ЖБ конструкции одноэтажного производственного здания

ЖБК.dwg

ЧПИ МГОУ (ф) ПГС гр. С-41-05 шифр 205161
Одноэтажное каркасное производственное здание
планировочная отметка
План расположения основных несущих конструкций каркаса
Фундамент под колонну ряда Б
Железобетонный каркас одноэтажного промышленного здания
Колонна К1. Фундамент под колонну ряда Б.
Двухскатная балка покрытия
Каркас пространственный
Ведомость расхода стали
двухскатная балка покрытия

готовая пояснилка ЖБК-2(2).docx

Задание на проектирование и исходные данные 4
Компоновка поперечной рамы 5-6
Определение нагрузок на раму-блок .. 6
1 Постоянные нагрузки . 7-9
2 Снеговая нагрузка .. 9
3 Крановые нагрузки ..9-10
4 Ветровые нагрузки ..10-11
Статический расчёт рамы-блока 11-19
Составление расчётных сочетаний усилий ..19-24
Расчет внецентренно нагруженного фундамента под среднюю двухветвевую колонну 25-28
Расчет прочности двухветвевой колонны среднего ряда 28-33
Расчёт предварительно напряжённой двухскатной решётчатой балки покрытия 34-51
Список использованной литературы 52
Конструкции промышленных зданий как и гражданских 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. При загружении одного из элементов здания в работу включаются и другие элементы происходит работа пространственной системы. Здание в целом должно надежно сопротивляться деформированию в горизонтальном направлении под влиянием различных нагрузок и воздействий т.е. должно обладать достаточной пространственной жесткостью.
Конструктивные схемы зданий удовлетворяющие изложенным требованиям могут быть каркасным и панельными (бескаркасными) многоэтажными и одноэтажными. Каркас одноэтажного здания образуют колонны заделанные в фундамент и ригели шарнирно или жестко соединенные с колоннами.
Каркас многоэтажного здания образуют основные вертикальные и горизонтальные элементы- колонны и ригели.
Целью данной курсовой работы является запроектировать в сборном железобетоне основные несущие конструкции одноэтажного каркасного производственного здания с мостовыми кранами.
Задание на проектирование:
Требуется запроектировать в сборном железобетоне основные несущие конструкции одноэтажного каркасного производственного здания с мостовыми кранами.
- Здание отапливаемое 2-ухпролётное;
- Размеры пролетов 18м;
- Длина температурного блока
- Отметки головок крановых путей 92 м;
- Отметка низа стропильной конструкции 12 м;
- Грузоподъемность мостовых кранов 305 тс;
- Вид стропильной конструкции ДБ;
- Расчетное сопротивление грунта 02 МПа;
- Тип местности по ветровой нагрузке С;
- Район строительства г. Рязань;
- Район по снеговой нагрузке
- Район по ветровой нагрузке
- Здание по степени ответственности относится к классу
Компоновка поперечной рамы.
Основные несущие конструкции покрытия – железобетонные двухскатные балки пролетом 18м и подстропильные фермы пролётом 12 м; подкрановые балки сборные железобетонные предварительно напряженные высотой 14м – для среднего ряда колонн и 1м – для крайних рядов колонн; плиты покрытия предварительно напряженные железобетонные ребристые размером 3×6. Устройство фонарей не предусмотрено цех оборудуется лампами дневного света. Наружные стены панельные навесные опирающиеся на опорные столики колонн на отметке
Крайние колонны проектируют сплошными прямоугольного сечения ступенчатыми; средние колонны – сквозными двухветвевыми.
Отметки головок крановых рельс h = 92 м.
Высота кранового рельса 150 мм.
Привязка координационных осей крайних рядов колонн нулевая а привязка осей крановых путей λ = 750 мм.
Длина надкрановой части колонн Н1 и подкрановой части Н2 :
Н1 = Нcr + а1 + hcb + hr где
Нcr – габаритный размер крана по высоте Нcr = 275 м;
а1 – зазор между нижним поясом фермы и краном равный 100 мм;
hcb – высота подкрановой балки;
hr – высота кранового рельса.
Н1 = 2750+100+1000+150 = 4000 мм;
Н2 = Н0 – Н1 + 150 = 12000 – 4000 + 150 = 8150 мм; где
Н0 - отметка низа стропильной конструкции.
Полная длина колонны:
Н=Н1+Н2=4000+8150 = 12150 мм.
Колонна среднего ряда имеет длину от обреза фундамента до верха подкрановой консоли: Н2 = 7750 мм и от верха подкрановой консоли до низа стропильной конструкции Н1 = 4400 мм.
Поперечные сечения колонн:
Высота поперечного сечения надкрановой части колонн крайних рядов:
h1 = λ – B1 – 70 = 750 – 300 – 70 = 380 мм; принимаем ширину сечения равной
Высота сечения подкрановой части h2 ≥ 114 Н2 = 815014 = 582 мм; принимаем ширину сечения равной 600 мм.
Для колонны среднего ряда высота сечения надкрановой части h1 = 600 мм. Высота сечения подкрановой части:
h2 = 2λ + hbr =2×750 + 250=1750 мм; где 250 – высота сечения одной ветви. Так как грузоподъёмность мостового крана равна 305 тс и высота колонн 12150 мм то принимаем высоту сечения подкрановой части 1200 мм. Ширину сечения назначаем 500 мм. Высота сечения распорок 400 мм.
Компоновка сечений колонн:
Определение нагрузок на раму – блок:
1 Постоянные нагрузки:
Все расчётные нагрузки определяются с коэффициентом надёжности по назначению здания γn = 095.
