Проектирование одноэтажного производственного здания с крановыми нагрузками

ЖБК.dwg

центр тяжести сечения
геометрическая ось элемента
План фундаментов М1:200
Опорный лист фермы -450x20
Центрирующая прокладка
Производственное здание
Ремонтно-механический цех
КЖБК. Курсовой проект №2
Балка фундаментная БФ1
Балка подкрановая БК1
Сводная спецификация железобетонных конструкций
сводная спецификация жбк
Спецификация арматуры
К-1 и К-1а (обратно чертежу)
Напрягаемая арматура
Закладные детали Л-1 (2 шт.)
СПб ГАСУ ФБФО ПГС КР 10-426

ПЗ.doc

Санкт-Петербургский государственный архитектурно-строительный
Кафедра Железобетонные и каменные конструкции
Пояснительная записка
к курсовому проекту по предмету:
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ОДНОЭТАЖНОГО
ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ
С КРАНОВЫМИ НАГРУЗКАМИ
Расчет поперечной рамы каркаса
Исходные данные для расчета
Выбор варианта конструктивного решения здания с шагом колонн 6 и 12 м
Статический расчет поперечной рамы
Определение нагрузок
Определение усилий в стойках рамы
Сочетания нагрузок и соответствующие им усилия в сечениях колонны
Подбор площади сечения арматуры для колонны по оси А
Надкрановая часть колонны
Подкрановая часть колонны
Расчет на усилия возникающие при транспортировании и монтаже
Расчет подкрановой консоли
Подбор площади сечения арматуры для двухветвевой колонны по оси Б
Расчет фундамента под колонну по оси А
Определение размеров подошвы фундамента
Расчет прочности тела фундамента
Расчет нa продавливание плитной части фундамента при стаканном сопряжении сборной колонны
Определение площади сечения арматуры подошвы фундамента
Расчет стаканной части фундамента (подколонника)
Расчет предварительно напряженной балки покрытия
Расчет по первой группе предельных состояний
Расчет прочности по нормальным сечениям
Расчет прочности по наклонным сечениям
Расчет по второй группе предельных состояний
Определения величины момента образования трещин
Определение ширины раскрытия трещин нормальных к продольной оси балки
Расчет поперечной рамы каркаса.
1.Исходные данные для расчета.
Рис.1 Схема поперечника здания
Ремонтно-механический цех;
Район строительства по весу снегового покрова – III по скоростному напору ветра – II ;
Общая длина здания – L= 84 м;
Грузоподъемность кранов – Q=100 кН=10 т (в каждом пролете по 2 крана среднего режима работы);
Отметка головки рельса подкранового пути – hгр= 60 м;
Геологические и гидрогеологические данные – R= 02 МПа=200 кНм2.
2.Выбор варианта конструктивного решения здания.
Из трех основных объемно-планировочных параметров здания (пролет шаг колонн высота этажа) два определены заданием и мы можем варьировать только шаг колонн вдоль здания. В одноэтажных производственных зданиях с кранами как правило выбирают унифицированный шаг колонн 6 или 12 м поскольку при большем шаге подкрановые балки получаются чрезмерно тяжелыми.
Рассмотрим варианты конструктивного решения здания с шагом колонн 6 и 12 м.
Рис.2 Эскиз поперечника здания при шаге колонн 6 м
При выборе несущих конструкций здания руководствуюсь основными рекомендациями методических указаний и справочной литературой в которых приведены типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для промышленного строительства.
Сравнение вариантов производится по расходу материалов на 1 м2 площади пола цеха и стоимости конструкции в табличной форме (таблица 1).
Исходя из расхода материалов и стоимости на основании технологических требований а также учитывая число пролетов рамы принимаем для детального расчета вариант конструктивного решения с шагом крайних и средних колонн 12 м.
Использование шага 12 м для крайних и средних колонн будет целесообразнее так как существует еще целый ряд факторов например затраты на работу механизмов труд рабочих и т.д. и они будут значительно выше при увеличении количества элементов.
Кровля рулонная утеплитель из пенобетона γ=400 кгм3=4 кНм3 толщиной 10 см.
Рис.3 Эскиз поперечника здания при шаге колонн 12 м
Покрытие из плит размером 3х12 м марки .
В качестве ригеля рамы принимаем железобетонную двускатную балку покрытия 1Б8-12-4.
Железобетонная предварительно напряженная подкрановая балка БКНВ-12-2 высотой 14 м.
Крайние колонны сплошные прямоугольного сечения марки 4КК84 привязка крайних колонн к разбивочным осям составляет 250 мм.
Средние колонны марки 8КК84.
Фундаменты под колонны стаканного типа.
Стеновые панели длиной 12 м и опираются на фундаментные балки.
В свяхи с тем что длина здания составляет 84 м назначаем один температурно-усадочный шов.В середине температурных блоков устанавливаем продольные вертикальные связи по колоннам.
Количество элементов шт.
Расход на единицу площади пола
Колонны крайние 2КК84
Колонны средние 6 кк84
Колонны крайние 4КК84
Колонны средние 8 кк84
3. Статический расчет поперечной рамы.
3.1. Определение нагрузок.
Постоянные нагрузки:
а) Собственный вес 1 м2 покрытия:
Наименование элементов конструкции
Коэффициент надежности по нагрузке gf
Расчетная нагрузка q
Железобетонные крупнопанельные плиты покрытия с заливкой швов
Обмазочная пароизоляция
Асфальтовая стяжка 2 см
б) Расчетная нагрузка передаваемая фермой покрытия на крайнюю колонну:
где Gbn= 47 т*981=4611 кН – собственный вес фермы;
γn= 095 – коэффициент надежности по назначению (СНиП 2.01.07-85 табл.1);
l2= 12 м – шаг колонн.
Расчетная нагрузка передаваемая балками покрытия на среднюю колонну:
в) Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановой балки и веса подкранового пути на колонну:
где Gcbn = 107 кН – собственный вес подкрановой балки;
кН м – вес подкранового пути.
