Проектирование железобетонных конструкций одноэтажного промздания

Титульник.docx

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ
РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ БЮДЖЕТНОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ
ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ
МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ
НАЦИОНАЛЬНЫЙ ИССЛЕДОВАТЕЛЬСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ
СПЕЦИАЛЬНОСТЬ «Промышленное и гражданское строительство»
КАФЕДРА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
ОДНОЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
Сведения об исполнителе:
Картлыков М.Р. ПГС-5-3
Сведения о научном руководителе:

Расчет 2-х ветв. колонны.docx

Продольные силы в ветвях сечения
где – коэффициент учета влияния прогиба на напряженное состояние колоны.
Если обе ветви будут сжатыми (при N2 > Mc) то изгибающие моменты в сечениях ветвей определяют по формуле (рис. 3.20 1).Если одна из ветвей окажется растянутой () то учитывая уменьшение жесткости этой ветви передают всю поперечную силу только на сжатую ветвь и определяют изгибающие моменты по формуле (рис. 3.20 2).
Рис. 1. Местный изгиб элементов двухветвевой колонны.
а) схема усилий; б) эпюра изгибающих моментов;
– при двух сжатых ветвях; 2 – при одной растянутой и другой сжатой ветвях.

Графика 1_20.12.dwg

Мостовой кран грузоподъёмностью Q=32 т и режимом работы 5К
железобетонные ребристые плиты покрытия
цементно-песчанная стяжка (б=50)
Мостовой кран грузоподъёмностью Q=5015 т и режимом работы 6К
КК - колонна крайняя; КС - колонна средняя; КФ - колонна фахверка; ФС - ферма стропильная; СВ - связи вертикальные; СГ - связи горизонтальные; ПБ - подкрановая балка.
Железобетонные ребристые плиты покрытия
Цментно-песчанная стяжка (б=50)
Расчет и конструирование железобетонных
конструкций одноэтажного промышленного здания
Кафедра Железобетонных Конструкций
Бетонная подготовка 100 мм
Оклеечная гидроизоляция
Бетон колонн В15. 2. Бетон фундамента В15. 3. М1 - закладная деталь для крепления стеновых панелей. 4. М2
М3 - закладные детали для крепления подкрановых балок. 5. М4 - закладная деталь для крепления фермы.
Спецификация арматуры колонны
Спецификация арматуры фундамента
Сечения колонны М1:10
Монтажно-маркировочная схема М1:750
Сечения колонны М1:20
Армирование стакана М1:50

Графика 2_20.12.dwg

ПРИМЕЧАНИЕ: 1. Бетон класса В30; 2. Передаточная прочность бетона Rbp=21 МПа; 3. Натяжение арматуры механическим способом на упоры стенда; 4. Усилие натяжения одного каната N=Gsp×As1=1100×1.416×10²=155760Н.
Спецификация арматуры на отдельные элементы
КАФЕДРА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Проектирование несущих
ПРИМЕЧАНИЕ: 1. Бетон фермы класса В30; 2. Передаточная прочность бетона Rbp=21 МПа; 3. Натяжение арматуры механическим способом на упоры стенда; 4. Усилие натяжения одного каната N=sp×As1=900×0
Напрягаемая арматура
Спецификация арматуры на стропильную ферму ФС-1
Расчет и конструирование железобетонных
конструкций одноэтажного промышленного здания
Кафедра Железобетонных Конструкций
ВСт 3 кп2 250х390х10
ПРИМЕЧАНИЕ: 1. Бетон класса В30; 2. Передаточная прочность бетона Rbp=21 МПа; i-5.28
Натяжение арматуры механическим способом на упоры стенда; i0
Усилие натяжения одного каната N=sp×As1=1100×1.416×10²=155760Н.
Примечания: 1. Бетон колонны В15; 2. Бетон фундамента В15; 3. М1-Закладная деталь для крепления стеновых панелей; 4. М2
М3-Закладные детали для крепления подкрановых балок; 5. М4-Закладная деталь для крепления стропильной фермы; 6 На монтажно-маркировочной схеме элементов каркаса подкрановые балки условно не показаны
Монтажно-маркировочная схема элементов каркаса М1:500
Расчет и конструированиежелезобетонных
конструкций одноэтажного промышленного

Моя пояснилка 12.doc

I. Задание на проектирование
II. Компоновка поперечной рамы
Геометрия и размеры колонн
Определение нагрузок на раму
III. Статический расчет поперечной рамы
Расчет на действие постоянной нагрузки
Расчет на действие снеговой нагрузки
Расчет на действие вертикальной крановой нагрузки
Расчет на действие горизонтальной крановой нагрузки
Расчет на действие ветровой нагрузки
Составление таблицы расчетных усилий в сечениях рамы
Расчетные сочетания усилий
IV. Расчет прочности двухветвевой колонны крайнего ряда
Надкрановая сплошная часть колонны
Подкрановая сквозная часть колонны
V. Расчет фундамента под крайнюю колонну
Определение геометрических размеров фундамента
Расчет прочности элементов фундамента
VI. Проектирование стропильной сегментной фермы
Данные на проектирование
Определение нагрузок на ферму
Определение усилий в элементах фермы
Проектирование сечений элементов фермы
Список использованной литературы
I. ЗАДАНИЕ НА ПРОЕКТИРОВАНИЕ
Расстояние от пола до головки
подкранового рельса м
Грузоподъемность крана т
Расчетное давление на грунт МПа
В соответствии с заданием принимаем следующую схему здания (рис.1):
Рис. 1. Конструктивная схема здания.
II. КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
Требуется рассчитать и законструировать основные несущие железобетонные конструкции одноэтажного промышленного здания.
Здание неотапливаемое двухпролетное с открытым тоннелем глубиной 36 м по средней оси здания (рис. 1). Район строительства – г. Новосибирск местность типа В. Здание состоит из 4-х температурных блоков длиной 48×3+42м (рис. 2). Пролеты здания – 21 м шаг колонн – 6 м. Покрытие здания – холодное. Плиты покрытия железобетонные размером 3×6 м. Стропильные конструкции – железобетонные сегментные фермы пролетом 21м. Устройство светоаэрационных фонарей не предусматривается цех оснащен лампами дневного света.
