Одноэтажное промышленное здание со сборным железобетонным каркасом

ПЗ.doc

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение
высшего профессионального образования
САРАТОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ
Кафедра: Промышленное и гражданское строительство (ПГС)
Специальность: Промышленное и гражданское строительство (ПГС)
Форма обучения: Очная
на тему «Одноэтажное однопролетное промышленное здание»
по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»
(подпись)(расшифровка)
представления к защите
Руководитель проекта:
(подпись) (расшифровка)
I. Проектирование стропильной фермы5
2.Сбор нагрузок на ферму6
3. Определение усилий в элементах фермы7
4. Расчет сечений элементов фермы9
II. Расчет поперечной рамы здания20
1. Компоновка поперечной рамы20
2. Сбор нагрузок на поперечную раму22
3 Статический расчет поперечной рамы.25
4 Определение усилий в колоннах рамы29
III. Расчет прочности колонны32
1. Расчет надкрановой части колонны32
2 Расчет подкрановой части колонны35
2.1Расчет подкрановой части колонны в плоскости рамы36
2.2 Расчет подкрановой части колонны из плоскости рамы40
3 Расчет промежуточной распорки42
IV. Проектирование фундамента43
1. Определение геометрических размеров фундамента43
2. Расчет арматуры фундамента46
Список используемых источников49
Выполнение курсового проекта “ Одноэтажного промышленного здания” по дисциплине “Железобетонные и каменные конструкции” направлено на усвоение знаний полученных при изучении теоретической части данной дисциплины а также на выработку практических навыков проектирования и расчета железобетонных конструкций.
В курсовом проекте рассматриваются особенности размещения конструктивных элементов каркаса в плане и по высоте схемы связей между колоннами горизонтальных и вертикальных связей по покрытию компоновка поперечной рамы правила определения величин и характера действующих на каркас различных нагрузок – постоянной временных.
Расчет железобетонных конструкций производится по методу предельных состояний в соответствии с положениями СНиП 2.03.01-84* “Бетонные и железобетонные конструкции” и согласно СП 20.13330.2011 “Нагрузки и воздействия”.
Грузоподъемность крана
Отметка верха колонны
Условное расчетное сопротивление грунта
Рулонная кровля кНм2
Выравнивающий слой цементного р-ра (ρ = 18 кНм3) толщиной мм
Утеплитель и крупнопористого керамзитобетона (ρ = 9 кНм3) толщиной мм
Швы замоноличивания кНм3
I. Проектирование стропильной фермы
Ферма проектируется предварительно напряженной на пролет 18м цельной при шаге ферм 12м. Геометрическая схема фермы показана на рисунке 1.
Материал фермы бетон класса В40
Нормативные сопротивления
Расчетные сопротивления
Начальный модуль упругости
Коэффициент условий работы
Предварительно напряженный нижний пояс (центрально растянутые элементы) армируется стержневой арматурой класса А-V с натяжением на упоры
Растяжение (продольная)
Для армирования ненапрягаемых элементов принята арматура класса А–III:
Расчетные сопротивления МПа
Растяжение (поперечная) d 6-8
Растяжение (поперечная) d10-40
В качестве хомутов принята арматура класса А–I.
2.Сбор нагрузок на ферму
Выравнивающий слой цементного р-ра (ρ=18 кНм3; =30мм)
Утеплитель из крупнопористого керамзитобетона (ρ=9 кНм3; =180мм)
Плиты покрытия 12×3м
Ригель (сегментная ферма 94кН)
1 кратковременная (полная)
2 длительно действующая
Узловые расчетные нагрузки по верхнему поясу фермы
Постоянная нагрузка:
Кратковременная снеговая нагрузка:
Длительная снеговая нагрузка:
Узловые нормативные нагрузки по верхнему поясу фермы
3. Определение усилий в элементах фермы
Определение усилий в элементах фермы от единичных нагрузок производим методом вырезания узлов. Продольные силы в сечениях поясов стоек и раскосов определяют из условий статического равновесия.
Полученные результаты сведены в таблицу 2.
От единичных нагрузок
От постоянной нагрузки
От кратковременного действия
полной снеговой нагрузки
От длительной снеговой нагрузки
От постоянной и полной снеговой нагрузок
От постоянной и длительной снеговой нагрузок
Знак “–“ соответствует сжимающим усилиям.
Знак “+” соответствует растягивающим усилиям.
4. Расчет сечений элементов фермы
Расчет верхнего пояса производится по наибольшему усилию (элемент В1)
N = 146417 кН в том числе Nl = 11219 кН.
Ширину верхнего пояса принимаем из условия опирания плит покрытия пролетом 12м – 300мм. Определяем ориентировочно требуемую площадь сечения пояса
Принимаем сечение b×h = 30×25 см c A = 750 см2 > 5383 см2
Расчетная высота сечения h0=h-a где а – защитный слой бетона 30 мм (п. 5.5 СНиП: не менее 20 мм для сечений высотой 250 и более и не менее диаметра стержня d=20-25 мм)
Случайный начальный эксцентриситет
Принимаем e0 = ea = 1cм. При ea 18h = 258 = 3125 см; l0 = 0.9l = 270cм.
