 8.
Таблица 8 - Нагрузки от веса части стены
Элементы конструкций
Стеновые панели h = 84м
Эксцентриситет приложения нагрузки от стены еw = tw2 + hс2 = 3002 +
+ 13002 = 800 мм = 08 м тогда изгибающие моменты от веса стены относительно оси фундамента:
Мw = Gwew = -1171508 = -9372 кНм.
Определение размеров подошвы фундамента и краевых давлений
Геометрические размеры фундамента определяем по формуле:
принимаем a pnm pnm ≤ R.
Уточняем нормативное сопротивление на грунт
R=R0[1+k(B-b0)0](d+d0)2 d0=0.1[1+0.05(4.8-1)1](1.8+2)4=1.3МПа
Проверка давления под подошвой фундамента
Проверяем наибольшее рnmax и наименьшее рnmin краевые давления и среднее pnm давление под подошвой. Принятые размеры под подошвой должны обеспечивать выполнение следующих условий:
Рис 5. - Расчетная схема усилий для фундамента по оси А.
Давление на грунт определяется с учетом веса фундамента и грунта на нем по формуле
рn = NfA ± MfW + γmd
где Nf = Nn + Mf = Mn + QnHf + Mmax – усилие на уровне подошвы фундамента от нагрузок с коэффициентом γf = 1.
При расчете поперечной рамы за положительное принималось направление упругой реакции колонны слева направо. Тогда положительный знак поперечной силы Q соответствует ее направлению справа налево. Следовательно момент создаваемый поперечной силой Q относительно подошвы фундамента. при положительном знаке Q действует против часовой стрелки и принимается со знаком «минус».
рnm = (1268-844)2+844 = 1056 кПа R = 150 кПа.
В обоих комбинациях давление рn не превышает допускаемых т.е. принятые размеры подошвы фундамента достаточны.
Определение конфигурации фундамента и проверка нижней ступени
Учитывая значительное заглубление подошвы проектируем фундамент с подколонником и ступенчатой плитной частью.
Размер подколонника в плане:
bcf = bc + 2t2 + 22 = 500 + 2250 + 2100 = 1200 мм
где t1t2 и 12 – соответственно толщина стенок стакана и зазор между гранью колонны и стенкой стакана в направлении сторон l и b.
Высоту ступеней назначаем h1=h2=h3=0.3м. Высота подколонника hcf=075м.
Рис 6. - Геометрические размеры фундамента по оси А.
Глубина стакана под колонну hd = 09м; размеры дна стакана:
bh = 500 + 250 = 600 мм;
lh = 1300 + 250 = 1400 мм.
Расчет на продавливание
Высота и вынос нижней ступени проверяются на продавливание и поперечную силу. Проверку на продавливание выполняем из условия:
Так как hb=Hf - hh = 1.65-0.9=0.75H+0.5(lct-hc)=0.6+0.5(1.7-1)=0.95
hb=Hf - hh = 1.65-0.9=0.75H+0.5(bct-bc)= 0.95 то выполняют расчет на продавливание фундамента колонной от дна стакана а также на раскалывание фундамента колонной.
Рабочая высота дна стакана h0b = 075-008 = 067м; средняя ширина bm=0.6+0.67=1.27
площадь Аf0 = 05b(l – hn – 2h0b) – 025(b – bn – 2h0b)2 = 0548(5.4 – 0.9 –
- 2067) – 025(48 – 0.6 – 2067)2 = 6.8 м2 тогда продавливающая сила
8104.8*5.4*0.88*0.676.8=2.25 - прочность дна стакана на продавливание обеспечена.
Расчет на раскалывание
Для расчета на раскалывание вычисляют площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях проходящих по осям сечения колонны:
Afb=0.75*12+0.3*4+0.3*4.8-0.9*0.5(0.7+0.6)+0.3*3.2=5.45
Afl=0.75*20+0.3*4.5+0.3*5.4-0.9*0.5(1.2+1.1)+0.3*3.6=6.9
При AfbAfl=079>bchc=0.5 – прочность на раскалывание проверяют из условия : N≤0.975(1+ bchc) AflRbt=0.975(1+0.5)5.8*0.88=7.4
2. Подбор арматуры подошвы
Под действием реактивного давления грунта ступени фундамента работают на изгиб как консоли защемленные в теле фундамента. Изгибающие моменты определяют в обоих направлениях для сечений по граням уступов и по грани колонны.