Грузовые площади для крайних колонн от покрытия 9×12 = 108 м² = Агр1 ; для среднего ряда 18×12 = 216 м².
Постоянные нагрузки на покрытие Па:
Определение нагрузки
3 слоя рубероида на мастике
Минераловатный плитный утеплитель:
Пароизоляция – 2 слоя пергамина на мастике
Ребристая плита покрытия 3×12 м с учётом заливки швов
Постоянная нагрузка на 1 м² покрытия составляет 35 кНм².
Масса применяемых строительных конструкций:
Двухскатная решётчатая балка L = 18 м: масса = 91 т;
Подкрановая балка L = 12 м: масса = 117 т;
Расчётная схема рамы:
Расчётные нагрузки при γf >1 на стойки рамы-блока и эксцентриситеты их приложения:
На 1 колонну по крайнему ряду А:
- от веса покрытия и двухскатной балки:
G1 = q·Aгр1 + GnДБ · γf · γn = 35 · (9×12) + 892 · 11 · 095 = 471 кН;
Эксцентриситет нагрузки G1 относительно геометрической оси надкрановой части колонны:
e1 = h12 – 175 = 3802 – 175 = 15 мм;
- от веса надкрановой части 1 колонны:
G2 = 05 · 038 · 4 · 25 · 981 · 11 · 095 = 195 кН;
Эксцентриситет нагрузки G2 относительно геометрической оси надкрановой части колонны:
е2 = (h2 – h1)2 = (600 – 380)2 = 110 мм;
- от веса подкрановой части 1 колонны:
G3 = (05 · 06 · 815) · 25 · 981 · 11 · 095 = 627 кН;
- от веса стеновых панелей:
При шаге колонн 12 м принимаем G4 = 120 кН;
Эксцентриситет нагрузки G4 относительно геометрической оси подкрановой части колонны:
ew = (tw + h2)2 = (300 + 600)2 = 450 мм;
- от веса подкрановых балок и кранового пути:
G5 = (2 · 1148 + 15 · 12) · 11 · 095 = 2587 кН;
Эксцентриситет нагрузки G5 относительно оси подкрановой части колонны:
е5 = λ – h22 = 750 – 6002 = 450 мм;
На колонну среднего ряда Б:
G6 = 3(18×12) + 892 · 2 · 11 · 095 = 8344 кН;
- от веса надкрановой части:
G7 = 05 · 06 · 44 · 25 · 981 · 11 · 095 = 338 кН;
От веса подкрановой части (при числе отверстий n = 4):
G9 = (2 · 1148 + 15 · 12 · 2) · 11 · 095 = 2587 кН;
Эксцентриситет приложения нагрузки от подкрановой балки
Нагрузки на колонну по ряду В будут такими же как нагрузки на колонну по ряду А.
По району строительства поперечной рамы принимаем снеговую нагрузку равномерно распределённую по всей длине коэффициент = 1.
Нормативное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной проекции покрытия для III района по табл. 4 СНиП 2.01.07 – 85: S0 = 18 кПа тогда нормативная нагрузка на 1 м² горизонтальной проекции покрытия:
S = S0 · = 1 · 18 = 18 кПа.
Коэффициент надёжности по снеговой нагрузке γf = 14;
Расчётные (γf >1) снеговые нагрузки на стойки рамы-блока:
- по ряду А В: S1 = S · Aгр1 · γn = 18 · (9×12) · 095 = 1847 кН;
- по ряду Б: S2 = S · Aгр2 · γn = 18 · (18×12) · 095 = 3694 кН;
Эксцентриситеты приложения продольных сил от снеговой нагрузки точно так же что и для продольных сил от веса покрытия.
Длительно действующую часть снеговой нагрузки отдельно не выделяем ввиду её незначительной величины.
В соответствии со стандартами на мостовые электрические краны принимаем нагрузки и габариты:
- максимальное нормативное давление колеса: Pnma
- общая масса крана: Gкр = 425 т;
- масса тележки: Gт = 12 т;
- база крана: Акр = 51 м;
- минимальное давление колеса:
- нормативная тормозная сила от поперечного торможения крана приходящаяся на одно колесо:
- расчётное максимальное вертикальное давление кранов на колонны определяем по линии влияния опорных реакций подкрановых балок.
Линии влияния опорных реакций подкрановых балок:
Сумма ординат линий влияния:
Σу = 1 + 0575 + 09 + 0475 = 295;
Расчётное максимальное и минимальное давление от двух сближенных кранов в пролёте А-Б:
Расчётная тормозная сила от двух кранов в пролёте А-Б:
Вертикальные нагрузки Dma горизонтальные тормозные силы Т приложены в уровне верха подкрановых балок на отметке 915 м.
Для I района ветровой скоростной напор w0 = 023 кПа (СНиП 2.01.07-85* табл. 5); коэффициент надёжности по нагрузке γf = 14;
Скоростной напор ветра: w = k · w0 где
k – коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте:
- на отметке 5000 м: k = 075;
w = 075 · 023 = 01725 кПа;
- на отметке 10000 м: k = 1;
w = 1 · 023 = 023 кПа;
- на отметке 12000 м: k = 105;
w = 105 · 023 = 02415 кПа;
- на отметке 13800 м: k = 1 + (125 – 1)·(138 – 10)10 = 1095;
w = 1095 · 023 = 02518 кПа;
Переменный по высоте колонны скоростной напор заменяем равномерно-распределённой эквивалентной по моменту в заделке колонны:
Аэродинамические коэффициенты для вертикальных стен:
- с наветренной стороны с = 08;
- с заветренной стороны с = 06;
Расчётная погонная нагрузка от ветра на отметке 12000 м:
- с наветренной стороны:
wа = c · weq · B · γf · γn = 08 · 022 · 12 · 14 · 095 = 281 кНм;
- с заветренной стороны:
wp = c · weq · B · γf · γn = 06 · 022 · 12 · 14 · 095 = 211 кНм;
Нагрузку от ветрового давления на надколонную часть здания (шатёр покрытия) выше отметки 12000 м. приводим со стороны силы по формуле:
Сосредоточенная сила w условно считается приложенной на уровне верха колонны.
