Расчет и проектирование конструкции одноэтажного промышленного здания

КЖС, колонна, продольная балка.dwg

Армирование опорного ребра
Расчетная схема плиты-КЖС
Спецификация арматуры
Напрягаемая арматура
Рабочая арматура продольной балки напрягаемая класса A-V
Рабочая продольная арматура панели-оболочки КЖС напрягаемая класса A-IV

Курсовой проект ЖБК 2.doc

Эскизное проектирование одноэтажного промышленного здания.4
1 Эскизное проектирование4
2 Компоновка поперечной рамы5
3 Расчет продольной рабочей арматуры11
4 Расчет толщины оболочки11
5 Расчет арматуры в торце плиты13
6 Расчет диафрагм на действие поперечной силы13
8 Определение потерь предварительного напрежения арматуры14
9 Расчет панели по деформациям (прогибам)15
10 Расчет по образованию трещин16
11 Расчет оболочки между диафрагмами17
12 Проверка прочности сопряжения оболочки с диафрагмами20
Расчёт продольной балки21
Статический расчёт поперечной рамы23
2 Статический расчёт26
Расчет и конструирование колонны37
1 Расчет надкрановой части37
2 Расчет подкрановой части колонны39
Расчёт фундамента под сплошную прямоугольную колонну.44
Список использованной литературы:47
на курсовой проект №2 по железобетонным
Выдано студенту курса IV
Место строительства Рязань
Сетка колонн количество пролетов 12х18
Высота пролета 132 м Тип кровли теплая
Грузоподъемность кранов 15т (л)
Условное расчетное давление на грунт основания 045 Мпа
Марки материалов – по выбору проектировщика в соответствии с действующими нормами
Объемные массы – по справочникам
Руководитель проекта
Конструкции промышленных зданий состоят из отдельных элементов связанных в единую систему. Отдельные элементы зданий – плиты и балки перекрытий колонны стены и др. – должны обладать прочностью и устойчивостью достаточной жесткостью трещиностойкостью и участвовать в общей работе здания.
В курсовом проекте необходимо запроектировать основные несущие конструкции одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами. В разделе железобетонные конструкции выполнить расчет и конструирование сборного железобетонного перекрытия (плиты КЖС продольной балки колонны и фундамента под колонну) а так же выполнить статический расчет поперечной рамы.
Группе студентов в количестве четырех человек необходимо провести учебно-исследовательскую работу которая заключается в выведении зависимости типа ригеля на относительный расход материала покрытия.
Эскизное проектирование одноэтажного промышленного здания.
1 Эскизное проектирование
Одноэтажное промышленное здание имеет в плане размеры 216х36 м. сетку колонн 12х18 м. Высота пролета 132 м. Нормативное значение ветровой нагрузки v = 023 кНм2 снеговая нагрузка – по III району 1 кНм2 (г.Рязань) коэффициент надежности по назначению здания 095.
Разбиваем здание на 3 температурных отсека по длине (3х72 м в осях).
Вертикальные металлические связи по колоннам (из 2-х швеллеров) при шаге 12 м – портальные устанавливаются посередине каждого температурного блока в каждом ряду колонн.
Горизонтальные связи у торцевых стен в виде стальных ферм.
Покрытие принимаем из панелей-оболочек КЖС 3х18м и продольных балок двутаврового сечения пролётом 12 м.
Рисунок 1 – Панель КЖС 3х18 м и продольная балка пролётом 12 м.
Рисунок 2 - Панель стеновая.
Подкрановая балка марки БКНА12-2с двутаврового сечения весом
Рисунок 3 – Подкрановая балка БКНА 12-2с
Характеристики подкрановых балок БКНА 12-2с
2 Компоновка поперечной рамы
Размеры колонн по высоте (рис. 4):
Высота надкрановой части колонны Нв определяется:
Нв³Нкр+(hпб+015)+а2 = 2.3+(1.4+015)+015 = 4м
где Нкр- габаритный размер крана;
hпб – высота подкрановой балки =1.4м;
5-высота кранового рельса с прокладками;
а2 ³ 015м - зазор между верхом крановой тележки и низом стропильной конструкции.
Высота подкрановой части колонны:
Нн = Нпр-Нв-hпб +а1=132-4–1+015= 82м
где Нпр – расстояние от пола от низа ригеля;
hпб – высота продольной балки;
а1 – расстояние от пола до обреза фундамента.
Рисунок 4 – Определение размеров колонны по высоте
При высоте здания более 12 м назначаем двухветвевые колонны.
Размеры поперечных сечений колонн приведены на рис. 5.
Размеры сечения надкрановой части колонн:
крайней и средней: b*h = 500*600 мм
Размеры сечения подкрановой части колонн:
крайней и средней b*h = 500*1200 мм.
Высота сечения ветви h = 250 мм высота сечения распорки 700 мм.
Рисунок 5 – а) крайняя колонна; б) средняя колонна
Привязка подкрановых путей к разбивочными осями принимается равной 750 мм.
Привязка колонн крайних рядов к продольным разбивочным осям равна 250 мм.
Рисунок 6 – а) План здания; б) Продольный разрез
Фундаментная балка марки ФБН3 (рис. 2) весом 32 т высотой 04 м и шириной 03 м.
Рисунок 7 – Фундаментная балка ФБН3.
Расчёт панели-оболочки КЖС
Арматура диафрагмы класса А-III расчетные сопротивления Rsser = 540 МПа Rs = 490 МПа модуль упругости Es = 180000 МПа. Оболочки армируют арматурой А-IV для сварных каркасов и сеток А-III.
Бетон легкий класса В 30 на плотном мелком заполнителе расчетные сопротивления: Rb = 17 МПа; Rbt = 1.2 МПа; Rbn = Rbser = 22 МПа; Rbtn = Rbtser = 18МПа; Eb = 29000 МПа; коэффициент учета длительности действия нагрузки gb2=09;
Номинальные размеры панели BL = 318 м. Высота сечения посередине пролета панели h0 = L20=1800020 = 1000 мм; высота опорной части панели = 150 мм.