=11 – коэффициент надежности по нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.1);
г) Расчетная нагрузка от собственного веса колонн:
Крайняя колонна надкрановая часть:
где bh1= 05х06 м – сечение верхней части колонны;
H1=39 м – высота надкрановой части колонны;
γ= 25 кН м3 – удельный вес железобетона;
Крайняя колонна подкрановая часть:
Средняя колонна надкрановая часть:
Средняя колонна подкрановая часть:
д) Нагрузка от собственного веса самонесущих стен передается в данном случае через фундаментные балки на фундаменты не оказывая существенного влияния на колонны.
Временные (кратковременно действующие) нагрузки:
а) Снеговая нагрузка:
Для расчета колонн распределение снеговой нагрузки по покрытию принимается равномерным. Расчетная снеговая нагрузка на 1 м2 площади покрытия
где = 18 кНм2 – вес снегового покрова для III района строительства;
Расчетная нагрузка от снега:
б) Вертикальная нагрузка от кранов:
Для заданного мостового электрического крана грузоподъемностью Q=100 (ГОСТ 3332-54) пролет крана L=11 м ширина крана B=63 м база крана k=44 м наибольшее нормативное давление колеса на подкрановый рельс Nnmax= 115 кН общий вес крана G=175 кН вес тележки Gt=40 кН.
Где m= 2 – число колес на одной стороне крана.
Расчетные максимальное и минимальное давления на колонну от двух сближенных кранов определяются по линии влияния давления на колонну (рис. 4):
Рис.4. Определение усилий от кранов по линиям влияния
y =085 – коэффициент сочетания для двух сближенных кранов среднего режима работы.
Расчетная горизонтальная нагрузка от поперечного торможения крана с гибким подвесом груза:
Где 005 – коэффициент для кранов с гибким подвесом груза (СНиП 2.01.07-85 п.44);
Gт= 40 кН – вес тележки крана.
Горизонтальная нагрузка на колонну от поперечного торможения двух сближенных кранов:
г) Горизонтальная ветровая нагрузка:
Нормативное значение статической составляющей ветровой нагрузки рассчитывается по уравнению
где – скоростной напор принимаемый для II района строительства равный 30 кгсм2 = 300 Нм2;
с – аэродинамический коэффициент принимаемый с наветренной стороны с подветренной в зависимости от отношений и значение с принимается равным где b – длина здания; h –высота вертикальной части стены);
k – коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте. Для типа местности А на высоте 5 м k = 075 на высоте 10 м – k = 10 на высоте 20 м – k = 125; для промежуточных высот значение k определяется линейной интерполяцией.
В учебном проекте можно принять некоторые упрощения: до 10 м значение коэффициента k принимается равным средней линии трапеции основаниями которой являются коэффициенты от уровня поверхности земли и до высоты 10 м.
Таким образом от земли и до высоты 10 м что даст погрешность в пределах 3 %.
В моем случае высота здания +10.2 м а отметка верха колонны +8.4 м.
Среднее значение увеличения нагрузок на участке высотой 10.2 – 10 м
Расчетная ветровая нагрузка на каждую из колонн крайнего ряда расположенных с шагом 12 м с наветренной стороны:
)Равномерно распределенная в пределах высоты колонны:
)Сосредоточенная ветровая нагрузка действующая на стену выше верха колонны на участке от 84 м до 10 м
)Сосредоточенная ветровая нагрузка действующая на стену выше верха колонны на участке от 10 м до 102 м:
Суммарная сосредоточенная ветровая нагрузка в уровне верха колонн:
W1= 735+ 768= 1503 Н = 1503кН.
С заветренной стороны:
)Равномерно распределенная нагрузка в пределах высоты колонны:
)Суммарная сосредоточенная ветровая нагрузка на уровне верха колонны:
Учитывая что в поперечной раме ригель в продольном направлении условно принимается абсолютно жестким можно действие сосредоточенных сил с наветренной и заветренной сторон здания принять как действие суммы этих сил приложенных с наветренной стороны
3.2. Определение усилий в стойках рамы.
При определении усилий рассматривается поперечный ряд колонн (стоек) соединенных шарнирно с балками (фермами арками) и жестко защемленных в уровне обреза фундамента. Стропильные балки (фермы арки) являются ригелями рамы которые ввиду большой продольной жесткости создают равные перемещения всех стоек рамы при любых воздействиях внешней нагрузки.
Расчетная схема рамы приведена на рис. 5. Для каждого вида загружения составляется каноническое уравнение метода перемещений из которого находится величина перемещения D после чего определяется значение упругой реакции на уровне верха каждой стойки.
Каноническое уравнение отрицающее наличие реакции в горизонтальном стержне фиктивной связи имеет следующий вид:
где - сумма реакций верха всех колонн от данного вида загружения рамы;
Х – искомое горизонтальное перемещение рамы на уровне верха колонны;
– коэффициент учитывающий пространственную работу рамы при воздействии крановой нагрузки (=34 при шаге рам 12 м).
Из уравнения (1) находим величину Х для каждого вида загружения после чего определяем значение упругой реакции на уровне верха каждой стойки по формуле
Т = 92 кН; Т = 92 кН;
Рис.5. Схема приложения нагрузок и расчетная схема поперечной рамы.
Далее прикладываем к стойке нагрузку и реакцию B1l от этой нагрузки находим внутренние усилия в сечениях стойки как в консольной балке.
Принимаем четыре расчетных сечения по длине колонны:
I-I у верха колонны;
II-II – непосредственно над крановой консолью;
III-III – непосредственно под крановой консолью;
IV-IV – у верхнего обреза фундамента.
При расчете рамы принимаем следующие правила знаков:
силовая реакция направленная вправо положительна;
изгибающий момент вызывающий растягивающие усилия в левых волокнах стоек положительный;
поперечная сила положительна если она будет вращать стойки у заделки с однозначной эпюрой изгибающего момента принимаемого за нагрузку.
Определение реакций верха колонн от единичного смещения Х=1. Для крайней стойки реакцию Вх от смещения Х находим по формуле:
Рис. 6. Схема усилий в стойках рамы.