Статический расчёт рамы-блока
1Геометрические характеристики сечений колонн:
1.1Моменты инерции сечения колонны ряда А или В:
- надкрановой части
- подкрановой части
1.2 Коэффициенты для вычисления реакций по формулам приложения VIII А. И. Заикин:
k1 = 0 – для сплошных колонн;
1.3Моменты инерции в сечении двухветвевой колонны ряда Б:
где - расстояние между осями ветвей;
1.4Коэффициенты для вычисления реакций по формулам приложения VIII А. И. Заикин:
где Jbr – момент инерции сечения ветви колонны:
n = 4 – число панелей (отверстий) в подкрановой части двухветвевой колонны;
2Определение реакций верха колонн рамы-блока от единичного смещения. Верхним концам колонны придаем горизонтальное смещение Δ = 1 и определяем реакции ВΔ в основной системе от этого смещения.
- для колонны ряда А или В:
- для средней колонны:
Суммарная реакция верха колонн:
3Загружение рамы-блока постоянной нагрузкой.
3.1 Реакции колонны ряда А или В:
где М1 и М2 – моменты в сечениях I – I и III – III от внецентренно приложенной постоянной нагрузки:
М1 = G1 · e1 = 471 · 0015 = 7065 кН · м;
М2 = - G1 · e2 – G2 · e2 – G4 · ew + G5 · e3 = - 471 · 011 – 195 · 011 – 120 · 045 + 1388 · 045 = -5181 – 2145 – 54 + 6246 = -4549 кН · м;
3.2 Реакция средней колонны:
3.3Суммарная реакция верха колонн в основной системе:
3.4Перемещение верха колонн в заданной системе:
3.5Упругие реакции верха колонн в заданной системе:
- колонны ряда А или В:
3.6Определение усилий в сечениях колонн:
- в колонне ряда А или В:
МI – I = М1 = 7065 кН · м;
МIII – III = МII – II + М2 = 255 + (-455) = - 20 кН · м;
МIV – IV = М1 + М2 + Ве
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 815 = (-20-175)815 = -46 кН;
NII – II = G1 + G2 = 471 + 195 = 4905 кН;
NIII – III = NII – II + G4 + G5 = 4905 + 120 + 1388 = 7493 кН;
NIV – IV = NIII – III + G3 = 7493 + 627 = 81196 кН;
- в колонне по ряду Б:
МI – I = МII – II = МIII – III = МIV – IV = М1 = 0 кН;
NII – II = G6 + G7 = 8344 + 284 = 8628 кН;
NIII – III = NII – II + G9 = 8628 + 2587 = 11215 кН;
NIV – IV = NIII – III + G8 = 11215 + 70 = 11915 кН.
4Загружение рамы-блока снеговой нагрузкой:
4.1 Реакции верха колонны ряда А в основной системе:
где М1 = S1 · e1 = 1847 · 0015 = 277 кН;
М2 = - S2 · e2 = -1847 · 011 = -203 кН;
4.3 Суммарная реакция в основной системе:
4.4 Перемещение верха колонн в заданной системе:
4.5 Упругие реакции верха колонн в заданной системе:
4.6 Усилия в сечениях колонн:
МI – I = М1 = 277 кН · м;
МIII – III = МII – II + М2 = 701 + (-203) = - 1329 кН · м;
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 815 = (-1329+465)815 = -106 кН;
NII – II = NIII – III = NIV – IV = S1 = 1847 кН;
NII – II = NIII – III = NIV – IV = S2 = 3694 кН.
5Загружение рамы-блока крановой нагрузкой.
5.1 Давление Dmaxl на крайней колонне.
Вертикальное давление Dmaxl = 7337 кН приложено с эксцентриситетом е3 = 045 м создавая момент Мmax = M2 = 7337 · 045 = 3302 кН · м. Одновременно на средней колонне действует давление Dminl = 1981 кН с эксцентриситетом е4 = λ = 075 м создавая момент Мmin = M2 = -1981 · 075 = -1486 кН · м.
Реакция верха левой стойки рамы-блока в основной системе:
Реакция верха средней стойки рамы-блока в основной системе:
Суммарная реакция в основной системе:
Перемещение верха колонн в заданной системе:
Упругие реакции верха колонн в заданной системе:
Усилия в сечениях колонн:
- в колонне по ряду А:
МIII – III = МII – II + М2 = -1276 + 3302 = 2026 кН · м;
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 815 = (2026+574)815 = 319 кН;
NIII – III = NIV – IV = Dma
МII – II = Веm · H1 = 165 · 44 = 726 кН · м;
МIII – III = МII – II + М2 = 726 – 1486 = -76 кН · м;
МIV – IV = М2 + Веm · H = -1486 +165 · 1215 = 519 кН · м;
Q = - Веm = -165 кН;
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 775 = (-76 – 519)775 = -165 кН;
NIII – III = NIV – IV = Dminl = 1981 кН.
