• RU
  • icon На проверке: 11
Меню

Расчет и проектирование конструкции одноэтажного промышленного здания

  • Добавлен: 24.01.2023
  • Размер: 425 KB
  • Закачек: 1
Узнать, как скачать этот материал

Описание

Расчет и проектирование конструкции одноэтажного промышленного здания

Состав проекта

icon
icon
icon КЖС, колонна, продольная балка.dwg
icon Курсовой проект ЖБК 2.doc

Дополнительная информация

Контент чертежей

icon КЖС, колонна, продольная балка.dwg

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

icon 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.

Свободное скачивание на сегодня

Обновление через: 11 часов 1 минуту
up Наверх