Расчетный пролет панели lo = L - 300 = 18000 - 250 = 17750 мм.
Сечение нижнего пояса диафрагм bf = 100мм; hf =100 мм. Толщину стенки диафрагм = 40-50мм. Ширина панели bf = 2940 мм.
Рисунок 8 – Поперечное сечение панели-оболочки КЖС:
Нагрузки на панель КЖС Таблица 2
Нормативная нагрузка Нм2
Расчетная нагрузка Нм2
от слоя гравия на битумной мастике t=20мм ρ=2000 кгм3
от трёхслойного рубероидного ковра на битумной мастике
от слоя рубероида насухо
от утеплителя – несгораемых плит мв t=100мм r=300кгм3
от пароизоляции – 2 слоя пергамина
от собственного веса панели
Временная (снеговая)
постоянная и длительная
С учетом коэффициента надежности g = 095 нагрузку принимаем:
Нормативная нагрузка:
полная 4075*095 = 38713 Нм2;
постоянная и длительная 3575*095 = 3396 Нм2;
кратковременная 500*095 = 475 Нм2;
полная 4928*095 = 46816 Нм2;
постоянная и длительная 4128*095 = 3922 Нм2;
кратковременная 700*095 = 665 Нм2;
Расчетный изгибающий момент в середине пролета панели
где (g+р)*b = 4682*3 = 14046 Нм2;
Расчётная поперечная сила Qma
Расчетные усилия от нормативных нагрузок:
Мн = 3871*3*177528 = 457 кН*м;
Qн = 3871*3*17752 = 103 кН;
от постоянной и длительной нагрузки:
от кратковременных нагрузок:
Мнсd = 0475*3*177528 = 56 кН*м;
Qнсd = 0475*3*17752 = 126 кН.
3 Расчет продольной рабочей арматуры
Требуемая площадь сечения рабочей предварительно напряженной арматуры класса А-IV в нижнем поясе диафрагм:
As = M0(z0Rs) = 5330.935*510*100 = 111 cм2;
где z0 = h-a-hf2 = 1000-50-302 = 935 мм;
По сортаменту принимаем 4 20 А-IV с As = 1256 cм2.
4 Расчет толщины оболочки
Требуемая толщина средней части свода оболочки из условия прочности определяется по формуле:
hf4 -5 = M0(z0bfgb0gb2Rb) = 533000(0935*294*075*09*17*100) = 169 см hf= 3см назначаемой по конструктивным соображениям. Принимаем 3 см.
Минимальная толщина оболочки в приопорной части панели:
hf3-4 = M0(z0gb2Rb(х+4а1)) = 533000(0935*09*17*100*(200+4*9) = 158 3см.
Для проверки устойчивости оболочки необходимо подсчитать геометрические характеристики сечения в середине пролета КЖС:
a = ЕsЕв = 19*105029*105 = 655;
a = 17*105029*105 = 586;
Прочность приведенного сечения бетона:
Ared = 2091+655*1256+586*0196*10 = 2185 см2;
где А = 294*3+2*37*92+10*10*2+2*6*332+2*84*2 = 2091 см2.
Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:
Sred = 294*3*985+37*9*925+10*10*2*5+6*33*101+2*82*4*51+655*1256*5 = 152747 см3.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести сечения:
y = SredAred = 1527472185 = 699 см.
Момент инерции приведенного сечения относительно оси проходящей через центр тяжести сечения:
Ired = (Ii+Ai*yi2) = =294*3312+294*3*2892+37*9212+37*9*2292+2*10*10312+
+10*10*6462+6*33312+6*33*582+2*4*82312+2*4*82*1862+
+655*1256*6462= 242*106 см4.
Расстояние до верхней и нижней границ ядра сечения от центра тяжести приведенного сечения:
r = IredAred*y0 = 242*1062185*699 = 159 см;
Проверка толщины оболочки на условное критическое напряжение сжатия по формуле:
hf4-5 = 08l0f(M0n*y0(Eb*Ired)) = 08*220(45700000*2890.29*105* *100*242*106) = 24 cм 3cм.
Назначенная толщина оболочки hf = 30 мм удовлетворяет условиям прочности и устойчивости.
5 Расчет арматуры в торце плиты
Расчетные усилия в торцевой арматуре N (принимаем большее из двух значений):
Площадь сечения торцевой арматуры Ast класса А-III:
Ast = 76300365*100 = 21 см2
Принимаем 2 12 А-Ш с Аs = 226см2;
N2=RsAsbs(8bf ) = 1256*510*100*280 (8*294) = 763 кН > 62 кН
где bs=294 мм- расстояние между осями рабочей арматуры диафрагм.
6 Расчет диафрагм на действие поперечной силы
Значение Q = 125 кН. С учетом влияния изгибающего момента рассмотрим сечение расположенное на расстоянии 1м от оси опоры. В этом сечении:
h0 = 26.7см z0 = 24.4см tgf=0.19 толщина диофрагм b=10 см Rbt = 1.2 МПа.
Усилия в этом сечении:
Q0 = 125-1604*1 = 109 кН;
М = 125*1-1604*12 = 117 кН*м;
Определяем часть поперечной силы воспринимаемой диафрагмой:
Qd = Q0 - Mz0*tgf где f-угол наклона оси оболочки при этом должно соблюдаться условие:
Qd = 109-117*0.190.244 = 18 кН;
0002*10*267 = 34 Нсм2 05*12*100 = 60Нсм2;
Условие соблюдается. Следовательно поперечная арматура по расчету не требуется устанавливаем ее конструктивно: 6А-III с шагом 150 мм на приопорном участке длиной 01*l = 2м. В вертикальных ребрах жесткости диафрагмам через 15-16м ставим подвески из арматуры 10 А-III.
Площадь рабочей поверхности анкера рабочей арматуры каждой диафрагмы определяется:
A1 = M1(2z1gb2 Rb):
z1 = 33 см М1 = 143*15-1604*1522 = 1964 кН*м;
Площадь поверхности анкера:
A1 = 196400002*33*09*17*100 = 195 см2;
Принят анкер с упорной плитой шириной 180 и высотой 140мм: А1=18*14 = = 252см2 > 195 см2.