5.2 Горизонтальная тормозная сила Тl у ряда А:
Реакция верха колонны ряда А в основной системе:
Реакции = = 0; суммарная реакция
Упругие реакции в заданной системе:
МII – II = МIII – III = Ве
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 815 = (± 415 ± 384)815 = ± 98 кН;
NII – II = NIII – III = NIV – IV = 0;
МII – II = МIII – III = Веm · H1 = ± 39 · 44 = ± 172 кН · м;
МIV – IV = Веm · H = ± 39 · 1215 = ± 474 кН · м;
Q = ± Веm = ± 39 кН;
5.3Давление Dmaxl на средней колонне:
Момент в узле средней колонны от вертикального давления крана:
Одновременно на крайней стойке действует давление:
создавая в узле стойки момент
Реакция верха колонны ряда Б в основной системе:
Упругие реакции верха колонны:
МIII – III = МII – II + М2 = - 42 + 891 = 471 кН · м;
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 815 = (471+385)815 = 105 кН;
NIII – III = NIV – IV = Dm
МII – II = Веm · H1 = 335 · 44 = 1474 кН · м;
МIII – III = МII – II + М2 = 1474 – 550 = - 4026 кН · м;
МIV – IV = М2 + Веm · H = - 550 +335 · 1215 = -1429 кН · м;
Q = - Веm = - 335 кН;
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 775 = (-4026 +1429)775 = -335 кН;
NIII – III = NIV – IV = Dmaxl = 7337 кН.
5.4Горизонтальная тормозная сила Тl у ряда Б:
Реакция верха средней колонны в основной системе:
- колонн ряда А и В:
МII – II = МIII – III = ± 116 · 44 ± 269 · 14 = ± 134 кН · м;
МIV – IV = ± 116 · 1215 ± 269 (775+14) = ± 1011 кН · м;
Q = - (± 116 ± 269) = ± 153 кН;
6Загружение рамы-блока ветровой нагрузкой:
6.1 Давление ветра направо:
Реакции верха колонн рамы-блока в основной системе:
Суммарная реакция верха колонн в основной системе (с учётом реакции от сосредоточенной силы Rw = -W = -992 кН):
Перемещение верха колонн рамы-блока в заданной системе:
Упругие реакции верха колонн рамы-блока в заданной системе:
Усилия в сечениях колонн рамы-блока:
МII – II = МIII – III = -67 · 40 + 281 · 4²2 = -432 кН · м;
МIV – IV = -67 · 1215 + 281 · 1215²2 = -209 кН · м;
Q = - (-67 + 281 · 1215) = -274 кН;
МII – II = МIII – III = 2665 · 44 = 1173 кН · м;
МIV – IV = 2665 · 1215 = 3238 кН · м;
7Загружение средней колонны от 4-ёх кранов:
Данное загружение предусмотрено для получения максимальной продольной силы в средней колонне когда на неё действует Dmax слева и справа от двух кранов в каждом пролёте. Вертикальное давление кранов принимаем с коэффициентом сочетаний = 07.
Узловой момент M2 = 0 так как
На крайней колонне действует узловой момент:
А на правой крайней колонне момент:
Реакция верха колонн рамы-блока в основной системе:
- по ряду Б: так как М2 = 0;
Следовательно и перемещение колонн в заданной системе
МII – II = -76 · 40 = -304 кН · м;
МIII – III = -304+734 = 43 кН · м;
МIV – IV = -76 · 1215 +734 = -1894 кН · м;
Проверка: Q = (43+1894)815 = 76 кН;
NI - I = 0; NII – II = NIII – III = Dma
МII – II = МIII – III = МIV – IV = 0;
Q = ; NI - I = 0; NII – II = NIII – III = Dma
Составление расчётных сочетаний усилий
Таблицы расчётных усилий M N Q в сечениях колонн рядов А и Б составляем по результатам статического расчёта рамы-блока. Рассматриваем три сечения по длине колонн:
II – II – на уровне верха консоли;
III – III – на уровне низа консоли;
IV – IV – на уровне обреза фундамента.
Для каждого сечения определяем три комбинации расчётных усилий:
В таблицах выделены варианты основного сочетания усилий с учётом влияния длительности действующих нагрузок на прочность бетона – сначала сочетания включающие нагрузки непродолжительного действия (крановые и ветровые) а затем сочетания без крановых и ветровых нагрузок.
В сечении IV – IV в сочетание включены поперечные силы необходимые при расчёте фундамента. С этой же целью в этом сечении расчётные значения всех усилий даны при коэффициенте надёжности γf > 1 и при γf = 1.
Расчётные сечения представлены на схеме:
Усилия в сечениях колонны
Dmaxl на крайней колонне
Dmaxl на средней колонне
Таблица 1. Расчётные усилия и их сочетания для колонны ряда А:
Варианты основного сочетания
Вариант №1: основное сочетание с учётом крановых и ветровых нагрузок
Вариант №2: то же без учёта крановых и ветровых нагрузок
Таблица 2. Комбинации расчётных усилий для колонн ряда А.
Dmaxl на левой колонне
Tl у на средней колонне
Dmaxl и Dmaxr на средней колонне
Таблица 3. Расчётные усилия и их сочетания для колонны ряда Б.
Таблица 4. Комбинации расчётных усилий для колонн ряда Б.
Расчет внецентренно нагруженного фундамента под среднюю двухветвевую колонну.
1.Данные для расчета.