Каждый пролет здания оборудован двумя мостовыми кранами с группой работы 5К и грузоподъемностью 50125т. Отметка верха кранового рельса – 108м высота кранового рельса 150 мм (тип рельса КР-80).
Подкрановые балки при шаге 6м разрезные железобетонные высотой 10 м.
Наружные стены- жб панели: нижняя панель самонесущая выше – навесные.
Для обеспечения пространственной жесткости здания в продольном направлении предусмотрены стальные вертикальные связи по колоннам крестового типа. Место установки связей – середина температурного блока в пределах одного шага колонн на высоту от пола до низа подкрановых балок.
Жесткость здания в поперечном направлении обеспечивается защемлением колонн в фундаментах и размерами сечений колонн.
Жесткость диска покрытия в горизонтальной плоскости создается крупноразмерными железобетонными плитами покрытия приваренными не менее чем в трех точках к стропильным конструкциям. Швы между плитами должны быть замоноличены бетоном класса не менее В15.
Рис. 2. Монтажно-маркировочная схема.
Геометрия и размеры колонн:
Для колонн крайнего ряда:
Расстояние от пола до головки подкранового рельса НI = 108 м.
Высота надкрановой части ступенчатой колонны:
где Нкр – высота мостового крана по ГОСТ определяем что для мостовых кранов грузоподъемностью 50 т Нкр равно 315 м;
hп.б. – высота подкрановой балки = 10 м(т.к. шаг колонн 6 м);
а2 – запас по прогибу фермы минимальное значение которого равно 015 м.
Высота подкрановой части колонны:
где а1 – расстояние от верха фундамента до уровня чистого пола = 015 м.
Полная высота колонны:
м. (при минимальном значении а2)
Строительная высота здания:
что не кратно модулю 12 м.
Условию кратности отвечает строительная высота м тогда
Для колонн среднего ряда:
Н1 = 98 + 36 = 134 м;
= 475 + 134 = 1815 м;
= 1815 – 015 = 1800 м.
= 250 мм – т.к. грузоподъемность Q=50т>32т.
Размеры сечений колонн:
В подкрановой части высота сечения:
примем h1 = 1100 мм что кратно 100 мм т.к. h1 ≥ 1000мм то крайние колонны принимаем сквозными двухветвевыми в подкрановой части;
В надкрановой части:
апр – привязка осей крайних колонн к разбивочным осям = 250 мм;
Вкр – расстояние от оси кранового рельса до торца крана =300мм прил.15[10];
dкр ≥ 60 мм – минимальный зазор между торцом крана и гранью колонны.
Округляем полученное значение в меньшую сторону кратно 100мм мм.
Ширина колонны принимается из трех значений:
- b ≥ 40 см – при шаге колонн 6 м.
Примем ширину сечения колонны b = 500 мм.
примем h1 = 1600 мм что кратно 100 мм; т.к. h1 > 1000мм то сечение средних колонн принимаем сквозным (двухветвевым) в подкрановой части;
мм – из условия опирания стропильных конструкций.
b ≥ 40 см – для шага колонн 6 м.
Примем ширину сечения b = 500 мм.
Размеры сечений ветвей сквозных колонн примем равными: hbr = 250 мм.
Рис. 3. Размеры колонн
Таблица 1. Нагрузки от веса покрытия
Наименование элемента покрытия
Нормативная нагрузка Па
К-т надежности по нагрузке gf
Расчетная нагрузка Па
Цементно-песчаная стяжка
(gf = 18 кНм3 d = 35 мм)
Жб ребристые плиты покрытия размером 3×6 м
Расчетная равномерно распределенная нагрузка от веса:
Расчетное опорное давление фермы:
где 11 – коэффициент надежности по нагрузке;
– вес фермы в кН по прил. 21[10].
Расчетная нагрузка на крайнюю колонну от веса покрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания gn = 10:
Здание состоит из трех температурных блоков длиной 48м и одного – 42м.
Наружные панельные стены до отметки 12 м самонесущие выше навесные.
Схема раскладки панелей стенового ограждения показана на рис. 4.
Рис. 4. Схема расположения стенового ограждения.
Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления на участке между отметками 84 и 138 м определяется по формуле:
где g1 и g2 – удельные веса панелей и остекления (по прил. 21[10]);
hw1 и hw2 – высота панелей и остекления.
Аналогично находим нагрузку от веса панелей на участке 138 - 162 м:
Расчетная нагрузка от веса подкрановых балок и кранового пути на колонну:
где 42 кН – вес подкрановой балки пролетом 6 м;
кНм – погонный вес подкранового пути.
Расчетная нагрузка от веса колонн:
– надкрановая часть:
– подкрановая часть:
Район строительства – г. Новосибирск относится к IV снеговому району (прил. Ж[1]) расчетное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности sq = 24 кПа (табл.10.1[1]).
Расчетная снеговая нагрузка:
– на крайние колонны:
– на средние колонны:
Вес поднимаемого груза Q =500кН. Пролет крана 21-2×075 = 195м. Согласно прил.15[10] база крана М = 6500 мм расстояние между колесами К = 5250 мм вес тележки Gn = 130 кН максимальное и минимальное давление колес соответственно Fnmax = 370 кН и Fnmin = 116 кН.
Расчетные максимальное и минимальное давления колес крана при коэффициенте надежности по нагрузке gf = 11:
Расчетная поперечная тормозная сила на одно колесо:
Вертикальная крановая нагрузка от двух сближенных кранов берется с коэффициентом сочетаний y = 085 и равна:
где Sу – сумма ординат линий влияния давления опорного двух подкрановых балок на колонну (рис. 5).
Рис. 5. Линия влияния опорного давления подкрановых балок.