8 Определение потерь предварительного напрежения арматуры
Предварительное напряжение в напрягаемой арматуре до обжатия бетона при коэффициенте натяжения gsp= 09:
ssp = 09*590*09 = 478 МПа;
Соответствующее усилие в этой арматуре:
Р01 = ssp*Asp = 478*100*1256 = 600 кН;
Изгибающие моменты в середине пролета от собственного веса панели:
Мс = 6600*177522 = 260 кН*м
где qс = 2216*298 = 6600 Нм;
Напряжения в бетоне на уровне напрягаемой арматуры в момент его обжатия:
sbp = P01Ared+(P01*eop-Mc)eopIred = 6002682185+(600368*646-26000000)* *646242*106 = 616 Нсм2 = 6 МПа;
Определяем потери напряжений:
а) от быстронатекающей ползучести:
sb = 085*40*sbpRbp = 085*40*621 = 97 МПа;
где sbpRbp = 621=029 a = 0.25+0.025*21 = 0775;
б) от усадки бетона класса В30 - s8 = 35 МПа;
в) от ползучести бетона (при a = 085 и *sbpRbp = 83121 = 0396 075)
s9 = 085*150*sbpRbp = 085*150*029 = 37 МПа;
общие потери slos = s6+s8+s9 = 9.7+35+37 = 817 МПа.
Аналогичные вычисления производим при коэффициенте натяжения gsp=1:
ssp = 0.9*590*1 = 531 МПа;
Р01 = 531*100*1256 = 667 кН;
sbp = 6669362185+(666936*646-26000000)*646242*106 = 761 МПа;
а) s6 = 085*40*76121 = 123 МПа;
в) s9 = 085*150*76121 = 46 МПа;
общие потери sloc = 123+35+46 = 933 МПа.
ssp = 0.9*590*11 = 585 МПа;
Р01 = 585*100*1256 = 735 кН;
sbp = 7347602185+(734760*646-26000000)*646242*106 = 909 МПа;
а) s6 = 085*40*921 = 146 МПа;
в) s9 = 085*150*921 = 55 МПа;
общие потери sloc =146+35+55 = 105 МПа.
9 Расчет панели по деформациям (прогибам)
Определяем нормативные нагрузки:
qcd = 500*3 = 1500 Hм;
Усилие Р01 в напрягаемой арматуре при gsp = 1:
qep = 8*667000*0.64617.752 = 10940 Нсм;
Вычисляем потери slos для крайнего сжатого волокна бетона если бы там находилась напрягаемая арматура. Для этого находим напряжение сжатия sвр в сжатом волокне в момент передачи сжатия на бетон:
sbp = P01Ared-(P01*eop-Mc)(hoc*eop)Ired = 6669362185-(666936*646-
-26000000)*(95-646)242*106 = 91 Hсм = 091 МПа
где hoc = h-a = 1000-50 = 950 мм.
Потери напряжения будут равны:
а) от быстронатекающей ползучести
s6 = 085*40*0921 = 15 МПа;
в) от ползучести бетона
s9 = 085*150*0921 = 55 МПа;
При s = 933 МПа и jb2 = 2 прогиб в средней части пролета от длительных и постоянных нагрузок:
f0н = (1500 + 2*10725 -10940)*17754(48*085*029*105*100*242*106*100)-
-(933-42)*17752(6*19*105*95) = 297 см. Допустимый прогиб fim =
= 1775400 = 4.44 см > 297 см. Следовательно конструкция удовлетворяет требованиям норм.
10 Расчет по образованию трещин
Момент сопротивления сечения относительно нижней грани сечения: Wred = Ired(eop+a) = 242*106(646+5) = 34800 cм3.
Расстояние от центра тяжести сечения до верхней ядровой точки с учетом к-та 0.8 определяется по формуле:
ry = 08WredAred = 08*348002185 = 128 см;
Равнодействующая усилий в напрягаемой арматуре с учетом всех потерь при g=1:
Определяем изгибающий момент Mcrc в средней части пролета панели при образовании трещин:
Mcrc = 18*100*48700+549751(646+128) = 513 кН*м > Mn = 457 кН*м
Это соответствует равномерно распределенной нагрузке при образовании трещин:
qcrc = 8*M3l02 = 8*513*1063*17.752 = 4342 Нм2 > (q+p) = 4075 Нм2
где 3 - номинальный размер ширины панели.
Таким образом трещиностойкость панели при g = 1 обеспечена трещины не появляются даже при нагрузках с коэффициентом надежности по нагрузке g большем 1 при которых расчетный изгибающий момент М =
= 553*106 Н*см > Mcrc = 513*106 Н*см.
Рисунок 9 – Армирование панели КЖС.
11 Расчет оболочки между диафрагмами
В расчете принимается коэффициент натяжения g=11.
Тогда равнодействующая усилий напряжений:
Вертикальная нагрузка на 1 м2 эквивалентная по нормальной силе возникающей в оболочке от предварительного напряжения панели:
qр =8*Р02(Iredy0*Ared-e0p)(b0l02) = 8*603000*[242*106(2185*289)-
-646](30017752) = -0134 Hм2.
Коэффициент учитывающий неравномерность распределения сил сжатия в оболочке:
c = bf’ hf’y0z0Ired = 294*3*289*935(242*106) = 09881 принимаем равным 1.
Предельная нагрузка воспринимаемая панелью:
qmax = 8RsAsz0(b0l02) = 8*1256*510*100*935(300*17752) = 5070 Нм2.