Грунты основания-пески пылеватые средней плотности маловлажные;
Расчетное сопротивлении грунта R0=02 МПа;
Бетон тяжелый класса В12.5 Rbt=066 МПа;
Арматура из горячекатаной стали класса А-II Rs=280 МПа;
Вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах γ=20 kHм3.
Расчет выполняют на наиболее опасную комбинацию расчетных усилий в сечении 4-4: М=2004 кН*м; N=26116 Q=378 kH.
Нормативное значение усилий определено делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке γf=1.15 т.е.
Мn=1742kH*м; Nn=227096 Qn=3287 kH
2.Определение геометрических размеров фундамента.
Глубину стакана фундамента принимают 90 см что согласно данным должно быть не менее значений:
где d=1.8 см – диаметр продольной арматуры колонны λ=33 для бетона класса В125.
Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принято 250 мм. Полная высота фундамента Н=900+250=1150 мм принимается 1200 что кратно 300 мм. Глубина заложения фундамента при расстоянии от уровня чистого пола до верха фундамента 150 мм Н1=1200+150=1350 мм=135 м. Фундамент трехступенчатый высота ступеней принята одинаковой 40 см.
Предварительно площадь фундамента определяют по формуле:
здесь 105 – коэффициент учитывающий наличие момента.
Назначая отношение сторон ba=0.8 получают:
Принимают a×b=42×34 м.
Т.к. заглубление фундамента больше 2м ширина подошвы более 1м необходимо уточнить расчетное сопротивление грунта основания по формуле:
где к1=005 для пылеватых песков; В0=1м; d0=2м;
При пересчете размеров фундамента с уточненными значением R получают: а=44м b=35м. Площадь подошвы фундамента А=44×35=154 м2 момент сопротивления:
Определяют рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание по формуле:
где h=12 м – высота сечения колонны; bco
р=NA=227096 154=1475 kHм2; Rbt=γb2*Rbt=11×066=0726 МПа=726 кНм2
Полная высота фундамента Н=044+005=050м12м. Следовательно принятая высота фундамента достаточна.
Определяем краевое давление на основание. Изгибающий момент в уровне подошвы:
Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:
3. Расчет арматуры фундамента.
Определяем напряжения в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны а без учета веса фундамента и грунта на его уступах от расчетных нагрузок:
где Мf=M+QH=2004+378×1.2=24576 kHм2
Расчетные изгибающие моменты:
Требуемое сечение арматуры
Принимаем 2214 А-II с As=3078 см2. Процент армирования
Арматура укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента определяется по изгибающему моменту в сечении IV-IV:
Принимаем 1812 А-II c As=20.36 см2. Процент армирования
Расчет двухветвевой колонны среднего ряда.
Данные для расчета сечений. Бетон тяжелый класса В15 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении Rb = 85 МПа; Rbt = 075 МПа; Eb=205·103 МПа (прил. I н IV). Арматура класса А- d >10 мм Rs= Rsc=365 МПа Rs=2·105 МПа (прил. V). В данном примере ограничиваемся расчетом двух сечений: 2—2 и 4—4.
Сечение 2 – 2 на уровне верха консоли колонны. Сечение колонны b х h=50 полезная высота сечения h0=56 см. В сечении действуют три комбинации расчетных усилий:
Комбинации расчетных усилий
Усилия от продолжительного действия нагрузки М Nl = 8628 кН.
При расчете сечения на первую и вторую комбинации усилий расчетное сопротивление Rb следует вводить с коэффициентом γb2=11 так как в комбинации включены постоянная снеговая крановая и ветровая нагрузки; на третью – с коэффициентом γb2= 09 (постоянная и снеговая). Расчет должен выполняться на все три комбинации и расчетное сечение симметричной арматуры As=A’s должно приниматься наибольшее. Ниже дан расчет сечения по первой комбинации.
Вычисляем: e0=MN= 2504011953=209 см; λ=l0 необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Условная критическая сила (см. гл. IV)
=5692105 Н = 5692 кН
где I=bh312=5060312=900000 см4; φ = =1 (тяжелый бетон); M1 M1 = 2504+11953(056 – 004)2 = 56118 кНм; =е0h=020906=035; m m v =Es Eb = 20000020500 =976; при =0004 (первое приближение) Is = bh0(05h – а)2=00045056(0560 – 4)2=75712 см4; φsp = 1.
Коэффициент = расстояние e=e0+ +05h – a= 209*127 +05·60 – 4 = 5254 см. При условии что Аs=А s ' высота сжатой зоны
Относительная высота сжатой зоны = xh0 = 25656 = 046.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона
где =085 – 0008 γb2 Rb=0085 – 00081185 = 07752; s1 = Rs=365 МПа.
Имеем случай = 046 y = 0611;
Площадь арматуры AS=A’S назначаем по конструктивным соображениям AS=0002bh0= 00025056 = 56 см2. Принимаем 316 с AS=603 см2.
Расчет сечения колонны 2 – 2 в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не производим так как l’0 ii√b212=50212= 1443см.
Сечение 4 – 4 в заделке колонны. Высота всего сечения двухветвевой колонны 120 см; сечение ветви b h0=21 см; расстояние между осями ветвей с = 95 см; расстояние между осями распорок при четырех панелях s=H1n = 7754 194 м; высота сечения распорки 40 см. В сечении действуют три комбинации расчетных усилий значения их приведены в табл.
Усилия от продолжительного действия нагрузки: M N Qi=0. Расчет должен выполняться на все три комбинации усилий и расчетное сечение арматуры As=A’s должно приниматься наибольшее. Ниже дан расчет по третьей комбинации.