Расчет конструкции производим по недеформированной схеме учитывая при гибкости влияние прогиба элемента на его прочность путем умножения на коэффициент .
Радиус инерции сечения i:
Коэффициент определяется по формуле :
Условная критическая сила
( = 1 бетон тяжелый)
Момент внешних сил относительно оси параллельной линии ограничивающей сжатую зону и проходящей через центр наиболее растянутого или наименее сжатого (при целиком сжатом сечении) стержня арматуры от продолжительного действия нагрузки:
Момент от действия полной нагрузки:
e e min принимаем e = 0194
В первом приближении принято = 0027
Момент инерции арматуры относительно оси проходящей через центр тяжести сечения:
Уточняем расстояние е:
Расчет сечений нормальных к продольной оси элемента следует производить в зависимости от соотношения относительной высоты сжатой зоны бетона и граничной высоты сжатой зоны бетона - относительной высоты сжатой зоны при которой предельное состояние элемента наступает одновременно с достижением в растянутой арматуре напряжения равного расчетному сопротивлению Rs (п.3.11. 3.12. СНиП).
Граничное значение относительной сжатой зоны бетона при γb2 = 0.9
Для определения площади арматуры воспользуемся выражениями полученными из совместного решения систем уравнений.
При симметричном армировании высота сжатой зоны бетона
- защитный слой арматуры у верхней грани элемента примем (п. 5.5 СНиП).
- эксцентриситет приложения продольной силы N относительно центра тяжести сечения растянутой арматуры
Армирование принимаем симметричное
Фактический коэффициент армирование что незначительно отличается от ранее принятого.
Во втором приближении принято = 0012
Принимаем 418 A-III с AS = 1018см2
Расчет сечения пояса из плоскости фермы не требуется так как все узлы фермы раскреплены плитами покрытия
Нижний растянутый пояс
Расчет прочности выполняем на расчетное усилие для панели Н2.
Имеем: нормативное и расчетное значение усилий от постоянной и полной снеговой нагрузок . Нормативное значение усилий от постоянной нагрузки
Определяем площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры при γS6 = = =115 (для арматуры класса A-V)
Принимаем 10 16 А-V АS расч.=2011 см2. Принимаем сечение нижнего пояса 30×32см. Напрягаемая арматура окаймлена П-образными сетками вставленными одна в другую. Продольная арматура каркасов из стали класса A-III (4 6 А-III А’S расч.=113 см2 Процент армирования сечения
Приведенная площадь сечения
Расчет нижнего пояса на трещиностойкость
Элемент относится к третьей категории трещиностойкости. Принимаем механический способ натяжения арматуры. Величину предварительного напряжения в арматуре SP при назначаем из условия
Определяем потери предварительного напряжения в арматуре при γSP = 1.
а) от релаксации напряжений в арматуре
б) от разности температур напрягаемой арматуры и натяжных устройств (при Δt = 650C)
в) от деформации анкеров ; где d – диаметр стержня 16мм (приняли при расчете нижнего пояса по прочности);
г) от быстронатекающей ползучести бетона при α = 075
Первые потери составляют
а) от усадки бетона В40 подвергнутого тепловой обработке 8 = 40МПа
б) от ползучести бетона при 075
Вторые потери составляют
Полные потери составляют
Расчетный разброс напряжений при механическом способе натяжения арматуры принимается равным
так как ΔγSP 01 принимаем ΔγSP = 01. Сила обжатия при
Усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин при γi = 0.85
Nn > Ncrc необходим расчет по раскрытию трещин.
Проверим ширину раскрытия трещин с коэффициентом учитывающим влияние жесткости узлов γi = 115 от суммарного действия постоянной нагрузки и кратковременного действия полной снеговой нагрузки.
Приращение напряжения в растянутой арматуре от полной нагрузки
Приращение напряжения в растянутой арматуре от постоянной нагрузки
трещины от действия постоянной нагрузки не возникают.
Ширина раскрытия трещин определяется выражением
При непродолжительном действии полной нагрузки и при непродолжительном действии всей нагрузки φ = 1 при армировании стержневой арматурой периодического профиля.
Ширина раскрытия трещин от действия полной нагрузки
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной снеговой нагрузки
Ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и длительной снеговой нагрузки
Таким образом ширина раскрытия трещин составит
что не превышает предельно допустимого значения [0.3мм].
Растягивающее усилие в раскосе:
нормативное и расчетное значение усилий от постоянной и полной снеговой нагрузок
нормативное значение усилий от постоянной и длительной снеговой нагрузок
Арматура класса А-III Rs = 365 мПа.
Определяем площадь сечения растянутой арматуры при γS6 = =115 (для арматуры класса A-III)
Принимаем 4 12 А-III АS расч.=452 см2. Принимаем сечение растянутого раскоса 30×15см.