Если Аво = 294*3 = 882 см2 ssр = 584 МПа slos = 105 МПа определяем прогиб панели в начале текучести арматуры диафрагм по формуле:
fT = 0.173*102((1+a*AspAbo)1.4Rs-ssp+s) =
= 0.173*1775293.5*1.9*105*100*((1+6.55*1256882)*1.4*510*100 –
-584*100+105*100) = 92 см;
Вычисляем максимальный прогиб при нагрузке 14*q:
f0max = fT-(fT-fp)1-qqlim = 92-(92+343)(1-49285070) = 71 см
где fp прогиб (выгиб) от силы обжатия равный:
fp = -P02*eop*1026kr EBIred =
= -603000*646*17752(6*0.85*0.29*105*100*242*106) = -343 см;
Местная нагрузка на оболочку:
qm = 4928-10350054*11-40+003*2500*10*11 = 3604 Нм2
где 103500 - масса панели (по заданию) 40 - приближенная расчетная нагрузка от заливки швов (Нм2) 2500*10(Нм3)-плотность бетона
qImax = qm-(1-f0max z0 )[( g+s)+qp]*c=3604-(1-7193.5)*(4928-1341)*0988=329 Нм2.
Расчет оболочки при неравномерном нагружении на половине пролета слева:
Расчетная снеговая нагрузка слева:
Р = 1400 Нм2 постоянная нагрузка по всему пролету q = 3528 Нм2
Отношение g = pq = 14003528 = 04 усредненная нагрузка qc =
= 3528+05*1400 = 4228 Нм2;
Изгибающую нагрузку для левой половины пролета определяем также при g=11. При этом значения q f - принимаем по ранее вычисленным знаениям.
Расчетная изгибающая нагрузка qig для левой нагруженной снегом половины пролета:
qig = qmg-(1-2(1+g)f0ma
То же для правой половины пролёта (без снега):
qid = qmd-(1-2*f0max(2+g)z0)*(3+g3*g+qp)c
где g = pg при определении f0ma в формулах для f0ma
Подставляя полученные данные в уравнение считая что qmg = 3604 Нм2 расчетная изгибающая нагрузка для левой половины пролета:
qig = 3604-(1-2*(1+0.4)*405(2+0.4)*93.5)(3+2*0.43*3528+1341)*0988 =
Проверяем правую половину оболочки при g = 09 ssp = 478 мПа slos =
Р02 = (478-82)100*1256 = 497 кН;
Эквивалентная нагрузка от усилий предварительного напряжения
qp = 8*497376300*17752(242*1062185*289-646) = -1106 Нм2;
Выгиб от усилий предварительного напряжения:
Прогиб fт панели в начале текучести арматуры диафрагм:
fт = 0173*17752(935*19*105*100)*((1+655*1256882)*14*510*100-
-478*100+82*100) = 77 см;
Местная нагрузка qmd для правой половины пролёта:
qmd = 3528-103500*1154-40+003*25000*11 = 22047 Нм2;
Расчётный прогиб в середине пролёта:
f0min = fт – (fт – fр)*√(1-q1.4*qlim) = 77-(77+283)*√(1-4228(14*5070)) = 1 см.
Определяем расчётную изгибающую нагрузку для правой половины пролёта:
Таким образом получены следующие изгибающие нагрузки:
при нагружении снегом на правой половине пролёта:
По максимальной нагрузке подбираем арматуру сеток оболочки.
Назначаем армирование оболочки сеткой с рабочими стержнями 5 мм класса Вр-I с шагом 200 мм. Продольная арматура 4 мм Вр-I с шагом 300 мм. На 1 метр оболочки приходится 55 Вр-I As = 098 см2; Rs = 360 МПа. При Rb = 17 МПа Rbn = 22 МПа толщине оболочки 3 см и пролёте оболочки между вутами l0 = 220 см:
qilim = 8AsRsl02*(100*hf-AsRs(Rb*gb2) = 8*098*360*1002202*(100*3-
-1.96*360*100(17*100*0.9) = 16149 Нм2 что больше qid = 669 Нм2.
Принятые размеры и армирование обеспечивают несущую способность оболочки на изгиб.
12 Проверка прочности сопряжения оболочки с диафрагмами
Ее проверяют расчетом на изгиб.
Принимая 1v = 220см av = 30 см и qimax = 669 Нм2:
нагрузки: M1 = М2 = 669[22216+03(03+22)2] = 453 Н*м;
Момент воспринимаемый арматурной сеткой оболочки где на 1м предусмотрено 55 Вр-1 с А=098 см2 воспринимает момент:
M = 09*17*100*100*023*(55-05*023) = 1895 Н*м > 453 Н*м – М1;
Относительная высота сжатой зоны бетона
Х = 360*09809*17*100 = 023 см;
Условие прочности соблюдается дополнительные армирование сопряжения оболочки с диафрагмами по расчету не требуется.
Момент воспринимаемый арматурной подвеской располагаемый в ребрах жесткости диафрагм. При 10А-Ш с Аs = 078 см2 и b ≤ 12dр = 12*4 = = 48см (dр = 4см-толщина стенки диафрагмы); h0 = 0.5*12 = 6 см
вычисляем Х = 365*07809*17*48 = 039 см;
Момент воспринимаемый сечением:
М=0.9*17*100*48*039(6-05*039) = 1662 Н*м > М2 = 453 Н*м
Условие выполняется.
Расчёт продольной балки
Бетон тяжелый класса В30; расчетные сопротивления при сжатии Rb=17 МПа; при растяжении Rbt=12 МПа; коэффициент условий работы бетона gb2 = 09; модуль упругости Еb = 29000 МПа.
Арматура продольная рабочая класса А-V расчетное сопротивление Rs= 680 МПа модуль упругости Еs = 190 000 МПа Rsn = 785 МПа.
Рисунок 10 - Расчетная схема продольной балки.
g = b*h*γ*γf*γn = 0.5*1*25*11*095=13 кНм – расчетная нагрузка от собственного веса балки.
F = Fсн + Fпб + Fкжс;
Fпб + Fкжс = 3528*3*18 =1 90512 Н.
Fсн = 1000*3*18 = 54000 Н.
F = 190512 + 54000 = 244512 Н = 245 кН.
M = MF + Mq = 1467072 + 234000 = 1701072 Н*м.
Q = (F + g*l)2 = (244512+1300*12)2 = 200256 Н.
Рассчитываем прочность балки но нормальным сечениям
αm = M(Rb*γb2*b*h02) = 170107200(17*100*0.9*50*1002)=0.22
Находим x = 026 x = 087.