Eb - начальный модуль упругости бетона стоек;
H – высота стойки от уровня верха фундамента;
α=H1H – отношение длины надкрановой части колонны к полной высоте;
I1 и I2 – моменты инерции соответственно надкрановой и подкрановой частей колонны.
Для крайнего ряда (см. рис.3 5)
Считая условно что жесткость надкрановой части колонны будем иметь приведенную жесткость подкрановой части =159.
По формуле (3) реакция Вх условно уменьшенная в раз будет
Для средней стойки реакция Вх и значение коэффициента от смещения Х=1 определяется также.
С учетом пространственной работы каркаса здания при действии крановых нагрузок
Определение расчетных усилий в сечениях колонны от постоянной и временной нагрузок
Определение расчетных усилий в сечениях колонн от постоянной нагрузки Gb1 Gb2 Gcb.
Изгибающий момент от эксцентричного приложения нагрузки в колонне крайнего ряда (по оси А) в точке I.
В колонне среднего ряда (по оси Б) изгибающие моменты от постоянной и снеговой нагрузок не возникают вследствие симметричности поперечной рамы.
Упругие реакции на уровне верха колонн:
)от изгибающего момента
Для колонны по оси А реакция верхнего конца колонны сплошного сечения определяется по формуле (2)
Для колонны по оси В . Колонна по оси Б загружена центрально и для нее 0. Суммарная реакция связей в основной системе
Окончательно из уравнения (2) упругая реакция где знак «-» для колонны по оси А знак «+» для колонны по оси В.
)От изгибающего момента
Реакция верхнего конца колонны по осям А и В определяется по формуле (3):
Рис.7. Схема приложения вертикальных нагрузок
а – на колонну по оси А б – на колонну по оси Б
Для колонны по оси В .
Упругая реакция . Суммарная упругая реакция верха крайней колонны от воздействия М1 и М2.
Расчетные усилия от постоянной нагрузки
В сечениях колонны по оси А
(для всех сечений колонны).
В сечениях колонны по оси Б
Определение расчетных усилий в сечениях колонны от снеговой нагрузки Psn.
Изгибающий момент от эксцентричного приложения нагрузки в колонне крайнего ряда (по оси А) в точке I (см. рис. 7).
В колонне по оси Б моменты равны 0.
Упругие реакции на уровне верха колонн. Усилия на колонну от снеговой нагрузки передаются в той же точке что и усилия от постоянной нагрузки (при самонесущих стенах) поэтому упругую реакцию можно определить из соотношения моментов
Расчетные усилия от снеговой нагрузки Psn (см.рис.5).
Определение расчетных усилий в сечениях колонны от вертикальных крановых нагрузок Nmax Nmin.
В колонне по оси Б при расположении кранов в одном левом пролете.
)Упругие реакции на уровне верха колонн.
На колонне по оси А.
На колонне по оси Б
Для колонны по оси А определяется по формуле (3) прил.2:
Для колонны по оси Б (формула 3 прил.2 )
Суммарная реакция в основной системе
С учетом пространственной работы каркаса каноническое уравнение имеет вид
Упругая реакция колонны по оси А
Упругая реакция колонны по оси Б
Упругая реакция колонны по оси В
Расчетные усилия от вертикальной крановой нагрузки (см.рис.5).
(во всех сечениях колонны).
В сечениях колонны по оси В
)На колонне по оси А.
Для колонны по оси А
Для колонны по оси Б
Х= - 247007344= - 3363кН .
Определение усилий в сечениях колонн от горизонтальных крановых нагрузок Т.
Тормозная сила действует на колонны по осям А и Б:
А) тормозная сила Т=92 кН приложена к колонне по оси А.
Опорная реакция Bt для колонны по оси А вычисляется по формуле (5) прил.2 при этом Bt=B1n.
Х= - 47007344= - 640 кН .
Расчетные усилия от горизонтальной крановой нагрузки (см.рис.5).
Б) тормозная сила Т=92кН приложена к колонне по оси Б.
Опорная реакция Bt для колонны по оси Б вычисляется по формуле (5) прил.2 при этом Bt=B1n.
Х= 47007344=640 кН .
Упругая реакция колонны по осям А и В
В сечениях колонны по осям А и В
Определение расчетных усилий в сечениях колонн от ветровой нагрузки.
Ветровая нагрузка действует слева направо:
Реакция колонны по оси А от равномерно распределенной нагрузки 1 определяется по формуле (4) прил.2
Реакция колонны по оси В от равномерно распределенной нагрузки 2
Реакция связи от сосредоточенной силы W=2443 кН.
Каноническое уравнение имеет вид
Результирующее упругое давление на уровне верха колонны по оси А
Результирующее упругое давление на уровне верха колонны по оси В
Результирующее упругое давление на уровне верха колонны по оси Б
Расчетные усилия от ветровой нагрузки.
При действии ветровой нагрузки справа налево усилия в стойках по осям А Б В равны соответственно усилиям в стойках по осям В Б А с отрицательным знаком.
3.3. Сочетания нагрузок и соответствующие им усилия в сечениях колонны.
Расчетные усилия воздействия различных нагрузок в сечениях колонны поперечной рамы сводим в табл. 3 и определяем основные сочетания нагрузок I и II групп.
В основное сочетание нагрузок I группы включаем постоянную нагрузку (загружение 1) и одну из кратковременных величину которой принимаем без снижения (γс=1). Вертикальные и горизонтадбные крановые нагрузки считаем за одну кратковременную.
Для колонны по оси Б предусматриваем одновременное кратковременное воздействие четырех кранов (два в левом пролете два – в правом пролете) для чего полученные расчетные усилия от двух сближенных кранов удваиваем и умножаем на усредненный коэффициент сочетаний
(ранее в п. 1.2.1 мы учитывали γс=085 для двух кранов легкого и среднего режима работы; при учете четырех таких кранов принимается γс=07).
В основное сочетание нагрузок II группы включаем постоянную нагрузку и две или более кратковременные нагрузки величины которых умножаем на γс=09. В таблице 3 для колонны по оси Б верхние знаки отвечают загружению левого пролета нижние – правого.