Процент армирования сечения
Расчет раскоса Р1 на трещиностойкость
Для растянутого раскоса ширина длительного и кратковременного раскрытия трещин проверяется так же как и для нижнего пояса фермы.
Должно выполняться условие: Nn Ncrc
б) от разности температур (при Δt = 650C)
в) от деформации анкеров при натяжении арматуры до бетонирования на жесткие упоры
Расчетный разброс напряжений принимается равным
Ncrc > Nn расчет по раскрытию трещин не требуется
В остальных элементах фермы – стойке С1 и раскосе Р2 – усилия невелики поэтому их можно не рассчитывать.
Исходя из принятых геометрических размеров поперечного сечения элементов решетки b x h = 300 x 150 мм и коэффициента армирования = 001 вычисляем площадь сечения арматуры:
Аs = 001*30*15 = 45 см2.
Рабочую арматуру назначаем конструктивно: 4 12 А-III АS расч. = 452 см2.
II. Расчет поперечной рамы здания
1. Компоновка поперечной рамы
В качестве основной несущей конструкции покрытия принимаем железобетонную предварительно напряженную сегментную ферму пролетом 18м с предварительно напряженным нижним поясом и первым нисходящим раскосом. Устройство фонарей не предусмотрено здание оборудовано лампами дневного света. Плиты покрытия предварительно напряженные железобетонные ребристые размером 3×12 м.
Подкрановые балки железобетонные предварительно напряженные при шаге колонн 12 м высотой 14 м. Наружные стены панельные навесные опирающиеся на опорные столики колонн на отметке 38м. Стеновые панели и остекление ниже отметки 38м также навесные опирающиеся на фундаментную балку. Колонны сквозные двухветвевые.
Колонны проектируются сквозными ступенчатыми отметка верха колонны 168 м. Привязка колонн к разбивочным осям 250 мм. Отметка головки кранового рельса 1355 м. Высота кранового рельса 150 мм.
Назначаем колонну с основными габаритными размерами:
- высота колонны Нк = 18150 мм;
- высота нижней части Нн = 12150 мм;
- высота верхней части Нв = 4800 мм;
- ширина колонны b = 500 мм;
- высота сечения верхней части h1 = 600 мм;
- высота сечения нижней части h2 = 1400 мм;
- высота сечения ветвей нижней части h3 = 300 мм;
- высота ступени подкрановой части h4 = 1200 мм.
Приняв расстояние от уровня планировки до обреза фундамента 150 мм определяем глубину заделки колонны в фундамент как 1200 мм следовательно подземная часть колонны составляет 1350 мм надземная – 16800 мм высота нижней части колонны от обреза фундамента - 12150 мм.
Стеновое ограждение принимаем из панелей размером 12000х1200 мм – с опиранием на столики колонн 12000х1800 мм – с опиранием на фундаментные балки. Остекление – ленточное высотой 2000 мм.
В качестве ригеля принимаем цельную сегментную ферму с верхним поясом ломаного очертания и прямолинейными участками между узлами.
Высоту фермы назначаем согласно условия Нф = 17÷19 L = 225 м.
Ширину сечения верхнего и нижнего поясов фермы из условий удобства изготовления принимаем одинаковой. При шаге колонн 12 м ширину поясов фермы принимаем равной 300 мм.
2. Сбор нагрузок на поперечную раму
Нагрузка от веса покрытия
Равномерно распределенная нагрузка на ригель рамы от веса покрытия:
qпокр. = 542 · 12 = 648 кНм
Примем собственный вес сегментной фермы пролетом 18 м:
Расчетная равномерно распределенная нагрузка на ригель рамы с учетом нагрузки от собственного веса фермы:
qп = (qпокр. + γf · Gф L) · γn = (648 + 11 · 94 18) · 095 = 67 кНм.
Расчетная cосредоточенная нагрузка на стойку рамы от фермы и покрытия:
FR = qп · L 2 = 67 · 18 2 = 603 кН
Расчетные нагрузки от веса колонн:
Fв = h1 · Hв · b · ρбет · γf · γn = 06 · 48 · 05 · 25 · 11 · 095 = 376 кН;
Fн = (1215 · 14 – 5 · 18 · 08) · 05 · 25 · 11 · 095 = 128 кН;
Fк = 376 + 128 = 1656 кН
Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления:
- на фундаментную балку:
Fогр.ф. = (gст.п.·Σhст. п+gост.·Σhост.)·В·γf·γn = (25·15+05·18)·12·11·095 = 665 кН;
- на верхнюю часть колонны:
Fогр.в.к. = (25 · 12 · 2 + 04·2 · 1)·12·11·095 = 853 кН;
- на нижнюю часть колонны:
Fогр.н.к. = (25 · 12 · 2 + 04·2 · 2)·12·11·095 = 953 кН;
Fогр.к. = 853 + 953 = 1806 кН
Расчетная cосредоточенная нагрузка на стойку рамы от веса подкрановой балки принятого как Gп.б. = 11 т = 110 кН:
Fп.б. = Gп.б.· γf · γn = 110 · 11 · 095 = 115 кН.