Вертикальная нагрузка от четырех кранов на среднюю колонну с коэффициентом сочетаний y = 07 равна:
то же на крайние колонны
Горизонтальная крановая нагрузка от 2 кранов при поперечном торможении:
Горизонтальная сила поперечного торможения приложена к колонне на уровне верха подкрановой балки на отметке 1065 м. Расстояние по вертикали от верха колонны до точки приложения тормозной силы Hк-Нпб=144-1065=375:
Район строительства – г. Новосибирск расположен в III ветровом районе для которого нормативное значение ветрового давления w0 = 038 кНм2. Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки wm в зависимости от эквивалентной высоты над поверхностью земли следует определять по формуле:
wm = w0 k(z)c (п.11.1.3 [1])
где w0 - нормативное значение ветрового давления (по табл.11.1 [1]);
k(z) - коэффициент учитывающий изменение ветрового давления для высоты z ;
z - высота от поверхности земли; c – аэродинамический коэффициент.
Таблица 2. Значения коэффициента k и ветрового давления w и w’.
С учетом полученных значений k и w (w’) (тип местности В) построим схему распределения ветровой нагрузки по высоте здания (рис. 6).
Переменное по высоте ветровое давление заменим равномерно распределенным равным по моменту в заделке консольной стойке длиной 144 м:
При условии что и значения аэродинамического коэффициента для наружных стен принимаются равными: с наветренной стороны се = 08; с подветренной сез = -06 (прил. Д1[1]).
Расчетная равномерно - распределенная ветровая нагрузка на колонны до отметки 1440 м при коэффициенте надежности по нагрузке gf = 14 равна:
– с наветренной стороны
– с подветренной стороны
Расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 1440 м:
где S – площадь трапеции обозначенной на рис. 6 перекрестием.
Рис. 6. Распределение ветровой нагрузки по высоте здания.
III. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
1) Расчет на постоянную нагрузку
В надкрановой части действуют: нагрузка от веса покрытия на крайней колонне с эксцентриситетом ; расчетная нагрузка от стеновых панелей толщиной 7 см: с эксцентриситетом .
Суммарное значение момента приложенного в уровне верха крайней колонны:
В подкрановой части колонны кроме сил G1 и Gw2 приложенных с эксцентри - ситетом действуют: расчетная нагрузка от стеновых панелей с эксцентриситетом ; а также расчетная нагрузка от подкрановых балок и кранового пути с эксцентриситетом ; и расчетная нагрузка от надкрановой части колонны с эксцентриситетом м.
Суммарное значение момента приложенного в уровне верха консоли:
Составим расчетную схему для расчета рамы на постоянную нагрузку:
Рис.7. Расчетная схема. Постоянная нагрузка.
Эпюры изгибающих моментов поперечных и продольных сил:
Рис.8. Эпюры M Q N. Постоянная нагрузка.
2) Расчет на действие снеговой нагрузки.
Расчетная нагрузка от снега кН на крайней колонне действует с эксцентриситетом . Момент: .
В подкрановой части колонны эта же сила приложена с эксцентриситетом при этом момент равен: .
Составим расчетную схему для расчета рамы на снеговую нагрузку:
Рис.9. Расчетная схема. Снеговая нагрузка.
Рис.10. Эпюры M Q N. Снеговая нагрузка.
3) Расчет поперечной рамы на действие вертикальной крановой нагрузки.
Составим расчетную схему для вертикальных нагрузок от 2-х мостовых кранов:
Рис.11. Расчетная схема. Вертикальная крановая нагрузка.
В результате статического расчета рамы изображенной на рис.11 построим эпюры изгибающих моментов поперечных и продольных сил (MQN):
Рис. 12. Эпюры M Q N. Вертикальные крановые нагрузки.
Составим расчетную схему для вертикальных нагрузок от 4-х мостовых кранов:
Рис.13. Расчетная схема. Вертикальная нагрузка от 4-х кранов.
В результате статического расчета рамы изображенной на рис.13 построим эпюры изгибающих моментов поперечных и продольных сил (MQN):
Рис. 14. Эпюры M Q N. Вертикальные крановые нагрузки.
4) Расчет поперечной рамы на действие горизонтальной крановой нагрузки.
Расчетная нагрузка прикладывается в уровне верха подкрановой балки.
Составляем упрощенную расчетную схему рамы для определения усилий от горизонтальной составляющей нагрузки опорного мостового крана:
Рис.15. Расчетная схема. Горизонтальные крановые нагрузки.
Рис.16. Эпюры M Q. Горизонтальные крановые нагрузки.
Эпюра продольных сил в данном случае отсутствует (нулевая в колоннах).
Пространственная работа каркаса в случае многопролетной рамы выявляется слабо в связи с большой жесткостью средних колонн (развитое сечение в плоскости рамы) и в поэтому может не учитываться. Учет пространственной работы каркаса при расчете на ЭВМ с использование ПК выполняется путем ввода и последующего расчета целого блока или нескольких рам объединенных жестким диском покрытия и различными связями из плоскости рамы.
5) Расчет поперечной рамы на действие ветровой нагрузки.
Составляем упрощенную расчетную схему для ветровой нагрузки:
Рис.17. Расчетная схема. Ветровая нагрузка.
Рис.18. Эпюры M Q. Ветровая нагрузка.
Рис. 19. К статическому расчету поперечной рамы:
а) – расчетная схема рамы; б) – эпюра от постоянной
нагрузки; в) – снеговой; г)-ж) – крановых в соответствии с
нагружениями 1 5; и)к) – ветровой слева и справа.
Составление таблицы расчетных усилий в сечениях рамы
Усилия в поперечной раме определенные в предыдущем пункте занесем в табл. 3 в соответствии с принятой нумерацией сечений стойки (рис.20).
Рис.20. Принятая нумерация сечений левой стойки поперечной рамы.
Значения расчетных сочетаний усилий в сечениях колонн от разных нагрузок и их сочетаний а также усилий передаваемых с колонны на фундамент приведены в табл. 3 (изгибающие моменты в кНм силы в кН).