Расчетная длина подкрановой части колонны при учете нагрузки от крана во всех комбинациях l0=H1=15775= 11625 м. Приведенный радиус инерции сечения двухветвевой колонны в плоскости изгиба определяем по формуле:
rred =√0102 = 032 см.
Приведенная гибкость сечения λred =l0 rred = 11625032=3633 > 14 - необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Вычисляем: e0 = 29158227141 = 128 см; I = 2[bh312 + bh(c2)2] =
=2[5025312+5025(952)2]=5771. 105 см4; M1 M1= 29158 + 227141(0952) = 13705 кНм; =1; φ =128120 = 011; m mjn принимаем =031; v=977. Предварительно задаемся коэффициентом армирования = 00065 (первое приближение); Is =2000655025(952)2= =03666105 см4.
= 18533105 H = 18533 кН.
Коэффициент = l (1—22714118533) = 088.
Определяем усилия в ветвях колонны по формуле : Nbr=N2 ±Мс= =2271412 ± 29858*088095=11357±2701 кН;
Nbr=11357 кН; Nb2= 8656 кН.
Вычисляем: Мbr= (Qs)4= (298194)4=145 кНм; е0=145(100)11357= 128 см>еа=1 см: еа≥130 h=2530=0833 см; еа≥1600l=
=194600=032 см; еа ≥1 см).
Т.к. е0>еа в расчет вводим е0 тогда е= еа+h2 – а = =128+252 – 4 = 978 см.
Подбор сечений арматуры ведем по формулам:
Имеем расчетный случай =101 > y=0611. Армирование ветвей принимаем симметричное. Вычисляем
Коэффициент армирования = (2*354)5021 =001 что незначительно отличается от принятого ранее значения =000652 = 0013 поэтому второго приближения делать не требуется. При значительном отклонении значения против заданного необходимо выполнить следующее приближение. Принимаем 3 14А- с As=A’s=462 см2.
Проверим необходимость расчета подкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба.
Расчетная длина l0=08H1 = 08775=62 м. Радиус инерции i=√50212= 1443 см l0i=6201443 = 4297 > λred=3633 – расчет необходим необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Значение случайного эксцентриситета: e0≥ h30=2530=0883 см; еа≥ 1600 H= =775600= 129 см; еа≥1 см. Принимаем еа=13 см. Тогда е = 13+05(46–4)= =223 см; М1 М1= 0 + 2271410223=5065 кНм; =1; φ = 1360 = 0021 m I=2(2550312)=521105 см4; Is=2*1018*(502—4)2=00898105 см4 при As=A’s = 1018 см2 – 4 18 А-;
=4725105 H=4725кН; =1(1–2271414725)=193; е=13193+502-4=235 см.
имеем расчетный случай =0964>у=0611. Армирование ветвей принимаем симметричное. Вычисляем
следовательно принятого количества площади арматуры достаточно.
Расчет промежуточной распорки. Изгибающий момент в распорке Мds=(Qs)2=
=(298194)2=289 кНм. Сечение распорки прямоугольное: b=50 см; h=40 см; h0 = 36 см. Так как эпюра моментов двузначная
принимаем 3 16 А- с As =603 см2.
Поперечная сила в распорке
Qds= (2Mds)c = (2289)095 = 608 кН.
Q = φb4 γb2Rbt bh0 = 0611075 (100) 5036 = 081105 Н =81 кН где φb4 =06.
Так как Q=81 кH> Qds =608 кН поперечную арматуру принимаем конструктивно dw=6 мм класса A-I c s = 150 мм.
Расчёт предварительно напряжённой двухскатной решётчатой балки покрытия.
1 Данные для проектирования:
Бетон класса В40 с расчётными характеристиками при коэффициенте условий работы бетона γb2 = 09: Обжатие происходит при передаточной прочности бетона Расчётные характеристики бетона для класса численно равного передаточной прочности бетона при γb2 = 1:
Предварительно напрягаемая арматура стержневая класса А – V (
Ненапрягаемая арматура класса А – III (при d 10 мм при d ≥ 10 мм и из обыкновенной арматурной проволоки класса (при 5
2 Расчётный пролёт нагрузки усилия
Масса балки 91 т а погонная нагрузка от собственного веса балки:
Нагрузку считаем равномерно распределённой по поверхности и собираем с полосы равной шагу балок 12 м и суммируем с нагрузкой от веса балки.
Расчётная схема балки и расположение расчётных сечений:
Расчётная погонная нагрузка составляет:
Для определения усилий в качестве расчётных сечений принимаем следующие:
– 0 – по грани опоры балки;
I – I – на расстоянии 16 пролёта от опоры;
II – II – в месте установки монтажной петли;
III – III – на расстоянии 13 пролёта от опоры;
IV – IV – на расстоянии 037 пролёта от опоры (опасное сечение при изгибе);
V – V – в середине пролёта.
Изгибающие моменты в сечениях определяем из выражения
где Q – поперечная сила на опоре;
- расстояние от опоры до
Изгибающие моменты в сечениях балки вычислены аналогично и приведены в таблице 5.
от продолжительной нагрузки
3 Предварительный подбор продольной напрягаемой арматуры
Рассматриваем сечение IV – IV как наиболее опасное:
В вернем поясе балки предусматриваем конструктивную арматуру в количестве 412 А – III (; а = 3202 = 160 мм; в нижнем поясе – из 45 Вр – I ( в виде сетки охватывающей напрягаемую арматуру.
Рабочая высота сечения
Граничная относительная высота сжатой зоны бетона:
при коэффициенте условий работы γb2 1.