Вычисляем характеристику сжатой зоны:
= 0.85-0.008 Rb = 0.85-0.008*0.9*17 = 0.72;
Вычисляем границу сжатой зоны:
ssr = Rs+400-ssp-Dssp = 680+400-471 = 609 МПа;
Коэффициент условий работы учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести
gs6 = h-(h-1)(2xxR-1) = 1.15-(1.15-1)*(2*0.240.55-1) = 1.17 > h
где h = 115-для арматуры класса А-V
Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры:
As = M Rszho = 17017200(680*115*100*087*97) = 25 см2
Принимаем 6 25 A-V с As = 2945 см2.
Статический расчёт поперечной рамы
а) Постоянные нагрузки:
Рисунок 11 - Расчетная схема.
- Расчетная нагрузка передаваемая на колонну от кровли и панелей КЖС
F1 = (g *l2*l12+gкжс2 *gfn+ gпр.б*gf)*gn =
= (1312*12*182+1200002*1.1+132000*1.1)*0.95 = 324 кН;
Gпр.б = b*h*l2*g*gf = 0.4*1*12*25000*1.1 = 132000 H.
F2 = (g *l2*l1+gкжс*gfn+ gпр.б*gf)*gn =
= (1312*12*18+120000*11+165000*11)*095 = 567 кН;
Gпр.б = b*h*l2*g*gf = 0.5*1*12*25000*1.1 = 165000 H.
- Расчетная нагрузка от веса подкрановой балки с рельсом на колонну
вес подкранового пути – 1500 Нм;
FПБ = (GПБ +15* l2)*γf γn = (825+1.5*12)*11*095 = 105 кН.
- Расчетная нагрузка от собственного веса колонн
надкрановая часть – b*h = 50*60 см; Нв = 4 м;
FB1 = b*h*HB*γ*γf*γn = 05*06*4*25*11*095 = 3135 кН;
подкрановая часть – НН = 835 м;
FН1 = (Fветв + Fрасп + Fконс)*γ*γf*γn = (2*025*05*835 + 2*07*05*07+ +1*12*05)*25*11*095 = 755 кН.
FB2 = 05*06*4*25*11*095 = 31.35 кН;
FН2 = (2*025*05*835 + 2*07*05*07+2*1*05)*25*11*095 = 8595 кН.
б) Временные нагрузки:
Вес снегового покрова на 1 м2 площади горизонтальной проекции покрытия для III-го района Sо = 1000 Нм2;
Расчетная снеговая нагрузка на 1 м2 площади покрытия:
F = Sо**γf = 1000*1*14 = 1400Нм2;
Расчетная снеговая нагрузка на крайнюю колонну:
То же на среднюю колонну:
FСН2 = 2*FСН1 = 2*14364 = 28728 кН.
Для крана Q = 15 т с легким режимом работы:
Характеристики крана
Грузоподъемность крана Q т
Основные габаритные размеры мм
Давл. колеса на подкрановый рельс Fnmax тс
Тип кранового рельса
Минимальное давление крана на колесо:
– число колес на одной стороне крана.
Расчетное давление при γf=11 и γn=095:
Fmin = Fnmin*γf*γn = 35*11*095 = 366 кН.
Расчетные вертикальные давления определим по линиям влияния от 2 сближенных кранов с учетом коэффициента сочетания γс=085 (для 2-х кранов). y = 295
Горизонтальная нагрузка от поперечного торможения кранов:
Hmах – расчетная поперечная тормозная сила от одного колеса:
Hmах = (Q+Gn)20*05*γf*γn = (150+53)20*05*11*095 = 53 кН;
горизонтальная крановая нагрузка от двух кранов при поперечном торможении:
Н1 = Hmax*gc*Σy = 53*0.85*2.95 = 133 кН.
Нормативный скоростной напор ветра qo = 230 Нм2. Коэффициенты k для
м – 1 для 20 м – 125.
q(10) = q0*к = 230*1 = 023 кНм2
q(132) = [1+(125–1)(20–10)*(132–10)]*230 = 0232 кНм2;
q(150) = [1+(125–1)(20–10)*(15–10)]*230 = 0231 кНм2;
а) равномерно распределенная нагрузка с наветренной стороны:
б) равномерно распределенная нагрузка с заветренной стороны:
в) сосредоточенная нагрузка в уровне верха колонны:
W = *12*12*095*(08+06) =
2 Статический расчёт
а) Определение реакции верха колонн от одиночного смещения Δ1=1:
Прилагаем единичное перемещение и вычисляем реакции верхнего конца крайней и средней колонны RΔ по формуле:
- для крайней колонны:
IH=2*b*h(c2)2=2*50*25(1202)2=900*104 см4;
IB =(50*603)12=90*104 см4;
К=α3(IHIB-1)=0323(900*10490*104-1)=029;
K1=(1–a)3Iн8n2Ic =(1–032)3 900*1048*32*65*104=06;
Ic =50*25312=65*104 см4;
- для средней колонны:
IH=2*50*25(1202)2=900*104 см4;
К=0323(900*10490*104-1)=029;
K1=(1–032)3*900*1048*32*65*104=06;
- суммарная реакция:
r11=Σ RΔ=(2*76*10–3*Eb+76*10–3 Eb)=228*10–3Eb.
б) Определение расчетных усилий в сечениях колонн:
- от постоянной нагрузки
Продольная сила приложена с эксцентриситетом:
еo= -hB 2+015+025=05*06+015+025=01 м;
М1=F1*eo=324*01=324 кН*м;
В подкрановой части в следствии изменения высоты сечения колонны с эксцентриситетом:
е1=(hн-hв)2 = (12-06)2 = 03 м;
Расчетная нагрузка от надкрановой части колонны:
FB1 – c e2=(12-06)2=03;
Расчетная нагрузка от подкрановой балки:
FПБ – c e3=λ+025-05*hн=075+025-05*12=04;
Суммарное значение момента относительно точки 2:
M2=-F1e1+FПБ*e3-FB1*e2=-324*03+105*04 – 3135*03=–64605 кН*м;
Вычисляем реакции верхнего конца левой колонны по формуле:
Упругая реакция: Re=R11=±52 кН(-А ;+В).