Таблица 3. Расчетные усилия в крайней колонне (ось А) и их сочетания.
Усилия в сечениях колонн
Основные сочетания нагрузок с учетом крановой и ветровой
То же без учета крановой
IV. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ДВУХВЕТВЕВОЙ КОЛОННЫ КРАЙНЕГО РЯДА
Принята сборная железобетонная колонна. Бетон – тяжелый класса В15 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.
– расчетное сопротивление осевому сжатию Rb = 85 МПа (табл. 5.2)
– расчетное сопротивление осевому растяжению Rbt = 075 МПа (табл. 5.2)
– начальный модуль упругостиEb = 24×103 МПа (табл. 5.4)
Арматура класса А-400:
– расчетное сопротивление растяжениюсжатию Rs = Rsс = 355 МПа (табл. 5.8)
– начальный модуль упругостиEs = 2×105 МПа (п. 5.2.10)
Расчет производится для сечения II-II. В результате статического расчета поперечной рамы имеем следующие сочетания усилий (табл. 3):
)М1 = 792 кНм; N1 = 3901 кН; gb2 = 11
)М2 = -771 кНм; N2 = 2542 кН; gb2 = 11
)М3 = 573 кНм; N3 = 4051 кН; gb2 = 09
Для 1-го и 2-го сочетаний gb2 = 11 т.к. в них входят усилия от кратковременных нагрузок непродолжительного действия (крановые ветровые). Для 3-го сочетания gb2 = 09 т.к. в него входят только усилия от постоянной и снеговой нагрузок. Наиболее неблагоприятным с точки зрения несущей способности колонны является первое сочетание усилий.
Геометрические характеристики надкрановой части колонны (см. п. 1.2):
Рабочая высота сечения: см.
Эксцентриситет продольной силы: м = 203 см.
Свободная длина надкрановой части при отсутствии крановой нагрузки в первом сочетании: м.
Радиус инерции сечения: см.
Гибкость верхней части колонны: > 14
следовательно в расчете прочности сечения необходимо учесть увеличение эксцентриситета продольной силы за счет продольного изгиба. Вычисляем:
Момент от постоянной и длительно действующей части временной нагрузки:
где коэффициент k учитывает длительно действующую часть снеговой нагрузки.
Продольная сила: кН тогда
Условная критическая сила:
где - жесткость жб элемента.
Коэффициент определяем по формуле:
Так как площадь арматуры надкрановой части колонны не известна зададимся количеством арматуры исходя из минимального армирования.
При суммарный минимальный процент армирования .
Жесткость железобетонного элемента:
Значение критической силы .
– условие выполнено.
Коэффициент продольного изгиба:
Расчетный момент с учетом прогиба равен:
Эксцентриситет продольной силы относительно оси проходящей через центр тяжести растянутой арматуры с учетом влияния продольного изгиба:
В случае симметричного армирования сечения высота сжатой зоны:
Относительная высота сжатой зоны: .
Граничная относительная высота сжатой зоны:
следовательно имеем первый случай внецентренного сжатия – случай «больших» эксцентриситетов.
В ходе расчета мы получили меньшее значение т.е. процент армирования меньше минимального следовательно имеет место некоторое превышение размеров сечения. Поскольку принятие данных размеров сечения было обосновано горизонтальной компоновкой каркаса здания принимаем армирование сечения верхней части колонны конструктивно исходя из условия минимального процента армирования колонны: 316 А-400 с Аs = 603 см2.
Количество стержней выбирается с тем расчетом чтобы наибольшее расстояние между ними не превышало 400 мм.
Поперечная арматура принята 6 А-400 с шагом 250 мм что меньше 20d = 20×16 = 320 мм и не более 500 мм.
Проверим необходимость расчета надкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости поперечной рамы:
Т.к. l’ = 494 l = 6871 расчет из плоскости рамы не обязателен.
Расчет производится для сечений III-III и IV-IV т.е. на 8 сочетаний усилий:
Из приведенных 8 сочетаний наиболее невыгодными являются сочетания №№ 56 и 7 относящиеся к сечению IV-IV выбранному в месте заделки колонны в фундамент. Таким образом все армирование подкрановой части колонны определяется расчетом прочности сечения IV-IV.
Геометрические характеристики подкрановой части колонны:
Размеры сечения ветви: .
Расстояние между осями ветвей:.
Количество панелей в соответствии с рис. 3 n=4 (под панелью понимается часть колонны между осями двух смежных распорок).
Среднее расстояние между осями распорок:
Высота сечения распорки
Далее по аналогии с расчетом надкрановой части колонны вычисляем:
а) для сочетания усилия №5: М5 = 3008 кНм; N5 = 6099 кН; Q5=-331 кН.
Эксцентриситет продольной силы:
Свободная длина подкрановой части:
т.к. крановая нагрузка в данном сочетании присутствует.
Приведенный момент инерции сечения:
Приведенная гибкость нижней части колонны:
– следовательно в расчете прочности сечения необходимо учесть увеличение эксцентриситета продольной силы за счет продольного изгиба. Вычисляем:
(снеговая нагрузка в данном сочетании отсутствует).
; где b = 1 для тяжелого бетона;
т.к. d dmin принимаем d = 045.
Железобетонные колонны одноэтажного производственного здания изготавливаются в горизонтальной опалубке. В процессе высвобождения из опалубки и транспортировке колонна работает как изгибаемый элемент в растянутой зоне которого могут образовываться трещины. Чтобы гарантировать их отсутствие продольная арматура должна иметь диаметр не менее 16 мм. Исходя из этого зададимся предварительным коэффициентом армирования:
Определяем жесткость:
N5 = 6099 кН Ncr = 81673 кН – устойчивость обеспечена.
Коэффициент продольного изгиба: .
Определяем усилия в ветвях колонны (поперечная сила в сечении IV–IV для сочетания №5 (табл. 3) кН):
кН – ветвь растянута
Случайный эксцентриситет продольной силы принимается наибольшим из следующих значений:
Поскольку эксцентриситет в дальнейших расчетах используем его тогда
Для сочетания усилий №5 на одну ветвь получено: Nb1=6875 кН; e=0144 м.