Fсн = S0 · k · В · (L2) · γf · γn = 18 · 1 · 12 · (182) · 14 · 095 = 2586 кН.
Вес поднимаемого груза Q = 500кН. Пролет крана 165м. База крана 5600мм ширина 6860мм высота 3150мм конструктивная масса крана Gк = 415т = 415кН Gт = 135т = 135кН Fnmax = 360кН.
Нормативное минимальное давление на колесо крана
-расчетное максимальное и минимальное давление на колесо крана:
-расчетная поперечная тормозная сила на одно колесо:
Тmax = [(Q + Gт)20] · 05 · γf · γn = [(500 + 135)20] · 05 · 12 · 095 = 18 кН.
Рисунок 3 Линия влияния давления на колонну
-вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетания γi = 085:
-горизонтальная крановая нагрузка на колонны от двух кранов при поперечном торможении:
Т = Тmax · γi · Σy = 18·085·(0683 + 1 + 0841 + 0475) = 46 кН.
По прил. 4 СП 20.13330.2011 из условий f L = 2 м 18 м = 01 и H L = 168 м 18 м = 08 назначаем:
- аэродинамические коэффициенты с = 08 и с = 05;
- коэффициенты учитывающие изменение ветрового давления по высоте
к5м = 05; к10м = 065; к20м = 085.
Нормативные значения средней составляющей ветровой нагрузки:
wm5м = 038 · 05 · 08 = 0152 кНм2;
wm10м = 038 · 065 · 08 = 0198 кНм2;
wm20м = 038 · 085 · 08 = 0258 кНм2;
- для высоты Н = Н0 + 015 м = 1695 м:
wm1695м = wm10м + [(wm20м - wm10м)10] · (H0 – 10) =
= 0198 + [(0258 – 0198)10] · (168 – 10) = 0225 кНм2;
для высоты Нк = Н + Hф = 1695 + 2 = 1895 м:
wm1895м = wm10м + [(wm20м - wm10м)10] · (Hк – 10) =
= 0198 + [(0258 – 0198)10] · (1895 – 10) = 0237 кНм2.
Для упрощения расчетов переменную по высоте ветровую нагрузку заменяем эквивалентной равномерно распределенной нагрузкой:
где Мр – изгибающий момент в консольной стойке высотой Н от фактической эпюры ветрового давления приходящейся на колонну:
Мр = wm5м· 52 2 + (wm5м + wm10м) 2 · (10 – 5) · ((10 – 5) 2 + 5) + (wm10м +
+ wm1695м) 2 · (168 – 10) · ((168 – 10) 2 + 10) = 203 кН;
qэкв = 2 · 203 14552 = 0192 кНм2;
qэкв = qэкв · (с с) = 0192 · (05 08) = 012 кНм2.
Расчетные равномерно распределенные ветровые нагрузки на колонны:
qв = qэкв · В · γf · γn = 0192 · 12 · 14 · 095 = 31 кНм;
qв = qэкв · В · γf · γn = 012 · 12 · 14 · 095 = 12 кНм.
Расчетные сосредоточенные ветровые нагрузки выше отметки 1695 м:
W = (wm1695м + wm1895м) 2 · (1895– 1695) · В · γf · γn · (c + c) =
= (0225 + 0237) 2 · (1895– 1695) · 12 · 14 · 095 · (08 + 05) = 96 кН
W = (с с) · W = (05 08) · 96 = 6 кН.
3 Статический расчет поперечной рамы.
Одноэтажная однопролетная рама при шарнирном сопряжении стоек с ригелями представляет собой единожды статически неопределимую систему.
Рисунок 4 Расчетная схема рамы
Продольные силы в раме действуют с эксцентриситетами:
еп.б. = 075 + 025 – 05 · h2 = 1 – 05 · 14 = 03 м;
еф = 05 · h1 – 05 · (h1 - 025) = 0125 м;
е0 = 05 · h2 - 05 · h1 – еф = 07 – 03 – 0125 = 0275м;
ев = 05 · (h2 - h1) = 05 · (14 – 06) = 04 м;
еогр. = 05 · h2 - 05 · 03 = 085 м.
Статический расчет рамы выполняется с помощью программы FRAME основой алгоритма которой служит метод конечных элементов. Для расчета необходимо предварительно собрать данные.
Данные для статического расчета рамы в программе FRAME.