ReII = R1II=±55 кН(+А ;–В).
Суммарная реакция верха крайней колонны:
Re= Re1+ ReII=±52±55=±107 кН;
Расчетные усилия от постоянной нагрузки.
Для колонны по оси А:
МII =МI+ReHB = 324-107*4=-104 кН*м;
МIII =МII+ М2=-64605–104= –72 кН*м;
МIV =МIII+ReHH =–72-107*835=-17345 кН*м;
NII= NI+FВ=324+3135=3554 кН;
NIII=NII+FПБ=3554+105=46035 кН;
NIV=NIII+FН=46035+755=53585 кН;
Для колонны по оси Б:
МI = МII +МIII +МIV =0 кН*м;
NII= NI+FВ2=567+3135=59835 кН;
NIII=NII+2FПБ=59835+2*105=80835 кН;
NIV=NIII+FН2=80835+8595=8943 кН.
- от снеговой нагрузи:
Изгибающий момент в колонне по оси А в точке 1:
МСН1=FСН1*ео=14364*01=14364 кН*м;
МСН2=–FСН1*е1=–14364*03=-431 кН*м.
Усилия на колонну от снеговой нагрузки передаются в той же точке что и усилия от постоянной нагрузки поэтому упругие реакции можно найти из соответствующих моментов:
МСН1М1=14364324=044;
МСН2М2=-431–64605=067;
Re1=R11*044=-52*044=-23 кН;
Re2=R12*067=55*067=37 кН;
Упругие реакции верха колонны:
Re= Re1+ Re2=-23+37=14;
Расчетные усилия от снеговой нагрузки:
МI =МСН1=14364 кН*м;
МII =МI+ReHB =14364-14*4=88 кН*м;
МIII =МII+ МСН2=88-431=-343 кН*м;
МIV =МIII+ReHH =-343-14*835=-46 кН*м;
NI=NII=NIII=NIV=FСН1=14364 кН;
- от вертикальных крановых нагрузок:
Мmin=-Dmin*e3=-9177*075=-688 кН*м.
Упругие реакции верха колонн:
на колонне по оси А:
на колонне по оси Б:
Суммарная реакция в основной системе:
R1P=ΣRi=-146+397=-1063 кН.
С учетом пространственной работы каркаса каноническое уравнение имеет вид:
Упругая реакция левой колонны по оси А:
Re=R1+Δ1RΔ=-146+76*10-3 EB*1332EB=-136 кН;
Упругая реакция колонны по оси Б:
Re=R2+Δ1RΔ=397+76*10-3 EB*1332EB=498 кН;
Упругая реакция колонны по оси В:
Re=R3+Δ1RΔ=0+76*10-3 EB*1332EB=101 кН.
В сечении колонны по оси А:
МII =ReHB =-136*4=-544 кН*м;
NIII=NIV=Dмах=4323 кН;
Q=Re=-136 кН (во всех сечениях).
В сечении колонны по оси Б:
МII =ReHB =498*4=1992 кН*м;
Q=Re=498 кН (во всех сечениях).
В сечении колонны по оси В:
МII =MIII = ReHB =101*4=404 кН*м;
NI=NII=0; NIII=NIV=0 кН;
Q=Re=101 кН (во всех сечениях).
На колонне по оси А:
На колонне по оси Б:
Упругая реакция верха колонны по оси А:
Re=R1+Δ1RΔ=–314–1982EB*76*10–3=–465 кН;
Re=R2+Δ1RΔ=1896+76*10-3*EB*(-1982EB)=1745 кН;
Re=R3+Δ1RΔ=0-76*10-3 EB *1982EB=-15 кН;
МII =ReHB =-465*4=-186 кН*м;
Q=Re=-465 кН (во всех сечениях);
МII =ReHB =1745*4=698 кН*м;
Q=Re=1745 кН (во всех сечениях);
МII = MIII = ReHB =-15*4=-6 кН*м;
Q=Re=-15 кН (во всех сечениях).
- от горизонтальных крановых нагрузок:
тормозная сила Н1=133 кН приложена к колонне по оси А.
Опорная реакция для колонны по оси А при R1=R1P:
с учетом пространственной работы каркаса:
упругая реакция колонны по оси А:
Re=R1+Δ1RΔ=72–904EB*76*10–3 EB =65 кН;
упругая реакция колонны по оси Б:
Re=R1+Δ1RΔ=0–904EB*76*10–3 EB =-069 кН;
Re=R3+Δ1RΔ=0–904EB*76*10–3 EB =-069 кН;
Расчетные усилия в сечениях колонны по оси А:
МII = МIII =ReHB –Н1(НВ-28)=65*4-133(4-28)=1004 кН*м;
Q=Re+Н1=65-133=-68 кН;
МII =ReHB =-069*4=-276 кН*м;
NI=NII=NIII=NIV=0 кН;
Q=Re=-069 кН (во всех сечениях).
Расчетные усилия в сечениях колонны по оси В:
МII = МIII =ReHB=-069*4-133(4-28)=–1872 кН*м;
Тормозная сила Н1=133 кН приложена к колонне по оси Б:
Опорная реакция для колонны по оси Б при R2=R1P:
С учетом пространственной работы каркаса:
Re=R1+Δ1RΔ=-915+115EB*76*10–3*EB =-8276 кН;
Упругая реакция колонны по оси А и В:
Re=R1+Δ1RΔ=0+115EB*76*10–3 EB =-0874 кН;
Расчетные усилия в сечениях колонны по оси А и В:
МII = МIII =ReHB=0874*4=3496 кН*м;
МII = МIII =ReHB+H1(HB-2.8)=-083*4+13.3(4-2.8)=-17.24 кН*м;
Q=Re+ H1=-0.83+13.3=5 кН.