Граничная относительная высота сжатой зоны
т.е. дальнейший расчет выполняем при (при для дальнейших расчётов следует принять ).
Т.к. рабочая арматура по расчету не требуется сечение следует армировать по конструктивным требованиям исходя из минимального процента армирования но не менее чем диаметром 16мм.
Принимаем армирование нижней части колонны в виде: 316 А400.
а) для сочетания усилия №6: М6 = -4358 кНм; N6 = 7798 кН; Q6=483 кН.
Приведенный момент инерции сечения:
– учитываем увеличение эксцентриситета продольной силы за счет продольного изгиба. Вычисляем (см. расчет для сочетания №5):
Момент от постоянной и длительно действующей части временной нагрузки.
Поскольку в данное сочетание входит снеговая нагрузка имеем:
т.к. dе dеmin принимаем d = 051.
Т.к. продольная арматура должна иметь диаметр не менее 16 мм зададимся коэффициентом армирования: .
N5 = 7798 кН Ncr = 79848 кН – устойчивость обеспечена.
Определяем усилия в ветвях колонны:
кН – ветвь растянута.
Для сочетания усилий №6 на одну ветвь получено: Nb1=9580 кН; e=0147 м.
Т.к. рабочая арматура требуется по расчету вычисляем относительную высоту сжатой зоны x и требуемую площадь арматуры:
Поскольку армирование по расчету требуется меньше минимального армирования по конструктивным соображениям (min16) принимаем армирование в виде: 316 А400 c AS=A’S= 603см2.
б) для сочетания усилия №7: М7 = 2766 кНм; N6 = 11965 кН; Q6=-208 кН.
Свободная длина надкрановой части:
Приведенный радиус инерции сечения:
Гибкость нижней части колонны:
учитываем увеличение эксцентриситета продольной силы за счет продольного изгиба. Момент инерции (см. сочетание №5):
Так как и разных знаков и
(см. Is для сочетания №5).
Определяем жесткость железобетонного элемента:
Отсюда находим критическую силу:
Для сочетания усилий №7 имеем: Nb1=9487 кН; e=0098 м.
т.е. расчет выполняем при x1=0797.
По расчету арматура получилась меньше минимально допустимой.
Окончательно принимаем армирование нижней части колонны по конструктивным соображениям в виде арматуры: 316 А400.
Поперечная арматура принята класса А400 6 мм (из условия сварки с продольной рабочей арматурой 16 мм). Шаг поперечных стержней мм что удовлетворяет требованиям норм: мм и мм.
Проверим необходимость расчета подкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости поперечной рамы. При расчете из плоскости рамы при наличии вертикальных связей между колоннами .
Т.к. l’ = 5433 l = 5698 расчет из плоскости рамы не требуется.
Окончательно принимаем армирование нижней части колонны в виде:
- продольной арматуры 316 А400 Аs = 603 см2;
- поперечной арматуры 6 А400 с шагом 250 мм.
Промежуточная распорка.
Максимальная поперечная сила действующая в сечениях подкрановой части колонны кН (табл. 3.)
Изгибающий момент в распорке: .
Поперечная сила в распорке:
Эпюра моментов и поперечных сил в распорке:
Размеры сечения распорки
Площадь продольной рабочей арматуры при симметричном армировании:
Принимаем 322 A400 с
Поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении равна:
- коэффициент принимаемый равным 15;
- величина проекции опасной наклонной трещины на продольную ось распорки принимая равной но не более расстояния в свету между внутренними гранями ветвей колонны т.е. (). В нашем случае следовательно .
что больше и не превышает .
Т.к. поперечную арматуру принимаем по расчету.
Зададимся поперечной арматурой: класс арматуры – А400: .
Диаметр поперечных стержней (из условия сварки с продольной рабочей арматурой 22) –6 мм . Количество стержней в поперечном сечении распорки .
В случае шаг поперечных стержней в распорке следует подобрать из условия что вся поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекцией «с» на продольную ось элемента должна восприниматься бетоном и поперечной арматурой т.е.: . Усилие для поперечной арматуры равно:
- коэффициент принимаемый равным 075;
- усилие в поперечной арматуре на единицу длины элемента.
Задаваясь диаметром и классом арматуры при числе каркасов можно определить требуемый шаг поперечных стержней :
который не должен превышать максимально допустимый шаг:
а также удовлетворять конструктивным требованиям и требованию по интенсивности поперечных стержней по длине распорки т.е. требованию при котором поперечную арматуру следует учитывать в расчёте:
Проекции опасной наклонной трещины на продольную ось распорки: и ; Принимаем ;
Максимально допустимый шаг поперечных стержней:
Требуемый шаг поперечных стержней по длине распорки:
Исходя из конструктивных требований при шаг поперечных стержней не должен превышать.
Принимаем шаг поперечных стержней 150 мм (кратным 50 мм).
Проверим соблюдение требований принятого шага по интенсивности поперечного армирования по длине распорки:
Поскольку условие выполняется окончательно принимаем поперечную арматуру в виде 6 А400 с шагом 150 мм.
Схема армирования колонны представлена на рис. 20.
Рис. 20. Схема армирования колонны крайнего ряда.
VI. РАСЧЕТ ФУНДАМЕНТА ПОД КРАЙНЮЮ КОЛОННУ
Грунты основания – однородные. Преобладающий компонент – суглинок полутвердый. Удельный вес грунта g = 18 кНм3. Условное расчетное сопротивление грунта R0 = 031 МПа. Усилия передающиеся с колонны на фундамент соответствуют сочетанию №7 для сечения IV-IV с учетом собственного веса фундамента: М = 2800 кНм N = 12000 кН Q = -210 кН.
Материалы фундамента.