Мсходя из сочетаний нагрузок табл.3 для расчета колонн выбираем невыгодные комбинации усилий в каждом сечении: 1-ю комбинацию усилий - наибольший положительный изгибающий момент и соответсвующую ему продольную силу; 2-ю комбинацию усилий – Мm 3-ю комбинацию усилий - Nmax и соответствующий M.
Сочетания нагрузок и соответствующие им усилия М (кН×м) N (кН) Q (кН)
Усилия в сечениях колонны по оси А
Усилия в сечениях колонны по оси Б
Т на колонне по оси А
Т на колонне по оси Б
Основные сочетания I группы
Mmax и соответствующие
Mmin и соответствующие
Nmax и соответствующие
Qmax и соответствующие
Mmax и соответствующие
Mmin и соответствующие
Nmax и соответствующие
+[2+(4+4+6+6) ×0832+7(8)] 09
Qmax и соответствующие M и N
1. Подбор площади сечения арматуры для колонны по оси А.
Колонна К1 по оси А имеет прямоугольный профиль и сплошное сечение.
1.1 Исходные данные для расчета.
Бетон тяжелый класса В15 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении
МПа (СНиП 2.03.01-84 табл.13);
МПа (СНиП 2.03.01-84 табл.18)
Арматура класса А400 d> 10 мм:
Rs= Rsc= 365 МПа (СНиП 2.03.01-84 табл.22)
Еs= 20 104 МПа (СНиП 2.03.01-84 табл.29).
1.2 Надкрановая часть колонны.
Ширина сечения b= 50 см
полезная высота сечения: h0= h- a= 60- 4= 56 см.
Подбор сечения арматуры произведу по наибольшим расчетным усилиям в сечении II – II в котором наиболее опасными являются комбинации усилий приведенные в таблице 4 :
Комбинация усилий IIa (Mmin)
Расчетная длина надкрановой части колонны:
l0= 2 H1= 2 39= 78 м (СНиП 2.03.01-84 табл.32).
В комбинации расчетных усилий учитывается крановая нагрузка:
λ= l0 i= 780 1732= 4503> 14 (СНиП 2.03.01-84 п.3.3)
следовательно необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Условная критическая сила:
(СНиП 2.03.01-84 ф.58).
Рис.8. Схема усилий в надкрановой части колонны.
Ориентировочно назначаю коэффициент армирования = 0004.
Эксцентриситет центра тяжести приведенного сечения:
(СНиП 2.03.01-84 п.3.2 1.21)
следовательно случайный эксцентриситет в расчете не учитываю.
(СНиП 2.03.01-84 1.21) где
= 1 – коэффициент принимаемый по табл. 30 СНиП 2.03.01-84;
– момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения создаваемый длительно действующей частью силы N от постоянных и временных длительных нагрузок;
- момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения создаваемый силой N;
e= е0 h= 51 60= 085 (СНиП 2.03.01-84 п.3.6) но не менее
e.min= 05- 001* (l0 h)- 001* Rb* γb2=05- 001* (780 60)- 001* 85* 11= 028.
φp= 1 – коэффициент учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жесткость элемента;
Коэффициент учитывающий влияние прогиба на значение эксцентриситета продольного усилия:
(СНиП 2.03.01-84 ф.19).
Расстояние от точки приложения продольной силы до равнодействующей усилия растянутой арматуре:
е= е0 + 05 h- a= 510 105+ 0560- 4= 796см.
При условии что Аs= As высота сжатой зоны:
X= N (γb2 Rb b)= 2891000 (118510050)= 62 см.
Относительная высота сжатой зоны:
= X h0= 62 56= 011 (СНиП 2.03.01-84 п.3.16).
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
(СНиП 2.03.01-84 ф.25)
где – характеристика сжатой зоны бетона
= α- 0008Rb= 085- 000885= 0782 (СНиП 2.03.01-84 ф.26);
= 011 R= 062 (СНиП 2.03.01-84 п.3.20);
Принимаю 316 с Аs= 603 см2.
Поперечная арматура мм мм.
1.3 Подкрановая часть колонны.
Подбор сечения арматуры буду производить по наибольшим расчетным усилиям в сечении IV – IV.
Размеры подкрановой части колонны:
b= 50 см; h= 70 см; а= а= 4 см; h0= 66 см.
В сечении IV – IV действуют комбинации усилий представленные в таблице:
Во все комбинации усилий входит крановая нагрузка поэтому Rb берется с коэффициентом γb2= 11.
Усилия от длительно действующей нагрузки:
Расчетная длина подкрановой части колонны:
l0= 15* H1= 15 465= 6975 м (СНиП 2.03.01-84 табл.32).
λ= l0 i= 6975 2021= 345 > 14 (СНиП 2.03.01-84 п.3.3)
e= е0 h= 8 70= 011 (СНиП 2.03.01-84 п.3.6) но не менее
e.min= 05- 001* (е0 h)- 001* Rb* γb2=05- 001* (8 70)- 001* 85* 11= 05.
е= е0 + 05 h- a= 8 108+ 0570- 4= 396 см.
X= N (γb2 Rb b)= 84841000 (118510050)= 1815 см.
= X h0= 1815 66= 027 (СНиП 2.03.01-84 п.3.16).
= 027 R= 062 (СНиП 2.03.01-84 п.3.20);
Принимаю 318 А400 с Аs= 763 см2.
Расчет колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не производим так как
1.4. Расчет на усилия возникающие при транспортировании и
Под влиянием собственного веса и сил инерции в момент подъема колонны при монтаже и транспортировке в ней возникают изгибающие моменты.
Изгибающий момент в опасном сечении а – а:
где γ= 25 кН м3 – удельный вес железобетона;
kдин= 16 – коэффициент динамичности (СНиП 2.03.01-84 п.1.13);
Рис.9. Эпюра изгибающих моментов при монтаже колонны.
Требуемое количество арматуры в сечении II – II при изгибе в плоскости грани h (при γb2=09) (СНиП 2.03.01-84 табл. 15).
X= N (γb2 Rb b)= 2891000 (098510050)= 76 см.
= X h0= 76 56= 014 (СНиП 2.03.01-84 п.3.16).
Принимаю 316А400 с Аs= 603 см2.