Площадь сечения рабочей арматуры подошвы определяется по формуле:
Asi = Mi-i(09Rsh0i)
где Mi-i и h0i – момент и рабочая высота в i–ом сечении.
Рис 7. - К подбору арматуры подошвы фундамента.
Определение давления на грунт
pmax=208226+2018+38165448=1283
p2 = 112 + (16318)18 = 1283 кПа;
p3 = 112 + (163085)18 = 1197 кПа;
p4 = 112 + (163*05)18 = 1165 кПа
Определение моментов
Аs1 = 491106(09280250) = 780 мм 2.
МII-II = (54-36)2(1283+2*1283)24 = 52 кНм;
АsII = 2154106(09280550) = 15541 мм 2.
МIII-III = (54-2)2(1197+2*1283)24 = 2146 кНм;
АsIII = 3515106(09280850) = 1640 мм 2.
МIV-IV = (54-1)2(1165+2*1283)24 = 3012 кНм;
АsIV = 5278106(092802350) = 891 мм 2.
Определение требуемой площади арматуры и подбор сечения.
Аs1 = 00052*2(09280022) = 2 см 2.
АsII = 0026*2(09280052) = 4 см 2.
АsIII = 0107*2(09280082) = 104 см 2.
АsIV = 01506*2(09280152) = 79 см 2.
Принимаем в направлении длиной стороны 518 А-II (As = 1272 см2> AsIII) с шагом 200 мм.
Подбор арматуры в направлении короткой стороны
Расчет ведем по среднему давлению по подошве pm = 112 кПа. Учитываем что стержни этого направления будут во втором верхнем ряду поэтому рабочая высота h0i = hi – a – (d1 + d2)2. Полагаем что диаметр стержней вдоль короткой стороны будет не более 12 мм.
M`I-I = 0125pm(b – b1)2 = 0125112(48 – 40)2 = 896 кНм;
M`II-II = 0125112(48 – 32)2 = 3584 кНм;
Сечение III` - III`
M`III-III = 0125112(48 – 12)2 = 126 кНм;
M`IV-IV = 0125112(48 – 05)2 = 1917 кНм;
Требуемая площадь арматуры
Аs1` = 000896(09280022) = 16 см 2.
АsII` = 003584(09280052) = 27 см 2.
АsIII` = 0126(09280082) = 61 см 2.
АsIV` = 01917(09280157) = 48 см 2.
Принимаем в направлении короткой стороны 514А-II As = 769 см2>AsIII с шагом 200 мм.
3. Расчет подколонника и его стаканной части
При толщине стенок стакана поверху t1 = 250 мм 075hd = 075550 = 413 мм стенки стакана необходимо армировать продольной и поперечной арматурой по расчету.
Подбор продольной арматуры
Продольная арматура подбирается на внецентренное сжатие в сечениях V –V и VI – VI. Сечение V –V приводим к эквивалентному двутавровому:
bf` = bf = bcf = 1200 мм; hf` = hf =300 мм; b = 600 мм; h = 2000 мм. Армирование подколонника принимаем симметричным: а = а` = 40 мм.
Усилия в сечении V – V:
М = -381-60*09-525 = -4875 кНм;
N = 2082+1051+384=25711 кН;
е0 = MN = 487525711 = 019 м.> еa=h30=0.055
Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести растянутой арматуры
е = е0 + 05h – a = 0.19 + 0520– 0.04 = 1м.
Проверяем положение нулевой линии
N = 2.571 MН Rbbf`hf` = 9.741.20.3 =3.5 MН – нейтральная линия проходит в полке поэтому арматура подбирается как для прямоугольного сечения шириной b = bf = 1200 мм=1.2м и рабочей высотой h0 = h – a = 2000 – 40 =
Вспомогательные коэффициенты:
φn = N(Rbbh0) = 2571(97412166) = 0133 R = 065;
φm1 = (N·e)(Rbbh02) = 2571974121662 = 008;
= а`h0 = 401660 = 0024.
Требуемая площадь сечения симметричной арматуры
Аs = As` = (αm1 - αn(1 – αn2)(1 – ) = (008 – 0133(1 – 0082)(1 – 0024) 0.
По конструктивным требованиям минимальная площадь сечения продольной арматуры составляет
Аsmin = 00005bсfhcf = 000051217 = 10 см2
Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней перпендикулярных плоскости изгиба по 516 АII (As = As` = 1005см2>Аsmin).
Корректировку расчета не производим.
У широких граней предусматриваем по 310 АII с тем чтобы расстояние между продольными стержнями не превышали 400 мм.