– расчетное сопротивление осевому сжатию Rb = 85 МПа (табл. 5.2)
– начальный модуль упругостиEb = 205×103 МПа (табл. 5.4)
– расчетное сопротивление растяжениюсжатию Rs = Rsс = 355МПа (табл. 5.8)
– начальный модуль упругостиEs = 2×103 МПа (п. 5.2.10)
Высота фундамента определяется из условий:
– обеспечения заделки колонны в фундаменте для сплошной колонны в плоскости поперечной рамы:
– обеспечения анкеровки рабочей арматуры колонны:
Расчетная глубина промерзания в районе г. Новосибирск равна df = 22м. Глубина заложения фундамента должна быть не менее df. Принимаем высоту фундамента Нф = 22 м (кратно 50 мм) что больше Нз = 10 м и Нан = 073 м. Глубина заложения при этом составит: м > df = 22 м.
Размеры подошвы фундамента.
Площадь подошвы вычисляется как:
где 105 – коэффициент учитывающий наличие изгибающего момента;
Нормативное значение продольной силы с учетом усредненного коэффициента надежности по нагрузке определяется по формуле:
Зададимся соотношением большей стороны подошвы к меньшей: lb = 12.
Принимаем lb = 2421 м (кратно 03 м).
Уточняем площадь подошвы:
Момент сопротивления:
Уточняем нормативное давление на грунт:
при d ³ 2 м; где k1 = 005 k2 = 02 (для суглинков); b0 = 1 м; d0 = 2 м[8].
Уточняем размеры подошвы: м2;
Принимаем размеры: м3.
Нормативное давление на грунт при принятых размерах подошвы:
Высота фундамента НФ = 22 м. Размеры стакана указаны на рис. 21.
что на 06м больше соответствующих размеров поперечного сечения подкрановой части колонны.
Толщина стенки стакана по верху dh = 02 м.
Вынос подошвы фундамента за грань стакана (по длине):
поэтому устраиваем одну ступень высотой
Вынос подошвы фундамента за грань стакана (по ширине):
При этом высота стакана
Вылет ступени принимаем
Глубина стакана: hh = 195 м.
Толщина дна стакана
Определение краевых ординат эпюры давления.
Момент в уровне подошвы:
Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезках:
т.е. эпюра трапециевидная.
- условие выполнено.
- условие выполняется. Нет отрыва грунта.
Расчет арматуры подошвы фундамента.
а) в плоскости поперечной рамы
Рабочая высота подошвы:
Проведем подбор арматуры.
Из двух найденных Asi принимаем Asmax = As1 = 28 см2. Зададимся шагом стержней S = 200 мм. Расстояние от края до первого стержня примем as = 50 мм.
Количество стержней: .
Таким образом в направлении длинной стороны подошвы принимаем арматуру вида: 116 А400 с As = 32 см2 > Asmax = 28 см2.
Процент армирования в сечениях:
Поскольку в обоих сечении процент армирования m меньше mmin = 005% увеличим сечение стержней арматуры. Принимаем: 1116 А400 с As = 2212см2.
Поскольку во всех сечениях mmax = 1% > m > mmin = 005% количество принятой арматуры 1116 А400 As = 2212 см2 оставляем без изменения.
б) из плоскости поперечной рамы
Зададимся шагом стержней S = 250 мм. Расстояние от края подошвы до первого стержня примем as = 50 мм.
В поперечном направлении по сортаменту принимаем арматуру в виде:
16 А400 с As = 201 см2 399 см2. (принято с учетом min)
Процент армирования в сечении:
Армирование стакана фундамента
Площадь сечения продольной арматуры определяют из расчета стенок стакана на внецентренное сжатие нормального сечения А-А (рис. 22). В данном курсовом проекте площадь продольной арматуры стакана примем без расчета исходя из минимального процента армирования .
Принимаем 518 А400 с
Поперечную арматуру принимаем в виде горизонтальных сеток (n5 S³ 150 мм) с расположением стержней у наружной и внутренней поверхностей стенок.
Поперечную арматуру определяют расчетом на момент по наклонному сечению проходящему через верхнее ребро стакана и условную ось поворота колонны В-В (рис.22). Расстояние при и при . В курсовом проекте принимаем арматуру сеток по конструктивным соображениям из стержней диаметром 10 мм класса А240.
Рис. 21. Схема стакана фундамента под колонну крайнего ряда.
Рис. 22. Схемы армирования плитной и стаканной частей фундамента.
V. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ СЕГМЕНТНОЙ ФЕРМЫ
Ферма проектируется предварительно напряженной на пролет 21 м при шаге ферм 6 м. Геометрическая схема фермы показана на рис. 23.
Рис. 23. Геометрическая схема стропильной фермы на пролет 21м.
Ферма изготовлена из тяжелого бетона класса В30:
– расчетное сопротивление осевому сжатию Rb = 17 МПа (табл. 5.2)
– расчетное сопротивление осевому растяжению Rbt = 115 МПа (табл. 5.2)
– нормативное сопротивление осевому растяжению Rbtn = 175 МПа (табл. 12)
– начальный модуль упругостиEb = 325×103 МПа (табл. 5.4)
– прочность к моменту обжатияRbp = 28 МПа.
Напрягаемая арматура нижнего пояса из семипроволочных канатов К1500 9 мм с натяжением на упоры с характеристиками (по СП 52-102-2004):
– расчетное сопротивление растяжению II группы Rsser = 1500 МПа (табл. 7)
– расчетное сопротивление растяжению I группы п.с. Rs = 1250 МПа
– начальный модуль упругостиEs = 18×105 МПа (п. 2.2.2.6)
Сжатый пояс и элементы решетки фермы армируются стержнями А400:
– расчетное сопротивление растяжениюсжатию Rs = Rsс = 355 МПа (табл.5.8)
Равномерно распределенную нагрузку от покрытия согласно табл. 1 прикладываем в виде сосредоточенных сил к узлам верхнего пояса.