Устанавливаем положение границы сжатой зоны
следовательно нижняя граница сжатой зоны проходит в пределах верхнего пояса балки.
Вспомогательные коэффициенты:
То есть сжатой арматуры достаточно;
Требуемая площадь сечения напрягаемой арматуры
Принимаем напрягаемую арматуру в количестве 222 А – V + 425 А – V (Asp = 760 + 1963 = 2723 мм²) которую распределяем равномерно по периметру нижнего пояса балки.
4 Определение геометрических характеристик приведённого сечения.
Площадь приведённого сечения:
где для арматуры А – V;
- для арматуры Вр – I;
Статический момент приведённого сечения относительно нижней грани:
Расстояние от центра тяжести сечения до нижней грани
Момент инерции сечения относительно центра тяжести
Момент сопротивления приведённого сечения для крайнего нижнего волокна
Упругопластический момент сопротивления сечения с отверстием для нижнего волокна.
Положение нулевой линии сечения при растянутой нижней зоне определим из условия:
где статический момент площади бетона сжатой зоны относительно нулевой линии;
статический момент площади арматуры сжатой зоны относительно нулевой линии;
статический момент площади арматуры растянутой зоны относительно нулевой линии;
площадь растянутой зоны в предположении что х > .
Из указанного выше условия получим х = 6892 см.
Упругопластический момент сопротивления для крайнего растянутого волокна
где момент инерции площади сжатой зоны относительно нулевой линии;
момент инерции площади сечения арматуры растянутой зоны относительно нулевой линии;
момент инерции площади сечения арматуры сжатой зоны относительно нулевой линии;
статический момент площади растянутого бетона относительно нулевой линии.
Момент сопротивления приведённого сечения для крайнего сжатого волокна:
Положение нулевой линии сечения с отверстием при растянутой верхней зоне определяем по той же методике в предположении что х > .
Получаем х = 4486 см >
5 Определение потерь предварительного напряжения
Принятое предварительное напряжение должно находится в пределах
условие выполняется.
Вычисление потерь приведём на примере сечения IV – IV.
От релаксации напряжений стержневой арматуры при механическом способе натяжения
От температурного перепада
От деформации анкерных устройств
где Δl = 125 + 015 d = 125 + 015·25 = 5 l 20000 мм – длина натягиваемого стержня диаметром d.
Потери от быстронатекающей ползучести определяем в следующих местах по высоте поперечного сечения:
- на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры т. е. при
- на уровне крайнего сжатого волокна бетона т. е. при
- на уровне центра тяжести сжатой арматуры т. е. при
для чего вычисляем следующие параметры:
- усилие обжатия с учётом потерь 1 3 при γsp = 1
- напряжение в бетоне на уровне арматуры
- то же на уровне сжатой арматуры (
- то же на уровне крайнего сжатого волокна (у = 7255 мм)
Коэффициент больше нормированного значения 08 поэтому принимаем α = 08.
Для всех уровней сечения отношение тогда потери от быстронатекающей ползучести соответственно составят:
Предварительное напряжение с учётом первых потерь
Усилие обжатия с учётом первых потерь
Эксцентриситет усилия Р1 относительно центра тяжести приведённого сечения
От ползучести бетона:
При потери от ползучести бетона:
Итого вторые потери
Усилие обжатия с учётом всех потерь
Эксцентриситет усилия P2
6 Расчёт прочности наклонных сечений
Так как фактическая нагрузка на балку приложена в виде сосредоточенных сил с шагом равным ширине плит покрытия 3 м принимаем длину проекции наклонного сечения с = 3 м (расстояние от опоры до ближайшего сосредоточенного груза). В опорном сечении тогда в конце расчётного наклонного сечения рабочая высота составит
а средняя высота в пределах наклонного сечения
Для рассматриваемого наклонного сечения (от грани опоры до первого сосредоточенного груза) имеем:
Максимально допустимый шаг поперечных стержней
Принимаем на приопорном участке шаг поперечных стержней тогда требуемая площадь сечения хомутов
Принимаем в поперечном сечении 27 А – III ( с шагом 150 мм.
Выясним на каком расстоянии от опоры шаг хомутов можно увеличить до 300 мм.
Фактическая интенсивность поперечного армирования
Задаём длину участка с шагом хомутов равной расстоянию от опоры до первого груза. Длину проекции расчётного наклонного сечения принимаем равной расстоянию от опоры до второго груза т. е. с = 6 м > но меньше расстояния от опоры до сечения с максимальным моментом.
Рабочая высота в конце расчётного наклонного сечения
Длина проекции наклонной трещины в пределах рассматриваемого наклонного сечения
При поперечная сила воспринимаемая хомутами:
Поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении:
Наибольшая поперечная сила от внешних нагрузок для рассматриваемого наклонного сечения:
Проверяем условие прочности наклонного сечения
то есть прочность обеспечена.
Окончательно принимаем на приопорных участках длиной шаг хомутов на остальной части пролёта шаг хомутов
7 Проверка прочности нормальных сечений. Стадия изготовления и монтажа.
От совместного действия усилия обжатия P и собственного веса балки при подъёме возникают отрицательные изгибающие моменты растягивающие верхнюю грань. Нагрузка от собственного веса принимается при коэффициенте надёжности γf = 11 с учётом коэффициента динамичности kd = 14 и условно считается равномерно распределённой
Изгибающие моменты возникающие в местах расположения подъёмных петель
Нагрузка g1 только в пролётах
где фокусные отношения:
Нагрузка g1 только на консолях
Для определения момента МВ используем метод фокусов:
Суммарные изгибающие моменты:
Расчётным является сечение II – II на опоре А; высота сечения h = 890 + 408012 = 1230 мм; рабочая высота при растянутой верхней грани составляет h0 = 1230 – 3202 = 1070 мм.