Ветровая нагрузка слева направо:
При действии ветровой нагрузки слева реакция левой колонны от нагрузки qw =252 кНм определяется по формуле:
Реакция связей от сосредоточенной силы W=804 кН равна R=–804 кН;
суммарная реакция в основной системе:
с учетом пространственной работы каркаса каноническое уравнение имеет вид:
Результирующее упругое давление на уровне верха колонны по оси А:
Re=R1+Δ1RΔ=–13.12+1401EB*76*10–3=–2.47 кН;
Результирующее упругое давление на уровне верха колонны по оси Б:
Re=R2+Δ1RΔ=0+1401EB*76*10–3=10.65 кН;
Результирующее упругое давление на уровне верха колонны по оси В:
Re=R3+Δ1RΔ=-10.79+1401EB*76*10–3=-0.14 кН;
Расчетные усилия в сечении колонны по оси А:
МII = МIII =ReHB +qw*НВ22=–2.47*4+252*422=10.28 кН*м;
Расчетные усилия в сечении колонны по оси Б:
МII = МIII =ReHB=10.65*4=42.6 кН*м;
В сечениях колонны по оси В:
МI =0; МII = МIII =ReHB +qw1*НВ22=-0.14*4+189*422=14.56 кН*м;
Q=Re+ qw1*l=-0.14+189*1235=23.2 кН.
Сочетания нагрузок и расчётные усилия в сечениях колонн таблица 4
Усилия в сечениях колонн по оси А
кранов Mmax на лев. колонне
кранов Mmax на ср. колонне
Расчет и конструирование колонны
Для внецентренно сжатой колонны одноэтажного здания принят бетон В15 для которого Eb=205*10-3 МПа; Rb=85 МПа; Rbt=075 МПа; Rbn и Rbser=11 МПа; Rbtn=Rbtser=115 МПа.
Арматура класса А-III расчетные характеристики Rs=365 МПа; Еs=200000 МПа.
1 Расчет надкрановой части
Выбранные из предыдущего расчета усилия записываем в табл. 5.1.
Сечение колонны 50х60см при а=а=4см полезная высота сечения 56см.
Усилия в сечении II-II
Усилия от длит. действующей нагрузки: Ml=324 кН Nl=324 кН.
При расчёте сечений на I и II комбинации усилий Rb следует умножать на коэффициент gb2=11; на III с gb2=09.
- комбинация усилий I (Мmax):
эксцентриситет продольной силы:
е0=МN=16044904=036 см;
ea ≥ (130)*h=6030 = 2 см;
ea ≥ (1600)*H=400600 = 0677 см;
Расчётная длина надкрановой части колонны:
гибкость колонны: λ=l0
М1=М+N(h0–a)=-16+44904*(056-004)2=232 кН*м;
α=ЕS Eb=20000020500=976;
В первом приближении можно взять минимально допустимую величину армирования =0004:
IS= bho(05h-a)2 = 0004*50*56(05*60-4)2=75712см4;
величина критической силы:
Коэффициент увеличения эксцентриситета продольной силы:
Расстояние от направления действия продольной силы до центра тяжести сечения растянутой арматуры:
е=е0+05h-a=2*1081+05*60-4=281 см;
При условии что Аs = As высота сжатой зоны:
относительная высота сжатой зоны:
граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
R=(1+Rs400*(1-w11))=07752(1+365400*(1-0775211))=0611
где w=085-0008Rb=085-0008*11*85=07752;
В случае x=017 R=0611:
Аs=As’=(N*(e-h0)+N(2*Rb*b))Rsc(ho-a’) 0
арматуры по расчету не требуется следовательно назначаем конструктивно:
принимаем арматуру 3 16 A-III c AS=AS1=603 см2.
Определяем необходимость расчёта надкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы:
l0b = 600050 = 12 14 => расчёт не требуется.
2 Расчет подкрановой части колонны
Подкрановая часть колонны состоит из двух ветвей и распорок между ними. Высота всего сечения=120см; расстояние между осями ветвей с=95см; шаг распорок S=200см n=3 – число панелей в подкрановой части.
Сечение ветвей: bc=50 см; hc=25 cм; а=а’=4 см; h0=21 cм;
Сечение распорки: b=50 см; h = 35см; h0 = 31 см.
Подбор арматуры производим для сечения IV–IV где действуют следующие комбинации усилий:
Усилия в сечении IV-IV
Усилия от длительно действующей нагрузки: Мl=1735 кН*м Nl=53585 кН.
Расчетная длина подкрановой части колонны:
приведенный радиус инерции сечения двухветвевой колонны в плоскости поперечной рамы:
r2red=c2[4(1+3c2y2n2h2c)]=952[4(1+3*952152*32*252)]=71872 см2;
lred=lorred=12525268=4674>14 следовательно необходимо учитывать влияние прогиба на величину эксцентриситета продольной силы.
Момент инерции сечения:
I=2[bh3c12+bhc(c2)2]=2[50*25312+50*25*(952)2]=5645*105 см4;
задаемся m=00065 (для одной ветви) тогда приведенный момент инерции сечения арматуры:
Is=2bchc(c2)2=2*0.0065*50*25*(952)236664 см4;
М1=М+N(с2–a)=17905+53585*(0952-004)=412 кН*м;
где b=1 для изделий из тяжелого бетона;
при dе=еоd=03312=0275
Величина условной критической силы:
Nbr=N2±Mhc=535.852±179.05*1051.2=267.93±156.7 кН;
Nbr2=11123 кН (сжатие);
Изгибающий момент в ветвях составит:
Мbr=Q*S4=1795*24=8975 кН*м;
e0в=897542463=0021 м > ea = 001 м;
eв=21+252-4 = 106 см;
αn=Nbr1(gb2*Rb*b*h0)=42463(1000)(11*85*100*50*21)=043>
=Asbh0=2.2450*25=0.0020.0065*2=0.013 =>
арматуру принимаем конструктивно:
Аs = As = 00065*50*21 = 6825 см2 — 318 А–III с Аs=As=763 см2;
в каждой ветви подкрановой части колонны устанавливаем по 618 А–III: три стержня слева и три стержня справа.