В сечении V –V усилия незначительно больше чем в сечении IV – IV поэтому арматуру оставляем без изменений.
Подбор поперечной арматуры стакана
Стенки стакана армируются также горизонтальными плоскими сетками. Стержни сеток > 8 мм располагаются у наружных и внутренних граней стакана; шаг сеток 100 200 мм. Обычно задаются расположением сеток по высоте стакана а диаметр стержней определяют расчетом.
Так как 05hc=0.5м> е0=0.19> hc6=0.17 – принимаем 6 сеток с шагом 150мм. Верхнюю сетку устанавливаем на расстоянии 50мм
Расчет производится в зависимости от величины эксцентриситета продольной силы причем усилия М и N принимабтся в уровне нижнего торца колонны.
М = -381 – 60 1 – 07*2082*019 =-1641 кНм;
Σzi=0.8+0.65+0.5+0.35+0.2+0.05=2.55м
Принимаем сетки из арматуры класса А-I (Rs = 225 МПа)
При hc6 = 9006 = 150 мм е0 = 109 мм;
е0 = 109 мм > hc2 = 9002 = 450 мм.
Расчет ведется для сечения проходящего через точку К. Тогда площадь сечения арматуры одного ряда сеток определяется по формуле:
Аs = 0164225*255=286см2
При четырех рабочих стержнях в сетке требуемая площадь сечения одного стержня Aw = 2864 = 075см2. Принимаем стержни 10А-I (Asw1 = 0785см2).
Расчет предварительно напряженной сегментной фермы пролетом L = 18 м
Требуется запроектировать сегментную ферму пролетом 18 м.
Шаг ферм 6 м. Покрытие принято из железобетонных ребристых плит покрытия размером в плане 3х6 м. Коэффициент надежности по назначению γn = 095. Ферма проектируется с предварительно напряженной арматурой нижнего пояса и закладной решеткой.
Бетон тяжелый класса В 40 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении: Rb = 220 МПа; Rbser = 290 МПа; Rbt = 140 МПа; Rbtser = 21 МПа; Eb = 32500 МПа. Коэффициент условия работы бетона γb2 =
= 09. Напрягаемые канаты нижнего пояса класса К-7: Rs = 1080 МПа;
Rsser = 12950 МПа; Es = 18105 МПа. Арматура верхнего пояса узлов и элементов решетки класса А-III: при ≥ 10 – Rs = Rsc = 365 МПа и
Rsw = 290 МПа; при 10 - Rs = Rsc = 355 МПа и Rsw = 285 МПа;
Es = 2105 МПа. Хомуты из арматуры класса А-I. Натяжение арматуры механическим способом на упоры стенда. Обжатие бетона производится при его передаточной прочности Rbp = 07В = 0740 = 28 МПа. К элементам фермы предъявляется 3-я категория по трещиностойкости.
2. Определение нагрузок на ферму
Состав и величины распределенных по площади нагрузок от покрытия приведены в табл. 9.
Таблица 9 - Постоянные нагрузки на стропильную ферму
Рис 8. - Геометрическая схема фермы.
Рис 9. - Схема приложения узловых постоянных нагрузок
qкр = q*a=3.220*6=19.32кНм
Сосредоточенная узловая нагрузка от распределенной
Узловые нагрузки от снега по рис.8:
Собственный вес - узловые нагрузки
3. Определение усилий в стержнях фермы
Длительно действующая часть снеговой нагрузки составляет 50% от полного нормативного значения. Расчет производим в программе SCAD. См. Приложение.
4. Расчет сечений элементов фермы
По серии ПК01-12978 принимаем размеры сечения нижнего пояса bxh =
= 280х200 мм. Расчет нижнего пояса производим по прочности (подбор напрягаемой арматуры) и трещиностойкости (проверка по образованию и раскрытию трещин).
Подбор напрягаемой арматуры
Из таблицы 9 следует что наибольшее растягивающее усилие действует во второй панели нижнего пояса (N = 6321 кН).
Требуемая площадь сечения напрягаемой арматуры определяем как для центрально-растянутого элемента:
Asp = N(γs6Rs) = (632.1)(1151080*100) = 4.9 cм2
Принимаем 109 K-7 (Аsp = 5.1 cм2). В нижнем поясе конструктивно предусматриваем 410 А-III (Аs = 3.14 cм2).
Таблица 10 - Расчетные усилия в элементах фермы
для основного сочетания
Коэффициент армирования нижнего пояса:
= (Asp + As)bh = (4.9+3.14)28*20 = 0014 или 14%.