Высота верхней части колонны от ступени до ригеля:
Высота нижней части от обреза фундамента до подкрановой балки:
Общая высота колонны от заделки до ригеля:
Соотношение моментов инерции элементов рамы ( из практики расчетов промышленных зданий принимаем среднее значение от Iн Iв = 05 ÷ 10):
Произведение отношений моментов инерции и расчетных длин частей колонны:
n2 = Iн Iв · Нв Нн = 28
Высота подкрановой балки:
Разность высот верхней части колонны и подкрановой балки:
Коэффициент пространственной работы каркаса:
αпр = n1 (1 n + а222Σаi2)Σy
где n = 7 – число рам в температурном блоке;
n1 = 4 – число колес кранов на 1 нитке подкрановых балок;
а2 = 48 м – расстояние между вторыми от краев блока рамами;
Σy = 3 – сумма ординат линии влияния кранов;
αпр = 7 [1 7 + 4822(242 + 482 + 722)]3 = 038
Расчетная равномерно распределенная нагрузка на ригель рамы:
Момент от постоянных нагрузок приложенный на уровне подкрановых площадок колонн:
Мп = FR · е0 + Fв · ев + Fогр.в.к. · еогр. + Fп.б. · еп.б. = -2879 кН·м
Сосредоточенный момент от покрытия в сопряжении ригеля с колонной:
Мфп = FR · еф = 754 кН·м
Расчетная равномерно распределенная снеговая нагрузка на ригель рамы:
qс = Fсн 9 м = 287 кНм.
Сосредоточенный момент в верхнем узле рамы от снеговой нагрузки:
Мфс = Fсн · еф = 323 кН·м
Изгибающий момент от снеговой нагрузки в ступени колонны:
Мс = Fсн · е0 = -711 кН·м
Максимальный изгибающий момент в стойках рамы от крановой нагрузки:
Мmax = Dmax · еп.б. = 3138 кН·м.
Минимальный изгибающий момент в стойках рамы от крановой нагрузки:
Мmin = Dmin · еп.б. = -63 кН·м.
Горизонтальная сила от крановой нагрузки на колонну:
Ветровая нагрузка с наветренной стороны:
Ветровая нагрузка с подветренной стороны:
Сосредоточенная сила от ветровой нагрузки с наветренной стороны:
Сосредоточенная сила от ветровой нагрузки с подветренной стороны:
4 Определение усилий в колоннах рамы
Расчёт рамы со ступенчатыми стойками и с шарнирным сопряжением ригеля со стойками. Усилия в сечениях левой стойки рамы результаты расчета сведены в таблицу 3:
N Нагрузка nc 0 - 0 1 - 1
MкН*м QкН NкН MкН*м QкН NкН
ПОСТОЯННАЯ 1 7.03516913.01523-488.0141.736013.01523-606.3
на 1 4.058498-11.0006 0 -109.798-11.0006 0
стойку0.93.652648-9.90053 0 -98.8178-9.90053 0
на 1 34.65645-4.85611 0 -15.6043-4.85611 0
стойку0.931.19081-4.37050 0 -14.0439-4.37050 0
на 1 ±79.17249.097353 0 ±14.99039.097353 0
стойку0.9±71.25528.187618 0 ±13.49138.187618 0
на 1 ±33.79742.322843 0 ±9.755942.322843 0
стойку0.9±30.41762.090559 0 ±8.780352.090559 0
ВЕ- 0.9-358.44144.93239 0 -42.826916.05589 0
ВАЯ 1 357.9682-38.4251 0 62.03451-18.7601 0
N Нагрузка nc 2 - 2 3 - 3
ПОСТОЯННАЯ 1 -115.66413.01523-721.3-61.000013.01523-928.6
на 1 46.20245-11.0006-520.00.000000-11.0006-520.0
стойку0.941.58221-9.90053-468.00.000000-9.90053-468.0
на 1 20.39568-4.85611-120.00.000000-4.85611-120.0
стойку0.918.35611-4.37050-108.00.000000-4.37050-108.0
на 1 ±14.99039.097353 0 0.000000-9.90265 0
стойку0.9±13.49138.187618 0 0.000000-8.91238 0
на 1 ±9.755942.322843 0 0.0000002.322843 0
стойку0.9±8.780352.090559 0 0.0000002.090559 0
ВЕ- 0.9-42.826916.05589 0 0.0000004.337890 0
ВАЯ 1 62.03451-18.7601 0 0.000000-10.7801 0
По полученным данным составляются расчетные комбинации усилий при самом невыгодном нагружении для каждого из сечений.
При расчете прочности рассматриваются три сечения колонны: сечение 1-1 на уровне верха консоли колонны; сечение 2-2 на уровне низа консоли колонны; сечение 3-3 – в заделке. В каждом сечении колонны определяем три комбинации усилий: Mma Mm Nmax и соответствующие M и Q.
Mma Mma N = -9168 кН; Q = -21 кН
Mm Mm N = -6063 кН; Q = 274 кН
Nma Nma М = 1851 кН·м; Q = 15 кН
Mma Mma N = -11893 кН; Q = -56 кН
Mm Mm N = -10318 кН; Q = 309 кН
Nma Nma М = -1205 кН·м; Q = 49 кН
Mma Mma N = -13966 кН; Q = -15 кН.
Mm Mm N = -12736 кН; Q = 15 кН.