1.5. Расчет подкрановой консоли.
Размеры консоли показаны на рисунке 10.
Достаточность этих размеров проверяем из условия:
lb= lsupsin (СНиП 2.03.01-84 ф. 85).
Qc= 085Nmax+ Gcb= 0853012+1306= 38662кН.
h= 1 м; h0= 095 м; h1= 04 м;
bb= 034 м; а= 03 м; α= 45°.
Проверяем возможность смятия бетона в месте передачи нагрузки на консоль:
loc= Qc (blsup)= 38662 (05015)= 5155 кПа= 516 МПа 85 МПа.
Следовательно прочность бетона на смятие обеспечена.
662 кН 350755095= 12469 кН т.е. размеры сечения консоли удовлетворяют условиям прочности на действие поперечной силы.
где φ2= 1+5α1= 1+5830006= 125 – коэффициент учитывающий влияние хомутов распложенных по высоте консоли;
Qc= 38662 кН 08125855014093= 55335кН.
Определяем площадь сечения продольной рабочей арматуры Аs из условия прочности на действие изгибающего момента по грани примыкания консоли к колонне:
Мc= 125Qc(а+ 08- 06)= 1253866205= 2416 кНм
Принимая во внимание что в сжатой зоне консоли имеется большое количество сжатой арматуры определяю площадь растянутой арматуры:
Аs= Мс (Rs (h0- а))=2416105 (365100(95- 5))= 74см2;
из конструктивного минимума имеем:
Аs= 0002bch0= 00025095= 95 см2.
Принимаем продольную арматуру 418А400 с фактической Аs= 1018 см2.
Суммарная площадь отогнутых стержней и наклонных хомутов пересекающих верхнюю половину линии длиной l соединяющей точки приложения силы Qc и сопряжение нижней грани консоли и колонны должна быть не менее:
Аinc min= 0002bch0= 00025095= 95 см2.
Принимаем 418А400 с Аs= 1018 см2.
Рис.10. Схема армирования консоли.
Рис.11. Схема армирования колонны по оси А.
2. Подбор площади сечения арматуры для колонны по оси Б.
Колонна К1 по оси Б имеет прямоугольный профиль и сплошное сечение.
2.1 Исходные данные для расчета.
Бетон тяжелый класса В15 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении:
Rbt= 075 МПа (СНиП 2.03.01-84 табл.13)
Еb= 24103 МПа (СНиП 2.03.01-84 табл.18).
Еs= 20104 МПа (СНиП 2.03.01-84 табл.29).
2.2 Надкрановая часть колонны.
l0= 2 H1= 239= 78 м (СНиП 2.03.01-84 табл.32).
e= е0 h= 15 60= 025 (СНиП 2.03.01-84 п.3.6) но не менее
e.min= 05- 001(l0 h)- 001Rbγb2=05- 00115 60- 0018511= 05.
е= е0 + 05 h- a= 15 115+ 0560- 4= 433 см.
X= N (γb2 Rb b)= 7691000 (118510050)= 164 см.
= X h0= 164 56= 029 (СНиП 2.03.01-84 п.3.16).
= 028 R= 062 (СНиП 2.03.01-84 п.3.20);
Принимаю 316 А400 с Аs= 603см2.
2.3 Подкрановая часть колонны.
l0= 15H1= 15465= 6975 м (СНиП 2.03.01-84 табл.32).
e= е0 h= 4 70= 006 (СНиП 2.03.01-84 п.3.6) но не менее
e.min= 05- 001* (е0 h)- 001* Rb* γb2=05- 001* (4 70)- 001* 85* 11= -004.
е= е0 + 05 h- a= 4 106+ 0570- 4= 321 см.
X= N (γb2 Rb b)= 152691000 (118510050)= 327 см.
= X h0= 327 66= 05 (СНиП 2.03.01-84 п.3.16).
= 045 R= 062 (СНиП 2.03.01-84 п.3.20);
Следовательно арматура по расчету не требуется и берем ее по конструктивным требованиям
2.4. Расчет на усилия возникающие при транспортировании и
X= N (γb2 Rb b)= 742021000 (098510050)= 194 см.
= X h0= 194 56= 035 (СНиП 2.03.01-84 п.3.16).
Принимаем 316А400 с Аs= 603 см2.
2.5. Расчет подкрановой консоли.
Достаточность размеров консоли проверяем из условия:
Qc= 085Nmax+ Gcb= 0853012+1306= 36862кН.
h= 11м; h0= 105 м; h1= 04 м;
bb= 034 м; а= 04 м; α= 45°.
loc= Qc (blsup)= 36862 (05015)= 4915 кПа= 492МПа 85 МПа.
862 кН 350755077= 1010625 кН т.е. размеры сечения консоли удовлетворяют условиям прочности на действие поперечной силы.
Qc= 36862 кН 08125 855014091=54145кН.
Мc= 125Qc(а+ 08- 06)= 1253686206= 2765 кНм
Аs= Мс (Rs (h0- а))= 2765105 (365100(105- 5))= 76 см2;
Аs= 0002bch0= 000250105= 105 см2.
Принимаем продольную арматуру 420А400 с фактической Аs= 1256 см2.
Аinc min= 0002bch0= 000250105= 105 см2.
Принимаем 420А400 с Аs= 1256 см2.
Рис.12. Схема армирования консоли колонны по оси Б.
Рис.13. Схема армирования колонны по оси Б.
Расчет фундамента под колонну по оси А.
1.Определение усилий.
Фундамент выполнен из тяжелого бетона класса В15 Rb = 85 МПа Rbt = 075 МПа арматура – из горячекатаной стали класса А300 с Rс = 270 МПа.
На фундамент передаются усилия от колонны (сечение IV – IV) веса стены и фундаментной балки веса фундамента и грунта на его обрезах. Стеновые панели из легкого бетона размерами
×03×120 весят 60 кН;
×03×120 весят 40 кН.
До отметки +10.200 м укладываются 5 панелей высотой 18 м и 1 панель высотой 12 м.