Проверка трещиностойкости
Для оценки трещиностойкости предварительно напряженного нижнего пояса фермы необходимо вначале определить потери предварительного напряжения.
При механическом способе натяжение допустимое отклонение р величины предварительного напряжения sp принимаем p = 005sp тогда sp + p =
= sp + 005sp ≤ Rsser и sp = 1295105 = 1233 МПа Rsser=1295 МПа. Принимаем sp = 1200 МПа.
Коэффициент точности натяжения арматуры
γsp = 1 – Δγsp = 1 – 01 = 09.
Площадь приведенного нижнего пояса:
Ared = A + α1Asp + α2As = 2820 + 515.54 + 3146.15 = 607.6 cм2
где α1 = EspEb = 18000032500 = 55;
α2 = EsEb = 20000032500 = 615
От релаксаций напряжений в арматуре
= (022spRsser – 01)sp = (02212001295 – 01)1200 = 124.6 МПа.
От разности температур (Δt = 65ºС): 2 = 125Δt = 12565 = 8125 МПа.
От деформации анкеров у натяжных устройств
= ΔlEspl = 0.261800001900 = 187 МПа
где Δ l = 19000 мм – длина натягиваемой арматуры d =9 мм – диаметр арматуры.
От быстро натекающей ползучести. Усилия обжатия с учетом потерь по позициям 123.
P0 = Asp(sp – 1 – 2 – 3) = 510(1200 – 124.6 – 8125 – 187) = 497.5 кН.
Сжимающее усилие в бетоне от действия этого усилия
bp = P0Ared = 497482607.6 = 819 МПа Rbp = 28 МПа.
Коэффициент α = 025 + 0025Rbp = 025 + 002528 = 095 > 085
При bpRbp = 81828 = 0296 075 потери от быстро натекающей ползучести по формуле:
= 40bpRbp = 40*0.85*0.296=10.0 МПа.
Итого первые потери:
los1 = 1 + 2 + 3 + 6 = 124.6+81.25+18.72+10=234.6 МПа.
Осадка бетона класса В40 - 8 = 40 МПа.
От ползучести. Усилие обжатия с учетом первых потерь
Р1 = 510(1200 – 234.6) = 492.354 MН;
сжимающие усилие в бетоне
bp = 492.4*100607.6 = 81 МПа.
При уровне напряжения:
bpRbp = 8128 = 029 α = 075 потери от ползучести
= 085150bpRbp = 085150029 = 369 МПа.
Итого вторые потери:
los2 = 40 + 365 = 769 МПа.
los = los1 + los1 = 234.6 + 769 = 290 МПа что больше 100 МПа.
Усилие обжатия с учетом полных потерь и наличия ненапрягаемой арматуры:
Р2 = γsp(sp – los)Asp – (6 + 8 + 9)As = 0.9(1200 – 311.5)5.1 – (10 + 40 +
+ 36.9)3.14 = 380.5 кН;
Усилие трещинообразования определяем при γsp = 09 и вводим коэффициент 085 учитывающий снижение трещиностойкости нижнего пояса вследствие влияния изгибающих моментов возникающих в узлах фермы:
Ncrc = 085[Rbtser(A + 2α2As) + P2] = 085[0.21(56 + 2515.54) +380.5]=
Так как Ncrc = 381.5 кН N = 454.6 кН в нижнем поясе образуются трещины и необходимо выполнить расчет по раскрытию трещин.
Приращение напряжений в растянутой арматуре:
s = (Nn – P2)Asp = (454.6 – 380.5)5.1 = 145 МПа.
Ширина раскрытия трещин:
acrc1 = 115φlsEsp20(35 - 100)3√d = 1151210129718000020х
х(35 - 100001)3√9 = 009 мм.
Непродолжительная ширина раскрытия трещин от действия полной нагрузки
acrc = acrc1 = 009 [acrc1] = 015.
Тогда acrc = acrc1- acrc1 + acrc2=0090.15
Расчет верхнего пояса
Наибольшее сжимающие усилие действующее в четвертой панели верхнего пояса. равно N = 632.1 кН.
Так как расчетный эксцентриситет продольной силы е0 = 0 верхний пояс рассчитываем с учетом только случайного эксцентриситета еа равного наибольшему из следующих значений:
еа = l600 = 3010600 = 5 мм
еа = h30 = 2030 = 066 см
окончательно принимаем е0 = еа = 10 мм.