Вес фермы равный 80 кН также учитывается в виде сосредоточенных сил приложенных к узлам верхнего пояса. Снеговую нагрузку рассматриваем приложенной в 2-х вариантах: 1) вся снеговая нагрузка по всему пролету и по половине пролета является кратковременно действующей; 2) доля длительно действующей снеговой нагрузки принимаемая равной 05 от полной также прикладывается по всему и по половине пролета фермы.
Таблица 4. Нагрузки на покрытие
К-т надежности по нагрузке
кровля (см. табл. 1)
крупноразмерные плиты
кратковременная (полная)
длительная с к-том 05
Узловые расчетные и нормативные нагрузки по верхнему поясу фермы:
– длительная снеговая:
– кратковременная (полная) снеговая:
Для вычисления продольных усилий в элементах фермы определяем сначала усилия от единичных нагрузок.
Нумерация элементов и схема загружения фермы приведены на рис. 24.
Рис. 24. Нумерация элементов и схемы нагружения единичной нагрузкой.
Результаты расчета с применением ПК Radius+ указаны в табл. 5.
Таблица 5. Усилия в элементах фермы от единичных загружений.
Усилия в элементах кН.
При загружении всего пролета фермы
При загружении половины пролета фермы
Далее получим усилия от действующих нагрузок путем умножения единичных нагрузок на значения узловых нагрузок Fi. Результаты расчета сведены в табл. 6.
Таблица 6. Усилия в элементах фермы.
Усилия от постоянной нагрузки
Усилия от длительного действия снеговой нагрузки
Усилия от кратковременного действия снеговой нагрузки
Суммарное опасное кратковременное воздействие
Суммарное опасное длительное воздействие
Наибольшие расчетные усилия в элементах фермы:
Нижний растянутый пояс.
Расчет прочности выполняем на суммарное опасное кратковременное усилие для элемента Н2: N = 6413кН.
Определяем площадь сечения растянутой продольной напрягаемой арматуры класса К1500 при gsр = h = 115:
Предварительно принимаем арматуру в виде 10 канатов 9 мм класса К1500 с площадью Аsp = 10×051 = 51 см2. Принимаем сечение нижнего пояса в соответствии с табл. 3[10] (пролет 21м шаг 6м) bh = 2522 см.
Расчет нижнего пояса на трещиностойкость.
Отношение модулей упругости арматуры и бетона:
– для канатов класса К1500: ;
– для стержней класса А400: .
Величину предварительного напряжения арматуры принимаем по п. 2.2.3.1[5] из условия т.е. при Rsn = 1500 МПа получим
Потери предварительного напряжения арматуры вычисляем согласно п. 2.2.3.
) От релаксации напряженной арматуры:
) От разности температур напрягаемой арматуры и нижних натяжных устройств при Dt = 65оС: МПа.
) Потери от деформации стальной формы Dssp3=0 т.к. всю арматуру натягиваем одновременно.
) От деформации анкеров натяжных устройств Dl = 2 мм:
где l – длина натягиваемого каната в мм.
Первые потери предварительного напряжения арматуры составляют:
) От усадки бетона класса В30 подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении:
) От ползучести бетона:
где - коэффициент ползучести бетона. При относительной влажности воздуха окружающей среды в пределах (40-75%) для бетона класса В30
- напряжения в бетоне на уровне центра тяжести рассматриваемой j-ой группы стержней напрягаемой арматуры.
Для симметрично армированного нижнего пояса где
- усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь:
- площадь приведенного сечения элемента:
- коэффициент армирования: ;
- расстояние между центрами тяжести сечения рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры и приведенного поперечного сечения элемента. При симметричном обжатии элемента напрягаемой арматурой
Потери от ползучести бетона будут равны:
Вторые потери предварительного напряжения арматуры составляют:
Полные потери предварительного напряжения арматуры составляют:
Значение предварительного напряжения в арматуре вводится в расчет с коэффициентом точности натяжения арматуры gsp = 1 ± Dgsp. При механическом способе натяжения Dgsp = 01; усилие обжатия при gsp = 1 – 01 = 09 составит:
Усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин:
Поскольку Ncrc = 3712 кН Nncr = 5148 кН условие трещиностойкости сечения не выполняется и необходим расчет по раскрытию трещин.
Определим ширину раскрытия трещин от суммарного действия постоянной и полной снеговой нагрузки и сравним ее с допустимым значением:
Ширина раскрытия трещин аcrc1 от непродолжительного действия всех нагрузок:
коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки принимаемый равный 14 при продолжительном действии нагрузки;
коэффициент учитывающий профиль продольной арматуры равный 05 (для арматуры периодического профиля и канатной);
коэффициент учитывающий характер нагружения принимаемый равным 12 (для растянутых элементов);
Приращение напряжения в растянутой арматуре от полной нагрузки:
ls – базовое (без учета вида внешней поверхности арматуры) расстояние между смежными нормальными трещинами:
и принимаемое не менее 10ds и 100мм и не более 40ds и 400мм (ds – номинальный диаметр арматуры).
Окончательно принимаем ls=400мм.
s – коэффициент учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами:
где scrc – приращение напряжений в растянутой арматуре сразу после образования нормальных трещин.
Для центрально растянутых преднапряженных элементов:
Так как принимаем s=02
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной снеговой нагрузок в нижнем поясе фермы с учётом изгибающих моментов возникающих в жёстких узлах несколько снижающих трещино-стойкость что учитывается опытным коэффициентом будет равна:
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянной и длительной снеговой нагрузок аcrc3 и от непродолжительного действия постоянной и полной снеговой нагрузок аcrc2 находятся аналогично аcrc1 .
Так как принимаем s=02. Тогда:
Полная ширина раскрытия трещин в элементе Н2 нижнего пояса фермы составит:
Поскольку условия по допустимой ширине раскрытия трещин выполнены принятое количество напрягаемой арматуры в виде 10-и канатов 15 класса К1500 с Аsp=51 см2 оставляем без изменения.
Верхний сжатый пояс.