Nma Nma М = -998 кН·м; Q = 49 кН.
III. Расчет прочности колонны
Бетон тяжелый класса В15 подверженный тепловой обработке при атмосферном давлении:
-расчетное сопротивление сжатию Rb = 85 мПа;
-расчетное сопротивление растяжению Rbt = 075 мПа;
-начальный модуль упругости Eb = 205·10³ мПа;
Арматура класса А-III d > 10 мм:
-расчетное сопротивление растяжению (сжатию) Rs = Rsc = 365 мПа;
-модуль упругости Es=2·105 мПа.
При расчете сечений расчетное сопротивление Rb вводится с коэффициентом γb2 = 09 если в комбинации включены только постоянная и снеговая нагрузки и с коэффициентом γb2 = 11 если кроме них включены еще временные нагрузки.
1. Расчет надкрановой части колонны
Рассмотрим сечение 1-1 на уровне верха ступени колонны.
b = 500 мм; h = 600 мм; а = a = 40 мм
Расчетная длина в плоскости рамы:
l0 = 2·Hв = 2·48 = 96 м
Расчетная длина из плоскости рамы:
l0 = 15·Hв = 15·48 = 72 м
Полезная высота сечения:
h0 = h – a = 600 – 40 = 560 мм
Усилия от продолжительного действия нагрузки:
Расчет сечения 1-1 в плоскости рамы производим на первую комбинацию усилий т. к. в этом случае эксцентриситет имеет наибольшее значение:
Радиус инерции сечения:
Расчетная гибкость ветви:
поэтому будем учитывать влияние гибкости на увеличение эксцентриситета е0 т. е. прогиб элемента влияет на его прочность.
Условная критическая сила:
где I – момент инерции бетонного сечения
φl – коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки на прогиб элемента в предельном состоянии равный:
M1 M1l – моменты внешних сил 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 постоянных и длительных нагрузок:
т. к. е = 043 > em φ = 1;
при коэффициенте армирования = 0004 (первое приближение):
Is = ·b·h0· (05h - a)2 = 0004·05·056(05·06 - 004)2 = 75712·10-5 м4;
Уточненное значение е:
Относительная высота сжатой зоны:
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
где = 085 - 0008·γb2·Rb = 085 - 0008·11·85 = 07752; s1 = Rs = 365 мПа.
Имеем случай = 035 R = 0611.
Тогда армирование верхней части колонны симметричное:
По сортаменту принимаем рабочую арматуру:
18 A-III с As расч. = 763 см².
Соответственно назначаем конструктивную арматуру 10 A-I.
Расчет сечения из плоскости рамы не требуется т. к. расчетная гибкость участка из плоскости рамы меньше его расчетной гибкости в плоскости рамы:
2 Расчет подкрановой части колонны
Рассмотрим сечение 3-3 на уровне заделки колонны в фундамент.
Высота сечения нижней части колонны:
Размеры сечения ветвей:
b = 500 мм; h = 300 мм; а = a = 40 мм;
Полезная высота сечения ветви:
h0 = 300 – 40 = 260 мм
Расстояние между осями ветвей:
Высота сечения распорки:
Расстояние между осями распорок при количестве панелей n = 5:
l0 = 15·Hн = 15·1215 = 18225 м
l0 = 08·Hн = 08·1215 = 972 м.
2.1Расчет подкрановой части колонны в плоскости рамы
Расчет сечения 3-3 в плоскости рамы производим на вторую комбинацию усилий т. к. в этом случае эксцентриситет имеет наибольшее значение:
Приведенный радиус инерции сечения двухветвевой колонны в плоскости изгиба:
Приведенная гибкость сечения:
т.е. необходимо учесть влияние гибкости элемента на его прочность.
Момент инерции сечения:
При коэффициенте армирования = 00075 (первое приближение):
Is =2··b·h0·(с2)2 = 2·00075·05·03·(112)2 = 0681·10-3 м4;
Определяем усилия в ветвях колонны:
Усилие во внутренней ветви:
Усилие в наружной ветви:
Рассчитаем армирование внутренней ветви подкрановой части колонны. Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести приведенного сечения внутренней ветви:
Принимаем еа = 105 см.
где = 085 - 0008·γb2·Rb = 085 - 0008·09·85 = 07888; s1 = Rs = 365 мПа.
Имеем случай αn = 0745 > R = 0627.
Т. к. = 115 > R =0627 то армирование обеих ветвей колонны принимаем симметрично одинаковым:
Аs = -462 см 0 значит площадь поперечного сечения арматуры в обеих ветвях подкрановой части колонны назначаем конструктивно из выражения:
As = Аs = 0002 · b · h0 = 0002 · 50 · 26 = 26 см2.
По сортаменту принимаем рабочую арматуру: 3 12 A-III с As расч. = 339 см2.
Фактический процент армирования:
2.2 Расчет подкрановой части колонны из плоскости рамы
Полезная ширина сечения подкрановой части:
b0 = 500 – 40 = 460 мм
следовательно расчет из плоскости рамы необходим.