Усилие обжатия вводится в расчёт как внешняя внецентренно приложенная сила N при коэффициенте точности натяжения γsp > 1
Эксцентриситет усилия обжатия
Расчётное сопротивление бетона в стадии изготовления и монтажа с учётом коэффициента условий работы
Граничная относительная высота сжатой зоны бетона
при коэффициенте условий работы γb2 > 1.
граница сжатой зоны проходит в пределах нижнего пояса балки и сечение рассчитываем как прямоугольное высотой h = 1230 мм.
При несущая способность
следовательно прочность сечения в этой стадии обеспечена.
Стадия эксплуатации.
Проверяем прочность наиболее опасного сечения IV – IV расположенного на расстоянии 037 l0 от опоры.
Граничная относительная высота сжатой зоны
; при коэффициенте условий работы γb2 1.
Устанавливаем положение границы сжатой зоны принимая в первом приближении коэффициент
граница сжатой зоны проходит в пределах верхнего пояса и расчёт выполняем как для прямоугольного сечения высотой h = 1446 мм.
Высота сжатой зоны при значении
Предельный момент воспринимаемый сечением IV – IV:
то есть прочность данного сечения обеспечена.
8Расчёт по образованию нормальных трещин
В этом расчете следует проверить трещиностойкость балки при действии эксплуатационных нагрузок. Расчёт по образованию нормальных трещин производится из условия:
Mn – изгибающий момент от внешних нагрузок с коэффициентом надёжности по нагрузке момент воспринимаемый сечением при образовании нормальных трещин; здесь момент усилия обжатия относительно ядровой точки сечения. Расчёт производим на примере сечения IV – IV. Усилие обжатия Р2 = 12739 кН его эксцентриситет
Максимальное напряжение в крайнем сжатом волокне бетона
Коэффициент принимаем φ = 1. Расстояние до наиболее удалённой ядровой точки с учётом неупругих деформаций сжатого бетона
Момент образования трещин
При в стадии эксплуатации на нижней грани балки образуются нормальные трещины и необходимо выполнить расчёт по их раскрытию.
9.Расчёт по раскрытию нормальных трещин. Стадия эксплуатации.
Рассматриваем наиболее напряжённое сечение IV – IV в котором действует усилие обжатия Р2 = 12739 кН с эксцентриситетом и момент от полной нагрузки в том числе момент от продолжительно действующей нагрузки высота сечения h = 1446 мм рабочая высота
Определяем продолжительное раскрытие трещин от полной нагрузки:
Вспомогательные коэффициенты и параметры:
Относительная высота сжатой зоны в сечении с трещиной
Плечо внутренней пары сил в сечении с трещиной
Напряжения растянутой арматуры с учётом коэффициента равного:
где расстояние до центра тяжести всеё растянутой арматуры нижнего пояса балки; то же до нижнего ряда стержней.
Приращение напряжений в растянутой арматуре
Средний диаметр растянутой арматуры
Ширина непродолжительного раскрытия трещин
Определим непродолжительное (начальное) раскрытие трещин от продолжительно действующей нагрузки.
Высота сжатой зоны в данном случае не изменится значит не изменится и плечо пары сил z = 1107 мм. Тогда приращение напряжений в растянутой арматуре:
Ширина непродолжительного раскрытия трещин от продолжительно действующей нагрузки:
Определим продолжительное раскрытие трещин от продолжительно действующей нагрузки для которой
Тогда ширина продолжительного раскрытия трещин
Полная (непродолжительная) ширина раскрытия трещин
10.Определение прогиба балки
Прогиб определяется от продолжительно действующих нагрузок (постоянных и временных длительно действующих).
Прогиб решётчатой балки приближённо определяем по формуле:
- кривизна на опоре (сечение 0-0); - кривизна в сечении на расстоянии от опоры; - кривизна в сечении на расстоянии от опоры; - кривизна в сечении посередине пролёта.
= 0 – кривизна от кратковременных нагрузок;
кривизна от постоянных и временных длительно действующих нагрузок; кривизна выгиба элемента от действия усилия обжатия; кривизна выгиба от усадки и ползучести бетона при длительном действии усилия предварительного обжатия. Здесь относительные деформации усадки и ползучести бетона соответственно на уровне растянутой арматуры и крайнего сжатого волокна бетона
Кривизны в расчётных сечениях вычислены по этим формулам и приведены в таблице:
Величины параметров в сечениях
Прогиб балки от продолжительной нагрузки
предельно допустимый прогиб.
Список использованной литературы
СНиП 2.09.02-85* «Производственные здания».
СНиП 2.01.01-82 «Строительная климатология и геофизика».
СНиП 23-01-99 «Строительная климатология».
СНиП 2.03.01-89 «Бетонные и железобетонные конструкции».
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения к СНиП 2.03.01-89.
СНиП 52-01-2003 «Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения». М. 2003
СП 52-101-2003 «Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры». М. 2004
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. «Железобетонные конструкции: Общий курс» М.: Стройиздат 1991
Мандриков А.П. «Примеры расчета железобетонных конструкций» М.: Стройиздат 1989
Министерство образования и науки РФ
Федеральное агентство по образованию
ГОУ ВПО Московский государственный открытый университет
Кафедра строительного производства
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовому проекту по дисциплине
«Железобетонные и каменные конструкции»
на тему: Железобетонный каркас одноэтажного промышленного здания