Суммарная высота двух оконных проемов 36 м (05 кН м2). Вес фундаментной балки 51 кН. Нормативная нагрузка от веса стены:
Gn=605+401+51+ 361205= 4126 кН.
е01= 05 (03+ 08)= 055 м.
Усилия действующие на уровне подошвы фундамента:
где MIV QIV и NIV – усилия от колонн в сечении IV-IV на уровне обреза фундамента. Hf= 145 (высота фундамента назначается на стадии эскизного проектирования).
Нормативные усилия получаю путем деления расчетных усилий на усредненный коэффициент перегрузки γ= 115.
Усилия в сечении IV-IV колонны по оси А кН×м; кН
Суммарные усилия на уровне подошвы фундамента кН×м; кН
Расчетные значения (табл. 2.3)
Нормативные значения
2.Определение размеров подошвы фундамента.
Размеры подошвы фундамента определяю по наибольшему усилию для расчета по II группе предельных состояний (комбинация 6) по формуле:
Где 105 – коэффициент учитывающий влияние момента;
R0= 200 кН м2 – условное расчетное давление на грунт основания;
γm= 20 кН м3 – вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах;
H1= 16 м – глубина заложения фундамента.
Задаемся соотношением сторон подошвы фундамента:
Размеры подошвы фундамента в плане рекомендуется брать кратными 300 мм в связи с чем принимаю размеры фундамента а= 30 м тогда b= 0830= 24 с условием кратности 300 мм принимаю b= 24м.
Фактическая площадь подошвы фундамента:
Принятые размеры подошвы фундамента проверяю на действие комбинаций усилий для расчета по II группе предельных состояний из следующих условий:
Комбинация усилий 3.
Эксцентриситет силы Мser веса фундамента и грунта на его уступах:
Следовательно сила лежит в пределах ядра сечения.
Вычисляем краевые значения давления на грунт:
Комбинация усилий 4.
Таким образом принятые размеры фундаментов достаточны.
3.Расчет прочности тела фундамента.
3.1.Расчет на продавливание плитной части фундамента при стаканном сопряжении сборной колонны.
Определяем высоту плитной части фундамента из расчета на продавливание от нижнего обреза подколонника для случая монолитного его сопряжения с плитой.
Назначаем размеры подколонника:
где = 0075 – зазор между колонной и стенкой подколонника;
cf= 02 – минимальная толщина стенки.
Принимаем размеры стакана hcf= 15 м и bcf= 12 м.
Вычисляем наибольшее давление на грунт от расчетной нагрузки без учета веса фундамента и грунта на его уступах на усилия комбинаций 1 2.
Для расчета принимаем максимальное краевое давление max P= 2121 кН м2.
С учетом защитного слоя арматуры равного 7 см и рекомендаций принимаем плиту фундамента h1= 45 см; h0= 45- 7= 38 см.
Высота подколонной части:
При Hcf= 10 м> (hcf- bcf) 2= (15- 12) 2= 015.
Проверку крайней грани на продавливание следует производить от нижнего обреза
подколонника для чего вычисляем:
- среднее арифметическое величины периметров верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания:
u= bcf+ h0= (12+ 038)= 158 м;
- площадь многоугольника ABCDG на которую действует продавливающая сила:
Расчетная продавливающая сила действующая на рассматриваемую грань:
F= А0 max P= 084 2121= 1782 кН.
Н = 4503 кН > F = 1782 кН
т.е. прочность рассматриваемой грани обеспечена.
Для проверки прочности плиты на поперечную силу вычисляем длину проекции наклонного сечения
Проверка прочности нижней ступени по наклонному сечению выполняется по зависимости для единицы ширины сечения:
Здесь МПа = 750 кНм2.
Следовательно прочность плиты на действие поперечной силы обеспечена.
Рис.14. Схема усилий в конструкции фундамента.
3.2.Определение площади сечения арматуры подошвы фундамента.
Сечение арматуры укладываемой параллельно стороне а определяю по изгибающему моменту в сечении I – I:
Принимаю в продольном направлении 16 стержней 12 мм с шагом 150 мм и
Аs= 181 см2> Аs1= 15053.
Сечение арматуры укладываемой параллельно стороне b определяем по изгибающему моменту в сечении II – II:
Принимаем 20 стержней 10 мм А300 с шагом 150 мм и
Аs= 157 см2> АsII= 1025 см2.
3.3.Расчет стаканной части фундамента (подколонника).
Отношение следовательно стаканная часть фундамента рассчитывается как железобетонный элемент и армируется продольной и поперечной арматурой.
Принимаю глубину стакана колонны h= 95 см что удовлетворяет условию анкеровки арматуры колонны hс≥ 25d+ = 2518+ 5=50 см (d – диаметр продольной арматуры колонны К1) и условию заделки колонны h≥ hc= 70 см.
Площадь сечения продольной арматуры определяем из расчета на внецентренное сжатие коробчатого сечения на уровне дна стакана(рис. 15).
Усилия на уровне дна стакана (сечение IV – IV):
Рис.15. Схема усилий в сечении стаканного сопряжения
колонны с фундаментом.
эксцентриситет усилия относительно центра тяжести растянутой арматуры:
Значение изгибающего момента не корректируется.
Привожу коробчатое сечение к двутавровому.
Н = 3570 кН > N = 1261 кН
выполняется следовательно граница сжатой зоны проходит в полке и расчет выполняется для прямоугольного сечения шириной ; мм
По расчету арматура не требуется и назначается конструктивно. Принимаем минимальный процент армирования от площади поперечного сечения стакана
Устанавливаем с каждой стороны сечения стакана по 612А300 мм2
Поперечную арматуру определяем из расчета на изгибающий момент по наклонному сечению проходящему через верхнее ребро стакана и условную ось поворота колонны внизу.
Местоположение оси поворота определяется в зависимости от величины эксцентриситета от нагрузки по верхнему обрезу фундамента с учетом случайного эксцентриситета.
Эксцентриситет усилия
но так как то расстояние y от оси колонны до точки через которую проходит ось поворота
Поперечное армирование должно воспринять полную величину момента от внешней нагрузки.