Т. к. λ = 6736 > 14 то учитываем влияние гибкости на прочность.
Находим значение случайного эксцентриситета:
Принимаем еа = 203 см.
Момент от продолжительного действия нагрузки:
I = 2(h·b312) = 2(03·05312) = 625·10-3м4
Т. к. при расчете в плоскости рамы назначена рабочая арматура 3 12 A-III в 4 ряда (в двух ветвях) то из плоскости рамы это будет 4 12 A-III с As расч. = 452 см2 в 3 ряда значит:
Is = 2··b·h·(b2-a)2 = 2·As·(b2-a)2 =2·452·(502-4)2 = 3987 см4=03987·10-4 м4;
Площадь поперечного сечения арматуры:
Аs = As = 343 cм2 As расч. = 452 см2 принятого количества рабочей арматуры 12 A-III достаточно для армирования подкрановой части колонны.
Соответственно назначаем конструктивную арматуру 6 A-I.
3 Расчет промежуточной распорки
Сечение распорки прямоугольное с размерами:
b = 50 см; h = 45 см; h0 = 36 см
Изгибающий момент в распорке:
По сортаменту принимаем продольную арматуру с d > 10 мм (по условию в исходных данных): 3 12 A-III с As расч. = 339 см2.
Поперечная сила в распорке:
Т. к. Q = 729 кH > Qds = 307 кH то поперечную арматуру принимаем конструктивно из условия соответствия рабочей арматуре: хомуты 6 A-I с шагом S = 160 мм
IV. Проектирование фундамента
Условное расчетное сопротивление грунта:
Бетон тяжелый класса В125:
Арматура из горячекатаной стали класса А-II:
Вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах:
Расчет выполним на наиболее опасную комбинацию расчетных усилий (вторую) в сечении 3-3. Нормативные значения усилий определяем делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке γn=115 т.е.:
Mn = 1041 115 = 9052 кН·м;
Nn = 12736 115 = 110748 кН;
Qn = 15 115 = 1304 кН
1. Определение геометрических размеров фундамента
Глубина стакана фундамента назначается согласно данным:
где hf = 11 м – половина высоты сечения стаканной части фундамента;
где λan = 033 для бетона класса В125;
ds = 12 мм = 0012 м – диаметр рабочей арматуры нижней части колонны;
Нan ≥ 05 + 033 · 11 = 0863 м
Нan > 15 · 05 = 075 м
Нan ≥ 033 · 0012 = 0396 м.
Таким образом принимаем глубину стакана фундамента:
Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принимаем 250 мм.
Полная высота фундамента принимается кратной 300 мм:
Нф = 900 + 250 = 1150 мм Нф = 1200 мм
Глубина заложения фундамента при расстоянии от планировочной отметки до верха фундамента 150 мм:
Н1 = d = 1200 + 150 = 1350 мм
Принимаем трехступенчатый фундамент с одинаковой высотой ступеней:
Нст = Нф 3 = 1200 3 = 400 мм
Предварительная площадь подошвы фундамента:
Из соотношения сторон b a = 08 получаем:
b = 08 · а = 08 · 255 = 204 м
Исходя из кратности размеров 300 мм принимаем:
Т. к. заглубление фундамента Н1 = d = 135 м d0 = 2 м и ширина подошвы фундамента b = 21 м > b0 = 1м то необходимо уточнить расчетное сопротивление грунта основания:
где k = 0125 для пылевато-глинистых грунтов;
Производим пересчет размеров подошвы фундамента с уточненным значением расчетного сопротивления грунта основания:
b = 08 · а = 08 · 262 = 21 м.
Оставляем принятые размеры фундамента:
Площадь подошвы фундамента:
А = 27 · 21 = 567 м2.
Момент сопротивления:
Рабочую высоту фундамента определяем из условия прочности на продавливание по формуле:
где h = 14 м – высота сечения колонны;
Rbt = γbt · Rbt = 11 · 660 = 726 кПа;
Полная высота фундамента:
Н = h0 + 005 м = 012 + 005 = 017 м Нф = 12 м
следовательно принятая высота фундамента достаточна.
Изгибающий момент в уровне подошвы фундамента:
Mnf = Mn + Qn · Hф = 9052 + 1304 · 12 = 10617 кН·м.
Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:
Gn = a · b · H1 · γ · γn = 27 · 21 · 135 · 20 · 095 = 1454 кH.
e0 = 008 a 6 = 27 6 = 045 м.
Определяем краевое давление на основание.
2. Расчет арматуры фундамента
Определяем напряжение в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны без учета веса фундамента и грунта на его уступах от расчетных нагрузок:
где Mf = M + Q · Hф = 1041 + 15 · 12 = 1221 кН·м.
Расчетные изгибающие моменты:
Рисунок 6 Конструкция внецентренно нагруженного фундамента
МII-II = MI-I = 1769 кН·м.