Расчетные длины верхнего пояса при е0 = 10 мм 0125h = 0125200 = 25 мм:
I=bh312=28*20212=18666.7см4
φl = 1+(MiLM)=1+1*53238=1.87
MiL=ML+NL(h0-a)2=0+6321*0.122=38
е = е0h = 00102 = 005 > emin = 05 – 001l0h – 001Rb = 0167
Задаемся в первом приближении коэффициентом армирования = 0024.
= 1(1 – 632121379) = 1.42.
е = ·е0 + 05·h – а = 142*1 + 05·20 – 4 = 742cм.
R = (1 + (Rsscu)·(1 – 11)) = 06916(1+(365400)(1– 0691611) = 0485
где = 085 – 0008Rb = 0 85 – 00080922 = 06916;
αn = N(Rbbh0) = 632110309*22*100*28*16 = 07.
αs = αn (eh0-1+ αn 2)(1-) = 0.7(74216-1+0.72)(1-0.25)0
Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней перпендикулярных плоскости изгиба по 416 АIII (As = As` = 804 см2).
Расчет элементов решетки
Поперечное сечение раскоса 140х140 мм. Расчетное усилие N = 628 кН.
Требуемая площадь сечения растянутой арматуры
As = NRs = 628103095*1080*100 = 12 см2
Принимаем 49 К-7 (As = 204см2).
Проверяем продолжительную ширину раскрытия трещин при действии N с учетом влияния жесткости узлов.
Ncrc = 085[Rbtser(A + 2α2As) + P2] = 085[0.21(56 + 22045.54) +1327]=
Р2 = γsp(sp – los)Asp – (6 + 8 + 9)As = 0.9(1200 – 311.5)204 – (10 + 40 +
Так как Ncrc = 1259 кН > N = 62.8 кН в нижнем поясе трещины не образуются и поэтому выполнять расчет по раскрытию трещин не требуется.
Вследствие того что значения усилий в стержнях (раскосах и стойках) различаются не значительно принимаем их одного размера и с одинаковой арматурой. Арматура для стоек – конструктивных соображений принимается 412 А – III.
Список использованной литературы
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. М. 1989.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. М.1985.
Заикин А.И. Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий. (Примеры расчета). М. 2002.
Байков В.Н. Железобетонные конструкции. М. 1991.
Улицкий И.И. Железобетонные конструкции. Киев 1959.
Линович Л.Е. Расчет и конструирование частей гражданских зданий. Киев 1972.

графикаЖБК3.dwg

Спецификация стали марки С275 ГОСТ 27772-88 (кроме отмеченной)
Ферма стропильная ФС1
o8A-I ГОСТ5781-82L=240
o16A-III ГОСТ5781-82L=2470
o16A-III ГОСТ5781-82L=2920
o16A-III ГОСТ5781-82L=2960
o8A-I ГОСТ5781-82L=120
o10A-III ГОСТ5781-82L=3060
o8A-I ГОСТ5781-82L=340
o10A-III ГОСТ5781-82L=730
o8A-I ГОСТ5781-82L=380
o10A-III ГОСТ5781-82L=1120
o8A-I ГОСТ5781-82L=450
o10A-III ГОСТ5781-82L=840
o5B-I ГОСТ6727-80L=290
o5B-I ГОСТ6727-80L=230
o5B-I ГОСТ6727-80L=350
o9K-7 ГОСТ13840-68L=17940
o10A-I ГОСТ5781-82L=240
Одноэтажное промышленное здание г. Москва
Ферма стропильная. Узлы М1:50
Строительные конструкции. Элементы каркаса.
Ферма стропильная ФС1 М1:50
Ферма стропильная. Узлы М1:20
Колонна крайняя М1:100
Спецификация элеиентов
o8A-I ГОСТ5781-82L=562
o8A-I ГОСТ5781-82L=286
o8A-I ГОСТ5781-82L=420
o8A-I ГОСТ5781-82L=460
o16A-III ГОСТ5781-82L=4960
o10A-III ГОСТ5781-82L=4960
o18A-III ГОСТ5781-82L=4960
o8A-I ГОСТ5781-82L=880
o8A-I ГОСТ5781-82L=480
o14A-III ГОСТ5781-82L=814
o10A-III ГОСТ5781-82L=1660
o12A-III ГОСТ5781-82L=1510
o10A-III ГОСТ5781-82L=1180
o16A-III ГОСТ5781-82L=1660
o16A-III ГОСТ5781-82L=1160
o18A-III ГОСТ5781-82L=5300
o14A-III ГОСТ5781-82L=4700
Фундамент крайний Ф1