В качестве поперечного армирования принимаем сварные сетки из арматуры класса А240 ( МПа). Шаг сеток 10 см по всей высоте стакана.
Площадь сечения поперечных стержней одной сетки в направлении действия изгибающего момента определяем по формуле
0 + 200 + 300 + 400 + 500 + 600 + 700 + 800 + 900 = 4500 мм.
Необходимое сечение одного стержня сетки
Принимаем диаметр стержня 10 мм с мм2.
Проверяем прочность стакана на местное сжатие при осевом положении силы кН.
Рабочая площадь см2.
N = 8484 кН 5150 кН где = 1 при равномерном распределении нагрузки. Прочность бетона на местное сжатие обеспечена косвенного армирования не требуется.
Рис.16. Расчет фундамента на поперечную силу.
Расчет предварительно напряженной балки покрытия.
В качестве варианта несущей конструкции покрытия в проекте принята предварительно напряженная двускатная балка марки 1Б8-12-4 пролетом 12 м. Шаг балок в учебных целях принят 12 м. Расчетный пролет балки
Рис. 17. К расчету предварительно напряженной балки покрытия
В курсовом проекте требуется произвести расчет балки по I и II группам предельных состояний.
1. Исходные данные для расчета
Балка изготавливается из бетона класса В30 подвергнутого тепловой обработке для которого
Передаточная прочность бетона
Напрягаемая арматура класса А600 с натяжением на упоры механическим способом имеет:
ненапрягаемая продольная и поперечная арматура класса А400:
В сжатой зоне (верхней полке) установлена сжатая арматура 414А400 с см2.
2. Определение нагрузок
Нормативные нагрузки:
от веса покрытия (см. п. 1.3.1)
от собственного веса балки 41 тх98=402 кН
Итого 3664 + 335 = 3969 кНм;
б) кратковременная (снеговая)
Суммарная нормативная нагрузка
от собственного веса балки
кНм (375 кН – собственный вес 10 м балки).
Суммарная расчетная нагрузка
3. Расчет по первой группе предельных состояний
3.1. Расчет прочности по нормальным сечениям
Наиболее опасным для двускатных балок является сечение III-III находящееся на расстоянии от опоры:
где см – полезная высота сечения на опоре; – уклон верхнего пояса балки; – пролет балки равный 1200 см.
Изгибающий момент от расчетной нагрузки в сечении III-III
Высота балки в сечении III-III (на расстоянии 469 см от опоры или на расстоянии 484 см от торца балки)
Сечение III-III Расчетное сечение
Рис. 18. Сечение III-III и расчетное сечение.
Полезная высота сечения
Величина предельного напряжения арматуры с учетом точности ее натяжения
Относительная деформация в растянутой от внешней нагрузки арматуре при достижении в ней напряжения равного расчетному сопротивлению (для арматуры с условным пределом текучести)
Предельная относительная деформация бетона
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона по формуле
Проверяем положение границы сжатой зоны:
т. е. граница сжатой зоны проходит в ребре поэтому расчет следует производить следующим образом:
Относительная высота сжатой зоны бетона
Коэффициент условий работы определяется по формуле:
Принимается 916А600с мм2.
Далее следует проверить прочность сечения балки по середине пролета (сечение IV-IV).
Изгибающий момент в этом сечении от расчетной нагрузки
Определяем значение при :
Так как расчет ведем с учетом коэффициента :
т. е. прочность сечения обеспечена.
3.2. Расчет прочности по наклонным сечениям
Расчет на поперечную силу необходимо производить в сечениях где осуществляется переход опорного ребра балки в стенку начинается уширение стенки происходит смена шага поперечных стержней. Для двускатной балки расчет производим как для элемента сжатая грань которого наклонена под углом к продольной оси а растянутая – параллельна ей. Вначале определяем по наибольшей поперечной силе в сечении I-I интенсивность поперечного армирования (шаг хомутов) на участке длиной от опоры затем увеличиваем шаг поперечных стержней на участке . В средней части на участке шаг поперечного армирования назначаем по конструктивным требованиям. При расчете по наклонному стеканию целесообразно рассматривать фактическое загружение балки.
Рис. 19. Схема нагружения балки и эпюра поперечных сил
Сосредоточенная нагрузка от плит покрытия на балку
где = 30 м – номинальная ширина плиты покрытия;
= 095 – коэффициент надежности по назначению здания.
Поперечные силы в сечениях балки равны:
на опоре (см. рис. 18):
В сечении под первым грузом
В сечении под вторым грузом:
Для учета положительного влияния предварительного напряжения на несущую способность бетона по поперечной силе (коэффициент ) необходимо определить величину усилия предварительного обжатия Р с учетом потерь предварительного напряжения в арматуре.
а) от релаксации напряжений арматуры при электротермическом способе натяжения
б) от температурного перепада
в) от деформации анкеров
так как они должны быть учтены при определении значений полного удлинения арматуры.
Сумма первых потерь равна
а) от усадки бетона класса В30
б) от ползучести бетона
Так как передаточная прочность бетона принята равной 70 % от класса бетона то значения коэффициента ползучести и начального модуля упругости принимаются для бетона класса В30.
Геометрические характеристики приведенного сечения :
Для упрощения расчета высота свесов полок усредняется (см. рис. 17).
Площадь сечения бетона
Площадь приведенного сечения
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани балки
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани балки
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести
Усилие обжатия с учетом первых потерь равно
Так как в верхней зоне напрягаемая арматура отсутствует () то
Вычислим изгибающий момент в середине пролета балки от собственного веса балки возникающий при ее изготовлении балки в вертикальном положении:
Напряжение обжатия бетона на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры
Напряжение бетона на уровне арматуры при
Расстояние между центрами тяжести напрягаемой арматуры и приведенного поперечного сечения
Коэффициент армирования
Вторые потери предварительного напряжения
= + = 40 + 626 = 1006 МПа.
Суммарная величина потерь напряжения
4 + 1006 = 198 МПа > 100 МПа.
Напряжение с учетом всех потерь равно
= 540 – 198 = 342 МПа.