Требуемое сечение арматуры:
По сортаменту принимаем продольную арматуру:
12 A-II с As расч. = 1131 см2 и шагом 300 мм.
Процент армирования:
Арматура укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента определяется по изгибающему моменту в сечении IV-IV:
По сортаменту принимаем поперечную арматуру:
14 A-II с As расч. = 277 см2 и шагом 200 мм.
Список используемых источников
Байков В. Н. Сигалов Э. Е.
Железобетонные конструкции: Общий курс. Учебник для вузов. – 4-е изд. перераб. – М.: Стройиздат 1985. – 728с. ил.
Примеры расчета железобетонных конструкций: Учеб. пособие для техникумов.– 2-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1989. – 728с.
Конструирование промышленных зданий и сооружений: Учеб. пособие для студентов строит. специальностей вузов.– 3-е изд. перераб. и доп. – Л.: Стройиздат 1979. – 168с. ил.
СНиП 2.03.01–84*. Бетонные и железобетонные конструкции Госстрой СССР – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1989 – 80 с.
СП 20.13330.2011 Нагрузки и воздействия – М.: ЦНИИСК им. В.А. Кучеренко 2011. - 94с.

Лист1_ ЖБ.dwg

Железобетонные и каменные конструкции
Одноэтажное производственное здание с железобетонным каркасом
План расположения колонн на отметке ±0.000
Схема расположения связей на отметке +16.800 на отметке +19.300
Обозначение Наименование Кол. Прим.
КЖИ Каркас плоский Кр-2 l=11510
КЖИ Каркас плоский Кр-1 l=4450
КЖИ Каркас плоский Кр-3 l=1360
ГОСТ 5781-82* Стержень ø12 А-III l=5360
ГОСТ 5781-82* ø18 А-III l=4450
ГОСТ 5781-82* ø10 А-I l=480
ГОСТ 5781-82* ø12 А-III l=11510
ГОСТ 5781-82* ø6 А-I l=480
ГОСТ 5781-82* ø12 А-III l=1360
КЖИ Сетка С-1 l=2970
ГОСТ 5781-82* ø10 А-II l=3270
ГОСТ 5781-82* ø10 А-II l=2370
На схеме расположения связей и на разрезах колонны фахверка условно не показаны.
Расстояние в осях между колоннами фахверка 6м.

Лист2_ЖБ.dwg

Железобетонные и каменные конструкции
Одноэтажное производственное здание с железобетонным каркасом
Геометрическая схема фермы (размеры мм
Обозначение Наименование Кол. Прим.
КЖИ Каркас пространственный Кп-2 l=2650
КЖИ Каркас пространственный Кп-1 l=6200
КЖИ Каркас пространственный Кп-3 l=3350
КЖИ Каркас пространственный Кп-4 l=3550
КЖИ Каркас пространственный Кп-5 l=1810
КЖИ Сетка П-образная С-1 l=1800
КЖИ Сетка П-образная С-2 l=1540
КЖИ Каркас плоский Кр-1 l=1050
Ферма стропильная ФС-1 М 1:20
КЖИ Каркас плоский Кр-2 l=1000
КЖИ Каркас плоский Кр-3 l=680
КЖИ Каркас плоский Кр-4 l=900
ГОСТ 5781-82* Арматура напрягаемая ø16 А-V l=17940
ГОСТ 5781-82* Арматура ненапрягаемая ø12 А-III l=1300
ГОСТ 5781-82* Стержень ø10 А-III l=580
ГОСТ 5781-82* ø18 А-III l=6200
ГОСТ 5781-82* ø6 А-I l=220
ГОСТ 5781-82* ø18 А-III l=2650
ГОСТ 5781-82* ø12 А-III l=3350
ГОСТ 5781-82* ø6 А-I l=130
ГОСТ 5781-82* ø12 А-III l=3550
ГОСТ 5781-82* ø12 А-III l=1810
ГОСТ 5781-82* ø6 А-III l=1800
ГОСТ 5781-82* ø6 А-III l=690
ГОСТ 5781-82* ø6 А-III l=1540
ГОСТ 5781-82* ø6 А-I l=270
ГОСТ 5781-82* ø6 А-I l=120
ГОСТ 5781-82* ø6 А-I l=210
ГОСТ 5781-82* ø10 А-III l=1660
ГОСТ 5781-82* ø10 А-III l=640
ГОСТ 5781-82* ø10 А-III l=4030
ГОСТ 5781-82* ø10 А-III l=400
ГОСТ 5781-82* ø10 А-III l=1880
ГОСТ 5781-82* ø10 А-III l=315
ГОСТ 5781-82* ø10 А-III l=1000
ГОСТ 5781-82* ø10 А-III l=3750
Примечания 1. На схеме армирования фермы напрягаемая арматура условно не показана. 2. Натяжение напрягаемой арматуры проводить механическим способом на упоры. 3. Каркасы варить контактной сваркой.
ГОСТ 5781-82* ø16 А-I l=280