Проверка прочности наклонных сечений:
Q=16950≤06*11*075(100)*50*21=51975Н=52кН
то есть прочность по наклонному сечению достаточна и поперечные стержни устанавливаем конструктивно.
А) Проверяем необходимость расчёта подкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы:
ea≥1 см => принимаем ea=14 см;
e=14+0.5(46-4)=224 см;
M1=0+535.85*0.224=120 кН*м;
I=2*25*50312=521*105 см4;
момент инерции сечения арматуры при 418 A-III с As= As = 1018 см2:
Is=2*1018*(502-4)2 =00898*105 см4;
коэффициент увеличения эксцентриситета продольной силы:
e=14*111+502-4=2255 см;
an =53585*10001.1*8.5*100*2*25*46=0250.611;
as=025*(225546-1+0252)(1-0.27)=-0.130 — арматура назначается конструктивно по минимальному процентного армирования:
Аs=As=0002*25*46=23 см21018 см2 следовательно принятого ранее количества 418 A-III достаточно.
Б) Расчёт колонны на устойчивость из плоскости изгиба:
N = 535.85 кН; Nl = 53585 кН.
При N значения коэффициентов φb = 041 и φsb = 0615;
площади сечения арматур 1218 — 3054 см2;
несущая способность колонны:
b*φ*[gb2*Rb*Ab+Rsc*(As+As)]=
=1*0615*(11*85*100*1250*2+365*100*3054)=2123кН>N=535.85кН;
поскольку N меньше несущей способности то устойчивость колонны из плоскости обеспечена.
Расчёт промежуточной распорки:
As= As=243000365*100*(31-4)=247 см2;
принимаем 312 A-III (As = As =339 см2);
Qds=243*2095=5116 кН;
Qjb3gb2Rbtbho=06*11*075*100*50*31=77 кН > Q = 51.16 => расчёт прочности сечения на действие поперечной силы не нужен;
максимально допустимый шаг хомутов:
кроме того шаг хомутов не должен превышать:
устанавливаем поперечные стержни с шагом S = 30 см (8 A-I);
qsw = Rsw*f*ns = 175*100*0503*230 = 587 Нсм;
величина Qwb=2*√(jb2*gb2*Rbt*b*ho2*qsw)=
=2*√(2*11*075*100*50*312*587)=136кН>5116кН то есть прочность по наклонному сечению обеспечена.
Расчёт фундамента под сплошную прямоугольную колонну.
Данные для проектирования:
расчетное сопротивление грунта R0=045 МПа; бетон тяжелый класса В125 Rbt=066 МПа; арматура А-II RS=280 МПа; вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах γ=20 кНм3. Расчет выполняют на наиболее опасную комбинацию расчетных усилий в сечении 4-4: М=18983 кН*м; N=105123 кН; Q=512 кН. Нормативное значение усилий определено делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке γf=115 т.е. Мn=16507 кН*м; Nn=91672 кН; Qn=4452 кН.
Определение геометрических размеров фундамента:
глубину стакана фундамент принимаем 90 см что не менее значений:
Нап≥05+033*hf=05+033*11=0896 м;
где d=2 – диаметр продольной арматуры колонны;
λаn=33 для бетона класса В 125.
Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принято 250 мм;
полная высота фундамента Н=900+250=1150 мм принимается 1200 мм что кратно 300 мм;
глубина заложения фундамента при расстоянии от планировочной отметки до верха фундамента 150 мм Н1=1200+150=135 м;
Фундамент одноступенчатый высота ступени равна 1200 мм;
предварительно площадь фундамента определяют по формуле:
назначаем ba = 08 следовательно a = √(22808) = 169;
b=08*169 = 135 м; принимаем a*b = 18*15 м.
Так как заглубление меньше 2 м а ширина подошвы более 1 м то необходимо уточнить расчётное сопротивление грунта основания:
R = R0*(1+k1*(B+b0)B0)*(d+d0)2*d0 =
= 045*(1+05*(15-1)1)*(135+2)2*2 =
при пересчёте размеров фундамента:
А = 105*91672(330-20*135) = 315 м2;
a = 199 м; b = 159 м принимаем a*b = 21*18 м;
площадь подошвы фундамента:
момент сопротивления:
W=(18*212)6=1323 м3;
определяем рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание по формуле:
где h=12 м – высота сечения колонны;
p=NA= 105423378=2789 кНм2;
Rbt=γb2Rbt=11*066=0726 МПа=726 кНм2;
полная высота фундамента:
Н=009+005=014м 12 м следовательно принятая высота фундамента достаточна.
Определяем краевое давление на основание:
изгибающий момент в уровне подошвы:
Мnf=Mn+QnH=165+445*12=2184 кН*м;
нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:
Gn=abHfγγn=21*18*135*20*095=97 кН;
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+QH=18983+512*12=25127 кНм;
расчетные изгибающие моменты:
MI-I=124*(a-a1)2(pi-i+2pma
требуемое сечение арматуры:
процент армирования =032(180*115)*100=0002%m
назначаем арматуру по min=005%:
Аs=005*180*115100=1035 см2;
принимаем 1012A-II с As=1131 см2.
Арматура укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента определяется по изгибающему моменту в сечении II-II:
MII-II=18(b-b1)2pIV-IV=18(18-05)2*279*21=124 кН*;
=43(210*115)*100=0018% m
Аs=005*210*115100=12075 см2;принимаем 1212 A-II c AS=1357 см2.
Список использованной литературы:
СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. – М.: Стройиздат 1985.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. – М.: 1988.
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. М.: Стройиздат 1991.
Мандриков А. П. Примеры расчета железобетонных конструкций. – М.: Стройиздат 1989.
Методические указания к курсовому проекту № 2. Расчет колонны.
Методические указания к курсовому проекту № 2. Статический расчет поперечной рамы одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами .
Методические указания к курсовому проекту № 2. Раздел 2. Компоновка конструктивной схемы одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами. .
Справочник проектировщика «Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для промышленного строительства» по ред. Бердичевского Г.И. М.: Стройиздат 1981.