По табл. 5 видно что усилия в элементах верхнего пояса В1 В4 близки по величине поэтому все элементы верхнего пояса будем армировать одинаково из расчета на усилие в наиболее напряженном элементе В4 при N = -6413 кН в том числе от расчетных значений длительных нагрузок Nl = -5081 кН.
Ориентировочное значение требуемой площади верхнего пояса:
По табл. 3[10] в запас прочности принимаем размеры сечения верхнего пояса при пролете 21м и шаге 6м: bh = 2522см с площадью А = 550 см2 > 2899 см2.
Случайный эксцентриситет: см где
Принимаем е0 = еа = 1 см.
Расчетная длина в обеих плоскостях l0 = 09×320 = 288 см.
Наибольшая гибкость элемента верхнего пояса то есть необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
где - жесткость железобетонного элемента в предельном стадии;
где см4; ; b = 1 для тяжелого бетона;
; т.к. dе dеmin принимаем dе = 015.
Поскольку количество арматуры не известно принимаем в первом приближении m = 001: см4.
Коэффициент учета влияния прогиба на значение эксцентриситета:
тогда расстояние e = e0h + 05h – а = 10×1486 + 05×22 – 4 = 849 см.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
Далее вычисляем: ; - второй случай внецентренного сжатия случай “малых” эксцентриситетов.
Для дальнейших расчетов принимаем
т.к. арматура по расчету не требуется и верхний пояс армируем конструктивно исходя из минимального процента армирования .
Тогда но не менее 210.
Окончательно принимаем армирование верхнего пояса в виде 410 А400 с
Хомуты из условия свариваемости с продольной арматурой (прил. 14[10]) принимаем в виде 4 В500 и устанавливаем их с шагом S=150мм что не превышает 15d = 15×10 = 150 мм и не более 500мм.
Растянутый раскос Р1.
В данном раскосе возникают усилия N = 759 кН Nn = 610 кН Nnl = 602 кН.
Для обеспечения прочности раскоса необходимая площадь продольной арматуры класса А400 составляет: см2.
Предварительно принимаем арматуру 410 А400 с Аs = 314 см2. Поскольку рассматриваемая ферма бетонируется целиком ширина всех элементов решетки принята b = 25 см. Для растянутого раскоса по табл.3 bh = 2516 см. Коэффициент армирования:
(для центрально растянутых элементов).
Ко всем элементам решетки предъявляются требования 3-й категории по трещиностойкости. Усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин:
условие трещиностойкости выполняется и необходимости в расчете по раскрытию трещин нет.
Усилия в элементе: N = -1705 кН Nl = -1350 кН.
Несколько в запас принимаем размеры раскоса согласно рекомендациям МУ табл. 3[10] bh = 2520 см с площадью А = 500 см2 > 118 см2.
Фактическая длина элемента равна 4036 см. Расчетная длина при расчете в плоскости фермы равна l0 = 08×4036=3230 см.
Случайный начальный эксцентриситет:
Принимаем еа = е0 = 10 см.
т.е. необходимо учесть влияние прогиба элемента на прочность.
Условная критическая сила:
Поскольку площадь сечения раскоса принята с большим запасом площадь арматуры назначим минимально возможной. В сжатых элементах продольную арматуру следует устанавливать в количестве не менее конструктивного минимума а в элементах решетки стропильных ферм кроме того не менее 410 А400. Примем именно эту арматуру 410 А400 с As = 314 см2 коэффициент армирования:
тогда расстояние e = e0h + 05h – а = 10×1174 + 05×20 – 3 = 817 см.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона
Далее вычисляем: ; - первый случай внецентренного сжатия случай “больших” эксцентриситетов.
По расчету получаем отрицательное значение площади арматуры. Это свидетельствует о том что принятая стандартная площадь поперечного сечения раскоса существенно превосходит требуемую. Поэтому принятую ранее из условия минимального процента армирования арматуру оставляем без изменения. Продольная арматура в виде: 410 А400 с Аs = 314 см2.
Поперечное армирование: хомуты 4 В500 устанавливаем с шагом 150 мм что не превышает 15d = 15×10 = 150 мм и не более 500 мм.
Растянутая стойка С1.
В данной стойке возникают усилия N = 936 кН Nn = 750 кН Nnl = 741 кН.
Для обеспечения прочности стойки необходимая площадь продольной арматуры класса А400 составляет: см2.
Предварительно принимаем арматуру 410 А400 с Аs = 314 см2. Поскольку рассматриваемая ферма бетонируется целиком ширина всех элементов решетки принята b = 25 см. Для растянутого стойки по табл.3 bh = 2516 см. Коэффициент армирования:
условие трещиностойкости не выполняется т.е. необходимо выполнить расчет сечения по раскрытию трещин.
при продолжительном действии нагрузки;
(для арматуры периодического профиля и канатной);
(для растянутых элементов);
и принимаемое не менее 10ds и 100мм и не более 40ds и 400мм
Тогда принимаем ls=400мм.
; где для центрально растянутых элементов:
Поскольку условия по ширине раскрытия трещин выполнены принятое количество арматуры в виде: 410 А400 с Аs = 314 см2 оставляем без изменения.
Схема армирования фермы представлена в графической части КП (лист 2).
Список использованной литературы:
СП 20.13330.2011 Нагрузки и воздействия. М.: ФГУП ЦПП 2011.
СНиП 2.01.01-82. Строительная климатология и геофизика. М.: 2001.
СНиП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. М.: ФГУП ЦПП 2004.
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. М.: ФГУП ЦПП 2005.
СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. М.: ФГУП ЦПП 2005.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). М.: ФГУП ЦПП 2005.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). М.: ФГУП ЦПП 2005.
СП 22.13330.2011 Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция СНиП 2.02.01-83*. М.: ФГУП ЦПП 2011.
Методические указания: Каталог конструктивных элементов одноэтажных промышленных зданий и сооружений. М.: АСВ 2009.
Методические указания к выполнению курсового проекта №2 по ЖБК «Расчет и конструирование железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания» ФГБОУ ВПО НИУ МГСУ М. 2011 г.