Усилие обжатия с учетом всех потерь напряжений Р определяется при значении напряжений в ненапрягаемой арматуре равных условно принимаемых равными вторым потерям т. е. = = 1006 МПа а поскольку напряжение :
Предварительно принимаем поперечную арматуру диаметром 12 мм класса А400 ( МПа) в двух каркасах (n = 2) шаг поперечных стержней в приопорной зоне мм. Проверим прочность наклонного сечения с длиной проекции равной расстоянию от опоры до первого груза м.
Высота поперечного сечения в конце наклонного сечения равна
Площадь поперечного сечения балки без учета свесов сжатой полки будет
Значения для этого сечения:
Полезная высота опорного сечения равна
Невыгоднейшее значение вычисляем по формуле (3.68) [6]
Полная и рабочая высота поперечного сечения на расстоянии = 1528 мм от опоры следующая:
Значение для этого сечения
= 1 + 16 × 034 – 116 × 0342 = 141
Поперечная сила воспринимаемая бетоном
Принимается = = 1528 мм 2 .
Значение поперечной силы на расстоянии 464 мм от опоры
т. е. прочность наклонного сечения на 44 % ниже расчетной поперечной силы в этом сечении.
При реальном проектировании целесообразно повысить класс бетона до В35 тогда
Проверяется прочность наклонного сечения с длиной проекции равной расстоянию от опоры до второго груза м.
Полная и рабочая высоты поперечного сечения на расстоянии 585 м от опоры:
Поскольку = 3850 мм принимается = 3063 мм.
Полная и полезная высоты поперечного сечения на расстоянии = 3063 мм от опоры:
Значение для этого сечения без учета сжатых свесов
= 1 + 16 × 029 – 116 × 0292 = 137
Так как > 2 = 2 × 9553 = 19106 мм длина проекции наклонной трещины принимается равной = 19106 мм.
3 + 923 = 9793кН > 274кН.
Так как запас прочности велик возможно увеличить шаг поперечных стержней.
Таким образом шаг поперечных стержней мм принимается на участке от опоры до первого груза равным мм. В средней части балки шаг поперечной арматуры мм ( мм).
Интенсивность поперечного армирования при шаге хомутов 300 мм равна
Поскольку мм мм значение определяется по формуле
Qsw = 075[qsw1c0 - (qsw1 - qsw2)(c - l1)]
3 + 30701 = 36331 кН > 2886 кН.
Рис. 20. К расчету поперечной арматуры
4. Расчет по второй группе предельных состояний.
4.1. Определение величины момента образования трещин
Приведенный момент сопротивления по растянутой грани
Расстояние до верхней ядровой точки
Момент образования трещин
Значения см. в п. 4.3.2.
Момент от нормативной нагрузки в сечении III-III
Следовательно в сечении III-III образуются трещины нормальные к продольной оси балки и необходимо выполнить расчет по определению ширины раскрытия трещин.
4.2. Определение ширины раскрытия трещин нормальных
к продольной оси балки
Ширина раскрытия нормальных трещин определяется по формуле
где – коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки и принимаемый равным:
– при непродолжительном действии нагрузки;
– при продолжительном действии нагрузки;
– учитывает профиль арматуры;
– для растянутых элементов; вычисляются при расчетном усилии для второй группы предельных состояний и 1 – для изгибаемых.
– коэффициент учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами. Допускается принимать если соблюдаются условия: . В противном случае определяется по формуле
Так как – эксцентриситет обжимающего усилия Р относительно центра тяжести растянутой арматуры то м.
Коэффициент приведения
Для определения напряжения в арматуре определим плечо пары внутренних сил:
Определим приращение напряжений в арматуре при действии постоянных и длительных нагрузок (при )
Приращение напряжений в арматуре при образовании трещин
следовательно проверяется только непродолжительное раскрытие трещин.
Коэффициент учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами равен:
Базовое расстояние между трещинами
Высота зоны растянутого бетона может быть определена для двутавровых сечений следующим образом:
Далее определяем расстояние от растянутой грани сечения балки до ее центра тяжести:
с учетом неупругих деформаций определяем высоту растянутой зоны сечения балки
мм 2a = 2 × 90 = 180 мм.
Площадь растянутой зоны сечения балки определяется из формулы
Таким образом в результате расчетов ширина раскрытия трещин:
Используемая литература.
Железобетонные конструкции. Проектирование одноэтажного производственного здания с крановыми нагрузками: учеб. пособие СПб Гос. архит.-строит. ун-т. Шоршнев Г. Н. Ерохин М. П. Конев Ю. С.– СПб 2009. – с.
Железобетонные конструкции. Проектирование одноэтажного производственного здания с крановыми нагрузками: учеб. пособие Шоршнев Г. Н. Конев Ю. С. Г.П. Яковленко. Санкт-Петербургский государственный архитектурно-строительный университет СПб 1993. – 83 с.
Пособие по проектированию предварительно напряженных конструкций. Железобетонные конструкции из тяжелого бетона (к СП52-102–2003). – М. 2005
Примеры расчета железобетонных и каменных конструкций В. М. Бондаренко В. И. Римшин. – М.: Высшая школа 2006.
Примеры расчета железобетонных конструкций Учебное пособие для строительных техникумов по спец. «Промышленное и гражданское стр-во». А.П. Мандриков. – М.:Стройиздат 1979 – 419 с. ил.
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие А.Б. Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.; Под. Ред. А.Б. Голышева. – К.:Будiвельник. 1985. – 496 с.
Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для промышленного строительства В.Н.Спиридонов В.Т. Ильин И.С. Приходько и др.; Под общ. ред. Г. И. Бердичевского. – М.: Стройиздат 1981. – 488 с. (Справочник проектировщика).
ГОСТ 25628-90 Колонны железобетонные для одноэтажных зданий предприятий.
ГОСТ 3332-54 Краны мостовые электрические общего назначения грузоподъемностью от 5 до 50 т среднего и тяжелого режимов работы. Основные размеры и параметры.
СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции.М. Стройиздат. 1985.
СНиП2.01.07–85*. Нагрузки воздействия. – М. 2004.
СНиП 2.02.01-84. Основания зданий и сооружений. М. Стройиздат.1984.